#첨부6

 

- 1 -

L OF TUNNEL(C 피난연결통로)

10m 10m

6 m 6 m

CL OF TUNNEL(피난연결통로)

10m 10m

라이닝 철근 보강 범위

- 2 -

- 3 -

  



 



.   



 



.

- 4 -

접속부

본선부

- 5 -

 

2012. 06

설 계 처

목 차

1. 개요 ······························································································ 1

2. 검토방안 ······················································································ 1

3. 설계기준 ····················································································· 3

4. 설계하중 및 하중조합 ····························································· 4

5. 경계조건 및 지반스프링계수 산정 ······································· 8

6. 접속부 영향범위 검토 ····························································· 9

7. 구간별 허용응력검토 및 철근량 산정 ······························· 18

8. 접속부 계측계획 검토 ··························································· 43

9. 결론 ··························································································· 45

붙 임

붙임 1. 라이닝 철근구조검토 계산서

붙임 2. 수정 Terzaghi 암반하중 분류

붙임 3. 프로젝트별 암반이완하중 적용사례

붙임 4. 고속도로터널 설계정수 적용사례

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본 선

대인용 피난연결통로 차량용 피난연결통로

- 2 -

본선터널 피난연결통로

본 선

피난연결통로

암반등급

대인용 차량용

RP-1 RM-1 RC-1 Ⅰ, Ⅱ

RP-2 RM-2 RC-2 Ⅲ

RP-3 RM-3 RC-3 Ⅳ

암반등급

단위중량

( kN/m3 )

변형계수

( MPa )

점착력

( kPa )

내부마찰각

(°)

포아슨비

Ⅰ 27.0 18,000 2,000 47 0.20

Ⅱ 26.0 10,000 1,500 45 0.22

Ⅲ 25.0 7,000 800 40 0.25

Ⅳ 23.0 2,500 300 35 0.27

Ⅴ 21.0 500 50 33 0.30

* 한국도로공사 실시설계 사례조사 암반물성 평균치 산출

- 3 -

구 분

단위중량

(kN/m3)

재료강도

(MPa)

탄성계수

(MPa)

적 용

콘

크

리

트

철근

콘크리트

25.0 fck=24 2.78×104 철근콘크리트

라이닝

무근

콘크리트

23.5

fck=24 2.53×104 무근콘크리트

라이닝

fck=21 2.42×104 기초 콘크리트

fck=18 2.30×104 바닥고르기

콘크리트

철

근

SD30 78.5 fy=300 2.10×105 -

-

콘크리트의 허용응력 (도로교 설계기준, 2005, P.30)

구 분 기 준 적 용(kPa)

허용 휨

압축응력(fca)

0.4 9,600

허용 휨

인장응력(fta)

0.13 637

허용

전단응력(vca)

0.08 392

- 4 -

-

강도감소계수 (콘크리트 구조설계기준, 2007)

부재 또는 하중의 종류 강도감소계수(.)

축방향 인장부재 0.85

압축지배 단면

나선철근 부재 0.70

기타의 부재 0.65

전단과 비틀림 0.75

-

-

구 분 이완하중고 적용현황

한국도로공사

설계사례

.암반Ⅰ, Ⅱ, Ⅲ등급 : 발파이완하중 0.5m .암반 Ⅳ등급 : 0.5m~0.2(B+Ht)m

한국터널공학회

콘크리트라이닝

최적화 연구

(2010.12.31)

.토사/풍화암(얕은심도터널) : 아칭현상을 고려한

한계평형이론식 적용 .암반구간 : 굴착이완하중(발파이완하중, 손상영역 등)

적용(최소암피복두께 1D이상, RMR>40)

관련논문

.“발파에 의한 터널굴착에 있어서 발파공 인접암반

의 동적손상평가”,임수빈(1997)

⇒무근패턴구간 발파이완하중 0.5m적용 근거

적 용

.암반Ⅰ, Ⅱ등급 : 발파이완하중 0.5m .암반 Ⅲ등급 : 0.25(B)m .암반 Ⅳ등급 : 0.2(B+Ht)m

*접속부의 영향성을 고려하여 암반등급별 이완하중 산정

- 5 -

-

본 선

구 분 이완하중고(Hp) 이완하중(P) 비 고

RP-1 0.5m

0.5 × 26 =

13.0 kN/m2

암반등급

Ⅱ적용

RP-2

3.4m

(0.25B)

(25-9)×2.7+

25×(3.4-2.7) =

60.7 kN/m2

암반등급

Ⅲ 적용

RP-3

4.3m

(0.2(B+Ht))

(23-9)×2.7+

23×(4.3-2.7) =

74.6 kN/m2

암반등급

Ⅳ적용

*하중적용형상 : 아치형

-

대인용 피난연결통로

구 분 이완하중고(Hp) 이완하중(P) 비 고

RM-1 0.5m

0.5 × 26 =

13.0 kN/m2

암반등급

Ⅱ적용

RM-2

0.9m

(0.25B)

(25-9)×0.9

= 14.4 kN/m2

암반등급

Ⅲ 적용

RM-3

1.5m

(0.2(B+Ht))

(23-9)×1.5

= 21.0 kN/m2

암반등급

Ⅳ적용

*하중적용형상 : 아치형

- 6 -

-

차량용 피난연결통로

구 분 이완하중고(Hp) 이완하중(P) 비 고

RC-1 0.5m

0.5 × 26 =

13.0 kN/m2

암반등급

Ⅱ적용

RC-2

1.6m

(0.25B)

(25-9)×1.6 =

25.6 kN/m2

암반등급

Ⅲ 적용

RC-3

2.9m

(0.2(B+Ht))

(23-9)×2.7+

23×(2.9-2.7) =

42.4 kN/m2

암반등급

Ⅳ적용

*하중적용형상 : 아치형

-

구 분 잔류수압고 적용현황

한국도로공사 .0 ~ (1/2~1/3) × Ht (m)

한국도로공사

설계사례

.암반Ⅰ, Ⅱ, Ⅲ등급 : 1/3 × Ht (m)

.암반 Ⅳ등급 : (1/2~1/3) × Ht (m)

한국터널공학회

콘크리트라이닝

최적화 연구

(2010.12.31)

.토사/풍화암 : 1/2 × Ht (m)

.암반 : 1/3 × Ht (m)

적 용

.암반Ⅰ, Ⅱ, Ⅲ, Ⅳ등급

-본선 : 1/3 × Ht (m)

-대인용, 차량용 피난연결통로 : 1/2 × Ht (m)

*피난연결통로 잔류수압은 본선 잔류수압의 영향성을 고려하여 상향적용

- 7 -

-

구분 잔류수압고 잔류수압

본 선

1/3×8.1m

=2.7m

2.7m× 9.81

=26.5kN/m2

대인용

피난연결통로

1/2×4.0m

=2.0m

2.0m× 9.81

=19.6kN/m2

차량용

피난연결통로

1/2×5.4m

=2.7m

2.7m× 9.81

=26.5kN/m2

*하중적용형상 : 아치형

구 분 자 중 이완하중 잔류수압

극 한 1 1.4 1.4 -

극 한 2 1.2 1.6 -

극 한 3 1.4 1.4 1.4

극 한 4 1.2 1.6 1.6

사 용 1 1.0 1.0 -

사 용 2 1.0 1.0 1.0

- 8 -

. 콘크리트 라이닝은 보요소의 연속체로서 모델

링하며 지반과의 상호작용은 압축전담요소를

사용한 경계비선형해석 수행

. 지반스프링은 프로그램내에서 반복계산을 통

하여 자동으로 인장스프링 제거

      



× 

. : 지반 스프링 계수

. : 주변지반의 탄성계수

. : 등가 환산 라이닝 반경

(    ) ( R＞5이면, R=5 적용)

.  : 포아송비

구 분

Es (MPa)

(  )

R (m)

지반스프링계수

Ks(MPa)

암반

등급

Ⅱ

본 선

10,000

(0.22)

5.400 (R=5) 1,639L

대인용

피난연결통로

1.983 4,133L

차량용

피난연결통로

3.024 2,711L

암반

등급

Ⅲ

본 선

7,000

(0.25)

5.400 (R=5) 1,120L

대인용

피난연결통로

1.983 2,824L

차량용

피난연결통로

3.024 1,852L

암반

등급

Ⅳ

본 선

2,500

(0.27)

5.400 (R=5) 394L

대인용

피난연결통로

1.983 993L

차량용

피난연결통로

3.024 651L

- 9 -

대인용 피난연결통로 접속부 검토측선

차량용 피난연결통로 접속부 검토측선

- 10 -

접속부 모멘트도(사용하중)

. 본선부 천단 및 헌치부 상단에서 모멘트 크게 발생

접속부 축력도(사용하중)

. 본선부 축력은 측벽에서 다소 변화하나, 헌치부에서는 값의 변화가 큼

접속부 전단력도(사용하중)

. 헌치부 상단 및 어깨에서 전단력 크게 발생

- 11 -

접속부 모멘트도(사용하중)

. 본선부 천단 및 헌치부 상단에서 모멘트 크게 발생

접속부 축력도(사용하중)

. 본선부 축력은 전반적으로 균일하나, 헌치부에서는 값의 변화가 큼

접속부 전단력도(사용하중)

. 헌치부 상단 및 어깨에서 전단력 크게 발생

- 12 -

접속부 모멘트도(사용하중)

. RP1,2와 비교할 때 전반적으로 모멘트의 값이 커지며, 본선부 천단과

어깨, 헌치부 상단에서 모멘트가 크게 발생

접속부 축력도(사용하중)

. 본선부 축력은 전반적으로 균일하나, 헌치부에서는 값의 변화가 큼

접속부 전단력도(사용하중)

. 헌치부 상단 및 어깨에서 전단력 크게 발생

- 13 -

RP1&RM1 합성응력(  



 



. ) RP1&RM1 합성응력(  



 



. )

RP2&RM2 합성응력(  



 



. ) RP2&RM2 합성응력(  



 



. )

RP3&RM3 합성응력(  



 



. ) RP3&RM3 합성응력(  



 



. )

검토

결과

. 천단부, 어깨부1, 어깨부2, 측벽부의 측선에 대한 응력비 검토

결과 모든 측선에서 비슷한 경향을 보이는 것을 볼 수 있음

. 천단부, 어깨부2에서는 응력비의 변화가 미미한 것으로 나타남

. 어깨부1과 측벽부의 응력비를 보면 피난연결통로에 가까워질수

록 증가하며 1값을 넘는구간은 파괴가 발생함을 의미

. 응력비 영향범위 검토결과 피난연결통로 중심으로 좌우 4.5m의

영역을 초과하면 수렴되는 것으로 나타남

- 14 -

접속부 모멘트도(사용하중)

. 본선부 천단 및 어깨, 헌치부 상단 및 어깨에서 모멘트가 크게 발생

접속부 축력도(사용하중)

. 축력은 본선부 어깨에서 다소변화하나, 헌치부에서는 값의 변화가 큼

접속부 전단력도(사용하중)

. 헌치부 어깨에서 전단력 크게 발생

- 15 -

접속부 모멘트도(사용하중)

. 본선부 천단 및 어깨, 헌치부 상단 및 어깨에서 모멘트가 크게 발생

접속부 축력도(사용하중)

. 축력은 전반적으로 본선부에서 균일하나, 헌치부에서는 값의 변화가 큼

접속부 전단력도(사용하중)

. 헌치부 어깨에서 전단력 크게 발생

- 16 -

접속부 모멘트도(사용하중)

. RP1,2와 비교할 때 전반적으로 모멘트의 값이 커지며, 본선부 천단

및 어깨, 헌치부 상단 및 어깨에서 모멘트가 크게 발생

접속부 축력도(사용하중)

. 축력은 본선부 어깨에서 다소변화하나, 헌치부에서는 값의 변화가 큼

접속부 전단력도(사용하중)

. 헌치부 어깨에서 전단력 크게 발생

- 17 -

RP1&RC1 합성응력(  



 



. ) RP1&RC1 합성응력(  



 



. )

RP2&RC2 합성응력(  



 



. ) RP2&RC2 합성응력(  



 



. )

RP3&RC3 합성응력(  



 



. ) RP3&RC3 합성응력(  



 



. )

검토

결과

. 천단부, 어깨부1, 어깨부2, 측벽부의 측선에 대한 응력비 검토

결과 모든 측선에서 비슷한 경향을 보이는 것을 볼 수 있음

. 어깨부2에서는 응력비의 변화가 미미한 것으로 나타남

. 천단부, 어깨부1, 측벽부의 응력분포를 보면 피난연결통로에 가

까워질수록 증가하며 1값이 넘는구간은 파괴가 발생함을 의미

. 응력비 영향범위 검토결과 피난연결통로 중심으로 좌우 9.0m의

영역을 초과하면 수렴되는 것으로 나타남

- 18 -

대인용 접속부 검토구간

①본선터널

접속부구간

②본선터널

접속부구간

반대편

③본선터널

일반부구간

④피난연결

통로구간

차량용 접속부 검토구간

①본선터널

접속부구간

②본선터널

접속부구간

반대편

③본선터널

일반부구간

④피난연결

통로구간

- 19 -

구 분 모멘트

(kN.m)

축력

(kN)

전단력

(kN)

발생응력

(kPa)

허용응력

(kPa) 검토

천장부 15.26 255.59 9.68

fc 1,869.31 fca 9,600 O.K

ft 165.369 fta 637 O.K

v 32.27 vca 392 O.K

어깨부 11.46 276.07 16.80

fc 1,684.42 fca 9,600 O.K

ft 압축응력발생 fta 637 O.K

v 56.01 vca 392 O.K

측벽부 30.25 370.78 51.22

fc 3,252.46 fca 9,600 O.K

ft 780.60 fta 637 N.G

v 170.74 vca 392 O.K

검토결과

. 검토결과 측벽부에서 허용응력을 초과하여 철근보강이 필요

한 것으로 나타남

구 분 모멘트

(kN.m)

축력

(kN)

전단력

(kN)

발생응력

(kPa)

허용응력

(kPa) 검토

천장부 15.22 256.03 9.64

fc 1,868.10 fca 9,600 O.K

ft 161.24 fta 637 O.K

v 32.14 vca 392 O.K

어깨부 11.27 270.41 10.46

fc 1,652.98 fca 9,600 O.K

ft 149.78 fta 637 O.K

v 34.87 vca 392 O.K

측벽부 5.30 310.02 9.17

fc 1,386.87 fca 9,600 O.K

ft 압축응력발생 fta 637 O.K

v 30.58 vca 392 O.K

검토결과

. 검토결과 허용응력을 만족하여 철근보강이 필요없는 것으로

나타남

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구 분

모멘트

(kN.m)

축력

(kN)

전단력

(kN)

발생응력

(kPa)

허용응력

(kPa)

검토

천장부 15.82 271.15 12.49

fc 1,958.71 fca 9,600 O.K

ft 151.02 fta 637 O.K

v 41.64 vca 392 O.K

어깨부 11.82 259.43 12.37

fc 1,652.64 fca 9,600 O.K

ft 압축응력발생 fta 637 O.K

v 41.23 vca 392 O.K

측벽부 7.18 479.52 13.09

fc 2,077.19 fca 9,600 O.K

ft 압축응력발생 fta 637 O.K

v 43.63 vca 392 O.K

검토결과

. 검토결과 허용응력을 만족하여 철근보강이 필요없는 것으로

나타남

구 분

모멘트

(kN.m)

축력

(kN)

전단력

(kN)

발생응력

(kPa)

허용응력

(kPa)

검토

천장부 27.73 105.82 16.56

fc 2,201.54 fca 9,600 O.K

ft 1,496.06 fta 637 N.G

v 55.18 vca 392 O.K

어깨부 29.73 236.89 46.27

fc 2,771.64 fca 9,600 O.K

ft 1,192.36 fta 637 N.G

v 154.25 vca 392 O.K

측벽부 11.69 316.32 20.87

fc 1,833.92 fca 9,600 O.K

ft 압축응력발생 fta 637 O.K

v 69.56 vca 392 O.K

검토결과

. 검토결과 천장부, 어깨부에서 허용응력을 초과하여 철근보강

이 필요한 것으로 나타남

- 21 -

RP-1, RM-1 접속부 구간 철근배근 개요도

구 분

해석 단면력 철근량 산정

모멘트

(kN.m)

축력

(kN)

전단력

(kN)

주철근 배력철근 전단철근

천장부 23.33 391.93 14.82 D16@200 D13@200 D13@400

어깨부 17.44 419.75 25.21 D16@200 D13@200 D13@400

측벽부 45.28 555.97 76.30 D16@200 D13@200 D13@400

.. s = 375(210 / fs)-2.5Cc = 263 mm

.. s = 300(210 / fs) = 315 mm

여기서, Cc = 60mm-(16mm÷2)=52.0 mm, fs=300×2/3=200 MPa

.. s = 263 mm > 200 mm ∴ O.K

- 22 -

. 배력철근 최소 철근면적(Asreq) = 1,000×300×0.0025=750 mm2

. 사용철근 인장측 : D13@200 = 634 mm2

압축측 : D13@200 = 634 mm2

. 따라서, As=1,268 mm2 > 750 mm2 ∴ O.K

구 분

해석 단면력 철근량 산정

모멘트

(kN.m)

축력

(kN)

전단력

(kN)

주철근 배력철근 전단철근

천장부 41.55 158.34 24.59 D16@200 D13@200 D13@400

어깨부 44.49 355.22 69.12 D16@200 D13@200 D13@400

측벽부 17.37 471.75 30.81 D16@200 D13@200 D13@400

- 23 -

구 분 모멘트

(kN.m)

축력

(kN)

전단력

(kN)

발생응력

(kPa)

허용응력

(kPa) 검토

천장부 30.70 512.59 19.45

fc 3,755.43 fca 9,600 O.K

ft 338.17 fta 637 O.K

v 64.85 vca 392 O.K

어깨부 22.69 541.39 32.72

fc 3,317.02 fca 9,600 O.K

ft 압축응력발생 fta 637 O.K

v 109.05 vca 392 O.K

측벽부 58.11 692.41 97.81

fc 6,182.04 fca 9,600 O.K

ft 1,565.96 fta 637 N.G

v 326.04 vca 392 O.K

검토결과

. 검토결과 측벽부에서 허용응력을 초과하여 철근보강이 필요

한 것으로 나타남

구 분 모멘트

(kN.m)

축력

(kN)

전단력

(kN)

발생응력

(kPa)

허용응력

(kPa) 검토

천장부 30.63 513.30 19.39

fc 3,753.28 fca 9,600 O.K

ft 331.26 fta 637 O.K

v 64.62 vca 392 O.K

어깨부 22.39 531.49 20.80

fc 3,264.37 fca 9,600 O.K

ft 압축응력발생 fta 637 O.K

v 69.33 vca 392 O.K

측벽부 11.09 565.66 19.18

fc 2,624.65 fca 9,600 O.K

ft 압축응력발생 fta 637 O.K

v 63.94 vca 392 O.K

검토결과

. 검토결과 허용응력을 만족하나, 암반 Ⅲ등급 상태를 고려하

여 안정성강화를 위해 접속부구간과 철근보강 일체화 필요

- 24 -

구 분

모멘트

(kN.m)

축력

(kN)

전단력

(kN)

발생응력

(kPa)

허용응력

(kPa)

검토

천장부 32.02 543.02 25.25

fc 3,944.61 fca 9,600 O.K

ft 324.46 fta 637 O.K

v 84.17 vca 392 O.K

어깨부 23.61 512.60 24.60

fc 3,282.46 fca 9,600 O.K

ft 압축응력발생 fta 637 O.K

v 81.99 vca 392 O.K

측벽부 15.34 889.46 28.01

fc 3,987.21 fca 9,600 O.K

ft 압축응력발생 fta 637 O.K

v 93.37 vca 392 O.K

검토결과

. 검토결과 허용응력을 만족하여 철근보강이 필요없는 것으로

나타남

구 분

모멘트

(kN.m)

축력

(kN)

전단력

(kN)

발생응력

(kPa)

허용응력

(kPa)

검토

천장부 54.38 203.18 25.31

fc 4,302.45 fca 9,600 O.K

ft 2,947.95 fta 637 N.G

v 84.38 vca 392 O.K

어깨부 57.03 445.12 86.29

fc 5,285.61 fca 9,600 O.K

ft 2,318.13 fta 637 N.G

v 287.64 vca 392 O.K

측벽부 23.42 551.27 36.19

fc 3,398.76 fca 9,600 O.K

ft 압축응력발생 fta 637 O.K

v 120.63 vca 392 O.K

검토결과

. 검토결과 천장부, 어깨부에서 허용응력을 초과하여 철근보강

이 필요한 것으로 나타남

- 25 -

RP-2, RM-2 접속부 구간 철근배근 개요도

구 분

해석 단면력 철근량 산정

모멘트

(kN.m)

