1. 서 론

보강토 옹벽은 1960년대에 프랑스 기술자 Vidal에 의해 개발되었으며, 그 이후, 국내에 도입되면서 다양한 토목섬유의 발달과 더불어 성토 높이의 제약을 받지 않고 우수한 경제성, 수려한 미관, 그리고 구조적 안정성에 의해 콘크리트 옹벽을 대체하는 공법으로 증가하고 있다.

보강토 옹벽 공법은 현재까지 수많은 종류의 공법이 제안되었고 국내 대다수의 보강토 옹벽은 미연방 도로국에서 제시하는 지침으로, FHWA(Federal Highway Admin-istration) 설계 지침에 따라 한계 평형 해석(Limit Equilibrium Analysis)에 근거해 설계가 이루어지고 있다. 그러나 이러한 설계 개념은 우리나라의 설계 사례를 검토할 경우 설계 기준에 부합되지 않는 것으로 보고되고 있다. 또한, 보강토 옹벽의 역학적인 거동에 대한 이해가 부족하여 부적절한 설계가 이루어지는 실정이며, 이에 따른 사고 사례가 빈번히 보고되고 있다(Yoo et al., 2005). 따라서 전술한 외국기관의 설계 기준을 준용하고, 또 상세 검토 항목 등이 누락되어 설계자마다 각기 다른 기준을 적용하고 있기 때문에 이를 보완할 필요가 있다(Korean Geosynthetics Society, 2010). 또한, 보강토 옹벽은 활용 목적에 따라 볼록형과 오목형으로 나누어지기 때문에 각각의 형태에 따라 다르게 적용되는 기준을 보완하여 일관된 설계 기준을 확립하고 보강토 옹벽의 역학적 거동을 이해하여 이를 현장 옹벽의 설계 및 시공에 반영하려는 노력이 필요하다.

현재 국내･외에서 보강토 옹벽 해석은 2차원 평면 변형률 조건(Plane Strain Condition)으로 수행되고 있으나, 옹벽의 형상과 곡선부를 포함한 실제적인 변형을 고려한다면 옹벽의 수평 변위, 침하량 그리고 곡선부에서의 응력 집중 현상 등을 검토하는 데에는 한계가 있고, 그 때문에 설계 및 시공 방안에 대한 제시가 부족하여 붕괴, 전면 벽체의 배부름 현상 등의 피해가 발생하고 있다. 보강토 옹벽의 곡선부에 관한 연구로는 실내모형시험을 통해 보강토 옹벽을 오목형과 볼록형으로 나누어 보강토 옹벽의 높이에 따른 전면 벽체의 변위에 대한 연구(Ki et al., 2012)와 Wong et al.(1994)에 의해 보강토 옹벽의 파괴 모드에 대한 연구가 수행되었다. Kim et al.(1998)은 유한요소해석을 통하여 연구를 진행하였으나, 이는 현장에서 발생하고 있는 불확실한 오류에 대한 영향이 반영되지 않아 실질적인 수평 변위 발생을 분석하는데 부족함이 있다고 할 수 있다(Ki et al., 2012). Jung (2017)은 3차원 수치해석을 통하여 볼록형 보강토 옹벽의 직선부와 곡선부의 거동을 비교･분석하였으며, 상재 하중의 유무와 뒤채움재의 상대밀도에 따라 벽체 및 인접지반 거동에 미치는 영향을 분석하였다.

본 연구에서는 보강토 옹벽의 합리적인 설계법을 확립하기 위한 기초 연구이자 선행연구에 대한 추가적 연구로서, 보강토 옹벽의 형상(볼록, 오목)을 3D 수치해석에서 모델링하여 벽체의 수평 변위, 침하량, 등의 거동 및 안전율을 분석하였다. 또한, 이를 평면 변형률 조건의 2D 수치해석 결과와 비교･분석하였다.

2. 보강토 옹벽의 피해

2.1 이론적 배경

보강토 옹벽은 인장력과 마찰력이 큰 보강재를 성토체 사이에 수평으로 삽입하여 흙과 보강재간의 마찰력으로 성토체의 횡 방향 변위를 억제해 안정성을 증가시키고 전면을 수직 벽체로 지지하는 구조물이다. 국내에서는 1986년에 띠 형 보강재가 도입되면서 사용량이 증가하기 시작하였고 기존 콘크리트 옹벽의 대체 구조물로 그 역할을 하고 있으나, 아직까지 국내 기술자들의 보강토 옹벽에 대한 인식이 높지 않고 설계 기준이 통일되어 있지 않아 현장에서 크고 작은 문제가 나타나고 있다.

국내･외 보강토 옹벽에 대한 설계와 시공 사례를 통해 살펴보면 보강토 옹벽이 붕괴되거나 손상되는 주된 원인으로는 기초지반 지지력 부족, 뒤채움 흙의 다짐 불량, 배수시설 미비, 부적절한 뒤채움 흙 및 배수재 사용, 전면 벽체 시공 불량 등을 들 수 있다. 이러한 원인으로부터 발생할 수 있는 보강토 옹벽의 파괴 형태로는 Fig. 1에서 보는 것처럼 저면 활동, 전도, 침하, 전반 활동 등의 외적파괴와 보강재 인발, 보강재 파단 등의 내적파괴 및 연결부 파괴, 전면벽체 전단파괴, 상부 벽체 탈락 등을 들 수 있다(Korea Ministry of Land  Infrastructure and Transport, 2003).

