시설물 사고사례 조사사업은 1996년도에 이은 2차년도 사업으로 국내ㆍ외에서 발생한 시설물 사고사례의 기술적인 사항을 관계자료를 통해 조사하고, 사고원인 및 사고요인 등을 분석하여 기술적 정보를 도출하고, 그 결과를 정보화하여 시설물 안전에 관련된 종사자들이 이들 정보를 공유하여 과거의 실패사례를 효율적 유지관리를 위한 교훈으로 활용할 수 있도록 하기 위한 것이다. 또 사례조사 내용은 진단요원의 교육시, 점검 및 진단시 등에서도 활용할 수 있도록 하기 위한 것이다.
1.2 사업범위
이 사업의 범위는 국내ㆍ외에서 발생한 시설물 사고사례중 현대적 설계개념과 건설재료를 사용하여 건설한 시설물 가운데 인적요인(人的要因)에 의해 사고가 발생한 사용중인 시설물의 사고를 중심으로 교량, 건축물, 수리시설물 및 지하구조물 사고 등에 대한 문헌자료의 수집, 분석을 통해 기술정보를 도출하고, 이를 정보화(D.B.화)하는 것이다.
이 사업범위에서 사고란 시설물의 총체적 붕괴 뿐만아니라 건설된 시설물이 초기 설계당시에 의도된 대로 기능을 발휘하지 못하는 실패(Failure)의 개념을 포함하는 것으로 했다. 따라서 이 보고서에 언급되는 사고는 반드시 인적, 물적 피해를 동반하는 의미의 사고 뿐만 아니라 인적, 물적 피해없이 시설물이 기능을 발휘하지 못하는 경우 및 시설물이 비록 기능을 발휘하고 있는 경우라 해도 공학적 불안 요소를 안고 있는 경우를 포함하고 있는 것이 많다.
계속 사업으로 추진되는 이 사업은 1차년도(1996년)와 동일한 사업범위내에서 시설물별 사고사례 내용을 계속 축적하고, 1차년도에 개발한 기초적 수준의 D/B 프로그램에 조사자료를 입력하는 것으로 했다. 시설물 사고사례 정보는 우리 공단의 정보전략계획에서 정의된 시설물 정보체계를 구성하는 중요한 정보로서 시설물의 과학적 유지관리 체계개발의 기초자료로 활용되어야 한다. 이를 위해서는 사고사례 정보의 조회, 검색을 위한 사고사례 정보 시스템이 우리 공단 시설물 정보체계와 연계되도록 개발되어야 하며, 향후 우리공단 내부에서의 활용은 물론 안전진단 자문 기관 등 외부에서도 검색이 가능하도록 개발되어야 하는데, 이는 1998년 이후 연차적으로 수행될 것이다.
1.3 사업내용
이 사업은 시설물의 사고 또는 실패로부터 교훈을 얻어 동일 또는 유사사고의 재발을 방지하고, 시설물의 안전관리를 위한 기술정보를 제공하기 위해 설정한 사업 범위내에서 다음과 같은 사항을 사업내용으로 한다.
- 시설물별 국내ㆍ외 사고 또는 실패사례 자료수집
- 사고내용, 원인, 조치, 대책 등의 조사
- 사고요인별, 사고원인별 자료분석
- 분석자료의 정보화(D.B.화)
시설물별 국내ㆍ외 사고 또는 실패사례 자료수집은 이미 발생한 사고와 관련된 기술적 문헌자료를 수집하는 것으로 했으며, 사고의 내용, 원인, 조치, 대책 등의 조사는 수집된 자료의 내용을 검토하여 조사하는 것으로 했다.
사고요인별, 사고원인별 분석은 시설물별 개별사례의 발생요인을 계획, 설계, 시공, 유지관리, 기타로 구분하여 각 요인별의 원인을 분석하여 통계화 할 수 있도록 했다.
분석자료의 정보화(D.B.화)는 조사, 분석한 자료를 계속적으로 기술정보로 수시 활용할 수 있도록 하기 위하여 시설물별, 사고원인별, 사고요인별로 누적 통계화하는 방법으로 하고, 연차적으로 사례조사가 진행되어 최종적으로는 개별 사례의 내용 구분에 따라 통계자료를 출력할 수 있도록 하기 위한 방법으로 했으며, 앞서 언급한 것처럼 시설물 사고사례 조사내용이 우리 공단의 시설물 정보체계에 포함될 수 있도록 보다 전문적인 방법의 정보화에 연계될 수 있도록 했다.
