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ISSN : 2234-6937(Print)
ISSN : 2287-6979(Online)
Journal of Korea institue for Structural Maintenance Inspection Vol.22 No.1 pp.147-157
DOI : https://doi.org/10.11112/jksmi.2018.22.1.147

The Strain of Transverse Steel and Concrete Shear Resistance Degradation after Yielding of Reinforced Concrete Circular Pier

Seong Hyun Ko1*
Corresponding author: kosh@jeju.ac.kr Jeju International University, Jeju-si, 63309, Korea
20171020 20171130 20171208

Abstract

The basis of capacity design has been explicitly or implicitly regulated in most bridge design specifications. It is to guarantee ductile failure of entire bridge system by preventing brittle failure of pier members and any other structural members until the columns provides fully enough plastic rotation capacity. Brittle shear is regarded as a mode of failure that should be avoided in reinforced concrete bridge pier design. To provide ductility behavior of column, the one of important factors is that flexural hinge of column must be detailed to ensure adequate and dependable shear strength and deformation capacity. Eight small scale circular reinforced concrete columns were tested under cyclic lateral load with 4.5 aspect ratio. The test variables are longitudinal steel ratio, transverse steel ratio, and axial load ratio. Eight flexurally dominated columns were tested. In all specimens, initial flexural-shear cracks occurred at 1.5% drift ratio. The multiple flexural-shear crack width and length gradually increased until the final stage. The angles of the major inclined cracks measured from the vertical column axis ranged between 42 and 48 degrees. In particular, this study focused on assessing transverse reinforcement contribution to the column shear strength. Transverse reinforcement contribution measured during test. Each three components of transverse reinforcement contribution, axial force contribution and concrete contribution were investigated and compared. It was assessed that the concrete stresses of all specimen were larger than stress limit of Korea Bridge Design Specifications.


철근콘크리트 원형 교각의 횡방향철근 변형률과 항복이후 콘크리트 전단저항 저감

고 성현1*
1정회원, 제주국제대학교 토목공학과, 부교수, 교신저자

초록

철근콘크리트 교량에 대한 대부분의 내진설계기준들은 전체 교량 시스템의 붕괴를 방지하기 위한 성능보장설계를 암시적 또는 명 시적으로 적용하고 있다. 이러한 개념 및 규정들을 명시하는 이유는 교량 전체 시스템에 설계지진하중이 작용하는 동안 철근콘크리트 교각들 이 완전한 소성회전성능을 발휘할 때까지 구조적인 다른 구성요소들의 취성적인 파괴를 방지하기 위함이다. 이를 위해 철근콘크리트 교량에 대한 내진설계기준들에서는 취성적인 전단파괴를 피하도록 규정하고 있다. 성능보장의 중요한 요소 중의 하나가 교각의 연성거동을 보장하기 위한 전단강도가 충분히 확보되어야 하고 신뢰할 수 있어야 한다. 실험체 8개에 대하여 실험을 수행하였으며 모든 실험체에서 변위비 1.5%에 서 다수의 휨-전단 균열이 발생되었고 최종단계까지 균열폭이 증가되었고 균열이 진전되었다. 휨-전단 균열의 각도는 부재 축과 42°~ 48°의 범 위로 계측되었다. 본 연구에서는 실험에서 계측된 횡방향철근이 부담하는 전단강도에 대한 분석을 중심으로 하였다. 횡방향철근이 부담하는 전단강도, 축력 작용에 의한 전단강도, 콘크리트에 의한 전단강도 등 3요소에 대해 분석하였고 비교하였다. 실험체들의 콘크리트 응력은 도로 교설계기준의 응력한계를 초과하였다.


    1.서 론

    대부분의 철근콘크리트 교량에 대한 내진설계기준들은 교 량 전체 시스템의 붕괴를 방지하기 위한 설계개념 및 규정을 암시적 또는 명시적으로 적용하고 있다. 이러한 개념 및 규정 들을 명시하는 이유는 교량 전체 시스템에 설계지진하중이 작용하는 동안 철근콘크리트 교각들이 완전한 소성회전성능 을 발휘할 때까지 구조적인 다른 구성요소들의 취성적인 파 괴를 방지하기 위함이다. 철근콘크리트 교각에서의 연성거동 을 유도하며 교각의 잠재적인 소성힌지 구역에서 연성파괴가 발생되도록 하는 설계개념이 반영된다. 이러한 교량 전체 시 스템의 성능보장은 교각들의 장주효과 및 교각과 연결되는 부재들의 하중전달과 관련될 수 있다. 그리고 성능보장의 중 요한 요소 중의 하나가 철근콘크리트 교각들의 연성거동을 보장하기 위한 전단강도가 충분히 확보되어야 하고 신뢰할 수 있어야 한다.

