1. 서 론

토류구조물 중 보강토 옹벽은 성토흙 사이에 지오그리드나 지오텍스타일 및 띠형 보강재 등의 토목섬유 보강재를 설치하여 성토체의 안정성을 증가시킴으로써 수직벽체를 형성한 구조물로 정의된다. 보강토 옹벽의 개념은 1966년 H. Vidal에 의해 처음으로 강판(steel strip) 보강재를 사용하는 형태로 개발되었으며, 이후 1971년 프랑스에서 연약한 노상 상부 성토체에 지오텍스타일이 인장 보강재로 사용되어 보강 효과가 알려지기 시작하면서 수많은 토목섬유 보강토 구조물이 전 세계에서 시공되어 왔다(Elias et al., 1997).

보강토 옹벽에 대한 연구동향으로 Christopher et al. (1990)은 견고한 기초지반 상에 축조된 보강토 벽체에서 시공완료 직후 예상되는 최대 수평변위 예측 방법을 실내 모형실험, 원심모형실험 및 수치해석적 방법을 통하여 제시하였으며, Chew and Mitchell (1994)은 수치해석적 방법을 통하여 보강토 옹벽의 높이 비에 따른 수평변위 예측방법을 제시하였다. Hausmann and Lee (1978)과 Saran et al. (1979)도 유사한 연구결과를 제시한 바 있다. 또한 Garg (1983)는 뒤채움토 표면에 작용하는 등분포하중에 의한 영향을 고려한 연구를 수행하였다. 이러한 보강토 옹벽의 일종인 블록식 보강토 옹벽은 1990년대 초 국내에 소개된 이래로 우수한 시공성과 경제성을 바탕으로 사용물량이 꾸준히 증가하는 추세이며, 구조적으로 유연하다는 특성을 지니고 있어 기초지반이 불량하거나 지진 활동 지역에서 적용성이 뛰어난 것으로 알려져 있다(KICT, 1985).

따라서 본 연구에서는 최근에 시공이 많이 늘어나고 있는 블록식 보강토 옹벽의 파괴거동 특성을 분석하여 안정적이면서 경제적인 시공이 가능한 블록식 보강토 옹벽에 대한 거동 특성을 수치해석을 이용하여 연구를 수행하였으며, 기존의 블록식 보강토 옹벽에 대한 특징을 극대화한 보강토 옹벽의 거동특성을 분석하기 위해 블록과 보강재 포설방법에 대한 조건을 변경한 해석결과를 비교하여 옹벽의 안정성을 분석하였다.

2. 보강토 옹벽의 거동 특성

보강토 옹벽에서 전면벽체 배면의 지반과 보강재의 구조적인 개념은 다음과 같다. 보강재로 보강하려는 토체는 여러 층의 보강재로 구성되어 보강재를 토체 속에 어떤 수직간격으로 삽입하여야 하는가가 관심의 대상이 될 수밖에 없다. Fig. 1은 보강재와 보강재 사이의 흙 입자의 거동과 흙과 보강재의 상호작용으로부터 나타나는 흙 입자의 횡방향 이동 구속현상이다. 적당한 수직간격을 유지하는 보강토체는 보강재와 접촉하는 부분에서는 수평변위가 거의 완벽하게 구속되지만, 보강재에서 멀어질수록 수평 변위는 커지게 된다. 즉 보강재 사이의 흙 입자는 아칭(arching)현상에 의하여 변위가 억제되지만, 보강재의 간격이 어떤 한계를 벗어나면 아칭현상은 파괴되고 중앙부분 흙 입자의 횡방향 변위의 억제기능이 상실된다. 그러나 그 한계가 얼마인지를 수치나 또는 실험으로 규명한 자료는 없으므로 이론적인 개념일 뿐이며, 기존의 연구결과 실제의 응용부분에서 횡방향 변위 억제기능이 유지되는 한계는 뒤채움 재료가 양질의 토사인 경우 1.0m까지 가능하다(KGSS, 2007).

