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1 急傾斜地崩壊防止工事技術指針 ( 案 ) 平成 3 年 4 月版正誤表 01(H4) 年 7 月 17 日 No1 頁箇所誤正 54 上から 1 行目 主アンカーは SS400 Dmm L=1.0m を標準タイプとするため As= 3.801cm とする 主アンカーは SS400 Dmm L=1.0m を標準タイプとするため As= 3.871cm とする 6 図 端部は 外周枠のない張出構造であると誤解を受けるため図を変更 67 図 M1 ボルト接合の開孔径 15mm を追記

2 急傾斜地崩壊防止工事技術指針 ( 案 ) 平成 3 年 4 月版正誤表 01(H4) 年 7 月 17 日 No 頁 箇所 誤 正 70 表 4-6- 減水材およびアルミ粉ともに単位をkgに修正 混和材 ( 減水材 ) (%) 混和剤 ( アルミ粉 ) (%) 混和材 ( 減水材 ) (kg) 混和剤 ( アルミ粉 ) (kg) 下から 13 行目常時 qxe=k AE hx γ 地震時 qxe=k AE hx γ 8, 184 下から 1 行目上から 1 行目 139 (5) 主アンカーの検討 D: 土留横材 1 枚の長さ (mm) D: 杭の中心間隔 (mm) (5) 主アンカーの検討ここで 鉄筋量 As:φ とすると As=380.1 (mm)τs =As/Q ( 式 ) =380.1/1,150 =3.0 (N/mm) τsa=80 (N/mm) OK (5) 主アンカーの検討ここで 鉄筋量 As:D とすると As=387.1(mm)τs =As/Q ( 式 ) =387.1/1,150 =31.4 (N/mm) τsa=80 (N/mm) OK 148 ~ 191 土留柵工設計計算例 モデルケースに間違いがあるため 設計計算例を全削除 全増する

3 急傾斜地崩壊防止工事技術指針 ( 案 ) 平成 3 年 4 月版正誤表 01(H4) 年 7 月 17 日 No3 頁箇所誤正 146 吹付法枠工 3 応力度の検討 3 応力度の検討の計算例法枠幅 b=300 (mm) 法枠幅 b=300 (mm) 法枠有効高さ d=35 (mm) 法枠有効高さ d=50 (mm) 鉄筋 D10 上下各 本鉄筋 D13 上下各 本 a) 必要鉄筋量の算定 M As = = =90.57 (mm ) σsa 7/8 d 196 7/8 35 = 0.91(cm ) 異形鉄筋 D10(As=0.7133cm ) を 本使用する As = =1.466(cm ) > As =0.91(cm ) OK よって 引張側 圧縮側両側に異形鉄筋 D10を 本ずつ配置する 6 a) 必要鉄筋量の算定 M As = = =85.13 (mm ) σsa 7/8 d 196 7/ = 0.86(cm ) 異形鉄筋 D13(As=1.67cm ) を 本使用する As =1.67 =.534(cm ) > As =0.86(cm ) OK よって 引張側 圧縮側両側に異形鉄筋 D13を 本ずつ配置する 6 鉄筋比 (P) は 鉄筋断面積 As=14.66(mm ) より求め j mを算出する 鉄筋比 (P) は 鉄筋断面積 As=53.4(mm ) より求め j mを算出する As As P= = =0.000 P= = = b d b d n=15( 鉄筋とモルタルの弾性係数比 ) n=15( 鉄筋とモルタルの弾性係数比 ) k= n p+(n p) -n p k= n p+(n p) -n p = ( ) K 0.18 j =1 = 1 - = K 0.18 m= = =53.96 P =0.18 = ( ) ) =0.7 K j =1 = 1 - = K m= = =40.5 P

4 急傾斜地崩壊防止工事技術指針 ( 案 ) 平成 3 年 4 月版正誤表 01(H4) 年 7 月 17 日 No4 頁箇所誤正 147 吹付法枠工 b) 鉄筋の引張応力度 (σs) b) 鉄筋の引張応力度 (σs) の計算例 M M σs = σs = As j d As j d ここに σs: 鉄筋の引張応力度 (N/mm ) ここに σs: 鉄筋の引張応力度 (N/mm ) d: 有効高さ (mm) d: 有効高さ (mm) j: 鉄筋比より求められる定数 j: 鉄筋比より求められる定数 σs= σs= =117.4 (N/mm ) σsa=196 (N/mm ) OK =63.4(N/mm ) σsa=196 (N/mm ) OK c) コンクリートの曲げ圧縮応力度 (σc) σs σc = m ここに m: 鉄筋比より求められる定数 σc= =.18 (N/mm ) σca=7 (N/mm ) OK d) コンクリートのせん断応力度 (τ) S τ= b j d = =0.16 (N/mm ) τca=0.40 (N/mm ) OK したがってスターラップ筋により補強は必要ない e) モルタルと鉄筋の付着応力度 S τo = U j d ここに U: 鉄筋 (D10) の全周長 =30(mm) ( 本 ) τo = =0.80(N/mm )<τoa=1.4(n/mm ) OK c) コンクリートの曲げ圧縮応力度 (σc) σs σc = m ここに m: 鉄筋比より求められる定数 σc= = 1.58 (N/mm ) σca=7 (N/mm ) OK d) コンクリートのせん断応力度 (τ) S τ= b j d = =0.15 (N/mm ) τca=0.40 (N/mm ) OK したがってスターラップ筋により補強は必要ない e) モルタルと鉄筋の付着応力度 S τo = U j d ここに U: 鉄筋 (D13) の全周長 =40(mm) ( 本 ) τo = =0.58(N/mm )<τoa=1.4(n/mm ) OK

5 枠が受けるモーメント及びせん断力は 枠が等分布荷重を受ける連続梁と考えて算出する ω L1 ω L1 6 M= (kn m) = 10 (kn mm) ( 式 4-4-7) 9 9 H せん断力の照査の位置は 支点よりはなれた位置とする S= ω (L1 H)(kN) = ω (L1 H) 10 (N) ( 式 4-4-8) 5 5 (4) 鉄筋量の算出 1) 必要鉄筋量 As (mm ) M As' ( 式 4-4-9) σ 7/8 d sa As As となるような As を左右に使用する ここに d : 有効高さ (mm) 但し 鉄筋の純かぶりは 4.0cm 以上とする σsa : 鉄筋の許容引張応力度 σsa=196 (N/mm ) 図 鉄筋量計算の諸条件 (5) 応力度の検討 1) 決定した鉄筋量が許容応力度を満足するか検討を行う As 鉄筋比 p = ( 式 ) b d p より j m を算出する 鉄筋の引張応力度 M σs = (N/mm ) <σsa = 196(N/mm ) ( 式 ) As j d モルタル及びコンクリートの曲げ圧縮応力度 σ s σc = (N/mm ) <σca = 7(N/mm ) ( 式 4-4-1) m モルタル及びコンクリートのせん断応力度 s τ = (N/mm ) <τca = 0.4(N/mm ) ( 式 ) b j d 許容応力度を満足できない場合は As( 鉄筋量 ) を増やす ( 使用鉄筋を太くする ) As を増やしても不十分な場合は フレーム枠の断面を大きくする (6) 主アンカーの検討 1) 主アンカーは フレーム枠が自重及び枠内重量によって ずれ落ちないようにする必要がある 法枠 1スパン分の荷重に対する主アンカーのせん断応力度の検討を行う

6 主アンカーは SS400 Dmm L=1.0m を標準タイプとするため As=3.871cm とする τs = Q (N/mm ) <τsa=80(n/mm A ) ( 式 ) S (7) 補助アンカー 1) 打設間隔は 横枠で 70~80cm の間隔を越えない範囲で設置する また 縦枠は横枠の半分程度の配置とする (8) 抑止機能を伴う場合のグラウンドアンカーやロックボルト併用の設計は 第 4 節 4-3 ロックボルト併用吹付法枠工 と 第 7 節グランドアンカー工の設計 を参照する 4--3 コンクリート吹付工の設計 コンクリート吹付工は 吹付法枠工の中詰として用いることを原則とする 吹付工の吹付厚は 斜面の勾配 凹凸の程度 岩質 亀裂と方向 地盤の緩み 風化の程度 気象 地形等を考慮して設計する 解説 図 コンクリート吹付工標準図 (1) 吹付厚は 一般にモルタル吹付では 7~10cm コンクリート吹付では 10~5cm である しかし 北海道においては 寒暖の差が激しく 凍結 融解が予想されるため 15cm を標準とする () 岩質が不均一な地盤においては 吹付工の耐久性や安全性を高めるため 以下に示すように鉄筋 金網等で補強を行う 1 補強用金網一般に菱型 φ~3.mm 網目 50~100mm のものが使用されているが φmm 網目 50mm のワイヤーラスを標準とする 起伏の少ない斜面では φ3.mm 網目 100mm のワイヤーメッシュを使用してもよい