    철근콘크리트 부재의 전단거동은 전단지간-단면두께비, 콘크리트의 재료적 특성, 철근의 재료적 특성, 축방향철근비, 횡방향철근비, 축방향철근비와 횡방향철근량 체적비의 비율, 철근들의 배치, 콘크리트와 철근의 부착 특성, 균열면의 골재 의 맞물림 작용, 인장철근의 다월 작용 등에 따라 다른 거동을 보이지만 가장 큰 영향을 주는 인자는 전단지간-단면두께비 이고 캔틸레버 부재인 경우는 형상비(L/D)와 동일하다. 일반 적으로 반복 횡하중을 받는 철근콘크리트 교각 부재의 전단 지간-두께 비(shear span-depth ratio, M/VD)가 2.5 내외인 경 우, 반복 횡하중 작용의 초기에는 휨거동을 보이다가 최종 하 중 단계에서는 전단 또는 휨-전단 작용에 의한 파괴형상을 보 이고 형상비가 3.5이상인 경우, 휨거동 및 휨에 의한 파괴형상 을 보이는 것으로 알려져 있다(Ghee et al., 1989; Priestley et al., 1994; Jaradat et al., 1998). 그러나, 국내에서 수행된 실험 연구(Cheong, 2001)에서 축방향철근비가 증가되면 휨-전단 파괴 거동을 보이는 것으로 나타났다.

    본 연구에서는 축소모형 교각 실험체를 제작하여 실험을 수행하였고 축방향철근비와 횡방향철근비를 변수에 따른 횡 방향철근 변형률과 항복이후의 콘크리트 전단저항 저감에 대 하여 분석하였다.

    2.실험체 및 실험결과

    2.1.실험변수 및 실험

    원형단면 기둥 실험체의 콘크리트 목표 압축강도는 25 MPa 로 선정하였다. 축방향철근은 SD300 및 SD400으로 선정하였 으며 횡방향철근은 SD300으로 선정하였다. 재료실험 결과, 콘크리트의 압축강도(fcu)는 25 MPa로 측정되었고, SD300, SD400 철근의 항복강도는 381 MPa, 482 MPa로 측정되었다. 원형단면 기둥 실험체의 전체높이는 2,600 mm, 축방향철근비 (ρl)는 2.017%와 3.161%, 횡방향철근 체적비(ρs)는 0.3352% ~ 0.8938%인 실험체 8개에 대하여 준정적 실험을 수행하였고 실험체 중 CSP2, CSP8의 도면을 Fig. 1에 나타내었다.

    실물모형 교각의 전단 또는 휨-전단 거동에 대한 실험연구 (Lee, 2004)에 따르면 형상비가 4.0이고 축방향철근비 1.02% 인 경우에는 휨에 의한 파괴양상을 보였으나, 축방향철근량 이 2.03%인 경우에는 휨-전단의 파괴 양상을 나타내었다. 본 연구에서는 축소모형 실험체를 대상으로 축방향철근비와 횡 방향철근비를 주요변수로 선정하였다.

    축력비는 Table 1에 정리된 바와 같이 교각에 작용하는 고 정하중과 축력재하장비의 용량을 고려하여 0, 0.07, 0.15로 결 정하여 축력을 재하 하였다. 재하실험은 Fig. 2와 같이 유압잭 을 이용하여 축력을 가한 상태에서 변위용량이 ±150 mm인 500 kN Hydraulic actuator를 이용하여 횡방향 하중을 반복 가 력하였고 하중재하방식은 Fig. 3와 같은 변위제어방식으로서 수행되었다.

    KS B 0801 및 0802규정에 따라 횡방향철근에 대한 인장시 험을 수행하였고 Fig. 4에 계측된 응력-변형률 관계를 나타내 었다. Fig. 5는 횡방향철근에 부착된 변형률게이지의 위치를 나타낸다.

    2.2.하중-변위 이력곡선

    Fig. 6에 나타낸 하중-변위 이력곡선은 횡하중 가력기의 하 중계와 변위계에 의해 측정된 횡방향 하중, 변위를 이용하였 다. 철근콘크리트 교각 실험체의 하중-변위 이력곡선에서 피 복콘크리트의 균열 발생으로 강성이 변화되기 시작하여 최외 측 철근의 항복에 의해 2차 강성변화가 발생되었다.

