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1.서 론
최근 빈번한 국내·외의 지진발생으로 기존 건축물에 대한 내진성능평가 와 내진보강에 대한 관심이 증대되고 있는 상황에서 한국시설안전공단에 서 2004년에 기존건축물의 내진성능 평가 및 향상요령[1], 2011년에 동 개 정판[2], 2013년에 동 해설집[3]이 발간되어 국내의 내진성능 평가실무에 많이 활용되고 있으며 2014년에 시설물 안전관리에 관한 특별법[4]의 개 정에 따라 내진성능평가가 의무화되어 그 활용도는 더욱 증가 될 것으로 보 인다. 한편 국내의 내진성능 평가분야는 어느 정도 정착단계이나 내진보강 분야는 평가분야에 비하여 구체적인 방법이 정립되지 않은 상황이다. 또한 내진성능평가 결과 내진보강이 필요한 것으로 평가된 기존건축물의 실제 내진보강의 수행률이 저조 한 현실이다. 이는 첫째로 관리주체가 공사비 부 담 및 내진보강의 필요성을 인식하지 못하고 ,둘째는 입주자 및 관리자가 공 사기간에 일시적으로 대체시설물을 확보해야 하는 문제가 있으며, 셋째로 보강공사 시 내부 기기, 설비의 일시적 이동이 필요하며, 그 밖에 관공서 등 공공시설물의 공사 중 보안시설 개방에 따른 부담, 공사로 인한 따른 소음 및 진동과 개구부 폐쇄 등 입면의 변화, 거주환경의 변화에 대한 거부감 등 을 지적 할 수 있다.
기존의 내부접합에 의한 강도상승형 내진보강은 전단벽이나 골조에 의 한 보강부재(철골브레이스, 팬널 등)를 기존 골조의 내부에 삽입하여 후설 치 앵커 등의 전단연결재로 접합하는 방법으로써 보강 후 건물의 수평강도 향상에 매우 효과적인 방법이지만 전술한 공사 시 일시적 퇴거 등의 단점이 있다. 국외의 경우 기존건물의 내진보강 공사 중에도 건물의 사용이 가능한 외부접합에 의한 내진보강이 공공건축물 중심으로 선호되며, 국내의 경우 도 최근 증가추세이다. 그러나 외부접합은 기존골조와 보강부재의 편심발 생 등에 의한 보강설계 및 접합부공사가 어렵다는 단점이 지적되고, 외부접 합에 의한 내진보강 관련 시방서, 명확한 보강계산 지침서가 없는 것이 현실 이다. 한편 외부보강에 대한 연구와 실적이 비교적 많은 일본에서는 방재협 회의 기존 철근콘크리트조 건축물의 내진개수설계지침[5]과 기존 철근콘 크리트조 건축물의 외측내진개수매뉴얼[6]이 있고, 미국은 FEMA356 [7] 등이 있어 외부접합에 의한 내진보강의 지침서로 활용되고 있다.
본 연구는 주로 내부접합에 의한 철골브레이스 강도상승형 으로 내진보 강 된 기존 RC건축물의 보강 후 성능평가에 대한 연구[8]에 이어서 외부접 합으로 내진보강 된 기존 RC건축물에 대하여 ①후설치 앵커의 종류, 강성 과 배열, 접합부 콘크리트의 강도 등 접합부의 영향이 보강효과에 미치는 영 향과 ② 한국시설안전공단 평가요령[3]의 보강후 성능평가를 위한 접합부 비선형속성부여와 성능평가 절차 및 ③보강계산의 과정에서 실무자들이 요소설계에서 고려해야 할 점 등을 중심으로 일본방재협회의 외부접합 관 련 지침서[5], [6]의 내용을 참고하여 서술한다.
2.기존 연구고찰
2.1.외부접합보강공법의 개요
2.1.1.외부접합보강의 거동특성
내부접합보강과의 차이점
외부접합은 Fig. 1과 같이 주요 보강재인 철골브레이스와 이를 거치하 기 위한 보강골조(기둥, 보)로 구성된 단위보강구면을 기존건물의 외부에 접합하는 방법이다. 내부접합보강법과 외부접합보강법의 차이를 Table 1 과 같이 보강설계상의 검토항목, 시공실적 등에 대하여 기술하였다. 주요 차이점은 외부접합에 의한 기존부와 보강부의 편심 발생에 의하여 편심모 멘트의 발생과 이에 따른 접합부의 인장력이 발생된다. 또한 내부접합과 달 리 기존 골조에 의한 구속효과를 기대 할 수 없어 접합부의 전단변형이 발생 되는 점과 지진력에 의한 보강부의 추가 연직하중을 부담해야 하는 점 등 기 존의 내부접합에서는 고려하지 않아도 되는 영향에 대한 검토가 필요하다. 이에 따라 외부접합의 경우 보강면 개소 선정, 전단변형을 고려한 보강접합 부의 설계 등 내부접합보다 면밀한 검토가 요구된다.