축력

(kN)

전단력

(kN)

주철근 배력철근 전단철근

천장부 48.02 803.14 30.45 D16@200 D13@200 D13@400

어깨부 35.39 844.29 50.63 D16@200 D13@200 D13@400

측벽부 89.73 1,070.25 150.27 D16@200 D13@200 D13@400

.. s = 375(210 / fs)-2.5Cc = 263 mm

.. s = 300(210 / fs) = 315 mm

여기서, Cc = 60mm-(16mm÷2)=52.0 mm, fs=300×2/3=200 MPa

.. s = 263 mm > 200 mm ∴ O.K

- 26 -

. 배력철근 최소 철근면적(Asreq) = 1,000×300×0.0025=750 mm2

. 사용철근 인장측 : D13@250 = 507 mm2

압축측 : D13@250 = 507 mm2

. 따라서, As=1,014 mm2 > 750 mm2 ∴ O.K

구 분

보강 철근량 산정 . 허용응력 검토결과 철근보강

이 필요치 않으나 안정성확보

강화를 위해 철근 배근

. 주철근 간격은 접속부구간과

통일시키며, 철근직경은 축소

. 배력철근 간격은 허용범위내에

서 접속부구간보다 넓게 배근

주철근 배력철근 전단철근

천장부 D13@200 D13@250 D13@500

어깨부 D13@200 D13@250 D13@500

측벽부 D13@200 D13@250 D13@500

구 분

해석 단면력 철근량 산정

모멘트

(kN.m)

축력

(kN)

전단력

(kN)

주철근 배력철근 전단철근

천장부 84.10 314.40 38.55 D16@200 D13@200 D13@400

어깨부 88.07 688.41 133.02 D16@200 D13@200 D13@400

측벽부 36.05 847.03 55.22 D16@200 D13@200 D13@400

- 27 -

구 분 모멘트

(kN.m)

축력

(kN)

전단력

(kN)

발생응력

(kPa)

허용응력

(kPa) 검토

천장부 37.10 585.50 22.92

fc 4,424.75 fca 9,600 O.K

ft 521.39 fta 637 O.K

v 76.41 vca 392 O.K

어깨부 27.45 546.22 40.47

fc 3,650.54 fca 9,600 O.K

ft 9.06 fta 637 O.K

v 134.90 vca 392 O.K

측벽부 73.99 826.71 133.84

fc 7,688.16 fca 9,600 O.K

ft 2,176.77 fta 637 N.G

v 446.15 vca 392 N.G

검토결과

. 검토결과 측벽부에서 허용응력을 초과하여 철근보강이 필요

한 것으로 나타남

구 분 모멘트

(kN.m)

축력

(kN)

전단력

(kN)

발생응력

(kPa)

허용응력

(kPa) 검토

천장부 37.01 586.52 22.90

fc 4,422.38 fca 9,600 O.K

ft 512.28 fta 637 O.K

v 76.35 vca 392 O.K

어깨부 26.41 604.83 21.27

fc 3,776.76 fca 9,600 O.K

ft 압축응력발생 fta 637 O.K

v 70.88 vca 392 O.K

측벽부 12.87 635.11 22.27

fc 2,975.29 fca 9,600 O.K

ft 압축응력발생 fta 637 O.K

v 74.25 vca 392 O.K

검토결과

. 검토결과 허용응력을 만족하나, 암반Ⅳ등급 상태를 고려하여

안정성강화를 위해 접속부구간과 철근보강 일체화 필요

- 28 -

구 분

모멘트

(kN.m)

축력

(kN)

전단력

(kN)

발생응력

(kPa)

허용응력

(kPa)

검토

천장부 38.95 622.53 30.08

fc 4,671.58 fca 9,600 O.K

ft 521.35 fta 637 O.K

v 100.25 vca 392 O.K

어깨부 28.22 583.56 28.01

fc 3,826.68 fca 9,600 O.K

ft 압축응력발생 fta 637 O.K

v 93.36 vca 392 O.K

측벽부 18.32 994.70 33.79

fc 4,536.45 fca 9,600 O.K

ft 압축응력발생 fta 637 O.K

v 112.60 vca 392 O.K

검토결과

. 검토결과 허용응력을 만족하여 철근보강이 필요없는 것으로

나타남

구 분

모멘트

(kN.m)

축력

(kN)

전단력

(kN)

발생응력

(kPa)

허용응력

(kPa)

검토

천장부 61.89 17.57 32.16

fc 4,184.75 fca 9,600 O.K

ft 4,067.65 fta 637 N.G

v 107.19 vca 392 O.K

어깨부 72.21 1071.78 104.24

fc 8,386.67 fca 9,600 O.K

ft 1,241.46 fta 637 N.G

v 347.46 vca 392 O.K

측벽부 40.47 1351.03 43.56

fc 7,201.56 fca 9,600 O.K

ft 압축응력발생 fta 637 O.K

v 145.21 vca 392 O.K

검토결과

. 검토결과 천장부, 어깨부에서 허용응력을 초과하여 철근보강

이 필요한 것으로 나타남

- 29 -

RP-3, RM-3 접속부 구간 철근배근 개요도

구 분

해석 단면력 철근량 산정

모멘트

(kN.m)

축력

(kN)

전단력

(kN)

주철근 배력철근 전단철근

천장부 58.13 919.98 35.95 D19@200 D13@200 D13@400

어깨부 42.79 854.41 62.87 D19@200 D13@200 D13@400

측벽부 114.70 1282.73 206.42 D19@200 D13@200 D13@400

.. s = 375(210 / fs)-2.5Cc = 263 mm

.. s = 300(210 / fs) = 315 mm

여기서, Cc = 60mm-(16mm÷2)=52.0 mm, fs=300×2/3=200 MPa

.. s = 263 mm > 200 mm ∴ O.K

- 30 -

. 배력철근 최소 철근면적(Asreq) = 1,000×300×0.0025=750 mm2

. 사용철근 인장측 : D13@250 = 507 mm2

압축측 : D13@250 = 507 mm2

. 따라서, As=1,014 mm2 > 750 mm2 ∴ O.K

구 분

보강 철근량 산정 . 허용응력 검토결과 철근보강

이 필요치 않으나 안정성확보

강화를 위해 철근 배근

. 주철근 간격은 접속부구간과

통일시키며, 철근직경은 축소

. 배력철근 간격은 허용범위내에

서 접속부구간보다 넓게 배근

주철근 배력철근 전단철근

천장부 D16@200 D13@250 D13@500

어깨부 D16@200 D13@250 D13@500

측벽부 D16@200 D13@250 D13@500

구 분

해석 단면력 철근량 산정

모멘트

(kN.m)

축력

(kN)

전단력

(kN)

주철근 배력철근 전단철근

천장부 30.42 448.67 49.22 D16@200 D13@200 D13@400

어깨부 111.86 807.96 161.26 D16@200 D13@200 D13@400

측벽부 62.33 2,089.46 66.82 D16@200 D13@200 D13@400

- 31 -

구 분 모멘트

(kN.m)

축력

(kN)

전단력

(kN)

발생응력

(kPa)

허용응력

(kPa) 검토

천장부 15.99 256.08 10.45

fc 1,919.61 fca 9,600 O.K

ft 212.39 fta 637 O.K

v 34.83 vca 392 O.K

어깨부 32.84 299.82 57.16

fc 3,188.41 fca 9,600 O.K

ft 1,189.59 fta 637 N.G

v 190.52 vca 392 O.K

측벽부 39.45 519.12 63.82

fc 4,360.65 fca 9,600 O.K

ft 899.88 fta 637 N.G

v 212.72 vca 392 O.K

검토결과

. 검토결과 어깨부, 측벽부에서 허용응력을 초과하여 철근보강

이 필요한 것으로 나타남

구 분 모멘트

(kN.m)

축력

(kN)

전단력

(kN)

발생응력

(kPa)

허용응력

(kPa) 검토

천장부 15.94 256.47 10.00

fc 1,917.44 fca 9,600 O.K

ft 207.62 fta 637 O.K

v 33.32 vca 392 O.K

어깨부 11.64 273.15 11.28

fc 1,686.24 fca 9,600 O.K

ft 압축응력발생 fta 637 O.K

v 37.59 vca 392 O.K

측벽부 5.36 313.71 9.28

fc 1,403.24 fca 9,600 O.K

ft 압축응력발생 fta 637 O.K

v 30.93 vca 392 O.K

검토결과

. 검토결과 허용응력을 만족하여 철근보강이 필요없는 것으로

나타남

- 32 -

구 분

모멘트

(kN.m)

축력

(kN)

전단력

(kN)

발생응력

(kPa)

허용응력

(kPa)

검토

천장부 15.97 274.86 12.58

fc 1,980.86 fca 9,600 O.K

ft 148.48 fta 637 O.K

v 41.92 vca 392 O.K

어깨부 11.91 263.88 12.47

fc 1,673.47 fca 9,600 O.K

ft 압축응력발생 fta 637 O.K

v 41.56 vca 392 O.K

측벽부 7.24 483.39 13.18

fc 2,093.62 fca 9,600 O.K

ft 압축응력발생 fta 637 O.K

v 43.95 vca 392 O.K

검토결과

. 검토결과 허용응력을 만족하여 철근보강이 필요없는 것으로

나타남

구 분

모멘트

(kN.m)

축력

(kN)

전단력

(kN)

발생응력

(kPa)

허용응력

(kPa)

검토

천장부 37.17 455.99 47.10

fc 3,998.17 fca 9,600 O.K

ft 958.23 fta 637 N.G

v 156.99 vca 392 O.K

어깨부 36.49 585.28 56.78

fc 4,383.33 fca 9,600 O.K

ft 481.47 fta 637 O.K

v 189.25 vca 392 O.K

측벽부 10.83 488.59 29.67

fc 2,350.77 fca 9,600 O.K

ft 압축응력발생 fta 637 O.K

v 98.90 vca 392 O.K

검토결과

. 검토결과 천장부에서 허용응력을 초과하여 철근보강이 필요

한 것으로 나타남

- 33 -

RP-1, RC-1 접속부 구간 철근배근 개요도

구 분

해석 단면력 철근량 산정

모멘트

(kN.m)

축력

(kN)

전단력

(kN)

주철근 배력철근 전단철근

천장부 24.46 392.91 16.00 D16@200 D13@200 D13@400

어깨부 49.49 452.96 86.16 D16@200 D13@200 D13@400

측벽부 59.30 783.31 95.65 D16@200 D13@200 D13@400

.. s = 375(210 / fs)-2.5Cc = 263 mm

.. s = 300(210 / fs) = 315 mm

여기서, Cc = 60mm-(16mm÷2)=52.0 mm, fs=300×2/3=200 MPa

.. s = 263 mm > 200 mm ∴ O.K

- 34 -

. 배력철근 최소 철근면적(Asreq) = 1,000×300×0.0025=750 mm2

. 사용철근 인장측 : D13@200 = 634 mm2

압축측 : D13@200 = 634 mm2

. 따라서, As=1,268 mm2 > 750 mm2 ∴ O.K

구 분

해석 단면력 철근량 산정

모멘트

(kN.m)

축력

(kN)

전단력

(kN)

주철근 배력철근 전단철근

천장부 56.01 688.70 71.49 D16@200 D13@200 D13@400

어깨부 54.87 883.34 85.36 D16@200 D13@200 D13@400

측벽부 16.16 731.67 44.30 D16@200 D13@200 D13@400

- 35 -

구 분 모멘트

(kN.m)

축력

(kN)

전단력

(kN)

발생응력

(kPa)

허용응력

(kPa) 검토

천장부 31.67 508.26 20.58

fc 3,805.78 fca 9,600 O.K

ft 417.42 fta 637 O.K

v 68.59 vca 392 O.K

어깨부 61.63 542.94 109.14

fc 5,918.59 fca 9,600 O.K

ft 2,299.01 fta 637 N.G

v 363.78 vca 392 O.K

측벽부 72.97 939.15 115.69

fc 7,995.37 fca 9,600 O.K

ft 1,734.36 fta 637 N.G

v 385.63 vca 392 O.K

검토결과

. 검토결과 어깨부, 측벽부에서 허용응력을 초과하여 철근보강

이 필요한 것으로 나타남

구 분 모멘트

(kN.m)

축력

(kN)

전단력

(kN)

발생응력

(kPa)

허용응력

(kPa) 검토

천장부 31.59 508.91 19.82

fc 3,802.05 fca 9,600 O.K

ft 409.29 fta 637 O.K

v 66.06 vca 392 O.K

어깨부 22.82 532.93 21.83

fc 3,297.42 fca 9,600 O.K

ft 압축응력발생 fta 637 O.K

v 72.77 vca 392 O.K

측벽부 11.12 567.17 19.23

fc 2,631.70 fca 9,600 O.K

ft 압축응력발생 fta 637 O.K

v 64.11 vca 392 O.K

검토결과

. 검토결과 허용응력을 만족하나, 암반 Ⅲ등급 상태를 고려하

여 안정성강화를 위해 접속부구간과 철근보강 일체화 필요

- 36 -

구 분

모멘트

(kN.m)

축력

(kN)

전단력

(kN)

발생응력

(kPa)

허용응력

(kPa)

검토

천장부 31.95 544.00 25.14

fc 3,943.27 fca 9,600 O.K

ft 316.60 fta 637 O.K

v 83.79 vca 392 O.K

어깨부 23.52 511.39 24.48

fc 3,272.30 fca 9,600 O.K

ft 압축응력발생 fta 637 O.K

v 81.60 vca 392 O.K

측벽부 15.29 887.35 27.93

fc 3,977.37 fca 9,600 O.K

ft 압축응력발생 fta 637 O.K

v 93.11 vca 392 O.K

검토결과

. 검토결과 허용응력을 만족하여 철근보강이 필요없는 것으로

나타남

구 분

모멘트

(kN.m)

축력

(kN)

전단력

(kN)

발생응력

(kPa)

허용응력

(kPa)

검토

천장부 69.31 829.57 67.61

fc 7,386.08 fca 9,600 O.K

ft 1,855.65 fta 637 N.G

v 341.73 vca 392 O.K

어깨부 66.79 1,055.47 102.52

fc 7,970.96 fca 9,600 O.K

ft 934.51 fta 637 N.G

v 341.73 vca 392 O.K

측벽부 21.69 831.04 51.85

fc 4,216.40 fca 9,600 O.K

ft 압축응력발생 fta 637 O.K

v 172.84 vca 392 O.K

검토결과

. 검토결과 천장부, 어깨부에서 허용응력을 초과하여 철근보강

이 필요한 것으로 나타남

- 37 -

RP-2, RC-2 접속부 구간 철근배근 개요도

구 분

해석 단면력 철근량 산정

모멘트

(kN.m)

축력

(kN)

전단력

(kN)

주철근 배력철근 전단철근

천장부 49.51 796.47 32.18 D16@200 D13@200 D13@400

어깨부 95.63 924.78 169.24 D16@200 D13@200 D13@400

측벽부 112.85 1,455.31 178.51 D16@200 D13@200 D13@400

.. s = 375(210 / fs)-2.5Cc = 263 mm

.. s = 300(210 / fs) = 315 mm

여기서, Cc = 60mm-(16mm÷2)=52.0 mm, fs=300×2/3=200 MPa

.. s = 263 mm > 200 mm ∴ O.K

- 38 -

. 배력철근 최소 철근면적(Asreq) = 1,000×300×0.0025=750 mm2

. 사용철근 인장측 : D13@250 = 507 mm2

압축측 : D13@250 = 507 mm2

. 따라서, As=1,014 mm2 > 750 mm2 ∴ O.K

구 분

보강 철근량 산정 . 허용응력 검토결과 철근보강

이 필요치 않으나 안정성확보

강화를 위해 철근 배근

. 주철근 간격은 접속부구간과

통일시키며, 철근직경은 축소

. 배력철근 간격은 허용범위내에

서 접속부구간보다 넓게 배근

주철근 배력철근 전단철근

천장부 D13@200 D13@250 D13@500

어깨부 D13@200 D13@250 D13@500

측벽부 D13@200 D13@250 D13@500

구 분

해석 단면력 철근량 산정

모멘트

(kN.m)

축력

(kN)

전단력

(kN)

주철근 배력철근 전단철근

천장부 107.39 1,286.39 104.28 D16@200 D13@200 D13@400

어깨부 103.28 1,635.53 158.15 D16@200 D13@200 D13@400

측벽부 33.44 1,279.53 79.89 D16@200 D13@200 D13@400

- 39 -

구 분 모멘트

(kN.m)

축력

(kN)

전단력

(kN)

발생응력

(kPa)

허용응력

(kPa) 검토

천장부 38.28 580.45 24.18

fc 4,487.10 fca 9,600 O.K

ft 617.43 fta 637 O.K

v 80.59 vca 392 O.K

어깨부 74.57 621.03 129.76

fc 7,041.55 fca 9,600 O.K

ft 2,901.38 fta 637 N.G

v 432.54 vca 392 N.G

측벽부 90.37 1,092.06 148.40

fc 9,664.87 fca 9,600 N.G

ft 2,384.46 fta 637 N.G

v 494.66 vca 392 N.G

검토결과

. 검토결과 어깨부, 측벽부에서 허용응력을 초과하여 철근보강

이 필요한 것으로 나타남

구 분 모멘트

(kN.m)

축력

(kN)

전단력

(kN)

발생응력

(kPa)

허용응력

(kPa) 검토

천장부 38.19 581.26 23.42

fc 4,483.28 fca 9,600 O.K

ft 608.19 fta 637 O.K

v 78.05 vca 392 O.K

어깨부 26.92 606.12 21.74

fc 3,815.00 fca 9,600 O.K

ft 225.80 fta 637 O.K

v 72.45 vca 392 O.K

측벽부 18.28 638.64 31.63

fc 3,347.52 fca 9,600 O.K

ft 압축응력발생 fta 637 O.K

v 105.43 vca 392 O.K

검토결과

. 검토결과 허용응력을 만족하나, 암반Ⅳ등급 상태를 고려하여

안정성강화를 위해 접속부구간과 철근보강 일체화 필요

- 40 -

구 분

모멘트

(kN.m)

축력

(kN)

전단력

(kN)

발생응력

(kPa)

허용응력

(kPa)

검토

천장부 38.96 623.45 30.03

fc 4,675.43 fca 9,600 O.K

ft 519.10 fta 637 O.K

v 100.10 vca 392 O.K

어깨부 28.21 581.52 27.96

fc 3,818.88 fca 9,600 O.K

ft 압축응력발생 fta 637 O.K

v 93.21 vca 392 O.K

측벽부 25.19 994.74 46.28

fc 4,995.00 fca 9,600 O.K

ft 압축응력발생 fta 637 O.K

v 154.25 vca 392 O.K

검토결과

. 검토결과 허용응력을 만족하여 철근보강이 필요없는 것으로

나타남

구 분

모멘트

(kN.m)

축력

(kN)

전단력

(kN)

발생응력

(kPa)

허용응력

(kPa)

검토

천장부 83.97 959.43 85.67

fc 8,796.03 fca 9,600 O.K

ft 2,399.84 fta 637 N.G

v 285.56 vca 392 O.K

어깨부 83.65 1,231.31 129.64

fc 9,681.29 fca 9,600 N.G

ft 1,472.58 fta 637 N.G

v 432.14 vca 392 N.G

측벽부 33.25 758.69 57.40

fc 4,745.91 fca 9,600 O.K

ft 압축응력발생 fta 637 O.K

v 191.35 vca 392 O.K

검토결과

. 검토결과 천장부, 어깨부에서 허용응력을 초과하여 철근보강

이 필요한 것으로 나타남

- 41 -

RP-3, RC-3 접속부 구간 철근배근 개요도

구 분

해석 단면력 철근량 산정

모멘트

(kN.m)

축력

(kN)

전단력

(kN)

주철근 배력철근 전단철근

천장부 59.98 912.11 37.91 D19@200 D13@200 D13@400

어깨부 116.07 967.23 202.03 D19@200 D13@200 D13@400

측벽부 140.41 1,699.65 230.04 D19@200 D13@200 D13@400

.. s = 375(210 / fs)-2.5Cc = 263 mm

.. s = 300(210 / fs) = 315 mm

여기서, Cc = 60mm-(16mm÷2)=52.0 mm, fs=300×2/3=200 MPa

.. s = 263 mm > 200 mm ∴ O.K

- 42 -

. 배력철근 최소 철근면적(Asreq) = 1,000×300×0.0025=750 mm2

. 사용철근 인장측 : D13@250 = 507 mm2

압축측 : D13@250 = 507 mm2

. 따라서, As=1,014 mm2 > 750 mm2 ∴ O.K

구 분

보강 철근량 산정 . 허용응력 검토결과 철근보강

이 필요치 않으나 안정성확보

강화를 위해 철근 배근

. 주철근 간격은 접속부구간과

통일시키며, 철근직경은 축소

. 배력철근 간격은 허용범위내에

서 접속부구간보다 넓게 배근

주철근 배력철근 전단철근

천장부 D16@200 D13@250 D13@500

어깨부 D16@200 D13@250 D13@500

측벽부 D16@200 D13@250 D13@500

구 분

해석 단면력 철근량 산정

모멘트

(kN.m)