2.1 보강토 옹벽의 파괴 메커니즘

현재 보강토 옹벽의 안정해석을 위하여 여러 가지 파괴형상이 제안되어 있다. 그 중 프랑스의 중앙도로연구소에서는 Rankine의 이론을 이용할 것을 주장하였으며, Fig. 2와 같이 파괴면을 가정하였다. 이러한 파괴면은 인장변형이 있는 보강재로 보강된 보강토 옹벽을 시공한 경우로 Rankine의 주동토압과 동일한 파괴면이 형성된다. 보강재에 작용하는 최대인장력의 발생위치는 보강재와 전면판과의 연결부이며, 주응력의 방향은 수직 또는 수평이고, 전면판부근의 연직상재압력은 이다. 벽체 후면의 수평토압분포를 산정할 때에 Rankine의 주동토압계수(Ka)를 사용하는 것은 수평변위가 크게 발생하는 경우에 매우 적합하다. 이러한 경우는 섬유보강재와 같이 신축성이 매우 큰 보강재를 사용할 때에 해당되며, 반면에 비신축성 보강재를 사용하게 되면 수평변위가 감소하므로 정지토압계수(K₀)의 적용이 보다 적절할 것이다(Sim, 2010).

또한 Schlosser (1978)는 보강토 구조물에서 벽체에 인접한 위치에 있는 보강재에서는 인장력이 작게 발생되며, 일정한 거리 뒤에서 최대 인장력이 발생하게 된다고 보았다. 따라서 보강재에 발생하는 인장력 중 최대값을 가지는 위치를 지반의 파괴영역으로 가정하여 주동영역과 저항영역을 구분하였으며, 벽면 또는 구조물 상단의 수평변위가 0인 조건을 적용하면 연직 성토자유면에 직교하게 된다. 벽면하단을 지나는 대수나선형의 파괴면을 가정하면 Fig. 3의 조건을 만족하게 된다.

보강재의 최대 인장력 발생 위치를 파괴면으로 가정할 경우에 가장 근접한 형태는 대수나선형 파괴면이나 계산상 많은 어려움이 따른다. 따라서 대부분 Fig. 4와 같이 간편한 Bilinear 형태의 파괴면을 가정하여 설계한다. 그림의 파괴면은 비신장성 재료의 경우에 적용되는 파괴면으로 인장변형이 작은 보강재를 사용한 보강토 옹벽의 경우에는 옹벽상부에서 H/2 깊이까지는 정지토압계수에서 주동토압계수로 직선 비례적으로 감소시켜, H/2아래로는 주동토압계수를 적용하여 파괴면이 형성된다. Bilinear형으로 파괴면을 가정하게 되면 사용하는 보강재의 유효길이가 감소하여 경제성이 향상된다(Sim, 2010). 하지만 배면 토압을 과소평가하는 단점이 있다.

2.2 보강토 옹벽의 수평변위기준

Table 1은 Sim (2012)에서 기술한 각 기관의 보강토 옹벽의 변위기준이다. 한국지반공학회에서 제안한 수평변위기준이 가장 크게 제안하였으며, 10m 옹벽을 가정한 경우 30cm까지 변위를 허용하게 된다. BS기준의 경우 4.4cm, FHWA는 신장성재료의 경우 16.7cm의 허용변위를 보이고, 토류벽의 수평허용기준으로는 10m의 옹벽의 경우 3.3cm의 허용변위로 계산된다. AASHTO의 허용기준적용 시 보강재 길이에 따라 10cm~20cm의 시공 중 허용변위로 계산된다.

Table 1에서 기술한 수평변위 기준은 시공 중 발생변위를 포함하는지 시공 완료 후 잔류변형만을 보는지에 대해 기준을 두는 것으로 판단되며, 시공 중 변위까지 보면 보강토 옹벽의 경우 허용변위를 크게 보는 것으로 판단된다. 보강토 옹벽의 경우 보강재를 대부분 신장성재료를 많이 사용하므로 시공 중 변위를 많이 허용하게 되면 시공 중 인장강도를 받게 되고, 시공 완료 후 보강재는 일정 인장강도 이상의 강도를 유발하게 되는 지점에서 구조물이 유지되므로 구조물을 안정적으론 유지할 수 있는 장점이 있다.