편심에 의한 거동특성
Fig. 2와 같이 외부접합부에 편심모멘트로 인하여 전단력과 내부접합 에서는 발생되지 않는 인장력이 작용한다. 수평력을 전달하는 보의 전단연 결재는 기존건물의 외부 골조에 배치하는 것이 일반적이므로 접합부의 인 장력에 의하여 예상지진을 넘는 규모의 지진에 의한 손상으로 보강브레이 스가 면외방향으로 탈락하여 피난도로를 막거나 인명손상을 가져오는 2차 피해가 발생 할 수 있다. 따라서 보강골조의 철골브레이스 접합부 설계에서 는 보강골조에 대한 탈락방지근이 필요하다. 탈락방지근의 배치는 후설치 앵커, 전단연결재의 정착깊이를 확보하는 방법과 PC강재, 전단연결재를 관통하는 방법 등이 있다.
보강골조에 의한 추가 연직하중
외부접합에서의 거동특성 중 하나는 지진하중 부담에 의한 추가 연직하 중의 발생이 있다. Fig. 3에서와 같이 보강구면 설치에 따라 지진하중은 ① 기존부의 보에서 보강보로 전달되고, ② 보강보에서 보강브레이스로 전달 되어 다시 연직성분에 의해 보강기둥으로 전달되고, ③ 기존기둥으로 전달 되는 형태를 구성한다. 일본방재협회의 지침서[5, 6]에서는 보강골조의 설 치로 지진하중에 의한 추가 연직하중을 기존 RC기둥에 전달 할 수 있도록 설계하라고 제시한다. 또한 실제의 설계에서는 추가 연직하중을 기존 RC 기둥에 전달 할 수 있는 전단연결재의 설계를 수행하여도 기존부와 보강부 의 완전 일체화를 기대 할 수 없으므로 기존 RC기둥이 축력지지능력에 한 계가 존재한다. 따라서 추가 연직하중은 기존기둥이 부담한다는 전제하에 보강설계가 가능하며 만일 기존기둥이 추가 연직하중을 부담하지 못하는 경우에는 기존기둥의 축력지지능력 초과분에 대하여 보강기둥이 항복하지 않게 설계 하도록 제시하고 있다.
2.1.2.보강부의 파괴형식
기존연구[8]에서와 같이 철골브레이스보강은 기존 RC골조부, 신설되 는 철골골조부 및 이를 매개하는 보강접합부 3가지 요소로부터 구성된다. 보강 후 저항형식은 각각의 구성요소 강도와 연성이 철골브레이스 보강부 전체의 강도ㆍ변형관계 및 파괴형식에 따라 Table 2와 같이 3가지 형식으 로 분류해서 고려할 수 있다.
TypeⅠ(강도ㆍ연성저항형)은 보강재인 인장브레이스에 인장항복 또 는 압축브레이스에 좌굴이 일어나고 기존 RC기둥이 휨파괴 또는 전단파괴 되는 경우로 가장 이상적인 파괴형태이다.
TypeⅡ(연성저항형, 전체휨파괴)는 기존 인장기둥이 전도에 의해 인장 항복 또는 압축기둥이 압괴해서 전체 휨파괴 되는 경우로 기존기둥의 주근 량이 적고, 보강부 연직하중도 작을 때 이 파괴가 일어난다. 기존 RC기둥 이 인장ㆍ압축의 반복하중을 받으면 후설치 앵커가 휨모멘트의 영향으로 인발됨으로써 파괴되어 보강부 전체가 전도로 인해 휨파괴 되는 경우이다.
TypeⅢ(기초회전 파괴형)는 기존 RC기둥 및 보강브레이스의 파괴 없 이 기존 RC지중보와 직교보의 휨파괴, 기초가 부상, 회전파괴 되는 경우이 다. 모든 형식에 대하여 접합부는 파괴되지 않아야 하고 TypeⅡ와 TypeⅢ 는 보강부재를 강화해도 일정값 이상의 보강효과를 기대 할 수 없으므로 주 의해야 한다. Fig. 4는 Type에 따른 파괴형식을 나타낸다. 일본방재협회의 지침서[5, 6]에서는 외부접합으로 보강을 계획하는 경우에는 되도록 강도 ㆍ연성저항형 (TypeⅠ) 보강을 목표로 하는 것을 권고하고 있다.
2.2.외부접합부 고찰
2.2.1.전단저항 매커니즘
접합부는 보강브레이스의 전단력을 보강부재에 원활하게 전달토록 설 계해야 한다. 후설치 앵커로 대표되는 접합부의 전단저항 매커니즘은 Fig. 5 와 같이 ① 후설치 앵커의 다윌저항, ② 전단키 등에 의한 전단저항, ③ 압 축력 작용 시 마찰저항, ④ 접합면 처리 상태에 따른 부착저항과 같이 4가지 로 분류 할 수 있으며 전단키 저항 및 부착저항과 같이 어느 정도의 전단변 형에서 강도를 발휘하는 경우와 다윌저항과 같이 수 mm의 미세한 전단변 형이 발생하여 전단강도를 발휘하는 경우, 마찰저항과 같이 전단변형과 관 계가 없는 경우로 분류 할 수 있다.