보강토 옹벽의 대표적인 설계법을 살펴보면, FHWA (Federal Highway Administration) 방법과 NCMA(National Concrete Masonry Association) 방법이 있다. FHWA는 미연방 도로국에서 제시하는 지침으로, 전면 벽체의 경우 패널식, 블록식 외에 다양한 형태의 전면 벽체가 사용될 수 있지만 NCMA의 경우 미국 석조 협회에서 제시하는 설계법이기 때문에 콘크리트 블록 형태의 전면 벽체에만 사용한다. 이에 국내에서 일반적인 보강토 옹벽을 설계할 경우 두 가지 방법을 유동적으로 적용할 수 있지만 비신장성 보강재를 사용할 경우는 FHWA에 국한되고 국내 건설공사 비탈면 설계 기준은 주로 FHWA 방법을 인용했다. 이를 국내에 반영 할 경우 설계 및 시공에 반영할 경우 설계자마다 다른 기준을 적용할 수 있는 문제를 야기할 수 있기 때문에 현실에 적합한 설계 기준의 제시가 필요하다고 판단된다.

2.2 국내 보강토 옹벽의 피해 사례

Fig. 2(a)는 전체 보강토 옹벽의 붕괴 사례로서, 고속도로 ○○구간 교대 부근 보강토 옹벽이 전반 활동 형태로 붕괴된 모습을 나타내고 있다. 붕괴 원인으로서는 설계 시 전반 활동에 대한 안정성 검토 미흡, 우기 시 지표수가 침투하여 기초지반의 지지력 및 전단강도 약화 그리고 부등침하로 인한 벽체 균열에 기인한다(Yoo et al., 2004). 다음은 2010년 울산의 한 고등학교 신축 공사장의 보강토 옹벽의 붕괴 현장(Fig. 2(b))을 나타내고 있다. 사진에서 보는 바와 같이, 높이 20∼25m 보강토 옹벽의 전체 길이 중 교실과 가장 가까운 곳 80여 m의 전면 벽체가 토사와 함께 붕락되고 그 안에 건물을 지지하고 있는 파일 또한 파괴된 모습을 볼 수 있다. 지하수, 지표수의 성토부 침입, 설계사의 설계상 과실 그리고 성토부의 균열 및 변이가 지속적으로 발생했는데도 제대로 조치하지 않는 부실시공이 원인으로 조사되었다. Fig. 2(c)는 보강토 옹벽의 침하 사례로서, 강원도 춘천시 경춘국도 입구 보강토 옹벽의 부등침하의 발생으로 전면 벽체가 흐트러졌음을 볼 수 있다. 이는 보강토 옹벽이 연성 구조물로서, 어느 정도 부등침하에 대해서는 유연하게 대처할 수 있다는 사실이 과대 포장된 점에 기인하여 기초지반의 침하를 고려하지 않은 부실한 처리로 지지력의 확보가 불가능했다는 것을 원인으로 삼을 수 있다. 마지막으로 Fig. 2(d)는 경남 산청군의 한 농공단지의 보강토 옹벽 곡선부의 전면 벽체의 배부름 현상과 균열을 보여주고 있다. 보강토 옹벽의 곡선부에서 배부름 현상과 그에 따라 발생하는 블록의 균열의 원인은 충분한 지지력이 확보되지 않은 상태에서 별도의 보강조치 없이 옹벽을 축조하는 시공과 곡선부에서 발생하는 토압은 직선부의 한 방향과 달리 접선의 법선 방향으로 작용하고 자중까지 더해지기 때문에 전면 블록에서 발생하는 이격 현상을 들 수 있다.

2.3 해외 보강토 옹벽의 피해 사례

Fig. 3(a)는 북미 ○○지역 보강토 옹벽의 붕괴 장면을 보여주고 있다. 본 옹벽은 최대 높이 8.5m, 총연장 120m의 길이로 시공되었고 1999년 5월 집중 강우 시 파괴가 발생하였다. 파괴당시의 상황을 살펴보면, 옹벽의 지표면의 불투수층의 시공이 되지 않은 상태로서, 강우 시 지표수가 보강토체에 그대로 유입이 되어 보강토체에 유발된 수평 토압에 저항하는 저항력의 상실로 인해 붕괴되었다. 파괴 후 현장 조사에서 검토를 수행함에 있어 현장 상황을 고려 조사하였을 때 배수는 충분히 되었던 것으로 판단하였으므로 수압을 고려하지 않은 상태로 당초 설계 기준에 대한 검토를 수행하였다. 조사 결과, 본 옹벽은 내･외적 안정성은 만족하고 있으나 국부적 안정성 검토결과 중 보강재의 연결 강도에 대한 최소 안전율이 훨씬 못 미치는 것으로 나타났다. 이를 통해 보강토 옹벽의 특성상 블록과 보강재의 연결부에서 충분한 강도를 가지도록 설계가 이루어져야 함을 알수 있다(James, 2001). Fig. 3(b)는 일본 효고현의 보강토 옹벽 붕괴 사례로서, 두 계곡부 사이에 성토를 위해 축조된 최대 높이 23m의 아연도강판 보강재를 사용한 패널식 보강토 옹벽의 붕괴 모습이다. 이 옹벽은 강우 기간 동안 빗물이 성토체 내부로 침투하였고 배면 배수처리 미흡으로 인한 전반활동 파괴를 발생시켰으며, 붕괴구간의 보강재는 수평에서 약 24∼26도로 기울어져 붕괴면과 일치하는 경향을 보였다. 조사된 붕괴 원인으로는 25% 이상 세립분을 많이 함유한 풍화된 실트질토의 뒤채움재의 사용, 높이 23m의 높은 보강토 옹벽을 지지하기엔 기초지반의 15∼20 정도로 낮은 N치 값 등이 조사되었다.