3. 파괴면을 고려한 블록식 옹벽 공법

3.1 블록

보강토 옹벽의 주요 구성요소는 전면벽체와 보강재 및 뒤채움 토사이며, 이 외에 전면벽체의 조립이나 보강재의 설치를 위하여 필요한 부속자재들이 있다. 보강토 옹벽에서 전면벽체는 옹벽의 외관을 형성하고, 뒤채움토사의 국부적인 유실을 방지하는 역할을 하며, 보통 콘크리트 전면판이나 전면블록을 사용한다. 경우에 따라서는 보강토 옹벽의 전면벽체로 연성의 토목섬유를 사용하는 경우도 있다. 보강재는 보강토 구조물에서 가장 중요한 구성요소로서 뒤채움 흙과의 상호작용에 의하여 보강토체를 하나의 덩어리로 만들어준다. 본 연구에서 적용한 보강토 옹벽의 전면 블록은 Fig. 5와 같다. 블록들과의 결속과 보강재와 블록의 결속에 대한 보완 역할을 기대할 수 있는 전단키를 이용하여 상하 및 좌우 블록을 결속하여 보강토 옹벽 전면 벽체를 일체화 하였다. 보강재와 블록은 전단키로 결속을 시키며, 전단키보다 홈의 치수가 더 커 홈에 결속 시 보강재의 파단을 막아주고, 전단키보다 홈이 더 커 유격이 있는 구간은 배수재 역할을 하는 블록 뒷배면에 시공되는 사석 골재로 채워 넣어 결속을 강화하게 된다.

3.2 보강재 시공 조건

본 연구에서 제안한 보강토 옹벽 공법은 보강재를 이론적 파괴면에 추가로 설치함으로써 보강재를 필요한 부분에 포설하고, 불필요한 부분에 포설량을 최대한 줄여 경제성과 시공성 및 공사기간을 단축하는 공법으로 최근 한계상태 설계의 개념이 전 토목구조물에 적용되고 있는 추세로 성능은 유지하면서 안정적인 공법인 본 연구 대상 옹벽의 수요가 앞으로 많아질 것으로 기대된다. 본 연구 대상 공법은 기존 공법에 비해 경제적인 공법으로 주변 구조물의 중요도에 따라 Fig. 6과 같이 2가지 조건으로 분석하였다. Fig. 6(a)와 같이 벽체까지 긴 보강재가 1간격으로 포설되는 보강토 옹벽은 보강효과가 크게 기대되는 구간에 적용이 적정하며, 전면벽체와의 결속을 위해 보강재 1간격으로 전면벽체와 결속되는 보강재를 포설한다. Fig. 6(b)와 같이 2간격으로 전면벽체와 결속하는 보강토 옹벽의 경우 주위에 중요 구조물이 없는 경우 적정하며, 보강재 2간격으로 전면벽체와 결속되는 보강재를 길게 포설하게 된다.

4. 파괴면을 보강한 블록식 옹벽의 거동특성

4.1 해석내용 및 방법

본 연구에서 보강토 옹벽의 해석은 벽체의 조건과 뒷배면의 보강방안에 따른 조건으로 해석을 실시하였으며, 벽체 전면에서 발생되는 변위값을 기준으로 보강토 옹벽의 안정성을 평가하였다. 보강토 옹벽의 벽체는 블록을 하나의 강체 블록으로 보고 interface 요소를 이용한 해석과 새롭게 고안된 블록의 해석을 토대로 블록이 하나의 일체화된 구조물로 거동하는 경우의 두가지 조건에 대하여 해석하였다. 또한 해석에 사용된 보강재는 FLAC 2D 프로그램의 cable 요소와 strip 요소를 이용하여 해석을 하였다. FLAC 프로그램에서 cable 요소는 신율이 고려되지 않지만 strip 요소는 신율이 고려되어 실제 신장성 보강재인 지오그리드를 더 확실히 묘사할 수 있는 재료로 판단되어 FHWA에서 제안한 cable 요소의 해석과 함께 strip 요소로 추가 해석을 하여 결과를 비교 분석하였다.

두요소의 경우 기존의 Yoon (2014)의 연구결과 cable 요소의 경우 비신장성 재료의 파괴면을 보였고, strip 요소의 경우 신율을 고려할 수 있으며, 수직 보강량을 각층마다 시공한 경우에도 신장성 재료의 파괴면을 보이는 연구결과에 따라 두 요소의 거동특성이 다를 것으로 판단하여 모든 조건에 대한 안정성 분석을 위해 두 요소 모두에 대해 해석하였다. 따라서 strip 요소는 신장율을 고려할 수 있는 재료로 신율은 8%로 하였고, 벽체 블록의 일체화 분석 시 전단키에 발생하는 응력을 분석하여 최대 적용하중을 분석하여 일체화 유·무를 평가하였다. 본 연구에서는 보강재 요소와 보강량에 따라 파괴면 형상이 달라지기 때문에 해석을 단순화하기 위해 무보강 시 발생되는 파괴면인 이론식(45+/2)의 파괴면에 보강을 실시하여 거동특성을 분석하였다.

