Journal of the Korea Institute for Structural Maintenance and Inspection Vol. 21, No. 1, January 2017, pp.001-008
https://doi.org/10.11112/jksmi.2016.21.1.001 pISSN 2234-6937
eISSN 2287-6979
축방향철근비 2.017%인 중공 원형 RC 기둥의 내진성능과 휨 초과강도
고성현1*
Seismic Performance and Flexural Over-strength of Hollow Circular RC Column with Longitudinal Steel Ratio 2.017%
Seong-Hyun Ko1*
Abstract: Three small scale hollow circular reinforced concrete columns with aspect ratio 4.5 were tested under cyclic lateral load with constant axial load. Diameter of section is 400 mm, hollow diameter is 200 mm. The selected test variable is transverse steel ratio. Volumetric ratios of spirals of all the columns are 0.302~0.604% in the plastic hinge region. It corresponds to 45.9~91.8% of the minimum requirement of confining steel by Korean Bridge Design Specifications, which represent existing columns not designed by the current seismic design specifications or designed by seismic concept.
The longitudinal steel ratio is 2.017%. The axial load ratio is 7%. This paper describes mainly crack behavior, load-displacement hysteresis loop, seismic performance such as equivalent damping ratio, residual displacement and effective stiffness and flexural over-strength of circular reinforced concrete bridge columns with respect to test variable. The regulation of flexural over-strength is adopted by Korea Bridge Design Specifications (Limited state design, 2012). The test results are compared with nominal strength, result of nonlinear moment-curvature analysis and the design specifications such as AASHTO LRFD and Korea Bridge Design Specifications(Limited state design).
Keywords: Aspect ratio, Transverse steel ratio, Hollow column, Seismic performance, Flexural over-strength
1정회원, 제주국제대학교 토목공학과 부교수, 교신저자
*Corresponding author: [email protected] Jeju International University, Jeju-si, 63309, Korea
∙본 논문에 대한 토의를 2017년 2월 1일까지 학회로 보내주시면 2017년 3월호 에 토론결과를 게재하겠습니다.
Copyright Ⓒ 2017 by The Korea Institute for Structural Maintenance and Inspection. This is an Open Access article distributed under the terms of the Creative Commons Attribution Non-Commercial License (http://creativecommons.org/licenses/by-nc/3.0)which permits unrestricted non-commercial use, distribution, and reproduction in any medium,
1. 서 론
철근콘크리트 교각의 내진성능은 최대 휨강도에 도달한 이 후에도 현저한 강성저하 또는 내력저하 없이 소성 변형할 수 있는 연성능력을 말한다. 또한 지진력에 의한 과도한 변형에 저항하는 철근콘크리트 교각의 감쇠에너지, 이력 에너지, 잔 류변형, 탄성변형에너지 등에 의한 에너지 소산 성능을 뜻한 다. 이러한 에너지 소산 능력과 최대 휨강도에 영향을 주는 요 소들은 변형률 경화를 고려한 축방향 및 횡방향철근의 실제 강도, 축방향 및 횡방향철근의 극한변형률, 재령효과가 고려 된 콘크리트 압축강도 및 극한변형률, 축방향철근의 면적비 와 횡방향철근의 체적비 등이 주요한 인자들이다(Ko, 2012;
2014; 2015).
교각에 축방향철근이 동일하게 배근되어 있는 경우 최대 소성모멘트는 횡방향철근이 가장 조밀하게 배치되어있고 교 각이 휨 작용으로 인해 파괴되는 위치인 소성힌지구역의 단
면에서 발생되는 최대 휨강도이다.
휨 초과강도 규정이 2012년에 도로교설계기준(한계상태설 계법, 2000)에 규정되었고 교각의 휨 초과강도에 해당하는 최 대 소성힌지력이 전단력으로 결정된다. 이러한 개념의 규정 들은 Eurocode 8(1996), AASHTO LRFD(2005), ATC-32 (1996), CALTRANS (2002), ATC/MCEER (2001), NZ code (1994) 등과 같은 교량 내진설계기준들에 채택되어 있다.
본 연구에서는 중공 원형 나선철근 기둥의 내진성능과 휨 초과강도를 분석하고자 형상비 4.5인 축소모형 실험체를 제 작하였다. 일정 축력하에서 준정적실험을 수행하였다. 실험 결과와 모멘트-곡률 비선형 해석결과, 설계기준에 규정된 초 과강도 등을 비교하였고 내진성능을 분석하였다.