2.4 피해 사례를 통한 고찰

보강토 옹벽이 국내에 도입된 후 기존 콘크리트 옹벽의 대체 구조물로 그 역할을 하고 있으나 현장에서 크고 작은 문제점이 나타나고 있다. 보강토 옹벽의 대표적인 피해 유형별 주요 발생원인은 Table 1과 같고 흙 구조물이라는 특성상 강우로 인한 지표수 침투에 대한 대비가 중요하다고 할 수 있다.

Table 1. Major causes of geosynthetic retaining wall

직선부의 경우 기초 지반이 연약하거나 지표수가 침투하게 되면 부등침하로 인해 전면 벽체에 균열이 발생할 수 있고 균열이 지속적으로 진행되는 경향을 보인다. 결국 전면 블록이 서로 이격되는 현상이 발생할 수 있다. 따라서 Fig. 2(b)와 같이 전면 벽체에서 균열이 지속되어 직선부 약 80m의 영역이 결국 무너지는 결과를 초래할 수 있다. 특히, 보강토 옹벽 배면에 건물을 건설할 경우 보강토 옹벽의 붕괴와 함께 건물까지 붕괴될 수 있는 극단적인 결과를 초래할 수 있는 위협에 노출되어 있다.

곡선부의 경우 직선부에 비하여 다짐공간이 협소하여 뒤채움 구간에서 다짐 불량으로 소요의 강도를 확보하지 못하고 보강재의 인발저항력이 감소하기 때문에 곡선부의 변형을 유발하게 된다. 곡선부에서 토압 분포는 직선부와는 달리 상대적으로 복잡하고 볼록형 곡선부의 경우 전면 벽체에서 인장력이 작용하게 되어 Fig. 2(d)처럼 균열이 발생하게 된다. 또한, 보강토 옹벽에 사용되는 블록은 콘크리트 재질로서, 인장에 약한 성질을 가지고 있기 때문에 벽체에 토압과 상재하중에 따른 인장력이 작용하게 되면 균열이 쉽게 발생하게 되고 기초지반의 충분한 지지력이 확보되지 않은 경우 균열이 연속적으로 발생할 수 있다. 특히 곡선부의 균열 및 전면 블록의 이격현상을 억제하기 위해서는 쇄석 혼합토 등을 일반 토사와 혼합하여 사용하고 흙과 보강재간의 마찰력을 증대시키기 위하여 신장성이 작은 보강재를 사용해야 한다고 판단된다.

이렇게 사고는 인간과 밀접한 곳에서 발생하며 안전에 큰 영향을 미치고 있으므로 보강토 옹벽에 대한 획일화된 설계법을 제시하고 주의 깊게 시공관리를 하는 등 대비를 철저히 하여 사고를 미연에 방지하는 노력이 필요하다.

