1. 서 론

철근콘크리트 보의 전단거동은 부재의 형상, 콘크리트 압축강도, 전단보강재의 강도 및 상세, 인장철근비, 전단보강비 등 다양한 영향요소들이 복합적으로 영향을 미치기 때문에 각 변수에 따른 철근콘크리트 보의 전단거동 특성을 예측하기가 매우 어렵다. 또한, 철근콘크리트 보의 전단 파괴는 사인장 균열, 콘크리트 스트럿 압괴, 주철근과 콘크리트 사이의 부착파괴, 전단보강근 항복 및 파단 등의 다양한 파괴가 복합적으로 작용한 결과이기 때문에 파괴강도와 시점을 예측하기 어렵다(Choi et al 2013).

일반적인 철근콘크리트 보에서는 취성적 파괴를 방지하고 휨 파괴를 유도하기 위하여 스터럽 등 전단철근을 전단보강재로 사용하고 있다. 전단철근은 전단균열 사이에서 응력을 전달하여 콘크리트의 취성적 전단파괴를 방지하고 더 높은 강도와 연성을 가질 수 있도록 한다(Bae et al. 2017). 그러나 기존의 스터럽 등 전단철근 상세의 경우 분절형 상세로 시공과정이 복잡하여 과대보강이 이루어질 경우 전단철근 고정을 일일이 수작업으로 진행해야 하기 때문에 공사기간을 지연시키는 문제가 발생할 수 있다.

이러한 기존 분절형 전단철근을 통한 전단보강 상세의 문제를 보완하기 위해 공장에서 일체화된 전단보강 상세를 제작하여 현장에서 설치하는 새로운 전단보강 기법이 개발되었다. 전단보강재를 일체화하여 제작할 경우 복잡한 전단철근의 배근공정이 생략되어 시공성 향상 및 공사기간을 단축시킬 수 있다. 따라서 본 연구에서는 공장 생산 가능한 일체형 전단보강재의 성능을 평가하였다. 본 연구에서 대상으로 한 일체형 전단보강재는 철근을 절곡하여 제작한 N형 전단보강재 및 철근 대신 철판을 사용하여 제작한 강판 전단보강재이다. 강판형 전단보강재의 제원은 Fig. 1과 같으며, 두 전단보강재의 간격을 동일하게 하기 위해 N형 전단철근에서 기울어진 철근의 각도는 약 72°, 강판 전단보강재는 45°의 기울기를 가지도록 제작하였다. 강판 보강재 철판의 경우 일체화를 시키기 위해 중앙부와 하단부에 철선을 용접을 하여 일체화 하였다. 이러한 전단보강재의 성능을 평가하기 위해 철근콘크리트 보의 4점 가력실험을 수행하였으며, 현행 설계기준(ACI 318-14 & KCI 2012)과 비교하여 새롭게 개발된 전단보강재에 대한 전단강도 평가를 수행하고 현장 적용성을 확인하고자 한다.

2. 기존 문헌 고찰

본 연구에서는 새롭게 개발된 전단보강재의 현행설계기준에 따른 설계 가능 여부를 판단하기 위하여 각 국가별 현행 설계기준에 대하여 분석하였다. 이를 Table 1에 정리하여 나타내었다.