2. 실험체 및 재하실험
2.1 실험체 제작
단면지름 400 mm, 중공지름 200 mm의 중공 원형단면 기 둥 실험체 3개를 제작하였다. 원형단면 중공 기둥 실험체의 전체 높이는 2,600 mm, 기초 높이 600 mm, 기둥 길이 2,000 mm로 제작하였다. 3개 실험체의 기초상면부터 하중재하 높
Table 1 Test column details and material properties
Specimens
Longitudinal steel Transverse steel Axial load ratio(%)
Designation (%) Spacing
(mm) (%)
1 CH1 SD40-D13 2.016 105 0.460 7(240kN) 2 CH2 SD40-D13 2.016 160 0.302 7(240kN) 3 CH3 SD40-D13 2.016 80 0.604 7(240kN)
Fig. 1 Comparison of confinement steel volumetric ratio
Table 2 Comparison of parameters for spirals spacing
Specimens CH1 CH2 CH3
(%)
Eq. 1 0.652 0.652 0.652
Eq. 2 0.713 0.713 0.713
6 0.783 0.783 0.783
s (mm)
Eq. 1 80.23 80.23 80.23
Eq. 2 73.4 73.4 73.4
6 76.2 76.2 76.2
smin.KDSHB(mm) 73.4 73.4 73.4
Spacing(mm) 105 160 80
smin.KDSHB/spacing 0.699 0.459 0.918 이까지의 형상비(M/VD, shear span-depth ratio)는 4.5이다. 축
방향철근으로 D13 철근을 선정하였다. 횡방향철근 지름은 축 방향철근 지름의 2/5 이상으로 규정하는 도로교설계기준(한 계상태설계법)에 맞추기 위해 D10 철근을 가공하여 사용하 였다. 단면적이 47.73 mm2되도록 철근의 리브(rib)는 남겨두 고 가공하였으며 단면적 비율은 가공 전 상태의 약 3/5이다.
D13 축방향철근과 횡방향철근의 단면적 비율은 0.377이다.
실험체의 횡방향철근은 나선형태로 배근되었다.
2.2 실험변수
본 연구에서는 심부구속철근비를 주요 실험변수로 선정하 여 실험을 수행하였고 실험변수를 Table 1에 정리하여 나타내 었다. D13 철근 20개가 축방향철근으로 배근되었고 축방향철 근비는 2.017%이다. KS B 0801 및 0802규정에 따라 횡방향 철근, 축방향철근에 대하여 철근 인장시험을 수행하였다. 축 방향철근의 항복강도는 482 MPa로 계측되었고 횡방향철근 의 항복강도는 421 MPa로 계측되었다. 콘크리트의 압축강도 ()는 25 MPa로 계측되었다.
축력비는 설계기준에 제시된 식 (1)과 식 (2)로 산정할 수 있다. 계측된 콘크리트 강도를 적용하여 식 (1)과 같이 축력비 를 산정할 수 있다. 식 (2)와 같이 축력비를 산정할 수 있으나 식 (2)에는 계수와 설계기준강도가 적용된다. 본 연구와 같이 재료시험의 결과를 이용하는 경우에는 식 (1)을 적용하여 축 력비를 산정하는 것이 합리적으로 판단되어 축력비 산정에 식 (1)을 적용하였고 이 값을 실험시 축방향력으로 재하하였다.
(1)
(2)
2.3 횡방향철근비
원형단면 기둥의 경우에 소성힌지구역의 심부구속철근비 를 산정하는 방법은 식 (3), 식 (4)로 규정되어 있고 두 식으로
계산된 값 중 큰 값을 사용하도록 하고 있다. 축방향철근의 좌 굴을 방지하기 위해 횡방향철근의 간격은 축방향철근 지름의 6배 이하로 규정하고 있다. 소성힌지구역의 심부구속철근비 를 산정과 관련된 규정들을 적용하여 Fig. 1에 비교하여 나타 내었다. 실험체에 배근된 나선철근 간격들과 도로교설계기준 의 완전연성을 보장하기 위한 횡방향철근비를 Table 2에 나타 내었다. 실험체에 배근된 횡방향철근 간격은 도로교설계기준 에서 규정하는 심부구속철근비의 0.699, 0.459, 0.918배이다.