    Fig. 7에 나타낸 바와 같이, 횡방향철근 간격을 변수로 하는 CSP1(120 mm), CSP2(160 mm) 실험체의 경우, 최대 횡력강 도 이후에는 횡방향철근 간격이 증가될수록 변위비가 증가됨 에 따라 강성저하 거동이 심화되었다.

    CSP4와 CSP5 실험체는 동일한 상세이나 축력의 유․무가 변수이다. 축하중이 재하되지 않은 CSP4는 CSP3(축력비 7%) 와 같은 급격한 강성저하는 발생되지 않았다. CSP5(축력비 15%)는 최대 횡력강도에 도달된 이후에 급격한 강성저하 거 동을 나타내었다. 축방향철근비가 3.161%인 실험체들은 축 방향철근비의 증가로 인해 횡력강도가 축방향철근비가 2.017% 인 실험체들보다 증가되는 경향을 나타내었다.

    2.3.균열양상 및 변형률

    Fig. 8에 나타낸 바와 같이 대부분의 철근콘크리트 부재에 서는 하중작용에 의해 휨모멘트가 가장 큰 구역에서 부재의 수직된 방향으로 휨균열이 발생되고 확장되었다. 휨응력이 감소되고 전단응력이 증가되는 구역에서 휨균열이 휨-전단 균열(사인장 균열)로 확장되었으며 휨응력 및 전단응력의 조 합응력이 콘크리트가 지지할 수 있는 최대 전단응력을 초과 하면 휨균열의 선단에서 휨-전단 균열로 발달된다(MacGregor, 1997; Sin, 2013).

    본 연구에서도 위에 언급한 바와 같이, 철근콘크리트 교각 실험체의 초기 휨균열은 변위비 0.25%에서 발생되었고 휨균 열들이 변위비 1%에서 확장 및 진전되었다. CSP1, CSP2, CSP3, CSP4, CSP5 실험체들은 변위비 1%에서 휨-전단 균열이 시작 되었으며 CSP6, CSP7, CSP8 실험체들은 변위비 1.5%에서 휨-전단 균열이 시작되었고 이후 변위비가 증가될수록 휨-전 단 균열이 진전되었다. Fig. 9, 10에 변위비 2%에서의 균열양 상, 최종단계에서의 균열양상을 나타내었다.

    각 실험체들의 나선철근 간격에 따른 배근특성으로 인해 횡방향철근의 변형률 계측높이(하중재하 방향과 동일한 TW, TE의 위치)는 모든 실험체에 대해서 동일하게 위치될 수 없었 으며, Fig. 11에 각 실험체의 기초 상단에서부터 계측위치까 지의 높이를 나타내었다. 축방향철근비가 2.017%인 실험체 중에 CSP2, CSP3의 전단철근 변형률은 항복변형률에 도달하 였고 축방향철근비가 3.161%인 실험체들의 변형률은 모두 항복변형률에 도달하였다.

    3.철근의 전단강도 모델

    사각형 단면에서 트러스 모델을 사용하여 전단철근이 부담 하는 전단강도를 산정하는 경우에 식 (1)과 같이 명확하게 정 리되지만 Fig. 12와 같은 원형 단면에서는 단면특성, 축방향 철근의 배근 위치, 나선철근(또는 원형 띠철근)의 형상으로 인해 식 (1)을 그대로 적용할 수 없다.

    나선철근이 항복하는 것으로 가정하고 나선철근이 횡하중 방향과 평행하게 되는 위치에서 나선철근의 힘은 Fig. 12에 나 타낸 바와 같이 2 A s p f y h 이나 그 이외의 위치에서는 2 A s p f y h cos α 이다.

    균열각도 θ로 균열이 발생되고 Fig. 12와 같이 균열과 교차 하게 되는 나선철근들의 각 위치에 따라 각도 α에 대한 나선 철근이 부담하는 힘들의 평균은 식 (2)로 정리할 수 있다(Ang et al., 1989).

    따라서 한 층의 나선철근이 부담하는 전단강도는 식 (3)과 같이 나타낼 수 있고 균열과 교차하는 나선철근들의 전단강 도는 식 (4)로 정리된다. 균열과 교차하는 나선철근들의 수는 식 (5)과 같이 단면지름에서 콘크리트 피복두께 co와 나선철 근의 지름 dsp를 뺀 값을 나선철근의 수직간격 s로 나누어 정 리할 수 있다. 식 (5)를 (4)에 대입하면 식 (6)과 같이 정리되고 균열의 각도를 45°로 가정하면 식 (7)과 같다.