Table 1. Shear strength equation of code provision

Code Provision	Equation
ACI 318-14 & KCI 2012	$V_c=\frac{1}{6}\lambda \sqrt{f_{ck}}{b}_{w}d \mathrm{or} V_c=\left(0.16\lambda \sqrt{f_{ck}}+17.6{\rho }_w\frac{V_{u}d}{M_u}\right)b_{w}d$ Vertical stirrups : $V_c=\frac{A_V{f}_{yt}d}{s}$, Inclined stirrups $V_c=\frac{A_V{f}_{yt}(\sin \alpha +\cos \alpha )d}{s}$
Eurocode 2 (EC2)	$V_{cd}=\left[0.18{\varphi }_c\left(1+\sqrt{\frac{200}{d}}\right)({\rho }_w{f}_{ck}{)}^{\frac{1}{3}}+0.15f_{cp}\right]b_{w}d$, $V_{sd}=\frac{{\varphi }_s{f}_{yt}{A}_{v}z}{s}\cot \theta \le V_{dmax}=\frac{{\varphi }_s{f}_{yt}{A}_{v}z}{\cot \theta +\tan \theta }$
CEB-FIP Model Code 2010	$V_{Rd}=V_{Rd,c}+V_{Rd,s}\ge V_{Ed}, V_{Rd}\le V_{Rd,\max }$ $V_{Rd,c}=k_v\frac{\sqrt{f_{ck}}}{{\gamma }_c}z{b}_w, V_{Rd,s}=\frac{A_v}{S_s}z{f}_{yt} \cot \theta , V_{Rd,\max }=k_c\frac{f_{ck}}{{\gamma }_c}{b}_{w}zsin \theta \cos \theta$
JSCE	$V_{yd}=V_{cd}+V_{sd}+V_{ped}$ $V_{cd}={\beta }_d{\beta }_p{\beta }_n{f}_{vcd}{b}_{w}d/{\gamma }_b, {\beta }_d=\sqrt[4]{1000/d}<1.5, {\beta }_p=\sqrt[3]{100p_v}<1.5, f_{vcd}=0.20\sqrt[3]{f{\text{'}}_{cd}}\le 0.72$ $V_{sd}=\left[A_s{f}_{yt}(\sin {\alpha }_s+\cos {\alpha }_s)/s+A_{pw}{\sigma }_{pw}(\sin {\alpha }_p+\cos {\alpha }_p)/s_p\right]z_p/{\gamma }_b$
AASHTO LRFD	$V_n=min(V_c+V_s+V_p, 0.25f_{ck}{b}_v{d}_v)$ $V_c=0.083\beta \sqrt{f_{ck}}{b}_v{d}_v$ Vertical stirrups : $V_s=\frac{{\varphi }_s{A}_v{f}_{y}dcot \theta }{s}$, Inclined stirrups : $V_s=\frac{{\varphi }_s{A}_v{f}_y{d}_v(\cot \theta +\cot \alpha )\sin \alpha }{s}$
fck : concrete compressive strength, bw : width, d : depth, λ: coefficient of light-weight concrete, Vu, Mu : Design shear force and moment, ρw : longitudinal reinforcement ratio, Av : Area of shear reinforcement, α: angle of shear reinforcement, fyt : yielding stress of shear reinforcement, s : space of shear reinforcement, Øc : partial safety factor(concrete), Øs : partial safety factor(steel), z : Internal lever arm, θ: angle of inclination of diagonal compressive stress

2.1 ACI 318-14 & KCI 2012

ACI 318-14에서는 스트럿-타이 모델에 따라 설계할 수 있는 부재를 제외하고 전단력이 작용하는 면에서 그 설계전단강도 ØV_n이 해당 단면의 계수전단력 V_u 이상을 만족할 수 있게 설계하도록 규정하고 있다. 여기서 공칭전단강도는 콘크리트와 전단철근에 대한 기여분의 합으로 규정하고 있으며, 이때 전단철근의 설계는 수정된 형태의 트러스 유사론에 바탕을 두고 있다(Wight and Macgregor 2009).

2.2 Eurocode 2(EC2)

EC2의 전단설계는 변각 트러스 모델에 해당하는 것으로, 콘크리트 기여 전단성분을 직접적으로 반영하지 않고 경사각을 작게 하여 전단철근의 기여성분을 크게 하는 간접적인 방법을 적용하고 있다. EC2의 전단설계 시 설계전단강도 V_d는 세 종류의 강도로 정의하고 있으며 전단철근이 필요하지 않은 부재의 전단강도(V_cd)와 전단철근이 필요한 부재의 전단강도(V_sd), 복부 콘크리트 경사압축대의 압축파괴를 기준으로 한 최대 설계전단강도(V_dmax)로 구분된다.

2.3 CEP-FIP Model Code 2010

Model Code 2010에서는 철근콘크리트 부재의 전단강도 (V_Rd)는 콘크리트가 부담하는 전단강도(V_Rd,c)와 전단철근이 부담하는 전단강도(V_Rd,s)의 합으로 계산된다. 이때, 전단철근이 배근된 부재에 대하여 콘크리트에 의한 전단강도는 전단 설계 수준에 따라 고려 여부가 결정된다. Level 1, Level 2의 전단 설계에서는 콘크리트에 의한 전단강도 기여분(V_Rd,c)은 무시되고 전단철근에 의한 전단강도 기여분(V_Rd,s) 만이 고려되는 반면 Level 3의 전단설계에서는 전단철근에 의한 전단강도 기여분(V_Rd,s) 뿐만 아니라 콘크리트에 의한 전단강도 기여분(V_Rd,c)도 고려하도록 규정하고 있다.