(3)
(4)
3. 하중재하
재하실험은 Fig. 2와 같이 유압잭을 사용하여 축력을 가력 하였고 Hydraulic actuator를 이용하여 횡방향 하중을 반복 가
Fig. 2 Dimensions of specimens and test setup
(a) CH1 (b) CH2 (c) CH3
Fig. 3 Hysteresis loops 력하는 준정적 실험을 수행하였다. Hydraulic actuator의 하중
용량은 500 kN이고 변위용량은 ±150 mm이다. 축방향력이 재 하되어 있는 상태에서 횡방향 하중이 재하되면 횡변위가 발 생되고 축방향 변형률이 발생되기 때문에 축방향 하중이 변 화하게 된다. 이러한 문제를 방지하기 위해 유압조절장치를 이용하였다. 실험시 재하된 축력은 일정하게 재하 되었다. 실 험 진행은 변위제어방식을 적용하였다. 첫 번째 하중은 변위 비 0.25% 가력하고 그 이후 0.5%씩 증가시키며 진행되었다.
횡방향 하중은 각각의 변위마다 2 cycle씩 반복 재하하였다. 변 위비 3.0% 이후에는 1%씩 증가시키며 6%까지 실험하였다.
4. 실험결과
4.1 하중-변위 이력곡선
Fig. 3에 나타낸 이력곡선은 횡방향 하중 가력기(actuator) 의 하중계(load cell), 변위계로 측정된 횡방향 하중 및 횡방향 변위를 이용하였다. 철근콘크리트 중공단면 기둥의 하중-변 위 이력곡선 상에서 피복콘크리트의 균열 발생에 의해 1차 강 성변화가 발생되었고, 최외측에 위치한 인장철근의 항복으로
인해 2차 강성변화가 발생되었다. 모든 실험체의 재하실험에 서 측정된 하중-변위 이력곡선 상의 최대 횡방향 하중은 공칭 횡력강도를 초과하였다.
횡방향철근 간격을 변수로 하는 CH1, CH2, CH3 실험체의 경우, 최대 횡력강도가 발생된 이후에는 변위비가 증가됨에 따라 강성이 저하되는 경향을 나타내었으며 횡방향 심부구속 철근 간격이 증가될수록 강성저하 거동이 심화되었다. 심부 구속철근비가 완전연성을 보장하기 위한 도로교설계기준의 요구 횡방향철근비가 0.918인 CH3 실험체의 경우, 최대 횡력 강도가 발생된 이후 변위비가 증가되어도 강성 저하는 발생 되지 않는 경향을 나타내었다.
4.2 균열양상
각 실험체의 하중단계(0.5, 1.0, 2.0, 6% 변위비)의 균열양 상을 Fig. 4~6에 나타내었다.
CH1 실험체는 초기균열이 0.25% 변위비에서 소성힌지구 간에 발생되었고 변위가 증가됨에 따라 휨균열이 진전되었 다. 경사균열은 변위비 1.0% 단계에서 나타났다. 소성힌지구 간의 경사균열이 1.5% 변위비에서 S2, S4면에서 교차되었다.
변위비 2.0%에서 경사균열이 진전되었다. 하중재하방향 면 (S1, S3)의 기초상단부터 80 mm까지 콘크리트 박리가 3.0%
변위비 단계에서 관찰되었다. 변위비 4.0% 단계에서 축방향 철근 좌굴과 피복탈락이 관찰되었다.
CH2 실험체의 초기균열 및 경사균열 발생 양상은 CH1 실 험체와 동일한 변위비에서 발생되었으나 균열길이와 균열진 전 양상은 심화되는 것으로 나타났다. 피복탈락의 높이도 280 mm까지 계측되었다.