해석은 2차원 해석 프로그램인 FLAC(ver.5.0)을 이용하여 보강토 옹벽의 거동 특성을 분석하였으며, FHWA (2003)에서 제안한 해석방법을 이용하여 해석하였다. 본 연구의 보강토 옹벽은 보강재가 1간격 및 2간격으로 포설되어 일반적인 보강토 옹벽의 보강재 포설방법과 달라 3차원적으로 분석되어야 하나 3차원 해석은 해석방법이 명확히 제시되고 검증이 된 해석방법이 없어 해석방법이 명확히 제시되어 있고, 해석 결과에 대한 검증을 추가로 실시하지 않아도 되는 2차원 해석방법을 적용하였다. 또한 일반적으로 3차원 해석을 실시하게 되면 아칭 효과로 2차원 해석에 비해 발생 변위가 줄어들어 과다한 해석 결과에 대한 분석이 현장 적용 실적이 없는 보강토 옹벽의 거동 분석에 적합한 방법으로 판단되어 2차원 해석을 실시하게 되었다. 블록의 전단키 효과를 검증하기 위한 해석에서는 ABAQUS (Ver.6.10) 프로그램을 이용하여 실제 블록 크기로 모델링하였으며, 블록이 3단으로 시공된 경우에 대해 중앙에 위치한 블록에 하중을 가하여 블록이 파괴에 이르는 하중까지 해석을 실시하였다. 이 해석 결과를 이용하여 전단키 효과를 분석하고, 작용하중크기를 분석하여 일체화 효과를 분석하였다.

Table 2는 뒷배면지반과 블록, 보강재의 해석에 적용된 물성치로 본 연구에서는 보강재 포설방식에 따른 거동특성을 분석하였기 때문에 지반 정수와 보강재 물성치는 Table 2와 같이 가정하였다. 블록은 콘크리트의 일반적인 물성치이며, 뒷배면지반은 배수가 원활한 보강토 옹벽 뒷채움재 기준에 부합되는 지반의 물성치로 이론적 파괴면 계산을 간단히 하기 위해 마찰각은 40°를 적용하였다. 또한 보강재는 8% 신율의 50kN의 보강재를 적용하였으며, FLAC 프로그램의 cable 요소와 strip 요소의 점착강도과 전단강성도 Table 2와 같이 가정하였다. 해석 단면은 Fig. 7과 같이 가정하였다. 해석은 보강재를 설치하지 않은 무보강 상태와 일반적으로 설계기준에 부합되는 보강토 옹벽의 단면에 대해 해석하였으며, 이론적인 파괴면만 보강한 경우, 파괴면 보강과 함께 1간격과 2간격으로 긴 보강재를 보강한 경우에 대해 해석하였다.

4.2 전단키 설치 효과 분석

Fig. 8은  Fig.5의 전단키가 적용된 블록을 해석에 적용하기 위해 모델링한 형상이며, 블록은 전단키가 있는 블록과 전단키가 없는 블록으로 묘사하여 합친 형태로 모델링하였다. 총 11개의 블록을 시공 모델링한 결과는 Fig. 9(a)와 같다. Fig. 9(a)와 같이 가운데 위치한 블록에 하중을 재하하였으며, 상하좌우의 블록 외측은 변위를 구속하여 모델링하였다. 해석 프로그램은 ABAQUS (ver. 6.10)을 이용하여 모델링하였으며, 블록에 하중 증가시켜 콘크리트의 허용응력 값을 기준으로 파괴하중을 찾았다.