7 最も小さいものとする Tpa=min T1pa Tpa Tsa ( 式 ) () 抜け出し抵抗力 (T1pa) は 定着長 (L1) により算出するため小さな値となることが多いが 補強材が法面工に結合されている場合は 法面工が抜け出し抵抗力 (T1pa) の増大に寄与するため 吹付法枠工を併用する場合には抜け出し抵抗力 (T1pa) の検討を無視してよい (3) 許容引張耐力 (Tpa) の算出に用いる引抜き抵抗力 (Tpa) 及び補強材の許容付着力 (ta) は 地山と注入材あるいは注入材と補強材の許容付着応力度より ( 式 )~ ( 式 4-4-3) により求める Tpa = L ta ( 式 ) ta = min[tpa tca] ( 式 4-4-0) tpa = τ π D p F sa ( 式 4-4-1) tca =τc π d ( 式 4-4-) Tsa =σsa As ( 式 4-4-3) ここに L : 不動地山の有効定着長 (m) ta tpa tca : 許容付着強度 (kn/m) : 地山と注入材の許容付着力 (kn/m) : 補強材と注入材の付着力 (kn/m) τp : 地山と注入材の周面摩擦抵抗 (kn/m ) D : 削孔径 (m) Fsa : 周面摩擦抵抗の安全率 (Fsa=) τc : 補強材と注入材の許容付着応力 (kn/m ) d : 補強材径 (m) 永久目的で使用する場合は 腐食代 1mm を鉄筋公称径に対し考慮する 補強材径 = 鉄筋公称径 -mm σsa : ボルトの許容引張応力度 (kn/m ) As : ボルト材の断面積 (m ) 法面工 図 4-4- 補強材の引張抵抗力

8 4-3-7 ロックボルト併用吹付法枠工の設計 吹付法枠工は 結合されたロックボルトの引張力に十分耐えられる構造でなければならない 解説 (1) 吹付法枠工の作用力吹付法枠工の作用力は 基本的に吹付法枠工に作用する補強材引張力 (To) と地盤反力である 補強材引張力 (To) は 枠の設計に用いる場合には λ=0.7( 補強材の引張力の低減係数 ) を考慮しないこと 1) から 次式により求める To = (kn/ 本 ) ( 式 4-4-4) n ここに To : 補強材引張力 (kn/ 本 ) Tm : 補強材の設計引張力 : ロックボルトの水平間隔 (m) n : ロックボルトの段数 () 断面力の算定ロックボルトの設置位置を梁の支点とし 補強材引張力によって生じる地盤反力が縦枠と横枠に等分布荷重として作用する 方向連続梁と考える 等分布荷重 (ω) は ロックボルト 1 本当たりの荷重を 負担する法枠長で除す ω= L To 1 +L - b ( 式 4-4-5) ここに ω : 法枠に作用する等分布荷重 (kn/m) To : 補強材引張力 (kn/ 本 ) L1 : 縦枠のロックボルト間隔 (m) L : 横枠のロックボルト間隔 (m) b : 縦枠 横枠の幅 (m) 図 ロックボルトの荷重負担 枠に作用する最大曲げモーメント (M) 及び最大せん断力 (S) は L1 L のうち長い方の梁に生ずる値を用いる ω L M= (kn m) ( 式 4-4-6) 9 3 S= ω (L-b) (kn) ( 式 4-4-7) 5 ここに L : L1 と L のうち長い方の値 (m) ω : 法枠に作用する等分布荷重 (kn/m) b : 枠の幅 (m) (3) 鉄筋量の算定 応力度の照査コンクリートと鉄筋の応力度や鉄筋量の算定等については 4-- 吹付法枠工の設計計算 に準ずる - 6 -

9 (5) 崩土防止横材の中間支柱は H を標準とする 杭と崩土防止横材の中間支柱の接合に使用するボルトは M1 45mm を標準とし フランジ端部からボルト孔中心までの標準縁端距離を 0mm とする 図 中間支柱接続の標準図

10 図 崩土防止横材端末支柱標準図 1.50 図 崩土防止横材中間端末支柱標準図 (6) 長大斜面における配列間隔は 斜面内で発生する中抜け崩壊を防止するため 直高 5m 程度を標準とし 斜面状況や景観への配慮 ( 樹木の保全 ) の必要性等によっては 7m まで拡大してもよい (7) 斜面下端に既設擁壁等が設置されている場合の土留柵工の配置計画は 既設擁壁が設置される前の地山を想定して安定解析より c φ を算出し 既設擁壁が受け持つことが可能な土塊を求め 残土塊のすべり崩壊斜面を対象として行う

11 (8) 土留柵工の防錆対策は 溶融亜鉛メッキ処理を施し 景観に配慮して塗装を行うことを標準とする 溶融亜鉛メッキ及び塗装の規格は表 塗装範囲は図 図 を標準とする 溶融亜鉛メッキ 塗 装 表 溶融亜鉛メッキ 塗装規格 8) JIS H 種 55 を標準とする ( 付着量 550g/m 以上 平均メッキ膜厚 76μm 以上 ) 1 塗装方法 : 工場塗装を標準とする 塗装範囲 : 図 図 に示すとおりとし 溶融亜鉛メッキを塗布した後に行う 1 前処理 : エポキシ樹脂系塗料 ( 亜鉛メッキ面用プライマー ) を用いる方法を標準とする 上塗り : 塩化ゴム系塗料とする 3 膜厚 : 前処理用プライマー 上塗り合わせて 50 ミクロン以上とする 4 色調 : こげ茶色系統とし 15-0B( 日本塗料工業会塗料用標準色 ) を標準とする 杭の突出高 崩土防止横材 H=1.0m 前面図 背面図 図 塗装範囲 ( 杭 崩土防止横材 )

12 杭の突出高 土留横材 土留横材は左図のとおり 前面及び上面側のみを塗装範囲とする 図 塗装範囲 ( 土留横材 ) (9) 注入モルタルは 表 4-6- に示す配合を標準とする セメント種類 水セメント比 W/C (%) 表 4-6- 注入モルタル配合表 9) セメント C (kg) 水 W (kg) 細骨材 S (kg) 混和材 ( 減水材 ) (kg) 混和剤 ( アルミ粉 ) (kg) フロー値 (sec) 高炉 B 種 ± 注入モルタル 杭 (H 型鋼 ) H 型鋼 注入モルタル 削孔径 削孔径 図 注入モルタル範囲

13 杭の中心 かさ上げ盛土高比 (H1/H)=1 LEVEL 壁面摩擦角 δ W kh W P Ph ω H/3 杭の突出高 + トラフ高 1.0m H1 H 崩土堆積時の土圧算出モデル 杭の中心 かさ上げ盛土高比 積雪 hs (H1/H)=1 W kh W hs H1 壁面摩擦角 δ P Ph ω H/3 杭の突出高 + トラフ高 H 積雪時の土圧算出モデル 図 土圧算出モデル図

14 杭の中心 ω hx qx(qxe) B H D Mmax 図 土留横材の応力計算図 1 トラフ下の水平土圧係数は 試行くさび法で求めた土圧合力の水平成分から 次式より求める 常時地震時 Ph K = A ( 式 4-6-4) γ H K Ph E = ( 式 4-6-5) AE γ H ここに KA : 常時の水平土圧係数 KAE : 地震時の水平土圧係数 γ : 土の単位体積重量 (kn/m 3 ) H : 親杭上端からトラフ下までの距離 (m) Ph : 常時の土圧合力の水平成分 (kn) PhE : 地震時の土圧合力の水平成分 (kn) 各土留横材下端の土圧強度の水平成分は次式より求める 常時 qx = KA hx γ ( 式 4-6-6) 地震時 qxe= KAE hx γ ( 式 4-6-7) ここに qx : 各横材下端の常時における水平土圧強度 (kn/m) qxe : 各横材下端の地震時における水平土圧強度 (kn/m) hx : 親杭上端から各横材下端までの距離 (m) 3 最大曲げモーメント (Mmax) は 土圧が土留横材に等分布に作用するものとして次式により求め 断面係数で除して部材の応力度を検討する Mmax=ω D /8 ( 式 4-6-8) σa Mmax/Z ( 式 4-6-9) ここに Mmax : 最大曲げモーメント (N mm) ω : 等分布荷重 (N/mm) ω=qx B 但し B: 土留横材 1 枚の幅 (mm) D : 杭の中心間隔 (mm) - 8 -

15 (5) 主アンカーの検討ここで 鉄筋量 As:D とすると As=387.1 (mm ) Q τs = ( 式 ) As 1,150 = =31.4 (N/mm ) τsa=80 (N/mm ) OK

16 第 節ロックボルト工設計計算例 -1 設計条件 必 要 抑 止 力 :Pr = 100 (kn/m) すべり面と水平線のなす角度 :θ = 45 ( 度 ) す べ り 層 の 内 部 摩 擦 角 :φ = 5 ( 度 ) ロ ッ ク ボ ル ト 間 隔 :@ = 1.50 (m) ロ ッ ク ボ ル ト 施 工 段 数 :n = 11 ( 段 ) ロ ッ ク ボ ル ト 傾 角 :α = 45 ( 度 ) ロ ッ ク ボ ル ト 効 果 : 締め付け+ 引止め効果 ロ ッ ク ボ ル ト 用 途 : 永久 ( 常時 ) 補強材と注入材の許容付着応力度 :τc = 1.60 (N/mm ) 地山と注入材の周面摩擦抵抗 :τp = 0.48 (N/mm ) 極限周面摩擦抵抗に対する計画安全率 :Fs =.0 削 孔 径 :D = 65 (mm) 補 強 材 径 :D = (mm) 不 動 地 山 の 有 効 定 着 長 :L = 1.5 (m) 図 5--1 解析モデル図 - 設計引張力の算定 (1) 補強材の単位幅当たり設計引張力 Pr Tm = ( 式 ) sinβ tanφ cosβ ここに Tm : 補強材の設計引張力 (Tm λ Tpa)(kN/m) Pr : 必要抑止力 (kn/m) φ : すべり面の内部摩擦角 ( 度 ) β : ロックボルトとすべり面のなす角 ( 度 )β=α+θ