축력

(kN)

전단력

(kN)

주철근 배력철근 전단철근

천장부 130.66 1,494.09 133.02 D16@200 D13@200 D13@400

어깨부 129.96 1,916.48 200.87 D16@200 D13@200 D13@400

측벽부 51.46 1,173.12 88.87 D16@200 D13@200 D13@400

- 43 -

대인용 피난연결통로 접속부 계측계획 개요도

차량용 피난연결통로 접속부 계측계획 개요도

- 44 -

B1지점 계측 개요도

RP-1, 2 RP-3

- 45 -

구 분 하중 적용현황 하중형상

이완하중

.암반Ⅰ, Ⅱ등급 : 발파이완하중 0.5m .암반 Ⅲ등급 : 0.25(B) m .암반 Ⅳ등급 : 0.2(B+Ht) m

아치형

잔류수압

.암반Ⅰ, Ⅱ, Ⅲ, Ⅳ등급

-본선 : 1/3 × Ht (m)

-피난연결통로 : 1/2 × Ht (m)

아치형

- 46 -

구분

본 선

피난연결통로 비고

접속부 접속부반대편

대

인

용

RP1&RM1 철근보강 - 철근보강 본선

접속부

9m

철근보강

RP2&RM2 철근보강 철근보강 철근보강

RP3&RM3 철근보강 철근보강 철근보강

차

량

용

RP1&RC1 철근보강 - 철근보강 본선

접속부

18m

철근보강

RP2&RC2 철근보강 철근보강 철근보강

RP3&RC3 철근보강 철근보강 철근보강

- 47 -

구 분

대인용 차량용

RP1&RM1 RP2&RM2 RP3&RM3 RP1&RC1 RP2&RC2 RP3&RC3

본

선

접

속

부

주철근 D16@200 D16@200 D19@200 D16@200 D16@200 D19@200

배력철근 D13@200 D13@200 D13@200 D13@200 D13@200 D13@200

전단철근 D13@400 D13@400 D13@400 D13@400 D13@400 D13@400

접반

속대

부편

주철근 - D13@200 D16@200 - D13@200 D16@200

배력철근 - D13@250 D13@250 - D13@250 D13@250

전단철근 - D13@500 D13@500 - D13@500 D13@500

피난

연결

통로

주철근 D16@200 D16@200 D16@200 D16@200 D16@200 D16@200

배력철근 D13@200 D13@200 D13@200 D13@200 D13@200 D13@200

전단철근 D13@400 D13@400 D13@400 D13@400 D13@400 D13@400

Ⅰ, Ⅱ

- 48 -

구분 RP1 RP2 RP3

부산

외곽

2,9

공구

보 강 연 장 10m(전단면) 20m(전단면) 20m(전단면)

주 철 근 D19@200 D19@200 D19@200

배 력 철 근 D13@200 D13@200 D13@200

철 근 량 7.371ton 14.930ton 14.930ton

공 사 비 9,792,100원 19,812,000원 19,812,000원

검토

(안)

보 강 연 장 9m(반단면) 9m(전단면) 9m(전단면)

주 철 근 D16@200 D13~D16@200 D16~D19@200

배 력 철 근 D13@200 D13@200~250 D13@200~250

철 근 량 1.693ton 4.141ton 5.252ton

공 사 비 2,628,200원 5,889,100원 7,221,300원

공 사 비 증 감 (-)7,163,900원 (-)13,922,900원 (-)12,590,700원

구분 RP1 RP2 RP3

부산

외곽

2,9

공구

보 강 연 장 10m(전단면) 20m(전단면) 20m(전단면)

주 철 근 D19@200 D19@200 D19@200

배 력 철 근 D13@200 D13@200 D13@200

철 근 량 6.712ton 11.950ton 11.950ton

공 사 비 8,992,400원 16,211,700원 16,211,700원

검토

(안)

보 강 연 장 18m(반단면) 18m(전단면) 18m(전단면)

주 철 근 D16@200 D13~D16@200 D16~D19@200

배 력 철 근 D13@200 D13@200~250 D13@200~250

철 근 량 3.161ton 8.057ton 10.232ton

공 사 비 4,988,200원 11,509,900원 14,115,300원

공 사 비 증 감 (-)4,004,200원 (-)4,701,800원 (-)2,096,400원

- 49 -

붙 임

2012. 06.

설 계 처

#붙임 1

- 1 -

◈ 천단부

▷ 벽 체 검 토 조 건

fck = 24.0 MPa fy = 300.0 MPa

Øc = 0.65 Øv = 0.75 α = 0.80

극한 모멘트 Mu = 23.330 KN·m 극 한 축 력 Pu = 391.930 KN

단면의 두께 H = 300.000 mm 단 위 폭 B = 1000.000 mm

유 효 깊 이 D = 240.000 mm 피 복 두 께 Dc = 60.000 mm

작 용 편 심 e = 59.526 mm

인장측 철근 Ast = 993.000㎟

1단 (dc = 60mm) : D 16 @ 200 mm

압축측 철근 Asc = 993.000㎟

1단 (dc = 60mm) : D 16 @ 200 mm

▷ 평형상태 검토

c = 600/(600+fy)*d = 160.000 mm

k1 = 0.850 a = k1·c = 136.00 mm

Cck = 0.85·fck·B·H = 6120000.0 N

소성중심 x = (Cck·H/2 + fy·Asc·dc + fy·Ast·d)/(Cck + fy·Asc + fy·Ast)=150.00 mm

콘크리트 Cc = 0.85·fck·a·b = 2774400.0 N

압축철근 Cs = (fs-0.85·fck)·Asc = 277642.8 N

( εsc > εy --> fs = fy = 300.00 MPa )

인장철근 Ts = fy·Ast = 297900.0 N

평형축력 Pb = Cc + Cs - Ts = 2754143.0 N

평형모멘트 Mb = Cc(x-a/2) + Cs(x-dc) + Ts(d-x) = 279299600.0 N·mm

평형편심 eb = Mb / Pb = 101.41 mm

e < eb -------> 압축파괴영역

▷ 기둥 강도 검토

e_min = 29.34 mm < e = 59.53 mm

---> 철근의 응력을 Trial & Error Method로 계산한다.

c = 222.36 mm로 가정하면.. a = k1·c = 189.00 mm

fsc = 300.00 MPa, fst = 47.6 MPa

Pn = 0.85 fck·a·B + Asc·fsc - Ast·fst = 4086048.0 N

Mn = 0.85 fck·a·B·(x-a/2) + Asc·fsc·(x-dcc) - Ast·fst·(d-x) = 243225200.0 N·mm

e' = Mn/Pn = 59.526 mm ≒ e = 59.526 mm ---> say O.K.

최외단 철근의 순인장변형률 εt = 0.00024

εt = 0.00024 ≤ εy = 0.0015 -------> 압축지배단면

εt < εy 이므로 강도감소계수 Ø= 0.65를 적용한다.

ØPn = 2655.931 KN ≥ Pu = 391.930 KN ∴O.K

ØMn = 158.096 KN·m ≥ Mu = 23.330 KN·m ∴O.K

▷ 전단력 검토

작용전단력 Vu = 14.820 KN

ØVc =Øv·1/6·(1+Pu/(14·Ag))·√(fck)·B·D/1000 = 160.684 KN

Øv·Vc = 160.684 KN > Vu ∴전단철근 필요없음.

- 2 -

◈ 어깨부

▷ 벽 체 검 토 조 건

fck = 24.0 MPa fy = 300.0 MPa

Øc = 0.65 Øv = 0.75 α = 0.80

극한 모멘트 Mu = 17.440 KN·m 극 한 축 력 Pu = 419.750 KN

단면의 두께 H = 300.000 mm 단 위 폭 B = 1000.000 mm

유 효 깊 이 D = 240.000 mm 피 복 두 께 Dc = 60.000 mm

작 용 편 심 e = 41.549 mm

인장측 철근 Ast = 993.000㎟

1단 (dc = 60mm) : D 16 @ 200 mm

압축측 철근 Asc = 993.000㎟

1단 (dc = 60mm) : D 16 @ 200 mm

▷ 평형상태 검토

c = 600/(600+fy)*d = 160.000 mm

k1 = 0.850 a = k1·c = 136.00 mm

Cck = 0.85·fck·B·H = 6120000.0 N

소성중심 x = (Cck·H/2 + fy·Asc·dc + fy·Ast·d)/(Cck + fy·Asc + fy·Ast)

= 150.00 mm

콘크리트 Cc = 0.85·fck·a·b = 2774400.0 N

압축철근 Cs = (fs-0.85·fck)·Asc = 277642.8 N

( εsc > εy --> fs = fy = 300.00 MPa )

인장철근 Ts = fy·Ast = 297900.0 N

평형축력 Pb = Cc + Cs - Ts = 2754143.0 N

평형모멘트 Mb = Cc(x-a/2) + Cs(x-dc) + Ts(d-x) = 279299600.0 N·mm

평형편심 eb = Mb / Pb = 101.41 mm

e < eb -------> 압축파괴영역

▷ 기둥 강도 검토

e_min = 29.34 mm < e = 41.55 mm

---> 철근의 응력을 Trial & Error Method로 계산한다.

c = 260.38 mm로 가정하면.. a = k1·c = 221.33 mm

fsc = 300.00 MPa, fst = -47.0 MPa

εst = -0.0002 < 0 ---> 인장측 철근이 압축됨

Pn = 0.85 fck·a·B + Asc·fsc - Ast·fst = 4819054.0 N

Mn = 0.85 fck·a·B·(x-a/2) + Asc·fsc·(x-dcc) - Ast·fst·(d-x)

= 200223600.0 N·mm

e' = Mn/Pn = 41.548 mm ≒ e = 41.549 mm ---> say O.K.

최외단 철근의 순인장변형률 εt = -0.00023

εt = -0.00023 ≤ εy = 0.0015 -------> 압축지배단면

εt < εy 이므로 강도감소계수 Ø= 0.65를 적용한다.

ØPn = 3132.385 KN ≥ Pu = 419.750 KN ∴O.K

ØMn = 130.145 KN·m ≥ Mu = 17.440 KN·m ∴O.K

▷ 전단력 검토

작용전단력 Vu = 25.210 KN

ØVc =Øv·1/6·(1+Pu/(14·Ag))·√(fck)·B·D/1000 = 161.658 KN

Øv·Vc = 161.658 KN > Vu ∴전단철근 필요없음.

- 3 -

◈ 측벽부

▷ 벽 체 검 토 조 건

fck = 24.0 MPa fy = 300.0 MPa

Øc = 0.65 Øv = 0.75 α = 0.80

극한 모멘트 Mu = 45.280 KN·m 극 한 축 력 Pu = 555.970 KN

단면의 두께 H = 300.000 mm 단 위 폭 B = 1000.000 mm

유 효 깊 이 D = 240.000 mm 피 복 두 께 Dc = 60.000 mm

작 용 편 심 e = 81.443 mm

인장측 철근 Ast = 993.000㎟

1단 (dc = 60mm) : D 16 @ 200 mm

압축측 철근 Asc = 993.000㎟

1단 (dc = 60mm) : D 16 @ 200 mm

▷ 평형상태 검토

c = 600/(600+fy)*d = 160.000 mm

k1 = 0.850 a = k1·c = 136.00 mm

Cck = 0.85·fck·B·H = 6120000.0 N

소성중심 x = (Cck·H/2 + fy·Asc·dc + fy·Ast·d)/(Cck + fy·Asc + fy·Ast)

= 150.00 mm

콘크리트 Cc = 0.85·fck·a·b = 2774400.0 N

압축철근 Cs = (fs-0.85·fck)·Asc = 277642.8 N

( εsc > εy --> fs = fy = 300.00 MPa )

인장철근 Ts = fy·Ast = 297900.0 N

평형축력 Pb = Cc + Cs - Ts = 2754143.0 N

평형모멘트 Mb = Cc(x-a/2) + Cs(x-dc) + Ts(d-x) = 279299600.0 N·mm

평형편심 eb = Mb / Pb = 101.41 mm

e < eb -------> 압축파괴영역

▷ 기둥 강도 검토

e_min = 29.34 mm < e = 81.44 mm

---> 철근의 응력을 Trial & Error Method로 계산한다.

c = 185.20 mm로 가정하면.. a = k1·c = 157.42 mm

fsc = 300.00 MPa, fst = 177.5 MPa

Pn = 0.85 fck·a·B + Asc·fsc - Ast·fst = 3312657.0 N

Mn = 0.85 fck·a·B·(x-a/2) + Asc·fsc·(x-dcc) - Ast·fst·(d-x)

= 269794200.0 N·mm

e' = Mn/Pn = 81.443 mm ≒ e = 81.443 mm ---> say O.K.

최외단 철근의 순인장변형률 εt = 0.00089

εt = 0.00089 ≤ εy = 0.0015 -------> 압축지배단면

εt < εy 이므로 강도감소계수 Ø= 0.65를 적용한다.

ØPn = 2153.227 KN ≥ Pu = 555.970 KN ∴O.K

ØMn = 175.366 KN·m ≥ Mu = 45.280 KN·m ∴O.K

▷ 전단력 검토

작용전단력 Vu = 76.300 KN

ØVc =Øv·1/6·(1+Pu/(14·Ag))·√(fck)·B·D/1000 = 166.424 KN

Øv·Vc = 166.424 KN > Vu ∴전단철근 필요없음.

- 4 -

◈ 천단부

▷ 벽 체 검 토 조 건

fck = 24.0 MPa fy = 300.0 MPa

Øc = 0.65 Øv = 0.75 α = 0.80

극한 모멘트 Mu = 41.550 KN·m 극 한 축 력 Pu = 158.340 KN

단면의 두께 H = 300.000 mm 단 위 폭 B = 1000.000 mm

유 효 깊 이 D = 240.000 mm 피 복 두 께 Dc = 60.000 mm

작 용 편 심 e = 262.410 mm

인장측 철근 Ast = 993.000㎟

1단 (dc = 60mm) : D 16 @ 200 mm

압축측 철근 Asc = 993.000㎟

1단 (dc = 60mm) : D 16 @ 200 mm

▷ 평형상태 검토

c = 600/(600+fy)*d = 160.000 mm

k1 = 0.850 a = k1·c = 136.00 mm

Cck = 0.85·fck·B·H = 6120000.0 N

소성중심 x = (Cck·H/2 + fy·Asc·dc + fy·Ast·d)/(Cck + fy·Asc + fy·Ast)

= 150.00 mm

콘크리트 Cc = 0.85·fck·a·b = 2774400.0 N

압축철근 Cs = (fs-0.85·fck)·Asc = 277642.8 N

( εsc > εy --> fs = fy = 300.00 MPa )

인장철근 Ts = fy·Ast = 297900.0 N

평형축력 Pb = Cc + Cs - Ts = 2754143.0 N

평형모멘트 Mb = Cc(x-a/2) + Cs(x-dc) + Ts(d-x) = 279299600.0 N·mm

평형편심 eb = Mb / Pb = 101.41 mm

e ≥eb -------> 인장파괴영역

▷ 기둥 강도 검토

철근의 응력을 Trial & Error Method로 계산한다.

c = 51.90 mm로 가정하면.. a = k1·c = 44.12 mm

εsc = -0.0005 fsc = -93.64 MPa

εsc < 0 ---> 압축측 철근이 인장됨

Pn = 0.85·fck·a·b + Asc·fsc - Ast·fy

= 509071.8 N

Mn = 0.85·fck·a·b·(x-a/2) + Asc·fsc·(x-dc) + Ast·fst·(d-x) = 133584800.0 N·mm

e' = Mn/Pn = 262.409 mm ≒ e = 262.410 mm ---> say O.K.

최외단 철근의 순인장변형률 εt = 0.01087

0.005 ≤ εt = 0.01087 -------> 인장지배단면

0.005 ≤ εt 이므로 강도감소계수를 0.85를 적용한다.

보정 Ø= 0.85

ØPn = 432.711 KN ≥ Pu = 158.340 KN ∴O.K

ØMn = 113.547 KN·m ≥ Mu = 41.550 KN·m ∴O.K

▷ 전단력 검토

작용전단력 Vu = 24.590 KN

ØVc =Øv·1/6·(1+Pu/(14·Ag))·√(fck)·B·D/1000 = 152.510 KN

Øv·Vc = 152.510 KN > Vu ∴전단철근 필요없음.

- 5 -

◈ 어깨부

▷ 벽 체 검 토 조 건

fck = 24.0 MPa fy = 300.0 MPa

Øc = 0.65 Øv = 0.75 α = 0.80

극한 모멘트 Mu = 44.490 KN·m 극 한 축 력 Pu = 355.220 KN

단면의 두께 H = 300.000 mm 단 위 폭 B = 1000.000 mm

유 효 깊 이 D = 240.000 mm 피 복 두 께 Dc = 60.000 mm

작 용 편 심 e = 125.246 mm

인장측 철근 Ast = 993.000㎟

1단 (dc = 60mm) : D 16 @ 200 mm

압축측 철근 Asc = 993.000㎟

1단 (dc = 60mm) : D 16 @ 200 mm

▷ 평형상태 검토

c = 600/(600+fy)*d = 160.000 mm

k1 = 0.850 a = k1·c = 136.00 mm

Cck = 0.85·fck·B·H = 6120000.0 N

소성중심 x = (Cck·H/2 + fy·Asc·dc + fy·Ast·d)/(Cck + fy·Asc + fy·Ast)

= 150.00 mm

콘크리트 Cc = 0.85·fck·a·b = 2774400.0 N

압축철근 Cs = (fs-0.85·fck)·Asc = 277642.8 N

( εsc > εy --> fs = fy = 300.00 MPa )

인장철근 Ts = fy·Ast = 297900.0 N

평형축력 Pb = Cc + Cs - Ts = 2754143.0 N

평형모멘트 Mb = Cc(x-a/2) + Cs(x-dc) + Ts(d-x) = 279299600.0 N·mm

평형편심 eb = Mb / Pb = 101.41 mm

e ≥eb -------> 인장파괴영역

▷ 기둥 강도 검토

철근의 응력을 Trial & Error Method로 계산한다.

c = 119.81 mm로 가정하면.. a = k1·c = 101.84 mm

εsc = 0.0015 fs = 299.53 MPa

Pn = 0.85·fck·a·b + Asc·(fsc-0.85·fck) - Ast·fy

= 2056825.0 N

Mn = 0.85·fck·a·b·(x-a/2) + Asc·fsc·(x-dc) + Ast·fst·(d-x)

= 257599800.0 N·mm

e' = Mn/Pn = 125.241 mm ≒ e = 125.246 mm ---> say O.K.

최외단 철근의 순인장변형률 εt = 0.00301

εy = 0.0015 < εt = 0.00301 < 0.005 -------> 변화구간단면

εy < εt < 0.005 이므로 0.65 ~ 0.85 사이에서 강도감소계수를 보간한다.

보정 Ø= 0.73625

ØPn = 1514.339 KN ≥ Pu = 355.220 KN ∴O.K

ØMn = 189.658 KN·m ≥ Mu = 44.490 KN·m ∴O.K

▷ 전단력 검토

작용전단력 Vu = 69.120 KN

ØVc =Øv·1/6·(1+Pu/(14·Ag))·√(fck)·B·D/1000 = 159.400 KN

Øv·Vc = 159.400 KN > Vu ∴전단철근 필요없음.