Fig. 9(b), Fig. 10은 블록의 전단키 설치 효과를 분석하기 위한 해석 결과이다. 해석결과 콘크리트의 일반적인 허용압축응력(약10MPa)을 초과하는 파괴하중은 약 2300kN/m²가 작용되는 경우 콘크리트의 허용응력을 초과하였다. 최대 응력이 발생된 블록은 하부 블록의 전단키에서 발생하였다. 10m의 옹벽에서 하부에 작용되는 하중은 단위중량이 19kN/m³로 가정했을 때 하부 1m 높이에 190kN/m²이 하부에 작용되는 것으로 가정을 하더라도 벽체가 받아줄 수 있는 하중의 약 8.2%가 작용되기 때문에 블록은 충분히 일체화 되는 것으로 분석된다. 실제 보강토 옹벽은 보강재가 토압을 저감시켜 옹벽을 안정화하는 공법임을 감안하면 해석결과에 의한 하중은 충분히 안정적이고, 벽체는 전단키에 의해 일체화가 될 것으로 판단된다.

4.3 일반적인 보강토 옹벽의 거동

Fig. 11은 cable 요소로 현행 설계기준에 부합되는 보강재 수직간격으로 단면을 형성한 해석결과이다. Table 3은 cable 요소와 strip 요소의 발생변위와 최대변위 발생지점을 정리한 결과이며, 보강재의 길이는 옹벽 높이의 50%(0.5H), 70%(0.7H), 100%(1.0H)에 대해 해석하였다. 0.5H의 길이로 시공한 경우 변위는 약 11.62mm발생되었으며, 0.7H이상의 보강재가 포설되는 경우 약 9.20mm의 변위로 수렴되었다. 해석결과 발생된 변위는 현행 설계기준에서 보강재의 포설 길이로 제시한 0.7H 기준에 부합되는 해석 결과로 최대변위는 하부에서 약 0.6H지점에서 발생되었다.

Fig. 11(a)와 같이 보강재 길이 0.5H의 경우 파괴면의 발생은 보강재 포설구간을 넘어서 발생되었으며, Fig. 11(b)와 같이 1.0H의 경우 보강재 포설구간 내에서 파괴면이 발생되었다. 파괴면의 경우 0.5H의 경우 보강길이가 다소 짧아 뒷배면 지반으로 파괴면이 연장되어 변위가 크게 발생된 것으로 분석되며, 1.0H의 경우 파괴면이 보강재 포설구간 내에 존재하여 변위가 수렴된 것으로 판단된다.

Fig. 12는 strip 요소를 이용한 해석결과로 보강재 길이 0.5H의 경우 11.42mm, 1.0H에서는 약 9.82mm의 변위가 발생되었다. Cable 요소에서는 0.7H이상에서는 변위가 수렴하였으나 strip 요소에 의한 해석에서는 보강재 길이에 따라 변위의 수렴은 되지 않았다. 최대변위 발생지점은 약 0.7H 지점에서 발생되어 cable 요소보다 상부에서 최대변위가 발생되었다. 파괴면의 분포는 Fig. 12(a)와 같이 보강재길이 0.5H의 경우의 파괴면은 보강재와 뒷배면지반의 경계까지 확장되어 발생되었으며, Fig. 12(b)와 같이 보강재 길이 1.0H의 경우는 cable 요소보다 파괴면의 길이가 더 길어져 변위가 더 크게 발생된 것으로 분석된다.

4.4 무보강 단면

Fig. 13, Table 4는 보강재를 설치하지 않은 경우의 해석결과로 파괴면은 이론적 파괴면과 유사한 각도로 파괴면이 발생되었다. 블록을 개별요소로 해석한 경우 이론적 파괴면에 큰 전단변형영역이 존재하나 벽체를 일체형으로 모사한 경우는 전면벽체와 이론적 전단파괴면에 큰 전단변형율이 분포하였다. 발생변위는 벽체를 개별요소로 묘사한 경우 약 281mm의 변위가 발생되었으며, 일체형으로 해석한 경우는 약 620mm가 발생되어 블록의 일체화가 구조적으로 불리하였다. 일체화의 경우 하부에서 발생된 변위가 벽체높이가 높아지면 벽체가 기울어지는 전도형태의 변형이 발생되어 큰 변형이 발생된 것으로 분석된다.