3. 수치해석

3.1 모델링 및 물성치

전술한 보강토 옹벽의 곡선부를 포함한 실제적인 거동에 대한 본 연구를 위해 유한 요소해석 프로그램인 Plaxis 2D와 3D를 사용하였으며, 볼록형과 오목형의 두 가지 Case로 나누어 수치해석을 수행하였다(Plaxis, 2016). 보강토 옹벽의 벽체는 실제 시공과 동일한 콘크리트 블록으로 모사하였으며, 블록 한 개당 높이 및 폭은 0.2m, 0.5m로 적용하였고 보강재 간 수직 간격은 실제 실무적인 점을 고려하여 0.4m로 가정하였다. 따라서 옹벽의 전체 높이는 한층 당 0.4m 씩 13층으로 일반적인 보강토 옹벽의 최소 높이인 5m 이상을 만족하는 5.2m로 가정하였다(Choi and Park, 2014). 보강재 길이는 (0.6∼0.8)H=4.2m이고(Lee, 2014) Elastic 모델로 100kN/m을 적용하였다(Lee et al., 2001). 또한, 벽체-성토지반, 보강재-성토지반 경계면의 인터페이스를 고려하여 강도 감소계수 0.7로 적용하였고 벽체의 근입 깊이는 (0.1∼0.2)H=0.6m로 적용하였다(Lee, 2014). 원지반과 성토체의 구성 모델은 지반 파괴 거동 해석에 적합한 Mohr-Coulomb 모델을, 전면벽체에는 Linear-elastic 모델을 적용하였다. 수치해석의 모델링은 지반 조건, 경계 조건, 옹벽의 높이, 보강재 길이 등 모든 조건을 2D와 3D을 동일하게 가정하였다. 3D 수치해석의 곡선부 모델링에서는 90°의 각도로 곡률반경 6m를 적용하여 보강토 옹벽을 모사하였다. 수치해석에 사용한 뒤채움재는 Dense soil로, 상대밀도 80%을 적용하였으며(Das, 2010), 이 상대밀도에 따른 뒤채움재의 단위중량(ϒ=15.88kN/m³)과 간극비(e=0.712)는 기존 연구를 참고하여 적용하였다(Kim at el., 2012). 다짐도는 식 (1)(Lee and Singh, 1971)에 의하여 R=96%로 산정되었고 물성치는 기존 문헌을 참고하여 Dense Soil에 해당하는 범위 내의 값을 적용하여 Table 2에 나타내었다(Gere, 2004; Das, 2010). 본 연구에서는 보강토 옹벽의 전체적인 안전율, 벽체의 수평 변위, 침하량 그리고 기초와 지표 침하를 분석하였으며, 뒤채움재의 내부마찰각을 30°와 35°로 나누어 수치해석을 진행하였다. Fig. 4는 수치해석에 사용된 옹벽의 단면도와 평면도이고 벽체 수평 변위와 지표 침하 측정을 위한 계측 지점을 함께 표시하였으며, Fig. 5는 수치해석에 적용된 모델링을 보여주고 있다.

Table 2. Material properties of soil and wall

3.2 시공단계 및 수치해석

수치해석의 전반적인 흐름 및 시공 단계는 Fig. 6과 같이 (1)기초터파기, (2)콘크리트 기초 설치, (3)첫째 단 블록 설치, (4)성토 및 다짐, (5)보강재 포설, (6)선행과정((3), (4)) 반복 작업, (7)성토 완료 후 하중 재하 방식으로 정의하였으며, 이 때, 성토체 한 단의 높이는 블록은 2개(0.2×2=0.4m)높이로 정의 하였고 보강재 포설은 참고서를 참고하여 실제 보강토 옹벽의 시공 과정과 동일한 방법으로 홀수 층과 짝수 층의 주 보강 방향을 교대로 포설 하는 것으로 모델링을 정의하여(Korean Geosynthetic Society, 2010) 수치해석을 진행하였다.

Fig. 5에서 나타내었듯이 보강토 옹벽의 수치 해석은 크게 2D 해석과 3D에서의 볼록형과 오목형 두 가지 분류로 나누어 해석을 진행하였다. Fig. 4에서 보는 것처럼 각각의 보강토 옹벽 형상별 곡선 구간에서 하중 재하 시 각 구간별 벽체의 수평 변위와 지표 침하를 측정하기 위하여 구간을 3가지 Point(Point A, Point B, Point C)로 나누어 2D 해석과 비교하였고, 지표 침하의 경우 벽체로부터 1m 간격으로 측정하였다. 또한, 옹벽의 시작점으로부터 직선부는 2m간격으로, 곡선부는 중간 지점과 곡선부 최 외측 부분까지 벽체 침하와 높이에 따른 수평 변위를 분석하였다. 마지막으로, 보강토 옹벽의 전체적인 안전율 분석과 기초 지반의 침하량을 분석하였으며, 상재 하중은 구조물 기초 설계 기준에서 제시하는 대표적인 10kN/m²의 등분포 하중을 재하하였다.

3.3 수치해석 결과

3.3.1 안전율 비교

일반적으로 사면 안정해석 시 안전율의 평가 방법은 여러 가지가 있으며, 이 중 가장 보편적인 방법인 2차원의 한계 평형 해석을 이용하여 평가하고 있다. 그러나 한계 평형 해석은 가상 파괴면을 따르는 모든 위치에서의 안전율을 동일한 것으로 간주하며, 가상 파괴면을 따르는 모든 점에서 안전율이 동일한 경우는 모든 절편들이 파괴 직전에 있는 경우로서 국부적인 안전율은 파괴면을 따라서 변화하므로 일부 절편들에서 안전율은 다를 수 있다(Kim et al., 2006). 따라서 이에 대한 대안으로 유한요소해석 등의 수치 해석 기법을 이용한 사면 안정해석인 전단강도 감소기법(Shear Strength Reduction Technique)을 이용한 안정해석을 통해 수치 해석을 수행하였다. 전단강도 감소기법은 흙의 강도 정수인 와 c 뿐만 아니라 인장강도가 구조물의 파괴가 발생할 때까지 감소되면서 안전율을 계산하는 방법이다. 안전율은 초기 입력 값이 1.0으로 설정되며, 계산 과정에서 강도 감수에 따른 안전율 증분은 0.1이고 초기 조건으로 계산 단계는 100단계로, 필요할 경우 많게는 10000단계까지 설정된다. 이 때 용인되는 오차는 1%를 넘지 않도록 요구된다(Plaxis, 2016). 예를 들면, 초기의 안전율을 1.0으로 설정하고 해석 결과가 수렴하면, 안전율을 다시 1.0 간격으로 증가시켜 2.0으로 해석을 수행하며 해석에 사용되는 지반 강도는 점점 감소하게 된다. 만약 안전율 2.0에서 해석 결과가 수렴하지 않는다면, 실제 구조물의 안전율은 1.0과 2.0 사이의 임의 값을 가지게 되므로 초기 안전율 1.0에서부터 초기 안전율 증분인 0.1 간격으로 안전율을 증가시켜가며 그 값이 수렴이 될 때까지 해석을 수행한다.

