한국인
(Guk-In Han)
1
김동환
(Dong-Hwan Kim)
2
조민수
(Min-Su Jo)
2
임수아
(Su-A Lim)
3
김길희
(Kil-Hee Kim)
4,*
-
학생회원, 국립공주대학교 건축공학과&도시융합시스템공학과 석사과정
-
정회원, 국립공주대학교 스마트자연공간연구센터 연구교수
-
정회원, 국립공주대학교 스마트자연공간연구센터 박사 후 연구원
-
종신회원, 국립공주대학교 건축공학과&도시융합시스템공학과 교수, 교신저자
Copyright © 2025 by The Korea institute for Structural Maintenance and Inspection.
핵심용어
무량판 슬래브-기둥 접합부, 뚫림전단, 삽입형 전단보강근, 전단보강상세, 인장 막작용
Keywords
Flat plate slab-column connection, Punching-shear, Embedded shear reinforcement, shear reinforcement detailing, Tensile-membrane action
1. 서 론
무량판(flat-plate) 구조는 보 없이 기둥이 슬래브를 직접 지지하므로 층고를 줄이고 거푸집 작업을 단순화해 공기 단축과 공사비 절감에 유리하다.
이러한 장점 덕분에 국내 주거⋅업무⋅물류 시설에서 적용 사례가 빠르게 늘고 있지만, 기둥 주변에 하중이 집중되면서 뚫림 전단(punching shear)
파괴 위험이 필연적으로 뒤따른다. 2023년 인천 아파트 신축 현장 붕괴 사고가 대표적 사례로 지적되면서 (Ministry of Land, Infrastructure and Transport, 2023), 무량판 구조의 전단 안전성은 가장 시급한 구조적 과제로 부상하였다.
현재 널리 쓰이는 스터럽(stirrup) 기반 전단보강근은 취성 파괴를 지연시키는 효과가 있지만, 철근 과밀로 인한 시공성 저하와 뚫림 전단 내력
증진 한계를 나타내었다. 최근 삽입형 전단보강근과 같이 배근 시공성을 개선한 보강 기법이 제안되고 있으나, 설계식은 여전히 보강 형상에 관계없이 동일한
계수만을 적용하고 있어 성능 향상을 정량화하지 못하고 있다. 한편 무량판 구조는 기둥 주변 보강근이 슬래브 하부 주철근과 연계될 때 발생하는 tensile-membrane
작용 덕분에 2차 하중 전달 경로가 형성되고, 이는 국부 파괴 이후에도 구조 전체의 진행성 붕괴를 방지하는 메커니즘으로 알려져 있다. 전단보강근의
형상과 배근 방식에 따라 뚫림 전단 내력뿐 아니라 연성⋅에너지 소산 능력까지 현저히 달라질 가능성이 크지만, 이를 체계적으로 검증한 국내 연구는 아직
부족하다.
본 연구는 삽입형 전단보강근이 적용된 무량판 슬래브-기둥 접합부의 구조 성능을 실험적으로 규명하고, 배근 형상과 보강량이 뚫림 전단 내력, 연성,
에너지 소산 능력 및 2차 하중 저항 성능에 미치는 영향을 정량적으로 평가하였다. 네 종류의 시험체를 제작하여 하중-변위 관계와 철근 변형률을 계측하였으며,
실험 결과를 국내⋅외 설계식과 대조함으로써 형상-의존적 보정계수의 필요성을 평가하였다. 이를 통해 전단보강 형상에 따른 무량판 접합부의 성능 변화를
구체적으로 제시하고, 보다 합리적인 설계근거를 마련하고자 한다.
2. 무량판 슬래브-기둥 접합부의 각국 현행기준
KDS, ACI와 EC2 현행기준에서 무량판 슬래브-기둥 접합부의 뚫림 전단 설계 시 설계 전단 강도($V_{n}$)가 소요 전단 강도($V_{u}$)
이상이어야 한다. 또한, 전단보강이 실시되지 않은 무량판-슬래브 기둥 접합부의 뚫림 전단강도는 공통적으로 식 (1)을 사용하지만, 전단보강이 실시된 경우 국가별로 다른 식을 사용하고 있다. 무량판 슬래브-기둥 접합부의 뚫림 전단강도에는 공칭전단응력 강도($v_{n}$),
위험 단면 둘레길이와 슬래브 유효 두께($d$)가 중요 영향 인자로 작용하여, 뚫림 전단강도는 식 (2)와 같이 나타낸다.
