2.1.1. HB-DECK의 구조

Fig. 2는 HB-DECK와 현장타설 콘크리트의 단면을 나타낸 것이다.

Fig. 2에 나타낸 바와 같이 데크는 60 mm의 바닥판과 60 mm 의 리브가 설치되어 있고, 데크 위에 현장타설 콘크리트가 180 mm 설치되어 있다. 폭은 데크를 기준으로 1,200 mm이다.

2.1.2. 하중 및 하중조합

HB-DECK는 일반적으로 교량에 설치되므로 작용하는 하 중은 데크 자중, 현장타설 콘크리트 중량, 포장 중량 등의 고 정하중과 차량 활하중과 충격하중을 고려하였다.

등분포 고정하중에 의한 바닥판의 설계휨모멘트는 도로교 설계기준(2015) 4.6.2.7 <등분포 고정하중에 의한 휨모멘트> 에 제안하고 있다. 활하중에 의한 모멘트는 4.6.2.4 <단순판 및 연속판>에서 제안하고 있으며, 바닥판의 단위폭에 대한 활 하중 휨모멘트 크기를 주철근의 방향과 차량의 진행방향에 따라 각각 제안하고 있다.

HB-DECK는 거더와 거더 사이에 배치되어 주철근이 차량 진행 방향에 직각이므로 식 (1)과 같이 계산할 수 있다.

여기서, L은 바닥판 지간(m)으로 0.6 ~ 6 m이어야 하고, P 는 설계차량 활하중의 후륜하중(kN)으로 96 kN을 적용한다.

도로교설계기준(2015) 3.7에서 표준트럭하중에 의한 정적 효과는 피로한계상태를 제외한 모든 상태에서 25%의 활하중 을 증가시켜야 한다.

정적하중에서 충격하중계수는(1+IM/100)을 적용하며 보 도하중이나 표준차로하중에는 적용되지 않는다.

HB-DECK는 일반적인 교량에 설치가 되므로 식 (2)에 나 타낸 기본하중조합을 고려한 극한한계상태하중조합Ⅰ과 식 (3)에 나타낸 일반적인 사용조건 하에서 처짐, 균열 등의 사용 성에 관한 성능을 고려하는 사용한계상태 하중조합Ⅰ에 대하 여 검토하였다.

3.4.1. 하중-처짐 관계

Fig. 11은 시편의 하중-처짐 관계를 나타낸 것이다. 초기균 열이 발생한 210 kN까지는 선형적인 하중-처짐의 관계를 나 타내었고, 이후 비선형 거동을 시작하여 최대하중인 610 kN 에 도달 하였다.

초기균열이 발생할 때의 처짐은 약 1.2 mm이고, 최대하중 이 발생할 때의 처짐은 약 13.4 mm로 나타났다.

HB-DECK의 하중 재하 위치를 고려하여 작용하는 모멘트 를 계산하였고, 하중-모멘트 관계를 한계상태설계법에 의해 계산된 사용한계상태 및 극한한계상태와 비교 하였다.

Fig. 12에 나타낸 바와 같이 시편에 작용한 최대모멘트는 165 kN․m로 나타났다.

사용한계상태일 때의 모멘트는 34.0 kN․m이고, 최대 모멘 트는 4.8배인 것으로 나타났다.

극한한계상태일 때의 모멘트는 59.2 kN․m이고, 최대 모멘 트는 2.8 배인 것으로 나타났다.

사용한계상태와 극한한계상태의 처짐은 각각 0.7 mm, 1.2 mm 로 나타났고, 사용한계상태에서는 균열이 전혀 발생하지 않 았다. 따라서 HB-DECK의 구조적 안전성은 충분히 확보된 것으로 나타났다.

3.4.2. 하중-변형률 관계

Fig. 13은 HB-DECK와 현장타설 콘크리트와의 합성조건 에 따른 변형률도를 나타낸 것이다.

Fig. 13(a)와 같이 데크와 현장타설 콘크리트가 완전 합성 이라면 변형률은 (b)와 같이 나타날 것이고, 비합성일 경우 (c) 와 같이 각각의 중립축이 존재하고 압축부와 인장부가 발생 할 것이다.

이를 분석하기 위해 데크와 현장타설 콘크리트의 적절한 위치에 스트레인 게이지를 설치하였다.

동일한 하중이 작용할 때, 스트레인게이지의 변형률을 분 석하여 변형률도와 비교하여 합성여부를 판단하였다.

Fig. 14는 콘크리트에 설치된 스트레인게이지의 변형률을 나타낸 것이다.