- 6 -

◈ 측벽부

▷ 벽 체 검 토 조 건

fck = 24.0 MPa fy = 300.0 MPa

Øc = 0.65 Øv = 0.75 α = 0.80

극한 모멘트 Mu = 17.370 KN·m 극 한 축 력 Pu = 471.750 KN

단면의 두께 H = 300.000 mm 단 위 폭 B = 1000.000 mm

유 효 깊 이 D = 240.000 mm 피 복 두 께 Dc = 60.000 mm

작 용 편 심 e = 36.820 mm

인장측 철근 Ast = 993.000㎟

1단 (dc = 60mm) : D 16 @ 200 mm

압축측 철근 Asc = 993.000㎟

1단 (dc = 60mm) : D 16 @ 200 mm

▷ 평형상태 검토

c = 600/(600+fy)*d = 160.000 mm

k1 = 0.850 a = k1·c = 136.00 mm

Cck = 0.85·fck·B·H = 6120000.0 N

소성중심 x = (Cck·H/2 + fy·Asc·dc + fy·Ast·d)/(Cck + fy·Asc + fy·Ast)

= 150.00 mm

콘크리트 Cc = 0.85·fck·a·b = 2774400.0 N

압축철근 Cs = (fs-0.85·fck)·Asc = 277642.8 N

( εsc > εy --> fs = fy = 300.00 MPa )

인장철근 Ts = fy·Ast = 297900.0 N

평형축력 Pb = Cc + Cs - Ts = 2754143.0 N

평형모멘트 Mb = Cc(x-a/2) + Cs(x-dc) + Ts(d-x) = 279299600.0 N·mm

평형편심 eb = Mb / Pb = 101.41 mm

e < eb -------> 압축파괴영역

▷ 기둥 강도 검토

e_min = 29.34 mm < e = 36.82 mm

---> 철근의 응력을 Trial & Error Method로 계산한다.

c = 270.70 mm로 가정하면.. a = k1·c = 230.09 mm

fsc = 300.00 MPa, fst = -68.0 MPa

εst = -0.0003 < 0 ---> 인장측 철근이 압축됨

Pn = 0.85 fck·a·B + Asc·fsc - Ast·fst = 5018850.0 N

Mn = 0.85 fck·a·B·(x-a/2) + Asc·fsc·(x-dcc) - Ast·fst·(d-x)

= 184798100.0 N·mm

e' = Mn/Pn = 36.821 mm ≒ e = 36.820 mm ---> say O.K.

최외단 철근의 순인장변형률 εt = -0.00034

εt = -0.00034 ≤ εy = 0.0015 -------> 압축지배단면

εt < εy 이므로 강도감소계수 Ø= 0.65를 적용한다.

ØPn = 3262.252 KN ≥ Pu = 471.750 KN ∴O.K

ØMn = 120.119 KN·m ≥ Mu = 17.370 KN·m ∴O.K

▷ 전단력 검토

작용전단력 Vu = 30.810 KN

ØVc =Øv·1/6·(1+Pu/(14·Ag))·√(fck)·B·D/1000 = 163.477 KN

Øv·Vc = 163.477 KN > Vu ∴전단철근 필요없음.

- 7 -

◈ 천단부

▷ 벽 체 검 토 조 건

fck = 24.0 MPa fy = 300.0 MPa

Øc = 0.65 Øv = 0.75 α = 0.80

극한 모멘트 Mu = 48.020 KN·m 극 한 축 력 Pu = 803.140 KN

단면의 두께 H = 300.000 mm 단 위 폭 B = 1000.000 mm

유 효 깊 이 D = 240.000 mm 피 복 두 께 Dc = 60.000 mm

작 용 편 심 e = 59.790 mm

인장측 철근 Ast = 993.000㎟

1단 (dc = 60mm) : D 16 @ 200 mm

압축측 철근 Asc = 993.000㎟

1단 (dc = 60mm) : D 16 @ 200 mm

▷ 평형상태 검토

c = 600/(600+fy)*d = 160.000 mm

k1 = 0.850 a = k1·c = 136.00 mm

Cck = 0.85·fck·B·H = 6120000.0 N

소성중심 x = (Cck·H/2 + fy·Asc·dc + fy·Ast·d)/(Cck + fy·Asc + fy·Ast)

= 150.00 mm

콘크리트 Cc = 0.85·fck·a·b = 2774400.0 N

압축철근 Cs = (fs-0.85·fck)·Asc = 277642.8 N

( εsc > εy --> fs = fy = 300.00 MPa )

인장철근 Ts = fy·Ast = 297900.0 N

평형축력 Pb = Cc + Cs - Ts = 2754143.0 N

평형모멘트 Mb = Cc(x-a/2) + Cs(x-dc) + Ts(d-x) = 279299600.0 N·mm

평형편심 eb = Mb / Pb = 101.41 mm

e < eb -------> 압축파괴영역

▷ 기둥 강도 검토

e_min = 29.34 mm < e = 59.79 mm

---> 철근의 응력을 Trial & Error Method로 계산한다.

c = 221.85 mm로 가정하면.. a = k1·c = 188.57 mm

fsc = 300.00 MPa, fst = 49.1 MPa

Pn = 0.85 fck·a·B + Asc·fsc - Ast·fst = 4075810.0 N

Mn = 0.85 fck·a·B·(x-a/2) + Asc·fsc·(x-dcc) - Ast·fst·(d-x)

= 243697400.0 N·mm

e' = Mn/Pn = 59.791 mm ≒ e = 59.790 mm ---> say O.K.

최외단 철근의 순인장변형률 εt = 0.00025

εt = 0.00025 ≤ εy = 0.0015 -------> 압축지배단면

εt < εy 이므로 강도감소계수 Ø= 0.65를 적용한다.

ØPn = 2649.277 KN ≥ Pu = 803.140 KN ∴O.K

ØMn = 158.403 KN·m ≥ Mu = 48.020 KN·m ∴O.K

▷ 전단력 검토

작용전단력 Vu = 30.450 KN

ØVc =Øv·1/6·(1+Pu/(14·Ag))·√(fck)·B·D/1000 = 175.073 KN

Øv·Vc = 175.073 KN > Vu ∴전단철근 필요없음.

- 8 -

◈ 어깨부

▷ 벽 체 검 토 조 건

fck = 24.0 MPa fy = 300.0 MPa

Øc = 0.65 Øv = 0.75 α = 0.80

극한 모멘트 Mu = 35.390 KN·m 극 한 축 력 Pu = 844.290 KN

단면의 두께 H = 300.000 mm 단 위 폭 B = 1000.000 mm

유 효 깊 이 D = 240.000 mm 피 복 두 께 Dc = 60.000 mm

작 용 편 심 e = 41.917 mm

인장측 철근 Ast = 993.000㎟

1단 (dc = 60mm) : D 16 @ 200 mm

압축측 철근 Asc = 993.000㎟

1단 (dc = 60mm) : D 16 @ 200 mm

▷ 평형상태 검토

c = 600/(600+fy)*d = 160.000 mm

k1 = 0.850 a = k1·c = 136.00 mm

Cck = 0.85·fck·B·H = 6120000.0 N

소성중심 x = (Cck·H/2 + fy·Asc·dc + fy·Ast·d)/(Cck + fy·Asc + fy·Ast)

= 150.00 mm

콘크리트 Cc = 0.85·fck·a·b = 2774400.0 N

압축철근 Cs = (fs-0.85·fck)·Asc = 277642.8 N

( εsc > εy --> fs = fy = 300.00 MPa )

인장철근 Ts = fy·Ast = 297900.0 N

평형축력 Pb = Cc + Cs - Ts = 2754143.0 N

평형모멘트 Mb = Cc(x-a/2) + Cs(x-dc) + Ts(d-x) = 279299600.0 N·mm

평형편심 eb = Mb / Pb = 101.41 mm

e < eb -------> 압축파괴영역

▷ 기둥 강도 검토

e_min = 29.34 mm < e = 41.92 mm

---> 철근의 응력을 Trial & Error Method로 계산한다.

c = 259.59 mm로 가정하면.. a = k1·c = 220.65 mm

fsc = 300.00 MPa, fst = -45.3 MPa

εst = -0.0002 < 0 ---> 인장측 철근이 압축됨

Pn = 0.85 fck·a·B + Asc·fsc - Ast·fst = 4803626.0 N

Mn = 0.85 fck·a·B·(x-a/2) + Asc·fsc·(x-dcc) - Ast·fst·(d-x)

= 201350600.0 N·mm

e' = Mn/Pn = 41.916 mm ≒ e = 41.917 mm ---> say O.K.

최외단 철근의 순인장변형률 εt = -0.00023

εt = -0.00023 ≤ εy = 0.0015 -------> 압축지배단면

εt < εy 이므로 강도감소계수 Ø= 0.65를 적용한다.

ØPn = 3122.357 KN ≥ Pu = 844.290 KN ∴O.K

ØMn = 130.878 KN·m ≥ Mu = 35.390 KN·m ∴O.K

▷ 전단력 검토

작용전단력 Vu = 50.630 KN

ØVc =Øv·1/6·(1+Pu/(14·Ag))·√(fck)·B·D/1000 = 176.513 KN

Øv·Vc = 176.513 KN > Vu ∴전단철근 필요없음.

- 9 -

◈ 측벽부

▷ 벽 체 검 토 조 건

fck = 24.0 MPa fy = 300.0 MPa

Øc = 0.65 Øv = 0.75 α = 0.80

극한 모멘트 Mu = 89.730 KN·m 극 한 축 력 Pu = 1070.250 KN

단면의 두께 H = 300.000 mm 단 위 폭 B = 1000.000 mm

유 효 깊 이 D = 240.000 mm 피 복 두 께 Dc = 60.000 mm

작 용 편 심 e = 83.840 mm

인장측 철근 Ast = 993.000㎟

1단 (dc = 60mm) : D 16 @ 200 mm

압축측 철근 Asc = 993.000㎟

1단 (dc = 60mm) : D 16 @ 200 mm

▷ 평형상태 검토

c = 600/(600+fy)*d = 160.000 mm

k1 = 0.850 a = k1·c = 136.00 mm

Cck = 0.85·fck·B·H = 6120000.0 N

소성중심 x = (Cck·H/2 + fy·Asc·dc + fy·Ast·d)/(Cck + fy·Asc + fy·Ast)

= 150.00 mm

콘크리트 Cc = 0.85·fck·a·b = 2774400.0 N

압축철근 Cs = (fs-0.85·fck)·Asc = 277642.8 N

( εsc > εy --> fs = fy = 300.00 MPa )

인장철근 Ts = fy·Ast = 297900.0 N

평형축력 Pb = Cc + Cs - Ts = 2754143.0 N

평형모멘트 Mb = Cc(x-a/2) + Cs(x-dc) + Ts(d-x) = 279299600.0 N·mm

평형편심 eb = Mb / Pb = 101.41 mm

e < eb -------> 압축파괴영역

▷ 기둥 강도 검토

e_min = 29.34 mm < e = 83.84 mm

---> 철근의 응력을 Trial & Error Method로 계산한다.

c = 181.74 mm로 가정하면.. a = k1·c = 154.48 mm

fsc = 300.00 MPa, fst = 192.3 MPa

Pn = 0.85 fck·a·B + Asc·fsc - Ast·fst = 3237983.0 N

Mn = 0.85 fck·a·B·(x-a/2) + Asc·fsc·(x-dcc) - Ast·fst·(d-x)

= 271473500.0 N·mm

e' = Mn/Pn = 83.840 mm ≒ e = 83.840 mm ---> say O.K.

최외단 철근의 순인장변형률 εt = 0.00096

εt = 0.00096 ≤ εy = 0.0015 -------> 압축지배단면

εt < εy 이므로 강도감소계수 Ø= 0.65를 적용한다.

ØPn = 2104.689 KN ≥ Pu = 1070.250 KN ∴O.K

ØMn = 176.458 KN·m ≥ Mu = 89.730 KN·m ∴O.K

▷ 전단력 검토

작용전단력 Vu = 150.270 KN

ØVc =Øv·1/6·(1+Pu/(14·Ag))·√(fck)·B·D/1000 = 184.420 KN

Øv·Vc = 184.420 KN > Vu ∴전단철근 필요없음.

- 10 -

◈ 천단부

▷ 벽 체 검 토 조 건

fck = 24.0 MPa fy = 300.0 MPa

Øc = 0.65 Øv = 0.75 α = 0.80

극한 모멘트 Mu = 84.100 KN·m 극 한 축 력 Pu = 314.400 KN

단면의 두께 H = 300.000 mm 단 위 폭 B = 1000.000 mm

유 효 깊 이 D = 240.000 mm 피 복 두 께 Dc = 60.000 mm

작 용 편 심 e = 267.494 mm

인장측 철근 Ast = 993.000㎟

1단 (dc = 60mm) : D 16 @ 200 mm

압축측 철근 Asc = 993.000㎟

1단 (dc = 60mm) : D 16 @ 200 mm

▷ 평형상태 검토

c = 600/(600+fy)*d = 160.000 mm

k1 = 0.850 a = k1·c = 136.00 mm

Cck = 0.85·fck·B·H = 6120000.0 N

소성중심 x = (Cck·H/2 + fy·Asc·dc + fy·Ast·d)/(Cck + fy·Asc + fy·Ast)

= 150.00 mm

콘크리트 Cc = 0.85·fck·a·b = 2774400.0 N

압축철근 Cs = (fs-0.85·fck)·Asc = 277642.8 N

( εsc > εy --> fs = fy = 300.00 MPa )

인장철근 Ts = fy·Ast = 297900.0 N

평형축력 Pb = Cc + Cs - Ts = 2754143.0 N

평형모멘트 Mb = Cc(x-a/2) + Cs(x-dc) + Ts(d-x) = 279299600.0 N·mm

평형편심 eb = Mb / Pb = 101.41 mm

e ≥eb -------> 인장파괴영역

▷ 기둥 강도 검토

철근의 응력을 Trial & Error Method로 계산한다.

c = 51.40 mm로 가정하면.. a = k1·c = 43.69 mm

εsc = -0.0005 fsc = -100.38 MPa

εsc < 0 ---> 압축측 철근이 인장됨

Pn = 0.85·fck·a·b + Asc·fsc - Ast·fy

= 493701.7 N

Mn = 0.85·fck·a·b·(x-a/2) + Asc·fsc·(x-dc) + Ast·fst·(d-x)

= 132061900.0 N·mm

e' = Mn/Pn = 267.493 mm ≒ e = 267.494 mm ---> say O.K.

최외단 철근의 순인장변형률 εt = 0.01101

0.005 ≤ εt = 0.01101 -------> 인장지배단면

0.005 ≤ εt 이므로 강도감소계수를 0.85를 적용한다.

보정 Ø= 0.85

ØPn = 419.646 KN ≥ Pu = 314.400 KN ∴O.K

ØMn = 112.253 KN·m ≥ Mu = 84.100 KN·m ∴O.K

▷ 전단력 검토

작용전단력 Vu = 38.550 KN

ØVc =Øv·1/6·(1+Pu/(14·Ag))·√(fck)·B·D/1000 = 157.971 KN

Øv·Vc = 157.971 KN > Vu ∴전단철근 필요없음.

- 11 -

◈ 어깨부

▷ 벽 체 검 토 조 건

fck = 24.0 MPa fy = 300.0 MPa

Øc = 0.65 Øv = 0.75 α = 0.80

극한 모멘트 Mu = 88.070 KN·m 극 한 축 력 Pu = 688.410 KN

단면의 두께 H = 300.000 mm 단 위 폭 B = 1000.000 mm

유 효 깊 이 D = 240.000 mm 피 복 두 께 Dc = 60.000 mm

작 용 편 심 e = 127.933 mm

인장측 철근 Ast = 993.000㎟

1단 (dc = 60mm) : D 16 @ 200 mm

압축측 철근 Asc = 993.000㎟

1단 (dc = 60mm) : D 16 @ 200 mm

▷ 평형상태 검토

c = 600/(600+fy)*d = 160.000 mm

k1 = 0.850 a = k1·c = 136.00 mm

Cck = 0.85·fck·B·H = 6120000.0 N

소성중심 x = (Cck·H/2 + fy·Asc·dc + fy·Ast·d)/(Cck + fy·Asc + fy·Ast)

= 150.00 mm

콘크리트 Cc = 0.85·fck·a·b = 2774400.0 N

압축철근 Cs = (fs-0.85·fck)·Asc = 277642.8 N

( εsc > εy --> fs = fy = 300.00 MPa )

인장철근 Ts = fy·Ast = 297900.0 N

평형축력 Pb = Cc + Cs - Ts = 2754143.0 N

평형모멘트 Mb = Cc(x-a/2) + Cs(x-dc) + Ts(d-x) = 279299600.0 N·mm

평형편심 eb = Mb / Pb = 101.41 mm

e ≥eb -------> 인장파괴영역

▷ 기둥 강도 검토

철근의 응력을 Trial & Error Method로 계산한다.

c = 116.00 mm로 가정하면.. a = k1·c = 98.60 mm

εsc = 0.0014 fs = 289.66 MPa

Pn = 0.85·fck·a·b + Asc·(fsc-0.85·fck) - Ast·fy

= 1980911.0 N

Mn = 0.85·fck·a·b·(x-a/2) + Asc·fsc·(x-dc) + Ast·fst·(d-x)

= 253426400.0 N·mm

e' = Mn/Pn = 127.934 mm ≒ e = 127.933 mm ---> say O.K.

최외단 철근의 순인장변형률 εt = 0.00321

εy = 0.0015 < εt = 0.00321 < 0.005 -------> 변화구간단면

εy < εt < 0.005 이므로 0.65 ~ 0.85 사이에서 강도감소계수를 보간한다.

보정 Ø= 0.74754

ØPn = 1480.804 KN ≥ Pu = 688.410 KN ∴O.K

ØMn = 189.446 KN·m ≥ Mu = 88.070 KN·m ∴O.K

▷ 전단력 검토

작용전단력 Vu = 133.020 KN

ØVc =Øv·1/6·(1+Pu/(14·Ag))·√(fck)·B·D/1000 = 171.059 KN

Øv·Vc = 171.059 KN > Vu ∴전단철근 필요없음.

- 12 -

◈ 측벽부

▷ 벽 체 검 토 조 건

fck = 24.0 MPa fy = 300.0 MPa

Øc = 0.65 Øv = 0.75 α = 0.80

극한 모멘트 Mu = 36.050 KN·m 극 한 축 력 Pu = 847.030 KN

단면의 두께 H = 300.000 mm 단 위 폭 B = 1000.000 mm

유 효 깊 이 D = 240.000 mm 피 복 두 께 Dc = 60.000 mm

작 용 편 심 e = 42.560 mm

인장측 철근 Ast = 993.000㎟

1단 (dc = 60mm) : D 16 @ 200 mm

압축측 철근 Asc = 993.000㎟

1단 (dc = 60mm) : D 16 @ 200 mm

▷ 평형상태 검토

c = 600/(600+fy)*d = 160.000 mm

k1 = 0.850 a = k1·c = 136.00 mm

Cck = 0.85·fck·B·H = 6120000.0 N

소성중심 x = (Cck·H/2 + fy·Asc·dc + fy·Ast·d)/(Cck + fy·Asc + fy·Ast)

= 150.00 mm

콘크리트 Cc = 0.85·fck·a·b = 2774400.0 N

압축철근 Cs = (fs-0.85·fck)·Asc = 277642.8 N

( εsc > εy --> fs = fy = 300.00 MPa )

인장철근 Ts = fy·Ast = 297900.0 N

평형축력 Pb = Cc + Cs - Ts = 2754143.0 N

평형모멘트 Mb = Cc(x-a/2) + Cs(x-dc) + Ts(d-x) = 279299600.0 N·mm

평형편심 eb = Mb / Pb = 101.41 mm

e < eb -------> 압축파괴영역

▷ 기둥 강도 검토

e_min = 29.34 mm < e = 42.56 mm

---> 철근의 응력을 Trial & Error Method로 계산한다.

c = 258.21 mm로 가정하면.. a = k1·c = 219.47 mm

fsc = 300.00 MPa, fst = -42.3 MPa

εst = -0.0002 < 0 ---> 인장측 철근이 압축됨

Pn = 0.85 fck·a·B + Asc·fsc - Ast·fst = 4776670.0 N

Mn = 0.85 fck·a·B·(x-a/2) + Asc·fsc·(x-dcc) - Ast·fst·(d-x)

= 203298200.0 N·mm

e' = Mn/Pn = 42.561 mm ≒ e = 42.560 mm ---> say O.K.

최외단 철근의 순인장변형률 εt = -0.00021

εt = -0.00021 ≤ εy = 0.0015 -------> 압축지배단면

εt < εy 이므로 강도감소계수 Ø= 0.65를 적용한다.

ØPn = 3104.835 KN ≥ Pu = 847.030 KN ∴O.K

ØMn = 132.144 KN·m ≥ Mu = 36.050 KN·m ∴O.K

▷ 전단력 검토

작용전단력 Vu = 55.220 KN

ØVc =Øv·1/6·(1+Pu/(14·Ag))·√(fck)·B·D/1000 = 176.609 KN

Øv·Vc = 176.609 KN > Vu ∴전단철근 필요없음.