여기서, $V_{c}$는 콘크리트에 의한 뚫림 전단강도(kN), $v_{n}$은 공칭전단응력 강도(MPa), $b_{0}$는 뚫림 전단 위험 단면의
둘레길이(mm), $d$는 슬래브의 유효두께(mm)이다.
2.1 KDS 14 20 22
KDS 현행기준 (Ministry of Land, Infrastructure and Transport, 2021)에서는 전단보강이 실시된 무량판 슬래브-기둥 접합부의 뚫림 전단응력 강도를 식 (3)과 같이 콘크리트와 전단보강근에 의한 전단 강도의 합으로 나타낸다. 또한, 콘크리트와 전단보강근에 의한 뚫림 전단에 저항을 식 (4), (5)로 정의한다.
여기서, $v_{c}$는 콘크리트에 의한 공칭전단응력 강도(MPa), $\lambda$는 경량 콘크리트계수, $k_{s}$는 슬래브의 두께 계수,
그리고 $k_{b0}$는 위험 단면 둘레길이의 영향계수, $f_{te}$는 압축대 콘크리트의 인장강도(MPa), $\psi$는 슬래브 휨 압축대의
균열각도, $c_{u}$는 압축철근의 영향을 무시하고 계산된 슬래브 위험 단면 압축대 깊이의 평균값(mm)이다.
여기서, $v_{s}$는 전단보강근에 의한 공칭전단응력 강도(MPa), $A_{v}$는 뚫림 전단 위험 단면에 배치된 모든 전단보강근의 단면적(mm$^{2}$)이다.
$f_{s}$는 뚫림 전단파괴시 전단보강근에 작용하는 응력(MPa)으로서 $f_{s}=0.5f_{yt}$로 정의하며, $f_{yt}$는 400 MPa를
초과할 수 없다.
또한 KDS 현행 기준에서는 슬래브 압축대의 압축파괴 기준을 적용하여 뚫림 전단강도에 식 (6)과 같이 전단보강이 포함된 슬래브의 전단강도 상한값을 제한하고 있다.
2.2 ACI 318-19
ACI 현행기준 (ACI Committee 318, 2019)에서는 식 (7)과 같이 전단보강이 실시되었을 경우 콘크리트에 의한 뚫림 전단 저항을 절반으로 보고 있다. 또한 뚫림 전단강도 산정 시 콘크리트에 의한 기여분을 식
(8)∼(10) 중 최솟값으로 나타내며, 전단보강근에 의한 기여분은 KDS 기준과 동일하게 식 (5)로 계산한다.
여기서, $\lambda_{s}$는 슬래브 유효깊이 관련 계수로$\sqrt{2/(1+d/10)}$ 이다. $\alpha_{s}$는 기둥 위치 계수이며,
내부 기둥에 대하여 40, 외부 기둥에 대하여 30, 모서리 기둥에 대하여 20이다. $\beta$는 기둥의 변장비이며, 기둥 단변에 대한 장변의
비를 나타낸다.
또한, ACI에서는 식 (11)과 같이 공칭 전단응력강도의 범위를 제한하여, 전단보강근에 의해 저항할 수 있는 강도의 상한값을 정의했다.
2.3 Eurocode 2
EC2 현행기준 (Standard, B., 2004)에서 전단보강이 실시되었을 경우의 콘크리트에 의한 전단 저항의 0.75배와 전단보강근에 의한 전단 저항의 1.5의 합으로 식 (12)와 같이 뚫림 전단 강도를 산정한다. 또한 전단보강 유⋅무에 따라 뚫림 전단강도를 각각 식 (13)과 식 (14)로 산정한다.
여기서, $v_{Rd,\: c}$는 전단보강이 없는 슬래브의 전단강도, $C_{Rd,\: c}$는 뚫림전단에 대한 설계계수, $k$는 유효두께에 대한
크기효과, $\rho_{l}$는 슬래브 인장 주철근비, $\sigma_{cp}$는 위험 단면 내에서의 일반적인 콘크리트 응력이다. $v_{Rd,\:
cs}$는 전단보강이 포함된 슬래브의 전단강도, $s_{r}$는 전단 보강재의 간격, $A_{sw}$는 전단 보강재의 단면적, $f_{ywd,\:
ef}$는 전단 보강재의 유효설계강도로 $250+0.25d\le f_{ywd}$이다.