    따라서 원형 띠철근이나 나선철근으로 심부구속된 원형 단 면의 경우에는 식 (1)과 같이 트러스 모델을 적용한 정해와 달 리 나선철근의 각 위치에 대한 실제 응력은 식 (7)을 적용한 결 과 값과 명확하게 일치하지는 않는다.

    V s = A υ f y d s
    (1)

    1 r 0 π 2 r cos 2 α d α = π 4
    (2)

    F s p = π 4 ( 2 A s p ) f y h = π 2 A s p f y h
    (3)

    V s = π 2 A s p f y h · n
    (4)

    n = D 2 c o d s p s c o t θ = D c s c o t θ
    (5)

    V s = π 2 A s p f y h D c s c o t θ
    (6)

    V s = π 2 A s p f y h D c s
    (7)

    여기서,

    • Asp: 원형 띠철근 또는 나선철근의 지름

    • fyh: 원형 띠철근 또는 나선철근의 항복강도

    • n: 사인장 균열과 교차하는 전단철근 수

    • D: 원형 단면의 지름

    • dsp: 원형 띠철근 또는 나선철근의 지름

    • co: 피복두께

    • s: 원형 띠철근 또는 나선철근의 수직간격

    • Dc: 원형 띠철근 또는 나선철근의 중심간 거리

    • Fsp: 나선철근의 부담하는 전단력

    • Vs: 전단철근이 부담하는 전단강도

    각 설계기준에서 규정하고 있는 원형 단면의 원형 띠철근 및 나선철근이 부담하는 전단강도에 대한 식들을 Table 2에 정리하였다. 원형 띠철근 및 나선철근이 단면에서 원형으로 배치됨에 따라 균열과 교차하는 위치에서의 원형 띠철근 및 나선철근이 부담하는 전단강도가 기준마다 다르게 산정되고 있다. ATC-40(1996)에서는 1.667을 적용하고 ATC-32(1996), Caltrans(2002), NZS3101(1995) 등에서는 1.571을 적용하고 있으며 ASCE-ACI426(1973), FEMA273(1997), AASHTO(2002) 등과 같이 원형 단면에 대해 명시적으로 규정하고 있지 않는 기준들도 있다.

    균열과 교차하는 전단철근의 수를 산정함에 있어서도 설계 기준별로 다르게 적용하고 있다. 미국의 설계기준, NZS3101(1995) 등은 45°트러스 모델을 적용하고 있으며 Euro code(1996), 도 로교설계기준(한계상태설계법, 2012) 등은 변각트러스 모델 (cotθ)을 적용하고 있다. 도로교설계기준(한계상태설계법)의 극한한계상태에서는 변각트러스 모델(cotθ)을 적용하고 있으 나 내진설계 편에서는 45°트러스 모델을 적용하고 있다.

    Table 2의 설계기준에서 사용하는 전단유효깊이를 원형 단 면의 지름 크기에 따라 나타내면 Fig. 13과 같다. 전단유효깊 이의 정의에 따라서 단면 크기가 증가될수록 전단유효깊이 값의 차이는 증가되는 것으로 나타났다.

    4.철근이 부담하는 전단강도

    철근콘크리트 교각 부재의 전단강도는 서론에 언급한 바와 같이, 콘크리트와 철근의 합성작용, 소성거동과 응력재분배 등 복잡한 거동을 보이고 하중작용에 의한 변위가 증가함에 따라 콘크리트가 부담하는 전단강도와 횡방향철근이 부담하 는 전단강도의 비율이 일정하지 않으므로 콘크리트와 횡방향 철근의 기여분을 해석적인 방법으로 구분하기는 현실적으로 어렵다.

    그러므로 실무에 적용되는 대부분의 설계기준에서 제시하 는 해석모델은 특정 각도의 전단모델을 적용한다. 실험결과 와 동일한 전단강도를 예측하는 모델을 결정하는 경우에 균 열의 각도 또는 주응력의 각도 θ를 30°~ 45°범위의 특정 각도 로 가정하여 전단철근에 의한 전단강도 Vs를 결정하고, 실험 으로 계측된 전단강도와의 차이를 콘크리트에 의한 전단강도 Vc로 예측하도록 계수를 선정하는 방법에 의해 대부분의 설 계기준에 규정된 전단강도 모델들이 개발되었다.