본 연구에서 다루는 외부접합 전단키에 의한 전단저항과 마찰저항의 경 우 내부접합과 같은 기존부의 구속효과를 기대 할 수 없으므로 후설치 앵커 의 다윌저항과 접합면 처리 상태에 따른 부착저항이 주요 저항요소이며, 2 저항 요소는 모두 전단변형과 밀접한 상관관계가 있다. 따라서 본 연구에서 는 후설치 앵커의 다윌저항과 접합부 부착저항에 대해서 전단변형을 고려 한 강도평가에 대하여 논한다.
국내의 내진보강에 사용되는 앵커에 의한 접합부 관련 연구의 경우 기존 부의 콘크리트 강도를 고려하지 않고 주로 후설치 앵커의 강도에 초점이 맞 추어진 연구가 수행되었으며 이는 내부접합을 상정한 경우로써 외부접합 의 경우는 별도의 강도평가가 필요하다. 한편 윤수용[9] 등의 내진보강용 후설치 앵커의 전단성능에 관한 실험적 연구에서 노후화된 기존 콘크리트 건축물을 보강하기 위해서는 기존 콘크리트강도가 신축건물에 비해 상대 적으로 낮기 때문에 앵커의 성능에 대한 불확실성이 존재하며, 특히 내진보 강을 위한 접합용도로 앵커가 사용되는 경우에 앵커의 전단변형이 보강부 재의 효과에 큰 영향을 미치게 된다고 지적하였다. 또한 콘크리트용 후설치 앵커의 성능에 대한 콘크리트강도와 균열, 하중 프로토콜의 영향 등을 변수 로 단조 및 반복 가력시험을 통하여 후설치 앵커는 자체의 강도, 강성, 또는 에너지 소산 성능으로써 내진보강에 기여하기 보다는 신뢰도 있는 접합부 를 구성하는 것이 주된 목적이다. 그러므로 현행 내진성능 향상요령[2]에서 와 같이 강도저감계수를 1.0으로 하기 보다는 현행 콘크리트구조기준상의 강도감소계수를 적용하는 것이 강도와 변위성능 확보 측면에서 바람직하 다고 제안하였다.
2.2.2.후설치 앵커의 다윌저항
외부접합부의 전단에 대한 주요 저항요소인 다윌저항의 매커니즘에 대 해서 Matsuzaki 등[10]의 PC접합부의 실험과 해석에 의한 다윌저항 연구 에 대하여 고찰한다. 외부접합부의 전단저항 매커니즘은 Fig. 6과 같이 접 합부 상․하부 콘크리트의 앵커는 전단력 q에 의하여 콘크리트내부에서 전 단변형이 발생하여 콘크리트의 반력을 받는다.
이때 단위길이당 반력을 iPs(x)로 정의하며, 상․하부 콘크리트의 수평반 력계수 ikc (실험값)가 깊이방향으로 일정하다고 가정 할 때 앵커의 휨변형 에 의한 기본방정식은 (1)과 같다. 접합면에서 깊이방향x로의 앵커 회전각 θx , 휨모멘트 Mx , 전단력 Qx 로 식 (2)와 같이 구해진다. 접합면에서 깊이 x에서의 단위길이당 접합면에서 절대값이 같고 반대방향의 전단력이 발생 하기 때문에 상대변위가 발생하지만 회전이 발생하지 않는다. 따라서 접합 면에서 Qx 만이 존재, 휨모멘트 Mx 작용하지 않는다. 상·하부 콘크리트의 각 수평반력계수 ikc (N/mm3)는 실험식으로 (3)과 같이 앵커의 비선형성 구현한 값이다. 식 (1), (2), (3)에서 ikc ·ds 및 EsIs 가 일정하다고 가정 할 때, 경계조건에 의한 이론해를 구하면 깊이 x에서 앵커의 변위 y 및 휨모멘 트 M은 식 (4)와 식 (5)로 성립한다.