- 13 -

◈ 천단부

▷ 벽 체 검 토 조 건

fck = 24.0 MPa fy = 300.0 MPa

Øc = 0.65 Øv = 0.75 α = 0.80

극한 모멘트 Mu = 58.130 KN·m 극 한 축 력 Pu = 919.980 KN

단면의 두께 H = 300.000 mm 단 위 폭 B = 1000.000 mm

유 효 깊 이 D = 240.000 mm 피 복 두 께 Dc = 60.000 mm

작 용 편 심 e = 63.186 mm

인장측 철근 Ast = 1432.500㎟

1단 (dc = 60mm) : D 19 @ 200 mm

압축측 철근 Asc = 1432.500㎟

1단 (dc = 60mm) : D 19 @ 200 mm

▷ 평형상태 검토

c = 600/(600+fy)*d = 160.000 mm

k1 = 0.850 a = k1·c = 136.00 mm

Cck = 0.85·fck·B·H = 6120000.0 N

소성중심 x = (Cck·H/2 + fy·Asc·dc + fy·Ast·d)/(Cck + fy·Asc + fy·Ast)

= 150.00 mm

콘크리트 Cc = 0.85·fck·a·b = 2774400.0 N

압축철근 Cs = (fs-0.85·fck)·Asc = 400527.0 N

( εsc > εy --> fs = fy = 300.00 MPa )

인장철근 Ts = fy·Ast = 429750.0 N

평형축력 Pb = Cc + Cs - Ts = 2745177.0 N

평형모멘트 Mb = Cc(x-a/2) + Cs(x-dc) + Ts(d-x) = 302225800.0 N·mm

평형편심 eb = Mb / Pb = 110.09 mm

e < eb -------> 압축파괴영역

▷ 기둥 강도 검토

e_min = 29.07 mm < e = 63.19 mm

---> 철근의 응력을 Trial & Error Method로 계산한다.

c = 218.83 mm로 가정하면.. a = k1·c = 186.00 mm

fsc = 300.00 MPa, fst = 58.1 MPa

Pn = 0.85 fck·a·B + Asc·fsc - Ast·fst = 4111818.0 N

Mn = 0.85 fck·a·B·(x-a/2) + Asc·fsc·(x-dcc) - Ast·fst·(d-x)

= 259811100.0 N·mm

e' = Mn/Pn = 63.186 mm ≒ e = 63.186 mm ---> say O.K.

최외단 철근의 순인장변형률 εt = 0.00029

εt = 0.00029 ≤ εy = 0.0015 -------> 압축지배단면

εt < εy 이므로 강도감소계수 Ø= 0.65를 적용한다.

ØPn = 2672.681 KN ≥ Pu = 919.980 KN ∴O.K

ØMn = 168.877 KN·m ≥ Mu = 58.130 KN·m ∴O.K

▷ 전단력 검토

작용전단력 Vu = 35.950 KN

ØVc =Øv·1/6·(1+Pu/(14·Ag))·√(fck)·B·D/1000 = 179.162 KN

Øv·Vc = 179.162 KN > Vu ∴전단철근 필요없음.

- 14 -

◈ 어깨부

▷ 벽 체 검 토 조 건

fck = 24.0 MPa fy = 300.0 MPa

Øc = 0.65 Øv = 0.75 α = 0.80

극한 모멘트 Mu = 42.790 KN·m 극 한 축 력 Pu = 854.410 KN

단면의 두께 H = 300.000 mm 단 위 폭 B = 1000.000 mm

유 효 깊 이 D = 240.000 mm 피 복 두 께 Dc = 60.000 mm

작 용 편 심 e = 50.081 mm

인장측 철근 Ast = 1432.500㎟

1단 (dc = 60mm) : D 19 @ 200 mm

압축측 철근 Asc = 1432.500㎟

1단 (dc = 60mm) : D 19 @ 200 mm

▷ 평형상태 검토

c = 600/(600+fy)*d = 160.000 mm

k1 = 0.850 a = k1·c = 136.00 mm

Cck = 0.85·fck·B·H = 6120000.0 N

소성중심 x = (Cck·H/2 + fy·Asc·dc + fy·Ast·d)/(Cck + fy·Asc + fy·Ast)

= 150.00 mm

콘크리트 Cc = 0.85·fck·a·b = 2774400.0 N

압축철근 Cs = (fs-0.85·fck)·Asc = 400527.0 N

( εsc > εy --> fs = fy = 300.00 MPa )

인장철근 Ts = fy·Ast = 429750.0 N

평형축력 Pb = Cc + Cs - Ts = 2745177.0 N

평형모멘트 Mb = Cc(x-a/2) + Cs(x-dc) + Ts(d-x) = 302225800.0 N·mm

평형편심 eb = Mb / Pb = 110.09 mm

e < eb -------> 압축파괴영역

▷ 기둥 강도 검토

e_min = 29.07 mm < e = 50.08 mm

---> 철근의 응력을 Trial & Error Method로 계산한다.

c = 244.90 mm로 가정하면.. a = k1·c = 208.16 mm

fsc = 300.00 MPa, fst = -12.0 MPa

εst = -0.0001 < 0 ---> 인장측 철근이 압축됨

Pn = 0.85 fck·a·B + Asc·fsc - Ast·fst = 4634974.0 N

Mn = 0.85 fck·a·B·(x-a/2) + Asc·fsc·(x-dcc) - Ast·fst·(d-x)

= 232127400.0 N·mm

e' = Mn/Pn = 50.082 mm ≒ e = 50.081 mm ---> say O.K.

최외단 철근의 순인장변형률 εt = -0.00006

εt = -0.00006 ≤ εy = 0.0015 -------> 압축지배단면

εt < εy 이므로 강도감소계수 Ø= 0.65를 적용한다.

ØPn = 3012.733 KN ≥ Pu = 854.410 KN ∴O.K

ØMn = 150.883 KN·m ≥ Mu = 42.790 KN·m ∴O.K

▷ 전단력 검토

작용전단력 Vu = 62.870 KN

ØVc =Øv·1/6·(1+Pu/(14·Ag))·√(fck)·B·D/1000 = 176.868 KN

Øv·Vc = 176.868 KN > Vu ∴전단철근 필요없음.

- 15 -

◈ 측벽부

▷ 벽 체 검 토 조 건

fck = 24.0 MPa fy = 300.0 MPa

Øc = 0.65 Øv = 0.75 α = 0.80

극한 모멘트 Mu = 114.700 KN·m 극 한 축 력 Pu = 1282.730 KN

단면의 두께 H = 300.000 mm 단 위 폭 B = 1000.000 mm

유 효 깊 이 D = 240.000 mm 피 복 두 께 Dc = 60.000 mm

작 용 편 심 e = 89.419 mm

인장측 철근 Ast = 1432.500㎟

1단 (dc = 60mm) : D 19 @ 200 mm

압축측 철근 Asc = 1432.500㎟

1단 (dc = 60mm) : D 19 @ 200 mm

▷ 평형상태 검토

c = 600/(600+fy)*d = 160.000 mm

k1 = 0.850 a = k1·c = 136.00 mm

Cck = 0.85·fck·B·H = 6120000.0 N

소성중심 x = (Cck·H/2 + fy·Asc·dc + fy·Ast·d)/(Cck + fy·Asc + fy·Ast)

= 150.00 mm

콘크리트 Cc = 0.85·fck·a·b = 2774400.0 N

압축철근 Cs = (fs-0.85·fck)·Asc = 400527.0 N

( εsc > εy --> fs = fy = 300.00 MPa )

인장철근 Ts = fy·Ast = 429750.0 N

평형축력 Pb = Cc + Cs - Ts = 2745177.0 N

평형모멘트 Mb = Cc(x-a/2) + Cs(x-dc) + Ts(d-x) = 302225800.0 N·mm

평형편심 eb = Mb / Pb = 110.09 mm

e < eb -------> 압축파괴영역

▷ 기둥 강도 검토

e_min = 29.07 mm < e = 89.42 mm

---> 철근의 응력을 Trial & Error Method로 계산한다.

c = 180.71 mm로 가정하면.. a = k1·c = 153.60 mm

fsc = 300.00 MPa, fst = 196.9 MPa

Pn = 0.85 fck·a·B + Asc·fsc - Ast·fst = 3252029.0 N

Mn = 0.85 fck·a·B·(x-a/2) + Asc·fsc·(x-dcc) - Ast·fst·(d-x)

= 290795100.0 N·mm

e' = Mn/Pn = 89.420 mm ≒ e = 89.419 mm ---> say O.K.

최외단 철근의 순인장변형률 εt = 0.00098

εt = 0.00098 ≤ εy = 0.0015 -------> 압축지배단면

εt < εy 이므로 강도감소계수 Ø= 0.65를 적용한다.

ØPn = 2113.819 KN ≥ Pu = 1282.730 KN ∴O.K

ØMn = 189.017 KN·m ≥ Mu = 114.700 KN·m ∴O.K

▷ 전단력 검토

작용전단력 Vu = 206.420 KN

ØVc =Øv·1/6·(1+Pu/(14·Ag))·√(fck)·B·D/1000 = 191.856 KN

Vu > Øv·Vc ..... ∴ 전단철근보강이 필요하다.

Øv·Vs = Øv·Av·fy·D / (s ×1000) = 42.761 KN

Øv·Vn = Øv·Vc + Øv·Vs = 234.617 KN ≥ Vu ..... ∴ O.K

- 16 -

◈ 천단부

▷ 벽 체 검 토 조 건

fck = 24.0 MPa fy = 300.0 MPa

Øc = 0.65 Øv = 0.75 α = 0.80

극한 모멘트 Mu = 30.420 KN·m 극 한 축 력 Pu = 448.670 KN

단면의 두께 H = 300.000 mm 단 위 폭 B = 1000.000 mm

유 효 깊 이 D = 240.000 mm 피 복 두 께 Dc = 60.000 mm

작 용 편 심 e = 67.800 mm

인장측 철근 Ast = 993.000㎟

1단 (dc = 60mm) : D 16 @ 200 mm

압축측 철근 Asc = 993.000㎟

1단 (dc = 60mm) : D 16 @ 200 mm

▷ 평형상태 검토

c = 600/(600+fy)*d = 160.000 mm

k1 = 0.850 a = k1·c = 136.00 mm

Cck = 0.85·fck·B·H = 6120000.0 N

소성중심 x = (Cck·H/2 + fy·Asc·dc + fy·Ast·d)/(Cck + fy·Asc + fy·Ast)

= 150.00 mm

콘크리트 Cc = 0.85·fck·a·b = 2774400.0 N

압축철근 Cs = (fs-0.85·fck)·Asc = 277642.8 N

( εsc > εy --> fs = fy = 300.00 MPa )

인장철근 Ts = fy·Ast = 297900.0 N

평형축력 Pb = Cc + Cs - Ts = 2754143.0 N

평형모멘트 Mb = Cc(x-a/2) + Cs(x-dc) + Ts(d-x) = 279299600.0 N·mm

평형편심 eb = Mb / Pb = 101.41 mm

e < eb -------> 압축파괴영역

▷ 기둥 강도 검토

e_min = 29.34 mm < e = 67.80 mm

---> 철근의 응력을 Trial & Error Method로 계산한다.

c = 207.20 mm로 가정하면.. a = k1·c = 176.12 mm

fsc = 300.00 MPa, fst = 95.0 MPa

Pn = 0.85 fck·a·B + Asc·fsc - Ast·fst = 3776078.0 N

Mn = 0.85 fck·a·B·(x-a/2) + Asc·fsc·(x-dcc) - Ast·fst·(d-x)

= 256020800.0 N·mm

e' = Mn/Pn = 67.801 mm ≒ e = 67.800 mm ---> say O.K.

최외단 철근의 순인장변형률 εt = 0.00047

εt = 0.00047 ≤ εy = 0.0015 -------> 압축지배단면

εt < εy 이므로 강도감소계수 Ø= 0.65를 적용한다.

ØPn = 2454.451 KN ≥ Pu = 448.670 KN ∴O.K

ØMn = 166.414 KN·m ≥ Mu = 30.420 KN·m ∴O.K

▷ 전단력 검토

작용전단력 Vu = 49.220 KN

ØVc =Øv·1/6·(1+Pu/(14·Ag))·√(fck)·B·D/1000 = 162.670 KN

Øv·Vc = 162.670 KN > Vu ∴전단철근 필요없음.

- 17 -

◈ 어깨부

▷ 벽 체 검 토 조 건

fck = 24.0 MPa fy = 300.0 MPa

Øc = 0.65 Øv = 0.75 α = 0.80

극한 모멘트 Mu = 111.860 KN·m 극 한 축 력 Pu = 807.960 KN

단면의 두께 H = 300.000 mm 단 위 폭 B = 1000.000 mm

유 효 깊 이 D = 240.000 mm 피 복 두 께 Dc = 60.000 mm

작 용 편 심 e = 138.447 mm

인장측 철근 Ast = 993.000㎟

1단 (dc = 60mm) : D 16 @ 200 mm

압축측 철근 Asc = 993.000㎟

1단 (dc = 60mm) : D 16 @ 200 mm

▷ 평형상태 검토

c = 600/(600+fy)*d = 160.000 mm

k1 = 0.850 a = k1·c = 136.00 mm

Cck = 0.85·fck·B·H = 6120000.0 N

소성중심 x = (Cck·H/2 + fy·Asc·dc + fy·Ast·d)/(Cck + fy·Asc + fy·Ast)

= 150.00 mm

콘크리트 Cc = 0.85·fck·a·b = 2774400.0 N

압축철근 Cs = (fs-0.85·fck)·Asc = 277642.8 N

( εsc > εy --> fs = fy = 300.00 MPa )

인장철근 Ts = fy·Ast = 297900.0 N

평형축력 Pb = Cc + Cs - Ts = 2754143.0 N

평형모멘트 Mb = Cc(x-a/2) + Cs(x-dc) + Ts(d-x) = 279299600.0 N·mm

평형편심 eb = Mb / Pb = 101.41 mm

e ≥eb -------> 인장파괴영역

▷ 기둥 강도 검토

철근의 응력을 Trial & Error Method로 계산한다.

c = 102.63 mm로 가정하면.. a = k1·c = 87.23 mm

εsc = 0.0012 fs = 249.21 MPa

Pn = 0.85·fck·a·b + Asc·(fsc-0.85·fck) - Ast·fy

= 1708824.0 N

Mn = 0.85·fck·a·b·(x-a/2) + Asc·fsc·(x-dc) + Ast·fst·(d-x)

= 236572500.0 N·mm

e' = Mn/Pn = 138.442 mm ≒ e = 138.447 mm ---> say O.K.

최외단 철근의 순인장변형률 εt = 0.00402

εy = 0.0015 < εt = 0.00402 < 0.005 -------> 변화구간단면

εy < εt < 0.005 이므로 0.65 ~ 0.85 사이에서 강도감소계수를 보간한다.

보정 Ø= 0.79376

ØPn = 1356.400 KN ≥ Pu = 807.960 KN ∴O.K

ØMn = 187.782 KN·m ≥ Mu = 111.860 KN·m ∴O.K

▷ 전단력 검토

작용전단력 Vu = 161.260 KN

ØVc =Øv·1/6·(1+Pu/(14·Ag))·√(fck)·B·D/1000 = 175.242 KN

Øv·Vc = 175.242 KN > Vu ∴전단철근 필요없음.

- 18 -

◈ 측벽부

▷ 벽 체 검 토 조 건

fck = 24.0 MPa fy = 300.0 MPa

Øc = 0.65 Øv = 0.75 α = 0.80

극한 모멘트 Mu = 62.330 KN·m 극 한 축 력 Pu = 2089.460 KN

단면의 두께 H = 300.000 mm 단 위 폭 B = 1000.000 mm

유 효 깊 이 D = 240.000 mm 피 복 두 께 Dc = 60.000 mm

작 용 편 심 e = 29.831 mm

인장측 철근 Ast = 993.000㎟

1단 (dc = 60mm) : D 16 @ 200 mm

압축측 철근 Asc = 993.000㎟

1단 (dc = 60mm) : D 16 @ 200 mm

▷ 평형상태 검토

c = 600/(600+fy)*d = 160.000 mm

k1 = 0.850 a = k1·c = 136.00 mm

Cck = 0.85·fck·B·H = 6120000.0 N

소성중심 x = (Cck·H/2 + fy·Asc·dc + fy·Ast·d)/(Cck + fy·Asc + fy·Ast)

= 150.00 mm

콘크리트 Cc = 0.85·fck·a·b = 2774400.0 N

압축철근 Cs = (fs-0.85·fck)·Asc = 277642.8 N

( εsc > εy --> fs = fy = 300.00 MPa )

인장철근 Ts = fy·Ast = 297900.0 N

평형축력 Pb = Cc + Cs - Ts = 2754143.0 N

평형모멘트 Mb = Cc(x-a/2) + Cs(x-dc) + Ts(d-x) = 279299600.0 N·mm

평형편심 eb = Mb / Pb = 101.41 mm

e < eb -------> 압축파괴영역

▷ 기둥 강도 검토

e_min = 29.34 mm < e = 29.83 mm

---> 철근의 응력을 Trial & Error Method로 계산한다.

c = 286.34 mm로 가정하면.. a = k1·c = 243.39 mm

fsc = 300.00 MPa, fst = -97.1 MPa

εst = -0.0005 < 0 ---> 인장측 철근이 압축됨

Pn = 0.85 fck·a·B + Asc·fsc - Ast·fst = 5318978.0 N

Mn = 0.85 fck·a·B·(x-a/2) + Asc·fsc·(x-dcc) - Ast·fst·(d-x)

= 158670500.0 N·mm

e' = Mn/Pn = 29.831 mm ≒ e = 29.831 mm ---> say O.K.

최외단 철근의 순인장변형률 εt = -0.00049

εt = -0.00049 ≤ εy = 0.0015 -------> 압축지배단면

εt < εy 이므로 강도감소계수 Ø= 0.65를 적용한다.

ØPn = 3457.335 KN ≥ Pu = 2089.460 KN ∴O.K

ØMn = 103.136 KN·m ≥ Mu = 62.330 KN·m ∴O.K

▷ 전단력 검토

작용전단력 Vu = 66.820 KN

ØVc =Øv·1/6·(1+Pu/(14·Ag))·√(fck)·B·D/1000 = 220.085 KN

Øv·Vc = 220.085 KN > Vu ∴전단철근 필요없음.

- 19 -

◈ 천단부

▷ 벽 체 검 토 조 건

fck = 24.0 MPa fy = 300.0 MPa

Øc = 0.65 Øv = 0.75 α = 0.80

극한 모멘트 Mu = 24.460 KN·m 극 한 축 력 Pu = 392.910 KN

단면의 두께 H = 300.000 mm 단 위 폭 B = 1000.000 mm

유 효 깊 이 D = 240.000 mm 피 복 두 께 Dc = 60.000 mm

작 용 편 심 e = 62.253 mm

인장측 철근 Ast = 993.000㎟

1단 (dc = 60mm) : D 16 @ 200 mm

압축측 철근 Asc = 993.000㎟

1단 (dc = 60mm) : D 16 @ 200 mm

▷ 평형상태 검토

c = 600/(600+fy)*d = 160.000 mm

k1 = 0.850 a = k1·c = 136.00 mm

Cck = 0.85·fck·B·H = 6120000.0 N

소성중심 x = (Cck·H/2 + fy·Asc·dc + fy·Ast·d)/(Cck + fy·Asc + fy·Ast)

= 150.00 mm

콘크리트 Cc = 0.85·fck·a·b = 2774400.0 N

압축철근 Cs = (fs-0.85·fck)·Asc = 277642.8 N

( εsc > εy --> fs = fy = 300.00 MPa )

인장철근 Ts = fy·Ast = 297900.0 N

평형축력 Pb = Cc + Cs - Ts = 2754143.0 N

평형모멘트 Mb = Cc(x-a/2) + Cs(x-dc) + Ts(d-x) = 279299600.0 N·mm

평형편심 eb = Mb / Pb = 101.41 mm

e < eb -------> 압축파괴영역

▷ 기둥 강도 검토

e_min = 29.34 mm < e = 62.25 mm

---> 철근의 응력을 Trial & Error Method로 계산한다.

c = 217.22 mm로 가정하면.. a = k1·c = 184.63 mm

fsc = 300.00 MPa, fst = 62.9 MPa

Pn = 0.85 fck·a·B + Asc·fsc - Ast·fst = 3981691.0 N

Mn = 0.85 fck·a·B·(x-a/2) + Asc·fsc·(x-dcc) - Ast·fst·(d-x)

= 247876900.0 N·mm

e' = Mn/Pn = 62.254 mm ≒ e = 62.253 mm ---> say O.K.

최외단 철근의 순인장변형률 εt = 0.00031

εt = 0.00031 ≤ εy = 0.0015 -------> 압축지배단면

εt < εy 이므로 강도감소계수 Ø= 0.65를 적용한다.

ØPn = 2588.099 KN ≥ Pu = 392.910 KN ∴O.K

ØMn = 161.120 KN·m ≥ Mu = 24.460 KN·m ∴O.K

▷ 전단력 검토

작용전단력 Vu = 16.000 KN

ØVc =Øv·1/6·(1+Pu/(14·Ag))·√(fck)·B·D/1000 = 160.718 KN

Øv·Vc = 160.718 KN > Vu ∴전단철근 필요없음.