따라서 앞서 언급한 수치 해석을 이용한 안전율 평가 방법을 통해 보강토 옹벽 성토 완료 후 하중 재하 시, 보강토 옹벽의 전체의 안전율을 2D해석을 통하여 Table 3에 나타내었다. 그 결과, 구조물기초설계기준에서 제시한 건기 시 사면활동안전율인 1.5 이상을 만족하는 것으로 나타났다. 하지만 설계 시, 실제 보강토 옹벽의 형상에 따른 곡선부의 실제적인 거동을 고려한 해석에서 벽체 변위, 침하량 등이 볼록형, 오목형 그리고 2D 해석의 직선부와 다를 수 있으므로 3차원적인 물리적인 거동을 반영하는 해석과 설계 및 시공 기준이 필요하다고 판단된다.

Table 3. Safety factor

3.3.2 벽체 수평 변위

Fig. 7은 2D, 3D 수치 해석을 통한 성토 완료 후 하중 재하 시, 벽체 수평 변위의 윤곽을 보여주고 있다. 보는 바와 같이, =30°인 경우 2D 해석의 경우 벽체의 최대 수평 변위는 H=5.2m 지점에서 발생하였고 3D 해석을 통해 살펴보면, 볼록형과 오목형 모두 지면으로부터 5.2m에서 최대 수평 변위가 발생하였다. Fig. 7(b), (c)를 살펴보면, 볼록형 곡선부의 수평 변위가 직선부에 비하여 크게 발생하였고 오목형의 경우 그 반대의 경향이 나타남을 알 수 있다. =35°인 경우에는 볼록형과 오목형은 각각 H=3.6m, 2.8m에서 최대 수평 변위가 발생하였으며 3가지 해석 모두 수평 변위는 배부름 현상의 경향을 나타내었다.

Fig. 8은 3D 해석의 볼록형과 오목형의 세 구간(Point A, Point B, Point C)에서 상재 하중 재하 시, 값에 따른 구간별 전면 벽체의 수평 변위 결과를 나타낸 것이다. 볼록형의 경우 =30°, 35° 모두 곡선부 중앙(Point C)에서 가장 큰 수평 변위가 발생했으며 이는 ki et al.(2012)의 모형실험 연구에서 보강토옹벽 곡선부 중앙에서 최대 수평 변위가 발생한 것과 본 수치 해석의 결과가 유사하게 나타났다. =30°인 경우 볼록형 곡선부 중앙의 최대 수평 변위(Point C)는 77.7mm로 55mm인 볼록형 직선부(Point A)에 비하여 약 1.41배 크게 발생하였고, 오목형 곡선부와 오목형 직선부 보다 각각 7.4배, 1.16배 변위가 크게 발생한 것으로 나타났다. =35°의 경우에는 볼록형 곡선부 중앙의 최대 수평 변위(Point C)는 5.43mm로 4.54mm인 볼록형 직선부(Point A)에 비하여 약 1.2배 크게 발생하였고, 오목형 곡선부와 오목형 직선부 보다 각각 2배, 1.3배 변위가 크게 발생한 것으로 나타났다. =30°의 경우가 =35°에 비하여 약 14배 더 큰 수평 변위를 유발하였고 이는 볼록형 보강토 옹벽에서 곡선부가 토압에 의해 상당한 영향을 미치고 곡선부가 직선부 보다 취약하다는 것을 알 수 있다. 또한, 오목형의 경우 곡선부에서 벽체와 성토체 사이에 전단저항이 발생하고 곡선부 벽체의 인접 부분 토압이 안정된 지반의 토압으로 전이되어 지반의 강도가 증가하는 아칭 효과(Arching Effect) 때문에 곡선부의 변형이 억제된다고 판단된다.