x : 접합면에서의 깊이(mm), y : x 깊이에서의 앵커의 변위(mm),
Es : 앵커의 영계수(N/mm2), iσb : 접합부 콘크리트강도(N/mm2),
iδsd : 후설치 앵커 전단변형량(mm),
앵커의 변형관계 계산식은 앵커가 항복점에 이르기까지는 식(4) 및 식 (6)에 의하여 구하고 국부항복점의 다윌 저항력이 최대 휨모멘트 Mmax 가 발생하는 앵커의 단면이 전소성 휨모멘트 Mp에 도달 시점에서의 앵커의 전단강도(q)를 구한다 
는 콘크리트 압축강도가 작은 부분의 앵커 값을 적용한다. 식 (4)∼(6)에 의하여 상하부 콘크리트의 각 후설치 앵커에 발생되는 Mmax 및 접합면의 전단변형iδsd는 식 (7) 및 식 (8)에 의하며 iMmax 가 발생하는 부분의 접합면에서의 깊이 (ilm ) 및 (il0 )는 식 (9)에 의한다. 이러한 방법으로 후설치 앵커에 대한 전단 력Qdwl과 변형δsd과의 관계를 앵커의 직경, 콘크리트강도 등을 변수로 하 여 Fig. 7에 표시한다. 후설치 앵커의 강성은 콘크리트강도 및 후설치 앵커 의 직경이 커질수록 큰 값을 보이며, 후설치 앵커 항복 시의 전단력은 콘크 리트의 강도 및 후설치 앵커의 직경, 항복강도가 커짐에 따라 상승되는 경향 을 알 수 있다. 따라서 외부접합의 후설치 앵커의 다윌저항과 전단변형은 상관관계가 존재하므로 접합부의 콘크리트강도 및 후설치 앵커의 적용범 위를 고려해서 설계해야 한다. 또한 Fig.7, Table 3과 같이 후설치 앵커 기 준식과의 비교에서 후설치 앵커의 다윌저항만을 고려할 때 일본은 강도대 비 42∼61%, 국내는 46∼63%정도의 강도 값을 보여 앵커 설계 시 감소 계수의 반영이 필요하다.
2.2.3.접합부 부착저항 고찰
Fig. 5(d)의 부착저항은 다윌저항과 함께 외부접합의 주요 저항요소이 다. 기존골조의 내부에 철골브레이스 등 보강재를 설치, 접합하는 내부접 합은 전단변형이 주변의 기존 골조요소에 의하여 변형이 구속되고, 이에 따 라 접합면에 압축력이 작용하여 마찰저항을 기대할 수 있다. 이에 반하여 외부접합의 경우에는 주변의 기존 골조에 의한 구속효과를 기대 할 수 없기 때문에 전단변형을 억제하는 것이 매우 중요하다. 이를 위해서 접합면에 적 절한 면처리 등에 의하여 충분한 부착저항을 발휘 할 수 있도록 시공단계에 서의 적절한 조치를 통하여 후설치앵커에 발생되는 전단변형이 다윌저항 과 부착저항에 의하여 억제하도록 설계에 유의하라고 일본방재협회의 지 침서[7, 8]에서는 지적하고 있다. 그러나 부착저항에 의한 전단강도는 접합 면의 면처리의 정도와 정량적 평가 및 후 설치 앵커량, 접합면에 작용하는 응력상태 등에 따라 달라지며 지진력에 의한 반복하중에 의하여 부착저항 력은 급격히 상실 하게 된다는 점을 고려하여 일본방재협회의 지침서[5], [6]에서는 안전측으로 앵커의 전단강도에 부착저항을 반영하지 않고 원칙 적으로 앵커의 다윌 저항력만을 고려하며, 실험 등의 근거를 제시 할 때 설 계에 반영하라고 제시한다. 따라서 부착저항의 설계에 반영이 필요하면 국 내에서도 실험, 연구를 통하여 접합면의 상태에 따른 정량적인 부착저항값 제시가 필요하다.
2.2.4.접합부의 강도평가
전술 한 바와 같이 외부보강에 의한 접합부의 주요 전단저항요소는 후설 치 앵커의 다윌저항과 콘크리트접합면 상태에 따른 부착저항이며 2종류의 저항요소는 전단변형값과의 밀접한 관계가 있으므로 설계에서는 부재의 목표성능에 상응하는 강도를 확보 할 수 있도록 접합부에 발생하는 전단변 형량이 허용범위내에 존재하는 지를 확인하여야 한다. 또한 Fig. 7에서와 같이 주로 내부접합을 상정한 기존의 강도식과는 차이가 있는 것이 확인되 어 외부접합의 경우 국내 앵커의 전단강도식에 별도의 강도저감계수를 적 용 할 필요가 있다. 또한 이때의 허용 전단변형량을 정의하는 것은 어려운 작업이나 Matsuzaki 등[10]은 접합부가 기존부와 일체형의 경우와 동등 한 구조성능을 발휘하기 위한 전단변형량을 2 mm로 제안하였다.