2.4 JSCE

JSCE의 전단설계에서 설계전단내력(V_yd)은 콘크리트의 분담률(V_cd)과 전단보강근의 분담률(V_sd)의 합으로 나타낸다. V_sd는 전단보강근의 항복을 가정하여 산정한 전단강도이며, 압축경사 부재각 45°로 한 트러스 이론에서 산정된 것이다.

2.5 AASHTO LRFD

AASHTO LRFD의 전단설계기준은 Vecchio et al.(1986)가 개발한 수정 압축장 이론(modified compression field theory, MCFT)에 기반을 두고 있다. 공칭전단강도(V_n)은 콘크리트가 부담하는 전단강도(V_c)와 전단철근이 부담하는 전단강도(V_s)의 합으로 표현하고 있다.

3. 실험 계획

3.1 실험체 계획

일체형 전단보강재의 성능을 평가하기 위해 모든 실험체는 휨파괴 이전에 전단파괴가 발생할 수 있도록 계획하였다. 실험체 단면 및 형상은 Fig. 2에 나타내었으며, 실험 변수 및 상세 제원을 Table 2에 정리하여 나타내었다. 주요 변수는 전단보강재의 종류로 무보강 , D10 철근을 절곡하여 제작한 N형 전단철근, 그리고 두께 2 mm, 폭 76 mm의 강판을 사용하여 제작한 강판보강재이다. 보강재의 간격은 200 mm로 동일하게 제작하였다. N형 전단철근 및 강판형 전단보강재가 옆으로 기우는 것을 방지하기 위하여 철근결속선을 이용하여 주근에 결속시켰다. 실험체 단면은 폭 200 mm, 높이 500 mm로 모두 동일하게 설정하였으며, 하부에 D29 철근 4개를 2단으로 배근하여 휨 파괴 이전 전단파괴를 유도하고자 하였다. 설계전단강도의 산정은 콘크리트구조기준(2012)에서 제시하고 있는 식 (1), (2)와 같이 경사 스터럽을 전단보강재로 사용하는 경우로 가정하여 전단강도를 계산하였다.

Table 2. Dimensions and material properties of specimens

Specimen	fck (MPa)	fy (MPa)	fyt (MPa)	b (mm)	d (mm)	L (mm)	a (mm)	ρl	a/d	s (mm)
BS-0	40	500	-	200	440	4000	1300	0.026	2.95	200
BS-N			400
BS-S-2T			235
fck : concrete compressive strength, fy : yield stress of longitudinal rebar, fyt : yield stress of shear reinforcement, b : section width, d : section depth, L : Specimen length, ρl : longitudinal reinforcement ratio, a/d : shear span ratio, s : shear reinforcement spacing

$$V_s=\frac{A_sf_{yt}d}s$$

(1)

$$V_s=\frac{A_sf_{yt}(\sin\;\alpha\;+\cos\;\alpha)d}s$$

(2)

여기서, A_s는 강재의 단면적, f_yt는 철근 및 강재의 항복강도(SS400 : 235 MPa)이며 α는 강재의 경사각(45°), s는 강재의 간격 (200 mm), d는 보의 유효깊이이다.

3.2 실험체 세팅

전단보강재의 전단보강 성능을 평가하기 위하여 Fig. 3과 같이 보 실험체에 대한 4점 가력 실험을 실시하였다. 이를 위해 보 실험체의 양 단부 200 mm 지점에 힌지를 설치하였으며, 가력지점의 위치는 전단파괴를 유도하기 위해 전단경간비가 2.95가 되도록 설정하였다. 실험체의 파괴거동을 측정하기 위해 가력점과 실험체의 중앙에 LVDT를 설치하였으며, 실험체의 초기 전단균열 발생 시점을 측정하기 위하여 지점부터 가력점 사이에 대각선 방향의 LVDT를 설치하였다. 또한, 강재 및 전단보강재의 항복여부를 위해 전단보강재에 변형률 게이지를 부착하였다. 가력은 1000 kN Actuator를 이용하여 변위제어로 가력하였으며 초당 0.03 mm로 가력을 실시하였다. 실험은 최대내력의 80 % 이하로 떨어지면 종료하였다.