Fig. 9(a), (b)는 상재 하중 재하 시, 옹벽 직선부의 시작점으로부터 높이 2m, 4m에서 직선부는 2m 간격으로, 곡선부는 중간 지점과 곡선부 최외측 부분까지 수평 거리별 전면 벽체의 수평 변위를 3D 해석으로 볼록형과 오목형의 결과를 나타낸 것이고, Fig. 9(c)는 볼록형과 오목형의 높이 2m에서의 수평 변위 결과를 비교하여 나타낸 것이다. 볼록형의 경우 =30°일 때, 곡선부 중앙에서 51.75mm, 직선부에서 40.2mm로 곡선부에서 직선부에 비해 약 29% 증가하는 반면, 오목형의 경우는 오히려 곡선부 중앙으로 갈수록 볼록형과 달리, 곡선부 중앙에서 최대 수평 변위가 9.8mm로 직선부의 57.11mm보다 약 83%가 작아짐을 알 수 있다. 마찬가지로, =35°일 때, 볼록형 옹벽의 경우 곡선부 중앙으로 갈수록 수평 변위가 증가하는 경향을 볼 수 있으며 오목형의 경우는 곡선부 중앙으로 갈수록 최대 수평 변위가 오목형 직선부 대비 약 31%가 작아짐을 알 수 있다. 이는 볼록형 보강토 옹벽에서 토압이 곡선부에 상당한 영향을 미치는 것으로 판단되지만 오목형의 경우 앞서 언급한 곡선부에서의 아칭 효과로 인하여 수평 변위가 줄어든다고 판단된다.

Fig. 10은 상재 하중 재하 시, 볼록형 곡선부와 오목형 곡선부만의 중앙부에서의 전면 벽체의 수평 변위를 비교하여 나타낸 것이다. 상재 하중 재하 시, =30°인 경우 곡선부에서 형상별 수평 변위는 볼록형의 경우 최대 수평 변위가 77.70mm로 오목형 10.53mm.에 비해 7.4배 정도의 수평 변위가 더 크게 발생하는 것으로 나타났다. 마찬가지로, =35°인 경우에는 곡선부에서 볼록형의 최대 수평 변위가 5.43mm로 오목형 2.85mm에 비해 2배 정도 더 크게 발생하는 것으로 나타났으며 =30°의 볼록형 곡선부보다 93%작게 나타났다. 이는 오목형의 경우 아칭 효과에 의해 인접 지반의 토압이 안정 영역으로 전이되어 지반의 강도가 증가하는 반면, 볼록형의 경우는 성토체의 자중과 상재 하중 재하로 인한 주동 토압과 더불어 측면 토압이 발생하기 때문에 힘의 방향이 곡선부 접선의 법선 방향인 바깥쪽으로 작용하여 볼록형 보강토 옹벽 곡선부에서 수평 변위가 많이 발생하는 것으로 판단되며, 이는 ki et al.(2012)의 축소모형실험에서 볼록형 곡선부에서의 수평 변위가 더 크게 발생한 것과 유사하게 나타났다.

Kim(2007)은 보강토 옹벽 실패 사례를 통해 울산광역시 소재의 한 연수원 부지 조성공사 현장에 시공된 보강토 옹벽의 곡선부의 배부름 발생 현상이 발생과 함께 블록 간 이격현상에 대해 문제점을 분석하였고, 충분한 지지력이 확보되지 않은 상태에서 보강토 옹벽을 축조함으로 인한 침하 및 배부름으로 블록에 균열이 발생한 것으로 판단하였다. Berg et al.(2009)는 곡선부의 경우 하중을 받으면 90도의 각도가 둔각으로 벌어지려는 경향을 가지게 된다고 언급하고 있다. 이는 본 연구의 수치해석에서도 유사한 경향이 발생하였으며, 이에 대해 2차원 평면 변형률 조건(Plane Strain Condition)으로 해석하면 안 되는 3차원 형상을 가지는 특수한 부분에 대한 설계 및 시공기준이 필요하다고 판단된다. 또한, 곡선부의 경우 배부름 현상과 지반 침하에 대한 신중한 검토가 필요하며, 곡선부의 변형은 블록 간의 이격으로 인해 조립재 및 배면토 유실이 발생하므로 그에 대한 대책 검토가 필요하다.

현재 보강토 옹벽의 허용 수평 변위에 대하여 명확히 제시된 기준은 없으며, Korean Geotechnical Society(1998)에서 발간한 토목섬유 설계 및 시공요령에서는 보강토 옹벽 벽면공의 시공관리와 관련하여 다음과 같이 기술하고 있다.

토목섬유 보강토 옹벽은 일종의 흙 구조물이기 때문에 벽면 변위의 발생은 필연적이므로, 벽면변위가 허용값 내에 들도록 관리하는 것이 필요하다. 지금까지의 시공실적으로부터 토목섬유 보강토 옹벽이 연직선에 대하여 0.03H (H=옹벽높이) 또는 30cm 정도의 시공오차가 발생하여도 구조물 자체는 안정한 것으로 평가하고 있으므로 이 값을 벽면 변위의 허용 값으로 추천하고 있으며, Canadian Geo-technical Society(1985)에서는 흙의 종류에 따른 주동 및 수동 상태의 회전 변위(y/H, y=수평변위, H=벽체높이)를 table 4와 같이 제시하였다. 본 연구의 수치 해석 결과, 조밀하고 주동 상태로서 변위가 가장 큰 =30°의 경우 볼록형의 옹벽 곡선부 중앙에서의 벽체 최 상단의 회전 변위가 0.014로 안정성에는 적합하게 분석되었다.