Matsuzaki 등[10]의 연구에서 다윌저항력만을 검토 할 때 유효묻힘깊 이가 확보된 부착식앵커(le = 6.5 da )의 실험결과에서 전단변형 2.0 mm정 도의 전단변형은 층간변형각 환산 1/1,500∼1/2,000정도(층고 3∼4 m 의 경우)로, 파괴시의 기존부재와 보강부재의 일체성에 큰 영향을 미치지 않을 것으로 판단하여 후설치 앵커의 허용 전단변형을 2.0 mm로 제한하 여 기존 앵커의 전단강도식에 대한 강도저감계수(ϕs,J )를 설정하였다. 강 도저감계수 ϕs,J =0.7은 전단변형이 2.0 mm가 되는 시점의 강도에 해당 한다. 전단변형이 2.0 mm가 되는 시점의 다윌저항력으로 평가하면 Table 3에서와 같이 ϕs,J =0.42∼0.61에 해당되나, 접합면에 0.7 N/mm2의 부착 저항력을 고려한다면 ϕs,J =0.69이상이 됨을 실험과 해석결과에서 얻을 수 있다. 따라서 후설치 앵커의 기존의 전단강도식 Qa는 전단변형을 허용치 2.0 mm이하로 제한하기 위하여 일본방제협회 [5],[6]에서에서는 앵커의 강도저감계수 0.7을 적용하는 것을 원칙으로 하고 요소실험, 골조실험 등 의 특별한 조사나 연구 등에 의한 경우에는 해당 수치를 적용하라고 제시 한다. 따라서 강도저감계수(ϕs,J )는 일본식의 경우 0.7과 같으며, 국내식 또한 Table 3에서와 같이 그 이하의 저감계수를 적용하여 외부접합의 접 합부설계에 반영이 필요하다. 국내식의 경우 전단을 받는 앵커의 파괴 유 형에서 외부접합의 경우 기존 구조물의 보와 기둥에 길이방향으로 설치되 므로, 콘크리트 프라이아웃파괴와 콘크리트파괴를 배제한 강재파괴만 검 토하였다.
2.3.보강설계 검토사항
기존연구 고찰결과와 일본방제협회 [5],[6]에서 제시하는 외부접합의 설계 및 성능평가에 대한 검토사항을 정리하면 다음과 같다.
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접합부가 파괴되면 기존부와 보강부의 일체성을 손실하여 보강효 과가 급격히 저하되므로 접합부는 타 부위 파괴에 선행되지 않도록 한다.
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보강브레이스의 강도를 확보하기 위해서 브레이스를 거치하는 보강 골조와 기존RC부재의 전단연결재는 지진시에 균열과 전단변형 등 에 대한 손상이 발생하지 않도록 충분한 강성과 여력을 확보해야 한다.
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기존부와 보강부의 편심에 따라 접합부는 인장이 발생하므로 보강골 조의 면외방향 탈락을 방지하는 설계를 해야 한다.
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접합부 전단연결재에 작용하는 인장, 전단력에 의하여 기존RC부재 가 내부접합에 비하여 쪼갬파괴가 쉽게 발생하므로 접합부를 안전측 으로 설계하기 위하여 기존부 콘크리트강도는 원칙적으로 18 N/mm2 이상을 대상으로 한다.
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보강방향만의 지진력만이 아닌 보강부와 직교방향의 지진력에도 전 단변형을 최소화하고 평면적으로 편심율이 최소가 되도록 한다.
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철골브레이스 보강부가 외기에 접하는 경우가 많아 내구성 확보를 염두에 둔 설계를 한다. 특히 한랭지의 동결․융해에 대비한 설계를 한다.
3.예제건물 내진성능평가
3.1.개요
한국시설안전공단 요령[2]의 내진성능 향상편에서 제시하는 내진성능 향상절차와 이를 토대로 보강부의 각 파괴형식을 고려한 설계방법을 Fig. 8 에 수록한다. Fig. 8(좌)와 같이 기존 건축물의 평가결과 목표로 하는 성능 수준을 만족하지 못함에 따라 결함부재 혹은 다른 부분을 보강하여 전체적 인 성능수준을 만족하도록 하는 경우 보강에 따른 강도, 강성, 변형능력의 변화를 고려하여 성능향상 이후 구조물의 내진성능수준을 다시 평가하여 야 한다. 또한 기존 구조물과 새로 설치되는 부분 사이의 접합부와 보강재 증설로 인한 중량 증가가 발생할 경우 등에 대하여도 고려하여야 한다. 본 장에서는 [2]의 절차대로 외부접합으로 내진보강 된 예제건물에 대하여 보 강 후 성능평가에 대하여 논한다.
3.1.1.평가개요 Flow
Fig. 8(우)와 같이 설계자는 ① 보강이 필요한 건물에 대하여 개략적인 보강량(브레이스단면)과 이에 따른 브레이스의 수평강도를 산정하고 ② 외부 브레이스 설치에 따라 기존기둥의 지진력에 의한 추가 연직하중과 해 설집[3]의 목표성능에 따른 층간변형각을 고려하여 최대 부담 하중에 대하 여 검토한다. 다음으로 ③ 신설되는 보강부재주변의 개구부, 조적허리벽 을 고려하여 브레이스의 수평강도에 따른 각 파괴 형식을 결정 한 후, ④접 합부의 성능에 따른 비선형속성을 기존연구 고찰을 참고하여 부여하고 전 체모델링을 작성한다. 다음으로 ⑤ 목표성능에 대한 구조해석을 통하여 목 표성능을 확인하여 보강 후 성능평가를 수행한다. 마지막으로 ⑥ 기존부와 신설 보강부의 접합부 검토와 기초검토를 수행하는 순서를 제안한다.