또한, EC2 현행기준에서는 압축스트럿의 파괴 방지를 위해 실험을 기반으로 전단강도의 상한값을 식 (15)와 같이 제한하고 있다.
여기서, $v$는 콘크리트 강도 계수로 $0.6(1-f_{ck}/250)$이고, $f_{cd}$는 콘크리트 설계 압축강도, $u$는 위험 단면 둘레
길이이다.
2.4 뚫림전단 위험 단면 평가방법
뚫림 전단강도에 중요 영향인자 중 하나인 위험 단면의 위치를 국가별로 다르게 정의하고 있다. Fig. 1과 같이 KDS와 ACI 현행기준에서는 기둥 면에서 슬래브 유효두께의 절반 위치인 사각 단면으로 위험 단면을 정의하고, EC2 현행기준에서는 기둥
면에서 슬래브 유효두께의 2배 위치인 원형 단면을 위험 단면으로 보고 있다.
Fig. 1 Punching shear critical section
3. 실험 계획 및 결과
3.1 실험 계획
3.1.1 실험 개요
본 연구에서는 삽입형 전단 보강재로 보강된 무량판 슬래브-기둥 접합부가 뚫림 전단에 저항하는 구조적 성능을 실험적으로 수행하였다. 실험 대상 부재로는
Fig. 2(a)와 같이 지하 주차장의 지붕 층 슬래브-기둥 내부 접합부이며, 실제 건축물의 1/2 scale로 계획되었다. 또한 Fig. 2(b)와 같이 중력하중을 받는 무량판 구조의 거동을 재현하고, 거동 시의 발생하는 변곡점 사이를 실험 구간으로 선정하였다. 변곡점의 위치는 슬래브 경간의
1/4 지점으로 가정하였다.
Fig. 2 Selection of test specimens
3.1.2 사용 재료
무량판 슬래브-기둥 접합부 실험체 제작에 사용된 재료의 기계적 특성은 Table 1에 요약하였다. 콘크리트 압축강도는 KS F 2403 및 KS F 2405에 따라 Ø100 × 200 mm 공시체로 측정하였으며, 주근과 전단보강근의
항복강도는 KS B 0802에 따라 확인하였다.
Table 1 Material properties
|
Specimen
|
Concrete
|
Slab main reinf.
|
Slab shear reinf.
|
|
$f_{ck}$ [MPa]
|
Steel type
|
$f_{y}$ [MPa]
|
Steel type
|
$f_{yt}$ [MPa]
|
|
P-N
|
22.6
|
D19 (SD600)
|
677.2
|
-
|
-
|
|
P-B
|
21.3
|
5t (SPHC)
|
285.5
|
|
P-T1
|
24.1
|
D10 (SD400)
|
463.7
|
|
P-T2
|
24.1
|
3.1.3 실험체 계획
본 연구에서는 무량판 슬래브-기둥 접합부의 전단 성능을 평가하기 위하여 총 네 개의 실험체를 계획하였다. Fig. 3과 같이 삽입형 전단보강근은 Band type과 Truss type 두가지 이며, 모드 스터드 헤드가 90 mm 간격으로 용접되었다. 이를 실험체
제작 시 슬래브 하부 주철근 위에 배치하고, 상부 주철근을 배근한 후에 결속선을 사용하여 고정하였다. 이러한 방식은 주철근 배근 완료 후 외부에서
감싸는 스터럽 방식에 비해 현장 인력 및 작업시간을 절감한 바 있어 시공성이 우수하다.