17 -4 吹付法枠工の検討 (1) 吹付法枠工設計条件 吹 付 法 枠 工 の 形 状 : (mm) 枠 間 隔 : (mm) 吹付コンクリート設計基準強度 :σck= 18 (N/mm ) 吹付コンクリート許容曲げ圧縮応力度 :σca= 7 (N/mm ) 吹付コンクリート許容せん断応力度 :τca= 0.40 (N/mm ) 鉄 筋 の 許 容 引 張 応 力 度 :σsa= 196 (N/mm ) 鉄 筋 の 許 容 付 着 応 力 度 :τoa= 1.4 (N/mm ) () 補強材引張力 補強材引張力 (TO) は 次式により求める TO = (kn/ 本 ) ( 式 4-4-4) n ここに TO : 補強材引張力 (kn/ 本 ) Tm : 補強材の設計引張力 (kn/m) Tm = Pr (kn/m) ( 式 ) sinβ tanφ cosβ 100 = sin90 tan5 cos90 =14.45(kN/m) 必要抑止力の増加に対する補強材の設計引張力 5.36 Tm = sin90 tan5 cos90 Tm =11.9(kN/ スパン ) TO n : ロックボルトの水平間隔 (m) : ロックボルトの段数 = =39.45(kN/ 本 ) (3) 設計荷重設計荷重の算定は次式により算出する ω = L To L 1 b ( 式 4-4-5) ここに ω : 法枠に作用する等分布荷重 (kn/m) TO : ロックボルト 1 本当たりの補強材引張力 (kn/ 本 ) L1 L b : 縦枠のロックボルト間隔 (m) : 横枠のロックボルト間隔 (m) : 縦枠 横枠の幅 (m) ω = =14.61 (kn/m)

18 (4) 法枠の応力検討ロックボルトの位置を支点とする連続梁とする 1 最大曲げモーメント (M) ω L M = = 9 =3.65(kN/m) ( 式 4-4-6) 最大せん断力 (S) 3 3 S = ω (L-b) = ( )=10.5(kN) 5 5 ( 式 4-4-7) 3 応力度の検討法枠幅 b=300 (mm) 法枠有効高さ d=50 (mm) 鉄筋 D13 上下各 本 a) 必要鉄筋量の算定 6 M As = = =85.13 (mm ) σsa 7/8 d 196 7/8 50 = 0.86(cm ) 異形鉄筋 D13(As=1.67cm ) を 本使用する As =1.67 =.534(cm ) > As =0.86 (cm ) OK よって 引張側 圧縮側両側に異形鉄筋 D13 を 本ずつ配置する 鉄筋比 (P) は 鉄筋断面積 As=53.4(mm ) より求め j m を算出する As 53.4 P = = = b d n =15( 鉄筋とモルタルの弾性係数比 ) k = n p+(n p) -n p = ( ) =0.7 j =1- K 3 K m = = P 0.7 = 1 - = =

19 b) 鉄筋の引張応力度 (σs) M σs = As j d ここに σs : 鉄筋の引張応力度 (N/mm ) d : 有効高さ (mm) j : 鉄筋比より求められる定数 σs = =63.4 (N/mm ) σsa=196 (N/mm ) OK c) コンクリートの曲げ圧縮応力度 (σc) σs σc = m ここに m : 鉄筋比より求められる定数 63.4 σc = 40.5 = 1.58 (N/mm ) σca=7 (N/mm ) OK d) コンクリートのせん断応力度 (τ) S τ = b j d = =0.15 (N/mm ) τca=0.40 (N/mm ) OK したがってスターラップ筋により補強は必要ない e) モルタルと鉄筋の付着応力度 S τo = U j d ここに U : 鉄筋 (D13) の全周長 =40(mm) ( 本 ) τo = =0.58(N/mm )<τoa=1.4(n/mm ) OK

20 第 3 節土留柵工設計計算例 3-1 設計条件 背面土の単位体積重量 :γ = 17(kN/m 3 ) ( 表 より 密実でない砂質土 ) 背面土の内部摩擦角 :φ = 5( 度 ) ( 表 より 密実でない砂質土 ) 崩土の単位体積重量 :γ = 17(kN/m 3 ) ( 表 より 密実でない砂質土 ) 土留横材の高さ ( 突出 ):h = 1.0(m) 崩土防止横材の高さ :h = 1.0(m) 斜 面 勾 配 :θ = 下部 4( 度 ) 上部 31( 度 ) 常時壁面摩擦角 :δ = 1/φ=1.5( 度 ) 地震時壁面摩擦角 :δ = 1/φ=1.5( 度 ) 地 震 時 合 成 角 :β = tan -1 kh( 度 ) 設 計 積 雪 深 :hs = 1.00(m)(30 年確立最大積雪深 ) 3- 計算対象の土留柵工すべり形態は 図 解析モデル図に示すように 地質境である岩盤及び土砂をすべり面とする表層崩壊と仮定する 土留柵の計算は 岩盤をすべり面とする 1 段目杭 土砂をすべり面とする 6 段目杭 根入れ地山が土砂と岩盤からなる 5 段目杭について検討する 図 解析モデル図 3-3 現況斜面の安定解析 ( すべり面のC φの推定 ) 現況斜面の安定解析は 現地踏査及びボーリング調査結果から 図 解析モデル図に 示すようなすべり面を想定し 以下に示す簡便法の分割法による Σ (N-u) tanφ C Σ Fs = ΣT ( 式 4-6-1) ここに Fs : 現状安全率 ΣT : 分割片の接線力の合計 (kn/m) ΣN : 分割片の法線力の合計 (kn/m) Σu : 分割片に作用する間隙水圧の合計 (kn/m) Σl : 分割片のすべり面長の合計 (m) C : すべり面の土の粘着力 (kn/m ) φ : すべり面の土の内部摩擦角 ( 度 )

21 図 5-3- 分割片の説明図 すべり面の粘着力 (C) 内部摩擦角(φ) は 現地形におけるすべり土塊全体の現状安全率を Fs=1.0 と仮定し これより粘着力 C(kN/m ) を平均すべり層厚から求め 逆算により内部摩擦角 (φ) を算出する 表 安定計算表 ( 現況 ) 山側高谷側高幅面積重量勾配接線力法線力すべりスラ h1 h d A W θ T N 面長 L イス A γt Wsinθ Wcosθ d/cosθ NO (m) (m) (m) (m ) (kn) ( 度 ) (kn/m) (kn/m) (m) 合計

22 すべり面の C φは現況安全率 Fs=1.0 とし算出する C : 平均すべり厚さにより決定する Fs ΣT-C ΣL tanφ = = = ΣN φ =33.9( 度 ) 3-4 最下段杭位置の設定 最下段土留柵工の位置の決定に当たっては その下方の土塊の安全率 (Fs) が目標安全率 (Fsp=1.5) を満足するように設計する 表 5-3- 安定計算表 ( 最下段杭位置 ) 山側高谷側高幅面積重量勾配接線力法線力すべりスラ h1 h d A W θ T N 面長 L イス A γt Wsinθ Wcosθ d/cosθ NO (m) (m) (m) (m ) (kn) ( 度 ) (kn/m) (kn/m) (m) 合計 tan Fs = =1.5 > Fsp=1.5 OK

23 3-5 1 段目杭の設計 外力の計算 (1) 推力法単位幅当たりの必要抑止力 ( 推力,Pr) は 次式により求める Pr =1.5 ΣT-{Σ(N-U) tanφ+c Σl} ( 式 4-6-) 水平成分 (P) は次式により求める P =Pr cosθ 表 安定計算表 (1 段目杭の推力の算出 ) 山側高谷側高幅面積重量勾配接線力法線力すべりスラ h1 h d A W θ T N 面長 L イス A γt Wsinθ Wcosθ d/cosθ NO (m) (m) (m) (m ) (kn) ( 度 ) (kn/m) (kn/m) (m) 合計 Pr = ( tan )=65.35 (kn/m) P =65.35 cos4 =48.56 (kn/m) 親杭間隔 D=1.50m の 1 本の親杭に働く水平力 Ph =P D ( 式 4-6-3) = =7.84 (kn/ 本 ) ここに Ph : 杭一本当たりに働く推力 (kn) P : 単位幅当たりの推力 ( 水平力 )(kn/m) D : 杭の中心間隔 (kn/m) () 土圧法 1 設計水平震度 a) 地盤の特性値 TG = 4 n i= l Hi Vsi ( 式 ) ここに TG : 地盤の特性値 (s) Hi :i 番目の地層の厚さ (m) Vsi :i 番目の地層の平均せん断弾性波速度 (m/s) 値は式 によるものとする 粘性土層の場合 Vsi=100Ni 1/3 (1 Ni 5) ( 式 ) 砂質土層の場合 Vsi=80Ni 1/3 (1 Ni 50) Ni : 標準貫入試験による i 番目の地層の平均 N 値 i : 当該地盤が地表面から基盤面まで n 層に区分されるときの地表面から i 番目の地層の番号基礎面は N>50 の岩盤とし 地震時検討の対象土層は 厚さ 1.1m,N=5 の粘性土の表土とする

24 層 NO 土質区分平均 N 値層厚 Hi(m) Vsi Hi/Vsi 1 表土 ( 粘性土 ) Hi TG=4 = =0.004 Vsi TG < 0. よりⅠ 種地盤とする b) 設計水平震度 =0.006 kh =CZ kho ( 式 4-6-1) ここに kh : 設計水平震度 kho : 設計水平震度の標準値 ( 表 よりⅠ 種地盤として kho=0.16) CZ : 地域別補正係数 ( 図 より B 地域として CZ=0.85) kh = =0.14 θ =tan -1 kh=tan =7.97 土圧力 a) 崩土堆積時の土圧力 杭の中心 4 かさ上げ盛土高比 (H1/H)=1 LEVEL 360 壁面摩擦角 δ W kh W P Ph ω H/3 杭の突出高 + トラフ高 1000 H H 1360 U300B 常時 W sin( ω-φ) P = cos ( ω-φ-δ) ( 式 4-6-6) すべり角 土砂重量 土圧力 ω( ) W(kN) P(kN) 最大となる土圧力 ω=47 のとき P=16.9(kN) sin (47 5) P = =16.9 (kn) cos ( )