Table 4. Displacement of active and passive states according to soil type (Canadian Geotechnical Society, 1985)

3.3.3 벽체 및 지표침하

Fig. 11은 상재 하중 재하 시, =30°의 경우 옹벽의 시작점부터 곡선부 중앙까지 직선부는 2m 간격으로, 곡선부는 중간 지점과 곡선부 최외측 부분까지 수평 거리별 전면 벽체의 침하량을 3D 해석을 통해 볼록형과 오목형을 비교하여 나타낸 것이다. 그 결과, 볼록형의 경우 곡선부 중앙(Point C)에서의 침하량은 -63.5mm가 발생하였으며, 곡선부가 직선부보다 40%, 시작점보다 42% 증가하여 옹벽의 시작점으로부터 곡선부 중앙으로 갈수록 벽체의 침하량이 증가하는 경향을 알 수 있다. 반면, 오목형의 경우 곡선부와 직선부는 각각 -16.12mm, -60.27mm의 침하량이 발생되었고 이는 곡선부에 비하여 직선부가 약 3.7배 더 큰 수치를 나타내고 있으며 전체적으로 볼록형과 비교해 더 적은 침하가 발생됨을 알 수 있다. 이 때 2D 해석의 경우 -65.8mm의 벽체 침하가 발생하였고 볼록형 곡선부와 비슷한 값을 나타내었다. =35°의 경우 볼록형의 경우 곡선부 중앙(Point C)에서의 침하량은 -3.30mm가 발생하였으며, 곡선부가 직선부보다 12.2%, 시작점보다 22% 증가하여 옹벽의 시작점으로부터 곡선부 중앙으로 갈수록 벽체의 침하량이 증가하는 경향을 알 수 있다. 반면, 오목형의 경우 곡선부와 직선부는 각각 -1.59mm, -1.70mm의 침하량이 발생되었고 이는 곡선부에 비하여 직선부가 6.9% 더 큰 수치를 나타내고 있으며 전체적으로 볼록형과 비교해 더 적은 침하가 발생됨을 알 수 있다. 이 때 2D 해석의 경우 -2.57mm의 벽체 침하가 발생하였고 볼록형 곡선부와 비교해 볼 때 28.4% 작은 수치를 보였다.

Fig. 12는 =30° 일 때 2D 해석과 3D 해석 볼록형의 변위벡터를 나타낸 것이다. 전체적인 지표 침하의 경향은 벽체와 인접해 있는 하향 방향으로의 변위 벡터 형성이 두드러짐을 알 수 있으며, Fig. 13은 앞선 변위 벡터를 비교하기 위해 상재하중 재하 시, 볼록형의 세 개(Point A, Point B, Point C)의 구간에 대해서 벽체로부터 내부 방향 1m 간격으로 지표 침하를 측정하여 그래프로 나타낸 것이다. 최대 지표침하의 경우 =30°일 때, 2D 해석에서 벽체와 인접한 지표에서 -65.8mm의 최대 지표 침하가 발생하였으며, 볼록형의 경우 곡선부 중앙에서 벽체와 인접한 지표에서 -60mm의 최대 지표 침하가 발생하였다.

=30°에서 오목형 곡선부 중앙에서 벽체와 인접한 지표 침하는 -11.16mm, 직선부에서는 -58.8mm가 발생하였으며 이는 오목형 곡선부 중앙의 벽체 인접 지표 침하가 같은 조건의 볼록형 지표 침하량보다 81%, 오목형 직선부보다 80% 작은 수치이다(Fig. 13, 14). 특히, 오목형의 경우 곡선부에서 직선부보다 전체적으로 낮은 침하가 발생되었고 볼록형의 경우 곡선부 중앙에서 가장 큰 침하가 발생되었으며 =30°의 경우가 =35°의 경우보다 모두 벽체 침하, 지표 침하, 수평 변위를 비교하였을 때, 볼록형의 곡선부가 직선부에 비해 큰 경향을 나타내므로 볼록형 곡선부가 직선부와 비교했을 때 역학적으로 취약하다고 판단되며, 이러한 경향은 2D 수치 해석으로만 해석할 경우 곡선부를 포함한 오목형과 볼록형 형상에 따른 벽체 및 주변 지반의 거동 차이를 반영하지 못하고 있어 설계 시 신뢰성이 현저하게 저하될 것으로 사료된다.

3.3.4 기초지반 침하에 대한 안정 검토

보강토 옹벽은 일반 옹벽에 비하여 상대적으로 큰 침하에도 안정성을 유지할 수 있다. 그러나 침하의 가능성이 큰 지반에 시공이 되는 경우에는 이에 대한 영향을 검토하여야 하며 옹벽의 사용성을 위해서 과도한 부등침하나 횡 방향 변위가 발생하지 않아야 한다. 또한. 도심지의 경우에는 미관적인 요소도 고려하여 설계한다. 국내에서는 한국도로공사에서 Table 5와 같이 보강토 옹벽 기초지반의 부등침하(침하량/벽체 길이 = /L)에 대한 기준을 제시하고 있으며, 본 수치 해석을 통해 상재하중 재하 시의 2D와 3D 곡선부 기초지반의 부등침하를 분석하였고(Table 6) 제시된 기준에는 부합하는 것으로 나타났다.