Fig. 3 Inserted shear reinforcement
Table 2는 삽입형 전단보강근의 세부 제원을 제시한다. 기준체 P-N을 제외한 세 실험체는 슬래브에 보강근을 배치하되, 보강형상⋅보강량⋅설계 항복강도를 달리하여
전단성능을 계획하였다. P-B와 P-T1은 보강근 단면적(As)과 fyt를 조절해 전단 성능을 동일 수준(≈1,100 kN)으로 맞춤으로써 형상 효과만
비교할 수 있게 설계했으며, P-T2는 Truss-type 보강근 수를 절반으로 줄여 전단 성능을 약 50% (≈550 kN) 감소시켜 보강량 변화가
뚫림 전단 거동에 미치는 영향을 평가하도록 하였다. 이렇게 보강형상과 보강량을 독립 변수로 계획하여, 무량판 슬래브-기둥 접합부의 전단 성능과 보강량
한계효과를 정량적으로 분석할 수 있도록 실험체를 구성하였다.
Table 2. Test specimen design
3.1.4 실험체 상세
삽입형 전단보강근의 형상과 보강량을 제외한 모든 조건은 동일하게 계획하였다. 기둥은 240 mm × 500 mm 단면으로서, 슬래브 하단에서 250
mm 높이까지 동일 단면을 유지한 뒤 상부 200 mm 구간에서 폭을 700 mm로 확장하는 변단면 형식으로 설계하였다. 슬래브는 상⋅하부에 동일한
철근배근을 적용하였으며, 변곡점 위치를 실험체 내부에 포함시켜 순경간 $l_{n}$ 대비 양방향으로 각각 325 mm($\approx$ 0.20 $l_{n}$)
를 연장하였다. 전단보강근이 없는 기준체(P-N)의 상세제원은 Fig. 4 및 Table 3에 나타내었다. 삽입형 전단 보강재는 Fig. 5와 같이 슬래브 상부 및 하부 주철근 사이에 삽입하였으며, 각 보강재는 기둥 외곽을 벗어나지 않도록 기둥 측면 길이 내에 배치하였다.
Fig. 4 P-N reinforcement detailing (Unit: mm)
Table 3 P-N reinforcement detailing
|
Specimen
|
Column
|
Slab
|
|
Width [mm]
|
Height [mm]
|
Depth (Effective depth) [mm]
|
Long side [mm]
|
Short side [mm]
|
Slab rebar
|
Reinf. ratio [%]
|
|
P-N
|
240
|
500 (700$^{*1}$)
|
250 (210)
|
2910 (2260$^{*2}$)
|
2450 (1800$^{*2}$)
|
D19@90
|
1.52$^{*3}$
|
$^{*1}$ 확장 주두 최대 폭, $^{*2}$ 슬래브 순경간, $^{*3}$ 상-하부 주철근비 동일
Fig. 5 Inserted shear reinforcement detailing (Unit: mm)
3.2 실험체 가력 및 계측 계획
Fig. 6에 실험 세팅 현황을 나타내었다. 슬래브의 변곡점을 재현하기 위해 실험체 제작 시 해당 위치에 개구부를 계획하였고, 슬래브 상부에 H형강, 하부에는
힌지를 각각 결합하였다. 실험은 최대 용량 3,000 kN의 유압 잭을 이용한 단조 가력 방식으로 수행되었으며, 뚫림 전단 강도에 도달하기 전까지는
하중 제어 방식으로, 이후부터는 변위 제어 방식으로 전환하여 가력을 계속하였다. 슬래브 중앙의 수직 변위 계측을 위해 상부 중앙부에 LVDT를 설치하였으며,
이를 통해 실험 중 실시간으로 하중-변위 관계를 계측하였다. 또한 유압 잭 상단에는 로드셀을 설치하여 실제 하중을 정밀하게 측정하였다.
Fig. 6 Equipment setup status
본 연구에서는 슬래브 내 철근과 삽입형 전단보강근의 변형률을 실시간 계측하고자 Fig. 7과 같이 스트레인 게이지를 부착하였다. 상부 주철근 중 기둥 중심선을 통과하는 최내측 철근에, KDS 14 및 ACI 318가 정의한 뚫림 전단 위험
단면(기둥 면으로부터 d/2)에 센서를 설치한 뒤 동일한 d 간격으로 두 지점을 추가하여 동⋅서⋅남⋅북 네 방향에 대해 총 세 곳씩 배열하였다.
하부 주철근은 같은 좌표의 서측⋅남측 위치에 센서를 부착해 상⋅하부 철근 거동을 비교하도록 하였으며, 삽입형 전단보강근의 경우 기둥 외곽에 가장 인접한
보강근을 선택해 각 방향별로 두 곳씩 설치하였다.