3.1.2.예제건물 개요
예제 건물로는 내진성능평가에서 목표성능을 만족하지 못하는 A, B건 물을 선정하였으며 Fig. 9와 Fig. 10은 각각 기준구조평면도, 외부보강구 면의 위치를 표시한다. A건물의 경우 B건물보다 상대적으로 강도가 크고 출입구의 문제로 보강면을 엇 배치 한 경우이며, 최상층의 중량이 작아 비 정형성이 B보다 강한 조건을 상정한다. B건물의 경우 순수골조로 구성된 비교적 강도가 작은 건물을 선정하였다. 예제건물 모두 개구부 조적허리벽 이 설치된 경우이며, 공공건축물의 용도로 사용되고 지진구역 Ⅰ, 지반조 건 SD를 상정한다. 또한 내부보강과의 비교를 위하여 보강개소, 보강재의 단면은 기존 내부보강[8]과 동일한 조건을 상정하였다. 보강브레이스 및 보 강골조는 건축물의 성능을 목표수준까지 향상시킴과 동시에 브레이스 자 체의 성능수준도 건축물의 목표성능수준을 만족하도록 설계하였다. 예제 건물의 개요 및 목표성능은 Table 4, 5와 같다. 평가를 위한 구조해석은 MIDAS GEN 프로그램을 사용하였다.
건설연도는 A가 1999년으로 강도는 실측값인 콘크리트강도 하한값 21 MPa, 평균값 25.2 MPa를 사용하였고 철근강도는 [3]의 ‘표 3.3.1’의 1999년의 하한값 300 MPa, 평균값 375 MPa을 따랐다. B건물은 1986 년 준공으로 콘크리트강도는 하한값 15 MPa, 평균값 18 MPa을 따랐고 철 근의 항복강도는 하한값 240 MPa, 평균값 300 MPa을 따랐다. 성능평가 시 힘 지배거동은 하한 값, 변위 지배거동은 평균값을 사용하였다.
3.2.예비계산, 보강부재 및 인접기존부재 강도계산
3.2.1.추가 연직하중에 대한 기존기둥 검토
외부 보강 골조설치에 따라 추가되는 연직하중은 기존 기둥이 부담해야 하며 다음수순으로 검토한다.
3.2.2.파괴형식
철근콘크리트부재의 강도는 건축구조기준(KBC2009)[11]과 한국시 설안전공단 요령[2]을 따르며, 변형지배거동의 경우 공칭강도와 평균강도 의 차이를 고려하여 철근의 항복강도 fy 대신 fye = 1.25fy와 콘크리트의 압축강도 fck대신 1.20fck를 사용하여 강도를 산정한다. 또한 설계에서 사 용되는 강도감소계수 ϕ는 기존건물의 평가 및 보강에는 적용하지 않는다. 각 형식에 따른 예비 강도계산값은 Table 7과 같으며 2개의 예제건물 보강 구면에 대하여 ①기존RC기둥과 보강브레이스파괴형(TypeⅠ), ②기존 RC기둥의 전도에 의한 휨파괴(TypeⅡ), ③보강부 인접부 기존 RC지중보, 직교보, 경계보 파괴에 의한 기초회전파괴(TypeⅢ)에 필요한 수평강도를 각각 계산하여 파괴 형식을 산정 한 결과, 모두 TypeⅠ으로 결정되었다.
3.2.3.비선형모델 작성
접합부의 해석모델은 Fig. 12와 같이 기존부의 지진력을 접합부 스프링 에 의하여 보강부에 전달하도록 작성하고, 이때의 접합부 스프링은 전단력 만을 전달하는 스프링으로 가정하였으며 전단스프링의 비선형속성을 위한 물성값은 Matsuzaki 등[10]의 기존 연구를 참고하여 설정하였다. Matsuzaki 등[10]은 기존부와 보강부의 상대변위와 전달되는 전단력과의 관계를 실 험과 해석을 통하여 Fig. 7과 같이 기존부의 콘크리트강도, 앵커의 항복강 도를 변수로 후설치 앵커의 전단력과 변형과의 관계를 상정한 결과에 따라 본 연구에서는 앵커의 항복강도를 기준으로 Fig. 13과 같이 접합부 스프링 을 항복 이후 제2의 항복강도를 갖는 Tri-linear로 접합부 비선형 속성을 부 여하였다.