Fig. 6에 이미 나타낸 게이지의 위치에 따라 동일한 하중이 작용할 때의 변형률을 나타낸 것이다.

Ccom 1 ~ Ccom 3은 데크에 설치된 것이고, Ccom 4 ~ Ccom 6 은 현장타설 콘크리트에 설치된 것이다. 따라서 비합성일 경 우 Fig. 13(c)에 나타낸 바와 같이 Ccom 1 ~ Ccom 3과 Ccom 4 ~ Ccom 6으로 분리되어 거동할 것이다. 그러나 Ccom 1 ~ Ccom 6은 거의 직선 형태를 나타내었고 Fig. 13(b)와 같은 형 태를 나타내었다.

중립축은 콘크리트 하면으로부터 약 180 mm 떨어진 곳으 로 나타났고, 하중이 증가하면서 중립축 또한 상승하는 것으 로 나타났다. 또한 현장타설 콘크리트에 설치되어 있던 Ccom 4는 인장부에 속하여 HB-DECK와 동일하게 인장거동을 하 는 것으로 나타났다.

초기균열이 발생한 210 kN에서 Ccom 1 ~ Ccom 3의 변형 률이 감소하는 것으로 나타났다. 이는 스트레인게이지 좌측 에서 초기균열이 발생하여 인장 변형률이 감소한 것으로 판 단된다. 또한 2차 균열은 스트레인게이지 우측에서 발생하였 고, 균열은 점차 수직방향으로 증가하였다.

따라서 균열 발생 후 변형률은 감소하다가 압축 변형률이 발생하는 것으로 나타났으나 합성여부에 의해 좌우된 것이 아니라 균열 발생 여부에 좌우된 것이다.

콘크리트에 설치된 스트레인게이지는 균열에 의해 극한한 계 상태일 때의 합성을 확인할 수 없으므로, 철근에 설치된 스 트레인게이지를 분석하였다.

Fig. 15는 철근에 설치된 스트레인게이지의 변형률을 나타 낸 것으로 콘크리트에 설치된 스트레인게이지와 유사한 거동 을 나타내었다. 재하하중 500 kN에서 인장측 변형률이 감소 하는 것으로 나타났으나 400 kN까지는 선형을 나타내었다.

극한한계상태일 때의 재하하중이 219.4 kN으로 계산되어 지는 바, HB-DECK와 현장타설 콘크리트는 극한한계상태에 서도 합성을 나타내었다.

따라서 모든 게이지의 변형률이 하중에 따라 거의 직선형 태의 변형률을 나타낸 점, 하나의 중립축이 발생하였고 하중 이 증가함에 따라 상승하는 점 등으로 볼 때 HB-DECK와 현 장타설 콘크리트는 완전한 합성이 된 것으로 판단된다.

한편, 주철근 각각의 하중증가에 따른 변형률을 측정한 결 과 Fig. 16와 같이 나타났다. Sf1과 Sf2는 데크의 인장과 압축 부에 설치가 되어있고, Sf3과 Sf4는 현장타설콘크리트의 인 장과 압축부에 설치되어있다. 그런데 그림에 나타난 바와 같 이 압축은 Sf4만 발생하였기에 Sf1~Sf3은 중립축 아래 위치 한 것이고, Sf4는 중립축 위에 위치한 것으로 판단할 수 있다.

따라서 각각의 철근이 하중의 증가에 따라 거동하는 경향 도 합성을 이루는 것으로 나타내고 있다.

3.5.1. 응력 한계 검토

도로교설계기준(2015) 5.8.2 <응력 한계>에 의하면 구조물의 정상적 기능 발휘에 영향을 주는 균열 또는 큰 크리프 변형을 방 지하기 위해 유효 프리스트레스와 사용하중조합Ⅰ에 의한 콘크 리트 압축응력이 0.6f_ck 초과하지 않도록 제한하고 있다.

또한 철근은 비탄성 변형을 방지하고 부재의 과도한 균열 및 변형을 방지하기 위해 철근과 강재의 응력도 제한하고 있다.

사용하중조합Ⅰ에 의해 유발된 보통 철근의 인장응력은 0.8f_y 초과하지 않아야 한다.

Fig. 17과 Fig. 18은 하중의 증가에 따른 콘크리트 압축부와 인장철근의 응력을 나타낸 것이다.

Fig. 17에 나타낸 바와 같이 사용한계상태일 때 콘크리트의 응력한계는 16.2 MPa이지만, 콘크리트 압축부에 발생한 응력 은 2.7 MPa로 나타났다. 또한, 극한한계상태를 넘어서도 응력 한계에 도달하지 않았다.