3.3 재료시험

콘크리트의 설계기준 압축강도는 40 MPa로 계획하였으며, 이에 대한 콘크리트 배합비는 Table 3와 같다. 콘크리트 압축강도를 평가하기 위해 KS F 2403에 나타나있는 바와 같이 Ø100 mm × 200 mm 원주형 공시체 3개를 제작하였으며, KS F 2405를 준수하여 콘크리트의 압축강도를 평가하였다. 공시체의 압축강도 평가는 보 실험 직후 실시하였으며, 시험결과 콘크리트 압축강도는 49.05 MPa로 설계기준 압축강도인 40 MPa를 상회하는 것으로 나타났다.

Table 3. Mix proportion

fck (MPa)	W/B (%)	S/a (%)	Unit weight(kg/m3)
			W	C	S	G	SP
40	36.5	50	168	460	883	897	3.6
fck : concrete compressive strength, W/B : water binder ratio, S/a fine aggregate ratio, W : water, C : cement, S : fine aggregate, G : coarse aggregate, SP : super plasticizer

실험체에 사용된 휨 철근의 경우 SD500 철근을 사용하였으며, 상부철근은 D22, 하부철근은 D29 철근으로 배근하여 전단파괴를 유도하고자 하였다. 전단보강재로 사용된 N형 전단철근의 경우 공칭항복강도 400 MPa의 SD400 D10 철근을 사용하여 제작하였다. 철근의 인장시험편은 KS B 0801에 따라 제작하였으며, 인장시험은 KS B 0802에 따라 수행하였다. 시험결과는 Table 4에 표기하였으며 시험결과 모든 철근은 공칭항복강도를 상회하는 결과를 나타내는 것을 확인할 수 있었다.

강판형 전단보강재 제작에 사용된 강판의 경우 두께 2 mm의 SS400 강재를 사용하였다. 강판 시편의 제작은 KS B 0801에 따라 13호 시편을 제작하였으며 보강된 강재의 두께와 같이 2T 시편을 사용하였다. 재료시험 결과 강판의 항복강도는 공칭항복강도인 235 MPa와 유사하게 나타났으며, 인장강도의 경우 공칭인장강도인 400 MPa에 미치지 못하는 것으로 나타났다. 강재의 재료시험 결과를 Table 4에 나타내었다.

Table 4. Rebar and steel plate tensile test results

Rebar	fy (MPa)	fu (MPa)	εy (mm/mm)
D10	503	606	0.0025
D22	508	666	0.0025
D29	552	689	0.0028
2T	235.5	337.75	0.00118
fy: yielding stress, fu: tensile stress, εy: yield strain

4. 실험 결과

4.1 하중-변위 관계

무보강 및 전단보강 된 철근콘크리트 보의 실험결과를 Table 5에 정리하였으며, 각 실험체별 하중-변위 관계를 Fig. 4에 나타내었다. 주인장 철근의 변형률을 살펴본 결과, 모든 실험체에서 최외단 인장철근이 항복하기 전에 전단파괴가 발생함으로써 실험이 종료된 것으로 확인되었다. 각 실험체에 대한 실험결과는 다음과 같다.

BS-0 실험체는 전단보강이 되지 않은 무보강 실험체로 콘크리트와 주인장철근이 보유한 전단강도만을 평가하기 위해 계획된 실험체이다. 실험결과 BS-0 실험체는 286 kN에 첫 전단균열이 발생하였으며, 전단균열 발생 직후 균열이 확장하며 강도가 급격히 감소하는 전형적인 전단파괴 거동을 보였다. BS-0 실험체의 전단강도는 재료시험 결과를 콘크리트구조기준(2012)의 공칭전단강도 식에 적용하여 산정한 공칭전단강도 값과 비교하였을 때 약 39 % 높은 값을 나타내었다.