Table 5. Differential settlement standard of foundation (Korea Expressway Corporation, 2007)

Table 6. Settlement of the foundation

4. 결 론

본 연구는 보강토 옹벽의 피해 사례를 통해 문제점을 파악하고, 곡선부의 거동에 대한 기초 연구로서, 보강토 옹벽의 곡선부와 직선부의 거동을 정량적으로 비교･분석 하였다. 또한, 옹벽의 형상에 따라 볼록형과 오목형 2가지 경우의 변수로 가정하여 곡선부와 직선부 및 주변 지반의 거동을 2D, 3D 유한요소 수치해석을 통해 분석하였다. 본 연구의 결론은 다음과 같다.

(1)유한요소해석 수치 해석 기법을 통한 사면 안정해석인 전단강도 감소기법을 이용하여 전체적인 안전율을 분석한 결과, =30°, 35°의 경우 모우 구조물기초설계기준에서 제시하는 건기 시 사면 활동 안전율인 1.5 이상을 만족하였다.

(2)3D 수치 해석을 통해 보강토 옹벽의 형상에 따라 직선부와 곡선부 수평 변위를 비교한 결과, =30°일 때, 볼록형 형상의 곡선부 중앙에서 가장 큰 변위가 발생하였다. 이는 오목형 곡선부 중앙에 비해 7.4배 큰 수치이며, 오목형 직선부의 1.16배, 볼록형 직선부보다 1.41배 큰 변위가 발생함을 알 수 있다.

(3)벽체의 높이 2m, 4m지점에서의 옹벽의 시작점부터 수평 거리에 따른 벽체 수평 변위를 분석한 결과,  =30°, 35° 모두 모든 지점에서 벽체의 형상이 볼록형일 때 오목형 형상에 비해 더 큰 수평 변위가 발생하였고 =30°의 경우 옹벽 높이 2m에서 볼록형 형상의 옹벽이 곡선부가 직선부에 비해 약 29% 증가하고 오목형 형상의 경우 곡선부가 직선부에 비해 약 83% 감소하는 경향을 보였다. 이는 2D 해석만으로 설계를 하기엔 한계가 있고, 실제 시공에서도 곡선부를 포함한 옹벽 시공 시 보다 더 주의를 요할 것으로 사료된다.

(4)옹벽의 시작점부터 2m 간격의 수평 거리별로 벽체 침하를 분석한 결과, 볼록형 옹벽에서 오목형 옹벽보다 더 큰 침하가 발생하였고 =30°의 볼록형 곡선부 중앙에서의 침하량은 직선부와 곡선부 시작점 대비 각각 40.1%, 42.4%가량 큰 것으로 나타났다. 반면, 오목형의 경우 곡선부 중앙에서의 침하량은 직선부보다 작은 값을 나타냈으며 볼록형 곡선부 중앙에서의 침하량과 비교해 볼 때 74% 작은 값을 나타냈다. 즉, 볼록형의 경우 곡선부로 갈수록 벽체 침하가 증가하며 오목형의 경우 그와 반대로 볼록형에 비하여 작은 경향을 알 수 있다.

(5)지표 침하의 경우 =30°의 볼록형 형상 곡선부 중앙의 벽체와 인접한 지표에서 최대로 발생하였다. 이는 오목형 곡선부가 볼록형 곡선부 보다 80% 작고 오목형 직선부 보다 81% 더 작은 지표 침하가 발생하는 것으로 나타났다. 이는 볼록형의 경우 보강토체의 자중과 하중에 더불어 곡선부에서 측면토압이 발생으로 인해 더 많은 수평 변위가 발생되었다고 판단된다. 따라서 볼록형 곡선부 설계 및 시공 시 형상별 추가적인 측면 토압에 주의해야 하고 시공 시 실제적인 곡선부의 거동에 초점을 맞추어 시공해야 한다고 판단된다.

(6)2D 수치해석과 3D 수치해석의 비교･분석 결과, 의 값에 관계없이 볼록형 곡선부에서 벽체의 수평 변위, 벽체 침하, 지표 침하는 보강토 옹벽의 형상과 곡선 형태에 상관없이 더 큰 수치를 나타내고 있다. 이는 직선부의 경우 2D 수치해석과 유사한 경향을 보여주지만, 2D 수치해석의 경우 곡선부를 고려하지 못할 뿐만 아니라 볼록형과 오목형 형상에 따른 벽체 및 주변 지반의 거동 차이를 반영하지 못하고 있어 신뢰성이 낮을 것으로 판단된다. 따라서 보강토 옹벽 곡선부에 응력 집중되는 현상에 대해 2D 수치해석뿐만 아니라 벽체의 형상과 곡선부와 직선부에 따른 3차원적인 물리적인 거동을 반영하는 수치해석이 필요할 것으로 사료된다. 이와 함께 수치해석을 통하여 안정성 평가가 수행되어야 하고 시공관리 또한 주의 깊게 수행되어야 한다고 판단된다.