25 土圧力の水平分力 (Ph ) Ph =P cosδ ( 式 4-6-8) =16.9 cos1.5 =16.5 (kn) 親杭間隔 D=1.50m の 1 本の親杭に働く水平力 Ph =Ph D ( 式 ) = =4.78 (kn/ 本 ) 地震時 PE = W sin( ω-φ+ θ) cos ( ω-φ-δ) cosθ ( 式 4-6-7) すべり角 土砂重量 土圧力 ω( ) W(kN) P(kN) 最大となる土圧力 ω=39 のとき P=4.0(kN) sin( ) PE = = 4.0(kN) cos( ) cos7.97 土圧力の水平分力 (PhE ) PhE =PE cosδ ( 式 4-6-9) =4.0 cos1.5 =3.45 (kn) 親杭間隔 D=1.50m の 1 本の親杭に働く水平力 PhE =PhE D ( 式 ) = = (kn/ 本 ) b) 積雪時の土圧力 積雪 hs=1.0 杭の中心 4 かさ上げ盛土高比 (H1/H)=1 W kh W H 壁面摩擦角 δ P Ph ω H/3 杭の突出高 + トラフ高 H 1360 U300B 常時 W sin( ω-φ) P = cos ( ω-φ-δ) ( 式 4-6-6)

26 すべり角 土砂重量 雪荷重 合計 土圧力 ω( ) W(kN) W(kN) W(kN) P(kN) 最大となる土圧力 ω=45 のとき P=16.86(kN) sin (45 5) P = =16.86 (kn) cos ( ) 土圧力の水平分力 (Ph ) Ph =P cosδ ( 式 4-6-8) =16.86 cos1.5 = (kn) 親杭間隔 D=1.50m の 1 本の親杭に働く水平力 Ph =Ph D ( 式 ) = =4.69 (kn/ 本 ) 地震時 PE = W sin( ω-φ+ θ) cos ( ω-φ-δ) cosθ ( 式 4-6-7) すべり角 土砂重量 雪荷重 合計 土圧力 ω( ) W(kN) W(kN) W(kN) P(kN) 最大となる土圧力 ω=37 のとき P=5.0 (kn) 7.55 sin( ) PE = =5.0(kN) cos( ) cos7.97 土圧力の水平分力 (PhE ) PhE =PE cosδ ( 式 4-6-9) =5.0 cos1.5 = 4.43 (kn) 親杭間隔 D=1.50m の 1 本の親杭に働く水平力 PhE =PhE D ( 式 ) = =36.65 (kn/ 本 ) 3 作用荷重 常時 Ph( 崩土堆積時 )=4.78 (kn/ 本 ) Ph( 積雪時 )=4.69 (kn/ 本 ) したがって 常時の杭 1 本当たりの荷重は Ph=4.78 (kn/ 本 ) とする 地震時 PhE( 崩土堆積時 )=35.18 (kn/ 本 ) PhE( 積雪時 )=36.65 (kn/ 本 ) したがって 地震時の杭 1 本当たりの荷重は PhE=36.65 (kn/ 本 ) とする

27 4 作用位置 推力法 ht 1.6 h 0= = =0.53 (m) 3 3 土圧法 ht 1.36 h 0= = = 0.45 (m) 土圧係数 常時( 崩土堆積時 ) Ph = 1 KA γ H ここに Ph : 常時土圧力の水平分力 (kn) KA : 常時土圧係数 Ph ( 式 4-6-4) γ H KA = 16.5 = =1.051 地震時( 積雪時 ) PhE = 1 KAE γ H ここに PhE : 地震時土圧力の水平分力 (kn) KAE : 地震時土圧係数 Ph E ( 式 4-6-5) γ H 4.43 = KAE = =1.554 K AE = =1.479 < 1.5( 許容応力度比 ) K A したがって 土圧法の計算は常時のみについて行う 3-5- 杭の計算 (1) 杭が NG の計算 1 設計条件 推力法及び土圧法杭は H 型鋼 H と仮定する杭径 d =15.0 (cm) 断面 次モーメント I =1,60 (cm 4 ) 断面係数 Z =16 (cm 3 ) 鋼材のヤング係数 E = (N/cm ) 杭材の断面積 Ap =39.65 (cm )

28 杭の特性値 βに用いる N 値は 深度毎の N 値を用いる方法と層毎の平均 N 値を用いる方法があるが 1 段目杭については 深度毎の N 値を用いる方法により計算する 根入地盤 (1/βまでの範囲) の N 値は 調査結果から以下のように仮定する 土質 深度 H N 値 土砂 (50/5cm) 岩 杭の中心 想定すべり面 深度 N 値 備考 すべり面 U300B 杭の突出高 + トラフ高 土圧法 1/β 推力法 1/β 特性値 βの算出 推力法 1/β=0.75m と仮定し 平均横方向地盤反力係数を求める 土質 N 値 ES 値 (N/cm ) K 値 (N/cm 3 ) 層厚 (m) 岩 (1) 50 3, 岩 () 岩 () の計算 =53 4, ES 値 =7.1 N = =4,104 (N/cm )

29 Es 4,115 K 値 = = =74.3 (N/cm 3) d 15.0 平均 K 値 = =71.4 (N/cm ) β= 4 K D = 4 E I ,60 = (cm -1 ) ( 式 ) 1/β = 75 (cm) 仮定した 1/β=0.75m と合致するため OK 土圧法 1/β=0.87m と仮定し 平均横方向地盤反力係数を求める 土質 N 値 ES 値 (N/cm ) K 値 (N/cm 3 ) 層厚 (m) 土砂 (1) 岩 (1) 50 3, 岩 () =51 4, 岩 () の計算 ES 値 =7.1 N = =4,007 (N/cm ) Es 4,007 K 値 = = =67.1 (N/cm 3) d 平均 K 値 = =148.1 (N/cm ) β= 4 = (cm -1 ) ,60 1/β =87 (cm) 仮定した 1/β=0.87m と合致するため OK 3 応力計算最大曲げモーメント Mmax は Y.L.Chang の式により求める Mmax =-Ph h ψm (βh) ( 式 ) ψm(βh) = (1+ β h) β h exp -tan β h 推力法 ( 式 4-6-0) ψm(βh) = ( ) exp -tan =1.48 Mmax =7, = (N cm)= (N mm)

30 土圧法( 常時 ) ( ) +1 1 ψm(βh) = exp -tan =1.391 Mmax = 4, = (N cm)= (N mm) 杭の曲げ応力度 σは次式で算出する Mmax σa ( 式 ) Z 推力法 σ = =4(N/mm ) >σa=10 (N/mm ) OUT 土圧法 ( 常時 ) σ = = 7 (N/mm ) <σa = 140 (N/mm ) OK 杭のせん断応力度 τは次式で算出する Smax Ph τa = ( 式 4-6-1) Ap Ap 推力法 4 7,84 10 τ = =19 (N/mm ) <τa=10 (N/mm ) OK 土圧法 ( 常時 ) τ = =7 (N/mm ) <τa=80 (N/mm ) OK 杭を H 型鋼 H-150 と仮定した場合 推力で杭の曲げ応力度が許容応力度を超えるため 使用不可となる () 杭が OK の計算 1 設計条件 推力法及び土圧法杭は H 型鋼 H と仮定する杭径 d=17.5 (cm) 断面 次モーメント I=,900 (cm 4 ) 断面係数 Z=331 (cm 3 ) 鋼材のヤング係数 E= (N/cm ) 杭材の断面積 Ap=51.4 (cm ) 杭の特性値 βに用いる N 値は 深度毎の N 値を用いる方法と層毎の平均 N 値を用いる方法があるが 1 段目杭については 深度毎の N 値を用いる方法により計算する

31 根入地盤 (1/βまでの範囲) の N 値は 調査結果から以下のように仮定する 土質 深度 H N 値 土砂 (50/5cm) 岩 杭の中心 想定すべり面 深度 N 値 備考 すべり面 U300B 杭の突出高 + トラフ高 土圧法 1/β 推力法 1/β 特性値 βの算出 推力法 1/β=0.87m と仮定し 平均横方向地盤反力係数を求める 土質 N 値 ES 値 (N/cm ) K 値 (N/cm 3 ) 層厚 (m) 岩 (1) 50 3, 岩 () =53 4, 岩 () の計算 ES 値 =7.1 N = =4,115 (N/cm ) Es 4,115 K 値 = = =35.1 (N/cm 3) d 平均 K 値 = =33.0 (N/cm )

32 β= 4 K D = 4 E I ,900 = (cm -1 ) ( 式 ) 1/β =87 (cm) 仮定した 1/β=0.87m と合致するため OK 土圧法 1/β=0.99m と仮定し 平均横方向地盤反力係数を求める 土質 N 値 ES 値 (N/cm ) K 値 (N/cm 3 ) 層厚 (m) 土砂 (1) 岩 (1) 50 3, 岩 () ( ) =5 4, 岩 () の計算 ES 値 =7.1 N = =4,061 (N/cm ) Es 4,061 K 値 = = =3.1 (N/cm 3) d 平均 K 値 = =141.1 (N/cm ) β= = (cm ) 900 1/β =98 (cm) 仮定した 1/β=0.99m とでは終息しないが 1 cmの誤差であるため OK 3 応力計算最大曲げモーメント Mmax は Y.L.Chang の式により求める Mmax =-Ph h ψm (βh) ( 式 ) ψm(βh) = (1+ β h) β h exp - tan β h 推力法 ( 式 4-6-0) ψm(βh) = ( ) exp -tan =1.307 Mmax = 7, = (N cm)= (N mm) 土圧法( 常時 ) ψm(βh) = ( ) +1 exp tan =