BS-N 실험체는 N형 전단철근의 전단성능을 평가하기 위해 설계된 실험체이다. BS-N 실험체는 무보강 실험체인 BS-0 실험체보다 높은 340 kN에서 초기 전단균열이 발생하였다. BS-N 실험체는 균열발생 이후 꾸준히 강도가 상승하다가 468.9 kN에서 균열이 확장되며 강도가 천천히 감소하여 최종적으로 전단 파괴되었다. BS-N 실험체의 최대 전단강도는 콘크리트구조기준(2012)의 공칭전단강도 대비 약 17 % 낮은 값을 나타냈다.

Table 5. Test results

	Calculated Value		Test Result					$\frac{V_{u,test}}{V_{n,cal}}$
	Vn,cal (kN)	∆n,cal (mm)	pcr,d (kN)	Pu (kN)	Vcr,d (kN)	Vu,test (kN)	∆u,test (mm)
BS-0	102.72	5.34	286	286.3	143	143.15	6.98	1.39
BS-N	281.32	13.19	340.35	468.9	170.18	234.45	12.96	0.83
BS-2T	207.99	10.99	400	457	200	228.5	14.2	1.10
Vn,cal : calculated shear strength, ∆n,cal : calculated deflection, pcr,d : initial diagonal crack load, Pu : maximum load, Vcr,d : initial diagonal crack strength(=Pcr,d/2), Vu,test : maximum strength(=Pu,test/2), ∆u,test : maximum deflection

BS-2T 실험체는 강판형 전단보강재를 설치하여 전단성능을 확인하기 위한 실험체이다. BS-2T 실험체는 실험체 중 가장 높은 초기 전단균열 강도를 보였으며, 약 400 kN에서 초기 전단균열이 발생하였다. BS-2T 실험체는 전단균열 발생 이후 BS-N 실험체와 같이 꾸준히 강도가 상승하다가 457 kN에서 균열이 확장되며 파괴되었으며, 이는 공칭전단강도 대비 약 10 % 높은 값이다.

4.2 균열 및 파괴 양상

전단보강재의 종류에 따른 균열 및 파괴 양상의 변화를 분석하기 위하여 각 실험체의 최종파괴 시 균열양상을 Fig. 5에 그리드와 함께 나타내었다. Fig. 5의 균열은 실험 중 실시간으로 체크하여 취득하였으며, 실험 종료 시 균열양상을 나타내었다. 여기서, 그리드 하나의 크기는 100 mm × 100 mm이다.

무보강 실험체인 BS-0 실험체는 가력 초기 보의 중앙 하부에 휨 균열이 발생한 이후, 휨 균열과는 별개로 실험체의 웨브(복부) 중앙부근에서 초기 전단균열이 발생하였다. 실험체 웨브에 전단균열이 발생한 이후 하중이 증가됨에 따라 전단균열이 대각으로 지점과 가력점을 이어주는 아치 형태로 진전되었으며, 최종적으로 아치 형태의 전단균열이 벌어지면서 파괴되는 전형적인 무보강 보 실험체의 전단파괴 형태를 보여주었다.

N형 철근이 보강되어있는 BS-N 실험체는 초기 휨 균열 발생 이후 휨 균열이 대각선 형태로 진전되며 웨브에 아치형태의 전단균열이 발생하였다. 아치형태의 균열은 지점과 가력점이 이어진 형태로 발생하였으며, 보강됨에 따라 무보강 실험체보다 하중 증가에 따른 휨 균열이 더 많이 진전 된 것을 확인할 수 있었다.

2T 강판으로 보강된 BS-2T 실험체 역시 초기 휨 균열 발생 이후 실험체 웨브에 대각으로 지점과 가력점을 이어주는 아치형태의 전단균열이 발생하였다. 특징적으로 다른 실험체에 비해 휨 균열 간격이 좁게 나타났으며, 또한 다수의 전단균열이 분산되어 발생하는 것을 확인할 수 있었다. 가력이 진행되면서 최종적으로는 다수의 전단균열이 아치형태의 전단균열로 합쳐지며 실험체가 파괴되었다.