CH3 실험체의 초기균열, 휨균열, 경사균열 발생 및 진전은 CH1 실험체와 유사하였다. 피복탈락의 높이도 CH1 실험체 와 유사하였다. 횡방향철근비가 완전연성을 보장하기 위한 도로교설계기준의 요구 횡방향철근비가 0.699, 0.918인 실험
S1 S2 S3 S4
700
0 300 200 100 500 400 600 1000 800 900 1300 1200 1100 1600 1400 1500
S1 S2 S3 S4
700
0 300 200 100 500 400 600 800 900 1200 1600 1400 1500
(a) Crack faces (b) 0.5% drift ratio (c) 1.0% drift ratio
S1 S2 S3 S4
700
0 300 200 100 500 400 600 1000 800 900 1300 1200 1100 1600 1400 1500
S1 S2 S3 S4
700
0 300 200 100 500 400 600 1000 800 900 1300 1200 1100 1600 1400 1500
(d) 2.0% drift ratio (e) 6.0% drift ratio (f) Photo of CH1 Fig. 4 Crack patterns of CH1
S1 S2 S3 S4
700
0 300 200 100 500 400 600 1000 800 900 1300 1200 1100 1600 1400 1500
S1 S2 S3 S4
700
0 300 200 100 500 400 600 1000 800 900 1300 1200 1100 1600 1400 1500
S1 S3 S4
700
0 300 200 100 500 400 600 1000 800 900 1300 1200 1100 1600 1400 1500
(a) 0.5% drift ratio (b) 1.0% drift ratio (c) 2.0% drift ratio
S4
700
0 300 200 100 500 400 600 1000 800 900 1300 1200 1100 1600 1400 1500
(d) 6.0% drift ratio (e) Photo of CH2
Fig. 5 Crack patterns of CH2
S1 S2 S3 S4
700
0 300 200 100 500 400 600 1000 800900 1300 1200 1100 1600 1400 1500
S1 S2 S3 S4
700
0 300 100200 500 400 600 1000 800900 1300 1200 1100 1600 1400 1500
S1 S2 S3 S4
700
0 300 200 100 500 400 600 1000 800 900 1300 1200 1100 1600 1400 1500
(a) 0.5% drift ratio (b) 1.0% drift ratio (c) 2.0% drift ratio
S1 S2 S3 S4
700
0 300 200 100 500 400 600 1000 800 900 1300 1200 1100 1600 1400 1500
(d) 6.0% drift ratio (e) Photo of CH2
Fig. 6 Crack patterns of CH3
Fig. 7 Comparison of dissipated energy
Fig. 8 Comparison of equivalent damping ratio 체의 경우는 균열발생 양상이 유사하였고 0.459인 실험체의
경우는 균열발생 양상이 타 실험체에 비하여 심화되었다.
5. 내진성능
5.1 나선철근 간격
철근콘크리트 기둥의 내진성능 평가시 중요한 요소 중의 하나는 하중-변위 이력곡선 상의 에너지 소산 능력이다. 가장 일반적인 형태의 에너지 소산은 하중-변위 이력곡선의 면적 으로 나타낼 수 있는 이력감쇠(hysteresis damping)이다.
축방향철근비가 2.017%이고 나선철근 간격이 각각 105 mm, 160 mm, 80 mm인 CH1, CH2, CH3 실험체의 소산에너지를 Fig. 7 에 나타내었다. Fig. 7에 나타낸 바와 같이 하중재하 초기 단계 에는 모든 실험체의 에너지 소산능력이 유사하나 변위비 2%부 터 횡방향철근 간격이 160 mm인 CH3 실험체의 에너지 소산능 력이 다른 실험체들 보다 감소되는 경향을 나타낸다. 변위비 4%
부터 횡방향철근비에 따라 최종단계까지 격차가 증가하였다.
동일면적법에 근거한 등가점성감쇠비()는 다음의 식 (5) 를 이용하여 산정하였다. 식 (5)의 는 이력곡선의 면적으로 서 에너지 소산량을 나타내고 는 부재에 축적되는 탄성변 형 에너지를 나타낸다.
Fig. 9 Comparison of elastic strain energy
Fig. 10 Comparison of residual displacement
Fig. 11 Comparison of effective stiffness
Table 3 Displacement ductility
Class Specimens
CH1 CH2 CH3
Yielding isplacement 26.41(1.47) 27.54(1.53) 27.15(1.51) Ultimate isplacement 99.12(5.51) 90.03(5.00) 108.02(6.0) Displacement uctility 3.76 3.27 3.98
3.76 3.27 3.98
2.55 2.35 2.64
Fig. 8에 나타낸 바와 같이 축방향철근비가 2.017%이고 횡 방향철근 간격이 105, 160, 80 mm인 경우, 유사한 등가점성감 쇠비 성능을 보이고 있으나 이는 Fig. 7의 소산 에너지의 경향 과 Fig. 9의 탄성변형 에너지의 경향이 유사하여 등가점성감 쇠비에 영향을 주었기 때문이다.
지진하중 작용시 부재의 손상평가를 예측하기 위한 잔류변 형(residual deformation)은 내진성능평가 변수 중의 하나이 다. 반복하중이 작용하는 경우 비선형 이력거동을 보이는 과 정에서 Fig. 10과 같은 영구적인 잔류변형(residual deformation)
이 발생하게 된다. Fig. 11의 유효강성은 식 (6)으로 산정되며 변위비가 증가됨에 따라 유효강성도 감소하는 경향을 나타내 고 있다.