1.4 사례조사 현황
1, 2차년도 사업기간('96~'97년)에 걸쳐 조사한 사고사례 현황을 국내ㆍ외별, 시설물별 사례로 구분하여 보면 각기 <표1-1> 및 <표1-2>에서 보는 바와 같고, 조사현황은 누적치는 <표1-3>과 같다.
<표1-1> 1차년도('96) 시설물별 사고사례 조사현황
<표1-2> 2차년도('97) 시설물별 사고사례 조사현황
<표1-3> 시설물별 사고사례 조사현황 누적('96~'97)
1차년도 보고서 "시설물 사고사례 조사(I)"에서도 언급된 바와같이 국내 사고사례건수가 적은 것은 역시 사고조사의 미실시 및 기실시 조사결과에 대한 자료획득이 용이하지 못했기 때문이다.
한편 시설물별 조사내용 상세사항은 분량을 고려하여 부록I에 별도로 실었다.
1.5 조사자료의 구분
조사된 자료의 구분은 시설물별로 사례번호를 부여하여 구분하는 것으로 하되, 1차년도와 마찬가지로 <표1-4>와 같이 시설물별, 국내ㆍ외별로 구분하여 연도별 일련번호를 부여하는 것으로 했으며, 또 각 사례번호별 조사내용 항목 역시 <표1-5>에서 보는 것처럼 전년도와 동일하게 했다.
<표1-4> 사례번호 구분
<표1-5> 사례별 내용 예
제2장 시설물 사고조사의 개요
이미 언급한 바와같이 여기서의 사고란 시설물의 총체적 붕괴 뿐만아니라 건설된 시설물이 초기 설계당시에 의도된 대로 기능을 발휘하지 못하는 실패(Failure)의 개념을 포함하고 있다.
사고의 실체를 규명하기 위해서는 먼저 시설물의 구조특징을 파악하고, 사고가설(假設)을 확립하여, 사고를 사고유형, 사고원인 및 시간단계에 따라 구분해야 한다.
시설물 사고는 사고발생 시간상 단계, 사고정도, 사고원인을 기준으로 분류할 수 있는데 여기서 사고발생 시간상 단계는 시설물의 사용수명상 경년 시간을, 사고유형은 사고의 정도를, 사고원인은 사고를 유발하는 인자를 의미한다.
시설물사고의 분류는 사고의 조사, 분석 및 결과보고를 하는데 있어서 사고의 유형구분 및 사고발생시기를 결정하는데 도움이 되며, 사고조사는 사고유발 인자의 물리적, 기술적 및 절차상의 원인들을 확인하는 등 체계적 분석을 기초로 해야 한다.
위에서 기술한 사고분류의 3 가지 기준 즉, 시간단계, 사고유형, 사고원인 등은 각기 2.2, 2.3, 2.4 항에서와 같이 정의된다. 한편 사고원인은 시설물별, 구조형식별, 소재구분별, 연결부 형식별로 좀더 세분하여 구분한 내용을 수록하였다. 또한 현장 사고조사를 위해 필요한 현장 사고조사 절차를 참고로 실었다.
2.1 시설물 구조특징 파악 및 사고가설(假說) 확립을 위한 고려사항
2.1.1 구조특징 파악을 위한 고려사항
대부분 구조물의 사고는 조사대상 구조물의 구조 특징을 도출함으로써 용이하게 규명할 수 있으며, 이 구조특징을 규명하기 위한 고려사항으로는 다음과 같은 것들을 들 수 있다.
- 기능 또는 용도
- 구조형식(주 구조)
- 2차구조 및 기타구조
- 주부재
- 2차부재
- 연결부 형식(주 연결부 및 2차연결부)
- 길이, 폭, 높이, 반경, 등등
- 기초
- 지질 및 토질특성
- 환경(자연재해 위험에 대한 노출 포함)
- 연결구조(Link Structures)
- 피복(Cladding)
- 사고개요(총체적 붕괴, 심한 기울어짐, 부재낙하, 등등)
2.1.2 사고가설(假說) 확립을 위한 고려사항
사고가설 확립을 위해서는 설계시 고려했던 아래와 같은 인자들을 고려할 필요가 있다.