33 Mmax = 4, = (N cm)= (N mm) 杭の曲げ応力度 σは次式で算出する Mmax σ = ( 式 ) Z 推力法 σ = = 153 (N/mm ) <σa = 10 (N/mm ) OK 土圧法 ( 常時 ) σ = = 50 (N/mm ) <σa = 140 (N/mm ) OK 杭のせん断応力度 τは次式で算出する Smax Ph τ = = ( 式 4-6-1) Ap Ap 推力法 τ = =15 (N/mm ) <τa=10 (N/mm ) OK 土圧法( 常時 ) τ = =5 (N/mm ) <τa=80 (N/mm ) OK 4 根入長の算出杭の必要根入長さ (l) は 次式で算出する 推力法により杭規格が決定していることから 根入長については推力法についてのみ計算する 3 l ( 式 4-6-3) β 推力法 3 l = =61 (cm)=.61 (m) 杭の全長 (L) は 根入長にすべり面 ( 土圧法では前面地盤 ) より上側の杭長を加え 50cm 毎に決定する 推力法 L = = 4.37 = 4.50 (m) よって 1 段目杭は H L=4.50m とする

34 3-6 5 段目杭の計算 外力の計算 (1) 推力法単位幅当たりの必要抑止力 ( 推力,Pr) は 次式から求める Pr =1.5 ΣT-{Σ(N-U) tanφ+c Σl} ( 式 4-6-) 水平成分 (P) は次式により求める P =Pr cosθ 表 安定計算表 (5 段目杭の推力の算出 ) 山側高谷側高幅面積重量勾配接線力法線力すべりスラ h1 h d A W θ T N 面長 L イス A γt Wsinθ Wcosθ d/cosθ NO (m) (m) (m) (m ) (kn) ( 度 ) (kn/m) (kn/m) (m) 合計 Pr = ( tan )=0.73 (kn/m) P =0.73 cos31 =17.77 (kn/m) 親杭間隔 D=1.50m の 1 本の親杭に働く水平力 Ph =P D ( 式 4-6-3) = =6.66 (kn/ 本 ) ここに Ph : 杭一本当たりに働く推力 (kn) P : 単位幅当たりの推力 ( 水平力 )(kn/m) D : 杭の中心間隔 (kn/m) () 土圧法 1 土圧力 a) 崩土堆積時の土圧力 杭の中心 かさ上げ盛土高比 (H1/H)= LEVEL 壁面摩擦角 δ W kh W P Ph ω H/3 杭の突出高 + トラフ高 1000 H1 190 H 190 U

35 常時 W sin( ω-φ) P = cos ( ω-φ-δ) ( 式 4-6-6) すべり角 土砂重量 土圧力 ω( ) W(kN) P(kN) 最大となる土圧力 ω=53 のとき P=14.34(kN) 9.44 sin(53 5) P = =14.34(kN) cos( ) 土圧力の水平分力 (Ph ) Ph =P cosδ ( 式 4-6-8) =14.34 cos1.5 =14.00 (kn) 親杭間隔 D=1.50m の 1 本の親杭に働く水平力 Ph =Ph D ( 式 ) = =1.00 (kn/ 本 ) 地震時 PE = W sin( ω-φ+ θ) cos ( ω-φ-δ) cosθ ( 式 4-6-7) すべり角 土砂重量 土圧力 ω( ) W(kN) P(kN) 最大となる土圧力 ω=38 のとき P=0.69(kN) 57.5 sin( ) PE = = 0.69 (kn) cos( ) cos7.97 土圧力の水平分力 (PhE ) PhE =PE cosδ ( 式 4-6-9) =0.69 cos1.5 =0.0 (kn) 親杭間隔 D=1.50m の 1 本の親杭に働く水平力 PhE =PhE D ( 式 ) = =30.30 (kn/ 本 )

36 b) 積雪時の土圧力 積雪 hs=1.0 杭の中心 かさ上げ盛土高比 (H1/H)=1 31 W kh W H1 190 壁面摩擦角 δ P Ph ω H/3 杭の突出高 + トラフ高 H 190 U40 常時 W sin( ω-φ) P = cos ( ω-φ-δ) ( 式 4-6-6) すべり角 土砂重量 雪荷重 合計 土圧力 ω( ) W(kN) W(kN) W(kN) P(kN) 最大となる土圧力 ω=4 のとき P=1.78(kN) sin(4 5) P = =1.78 (kn) cos( ) 土圧力の水平分力 (Ph ) Ph =P cosδ ( 式 4-6-8) =1.78 cos1.5 =1.48 (kn) 親杭間隔 D=1.50m の 1 本の親杭に働く水平力 Ph =Ph D ( 式 ) = =18.7 (kn/ 本 ) 地震時 PE = W sin( ω-φ+ θ) cos ( ω-φ-δ) cosθ ( 式 4-6-7) すべり角 土砂重量 雪荷重 合計 土圧力 ω( ) W(kN) W(kN) W(kN) P(kN) 最大となる土圧力 ω=35 のとき P=0.08(kN)

37 64.39 sin ( ) PE = = 0.08 (kn) cos ( ) cos7.97 土圧力の水平分力 (PhE ) PhE =PE cosδ ( 式 4-6-9) =0.08 cos1.5 = (kn) 親杭間隔 D=1.50m の 1 本の親杭に働く水平力 PhE =PhE D ( 式 ) = = 9.40 (kn/ 本 ) 作用荷重 常時 Ph( 崩土堆積時 )=1.00 (kn/ 本 ) Ph( 積雪時 )=18.7 (kn/ 本 ) したがって 常時の杭 1 本当たりの荷重は Ph=1.00 (kn/ 本 ) とする 地震時 PhE( 崩土堆積時 )=30.30 (kn/ 本 ) PhE( 積雪時 )=9.40 (kn/ 本 ) したがって 地震時の杭 1 本当たりの荷重は PhE =30.30 (kn/ 本 ) とする 3 作用位置 推力法 ht=1.9 < すべり厚 =1.6 より h 1.60 h0= = =0.53(m) 3 3 土圧法 ht 1.9 h0= = =0.43 (m) 土圧係数 常時( 崩土堆積時 ) 1 Ph = KA γ H ここに Ph : 常時土圧力の水平分力 (kn) KA : 常時土圧係数 Ph γ H KA = ( 式 4-6-4) = =0.990 地震時( 崩土堆積時 ) 1 PhE = KAE γ H ここに PhE : 地震時土圧力の水平分力 (kn) KAE : 地震時土圧係数 Ph E ( 式 4-6-5) γ H KAE =

38 0.0 = =1.48 K AE 1.48 = =1.44 < 1.5 ( 許容応力度比 ) K A したがって 土圧法の計算は常時のみについて行う 3-6- 杭の計算 (1) 杭が NG の計算 1 設計条件 推力法及び土圧法杭は H 型鋼 H と仮定する杭径 d =10.0 (cm) 断面 次モーメント I =378 (cm 4 ) 断面係数 Z =75.6 (cm 3 ) 鋼材のヤング係数 E = (N/cm ) 杭材の断面積 Ap =1.59 (cm ) 杭の特性値 βに用いる N 値は 深度毎の N 値を用いる方法と層毎の平均 N 値を用いる方法があるが 5 段目杭については 平均 N 値を用いる方法により計算する 根入地盤 (1/βまでの範囲) の N 値は 調査結果から以下のように仮定する 土質 深度 H N 値 土砂 岩 (50/5cm) 杭の中心 想定すべり面 深度 N 値 備考 平均 N 値 10 すべり面 U40 杭の突出高 + トラフ高 平均 N 値

39 特性値 βの算出 推力法 1/β=0.69m と仮定し 平均横方向地盤反力係数を求める 土質 N 値 ES 値 (N/cm ) K 値 (N/cm 3 ) 層厚 (m) 土砂 岩 55 4, 岩の計算 ES 値 =7.1 N = =4, (N/cm ) ( 式 ) Es 4, K 値 = = = 4. (N/cm 3) d 平均 K 値 = =130.8 (N/cm ) β= 4 K D = 4 E I = (cm -1 ) ( 式 ) 1/β =69(cm) 仮定した 1/β=0.69m に合致するため OK 土圧法 1/β=0.95m と仮定し 平均横方向地盤反力係数を求める 土質 N 値 ES 値 (N/cm ) K 値 (N/cm 3 ) 層厚 (m) 土砂 (1) 土砂 () 岩 55 4, 岩の計算 ES 値 =7.1 N = =4, (N/cm ) ( 式 ) Es 4, K 値 = = = 4. (N/cm 3) d 平均 K 値 = =37.0 (N/cm ) β= 4 K D = = (cm 4 E I ) 378 ( 式 ) 1/β =95 (cm) 仮定した 1/β=0.95m に合致するため OK 3 応力計算最大曲げモーメント Mmax は Y.L.Chang の式により求める Mmax =-Ph h ψm (βh) ( 式 )