(5)
(6)
5.2 변위연성도
실험결과를 토대로 항복변위와 극한변위를 산정하였다. 항 복변위와 극한변위는 축방향철근 항복강도 및 상세, 횡방향철 근 항복강도 및 상세, 철근의 슬립, 강성변화, 축력비 등의 다양 한 변수들의 영향에 따라 다르게 나타난다. 항복변위는 동일한 에너지 흡수량에 근거하여 산정하였고 극한변위는 최대하중 이 후 80%로 저감되는 변위로 산정하였다. 각각의 항복정의 및 극 한변위를 Table 3에 나타내었고 항복변위 및 극한변위와 함께 괄호 안에 변위비도 나타내었다. 실험체들의 연성능력을 정량 적으로 표현하기 위해 극한변위와 항복변위의 비율로 정의하는 변위연성도(displacement ductility factor)도 정리하였다. 실험 결과에서 도출된 변위연성도()를 기준으로 응답수정계수를 산정하였다. 응답수정계수는 식 (7), (8)과 같이 장주기(long period), 단주기(short period) 기둥으로 구분하여 산정되었다.
(7)
(8)
6. 휨 초과강도
초과강도를 고려한 내진설계는 유럽, 미국, 뉴질랜드 등의 교량 내진 설계기준에 채택되어 있다.
(a) CH1
(b) CH2
(c) CH3
Fig. 12 Moment-Φ analysis and over strength
Table 4 Comparison of over strength
Specimens CH1 CH2 CH3
Moment (kN-m)
Test(1) 225.0 225.3 226.8
Mn(2) 189.4 189.4 189.4
M-φ(3) 185.6 181.7 188.9 KHBD LSD(4) 232.6 232.6 232.6 AASHTO LRFD(5) 241.3 241.3 241.3
(1)/(2) 1.188 1.190 1.197
(2)/(1) 0.842 0.841 0.835
(3)/(1) 0.898 0.868 0.916
(4)/(1) 1.034 1.032 1.026
(5)/(1) 1.072 1.071 1.064
(1)/(3) 1.113 1.153 1.092
(2)/(3) 1.937 1.969 1.912
(4)/(3) 1.151 1.190 1.120
(5)/(3) 1.194 1.235 1.162
상기의 설계기준들에는 교각의 휨 초과강도를 고려하여 교 각에 작용하는 최대 전단력을 산정하도록 규정하고 있다. 도 로교 설계기준(한계상태설계법, 2012)에도 규정되어 있다. 이 러한 초과강도를 규정하는 이유는 교량이 지진에 의해 파괴 되는 경우에도 교각이 보유한 소성회전성능을 완전하게 발휘 할 수 있도록 교량의 다른 구성요소들과 교각이 취성파괴 되 지 않게 하기 위함이다. 교각의 전단설계 단계에서 교각에 작 용되는 횡하중 설계전단력을 결정할 때 단면해석을 수행하여
휨 초과강도를 산정한 후 이 값을 전단력으로 변환하여 적용 하도록 규정되어 있다. 본 연구에서는 Fig. 12와 Table 4에 나 타낸 바와 같이 각 실험체에 대해 등가 직사각형 응력분포를 적용하여 계산된 공칭강도, Mander 등이 제안한 콘크리트 재 료모델을 적용한 비선형 모멘트 곡률(M-φ) 해석, 도로교 설 계기준(한계상태설계법, 2012)과 AASHTO LRFD의 규정을 적용하여 휨 초과강도를 산정하고 평가하였다. 횡방향철근비 에 따라 공칭강도에 대한 실험값의 비율이 1.188~1.197의 범 위로 나타났다. 축력비에 따라 실험결과와 초과강도 해석 값 들이 다르게 나타나고 있으나 축력비가 7%인 경우에는 실험 값과 도로교 설계기준(한계상태설계법, 2012)의 초과강도 값 의 비율이 1.034~1.026으로 가장 작게 나타났다.
7. 결 론
본 연구에서는 횡방향철근비를 주요변수로 선정하였고 축 방향철근비가 2.016%이고 형상비 4.5인 축소모형 중공단면 나선철근 실험체에 대한 실험을 수행하여 균열거동, 내진성 능, 초과강도 등을 비교, 분석하였으며 다음과 같은 결론을 얻 을 수 있었다.