비선형속성 값은 Fig. 7을 따르며 앵커의 위치에 따른 부담 전단력을 파 악하고 접합부 해석의 편의를 위하여 실제 앵커의 배치를 Fig. 12, Table 9 와 같이 단순화하여 치환한다. 이때 치환된 앵커는 기존연구 Matsuzaki 등 [10]의 Fig 7과 같이 동일한 전단력 전달이 되도록 EI와 앵커의 단면적을 산정한다. Table 8은 2단계 상세평가를 위한 기존부재 구조요소의 모델링 파라메터를 한국시설안전공단 요령[3]에 따라 산정하였다. 보강골조 및 보 강브레이스부재는 Truss요소로 모델링하고 전단스프링은 전단힌지속성 으로 부여한다. 평가를 위한 전체 구조해석모델 및 접합부 해석모델은 Fig. 14와 같다. 예제건물에 대한 보강 후 성능평가는 선형정적해석(1단 계)과 비선형정적 푸시오버해석 수행(2단계)[12]로 평가하며 비선형정적 푸시오버해석은 김태완[13]의 방법을 참고한다. 평가방법은 한국시설안 전공단 요령[3]의 기준에 따른다.
3.3.보강후 성능평가 결과 및 분석
3.3.1.목표성능 고찰
1단계 상세평가결과 성능수준을 Table 10과 Table 11에 제시하였으며 보강전 조적허리벽의 영향으로 A건물과 B건물 모두 붕괴위험(C)으로 목 표성능을 만족하지 못하였으나 보강후 내진성능이 향상된 것을 알 수 있다. 특히 B건물의 성능수준이 붕괴위험(C)에서 인명안전(LS)으로 향상되는 효과가 있는 것을 알 수 있다. 안충원[8]의 내부접합의 경우 두 건물 모두 LS 이상을 만족하였으나 외부보강에서는 A건물은 성능수준이 붕괴위험(C) 에서 붕괴방지(CP)로 향상은 되었지만 목표성능(LS)을 만족하지 못하는 결과가 나타났다.
2단계 상세평가결과 또한 장변방향으로 보강을 하므로 두건물의 장변 방향 성능 수준을 Table 12와 Table 13에 제시하였다.
TypeⅠ을 상정한 보강 후에는 철골보강부로 인해 강성과 강도가 증가하 여 성능이 향상되었다. 하지만 A건물은 외부보강에 의한 보강 후 성능점이 산정되지 않는 결과를 나타냈다. 성능점의 산정여부에 따라 성능점에서의 성능수준평가가 가능하므로 성능점이 산정되지 않은 보강 전 두건물의 성 능 수준과 A건물은 붕괴위험(C)으로 목표성능수준을 만족하지 못하는 것 으로 평가되었다. Fig. 15, 16에 앵커간격을 @200, @1000, @2000로 접 합부 성능을 달리한 보강 전, 후의 성능곡선과 접합부의 성능에 따른 층간 변형각을 나타내었으며 비교를 위해 외부접합부와 기존부의 완전일체형을 가정한 Fix의 경우와 보강전의 성능곡선을 추가하였다.
해석결과 외부보강의 경우 모두 성능향상의 결과를 보이나 앵커간격이 넓어질수록(접합부 강성이 작아질수록), 접합부의 전단변형이 커질수록 성 능곡선이 급격히 감소하는 경향으로 앵커간격에 따른 성능곡선의 변화를 확인하였다. 한편 층간변형각에 따른 성능평가는 모두 목표성능수준에 만 족하였지만 만약 목표성능수준이 거주가능(IO)이라면 B건물은 성능수준 을 만족하지 못하므로 성능을 더 향상시켜야 할 것이다.
또한 접합부가 항복강도에 도달하기 전에 성능점 또는 최대 강도 값에 도달하였고, Fig. 16과 같이 앵커간격 200 mm의 경우는 보강부와 기존부 가 거의 일체로 거동하는 것을 확인하였다.
위의 결과에서 알 수 있듯이 보강부의 종류별 파괴 형식, 주변의 개구 부와 조적허리벽의 유무, 후설치 앵커를 포함한 기존부재와 보강부의 접합 부강도, 보강부의 연직하중, 기존부재의 콘크리트강도, 접합부 강성에 따른 성능곡선의 변화를 충분히 고려하여 보강설계를 수행, 보강 후 목표성능이 의도한대로 되는지 확인하여야 한다.
3.3.2.접합부 고찰
접합부 간이화(앵커의 치환) 효과
앵커의 실제배치를 상정한 경우 해석부재(보)의 분할량이 많아지고 길 이가 짧아져 소성힌지 특성이 다르게 입력될 수 있다. 실제 앵커배치반영에 따른 요소의 짧은 분할의 경우, 기존 보의 소성힌지가 선행되는 문제점으로 접합부 간이화를 제안한다.
접합부 간이화(앵커의 치환) 효과에 대한 검토를 Fig. 17에 표기하였다. 해석결과 앵커의 실제배치모델과 등가의 치환모델은 Fig. 17(b)와 같이 브 레이스에 전달되는 축력의 크기는 약간 증가하였지만 Table 14의 결과 성 능점 형성 및 성능결과의 영향은 미미한 것으로 검토되었다.