4.3 전단보강재의 전단강도

4.3.1 전단보강재의 변형률

본 연구에서 사용된 전단보강재의 경우 두 종류의 전단보강재의 항복강도가 상이하기 때문에 보강재의 항복시점에 대한 분석과 전단보강재의 전단강도에 대한 분석을 자세하게 하기 위하여 하중에 따른 전단변형률을 분석하였다. 전단변형률의 경우 균열면을 지나는 전단보강재를 대상으로 분석하였으며 N형 전단보강재와 강판형 전단보강재 각각 6개를 분석하고자 하였으나 N형 전단철근의 경우 균열면을 지나는 게이지 중 측정이 제대로 되지 않아 그래프에 포함시키지 않았다. 그래프에 표기된 항복변형률의 경우 재료시험 결과를 토대로 계산된 항복변형률을 이용하였으며 그 결과를 Fig. 6에 나타내었다.

N형 전단철근으로 보강된 실험체의 경우 균열면을 지나는 철근의 변형률이 대부분 약 250 kN 이후 급격히 변하는 것을 확인할 수 있었으나 400 kN 시점에서 6개의 철근 중 2개의 철근만 항복하는 것을 확인할 수 있었다. 이는 전단균열 이후 철근이 전단력을 받음에 따라 변형률이 증가해야함에도 불구하고 변형률이 항복변형률만큼 증가하지 못하였기 때문에 N형 전단철근이 슬립이 일어났다고 판단하였으며 이에 따라 N형 전단철근으로 보강된 실험체가 공칭전단강도를 하회하는 시점에서 파괴되었음을 알 수 있다.

반면 강판형 전단보강재로 보강된 실험체의 경우 항복변형률이 N형 전단철근에 비해 상대적으로 작다. 이 때문에 N형 전단철근에 비해 전단보강재가 항복하는 시점이 앞당겨졌으며 균열면을 지나는 6개의 보강재 중 4개의 보강재가 약 300 kN 시점부터 변형률이 늘어나며 350 kN 시점에서 항복하는 것을 확인할 수 있었다. 이에 따라 N형 전단철근에 비해 강판형 전단보강재의 경우 슬립이 일어나지 않았으며 전단보강재가 이른 시점에 항복함에 따라 정착에 더 유리할 것으로 판단된다.

4.3.2 전단보강재의 전단기여분 평가

앞서 살펴본 바와 같이 현행 ACI 318-14 및 콘크리트구조기준(2012)에서는 경험적 결과를 바탕으로 도출해 낸 콘크리트의 전단기여분과 45° 트러스 모델을 이용한 전단철근의 전단기여분의 합으로 설계전단강도를 산정하고 있다. 이에 따라 본 연구에서는 전단보강재에 의해 증가한 전단강도(V_∆)을 확인하기 위해 식 (3)과 같이 실험결과(V_u,test)에서 콘크리트의 전단기여분(V_c,test)을 제외하여 산출하였다. 여기서, 콘크리트의 전단기여분(V_c,test)은 무보강 실험체의 전단강도로 설정하였다.

V_∆ = V_u - V_c,test    (3)

식 (3)을 통해 계산한 전단보강재에 의해 증가한 전단강도 와 실험결과와의 비교를 Fig. 6에 나타내었다. 그 결과, N형 전단철근을 보강한 BS-N 실험체의 경우 무보강 실험체인 BS-0 실험체보다 91.31 kN 높은 강도를 나타냈으며 이는 무보강 대비 64 % 증가한 강도이나 설계식과 비교하였을 때는 17 % 낮은 값을 나타내었다. 강판형 전단보강재로 보강된 BS-2T 실험체의 경우 무보강 실험체 대비 85.35 kN 높은 강도를 나타냈으며 무보강 대비 60 % 증가한 값을 나타내었다. 설계식과 비교하였을 때 실험값은 설계값보다 10 % 증가한 값을 나타내었다.

이처럼 전단보강재에 의해 증가한 전단강도는 식 (3)을 통해 계산이 가능하지만 전단보강재의 전단기여분을 정량적으로 판정하는 것은 어렵다. 그 이유는 전단보강재의 추가로 인한 철근과 콘크리트의 상호작용으로 인해 최대강도 시점에서 콘크리트의 전단기여분이 다소 감소하기 때문이다. Fig. 7에서도 볼 수 있듯이 무보강 실험체 대비 실험체의 전단강도는 상승하였지만 실제 보에서는 콘크리트에 의한 전단기여분이 무보강 실험체의 전단강도보다 작기 때문에 V_∆가 전단보강재의 전단기여분이라고 판단할 수 없으며 실제로는 이보다 더 큰 값이 될 것이다. 따라서 전단보강재의 변형률을 통해 전단보강재의 전단기여분을 정량적으로 분석하였다.