이는 Fig. 18에 나타낸 바와 같이 주철근에 발생한 응력도 유사한 경향을 나타내어 극한한계상태를 넘어서도 한계 응력 에 도달하지 않았다.

즉, 사용한계상태에서 응력한계는 충분히 만족하는 것으로 나타났다.

3.5.2. 균열 검토

도로교설계기준(2015) 5.8.3 <균열>에 의하면 철근콘크리 트 부재의 한계균열폭은 0.3 mm이다.

Fig. 19는 재하시험에 의해 측정된 균열폭을 나타낸 것으로 사용한계상태에서는 균열이 발생하지 않았으며, 최대 균열폭 은 Cr1, Cr2, Cr3가 각각 1.3 mm, 1.9 mm, 1.4 mm로 나타났다.

따라서 사용한계상태의 균열 폭을 만족하는 것으로 나타 났다.

3.5.3. 최소 철근량

인장응력이 유발되는 영역으로 균열제어가 필요한 부분에 는 최소 철근량을 배치하도록 규정하고 있다.

식 (4)는 도로교설계기준에서 제안하고 있는 소요 최소 철 근량을 계산하는 식이다.

여기서, k_c는 균열 발생 직전 단면 내 응력분포상태를 반영 하는 계수로 순수인장을 받는 경우, 휨과 축력을 받는 부재의 복부일 경우, 박스형이나 T형 단면 부재 플랜지의 경우에 따 라 각각 다르게 제안하고 있으며, 본 연구에서는 휨을 받는 부 재이므로 식 (5)와 같이 계산할 수 있다.

여기서, f_n은 단면에 작용하는 평균 법선응력(=N_u/bh)이 고, k₁은 축력이 응력분포에 미치는 영향을 반영하는 계수이 다. h는 부재의 깊이이고 h^*는 부재의 기준 깊이이다. f_ct는 첫 균열이 발생할 때 유효한 콘크리트 인장강도이다.

본 연구의 시편은 축력이 작용하지 않으므로 f_n이 0(zero) 이 되고, k_c는 0.4가 된다.

k는 간접하중영향에 의해 부등 분포하는 응력의 영향을 반 영하는 계수로, 단면 깊이 또는 복부 폭을 포함한 플랜지 너비 가 300 mm 이하일 경우 1.0을 적용한다.

HB-DECK 시편의 깊이가 300 mm 이하이므로, k는 1.0을 적용한다.

A_ct는 균열 발생 직전 상태에서 콘크리트의 인장영역 단면 적이다. 최소 철근량을 산정하는 식에 필요한 콘크리트 인장 영역 면적은 균열 발생 직전의 인장 영역이므로 바닥 슬래브 단면의 절반에 해당한다(^{Kim, 2015}).

그러나 본 연구에서는 슬래브 하부에 리브가 있으므로 이 미 Fig. 15에 나타낸 실측 데이터에 의해 중립축을 결정하고 인장영역 단면적을 산정하였다.

f_ct는 첫 균열이 발생할 때 유효한 콘크리트 인장강도이고, f_s는 첫 균열 발생 직후에 허용하는 철근의 인장응력이다.

이를 모두 고려하여 계산하면 소요 최소 철근량 A_s,min는 754 mm²이다. 그러나 Fig. 5에 이미 나타낸 도면에 의하면 인 장부에 설치된 철근은 H13철근이 총 12 가닥, H10 철근이 총 2 가닥으로 사용된 인장 철근량은 1,666 mm²이다.

따라서 최소 철근량을 크게 만족하는 것으로 나타났다.

Fig. 20은 HB-DECK 시편의 균열 형상을 나타낸 것으로 전 형적인 휨에 의한 균열이 발생한 것으로 나타났다.

3.5.4. 처짐 한계

처짐에 의한 검토는 도로교설계기준(2015) 5.8.4 <처짐>과 5.12.5 <교량의 콘크리트 바닥슬래브>에 제안하고 있는데, 사 람의 통행이 없는 바닥판은 L/800, 제한된 수의 사람이 통행하 는 바닥판은 L/1,000, 많은 사람이 통행하는 바닥판은 L/1,200을 초과해서는 안 되고, L은 바닥판 받침부의 중심간 거리이다.

Fig. 21에 나타낸 바와 같이 도로교설계기준(2015)의 처짐 한계는 사용한계상태에서 각각 1.4 mm, 1.7 mm, 2.1 mm로 나 타났으나, HB-DECK 시편의 처짐은 0.7 mm로 나타나 처짐 한계를 충분히 만족하는 것으로 나타났다.