40 ψm(βh) = (1+ β h) β h +1 1 exp - tan β h 推力法 ( 式 4-6-0) ψm(βh) = ( ) exp 1 tan = 1.1 Mmax =6, = (N cm)= (N mm) 土圧法( 常時 ) ( ) 1 ψm(βh) = + exp = tan Mmax =1, = (N cm)= (N mm) 杭の曲げ応力度 σは次式で算出する Mmax σ = ( 式 ) Z 推力法 σ = =9 (N/mm ) >σa=10 (N/mm ) OUT 土圧法 ( 常時 ) σ = =176 (N/mm ) >σa=140 (N/mm ) OUT 杭のせん断応力度 τは次式で算出する Smax Ph τ = = ( 式 4-6-1) Ap Ap 推力法 τ = =13 (N/mm ) <τa=10 (N/mm ) OK 土圧法 ( 常時 ) τ = =10 (N/mm ) <τa=80 (N/mm ) OK 杭を H 型鋼 H-100 と仮定した場合 杭の曲げ応力度が許容応力度を超えるため 使用不可となる

41 () 応力が OK の計算 1 設計条件 推力法及び土圧法杭は H 型鋼 H と仮定する杭径 d =1.5 (cm) 断面 次モーメント I =839 (cm 4 ) 断面係数 Z =134 (cm 3 ) 鋼材のヤング係数 E = (N/cm ) 杭材の断面積 Ap =30.00 (cm ) 杭の特性値 βに用いる N 値は 深度毎の N 値を用いる方法と層毎の平均 N 値を用いる方法があるが 5 段目杭については 平均 N 値を用いる方法により計算する 根入地盤 (1/β までの範囲 ) の N 値は 調査結果から以下のように仮定する 土質深度 H N 値 土砂 岩 (50/5cm) 杭の中心 想定すべり面 深度 N 値 備考 平均 N 値 10 すべり面 U40 杭の突出高 + トラフ高 平均 N 値

42 特性値 βの算出 推力法 1/β=0.79m と仮定し 平均横方向地盤反力係数を求める 土質 N 値 ES 値 (N/cm ) K 値 (N/cm 3 ) 層厚 (m) 土砂 岩 55 4, 岩の計算 ES 値 =7.1 N = =4, (N/cm ) ( 式 ) Es 4, K 値 = = =337.8 (N/cm 3) d 平均 K 値 = =136.7 (N/cm 0.79 ) β= 4 K D = 4 E I = (cm -1 ) ( 式 ) 1/β =79(cm) 仮定した 1/β=0.79m に合致するため OK 土圧法 1/β=1.01m と仮定し 平均横方向地盤反力係数を求める 土質 N 値 ES 値 (N/cm ) K 値 (N/cm 3 ) 層厚 (m) 土砂 (1) 土砂 () 岩 55 4, 岩の計算 ES 値 =7.1 N = =4, (N/cm ) ( 式 ) Es 4, K 値 = = =337.8 (N/cm d 1.5 ) 平均 K 値 = =50.7 (N/cm 1.01 ) β= 4 K D = 4 E I = (cm -1 ) ( 式 ) 1/β =101 (cm) 仮定した 1/β=1.01m に合致するため OK

43 3 応力計算最大曲げモーメント Mmax は Y.L.Chang の式により求める Mmax =-Ph h ψm (βh) ( 式 ) ψm(βh) = (1+ β h) β h exp - tan β h 推力法 ( 式 4-6-0) ψm(βh) = ( ) exp 1 tan = 1.70 Mmax =6, = (N cm)= (N mm) 土圧法( 常時 ) ψm(βh) = ( ) +1 exp tan = Mmax =1, = (N cm)= (N mm) 杭の曲げ応力度 σは次式で算出する Mmax σ = ( 式 ) Z 推力法 σ = =134(N/mm ) <σa=10 (N/mm ) OK 土圧法( 常時 ) σ = =10(N/mm ) <σa=140 (N/mm ) OK 杭のせん断応力度 τは次式で算出する Smax Ph τ = = ( 式 4-6-1) Ap Ap 推力法 τ = =9 (N/mm ) <τa=10 (N/mm ) OK 土圧法 ( 常時 ) τ = =7 (N/mm ) <τa=80 (N/mm ) OK

44 4 根入長の算出杭の必要根入長さ (l) は 次式で算出する 推力法 土圧法の杭規格が同じであることから 根入長については両方について計算する 3 l = ( 式 4-6-3) β 推力法 3 l = =38 (cm)=.38 (m) 土圧法 3 l = =305 (cm)=3.05 (m) 杭の全長 L は 根入長にすべり面 ( 土圧法では前面地盤 ) より上側の杭長を加え 50cm 毎に決定する 推力法 L = = 4.08 =4.50 (m) 土圧法 L = =4.34 =4.50 (m) よって 5 段目杭は H L=4.50m とする

45 3-7 6 段目杭の計算 外力の計算 (1) 推力法単位幅当たりの必要抑止力 ( 推力,Pr) は 次式により求める Pr =1.5 ΣT-{Σ(N-U) tanφ+c Σl} ( 式 4-6-) 水平成分 (P) は次式により求める P =Pr cosθ 表 安定計算表 (6 段目杭の推力の算出 ) 山側高谷側高幅面積重量勾配接線力法線力すべりスラ h1 h d A W θ T N 面長 L イス A γt Wsinθ Wcosθ d/cosθ NO (m) (m) (m) (m ) (kn) ( 度 ) (kn/m) (kn/m) (m) 合計 Pr = (96.61 tan )=10.73 (kn/m) P =10.73 cos31 =9.0 (kn/m) 親杭間隔 D=1.50m の 1 本の親杭に働く水平力 Ph =P D ( 式 4-6-3) = =13.80 (kn/ 本 ) ここに Ph : 杭一本当たりに働く推力 (kn) P : 単位幅当たりの推力 ( 水平力 )(kn/m) D : 杭の中心間隔 (kn/m) () 土圧法 1 設計水平震度 a) 地盤の特性値 TG = 4 n i= l Hi Vsi ( 式 ) ここに TG : 地盤の特性値 (s) Hi : i 番目の地層の厚さ (m) Vsi : i 番目の地層の平均せん断弾性波速度 (m/s) 値は式 によるものとする 粘性土層の場合 Vsi=100Ni 1/3 (1 Ni 5) ( 式 ) 砂質土層の場合 Vsi= 80Ni 1/3 (1 Ni 50) Ni : 標準貫入試験による i 番目の地層の平均 N 値 i : 当該地盤が地表面から基盤面まで n 層に区分されるときの地表面から i 番目の地層の番号基礎面は N>50 の岩盤とし 地震時検討の対象地層は厚さ 5.7m の表土, 砂質土とする

46 層 NO 土質区分平均 N 値層厚 Hi(m) Vsi Hi/Vsi 1 表土 ( 粘性土 ) 砂質土 砂質土 =0.09 Hi TG =4 =4 0.09=0.116 Vsi TG<0. よりⅠ 種地盤とする b) 設計水平震度 kh =CZ kho ( 式 4-6-1) ここに kh : 設計水平震度 kho : 設計水平震度の標準値 ( 表 よりⅠ 種地盤とし kho=0.16) CZ : 地域別補正係数 ( 図 より B 地域として CZ=0.85) kh = = 0.14 θ =tan -1 kh= tan = 7.97 土圧力 a) 崩土堆積時の土圧力 杭の中心 かさ上げ盛土高比 (H1/H)= LEVEL 壁面摩擦角 δ W kh W P Ph ω H/3 杭の突出高 + トラフ高 1000 H1 190 H 190 U40 常時 W sin( ω-φ) P = cos ( ω-φ-δ) ( 式 4-6-6) すべり角 土砂重量 土圧力 ω( ) W(kN) P(kN) 最大となる土圧力 ω=53 のとき P=14.34(kN) 9.44 sin(53 5) P = =14.34(kN) cos( )

47 土圧力の水平分力 (Ph ) Ph =P cosδ ( 式 4-6-8) =14.34 cos1.5 =14.00 (kn) 親杭間隔 D=1.50m の 1 本の親杭に働く水平力 Ph =Ph D ( 式 ) = =1.00 (kn/ 本 ) 地震時 PE = W sin( ω-φ+ θ) cos ( ω-φ-δ) cosθ ( 式 4-6-7) すべり角 土砂重量 土圧力 ω( ) W(kN) P(kN) 最大となる土圧力 ω=38 のとき P=0.69(kN) 57.5 sin( ) PE = = 0.69 (kn) cos( ) cos7.97 土圧力の水平分力 (PhE ) PhE =PE cosδ ( 式 4-6-9) =0.69 cos1.5 =0.0 (kn) 親杭間隔 D=1.50m の 1 本の親杭に働く水平力 PhE =PhE D ( 式 ) = =30.30 (kn/ 本 ) b) 積雪時の土圧力 積雪 hs=1.0 杭の中心 かさ上げ盛土高比 (H1/H)=1 31 W kh W H1 190 壁面摩擦角 δ P Ph ω H/3 杭の突出高 + トラフ高 H 190 U

48 常時 W sin( ω-φ) P = cos ( ω-φ-δ) ( 式 4-6-6) すべり角 土砂重量 雪荷重 合計 土圧力 ω( ) W(kN) W(kN) W(kN) P(kN) 最大となる土圧力 ω=4 のとき P=1.78(kN) sin(4 5) P = =1.78 (kn) cos( ) 土圧力の水平分力 (Ph ) Ph =P cosδ ( 式 4-6-8) =1.78 cos1.5 =1.48 (kn) 親杭間隔 D=1.50m の 1 本の親杭に働く水平力 Ph =Ph D ( 式 ) = =18.7 (kn/ 本 ) 地震時 PE = W sin( ω-φ+ θ) cos ( ω-φ-δ) cosθ ( 式 4-6-7) すべり角 土砂重量 雪荷重 合計 土圧力 ω( ) W(kN) W(kN) W(kN) P(kN) 最大となる土圧力 ω=35 のとき P=0.08(kN) sin ( ) PE = = 0.08 (kn) cos ( ) cos7.97 土圧力の水平分力 (PhE ) PhE =PE cosδ ( 式 4-6-9) =0.08 cos1.5 = (kn) 親杭間隔 D=1.50m の 1 本の親杭に働く水平力 PhE =PhE D ( 式 ) = = 9.40 (kn/ 本 ) 3 作用荷重 常時 Ph( 崩土堆積時 )=1.00 (kn/ 本 ) Ph( 積雪時 )=18.7 (kn/ 本 ) したがって 常時の杭 1 本当たりの荷重は Ph=1.00 (kn/ 本 ) とする