현행 설계기준에서 전단보강재의 전단기여분은 Fig. 7과 같이 전단파괴 된 보의 자유 물체도를 통해 산정하고 있다. 전단보강재가 수직으로 배치된 경우 Fig. 8(a)와 같이 보강재 간격이 s일 경우 균열면에 가로질러 배근되는 보강재의 개수는 d/s가 된다. 이때 절단되는 보강재는 모두 항복한 것으로 가정한다. 또한, Fig. 8(b)와 같이 전단보강재가 보강재가 수평에 대하여 각도 α 및 간격 s로 경사 배치 된 경우 균열면을 가로지르는 보강재의 개수 n은 다음과 같이 식 (4)를 통해 산정 할 수 있다.

$$n=\frac{d(\cot\;45^\circ+\cot\;\alpha)}s=\frac{d(1+\cot\;\alpha)}s$$

(4)

식 (4)를 통해 균열면을 지나는 N형 전단철근과 강판으로 제작된 전단보강재의 개수, 즉 항복해야 하는 전단보강재의 개수를 산출할 경우 N형 전단철근의 경우 n = 6.6, 강판보강재의 경우 n = 4.4가 된다. 항복한 전단보강재의 개수를 확인하기 위하여, 각 전단보강재의 변형률을 확인하였으며 변형률을 확인하기 위한 철근 게이지는 전단균열의 발생 위치를 정확하게 판단할 수 없으므로 보강재의 중간에 부착하였다. 철근게이지가 균열면에서 이격될수록 콘크리트와 전단보강재 사이의 부착력에 의해 균열면에서의 실제 보강재의 변형률은 측정값보다 클 수 있으나 실험결과를 보수적으로 평가하기 위하여 이에 대한 영향은 무시하였다. 전단보강재의 항복 여부는 철근 및 강재의 재료시험 결과를 통해 나타난 변형률을 기준으로 평가 하였으며, 보가 최대강도에 도달하는 시점에서 항복하는 전단보강재의 개수를 측정하였다. 이에 대한 결과는 Fig. 9에 나타내었다.

분석결과 N형 전단철근의 경우 Fig. 9(a)에 나타난 바와 같이 최대강도에 도달 시 총 3개의 철근이 항복하였으며, 이는 균열면을 따라 항복해야하는 철근의 개수인 6.6개보다 적은 것을 확인할 수 있었다. 이러한 결과가 나타난 이유는 앞서 설명한 것과 같이 N형 전단철근이 콘크리트와 제대로 정착이 되지 않아 슬립이 일어났기 때문인 것으로 판단된다. 기존 스터럽 전단보강재의 경우 상․하부 인장철근을 감싸며 배치되기 때문에 항복강도에 도달할 때 까지 충분히 정착되는 것에 반하여, N형 전단철근의 경우 정착을 위한 특별한 상세가 존재하지 않기 때문에 슬립이 발생하여 균열을 가로지르는 전단철근 중 일부가 항복에 이르지 못한 것으로 판단된다.

강판형 전단보강재가 설치된 실험체의 경우 Fig. 9(b)와 같이 균열면을 지나는 5개의 전단보강재 중 총 4개의 전단보강재가 항복하였다. 이는 강판보강재의 일체화를 위해 Fig. 1(b)와 같이 고정용 철선을 용접하여 전단보강재를 일체화 하였기 때문에 강판의 정착성능을 향상시켰기 때문인 것으로 사료된다.