    본 연구에서 적용된 반복하중과 같이 지진하중에 의하여 소성힌지가 발생되는 경우에는 반복하중 작용에 따라 콘크리 트 심부의 손상이 증대되므로 단조증가 하중이 작용되는 경 우보다 콘크리트가 부담하는 전단강도가 감소하기 때문에 일 반적인 단조증가 하중에 대한 전단강도 계산법으로는 오차가 크게 된다.

    따라서 변위연성도를 고려하여 전단강도가 변화하는 전단 성능곡선 모델들(Aschheim, 1992; Priestley, 1996)이 개발 되 었고 미국 캘리포니아주 교통국(CALTRANS, 2002)의 내진 설계 편과 우리나라의 도로교설계기준(한계상태설계법, 2012) 의 내진설계편에 채택되었다.

    Fig. 14(a)와 같이 해석 또는 실험결과가 전단성능곡선 모 델보다 작은 경우에는 소성힌지구역에서 철근의 파단 또는 심부콘크리트의 파괴가 발생하는 휨파괴로 판정되고 휨파괴 의 변위가 극한변위이다.

    Fig. 14(b)와 같이 해석 또는 실험결과가 전단성능곡선 모 델과 교차되는 경우에는 소성힌지구역에서 소성변형이 진행 되다가 전단작용에 의해 파괴되는 휨-전단파괴로 판정되고 두 곡선의 교차점이 극한변위이다.

    Priestley et al.(1996), Kowalsky et al.(2009)은 실험결과에 대하여 콘크리트가 부담하는 전단강도, 나선철근이 부담하는 전단강도, 축력작용에 의한 전단강도를 각각 산정하는 방법 을 제시하였다.

    본 장에서는 Priestley et al.(1996), Kowalsky et al.(2009)이 제안한 방법에 근거하여 각 실험체별로 변위비에 대한 콘크 리트가 부담하는 전단강도, 나선철근이 부담하는 전단강도, 축력작용에 의한 전단강도를 아래와 같이 산정하였다.

    실험에서 각 변위비 단계별로 계측된 Fig. 11의 나선철근 변 형률 값을 식 (8)에 대입하여 나선철근의 항복 변형률 이하의 변형률에 대한 응력을 산정하였다. 항복 변형률 이상의 변형률 에 대해서는 Fig. 4에 나타낸 나선철근의 응력-변형률 관계에 서 계측 변형률에 대응되는 철근의 응력(fs)을 산정하였다.

    나선철근의 변형률과 응력이 산정되면 식 (9)에 철근의 응 력을 대입하여 나선철근이 부담하는 전단강도를 산정하여 Table 3에 정리하였다.

    도로교설계기준(한계상태설계법, 2012) 내진설계편에 제 시된 축력작용에 의한 전단강도를 식 (10)을 적용하여 산정하 였다.

    콘크리트가 부담하는 전단강도는 식 (11)에 나타낸 바와 같 이, 실험 강도에서 전단철근이 부담하는 전단력과 축력작용 에 의한 전단강도를 감하여 산정하였다.

    f s h = s · E s
    (8)

    V s = π 2 A s p f y h D c s
    (9)

    V p = 0.15 P u h L s
    (10)

    V c = V T V s V p
    (11)

    여기서,

    • fsh: 나선철근의 응력

    • єs: 나선철근의 변형률

    • Es: 철근의 탄성계수

    • Dc: 나선철근의 중심간 간격

    • VT: 실험 강도

    • Vc: 콘크리트가 부담하는 전단강도

    • Vs: 철근이 부담하는 전단강도

    • Vp: 축력에 의한 전단강도

    • Pu: 작용 축력

    • h: 고려하는 방향으로의 단면 최대 두께

    • Ls: 교각 형상비의 기준이 되는 교각 길이

    CSP1, CSP4, CSP5 실험체의 경우에는 Fig. 5의 TW, TE 위 치에서 계측된 변형률이 항복 변형률에 도달되지 않았고 CSP2, CSP3 실험체들의 경우에는 변위비 6%에서 항복 변형률을 초 과하였다.

    CSP6 실험체의 경우에는 변위비 7%에서 항복 변형률을 초 과하였고 CSP7 실험체의 경우에는 변위비 5%에서 항복 변형 률을 초과하였으며 CSP8 실험체의 경우에는 변위비 6%에서 항복 변형률을 초과하였다.