49 地震時 PhE( 崩土堆積時 )=30.30 (kn/ 本 ) PhE( 積雪時 )=9.40 (kn/ 本 ) したがって 地震時の杭 1 本当たりの荷重は PhE =30.30 (kn/ 本 ) とする 4 作用位置 推力法 ht=1.9 > すべり厚 =1.0 よりすべり厚 h0 =ht-すべり厚 = =0.6(m) 3 土圧法 ht 1.9 h0 = = =0.43(m) 土圧係数 常時( 崩土堆積時 ) Ph = 1 KA γ H ここに Ph : 常時土圧力の水平分力 (kn) KA : 常時土圧係数 KA Ph = γ H ( 式 4-6-4) = =0.990 地震時( 崩土堆積時 ) PhE = 1 KAE γ H ここに PhE : 地震時土圧力の水平分力 (kn) KAE : 地震時土圧係数 Ph E ( 式 4-6-5) γ H 0.0 = KAE = =1.48 K AE 1.48 = =1.44 < 1.5 ( 許容応力度比 ) K A したがって 土圧法の計算は常時のみについて行う

50 3-7- 杭の計算 (1) 杭が NG の計算 1 設計条件 推力法及び土圧法杭は H 型鋼 H と仮定する径 d =10.0 (cm) 断面 次モーメント I =378 (cm 4 ) 断面係数 Z =75.6 (cm 3 ) 鋼材のヤング係数 E = (N/cm ) 杭材の断面積 Ap =1.59 (cm ) 杭の特性値 βに用いる N 値は 深度毎の N 値を用いる方法と層毎の平均 N 値を用いる方法があるが 6 段目杭については 平均 N 値を用いる方法により計算する 根入地盤 (1/βまでの範囲) の N 値は 調査結果から以下のように仮定する 土質 深度 H N 値 土砂 岩 杭の中心 想定すべり面 深度 N 値 備考 すべり面 杭の突出高 + トラフ高 U 平均 N 値 特性値 βの算出 推力法 1/β=0.97m と仮定し 平均 N 値 17 として 平均横方向地盤反力係数を求める K 値 = N = 17.0=34.0 (N/cm 3 ) ( 式 ) β= 4 K D = 4 = (cm -1 ) 4 E I ( 式 )

51 1/β=97 (cm) 仮定した 1/β=0.97m に合致するため OK とする 土圧法 1/β=0.97m と仮定し 平均 N 値 17 として 平均横方向地盤反力係数を求める K 値 = N = 17.0=34.0 (N/cm 3 ) ( 式 ) β= 4 K D = 4 4 E I = (cm ) 378 ( 式 ) 1/β=97 (cm) 仮定した 1/β=0.97m に合致するため OK 3 応力計算最大曲げモーメント Mmax は Y.L.Chang の式により求める Mmax =-Ph h ψm (βh) ( 式 ) ψm(βh) = (1+ β h) β h exp - tan β h ( 式 4-6-0) 推力法 ( ) 1 ψm(βh) = + 1 exp - tan = 1.88 Mmax =13, = (N cm)= (N mm) 土圧法( 常時 ) ( ) +1 1 ψm(βh) = exp -tan = Mmax =1, = (N cm)= (N mm) 杭の曲げ応力度 σは次式で算出する Mmax σ = ( 式 ) Z 推力法 σ = =146 (N/mm ) <σa=10 (N/mm ) OK 土圧法( 常時 ) σ = =177 (N/mm ) <σa=140 (N/mm ) OUT 杭のせん断応力度 τは次式で算出する Smax Ph τ = = ( 式 4-6-1) Ap Ap 推力法 τ = =7 (N/mm ) <τa=10 (N/mm ) OK

52 土圧法 ( 常時 ) τ = =10 (N/mm ) <τa=80 (N/mm ) OK 杭を H 型鋼 H-100 と仮定した場合 土圧法で杭の曲げ応力度が許容応力度を超えるため 使用不可となる () 杭が OK の計算 1 設計条件 土圧法( 推力法では H 型鋼 H-100 で使用可能となるため 土圧法により検討する ) 杭は H 型鋼 H と仮定する杭径 d =1.5 (cm) 断面 次モーメント I =839 (cm 4 ) 断面係数 Z =134 (cm 3 ) 鋼材のヤング係数 E = (N/cm ) 杭材の断面積 Ap =30.00 (cm ) 杭の特性値 βに用いる N 値は 深度毎の N 値を用いる方法と層毎の平均 N 値を用いる方法があるが 6 段目杭については 平均 N 値を用いる方法により計算する 根入地盤 (1/βまでの範囲) の N 値は 調査結果から以下のように仮定する 土質 深度 H N 値 土砂 岩 杭の中心 想定すべり面 深度 N 値 備考 すべり面 杭の突出高 + トラフ高 U 平均 N 値

53 特性値 βの算出 土圧法 1/β=1.1m と仮定し 平均 N 値 17 として 平均横方向地盤反力係数を求める K 値 = N = 17.0=34.0 (N/cm 3 ) ( 式 ) β= 4 K D = 4 4 E I = (cm ) 839 ( 式 ) 1/β=11 (cm) 仮定した 1/β=1.1m に合致するため OK 3 応力計算最大曲げモーメント Mmax は Y.L.Chang の式により求める Mmax =-Ph h ψm (βh) ( 式 ) ψm(βh) = (1+ β h) β h exp - tan β h ( 式 4-6-0) 土圧法( 常時 ) ( ) +1 1 ψm(βh) = exp - tan = Mmax =1, = (N cm)= (N mm) 杭の曲げ応力度 σは次式で算出する Mmax σ = ( 式 ) Z 土圧法( 常時 ) σ = =107 (N/mm ) <σa=140 (N/mm ) OK 杭のせん断応力度 τは次式で算出する Smax Ph τ = = ( 式 4-6-1) Ap Ap 土圧法( 常時 ) τ = =7 (N/mm ) <τa=80 (N/mm ) OK 4 根入長の算出杭の必要根入長さ (l) は 次式で算出する 土圧法により杭規格が決定していることから 根入長については土圧法のみについて計算する 3 l = ( 式 4-6-3) β 土圧法 3 l = = 336 (cm)=3.36 (m)

54 杭の全長 L は 根入長に前面地盤より上側の杭長を加え 50cm 毎に決定する 土圧法 L = =4.65 =5.00 (m) よって 6 段目杭は H L=5.00m とする

55 3-8 土留横材の計算土留横材は 土圧法による外力から軽量鋼矢板 1 枚毎に応力度を算出し 最も軽量となる組合せとする 土留横材の計算は 1 段目柵について行う 杭の中心 ω hx qx(qxe) B H D Mmax 1 トラフ下端の水平土圧係数の算出 常時( 崩土堆積時 ) Ph' KAh = ( 式 4-6-4) γ H KAh = 地震時( 積雪時 ) t 16.5 KAEh = KAEh = t Ph ' E γ H = ( 式 4-6-5) = ここに KAh : 常時の水平土圧係数 (m) KAEh : 地震時の水平土圧係数 (m) γt : 土の単位体積重量 (kn/m 3 ) H : 親杭上端からトラフ下までの距離 (m) Ph : 常時の土圧合力の水平成分 (kn) Ph E : 地震時の土圧合力の水平成分 (kn) K AEh = =1.479<1.5( 許容応力度比 ) K Ah したがって 常時土圧のみについて計算する 各土留横材下端における土圧強度の水平分力土留横材は 上段から (Z=13.1cm 3 B=0.354) (Z= 15.9cm 3 B=0.355) (Z=15.9cm 3 B=0.355) と仮定すると 最上段の土留横材 ( ) 下端の水平分力は以下のようになる

56 常時 qx =KAh hx γt ( 式 4-6-6) qx = =6.35 (kn/m) ここに qx : 各横材下端の常時における水平土圧強度 (kn/m) hx : 親杭上端から各横材下端までの距離 (m) 3 土留横材最上段 ( ) の最大曲げモーメント及び応力度最大曲げモーメントは両側の H 形鋼を支点とした単純梁として算出する ω D Mmax= (kn m) ( 式 4-6-8) 8 Mmax σa (N/mm ) ( 式 4-6-9) Z ここに ω : 等分布荷重 (N/mm) ω = qx B B : 土留横材 1 枚の幅 (mm) D : 杭の中心間隔 (mm) σa : 土留横材の許容曲げ応力度 (N/mm ) Z : 土留横材 1 枚当たりの断面係数 (mm 3 ) 常時の最大曲げモーメント及び応力度 Mmax= 8 =0.630(kN m) σ= = 48(N/mm ) σa= 140 (N/mm ) OK 土留横材最下段 ( ) の下端における土圧強度の水平分力土留横材最下段下端は hx=1.084 m と仮定して 土圧強度を求める 常時 qx =KAh hx γt ( 式 4-6-6) qx = =19.368(kN/m) 5 土留横材最下段 ( ) の最大曲げモーメント及び応力度最大曲げモーメントは両側の H 形鋼を支点とした単純梁として算出する ω D Mmax= (kn m) ( 式 4-6-8) 8 Mmax σa (N/m ) ( 式 4-6-9) Z 常時 Mmax= =1.934(kN m) σ= =1 (N/mm ) σa=140 (N/mm ) OK 段目の土留横材 ( ) についても同様の計算を行い 応力度を照査する 土留横材は 1 cmの隙間を空け以下のとおり突出高 1.0m を満足する =1.084 (m) > 1.00 (m) よって 土留横材は以下に示す規格の軽量鋼矢板を用いる 1 段目 (Z=13.1cm 3 ) 段目 (Z=15.9cm 3 ) 3 段目 (Z=15.9cm 3 )