앵커의 전단력 분포
Fig. 12와 같이 치환된 앵커에 대하여 Fig. 18에 외부접합의 후설치 앵 커의 위치에 따른 부담전단력과의 관계를 표시하였다. 해석결과 보강골조의 보와 브레이스의 교차부 주위에서의 앵커가 집중적으로 전단력을 부담하 고, 양 단부로 갈수록 부담률이 저하되어 부담하는 전단력이 대칭성의 경향 으로 브레이스교차부의 접합부 설계에 주의가 필요한 것을 알 수 있었다.
또한 3개 층의 보강구면을 상정 할 때 1층과 2층의 부담률은 거의 동일 하고 3층 접합부의 부담률이 낮은 경향을 확인 하였다. 따라서 접합부에 대 한 설계 시 접합부의 위치에 따른 후설치 앵커의 수량, 간격 등의 조절이 가 능하여 설계자는 합리적인 보강설계가 가능하다.
3.3.3.내부접합과 외부접합의 비교
Fig. 19에 내부접합과 외부접합의 경우와 각각의 접합부 성능에 따른 보 강전후의 성능곡선 비교를 나타내었다. 예제 건물의 내·외부접합의 보강단 면은 동일한 단면을 사용하였고, 파괴형태는 모두 Type Ⅰ을 상정한 비교 이다. 해석결과 최대 강도 이후 강도저하율의 추이를 보면 A건물의 경우 내부51.9 %, 외부 65.2%로, B건물의 경우 내부 44.0 %, 외부 80.5%로 최 대강도 이후 외부접합의 강도 저하율이 큰 것을 확인하였다.
또한 A건물은 안충원[8]에서 내부접합보강을 했을 경우 성능이 목표성 능수준까지 향상되었지만 외부접합보강의 경우 성능점을 산정 할 수 없어 목표성능수준을 만족하지 못하였다. 예제건물 A의 경우, 외부보강은 ①보 강면 외의 기존기둥에서 소성힌지가 먼저 발생되고, ②보강면이 설치된 기 존 기둥에서 소성힌지가 발생되는 순서로 진행되어 보강 브레이스에서 소 성힌지가 발생하기 전에 기존부건물의 붕괴가 일어났다. 이는 건물의 전체 적으로 붕괴에 이르기까지 보강브레이스는 항복하지 않아 보강효과를 충 분이 발휘하지 못한 것으로 보이고 또한 보강재의 편심배치에 의한 비틀림 의 영향으로 보강효과가 저하된 것으로 분석된다. 내부보강은 보강브레이 스가 기존건물의 골조에 의한 구속효과로 지진하중에 저항하여 ①보강구 면의 기존기둥에서 소성힌지가 먼저 발생되고, ②보강브레이스가 항복하 는 순서로 진행되어 붕괴에 이르게 된다. 따라서 예제건물 A는 외부접합의 경우 보강구면이 충분히 보강효과를 발휘하기 전에 기존부에서 파괴가 선 행되어 목표성능을 만족하지 못하므로 내부보강과 같은 목표성능을 위해 서는 보강량을 추가해야 한다. 예제건물 B의 경우, 내부 및 외부보강이 공 통적으로 파괴모드가 이상적인 Type I 의 거동과 같이 ①보강구면의 기존 기둥에서 소성힌지가 먼저 발생하고, ②이후에 보강브레이스에서 소성힌 지가 발생하는 순서로 진행되어 최종적으로 붕괴에 이르렀다.
A,B건물의 외부접합보강 예제건물을 통하여 내부접합보강과의 차이점 은 내부접합보강과 같은 단면으로 보강을 하여도 외부접합보강의 성능향 상이 내부접합보강만큼 증가하지 않은 것을 알 수 있다. 이는 내부보강과 외 부보강의 기존부재에 의한 구속효과의 차이로 판단된다. 또한 외부접합부 에서 앵커의 다윌저항으로 대표되는 접합부 비선형속성을 고려 할 때 전단 변형이 어느 정도 진행되어야 접합부가 강도를 발휘하므로(D19앵커의 경 우 1.0～1.75 mm에서 최대강도) 접합부의 강도발현 시점까지의 전단변형 까지 기존부는 파괴가 선행되지 않는 것을 확인하여야 한다.
4.결 론
한국시설안전공단 요령[3]에 따라 외부접합보강에 의한 강도상승형으 로 내진보강 된 예제건물에 대하여 접합부의 주요 전단저항 요소인 다윌저 항에 의한 전단저항 매커니즘에 따라 접합부 비선형속성을 부여, 비선형정 적해석 수행절차와 보강 후 성능평가법 제안 및 접합부가 보강효과에 미치 는 영향에 대하여 고찰하였으며 이를 정리하면 다음과 같다.