4.5 파괴면만 보강한 단면

Fig. 6(b)의 단면과 같이 이론적 파괴면에 보강재 길이를 0.1H, 0.15H, 0.2H, 0.25H, 0.3H의 길이로 시공한 해석결과는 Fig. 14, Fig. 15, Table 5와 같다. Cable 요소와 블록을 개별요소로 모델링한 경우 0.1H에서는 약 273mm가 발생되었으며, 0.3H의 경우 약 180mm가 발생되었다. Cable 요소와 블록을 일체화하고, 0.1H의 보강재를 포설한 경우는 최대 약 588mm, 0.3H의 경우 약 411mm가 발생되었다. 보강을 하지 않은 해석결과보다 블록을 개별요소로 모델링하고 보강재 길이 0.1H를 적용한 경우 약 8mm 감소되었고, 0.3H의 길이로 보강한 경우는 약 101mm감소되었다.

Strip 요소와 블록을 개별요소로 모델링한 0.1H 해석의 경우 약 249mm, 0.3H는 약 162mm의 변위가 발생되었으며, strip 요소와 블록을 일체화한 해석에서는 0.1H 보강 시 약 615mm가 발생되었다. 0.3H의 경우 약 493mm의 변위가 발생되어 블록을 개별요소로 해석한 경우 strip 요소가 변위가 많이 감소되었으며, 블록을 일체화한 해석에서는 cable 요소가 무보강에 비해 변위가 감소되었다. 파괴면만 보강을 실시하더라도 변위가 많이 감소되어 보강효과가 있었으나 변위가 다소 과다하게 발생되어 구조적으로는 불안하였으며, 파괴면 발생은 보강재 포설된 구간과 벽체 사이에 발생되었다. 따라서 파괴면만을 보강한 경우 추가적인 보완대책이 필요하였다.

4.6 1간격 및 2간격 보강된 단면

Fig. 16, Fig. 17, Fig. 18, Fig. 19, Table 6은 이론적 파괴면에 보강재 길이를 0.1H에서 0.3H까지 변화하여 시공하고, 1간격 및 2간격으로 0.7H까지 보강재를 시공한 경우의 해석 결과이다. Cable 요소와 블록을 개별요소로 모델링하여 해석한 결과는 Fig. 16, 블록을 일체화하여 모델링한 경우는 Fig. 17과 같다. Fig. 6(c)의 단면과 같이 파괴면을 1간격으로 0.7H의 보강재를 포설한 해석결과 변위는 최대 약 20mm정도 발생하였으며, Fig. 6(d)의 단면과 같이 파괴면을 2간격으로 0.7H의 보강재를 포설한 경우는 최대 약 34mm정도 발생하였다. 1간격과 2간격 모두 보강토 옹벽 10m의 허용변위에 미치지 못하는 결과로 최대변위 발생지점은 0.6H지점에서 최대 변위가 발생하여 파괴면만 보강한 경우보다 하부에서 최대변위가 발생되었다. 발생파괴면은 1간격의 경우 전단변형율은 벽체 뒷배면에 넓게 분포되었으며, 2간격은 이론적 파괴면 주위에 전단변형율이 크게 분포되었다.

블록을 일체화로 모델링한 Fig. 17의 해석결과 1간격으로 보강재를 포설한 경우 최대 약 10mm의 변위가 발생되었고, 2간격으로 0.7H의 보강재를 포설한 경우 최대 약 18mm의 변위가 발생되었다. 1간격의 발생 변위량은 일반적인 보강토 옹벽의 변위량과 유사하였으며, 허용변위 이내의 결과를 보였다. 최대변위 발생지점은 파괴면만 보강한 경우 0.8H~0.9H의 위치에서 발생되었으나 1간격, 2간격으로 보강한 경우에는 0.75H~0.8H지점에서 최대 변위가 발생되어 긴 보강재를 설치하면 최대 변위 발생지점이 낮아지는 것으로 분석되었다. 발생파괴면은 블록을 개별요소로 모델링한 경우보다 전단변형율값이 넓게 분포되었다.

Strip 요소로 보강재를 모델링하여 해석한 결과는 Fig. 18, Fig. 19이다. 블록을 개별요소로 모델링한 Fig. 18의 해석결과 1간격의 경우 최대 약 42mm, 2간격은 약 78mm 정도 발생되었다. 발생 변위는 허용변위 이내였으나 일반적인 보강토 옹벽의 변위에 비해 4배에서 7배정도 크게 발생되었다. 최대변위 발생지점은 0.6H 지점에서 최대 변위가 발생되었으며, 파괴면의 발생은 하부구간의 경우 보강재가 설치된 구간에서 파괴면이 발생되었으나 상부에서는 파괴면 보강구간과 전면벽체 사이에서 파괴면이 이동하여 분포하였다.