- 20 -

◈ 어깨부

▷ 벽 체 검 토 조 건

fck = 24.0 MPa fy = 300.0 MPa

Øc = 0.65 Øv = 0.75 α = 0.80

극한 모멘트 Mu = 49.490 KN·m 극 한 축 력 Pu = 452.960 KN

단면의 두께 H = 300.000 mm 단 위 폭 B = 1000.000 mm

유 효 깊 이 D = 240.000 mm 피 복 두 께 Dc = 60.000 mm

작 용 편 심 e = 109.259 mm

인장측 철근 Ast = 993.000㎟

1단 (dc = 60mm) : D 16 @ 200 mm

압축측 철근 Asc = 993.000㎟

1단 (dc = 60mm) : D 16 @ 200 mm

▷ 평형상태 검토

c = 600/(600+fy)*d = 160.000 mm

k1 = 0.850 a = k1·c = 136.00 mm

Cck = 0.85·fck·B·H = 6120000.0 N

소성중심 x = (Cck·H/2 + fy·Asc·dc + fy·Ast·d)/(Cck + fy·Asc + fy·Ast)

= 150.00 mm

콘크리트 Cc = 0.85·fck·a·b = 2774400.0 N

압축철근 Cs = (fs-0.85·fck)·Asc = 277642.8 N

( εsc > εy --> fs = fy = 300.00 MPa )

인장철근 Ts = fy·Ast = 297900.0 N

평형축력 Pb = Cc + Cs - Ts = 2754143.0 N

평형모멘트 Mb = Cc(x-a/2) + Cs(x-dc) + Ts(d-x) = 279299600.0 N·mm

평형편심 eb = Mb / Pb = 101.41 mm

e ≥eb -------> 인장파괴영역

▷ 기둥 강도 검토

철근의 응력을 Trial & Error Method로 계산한다.

c = 146.03 mm로 가정하면.. a = k1·c = 124.13 mm

εsc = 0.0018 fs = 300.00 MPa

Pn = 0.85·fck·a·b + Asc·(fsc-0.85·fck) - Ast·fy

= 2511925.0 N

Mn = 0.85·fck·a·b·(x-a/2) + Asc·fsc·(x-dc) + Ast·fst·(d-x)

= 274470600.0 N·mm

e' = Mn/Pn = 109.267 mm ≒ e = 109.259 mm ---> say O.K.

최외단 철근의 순인장변형률 εt = 0.00193

εy = 0.0015 < εt = 0.00193 < 0.005 -------> 변화구간단면

εy < εt < 0.005 이므로 0.65 ~ 0.85 사이에서 강도감소계수를 보간한다.

보정 Ø= 0.6746

ØPn = 1694.537 KN ≥ Pu = 452.960 KN ∴O.K

ØMn = 185.157 KN·m ≥ Mu = 49.490 KN·m ∴O.K

▷ 전단력 검토

작용전단력 Vu = 86.160 KN

ØVc =Øv·1/6·(1+Pu/(14·Ag))·√(fck)·B·D/1000 = 162.820 KN

Øv·Vc = 162.820 KN > Vu ∴전단철근 필요없음.

- 21 -

◈ 측벽부

▷ 벽 체 검 토 조 건

fck = 24.0 MPa fy = 300.0 MPa

Øc = 0.65 Øv = 0.75 α = 0.80

극한 모멘트 Mu = 59.300 KN·m 극 한 축 력 Pu = 783.310 KN

단면의 두께 H = 300.000 mm 단 위 폭 B = 1000.000 mm

유 효 깊 이 D = 240.000 mm 피 복 두 께 Dc = 60.000 mm

작 용 편 심 e = 75.704 mm

인장측 철근 Ast = 993.000㎟

1단 (dc = 60mm) : D 16 @ 200 mm

압축측 철근 Asc = 993.000㎟

1단 (dc = 60mm) : D 16 @ 200 mm

▷ 평형상태 검토

c = 600/(600+fy)*d = 160.000 mm

k1 = 0.850 a = k1·c = 136.00 mm

Cck = 0.85·fck·B·H = 6120000.0 N

소성중심 x = (Cck·H/2 + fy·Asc·dc + fy·Ast·d)/(Cck + fy·Asc + fy·Ast)

= 150.00 mm

콘크리트 Cc = 0.85·fck·a·b = 2774400.0 N

압축철근 Cs = (fs-0.85·fck)·Asc = 277642.8 N

( εsc > εy --> fs = fy = 300.00 MPa )

인장철근 Ts = fy·Ast = 297900.0 N

평형축력 Pb = Cc + Cs - Ts = 2754143.0 N

평형모멘트 Mb = Cc(x-a/2) + Cs(x-dc) + Ts(d-x) = 279299600.0 N·mm

평형편심 eb = Mb / Pb = 101.41 mm

e < eb -------> 압축파괴영역

▷ 기둥 강도 검토

e_min = 29.34 mm < e = 75.70 mm

---> 철근의 응력을 Trial & Error Method로 계산한다.

c = 193.97 mm로 가정하면.. a = k1·c = 164.88 mm

fsc = 300.00 MPa, fst = 142.4 MPa

Pn = 0.85 fck·a·B + Asc·fsc - Ast·fst = 3499794.0 N

Mn = 0.85 fck·a·B·(x-a/2) + Asc·fsc·(x-dcc) - Ast·fst·(d-x)

= 264953100.0 N·mm

e' = Mn/Pn = 75.705 mm ≒ e = 75.704 mm ---> say O.K.

최외단 철근의 순인장변형률 εt = 0.00071

εt = 0.00071 ≤ εy = 0.0015 -------> 압축지배단면

εt < εy 이므로 강도감소계수 Ø= 0.65를 적용한다.

ØPn = 2274.866 KN ≥ Pu = 783.310 KN ∴O.K

ØMn = 172.220 KN·m ≥ Mu = 59.300 KN·m ∴O.K

▷ 전단력 검토

작용전단력 Vu = 95.650 KN

ØVc =Øv·1/6·(1+Pu/(14·Ag))·√(fck)·B·D/1000 = 174.380 KN

Øv·Vc = 174.380 KN > Vu ∴전단철근 필요없음.

- 22 -

◈ 천단부

▷ 벽 체 검 토 조 건

fck = 24.0 MPa fy = 300.0 MPa

Øc = 0.65 Øv = 0.75 α = 0.80

극한 모멘트 Mu = 56.010 KN·m 극 한 축 력 Pu = 688.700 KN

단면의 두께 H = 300.000 mm 단 위 폭 B = 1000.000 mm

유 효 깊 이 D = 240.000 mm 피 복 두 께 Dc = 60.000 mm

작 용 편 심 e = 81.327 mm

인장측 철근 Ast = 993.000㎟

1단 (dc = 60mm) : D 16 @ 200 mm

압축측 철근 Asc = 993.000㎟

1단 (dc = 60mm) : D 16 @ 200 mm

▷ 평형상태 검토

c = 600/(600+fy)*d = 160.000 mm

k1 = 0.850 a = k1·c = 136.00 mm

Cck = 0.85·fck·B·H = 6120000.0 N

소성중심 x = (Cck·H/2 + fy·Asc·dc + fy·Ast·d)/(Cck + fy·Asc + fy·Ast)

= 150.00 mm

콘크리트 Cc = 0.85·fck·a·b = 2774400.0 N

압축철근 Cs = (fs-0.85·fck)·Asc = 277642.8 N

( εsc > εy --> fs = fy = 300.00 MPa )

인장철근 Ts = fy·Ast = 297900.0 N

평형축력 Pb = Cc + Cs - Ts = 2754143.0 N

평형모멘트 Mb = Cc(x-a/2) + Cs(x-dc) + Ts(d-x) = 279299600.0 N·mm

평형편심 eb = Mb / Pb = 101.41 mm

e < eb -------> 압축파괴영역

▷ 기둥 강도 검토

e_min = 29.34 mm < e = 81.33 mm

---> 철근의 응력을 Trial & Error Method로 계산한다.

c = 185.37 mm로 가정하면.. a = k1·c = 157.56 mm

fsc = 300.00 MPa, fst = 176.8 MPa

Pn = 0.85 fck·a·B + Asc·fsc - Ast·fst = 3316332.0 N

Mn = 0.85 fck·a·B·(x-a/2) + Asc·fsc·(x-dcc) - Ast·fst·(d-x)

= 269707900.0 N·mm

e' = Mn/Pn = 81.327 mm ≒ e = 81.327 mm ---> say O.K.

최외단 철근의 순인장변형률 εt = 0.00088

εt = 0.00088 ≤ εy = 0.0015 -------> 압축지배단면

εt < εy 이므로 강도감소계수 Ø= 0.65를 적용한다.

ØPn = 2155.616 KN ≥ Pu = 688.700 KN ∴O.K

ØMn = 175.310 KN·m ≥ Mu = 56.010 KN·m ∴O.K

▷ 전단력 검토

작용전단력 Vu = 71.490 KN

ØVc =Øv·1/6·(1+Pu/(14·Ag))·√(fck)·B·D/1000 = 171.069 KN

Øv·Vc = 171.069 KN > Vu ∴전단철근 필요없음.

- 23 -

◈ 어깨부

▷ 벽 체 검 토 조 건

fck = 24.0 MPa fy = 300.0 MPa

Øc = 0.65 Øv = 0.75 α = 0.80

극한 모멘트 Mu = 54.870 KN·m 극 한 축 력 Pu = 883.340 KN

단면의 두께 H = 300.000 mm 단 위 폭 B = 1000.000 mm

유 효 깊 이 D = 240.000 mm 피 복 두 께 Dc = 60.000 mm

작 용 편 심 e = 62.117 mm

인장측 철근 Ast = 993.000㎟

1단 (dc = 60mm) : D 16 @ 200 mm

압축측 철근 Asc = 993.000㎟

1단 (dc = 60mm) : D 16 @ 200 mm

▷ 평형상태 검토

c = 600/(600+fy)*d = 160.000 mm

k1 = 0.850 a = k1·c = 136.00 mm

Cck = 0.85·fck·B·H = 6120000.0 N

소성중심 x = (Cck·H/2 + fy·Asc·dc + fy·Ast·d)/(Cck + fy·Asc + fy·Ast)

= 150.00 mm

콘크리트 Cc = 0.85·fck·a·b = 2774400.0 N

압축철근 Cs = (fs-0.85·fck)·Asc = 277642.8 N

( εsc > εy --> fs = fy = 300.00 MPa )

인장철근 Ts = fy·Ast = 297900.0 N

평형축력 Pb = Cc + Cs - Ts = 2754143.0 N

평형모멘트 Mb = Cc(x-a/2) + Cs(x-dc) + Ts(d-x) = 279299600.0 N·mm

평형편심 eb = Mb / Pb = 101.41 mm

e < eb -------> 압축파괴영역

▷ 기둥 강도 검토

e_min = 29.34 mm < e = 62.12 mm

---> 철근의 응력을 Trial & Error Method로 계산한다.

c = 217.47 mm로 가정하면.. a = k1·c = 184.85 mm

fsc = 300.00 MPa, fst = 62.2 MPa

Pn = 0.85 fck·a·B + Asc·fsc - Ast·fst = 3986912.0 N

Mn = 0.85 fck·a·B·(x-a/2) + Asc·fsc·(x-dcc) - Ast·fst·(d-x)

= 247652600.0 N·mm

e' = Mn/Pn = 62.116 mm ≒ e = 62.117 mm ---> say O.K.

최외단 철근의 순인장변형률 εt = 0.00031

εt = 0.00031 ≤ εy = 0.0015 -------> 압축지배단면

εt < εy 이므로 강도감소계수 Ø= 0.65를 적용한다.

ØPn = 2591.492 KN ≥ Pu = 883.340 KN ∴O.K

ØMn = 160.974 KN·m ≥ Mu = 54.870 KN·m ∴O.K

▷ 전단력 검토

작용전단력 Vu = 85.360 KN

ØVc =Øv·1/6·(1+Pu/(14·Ag))·√(fck)·B·D/1000 = 177.880 KN

Øv·Vc = 177.880 KN > Vu ∴전단철근 필요없음.

- 24 -

◈ 측벽부

▷ 벽 체 검 토 조 건

fck = 24.0 MPa fy = 300.0 MPa

Øc = 0.65 Øv = 0.75 α = 0.80

극한 모멘트 Mu = 16.160 KN·m 극 한 축 력 Pu = 731.670 KN

단면의 두께 H = 300.000 mm 단 위 폭 B = 1000.000 mm

유 효 깊 이 D = 240.000 mm 피 복 두 께 Dc = 60.000 mm

작 용 편 심 e = 22.086 mm

인장측 철근 Ast = 993.000㎟

1단 (dc = 60mm) : D 16 @ 200 mm

압축측 철근 Asc = 993.000㎟

1단 (dc = 60mm) : D 16 @ 200 mm

▷ 평형상태 검토

c = 600/(600+fy)*d = 160.000 mm

k1 = 0.850 a = k1·c = 136.00 mm

Cck = 0.85·fck·B·H = 6120000.0 N

소성중심 x = (Cck·H/2 + fy·Asc·dc + fy·Ast·d)/(Cck + fy·Asc + fy·Ast)

= 150.00 mm

콘크리트 Cc = 0.85·fck·a·b = 2774400.0 N

압축철근 Cs = (fs-0.85·fck)·Asc = 277642.8 N

( εsc > εy --> fs = fy = 300.00 MPa )

인장철근 Ts = fy·Ast = 297900.0 N

평형축력 Pb = Cc + Cs - Ts = 2754143.0 N

평형모멘트 Mb = Cc(x-a/2) + Cs(x-dc) + Ts(d-x) = 279299600.0 N·mm

평형편심 eb = Mb / Pb = 101.41 mm

e < eb -------> 압축파괴영역

▷ 기둥 강도 검토

e_min = 29.34 mm ≥e = 22.09 mm

편심이 최소편심보다 작으므로..

Pn = 0.85·fck·(Ag - As) + fy·As = 6675286.0 N

Mn = Pn · e_min = 195854100.0 N·mm

Ø = 0.650 α = 0.800

αØPn = 3471.148 KN ≥ Pu = 731.670 KN ∴O.K

ØMn = 101.844 KN·m ≥ Mu = 16.160 KN·m ∴O.K

▷ 전단력 검토

작용전단력 Vu = 44.300 KN

ØVc =Øv·1/6·(1+Pu/(14·Ag))·√(fck)·B·D/1000 = 172.573 KN

Øv·Vc = 172.573 KN > Vu ∴전단철근 필요없음.

- 25 -

◈ 천단부

▷ 벽 체 검 토 조 건

fck = 24.0 MPa fy = 300.0 MPa

Øc = 0.65 Øv = 0.75 α = 0.80

극한 모멘트 Mu = 49.510 KN·m 극 한 축 력 Pu = 796.470 KN

단면의 두께 H = 300.000 mm 단 위 폭 B = 1000.000 mm

유 효 깊 이 D = 240.000 mm 피 복 두 께 Dc = 60.000 mm

작 용 편 심 e = 62.162 mm

인장측 철근 Ast = 993.000㎟

1단 (dc = 60mm) : D 16 @ 200 mm

압축측 철근 Asc = 993.000㎟

1단 (dc = 60mm) : D 16 @ 200 mm

▷ 평형상태 검토

c = 600/(600+fy)*d = 160.000 mm

k1 = 0.850 a = k1·c = 136.00 mm

Cck = 0.85·fck·B·H = 6120000.0 N

소성중심 x = (Cck·H/2 + fy·Asc·dc + fy·Ast·d)/(Cck + fy·Asc + fy·Ast)

= 150.00 mm

콘크리트 Cc = 0.85·fck·a·b = 2774400.0 N

압축철근 Cs = (fs-0.85·fck)·Asc = 277642.8 N

( εsc > εy --> fs = fy = 300.00 MPa )

인장철근 Ts = fy·Ast = 297900.0 N

평형축력 Pb = Cc + Cs - Ts = 2754143.0 N

평형모멘트 Mb = Cc(x-a/2) + Cs(x-dc) + Ts(d-x) = 279299600.0 N·mm

평형편심 eb = Mb / Pb = 101.41 mm

e < eb -------> 압축파괴영역

▷ 기둥 강도 검토

e_min = 29.34 mm < e = 62.16 mm

---> 철근의 응력을 Trial & Error Method로 계산한다.

c = 217.39 mm로 가정하면.. a = k1·c = 184.78 mm

fsc = 300.00 MPa, fst = 62.4 MPa

Pn = 0.85 fck·a·B + Asc·fsc - Ast·fst = 3985172.0 N

Mn = 0.85 fck·a·B·(x-a/2) + Asc·fsc·(x-dcc) - Ast·fst·(d-x)

= 247727400.0 N·mm

e' = Mn/Pn = 62.162 mm ≒ e = 62.162 mm ---> say O.K.

최외단 철근의 순인장변형률 εt = 0.00031

εt = 0.00031 ≤ εy = 0.0015 -------> 압축지배단면

εt < εy 이므로 강도감소계수 Ø= 0.65를 적용한다.

ØPn = 2590.362 KN ≥ Pu = 796.470 KN ∴O.K

ØMn = 161.023 KN·m ≥ Mu = 49.510 KN·m ∴O.K

▷ 전단력 검토

작용전단력 Vu = 32.180 KN

ØVc =Øv·1/6·(1+Pu/(14·Ag))·√(fck)·B·D/1000 = 174.840 KN

Øv·Vc = 174.840 KN > Vu ∴전단철근 필요없음.

- 26 -

◈ 어깨부

▷ 벽 체 검 토 조 건

fck = 24.0 MPa fy = 300.0 MPa

Øc = 0.65 Øv = 0.75 α = 0.80

극한 모멘트 Mu = 95.630 KN·m 극 한 축 력 Pu = 924.780 KN

단면의 두께 H = 300.000 mm 단 위 폭 B = 1000.000 mm

유 효 깊 이 D = 240.000 mm 피 복 두 께 Dc = 60.000 mm

작 용 편 심 e = 103.408 mm

인장측 철근 Ast = 993.000㎟

1단 (dc = 60mm) : D 16 @ 200 mm

압축측 철근 Asc = 993.000㎟

1단 (dc = 60mm) : D 16 @ 200 mm

▷ 평형상태 검토

c = 600/(600+fy)*d = 160.000 mm

k1 = 0.850 a = k1·c = 136.00 mm

Cck = 0.85·fck·B·H = 6120000.0 N

소성중심 x = (Cck·H/2 + fy·Asc·dc + fy·Ast·d)/(Cck + fy·Asc + fy·Ast)

= 150.00 mm

콘크리트 Cc = 0.85·fck·a·b = 2774400.0 N

압축철근 Cs = (fs-0.85·fck)·Asc = 277642.8 N

( εsc > εy --> fs = fy = 300.00 MPa )

인장철근 Ts = fy·Ast = 297900.0 N

평형축력 Pb = Cc + Cs - Ts = 2754143.0 N

평형모멘트 Mb = Cc(x-a/2) + Cs(x-dc) + Ts(d-x) = 279299600.0 N·mm

평형편심 eb = Mb / Pb = 101.41 mm

e ≥eb -------> 인장파괴영역

▷ 기둥 강도 검토

철근의 응력을 Trial & Error Method로 계산한다.

c = 156.38 mm로 가정하면.. a = k1·c = 132.92 mm

εsc = 0.0018 fs = 300.00 MPa

Pn = 0.85·fck·a·b + Asc·(fsc-0.85·fck) - Ast·fy

= 2691286.0 N

Mn = 0.85·fck·a·b·(x-a/2) + Asc·fsc·(x-dc) + Ast·fst·(d-x)

= 278322800.0 N·mm

e' = Mn/Pn = 103.416 mm ≒ e = 103.408 mm ---> say O.K.

최외단 철근의 순인장변형률 εt = 0.0016

εy = 0.0015 < εt = 0.0016 < 0.005 -------> 변화구간단면

εy < εt < 0.005 이므로 0.65 ~ 0.85 사이에서 강도감소계수를 보간한다.

보정 Ø= 0.65596

ØPn = 1765.378 KN ≥ Pu = 924.780 KN ∴O.K

ØMn = 182.569 KN·m ≥ Mu = 95.630 KN·m ∴O.K

▷ 전단력 검토

작용전단력 Vu = 169.240 KN

ØVc =Øv·1/6·(1+Pu/(14·Ag))·√(fck)·B·D/1000 = 179.330 KN

Øv·Vc = 179.330 KN > Vu ∴전단철근 필요없음.