Fig. 7 Strain gauge installation plan
3.3 실험 결과
3.3.1 하중-변위 곡선
하중-변위 및 최대 내력, 해당 시점의 변위는 Fig. 8과 Table 4에 나타내었다. 실험 결과, 전단보강이 적용된 실험체에서만 첫 번째 피크 이후 더 높은 내력이 발현되는 두 번째 피크가 명확히 나타났다. 이는 삽입형
전단 보강재가 슬래브-기둥 접합부의 후속 하중 저항 성능에 기여함을 나타낸다. 그러나 슬래브-기둥 접합부의 뚫림 전단에 해당하는 첫 번째 피크 내력은
콘크리트 압축강도 차이를 고려하여 무차원화하면, 전단보강에 의한 최대 내력 증가는 모두 13% 이내로, 뚫림 전단 내력 증진에는 보강의 영향이 크지
않았다.
동일한 형태의 전단 보강재를 사용한 실험체에서 보강량이 절반으로 설계된 P-T2 실험체는 보강량이 두 배인 P-T1 실험체와 유사한 하중-변위 곡선
형태와 거동 특성을 보였다. 또한 최종 파괴 시점에서 측정된 수직 변위는 무보강 실험체에 비해 약 4.48배에서 최대 4.94배까지 증가하였으며,
이는 전단 보강재가 적용된 슬래브는 연성적인 거동을 나타냄을 실험 결과를 통해 확인하였다. 결과적으로, 전단보강이 기존의 급격한 파괴를 방지하고,
구조적 안정성을 향상하는 데 기여했음을 확인할 수 있다. 이러한 결과는 삽입형 전단 보강재로 실시한 전단보강이 뚫림 전단 내력보다 보강 후 슬래브의
2차 저항 성능 향상에 더 크게 작용할 수 있음을 보여준다.
Fig. 8 Load – Displacement curve
Table 4 Experimental results
|
Specimen
|
First peak
|
Second peak
|
$V_{u, Second} / V_{u, First}$
|
|
Strength $V_{u, First}$ [kN]
|
Disp. $\delta_{First}$ [mm]
|
Strength $V_{u, Second}$ [kN]
|
Disp. $\delta_{Second}$ [mm]
|
|
P-N
|
971.2
|
8.46
|
756.6
|
15.18
|
0.78
|
|
P-B
|
992.3
|
7.98
|
1212.3
|
70.32
|
1.22
|
|
P-T1
|
1135.3
|
9.39
|
1310.8
|
75.06
|
1.15
|
|
P-T2
|
1107.4
|
8.88
|
1219.6
|
67.98
|
1.10
|
3.3.2 균열 양상
Fig. 9는 실험체가 첫 번째 피크 하중, 즉 뚫림 전단 내력에 도달했을 시점에서의 슬래브 균열 양상을 나타내었다. 실험 결과, 무보강체 P-N의 위험 단면은
기둥 외곽에서 슬래브 유효두께 d의 약 1.2 d 위치 이내에 형성되었다. 전단보강을 실시한 P-B는 0.6 d∼1.3 d 범위, P-T1과 P-T2는
각각 0.5 d∼1.4 d 및 0.7 d∼1.5 d 범위로 나타났으며, 모든 실험체에서 위험 단면 둘레의 위치가 기둥 외곽 1.5 d 이내에 머물렀다.
KDS, ACI 설계기준에서 가정하는 위험 단면 둘레는 2,720 mm이며, EC2 기준에서의 위험 단면 둘레는 7,158 mm로 각각 실험 결과와
+26∼63%, -48∼62% 오차를 보였으며, 설계기준에서 이론으로 제시하는 전단보강에 따른 위험 단면 둘레의 외측 확대도 확인되지 않았다. 또한
P-T1과 P-T2 실험체의 위험 단면 둘레는 유사한 결과를 보였으며, 이는 보강량 증감이 위험 단면 위치에 영향을 주지 않는다는 것을 알 수 있다.