57 3-9 斜面下部に既設擁壁がある場合の土留柵工の配置設計例 設計条件 背面土の単位体積重量 : γ = 17(kN/m 3 ) ( 表 より 密実でない砂質土 ) 背面土の内部摩擦角 : φ = 5( 度 ) ( 表 より 密実でない砂質土 ) 崩土の単位体積重量 : γ = 17(kN/m 3 ) ( 表 より 密実でない砂質土 ) 土留横材の高さ ( 突出 ) : h = 1.0(m) 崩土防止横材の高さ : h = 1.0(m) 斜 面 勾 配 : θ = 30( 度 ) 積 雪 荷 重 :SW=3.5(kN/m 3 ) 設 計 積 雪 深 :hs=0.5(m) すべり面の形状 図 解析モデル図 3-9- 安定解析 ( すべり面のC φの推定 ) 現況斜面の安定解析は 擁壁が設置される前の斜面に対して 現地踏査及びボーリング調 査結果から 図 解析モデル図に示すようなすべり面を想定し 以下に示す分割法によ る Σ (N-u) tanφ C Σ Fs = ΣT ( 式 4-6-1) ここに Fs : 現状安全率 ΣT : 分割片の接線力の合計 (kn/m) ΣN : 分割片の法線力の合計 (kn/m) Σu : 分割片に作用する間隙水圧の合計 (kn/m) Σl : 分割片のすべり面長の合計 (m) C : すべり面の土の粘着力 (kn/m ) φ : すべり面の土の内部摩擦角 ( 度 )

58 図 分割片の説明図すべり面の粘着力 (C) 内部摩擦角(φ) は 現地形におけるすべり土塊全体の現状安全率を Fs=1.0 と仮定し これより粘着力 C (kn/m ) を平均すべり層厚から求め 逆算により内部摩擦力 (φ) を算出する 表 安定計算表 ( 現況 ) 山側高谷側高幅面積重量勾配接線力法線力すべりスラ h1 h d A W θ T N 面長 L イス A γt Wsinθ Wcosθ d/cosθ NO (m) (m) (m) (m ) (kn) ( 度 ) (kn/m) (kn/m) (m) 合計 すべり面の C φは現況安全率 Fs=1.0 とし算出する C : 平均すべり厚さにより決定する Fs ΣT-C ΣL tanφ= = =0.481 ΣN φ=5.7( 度 )

59 3-9-3 土圧力に対する安定度検討 (1) 試行くさび法による土圧力 常時 P =W sin (ω-φ) / cos (ω-φ-α-δ) ( 式 4-9-1) ここに W : 土くさびの重量 (kn/m) P : 土圧合力 (kn/m) α : 壁背面と鉛直面のなす角 φ : 裏込め土のせん断抵抗角 (φ=5 ) δ : 壁面摩擦角 (δ=/3φ=16.7 ) ω : 仮定したすべり面と水平面のなす角 すべり角 重量 W(kN) 土圧力 ω( ) 土砂重量 積雪荷重 合計 P(kN) 最大となる土圧力 ω=43 のとき P=7.89(kN) 1 土圧力 P = = = W sin( ω-φ) cos ( ω-φ-α-δ) 5.51 sin( ) cos( ) 7.89(kN) 図 既設擁壁モデル図 () 安定計算 1 転倒に対する安定 ΣMr-ΣMt d = ΣV ここに d : 底版つま先から合力の作用点までの距離 (m) Mr : 底版つま先回りの抵抗モーメント (kn m) Mt : 底版つま先回りの転倒モーメント (kn m) V : 底版下面における全鉛直荷重 (kn)

60 e = B - d ここに e : 合力作用点の底版中央からの偏心距離 (m) B : 底版幅 (m) B=1.000(m) ea =B / 6 ここに ea : 許容編心距離 (m) 荷重状態 Mr (kn m) Mt (kn m) V (kn) d (m) e (m) ea (m) 常時 項目 鉛直力 N(kN) 水平力 H(kN) アーム長 (m) モーメント (kn m) X Y Mr Mt 自重 土圧 合計 滑動に対する安定 ΣV μ+ C B B ΣH ここに V : 底版下面における全鉛直荷重 (kn) Fs = 荷重状態 H : 底版下面における全水平荷重 (kn) μ : 底版と支持地盤の間の摩擦係数 μ =0.6 CB : 底版と支持地盤の間の付着力 (kn/m ) CB =0.0 B : 底版幅 (m) B =1.000(m) 鉛直荷重 V (kn) 水平荷重 H (kn) 安全率 Fs 必要安全率 Fsa 常時 地盤反力度の計算合力作用点が底版中央の底版幅 1/3( ミドルサード ) の中にある場合 ΣV 6e q1 = 1+ B B ΣV 6e q = 1- B B 合力作用点が底版中央の底版幅 /3 の中にある場合 ΣV q1 = 3 ( B / -e ) ここに V : 底版下面に作用する全鉛直荷重 (kn) B : 底版幅 (m) B=1.000(m) e : 偏心量 (m) 地盤反力の作用幅 (m) X 及び B 地盤反力の形状 地盤反力度 (kn/m ) qmin qmax 最大値 台形

61 3-9-4 推力に対する安定度検討 (1) 推力 番号 幅 d (m) スライス ( 山側 )h1 (m) スライス ( 谷側 )h (m) 重量 W (kn) 勾配 θ ( ) 接線力 W sinθ (kn/m) 法線力 W cosθ (kn/m) すべり面長 L (m) 合計 計画安全率 Fsp=1.50 として 推力を算出する Pr = 1.50 ΣT sinθ-(σn cosθ tanφ+c ΣL) = (4.53 tan ) =.85(kN/m) Ph =.85 cos13 =.78(kN/m) Pv =.85 sin13 = 0.64(kN/m) 図 既設擁壁モデル図 鉛直力 水平力 アーム長 モーメント 項目 Ni Hi (m) (kn m) (kn) (kn) Xi Yi MXi=Ni Xi MYi=Hi Yi 自重 推力 合計 推力の水平作用高さ Y = / = 0.67m () 安定計算 1 転倒に対する安定 d = ΣMr-ΣMt ΣV ここに d : 底版つま先から合力の作用点までの距離 (m) Mr : 底版つま先回りの抵抗モーメント (kn m) Mt : 底版つま先回りの転倒モーメント (kn m) V : 底版下面における全鉛直荷重 (kn)

62 e = B - d ここに e : 合力作用点の底版中央からの偏心距離 (m) B : 底版幅 (m) B=1.000(m) ea =B /3 ここに ea : 許容編心距離 (m) 荷重状態 Mr (kn m) Mt (kn m) V (kn) d (m) e (m) ea (m) 常時 滑動に対する安定 ΣV μ+ C B B ΣH ここに V : 底版下面における全鉛直荷重 (kn) Fs = 荷重状態 H : 底版下面における全水平荷重 (kn) μ : 底版と支持地盤の間の摩擦係数 μ =0.6 CB : 底版と支持地盤の間の付着力 (kn/m ) CB =0.0 B : 底版幅 (m) B =1.000 (m) 鉛直荷重 V (kn) 水平荷重 H (kn) 安全率 Fs 必要安全率 Fsa 常時 地盤反力度の計算合力作用点が底版中央の底版幅 1/3( ミドルサード ) の中にある場合 ΣV 6e q1 = 1+ B B ΣV 6e q = 1- B B 合力作用点が底版中央の底版幅 /3 の中にある場合 ΣV q1 = 3 ( B / -e ) ここに V : 底版下面に作用する全鉛直荷重 (kn) B : 底版幅 (m) B=1.000(m) e : 偏心量 (m) 地盤反力の作用幅 (m) X 及び B 地盤反力の形状 地盤反力度 (kn/m ) qmin qmax 最大値 台形

63 3-9-5 土留柵工の計画位置 土留柵最下段の設置位置は 既設擁壁が受け持つ土塊の上端に設置する 図 土留柵配置図

64 第 4 節グラウンドアンカー工設計計算例 4-1 設計条件 必 要 抑 止 力 : Pr = 50 (kn/m) すべり面と水平線のなす角度 : θ=70( 度 ) す べ り 層 の 内 部 摩 擦 角 : φ=30( 度 ) ア ン カ ー 間 隔 ア ン カ ー 段 数 : n=5 段 ア ン カ ー 傾 角 : α=0( 度 ) ア ン カ ー 効 果 : 締め付け+ 引止め効果 ア ン カ ー 種 別 : PC 鋼より線 (φ1.7) ア ン カ ー 用 途 : 永久アンカー ( 常時 ) テンドンとグラウトの許容付着応力度 : τba=0.80(n/mm ) アンカー体長の周面摩擦抵抗 : τ=60(n/mm ) 定 着 安 全 率 : Fs=.5 図 解析モデル図 4- 設計アンカー力の算定 4--1 設計アンカー力の計算 Pr Td = sinβ tanφ+ cosβ ここに Pr : n ( 式 4-7-1) : 横方向アンカー間隔 (m) n : 縦方向アンカー段数 ( 本 ) φ : すべり面の内部摩擦角 ( 度 )