    Table 3, Fig. 15와 같이 실험시 계측된 각 변위별 횡하중-변 위 관계, 철근이 부담하는 전단강도, 축력 작용에 의한 전단강 도를 나타내었다. 나선철근의 수직간격, 축력비, 축방향철근 의 항복강도 등에 따라 철근이 부담하는 전단강도, 콘크리트 가 부담하는 전단강도가 다르게 산정되었다. 축방향철근비가 2.017%(CSP1~CSP5)인 실험체들은 변위비 1.0%에서 휨-전 단 균열이 최초로 발생되었으며 축방향철근비가 3.161%(CSP6~ CSP8)인 실험체들은 변위비 1.5%에서 휨-전단 균열이 최초 로 발생되었다. 변위비 3%인 경우에 축방향철근비가 3.161% 인 실험체들에서 철근이 부담하는 전단강도는 48.0~50.9 kN 으로 산정되었으나 축방향철근비가 2.017%인 실험체들 에서 는 7.5~25.0 kN으로 산정되었다. 변위비 3% 이후에는 축방향 철근비가 3.161%인 경우, 축방향철근비가 2.017%인 경우보 다 철근에 의한 전단강도는 각 변위비에서 심화되는 경향을 나타내었다.

    각 변위비 단계별로 철근이 부담하는 전단강도와 횡하중의 비율을 산정하여 Table 4에 나타내었다.

    Fig. 16에 나선철근에 의한 전단강도, 콘크리트에 의한 전 단강도, 축력작용에 의한 전단강도를 전체 전단력에 대해 비 교하여 나타내었다. 횡방향 하중이 증가됨에 따라 축력과 콘 크리트에 의한 전단력은 증가되었고 최대 전단력이 발생되는 단계에서 축력과 콘크리트에 의한 전단력은 급격하게 감소되 고 나선철근에 의한 전단력은 급격히 증가되는 경향을 나타 내었다.

    5.항복이후의 콘크리트 전단저항 저감

    Fig. 17은 실험결과에서 얻은 각각의 전체 전단력에서 철근 이 부담하는 기여분과 축력작용의 기여분을 제외한 콘크리트 가 부담하는 기여분을 변위연성도에 대하여 나타내었다. 변 위연성도는 극한변위Δu 를 항복변위Δy로 나눈 값으로 정의 되는데, 여기서 극한변위Δu 는 항복변위Δy 와 소성변위Δy 의 합이다. 항복변위는 탄성영역에서의 초기강성을 사용한 등가탄소성시스템(equivalent elasto-plastic system)에 근거한 변위, 극한변위는 축방향철근의 파단이 발생되는 변위로 결 정하였다.

    도로교설계기준(한계상태설계법, 2012) 내진설계편에는 변위연성도를 고려하여 철근콘크리트 교각의 전단강도를 검 토하도록 규정하고 있다. 소요 변위연성도가 2 이하인 경우에 는 υ c / f c k 의 값으로 0.3을 적용하며, 소요 변위연성도가 5인 경우에는 υ c / f c k 의 값으로 0을 적용하고, 소요 변위연성도 2 ~5의 구간에서는 직선보간하도록 규정되어 있다. 이는 소요 연성도가 2를 초과하는 경우에는 변위연성도가 증가될수록 반복하중에 의한 소성힌지의 손상에 따라 콘크리트의 전단강 도가 감소되는 영향을 고려한 것이며 Fig. 17에 점선으로 나타 내었다.

    변위연성도 2 이하인 경우에 모든 실험체의 콘크리트 응력 은 도로교설계기준에서 제시하는 응력선 보다 작기 때문에 전단의 영향을 받지 않는 것으로 나타난다. 변위연성도 2.5~ 3.3의 범위에서 모든 실험체의 콘크리트 응력은 설계기준의 응력선과 교차하여 콘크리트 전단저항이 감소됨을 나타내고 있다. 이는 Fig. 14에서 콘크리트에 의한 전단강도 비중이 감 소되고 전단철근에 의한 전단강도 비중이 증가하는 경향에 영향을 주는 것이라고 판단된다.

    Fig. 17에 나타낸 바와 같이 변위비 1.5% 단계에서 모든 실 험체의 콘크리트가 부담하는 기여분은 0.17~0.27의 범위로 산정되었다. 이는 식 (12)에 나타낸 콘크리트가 지지할 수 있 는 최대 전단응력을 초과한 값들이다.