따라서 삽입형 전단보강재가 기존 위험 단면에서 발생하는 취성적인 파괴를 개선하는 역할을 수행하였으나, 위험 단면 둘레에는 큰 영향을 미치지 않아 위험
단면 확장으로 인한 내력 증진 효과는 없는 것으로 판단된다.
Fig. 9 Crack pattern at the first peak
3.3.3 슬래브 주철근 변형률
상부 주철근의 변형률 분포는 뚫림 전단 저항 거동의 특성을 파악하기 위해, 하중-변형률 관계의 1차 및 2차 최대하중 구간을 기준으로 Fig. 10에 제시하였다. 무보강 실험체인 기준체 P-N의 경우, 실험 전 구간에서 주철근의 항복 변형률(약 2.5%)에 도달하지 못하였으며, 변형률은 전체적으로
1.6% 이하의 값을 유지하였다.
반면, 보강 실험체인 P-B, P-T1 및 P-T2에서는 기둥 외곽 d/2 위치에서 명확한 항복이 확인되었으며, 외측 이동할수록 변형률이 급감하여
응력이 d/2 영역에 집중됨을 보여준다. 또한, 보강을 실시한 실험체에서는 1차 피크 하중 이후 상부 주철근이 일부 구간에서 항복이 발생하였고, 그
직후 하중이 재상승하여 2차 피크를 형성하는 특성이 관찰되었다. 상부 주철근에서 기둥으로부터 멀어질수록 변형률이 점진적으로 감소하는 경향이 나타났으며,
이는 하중의 영향이 국부적으로 집중되는 특성을 반영한다. 특히, KDS와 ACI에서 가정하는 d/2 위치에서 변형률이 집중되었고, 유럽 설계기준 EC2에서
가정하는 2d 위치에서는 유의미한 응력전달이 확인되지 않았다. 이는 보강 효과가 기둥 인접 영역에 국한됨을 알 수 있다.
Fig. 10 Strain of top main reinforcement in East–West direction
한편, 하부 주철근의 거동을 대표적으로 보여주는 남–북 방향 하부 주철근의 시점별 변형률 분포는 Fig. 11에 나타내었으며, 무보강 기준체 P-N은 실험 전 과정에서 전체적으로 변형률 변화가 미미하였다. 그러나 전단보강이 적용된 실험체들에서는 1차 피크
이후에 하부 주철근이 압축 상태에서 인장 상태로 전환되는 변형률 분포가 확인되었고, 일부 구간에서는 인장 항복에 도달하였다.
Fig. 11 Strain of bottom main reinf. in North–South direction
3.3.4 삽입형 전단 보강재 변형률
무량판 슬래브-기둥 접합부에 배치된 동–서 방향 삽입형 전단보강근의 변형률은 Fig. 12에 나타내었다. 보강 실험체(P-B, P-T1, P-T2) 모두 첫 번째 피크 이전에는 보강근 변형률이 0.5% 이하로 나타났으며, 변형률 곡선이
급상승하기 시작한 시점은 1차 피크를 지나 2차 피크로 전이되는 구간에서 발생했다.
보강량이 동일하게 설계된 P-B와 P-T1에서는 상부 주철근이 인장 항복에 도달한 직후 보강근 변형률이 설계 항복 변형률(εy = 2.0%)에 도달하였다.
이후 하중이 다시 상승하면서 보강근은 최대 3.5%까지 증가하였고, 가장 큰 변형률은 기둥 외곽 d/2 위치에서 확인되었다.
보강량을 절반으로 줄인 P-T2는 전체 하중–변위 거동이 P-T1과 유사했으나, 보강근이 주철근보다 먼저 항복하였다. 1차 피크 직후 보강근 변형률이
εy를 초과했고, 주철근 항복이 뒤따라 나타났다. 보강량이 감소하면 동일 구간에 작용하는 전단응력이 보강근에 집중되어 조기 항복이 유도되었다. 삽입형
전단보강근은 1차 피크 이후 전단 저항에 적극적으로 참여하며, 보강량 감소 시 보강근의 항복 시점이 앞당겨질 수 있다. 따라서 보강량을 산정할 때
항복 시점을 포함한 응력 분포를 함께 검토할 필요가 있다.