- 27 -

◈ 측벽부

▷ 벽 체 검 토 조 건

fck = 24.0 MPa fy = 300.0 MPa

Øc = 0.65 Øv = 0.75 α = 0.80

극한 모멘트 Mu = 112.850 KN·m 극 한 축 력 Pu = 1455.310 KN

단면의 두께 H = 300.000 mm 단 위 폭 B = 1000.000 mm

유 효 깊 이 D = 240.000 mm 피 복 두 께 Dc = 60.000 mm

작 용 편 심 e = 77.544 mm

인장측 철근 Ast = 993.000㎟

1단 (dc = 60mm) : D 16 @ 200 mm

압축측 철근 Asc = 993.000㎟

1단 (dc = 60mm) : D 16 @ 200 mm

▷ 평형상태 검토

c = 600/(600+fy)*d = 160.000 mm

k1 = 0.850 a = k1·c = 136.00 mm

Cck = 0.85·fck·B·H = 6120000.0 N

소성중심 x = (Cck·H/2 + fy·Asc·dc + fy·Ast·d)/(Cck + fy·Asc + fy·Ast)

= 150.00 mm

콘크리트 Cc = 0.85·fck·a·b = 2774400.0 N

압축철근 Cs = (fs-0.85·fck)·Asc = 277642.8 N

( εsc > εy --> fs = fy = 300.00 MPa )

인장철근 Ts = fy·Ast = 297900.0 N

평형축력 Pb = Cc + Cs - Ts = 2754143.0 N

평형모멘트 Mb = Cc(x-a/2) + Cs(x-dc) + Ts(d-x) = 279299600.0 N·mm

평형편심 eb = Mb / Pb = 101.41 mm

e < eb -------> 압축파괴영역

▷ 기둥 강도 검토

e_min = 29.34 mm < e = 77.54 mm

---> 철근의 응력을 Trial & Error Method로 계산한다.

c = 191.09 mm로 가정하면.. a = k1·c = 162.42 mm

fsc = 300.00 MPa, fst = 153.6 MPa

Pn = 0.85 fck·a·B + Asc·fsc - Ast·fst = 3438571.0 N

Mn = 0.85 fck·a·B·(x-a/2) + Asc·fsc·(x-dcc) - Ast·fst·(d-x)

= 266639500.0 N·mm

e' = Mn/Pn = 77.544 mm ≒ e = 77.544 mm ---> say O.K.

최외단 철근의 순인장변형률 εt = 0.00077

εt = 0.00077 ≤ εy = 0.0015 -------> 압축지배단면

εt < εy 이므로 강도감소계수 Ø= 0.65를 적용한다.

ØPn = 2235.071 KN ≥ Pu = 1455.310 KN ∴O.K

ØMn = 173.316 KN·m ≥ Mu = 112.850 KN·m ∴O.K

▷ 전단력 검토

작용전단력 Vu = 178.510 KN

ØVc =Øv·1/6·(1+Pu/(14·Ag))·√(fck)·B·D/1000 = 197.895 KN

Øv·Vc = 197.895 KN > Vu ∴전단철근 필요없음.

- 28 -

◈ 천단부

▷ 벽 체 검 토 조 건

fck = 24.0 MPa fy = 300.0 MPa

Øc = 0.65 Øv = 0.75 α = 0.80

극한 모멘트 Mu = 107.390 KN·m 극 한 축 력 Pu = 1286.390 KN

단면의 두께 H = 300.000 mm 단 위 폭 B = 1000.000 mm

유 효 깊 이 D = 240.000 mm 피 복 두 께 Dc = 60.000 mm

작 용 편 심 e = 83.482 mm

인장측 철근 Ast = 993.000㎟

1단 (dc = 60mm) : D 16 @ 200 mm

압축측 철근 Asc = 993.000㎟

1단 (dc = 60mm) : D 16 @ 200 mm

▷ 평형상태 검토

c = 600/(600+fy)*d = 160.000 mm

k1 = 0.850 a = k1·c = 136.00 mm

Cck = 0.85·fck·B·H = 6120000.0 N

소성중심 x = (Cck·H/2 + fy·Asc·dc + fy·Ast·d)/(Cck + fy·Asc + fy·Ast)

= 150.00 mm

콘크리트 Cc = 0.85·fck·a·b = 2774400.0 N

압축철근 Cs = (fs-0.85·fck)·Asc = 277642.8 N

( εsc > εy --> fs = fy = 300.00 MPa )

인장철근 Ts = fy·Ast = 297900.0 N

평형축력 Pb = Cc + Cs - Ts = 2754143.0 N

평형모멘트 Mb = Cc(x-a/2) + Cs(x-dc) + Ts(d-x) = 279299600.0 N·mm

평형편심 eb = Mb / Pb = 101.41 mm

e < eb -------> 압축파괴영역

▷ 기둥 강도 검토

e_min = 29.34 mm < e = 83.48 mm

---> 철근의 응력을 Trial & Error Method로 계산한다.

c = 182.25 mm로 가정하면.. a = k1·c = 154.91 mm

fsc = 300.00 MPa, fst = 190.1 MPa

Pn = 0.85 fck·a·B + Asc·fsc - Ast·fst = 3249013.0 N

Mn = 0.85 fck·a·B·(x-a/2) + Asc·fsc·(x-dcc) - Ast·fst·(d-x)

= 271234200.0 N·mm

e' = Mn/Pn = 83.482 mm ≒ e = 83.482 mm ---> say O.K.

최외단 철근의 순인장변형률 εt = 0.00095

εt = 0.00095 ≤ εy = 0.0015 -------> 압축지배단면

εt < εy 이므로 강도감소계수 Ø= 0.65를 적용한다.

ØPn = 2111.858 KN ≥ Pu = 1286.390 KN ∴O.K

ØMn = 176.302 KN·m ≥ Mu = 107.390 KN·m ∴O.K

▷ 전단력 검토

작용전단력 Vu = 104.280 KN

ØVc =Øv·1/6·(1+Pu/(14·Ag))·√(fck)·B·D/1000 = 191.984 KN

Øv·Vc = 191.984 KN > Vu ∴전단철근 필요없음.

- 29 -

◈ 어깨부

▷ 벽 체 검 토 조 건

fck = 24.0 MPa fy = 300.0 MPa

Øc = 0.65 Øv = 0.75 α = 0.80

극한 모멘트 Mu = 103.280 KN·m 극 한 축 력 Pu = 1635.530 KN

단면의 두께 H = 300.000 mm 단 위 폭 B = 1000.000 mm

유 효 깊 이 D = 240.000 mm 피 복 두 께 Dc = 60.000 mm

작 용 편 심 e = 63.148 mm

인장측 철근 Ast = 993.000㎟

1단 (dc = 60mm) : D 16 @ 200 mm

압축측 철근 Asc = 993.000㎟

1단 (dc = 60mm) : D 16 @ 200 mm

▷ 평형상태 검토

c = 600/(600+fy)*d = 160.000 mm

k1 = 0.850 a = k1·c = 136.00 mm

Cck = 0.85·fck·B·H = 6120000.0 N

소성중심 x = (Cck·H/2 + fy·Asc·dc + fy·Ast·d)/(Cck + fy·Asc + fy·Ast)

= 150.00 mm

콘크리트 Cc = 0.85·fck·a·b = 2774400.0 N

압축철근 Cs = (fs-0.85·fck)·Asc = 277642.8 N

( εsc > εy --> fs = fy = 300.00 MPa )

인장철근 Ts = fy·Ast = 297900.0 N

평형축력 Pb = Cc + Cs - Ts = 2754143.0 N

평형모멘트 Mb = Cc(x-a/2) + Cs(x-dc) + Ts(d-x) = 279299600.0 N·mm

평형편심 eb = Mb / Pb = 101.41 mm

e < eb -------> 압축파괴영역

▷ 기둥 강도 검토

e_min = 29.34 mm < e = 63.15 mm

---> 철근의 응력을 Trial & Error Method로 계산한다.

c = 215.56 mm로 가정하면.. a = k1·c = 183.23 mm

fsc = 300.00 MPa, fst = 68.0 MPa

Pn = 0.85 fck·a·B + Asc·fsc - Ast·fst = 3947953.0 N

Mn = 0.85 fck·a·B·(x-a/2) + Asc·fsc·(x-dcc) - Ast·fst·(d-x)

= 249304900.0 N·mm

e' = Mn/Pn = 63.148 mm ≒ e = 63.148 mm ---> say O.K.

최외단 철근의 순인장변형률 εt = 0.00034

εt = 0.00034 ≤ εy = 0.0015 -------> 압축지배단면

εt < εy 이므로 강도감소계수 Ø= 0.65를 적용한다.

ØPn = 2566.169 KN ≥ Pu = 1635.530 KN ∴O.K

ØMn = 162.048 KN·m ≥ Mu = 103.280 KN·m ∴O.K

▷ 전단력 검토

작용전단력 Vu = 158.150 KN

ØVc =Øv·1/6·(1+Pu/(14·Ag))·√(fck)·B·D/1000 = 204.201 KN

Øv·Vc = 204.201 KN > Vu ∴전단철근 필요없음.

- 30 -

◈ 측벽부

▷ 벽 체 검 토 조 건

fck = 24.0 MPa fy = 300.0 MPa

Øc = 0.65 Øv = 0.75 α = 0.80

극한 모멘트 Mu = 33.440 KN·m 극 한 축 력 Pu = 1279.530 KN

단면의 두께 H = 300.000 mm 단 위 폭 B = 1000.000 mm

유 효 깊 이 D = 240.000 mm 피 복 두 께 Dc = 60.000 mm

작 용 편 심 e = 26.135 mm

인장측 철근 Ast = 993.000㎟

1단 (dc = 60mm) : D 16 @ 200 mm

압축측 철근 Asc = 993.000㎟

1단 (dc = 60mm) : D 16 @ 200 mm

▷ 평형상태 검토

c = 600/(600+fy)*d = 160.000 mm

k1 = 0.850 a = k1·c = 136.00 mm

Cck = 0.85·fck·B·H = 6120000.0 N

소성중심 x = (Cck·H/2 + fy·Asc·dc + fy·Ast·d)/(Cck + fy·Asc + fy·Ast)

= 150.00 mm

콘크리트 Cc = 0.85·fck·a·b = 2774400.0 N

압축철근 Cs = (fs-0.85·fck)·Asc = 277642.8 N

( εsc > εy --> fs = fy = 300.00 MPa )

인장철근 Ts = fy·Ast = 297900.0 N

평형축력 Pb = Cc + Cs - Ts = 2754143.0 N

평형모멘트 Mb = Cc(x-a/2) + Cs(x-dc) + Ts(d-x) = 279299600.0 N·mm

평형편심 eb = Mb / Pb = 101.41 mm

e < eb -------> 압축파괴영역

▷ 기둥 강도 검토

e_min = 29.34 mm ≥e = 26.13 mm

편심이 최소편심보다 작으므로..

Pn = 0.85·fck·(Ag - As) + fy·As = 6675286.0 N

Mn = Pn · e_min = 195854100.0 N·mm

Ø = 0.650 α = 0.800

αØPn = 3471.148 KN ≥ Pu = 1279.530 KN ∴O.K

ØMn = 101.844 KN·m ≥ Mu = 33.440 KN·m ∴O.K

▷ 전단력 검토

작용전단력 Vu = 79.890 KN

ØVc =Øv·1/6·(1+Pu/(14·Ag))·√(fck)·B·D/1000 = 191.744 KN

Øv·Vc = 191.744 KN > Vu ∴전단철근 필요없음.

- 31 -

◈ 천단부

▷ 벽 체 검 토 조 건

fck = 24.0 MPa fy = 300.0 MPa

Øc = 0.65 Øv = 0.75 α = 0.80

극한 모멘트 Mu = 59.980 KN·m 극 한 축 력 Pu = 912.110 KN

단면의 두께 H = 300.000 mm 단 위 폭 B = 1000.000 mm

유 효 깊 이 D = 240.000 mm 피 복 두 께 Dc = 60.000 mm

작 용 편 심 e = 65.760 mm

인장측 철근 Ast = 1432.500㎟

1단 (dc = 60mm) : D 19 @ 200 mm

압축측 철근 Asc = 1432.500㎟

1단 (dc = 60mm) : D 19 @ 200 mm

▷ 평형상태 검토

c = 600/(600+fy)*d = 160.000 mm

k1 = 0.850 a = k1·c = 136.00 mm

Cck = 0.85·fck·B·H = 6120000.0 N

소성중심 x = (Cck·H/2 + fy·Asc·dc + fy·Ast·d)/(Cck + fy·Asc + fy·Ast)

= 150.00 mm

콘크리트 Cc = 0.85·fck·a·b = 2774400.0 N

압축철근 Cs = (fs-0.85·fck)·Asc = 400527.0 N

( εsc > εy --> fs = fy = 300.00 MPa )

인장철근 Ts = fy·Ast = 429750.0 N

평형축력 Pb = Cc + Cs - Ts = 2745177.0 N

평형모멘트 Mb = Cc(x-a/2) + Cs(x-dc) + Ts(d-x) = 302225800.0 N·mm

평형편심 eb = Mb / Pb = 110.09 mm

e < eb -------> 압축파괴영역

▷ 기둥 강도 검토

e_min = 29.07 mm < e = 65.76 mm

---> 철근의 응력을 Trial & Error Method로 계산한다.

c = 214.45 mm로 가정하면.. a = k1·c = 182.28 mm

fsc = 300.00 MPa, fst = 71.5 MPa

Pn = 0.85 fck·a·B + Asc·fsc - Ast·fst = 4016649.0 N

Mn = 0.85 fck·a·B·(x-a/2) + Asc·fsc·(x-dcc) - Ast·fst·(d-x)

= 264135400.0 N·mm

e' = Mn/Pn = 65.760 mm ≒ e = 65.760 mm ---> say O.K.

최외단 철근의 순인장변형률 εt = 0.00036

εt = 0.00036 ≤ εy = 0.0015 -------> 압축지배단면

εt < εy 이므로 강도감소계수 Ø= 0.65를 적용한다.

ØPn = 2610.822 KN ≥ Pu = 912.110 KN ∴O.K

ØMn = 171.688 KN·m ≥ Mu = 59.980 KN·m ∴O.K

▷ 전단력 검토

작용전단력 Vu = 37.910 KN

ØVc =Øv·1/6·(1+Pu/(14·Ag))·√(fck)·B·D/1000 = 178.887 KN

Øv·Vc = 178.887 KN > Vu ∴전단철근 필요없음.

- 32 -

◈ 어깨부

▷ 벽 체 검 토 조 건

fck = 24.0 MPa fy = 300.0 MPa

Øc = 0.65 Øv = 0.75 α = 0.80

극한 모멘트 Mu = 116.070 KN·m 극 한 축 력 Pu = 967.230 KN

단면의 두께 H = 300.000 mm 단 위 폭 B = 1000.000 mm

유 효 깊 이 D = 240.000 mm 피 복 두 께 Dc = 60.000 mm

작 용 편 심 e = 120.003 mm

인장측 철근 Ast = 1432.500㎟

1단 (dc = 60mm) : D 19 @ 200 mm

압축측 철근 Asc = 1432.500㎟

1단 (dc = 60mm) : D 19 @ 200 mm

▷ 평형상태 검토

c = 600/(600+fy)*d = 160.000 mm

k1 = 0.850 a = k1·c = 136.00 mm

Cck = 0.85·fck·B·H = 6120000.0 N

소성중심 x = (Cck·H/2 + fy·Asc·dc + fy·Ast·d)/(Cck + fy·Asc + fy·Ast)

= 150.00 mm

콘크리트 Cc = 0.85·fck·a·b = 2774400.0 N

압축철근 Cs = (fs-0.85·fck)·Asc = 400527.0 N

( εsc > εy --> fs = fy = 300.00 MPa )

인장철근 Ts = fy·Ast = 429750.0 N

평형축력 Pb = Cc + Cs - Ts = 2745177.0 N

평형모멘트 Mb = Cc(x-a/2) + Cs(x-dc) + Ts(d-x) = 302225800.0 N·mm

평형편심 eb = Mb / Pb = 110.09 mm

e ≥eb -------> 인장파괴영역

▷ 기둥 강도 검토

철근의 응력을 Trial & Error Method로 계산한다.

c = 144.19 mm로 가정하면.. a = k1·c = 122.56 mm

εsc = 0.0018 fs = 300.00 MPa

Pn = 0.85·fck·a·b + Asc·(fsc-0.85·fck) - Ast·fy

= 2470988.0 N

Mn = 0.85·fck·a·b·(x-a/2) + Asc·fsc·(x-dc) + Ast·fst·(d-x)

= 296544500.0 N·mm

e' = Mn/Pn = 120.011 mm ≒ e = 120.003 mm ---> say O.K.

최외단 철근의 순인장변형률 εt = 0.00199

εy = 0.0015 < εt = 0.00199 < 0.005 -------> 변화구간단면

εy < εt < 0.005 이므로 0.65 ~ 0.85 사이에서 강도감소계수를 보간한다.

보정 Ø= 0.6782

ØPn = 1675.824 KN ≥ Pu = 967.230 KN ∴O.K

ØMn = 201.116 KN·m ≥ Mu = 116.070 KN·m ∴O.K

▷ 전단력 검토

작용전단력 Vu = 202.030 KN

ØVc =Øv·1/6·(1+Pu/(14·Ag))·√(fck)·B·D/1000 = 180.815 KN

Vu > Øv·Vc ..... ∴ 전단철근보강이 필요하다.

Øv·Vs = Øv·Av·fy·D / (s ×1000) = 42.761 KN

Øv·Vn = Øv·Vc + Øv·Vs = 223.577 KN ≥ Vu ..... ∴ O.K

- 33 -

◈ 측벽부

▷ 벽 체 검 토 조 건

fck = 24.0 MPa fy = 300.0 MPa

Øc = 0.65 Øv = 0.75 α = 0.80

극한 모멘트 Mu = 140.410 KN·m 극 한 축 력 Pu = 1699.650 KN

단면의 두께 H = 300.000 mm 단 위 폭 B = 1000.000 mm

유 효 깊 이 D = 240.000 mm 피 복 두 께 Dc = 60.000 mm

작 용 편 심 e = 82.611 mm

인장측 철근 Ast = 1432.500㎟

1단 (dc = 60mm) : D 19 @ 200 mm

압축측 철근 Asc = 1432.500㎟

1단 (dc = 60mm) : D 19 @ 200 mm

▷ 평형상태 검토

c = 600/(600+fy)*d = 160.000 mm

k1 = 0.850 a = k1·c = 136.00 mm

Cck = 0.85·fck·B·H = 6120000.0 N

소성중심 x = (Cck·H/2 + fy·Asc·dc + fy·Ast·d)/(Cck + fy·Asc + fy·Ast)

= 150.00 mm

콘크리트 Cc = 0.85·fck·a·b = 2774400.0 N

압축철근 Cs = (fs-0.85·fck)·Asc = 400527.0 N

( εsc > εy --> fs = fy = 300.00 MPa )

인장철근 Ts = fy·Ast = 429750.0 N

평형축력 Pb = Cc + Cs - Ts = 2745177.0 N

평형모멘트 Mb = Cc(x-a/2) + Cs(x-dc) + Ts(d-x) = 302225800.0 N·mm

평형편심 eb = Mb / Pb = 110.09 mm

e < eb -------> 압축파괴영역

▷ 기둥 강도 검토

e_min = 29.07 mm < e = 82.61 mm

---> 철근의 응력을 Trial & Error Method로 계산한다.

c = 189.23 mm로 가정하면.. a = k1·c = 160.84 mm

fsc = 300.00 MPa, fst = 161.0 MPa

Pn = 0.85 fck·a·B + Asc·fsc - Ast·fst = 3451145.0 N

Mn = 0.85 fck·a·B·(x-a/2) + Asc·fsc·(x-dcc) - Ast·fst·(d-x)

= 285102800.0 N·mm

e' = Mn/Pn = 82.611 mm ≒ e = 82.611 mm ---> say O.K.

최외단 철근의 순인장변형률 εt = 0.0008

εt = 0.0008 ≤ εy = 0.0015 -------> 압축지배단면

εt < εy 이므로 강도감소계수 Ø= 0.65를 적용한다.

ØPn = 2243.244 KN ≥ Pu = 1699.650 KN ∴O.K

ØMn = 185.317 KN·m ≥ Mu = 140.410 KN·m ∴O.K

▷ 전단력 검토

작용전단력 Vu = 230.040 KN

ØVc =Øv·1/6·(1+Pu/(14·Ag))·√(fck)·B·D/1000 = 206.445 KN

Vu > Øv·Vc ..... ∴ 전단철근보강이 필요하다.