    υ c r = V c r b d = 0.16 f c k
    (12)

    휨-전단 균열(사인장균열)은 Fig. 9, 10과 같이 횡하중의 재 하방향과 평행하게 휨균열이 발생되고 나서 하중이 증가됨에 따라 휨응력 및 전단응력의 조합응력이 콘크리트가 지지할 수 있는 최대 전단응력을 초과하여 휨균열의 선단에서 사인 장 균열로 발달한 것으로 판단된다.

    6.결 론

    횡방향철근비가 주요변수이고 축방향철근비가 2.017%와 3.161%, 형상비 4.5인 축소모형 나선철근 교각 실험체에 대한 실험을 수행하였다. 본 연구에서는 축방향철근비와 횡방향철 근비의 변수에 따른 횡방향철근 변형률과 항복이후의 콘크리 트 전단저항 저감에 대하여 분석하였으며 다음과 같은 결론 을 얻을 수 있었다.

    • 1) 모든 실험체에서 교각길이 전체에 걸쳐서 휨-전단 균열(사 인장 균열)이 발생되었으며 CSP1, CSP2 실험체의 경우에 사인장 균열의 각도는 42°~45°로 계측되었다. CSP3과 CSP4 실험체의 경우에 40°~ 45°로 계측되었고 CSP5 실험 체의 경우에 43°~ 48°로 계측되었다. CSP6, CSP7과 CSP8 실험체의 경우에 45°~ 48°로 계측되었다. 본 연구의 결과 에 한해서 사인장 균열의 각도를 45°로 적용할 수 있으며 도로교설계기준(한계상태설계법)의 전단철근에 의한 전 단강도 산정시 cotθ항의 각도를 45°로 적용하는 것이 합리 적이다. 도로교설계기준(한계상태설계법)의 내진설계편 에 규정된 전단철근에 의한 전단강도 산정시 cot45°의 적 용도 합리적이라고 판단된다.

    • 2) 국내·외 설계기준들은 사각형 단면에 대하여 전단철근에 의한 전단강도 산정식이 명시적으로 규정되었으나 원형 단면(원형 띠철근, 나선철근)에 대한 전단강도 산정식은 ATC-32, Caltrans, NZS 3101, 도로교설계기준(한계상태 설계법) 등에서만 명시적으로 규정하고 있다. 유효 전단깊 이도 국내·외 설계기준들에서 다르게 규정하고 있다. ATC 40, AASHTO 등에서는 콘크리트 압축연단부터 인장철근 의 중심까지를 유효 전단깊이로 규정하고 있으며 단면지 름이 1 m 이상인 경우에는 약 0.786D이다. ACI 318에서는 0.8D, Euro code2와 도로교설계기준에서는 0.9D를 적용 하고 있다. ATC-32, Caltrans, NZS 3101, 도로교설계기준 내진설계편 등에서는 나선철근의 중심간 거리를 적용한다.

    • 3) 실제로 계측된 자료를 바탕으로 나선철근이 부담하는 전 단강도, 축력 작용에 의한 전단강도, 콘크리트가 부담하는 전단강도를 각 변위에 대하여 산정하였다. 휨-전단 균열이 최초로 발생된 시점은 축방향철근비가 2.017%인 경우에 변위비 1.0%, 축방향철근비가 3.161%인 경우에 1.5%이지 만 변위비 3% 이후에는 축방향철근비가 3.161%인 실험군 에서 축방향철근비가 2.017%인 실험군보다 나선철근의 전단 분담율이 급격히 증가하기 시작하였다. 축방향철근 비가 2.017%인 경우에 최종단계에서 나선철근이 부담하 는 전단강도는 35.7~95.7%이고 축방향철근비가 3.161% 인 경우에는 71.6~88.4%이다.

    • 4) 휨응력 및 전단응력의 조합응력이 콘크리트가 지지할 수 있는 최대 전단응력을 초과하여 휨균열의 선단에서 사인 장 균열로 발달되었고, 하중 증가에 따라 콘크리트에 의한 전단강도의 비중이 감소되고 전단철근에 의한 전단강도 의 비중이 증가되는 경향을 나타낸 것으로 판단된다.

    감사의 글

    이 논문은 2016년도 환경부지정 제주녹색환경지원센터의 연구비 지원에 의해 연구되었으며 이에 감사드립니다.