Fig. 12 Strain of inserted shear reinforcement
4. 보강재 형상에 따른 실험 분석
4.1 각국 현행기준과의 비교
보강재의 형상에 따른 실험 결과와 각국 현행기준과의 비교를 Table 5에 나타내었다. KDS 14 20 22, ACI 318-19, Eurocode 2의 주요 설계기준에 따라 산정된 무량판 슬래브-기둥 접합부의 뚫림
전단 강도와 실험 결과 중 첫 번째 피크 결과를 활용하였다. 삽입형 전단 보강재가 적용되지 않은 P-N 실험체의 경우, KDS 및 EC2가 실험값
대비 약 19%∼ 24% 과대평가되는 경향을 보였다. 이러한 결과는 해당 기준들이 콘크리트에 의한 전단 강도 산정 시 주요 변수로 인장 주철근비를
반영하고 있기 때문이며, 인장 주철근비를 고려하지 않는 ACI 기준과 비교했을 때 상대적으로 높게 전단 내력을 예측하는 것으로 나타났다.
한편, 전단보강이 적용된 P-B, P-T1, P-T2 실험체의 경우, KDS 및 EC2 기준에 따라 산정된 전단 내력은 실험 결과와 비교하여 약 35%∼250%에
이르는 차이를 보였지만, 설계 기준상 전단 강도 상한식이 적용되지 않았다. 상한식은 슬래브 압축파괴 방지를 주목적으로 제안하지만, 실험 결과에 따르면
압축파괴가 아닌 전단보강이 내력 증진 효과를 크게 발휘하지 못하여 실험이 종료되었다. 따라서, 위험단면 증가 및 연성 향상 측면에서의 추가적인 연구와
관련 상한식 및 위험 단면 모델에 대한 추가 검증이 필요하다.
Table 5 Comparison with international design codes
|
Specimen
|
Experiment
|
KDS
|
ACI
|
EC2
|
|
$\sum A_{s}f_{yt}$ [kN]
|
$f_{ck}$ [MPa]
|
$V_{u, First}$ [kN]
|
$V_{n}$ [kN]
|
$V_{n}$ [kN]
|
$V_{n}$ [kN]
|
|
P-N
|
-
|
22.6
|
971.2
|
1208.7
|
905.2
|
1157.5
|
|
P-B
|
1507.2
|
21.3
|
992.3
|
2934.8
|
1318.1$^{*}$
|
3489.6
|
|
P-T1
|
1059.2
|
24.1
|
1135.3
|
2479.5
|
1402.1$^{*}$
|
2095.3
|
|
P-T2
|
529.6
|
24.1
|
1107.4
|
1862.0
|
1402.1$^{*}$
|
1491.1
|
$^{*}$ 전단보강이 포함된 슬래브의 전단강도 상한값에 제한됨.
4.2 2차 하중저항 메커니즘
본 연구에서 삽입형 전단 보강재가 적용된 실험체의 거동을 분석한 결과, KDS 및 ACI에서 제시한 뚫림 전단 위험단면 위치, 즉 기둥 외곽 면으로부터
슬래브 유효두께의 절반 지점에서 상부 주철근이 항복하는 현상이 모든 보강 실험체에서 확인되었다. 또한 Fig. 13와 같이, 슬래브 하부 주철근 은 실험 초기에 주로 압축 상태를 나타냈으며, 뚜렷한 거동 변화는 관찰되지 않았다. 그러나, 하중 증가에 따라 첫 번째
최대 내력 이후 인장 측으로 응력 방향이 전환하였다. 최종적으로는 해당 위치에서 항복 변형률에 도달하는 거동을 보였다.
이러한 결과는 삽입형 전단 보강재가 슬래브 상부와 하부 주철근 간의 응력전달 경로를 효과적으로 형성함으로써, 슬래브 주철근의 정착성과 시공성을 향상시키고,
결과적으로 하부 주철근에 작용하는 장부작용(Dowel action)이 진행됨에 따라 추가적인 하중 저항 성능을 발휘하게 된 것으로 판단된다. 아울러,
슬래브 상,하부 주철근의 항복은 연성적 거동을 유도하며, 슬래브-기둥 접합부에서 나타나는 급격하고 취성적인 파괴 양상을 완화하는 데에도 기여한 것으로
판단된다.