1) 모든 실험체에서 초기 균열 발생 및 균열 진전은 주요 변수 들과 관계없이 대체로 유사한 경향을 나타내었다. 하중-변 위 관계에서 1차 강성변화는 피복콘크리트의 균열 발생, 2 차 강성변화는 최외곽 인장철근의 항복에 의해 발생되었 다. 모든 실험체의 최대 횡하중은 공칭 휨 횡력강도를 초과
요 지 : 형상비(M/VD, shear span-depth ratio)가 4.5인 축소모형의 원형기둥 실험체 3개를 제작하였다. 철근콘크리트 기둥 실험체의 단면 은 원형이고 중공단면으로 제작되었다. 철근콘크리트 기둥 실험체의 단면 지름은 400 mm, 중공 지름은 200 mm이다. 일정한 축력 하에서 반복 하중을 가력하는 준정적 실험을 수행하였다. 실험체의 주요변수는 횡방향철근비이다. 모든 실험체의 횡방향 나선철근 체적비는 소성힌지 구 간에서 0.302~0.604%의 값을 갖는다. 이 값은 도로교설계기준에서 요구하는 최소 심부구속철근 요구량의 45.9~91.8%에 해당하며, 이는 내진 설계가 되지 않은 기존 교각이나 내진설계개념으로 설계되는 교각을 나타낸다. 본 연구의 최종목적은 실험적 기초자료의 제공과 함께 성능단 계별 균열거동, 하중-변위 이력곡선, 에너지 소산 능력, 등가점성감쇠비, 잔류변형, 유효강성 등 내진성능의 정량적 수치와 경향을 제공하기 위 한 것이다. 본 논문에서는 실험결과를 통해 분석된 실험변수에 따른 실험결과들을 공칭강도, 비선형 모멘트-곡률 해석 결과, AASHTO LRFD 및 도로교설계기준(한계상태설계법)과 같은 기준들과 비교하였다.
핵심용어 : 형상비, 횡방향철근비, 중공 단면, 내진성능, 휨 초과강도 하였다. 횡방향철근 간격이 최대 횡력강도에 도달된 이후 에 강성저하에 영향을 주는 것으로 나타났다.
2) 모든 실험체의 에너지 소산능력은 하중재하 초기 단계에 는 유사하게 나타나지만 변위비 2%부터 횡방향철근 간격 에 따라 에너지 소산능력이 다르게 나타났다. 최종단계에 서는 횡방향철근 간격이 160 mm, 105 mm, 80 mm인 경우, 9,319 kN-m, 11,004 kN-m, 15,330 kN-m의 값을 나타내었 다. 탄성변형에너지의 경향도 에너지 소산능력의 경우와 유사하게 나타났고 이러한 영향으로 횡방향철근 간격은 다르지만 등가점성감쇠비 성능이 모든 실험체에서 유사 하게 나타났다.
3) 모든 실험체의 축방향철근비가 2.016%로 배근되어 항복 변위가 26.41~27.54 mm로 다소 크게 산정되었고 이러한 영 향으로 변위연성도의 값은 3.27~3.98의 범위로 산정되었다.
4) 본 연구의 실험결과와 등가 직사각형 응력블럭을 적용하여 산정된 공칭강도, Mander 등이 제안한 콘크리트 모델을 적 용하여 산정된 M-φ 비선형 해석, AASHTO LRFD, 도로교 설계기준 등의 초과강도 규정을 적용하여 비교하였다. 축 방향철근비가 2.016%로 일정하고 횡방향철근비가 다른 경 우에 등가 직사각형 응력블럭을 적용하여 산정된 공칭강도 는 동일하지만 재료 비선형 모멘트-곡률 해석 결과는 횡방 향철근비에 따라 다르게 나타났다. 실험값에 대해서 모멘트- 곡률 해석 결과가 1.092~1.153로 공칭강도보다 1.188 ~1.197 인 예측결과보다 실험값에 근접하였다. 실험결과와 도로교 설계기준의 초과강도의 비가 1.026~1.034로 나타나 AASHTO LRFD의 결과보다 초과강도 예측이 우수하였다.
감사의 글
이 논문은 2016년도 환경부지정 제주녹색환경지원센터의 연구비 지원에 의해 연구되었으며 이에 감사드립니다.
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Received : 08/08/2016 Revised : 12/08/2016 Accepted : 12/12/2016