    Figure

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    Configurations and dimensions of specimens

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    Photograph of test setup

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    History of displacement

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    Stress-strain curve of transverse steel

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    Load direction and strain gauge position

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    Hysteresis loops

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    Comparison of CSP1 and CSP2

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    Flexural and flexural-crack(ACI 318)

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    Crack pattern at drift ratio 2%

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    Crack pattern at the end of the test

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    Strain of transverse steel

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    Spiral force components

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    Comparison of effective shear depth

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    Prediction of failure mode

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    Component of shear strength

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    Comparison of shear component

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    Shear stress of specimens

    Table

    Test column details and material properties

    Comparison of V s

    Component of shear strength

    Ratio of Vs / Vtot

    Reference

    1. AASHTOAASHTO (2002) Standard Specifications for Highway Bridges, American Association of State Highway and Transportation Officials,
    2. ACI 318-14 (2014) Building Code Requirements for Structural Concrete and Commentary, American Concrete Institute,
    3. AngB.G. PriestleyM.J.N. PaulayT. (1989) Seismic Shear Strength of Circular Reinforced Concrete Columns. , ACI Struct. J., Vol.86 (1) ; pp.45-59
    4. Applied Technology CouncilApplied Technology Council (1996) Seismic Evaluation and Retrofit of Concrete Buildings: ATC-40., Applied Technology Council,
    5. Applied Technology CouncilApplied Technology Council (1996) Improved Seismic Design Criteria for California Bridges: ATC-32, Provisional Recommendations., Applied Technology Council,
    6. ASCE/ACI Joint Task Committee 426ASCE/ACI Joint Task Committee 426 (1973) Shear Strength of Reinforced Concrete Members. , J. Struct. Eng., Vol.99 (6)
    7. AschheimM. MoehleJ.P. (1992) Shear Strength and Deformability of RC Bridge Columns Subjected to Inelastic Cyclic Displacement, Report No. UCB/EERC 92/04, Earthquake Engineering Research Center, University of California at Berkeley,
    8. CALTRANSCALTRANS (2002) Caltrans Seismic Design Criteria, Version 1.3, California Department of Transportation, Sacramento,
    9. CENCEN (1996) Eurocode2: Design of Concrete Structures ?" Part 2: Concrete Bridges., European Committee for Standardization,
    10. CheongY. S. (2001) Experimental Study on the Improvement of Seismic Performance of Existing Bridges, Report, Korea Expressway Corporation,
    11. Federal Emergency Management AgencyFederal Emergency Management Agency (1997) FEMA 273 NEHRP Guidelines for the Seismic Rehabilitation of Buildings,
    12. GheeA.B. PriestleyM.J.N. PaulayT. (1989) Seismic shear strength of Circular Reinforced Concrete Columns. , ACI Struct. J., Vol.86 (1) ; pp.45-59
    13. JaradatO.A. McLeanD.I. MarshM.L. (1998) Performance of Existing Bridge Columns under Cyclic Loading-Part 1: Experimental Results and Observed Behavior. , ACI Struct. J., Vol.95 (6) ; pp.695-704
    14. LeeJ.H. KoS.H. (2004) Flexure-Shear Behavior of Circular Bridge Columns under Cycle Lateral Loads. , Journal of Korea Concrete Institute, Vol.16 (6) ; pp.823-832
    15. MacGregorJ.G. (1997) Reinforced Concrete, Prentice Hall,
    16. Ministry of Construction & TransportationMinistry of Construction & Transportation (2012) Korea Bridge Design Specifications(Limited state design), ; pp.9-66
    17. MontejoL.A. KowalskyM.J. HassanT. (2009) Seismic Behavior of Shear-Dominated Reinforced Concrete Columns at Low Temperatures. , ACI Struct. J., Vol.106 (4) ; pp.445-454
    18. PriestleyM.J.N. SeibleF. XiaoY. VermaR. (1994) Steel Jacket Retrofotting of Reinforced Concrete Columns for Enhanced shear strength ?" Part 2; Test Results and Comparison with Theory. , ACI Struct. J., Vol.91 (5) ; pp.537-551
    19. PriestleyM.J.N. BenzoniG. (1996) Seismic Performance of Circular Columns with Low Longitudinal Reinforcement Ratios. , ACI Struct. J., Vol.93 (4) ; pp.474-484
    20. PriestleyM.J.N. SeibleF. CalviG.M. (1996) Seismic Design and Retrofit of Bridges., John Wiley & Sons, Inc., ; pp.686
    21. SinH. M. LeeJ. H. (2013) Reinforced concretet, Dongmyeongsa, ; pp.707
    22. Standard New ZealandStandard New Zealand (1995) Design of Concrete Structures, NZS 3101., Willington,