Fig. 13 Top and bottom rebar strain at the critical section of P-T1
5. 결론 및 추후 연구
전단보강 배근형상에 따른 무량판 슬래브-기둥 접합부의 뚫림 전단 성능을 실험적으로 평가하였다. 뚫림 전단의 주요 영향 변수를 고려하여 다음과 같은
결론을 도출할 수 있었다.
1) 무보강 기준체인 P-N 실험체에서의 최대내력은 보강이 실시된 실험체들과는 다르게 첫 번째 피크(뚫림 전단 강도)이며, 첫 번째 피크보다 낮은
두 번째 피크로 2차 하중 저항 성능이 발현되지 않아 취성적인 파괴양상을 보였다.
2) 전단 보강이 적용된 실험체에서 첫 번째 피크(뚫림 전단 강도)의 내력 증진 효과는 13% 이하였으나, 이후 내력이 다시 증가하여 더 높은 강도의
두 번째 피크가 명확히 발현되었다.
3) 삽입형 전단보강으로 인한 위험 단면의 확장은 확인되지 않았으나, 슬래브 주철근은 기둥 면에서 유효두께의 절반 위치에서 최대 변형률을 보여 KDS와
ACI 설계기준에서의 위험 단면 위치 가정이 합리적인 것을 확인했다.
4) 각 설계기준(KDS, ACI, EC2)과 실험 결과를 비교한 결과, KDS와 EC2는 뚫림 전단 강도를 과대평가하는 경향을 보였으며, 특히 보강된
슬래브의 전단 강도 상한값 설정이 미흡하여, 안전성 확보를 위해 개선이 필요하다고 판단된다.
5) 삽입형 전단보강으로 인해 주철근 간의 응력전달 경로가 효과적으로 형성되고, 하부 주철근에 작용하는 장부작용이 발현되었다. 이는 2차 하중 저항
성능을 발휘하여, 더 높은 강도의 두 번째 피크와 무보강 기준체보다 4.5배 이상 증가한 최종 파괴 시 변위를 보였다.
6) 본 실험 결과를 기반으로 스터럽 형태 보강이 뚫림 전단 강도 향상에 미치는 영향이 제한적인 이유를 명확히 규명하고, 슬래브 상⋅하부 주철근비를
주요 변수로 하여, 전단 강도 상한 설정의 적정성과 2차 저항 메커니즘에 대한 세부적인 검토가 필요하다고 판단된다.
감사의 글
이 논문은 2025년도 교육부의 재원으로 중점연구소지원사업(2019R1A6A1A03032988), 한국기초과학지원연구원 국가연구시설장비진흥센터(RS-2022-NF000835),
정부(과학기술정보통신부)의 재원으로 한국연구재단(2023R1A2C3002443 및 RS-2025-00523512), 정부(교육부)의 재원으로 한국연구재단(RS-2023-00239201)
의 지원을 받아 수행된 연구임. This research was supported by the National University Development
Project of the Ministry of Education, Korea in 2025.
References
(2023), Report on the investigation of the slab collapse accident during the construction
of the Seo-gu apartment in Incheon, Construction Accident Investigation Committee
Yoshikazu, K., Seiji, Y. (1980), Study on Column-Slab Joints of Flat-Blate Structures
(Part 1), Proc. of the JIA(288)
Mitchell, D., William, D. C. (1984), Preventing progressive collapse of slab structures,
Journal of Structural Engineering, 110(7), 1513-1532.
(2021), KDS 14 20 22: Design Standard for Shear and Torsion in Concrete Structures
(2019), Building Code Requirements for Structural Concrete(ACI 318-19)
Standard, B. (2004), Eurocode 2: Design of concrete structures—. Part, 1(1), 230
(2001), Punching of Structural Concrete Slabs, CEB – Bull, 12, 215-288.
Lee, H. H., Chun, Y. S. (2008), Seismic Performane Evaluation of Flat Plate System
Considering Column Aspect Ratio, Journal of the Korea Institute for Structural Maintenance
and Inspection, 12(5), 74-80.
Choi, K. K., Park, H. G. (2010), Shear strength model for interior flat plate-column
connections, Journal of the Korea Concrete Institute, 22(3), 345-356.
Bažant, Z. P., Cao, Z. (1987), Size effect in punching shear failure of slabs, ACI
Structural Journal, 84(1), 44-53.