Øv·Vs = Øv·Av·fy·D / (s ×1000) = 42.761 KN

Øv·Vn = Øv·Vc + Øv·Vs = 249.206 KN ≥ Vu ..... ∴ O.K

- 34 -

◈ 천단부

▷ 벽 체 검 토 조 건

fck = 24.0 MPa fy = 300.0 MPa

Øc = 0.65 Øv = 0.75 α = 0.80

극한 모멘트 Mu = 130.660 KN·m 극 한 축 력 Pu = 1494.090 KN

단면의 두께 H = 300.000 mm 단 위 폭 B = 1000.000 mm

유 효 깊 이 D = 240.000 mm 피 복 두 께 Dc = 60.000 mm

작 용 편 심 e = 87.451 mm

인장측 철근 Ast = 993.000㎟

1단 (dc = 60mm) : D 16 @ 200 mm

압축측 철근 Asc = 993.000㎟

1단 (dc = 60mm) : D 16 @ 200 mm

▷ 평형상태 검토

c = 600/(600+fy)*d = 160.000 mm

k1 = 0.850 a = k1·c = 136.00 mm

Cck = 0.85·fck·B·H = 6120000.0 N

소성중심 x = (Cck·H/2 + fy·Asc·dc + fy·Ast·d)/(Cck + fy·Asc + fy·Ast)

= 150.00 mm

콘크리트 Cc = 0.85·fck·a·b = 2774400.0 N

압축철근 Cs = (fs-0.85·fck)·Asc = 277642.8 N

( εsc > εy --> fs = fy = 300.00 MPa )

인장철근 Ts = fy·Ast = 297900.0 N

평형축력 Pb = Cc + Cs - Ts = 2754143.0 N

평형모멘트 Mb = Cc(x-a/2) + Cs(x-dc) + Ts(d-x) = 279299600.0 N·mm

평형편심 eb = Mb / Pb = 101.41 mm

e < eb -------> 압축파괴영역

▷ 기둥 강도 검토

e_min = 29.34 mm < e = 87.45 mm

---> 철근의 응력을 Trial & Error Method로 계산한다.

c = 176.76 mm로 가정하면.. a = k1·c = 150.24 mm

fsc = 300.00 MPa, fst = 214.7 MPa

Pn = 0.85 fck·a·B + Asc·fsc - Ast·fst = 3129463.0 N

Mn = 0.85 fck·a·B·(x-a/2) + Asc·fsc·(x-dcc) - Ast·fst·(d-x)

= 273672400.0 N·mm

e' = Mn/Pn = 87.450 mm ≒ e = 87.451 mm ---> say O.K.

최외단 철근의 순인장변형률 εt = 0.00107

εt = 0.00107 ≤ εy = 0.0015 -------> 압축지배단면

εt < εy 이므로 강도감소계수 Ø= 0.65를 적용한다.

ØPn = 2034.151 KN ≥ Pu = 1494.090 KN ∴O.K

ØMn = 177.887 KN·m ≥ Mu = 130.660 KN·m ∴O.K

▷ 전단력 검토

작용전단력 Vu = 133.020 KN

ØVc =Øv·1/6·(1+Pu/(14·Ag))·√(fck)·B·D/1000 = 199.252 KN

Øv·Vc = 199.252 KN > Vu ∴전단철근 필요없음.

- 35 -

◈ 어깨부

▷ 벽 체 검 토 조 건

fck = 24.0 MPa fy = 300.0 MPa

Øc = 0.65 Øv = 0.75 α = 0.80

극한 모멘트 Mu = 129.960 KN·m 극 한 축 력 Pu = 1916.480 KN

단면의 두께 H = 300.000 mm 단 위 폭 B = 1000.000 mm

유 효 깊 이 D = 240.000 mm 피 복 두 께 Dc = 60.000 mm

작 용 편 심 e = 67.812 mm

인장측 철근 Ast = 993.000㎟

1단 (dc = 60mm) : D 16 @ 200 mm

압축측 철근 Asc = 993.000㎟

1단 (dc = 60mm) : D 16 @ 200 mm

▷ 평형상태 검토

c = 600/(600+fy)*d = 160.000 mm

k1 = 0.850 a = k1·c = 136.00 mm

Cck = 0.85·fck·B·H = 6120000.0 N

소성중심 x = (Cck·H/2 + fy·Asc·dc + fy·Ast·d)/(Cck + fy·Asc + fy·Ast)

= 150.00 mm

콘크리트 Cc = 0.85·fck·a·b = 2774400.0 N

압축철근 Cs = (fs-0.85·fck)·Asc = 277642.8 N

( εsc > εy --> fs = fy = 300.00 MPa )

인장철근 Ts = fy·Ast = 297900.0 N

평형축력 Pb = Cc + Cs - Ts = 2754143.0 N

평형모멘트 Mb = Cc(x-a/2) + Cs(x-dc) + Ts(d-x) = 279299600.0 N·mm

평형편심 eb = Mb / Pb = 101.41 mm

e < eb -------> 압축파괴영역

▷ 기둥 강도 검토

e_min = 29.34 mm < e = 67.81 mm

---> 철근의 응력을 Trial & Error Method로 계산한다.

c = 207.17 mm로 가정하면.. a = k1·c = 176.10 mm

fsc = 300.00 MPa, fst = 95.1 MPa

Pn = 0.85 fck·a·B + Asc·fsc - Ast·fst = 3775654.0 N

Mn = 0.85 fck·a·B·(x-a/2) + Asc·fsc·(x-dcc) - Ast·fst·(d-x)

= 256036200.0 N·mm

e' = Mn/Pn = 67.812 mm ≒ e = 67.812 mm ---> say O.K.

최외단 철근의 순인장변형률 εt = 0.00048

εt = 0.00048 ≤ εy = 0.0015 -------> 압축지배단면

εt < εy 이므로 강도감소계수 Ø= 0.65를 적용한다.

ØPn = 2454.175 KN ≥ Pu = 1916.480 KN ∴O.K

ØMn = 166.424 KN·m ≥ Mu = 129.960 KN·m ∴O.K

▷ 전단력 검토

작용전단력 Vu = 200.870 KN

ØVc =Øv·1/6·(1+Pu/(14·Ag))·√(fck)·B·D/1000 = 214.032 KN

Øv·Vc = 214.032 KN > Vu ∴전단철근 필요없음.

- 36 -

◈ 측벽부

▷ 벽 체 검 토 조 건

fck = 24.0 MPa fy = 300.0 MPa

Øc = 0.65 Øv = 0.75 α = 0.80

극한 모멘트 Mu = 51.460 KN·m 극 한 축 력 Pu = 1173.120 KN

단면의 두께 H = 300.000 mm 단 위 폭 B = 1000.000 mm

유 효 깊 이 D = 240.000 mm 피 복 두 께 Dc = 60.000 mm

작 용 편 심 e = 43.866 mm

인장측 철근 Ast = 993.000㎟

1단 (dc = 60mm) : D 16 @ 200 mm

압축측 철근 Asc = 993.000㎟

1단 (dc = 60mm) : D 16 @ 200 mm

▷ 평형상태 검토

c = 600/(600+fy)*d = 160.000 mm

k1 = 0.850 a = k1·c = 136.00 mm

Cck = 0.85·fck·B·H = 6120000.0 N

소성중심 x = (Cck·H/2 + fy·Asc·dc + fy·Ast·d)/(Cck + fy·Asc + fy·Ast)

= 150.00 mm

콘크리트 Cc = 0.85·fck·a·b = 2774400.0 N

압축철근 Cs = (fs-0.85·fck)·Asc = 277642.8 N

( εsc > εy --> fs = fy = 300.00 MPa )

인장철근 Ts = fy·Ast = 297900.0 N

평형축력 Pb = Cc + Cs - Ts = 2754143.0 N

평형모멘트 Mb = Cc(x-a/2) + Cs(x-dc) + Ts(d-x) = 279299600.0 N·mm

평형편심 eb = Mb / Pb = 101.41 mm

e < eb -------> 압축파괴영역

▷ 기둥 강도 검토

e_min = 29.34 mm < e = 43.87 mm

---> 철근의 응력을 Trial & Error Method로 계산한다.

c = 255.42 mm로 가정하면.. a = k1·c = 217.10 mm

fsc = 300.00 MPa, fst = -36.2 MPa

εst = -0.0002 < 0 ---> 인장측 철근이 압축됨

Pn = 0.85 fck·a·B + Asc·fsc - Ast·fst = 4722260.0 N

Mn = 0.85 fck·a·B·(x-a/2) + Asc·fsc·(x-dcc) - Ast·fst·(d-x)

= 207145000.0 N·mm

e' = Mn/Pn = 43.866 mm ≒ e = 43.866 mm ---> say O.K.

최외단 철근의 순인장변형률 εt = -0.00018

εt = -0.00018 ≤ εy = 0.0015 -------> 압축지배단면

εt < εy 이므로 강도감소계수 Ø= 0.65를 적용한다.

ØPn = 3069.469 KN ≥ Pu = 1173.120 KN ∴O.K

ØMn = 134.644 KN·m ≥ Mu = 51.460 KN·m ∴O.K

▷ 전단력 검토

작용전단력 Vu = 88.870 KN

ØVc =Øv·1/6·(1+Pu/(14·Ag))·√(fck)·B·D/1000 = 188.020 KN

Øv·Vc = 188.020 KN > Vu ∴전단철근 필요없음.

#붙임 2

- 1 -

◎ 수정 Terzaghi 암반하중 분류(Deere et al., 1970; Rose, 1982)

암 반 상 태 RQD 암반하중 높이,

Hp(m) 비 고

1. 경질의 무결암 95~100 0 .스폴링이나 포핑이 일어날

경우에만 얇은 라이닝

2. 경질의 층상 혹은편상 90~99 0~0.5B

.스폴링 방지를 목적으로 간

단한 지보, 암반 하중은 위

치에 따라 불규칙하게 변할

수 있음

3. 괴상, 보통정도의

절리가 발달 85~95 0~0.25B -

4. 보통정도의 블록상,

균열상 75~85 0.25B~

0.20(B+Ht) .측압이 없음

5. 심한 블록상, 균열상 30~75 (0.20~0.60)(B+Ht) .측압이 아주 작거나 없음

6-1. 완전히 파쇄 되었

으나 화학적으로

신선함

6-2. 모래와 자갈

3~30

0~30

0.60~1.10(B+Ht)

1.10~1.40(B+Ht)

.상당한 측압, 지하수 유출

로 터널 바닥이 약화되는

경우, 철재 지보의 바닥받

침대를 설치하거나 원형철

재지보를 설치해야함

7. 압착성 암반, 보통정도의

심도 N/A (1.10~2.10)(B+Ht)

.큰 측압이 작용하며 인버트

버팀대가 필요, 원형 철재

지보를 사용하는 것이 좋음

8. 압축성 암반, 대심도 N/A (2.10~4.50)(B+Ht) -

9. 팽창성 암반 N/A (B+Ht)값에

관계없이 250ft까지

.원형 철재지보가 필요, 극

단적인 경우 가축성 지보를

사용

#붙임 3

- 1 -

◎ 프로젝트별 암반이완하중 적용사례

프로젝트명

본선 적용이완하중(m) 접속부 적용이완하중(m)

P1~P3 P4 P5 대인용 차량용

88올림픽 고속도로 (담양~성산간) 건설공사

실시설계 제4공구 - - 0.2(B+Ht)(무) - -

88올림픽 고속도로 (담양~성산간) 건설공사

실시설계 제7공구 - 

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(무) 0.5(B+Ht)(유) RP2(암반3등급)

0.2(B+Ht)(유) -

88올림픽 고속도로 (담양~성산간) 건설공사

실시설계 제11공구 0.5 0.25B(무) 0.2(B+Ht)(유) - -

목포~광양(장흥~광양간) 고속도로 건설공사

실시설계 제10공구 - - 

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(무) - -

부산외곽순환 고속도로 건설공사

실시설계 제6공구 - 0.2(B+Ht)(무) 0.2(B+Ht)(무)

0.5(B+Ht)(유)

0.5(유)

(암반3등급)

0.5(유)

(암반3등급)

춘천~양양(춘천~동홍천간) 고속도로 건설공사

실시설계 제2공구 - - 

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(무) - -

춘천~양양(춘천~동홍천간) 고속도로 건설공사

실시설계 제5공구 - - 0.2(B+Ht)(무) RP1(암반3등급)

0.5(유) -

춘천~양양(춘천~동홍천간) 고속도로 건설공사

실시설계 제11공구 0.5 0.5(무) (유) - -

춘천~양양(춘천~동홍천간) 고속도로 건설공사

실시설계 제12공구 0.5 0.25B(무) 0.2(B+Ht)(무) - -

춘천~양양(춘천~동홍천간) 고속도로 건설공사

실시설계 제14공구 0.5 0.25B(무) 0.2(B+Ht)(유) - -

남해고속도로(냉정~부산간) 확장공사

실시설계 제6공구 - - 0.2(B+Ht)(무) - -

충주~제천간 고속도로 건설공사

실시설계 제1공구 0.5 0.5(무) 0.2(B+Ht)(무) - -

동해고속도로(주문진~속초간) 건설공사

실시설계 제2공구 0.5 0.2(B+Ht)(무) 0.3(B+Ht)(무) - -

고창~담양간 고속도로(고창~장성) 건설공사

실시설계 제3-2공구 - 0.2(B+Ht)(무) 0.3(B+Ht)(유) - -

*(무)무근 라이닝 콘크리트, (유)철근 라이닝 콘크리트

- 2 -

프로젝트명

본선 적용이완하중(m) 접속부 적용이완하중(m)

P1~P3 P4 P5 대인용 차량용

제2경인연결(안양~성남간)고속도로 민간투자사업

실시설계 제1공구

0.5 0.2(B+Ht)(무) 0.3(B+Ht)(유)

0.5(유)

(P1,2-RM1)

0.2(B+Ht) (유)

(P3,4-RM2)

0.5(유)

(EP1,2-RC1)

0.2(B+Ht) (유)

(EP3,4-RC2)

광주~원주(제2영동) 고속도로 민간투자사업

실시설계 제6, 7공구

0.5 0.2(B+Ht)(무) 0.25(B+Ht)(무) - -

서울~춘천 고속도로 민간투자사업

실시설계 제2, 3, 5공구

0.5 0.2(B+Ht)(무) 0.3(B+Ht)(무) - -

*(무)무근 라이닝 콘크리트, (유)철근 라이닝 콘크리트

#붙임 4

- 1 -

고속도로터널 설계정수 적용사례

구 분

　Ⅰ등급 Ⅱ등급 Ⅲ등급 Ⅳ등급 Ⅴ등급

분포암

종 단위중량 점착력 마찰각 변형계수

포아송비

단위중량 점착력 마찰각 변형계수

포아송비

단위중량 점착력 마찰각 변형계수

포아송비

단위중량 점착력 마찰각 변형계수

포아송비

단위중량 점착력 마찰각 변형계수

포아송비

　(kN/m3) (kPa) ( ° ) (MPa) (kN/m3) (kPa) ( ° ) (MPa) (kN/m3) (kPa) ( ° ) (MPa) (kN/m3) (kPa) ( ° ) (MPa) (kN/m3) (kPa) ( ° ) (MPa)

부산외곽순환 고속도로 6공구

대안설계

화강암 27.0 3,600 48 20,000 0.20 26.0 1,800 43 11,000 0.23 25.0 800 39 6,000 0.25 24.0 320 35 2,000 0.28 21.0 80 33 500 0.30

안산암 27.0 3,800 47 22,000 0.20 26.0 2,000 42 15,000 0.23 25.0 1,000 38 8,000 0.24 23.0 350 35 2,000 0.28 21.0 80 32 500 0.30

당진~천안 기본설계 편마암 27.0 3,000 50 15,000 0.20 26.0 2,000 45 10,000 0.23 25.0 700 40 5,000 0.25 23.0 200 35 2,000 0.27 21.0 100 33 1,000 0.30

울산~포항 고속도로 5공구

기본설계

　25.0 5,000 45 16,000 0.20 25.0 2,500 40 10,000 0.22 24.0 1,000 37 5,000 0.25 23.0 400 35 3,500 0.28 20.0 100 33 500 0.30

88올림픽 고속도로 4공구

실시설계 편마암 26.5 5,500 47 26,000 0.20 26.0 3,300 45 18,000 0.21 25.0 2,000 40 9,000 0.23 24.0 900 36 3,700 0.27 21.0 200 31 600 0.30

88올림픽 고속도로 5공구

실시설계 화강암 27.0 1,250 45 18,900 0.20 26.0 850 40 7,700 0.22 25.0 600 35 5,000 0.25 23.0 150 33 900 0.30 19.0 50 30 300 0.33

88올림픽 고속도로 6공구

실시설계 화강암 26.0 1,500 45 18,000 0.20 26.0 1,000 43 9,800 0.22 25.0 700 40 5,000 0.25 23.0 200 35 1,000 0.30 21.0 50 30 500 0.33

88올림픽 고속도로 7공구

실시설계 화강암 27.0 2,000 45 15,000 0.20 26.0 1,500 43 10,000 0.22 25.0 800 40 5,000 0.25 22.0 300 35 2,000 0.30 20.0 50 30 500 0.33

88올림픽 고속도로 11공구

실시설계

흑운모

화강암 27.0 7,000 46 25,400 0.19 26.0 5,300 42 15,400 0.22 25.0 2,200 38 5,000 0.24 23.0 600 34 1,700 0.28 21.0 200 33 500 0.30

남해고속도로 4공구 실시설계 　26.5 4,000 45 20,000 0.19 26.0 2,500 40 12,000 0.22 25.2 1,200 38 9,000 0.24 23.1 500 33 3,000 0.26 21.2 100 30 500 0.30

남해고속도로 6공구 실시설계 퇴적암 27.0 2,000 47 18,000 0.20 26.0 1,500 45 10,000 0.22 25.0 800 40 7,000 0.25 23.0 300 35 2,000 0.28 21.0 50 33 500 0.30

목포~광양 8공구 실시설계

응회암

편마암 27.0 2,000 50 15,000 0.20 25.0 1,500 50 13,000 0.21 23.0 700 45 7,000 0.23 22.0 300 40 1,000 0.25 20.0 100 35 500 0.30

- 27.0 2,000 50 15,000 0.20 26.0 1,500 50 13,000 0.21 26.0 700 45 7,000 0.23 25.0 300 40 3,000 0.25 23.0 100 35 1,000 0.30

목포~광양 9공구 대안턴키 화강

편마암 26.5 3,430 45 27,500 0.20 25.5 1,960 40 14,700 0.22 24.5 880 38 7,800 0.25 23.5 390 35 2,900 0.27 21.6 98 33 500 0.29

목포~광양 10공구 실시설계 편마암 27.0 3,000 54 25,000 0.21 26.0 1,320 50 13,000 0.23 25.0 710 48 4,000 0.24 24.0 330 42 1,300 0.27 23.0 190 38 1,000 0.28

서울~춘천 3공구 실시설계 흑운모

편마암 27.0 4,400 47 58,000 0.19 26.5 3,570 42 23,000 0.22 26.0 1,230 37 8,900 0.25 25.0 710 31 2,700 0.29 22.0 300 26 530 0.30

서울~춘천 5공구 실시설계 흑운모

편마암 27.2 2,500 47 40,900 0.19 26.5 1,600 45 17,010 0.22 26.0 1,020 40 4,720 0.23 26.0 240 35 1,710 0.31 25.6 100 33 670 0.31

제2경인 연결고속도로

실시설계

흑운모

편마암 27.0 3,000 47 50,000 0.20 26.0 1,500 44 20,000 0.22 25.0 900 40 5,000 0.24 23.0 200 35 1,500 0.28 22.0 30 33 600 0.30

춘천~양양 5공구 실시설계 편마암 27.0 2,000 47 18,000 0.20 26.0 1,500 45 10,000 0.22 25.0 800 40 7,000 0.25 23.0 300 35 2,000 0.28 21.0 50 33 500 0.30

춘천~양양 10공구 실시설계 편마암 27.0 3,000 50 18,000 0.20 26.0 1,500 45 10,000 0.22 25.0 800 40 7,000 0.25 23.0 300 35 2,000 0.28 21.0 50 32 400 0.30

고속국도 제10호선

장흥~광양간 실시설계 편마암 26.3 2,100 44 17,100 0.20 25.3 1,400 40 12,300 0.22 24.6 900 36 7,000 0.25 22.7 600 33 2,100 0.29 21.0 31 32 200 0.32

부산~울산 민자고속도로

9공구 기본설계

　27.0 1,500 45 20,000 0.18 27.0 1,000 43 10,000 0.20 26.0 800 40 5,000 0.24 25.0 500 35 2,000 0.27 23.0 100 33 600 0.30

서울~문산고속도로 민자 편암 26.0 6,200 44 19,000 0.22 26.0 3,500 41 7,500 0.23 25.0 1,900 38 3,000 0.25 24.0 960 34 1,200 0.26 24.0 340 33 490 0.26

최 대 값 　27.2 7,000 54 58,000 0.22 27.0 5,300 50 23,000 0.23 26.0 2,200 48 9,000 0.25 26.0 960 42 3,700 0.31 25.6 340 38 1,000 0.33

최 소 값 　25.0 1,250 44 15,000 0.18 25.0 850 40 7,500 0.20 23.0 600 35 3,000 0.23 22.0 150 31 900 0.25 19.0 30 26 200 0.26

평 균 값 　26.7 3,208 47 23,383 0.20 25.9 2,004 44 12,713 0.22 25.0 1,006 40 6,192 0.24 23.5 407 35 2,053 0.28 21.5 111 32 560 0.30