블록을 일체화한 Fig. 19의 해석결과 1간격은 약 11mm, 2간격은 약 16mm 발생되어 1간격이 일반적인 보강토 옹벽의 발생변위와 유사하였으나 2간격의 경우 발생 최대변위는 일반적인 보강토 옹벽의 변위보다 약 60%정도 크게 발생되었다. 1간격, 2간격 해석결과 발생된 변위는 허용변위이내였으며, 최대변위 발생지점은 0.7H~0.8H지점에서 최대 변위가 발생되었다. 전단파괴면은 블록해석단면보다 분포 면적이 작았다.

본 연구에서 제안된 보강토 옹벽의 해석결과를 종합하면 AASHTO 기준에서 제안한 시공단계 중 일반적인 변위량(0.7H의 포설량, 133mm)과 비교하면 파괴면만 보강한 경우는 변위량을 초과하였으며, 1간격 및 2간격으로 0.7H의 보강재를 시공을 하게 되면, 변위가 감소하여 허용변위 이내로 발생되어 안정한 공법으로 나타났다. 또한 블록을 개별요소로 모델링한 경우보다 일체화한 경우가 가장 안정하였으며, 파괴면만 보강하는 것보다 블록도 전단키에 의해 일체화하는 것이 안정하였다.

5. 결 론

본 연구에서는 블록에 전단키를 설치한 경우와 파괴면을 보강한 경우의 조건으로 보강토 옹벽의 시공단계 수치해석을 실시하였으며, 해석 결과를 비교 분석한 결과는 다음과 같다.

(1)Cable 요소로 보강토 옹벽의 시공 단계해석을 실시한 경우 현 설계기준에서 제시한 보강재 길이에 미치지 못하면 strip 요소에 비해 변위는 크게 발생되었으나 보강재 길이가 설계기준을 만족하면 strip 요소보다 변위가 작게 발생되었다. 또한 이론적 파괴면만 보강한 경우에는 무보강 상태의 해석결과에 비해 보강 효과가 크지 않았으며, 신율이 고려된 strip 요소가 cable 요소에 비해 변위가 크게 발생되었다.

(2)블록에 전단키를 설치한 경우 약 2.3MPa의 작용하중에서 재료의 허용응력을 초과하여 블록이 파괴되었으며, 이 결과는 10m 옹벽에 보강재가 설치되지 않은 경우를 가정하더라도 블록의 전단키는 파괴되지 않을 것으로 판단된다.

(3)일반적인 보강토 옹벽의 보강재 길이 증가에 따른 발생 변위 감소는 cable 요소가 컸으며, 설계기준 이상의 보강재 길이에서 cable 요소는 변위가 수렴하였으나, strip 요소는 계속 감소하였다. 또한 블록에 전단키를 설치하면 cable 요소는 2배, strip 요소는 4배 변위 감소효과가 있어 구조물의 중요도에 따라 허용변위 이내에서 두가지 방법 모두 현장 적용이 가능하였다.

(4)최대 변위 발생지점은 일반적인 보강토 옹벽은 옹벽하부 0.6H~0.7H에서 발생되었으며, 파괴면만 보강한 경우는 0.7H~0.9H, 1간격, 2간격으로 블록 해석을 실시한 경우 0.6H, 전단키를 설치한 경우 0.7H~0.85H지점에서 최대 변위가 발생되어 최대변위 발생지점은 일반적인 보강토 옹벽보다 상부에 위치하였다.

(5)해석 결과를 종합하면 파괴면만 보강하는 경우보다 1간격 혹은 2간격으로 긴 보강재를 포설하는 것이 변위 감소 효과가 있었으며, 블록에 전단키를 설치한 경우가 변위구속이 더욱 크게 발생되었다. 1간격, 2간격 시공에 따른 발생 변위는 AASHTO의 시공 중 발생변위량에 비해 작게 발생되어 1간격, 2간격으로 포설된 보강토 옹벽은 안정한 공법으로 판단되었다. 하지만 본 연구는 수치해석에 국한된 결과로 향후 실제 시공 혹은 모형실험 등으로 옹벽의 거동특성을 명확히 분석할 필요가 있었다.