이러한 실험결과를 고려하여 최대강도 도달 시 균열면을 지나는 전단보강재의 변형률을 통해 전단보강재의 전단강도를 기여분(V_s,strain)을 다시 산정하였으며, 이에 대한 결과를 Table 6에 나타내었다. 이 때, 균열면은 실제 전단기여분을 확인하기 위해 45도가 아닌 실제 균열면으로 설정하였다. 이에 따라 N형 전단보강재의 경우 7개, 강판형 전단보강재의 경우 6개의 보강재에 대한 전단기여분을 평가하였다. 항복한 전단보강재의 개수를 N형 전단철근의 경우 측정이 안된 전단보강재의 경우 항복했다고 가정하여 수직 1개, 경사2개 총 3개, 강판으로 제작된 전단보강재의 경우 4개의 강판이 항복하는 것으로 산정하여 평가하였으며 그 결과는 Table 6에 나타내었다.

Table 6. Comparison of shear strength

	Vn,cal (kN)	Vu,test (kN)	V∆ (kN)	$\frac{V_{u,test}}{V_{n,cal}}$	$\frac{V_{u,test}}{V_{u,(\mathrm{BS}-0)}}$	Vs,cal (kN)	Vs,strain (kN)	$\frac{V_{s,strain}}{V_{s,cal}}$
BS-0	102.72	143.15	-	1.39	1.00	-	-	-
BS-N	281.32	234.45	91.31	0.83	1.64	178.6	166.2	0.93
BS-2T	207.99	228.5	85.35	1.10	1.6	105.5	108.81	1.03
Vn,cal: calculated shear strength, Vu,test: maximum strength(=Pu,test/2), V∆: shear strength increased by shear reinforcement,Vs,cal: shear contribution of shear reinforcement(ACI 318-14), Vs,strain: calculated value of shear contribution of shear reinforcement using shear strain

그 결과 N형 전단철근의 경우 전단보강재의 변형률을 통해 산정한 전단보강재의 전단강도 기여분(V_s,strain)이 현행 구조기준을 통해서 구한 전단보강재의 기여분(V_s,cal)보다 약 0.93배 작은 값을 보였다. 강판형 전단보강재가 설치된 경우 약 1.03배 큰 것을 확인하였으며 이를 항복하는 강재의 개수로 환산하면 약 4.5개로 식 4를 통해 계산한 4.4개보다 큰 값이 나오는 것을 확인할 수 있었다.

5. 결 론

1) 전단보강재의 전단강도에 대해 분석한 결과 N형 전단철근으로 보강된 실험체는 무보강 실험체보다 182.6 kN 높은 강도를 나타냈으며 설계전단강도 보다 17 % 낮은 수치를 나타냈다. 이는 시공 시 N형 전단철근이 기존 전단철근 상세와 달리 적절히 정착 되지 않아 설계강도보다 낮은 강도가 나온 것으로 판단된다. 파괴는 무보강 실험체외 달리 초기 전단균열 이후 균열이 진전되면서 무보강 실험체보다 더 큰 하중과 변위를 나타내며 파괴가 일어났다.

2) 강판형 전단보강재가 설치된 실험체는 무보강 실험체보다 170.7 kN 높은 457 kN의 강도를 나타냈으며 설계강도보다 10 % 높은 값을 나타냈다. 파괴는 기존의 전단보강 상세와 유사하게 초기 전단균열 이후 균열이 진전되면서 전단파괴가 일어났다. 이에 따라 강판형 전단보강재는 전단강도를 향상시킬 수 있는 것으로 판단된다.

3) 전단보강재의 성능을 확인하기 위하여 각 전단보강재의 전단변형률 및 응력분포를 살펴본 결과 N형 전단철근의 경우 적절히 정착이 되지 않아 슬립이 발생하여 기준에서 제시하는 항복하는 철근의 개수보다 적은 것을 확인하였다. 따라서 N형 전단철근의 경우 적절한 정착상세를 개발할 필요가 있을 것으로 판단된다.

4) 강판형 전단보강재가 설치된 실험체의 경우 전단기여분을 산정한 결과 현행 구조기준보다 높게 나오는 것을 확인하였다. 이에 따라 현행 구조기준에 따라 새롭게 개발된 전단보강재를 설계하여도 무리가 없을 것으로 판단되나 전단성능에 영향을 미칠 수 있는 표면적, 정착상세 등에 대한 연구가 아직 부족하다. 따라서 향후 연구에서는 강판형 전단보강재의 전단성능에 영향을 다른 인자에 대한 세부적인 고찰이 수행되어야 할 것으로 보인다.