- 사하중, 활하중 및 지붕하중(Roof loads)을 포함한 수직하중(정적 및 동적)
- 풍하중, 지진하중, 적재물(Stored Materials)에 의한 하중 등의 수평하중(정적하중 및 동적하중)
- 시공하중(Construction Loads)(동적 및 정적)
- 구조적 피로를 유발하는 주기하중
- 충격하중
- 기온 및 수분의 변화에 구조물이 노출
- 화재 또는 폭발
- 힘과 변위를 포함한 체적변화에 대한 구조물의 반응
- 침하, 미끄러짐(Slippage) 및 변위차를 포함한 지반과 구조물의 상호작용
- 적절한 안전계수를 가진 구조물 전체 및 구조물 요소의 안정성
- 진동특성 및 공기역학적 영향에 대한 구조물의 민감성
- 정비 및 사용조건과 관련된 구조물의 수명
- 허용응력, 강도, 처짐 및 사용성 한계 내에서의 소재의 선택 및 부재크기 결정
- 소재, 작업방법 및 장비의 품질관리 규정
2.2 시설물사고의 발생단계
사고를 사고발생 시간단계로 분류하는 것은 건설초기의 의도된 사용수명(Service Life)을 기준으로 한다. 어떤 시설물의 사용수명(Service Life)이란 이 시설물이 초기설계기준에 의해 의도된 목적대로 기능을 발휘하며 사용되는 동안의 시간으로 시설물의 초기 건설완성시에서부터 해체시까지의 시간이다.
이 시간을 다시 사고가 발생할 수 있는 세 가지의 기본적인 시간단계로 구분하여 정의하면 다음과 같다.
- 사용전 단계 : 건설중 또는 시설물의 사용 개시전에 사고가 발생하는 단계
- 사용중 단계 : 시설물이 설계, 시공되어 사용중에 사고가 발생하는 단계
- 사용후 단계 : 사용후 단계는 시설물이 초기 설계기준에 의해 의도된 바 외의 목적으로 사용되는 단계다. 사용후 단계에 발생하는 사고는 일반적으로 과하중 또는 열화 때문이다. 해체시의 사고들은 이 단계에 포함된다.
2.3 시설물사고의 유형
사고유형에 의한 사고분류는 사고로 인한 손실의 정도 및 성격(예, 인간생활 또는 경제)과 관련이 된다. 손상의 정도 및 형태에 의한 사고의 분류는 다음과 같이 구분될 수 있다.
2.3.1 안전사고(Safety Failures)
이 유형의 사고는 안전을 포함하며, 공학적인 시설물의 완전붕괴 또는 부분적인 파손의 결과로 발생한다. 이 사고는 결과적으로 인명의 사상(死傷)을 발생시키거나 인간생활을 위해롭게 한다. 이런 유형의 사고는 인명의 사상 또는 경제적 손실이 크기 때문에 사회적 관심을 불러일으킨다. 이 유형의 사고에는 건축물의 붕괴, 댐사고 또는 화재안전사고 등이 포함된다.
2.3.2 기능상 사고(Functional Failures)
기능상 사고는 가장 일반적인 사고유형이다. 이 유형의 사고는 공학적 시설물의 정상적인 사용을 저해하며, 시설물의 사용성에 부정적인 영향을 미치고, 시설물의 예정된 사용성을 감소시킨다. 기능상 사고의 몇가지 예를 들면 아래와 같다.
ㆍ 침수사고
ㆍ 이음부 변위 사고
ㆍ 기계적 시스템 사고
ㆍ 기초사고(Foundation Failures)
ㆍ 건물의 과도한 요동(수평처짐 : Horizontal Deflection)
ㆍ 시설물의 미적(美的)감각을 중요시한 사고
ㆍ 높은 생물학적 산소 요구량 또는 오염 배출량
ㆍ 고속도로 노면상의 패인 구멍에 의한 사고
ㆍ 제방의 침식
ㆍ 과도한 처짐
ㆍ 허용이상의 진동
ㆍ 음향학적 문제
ㆍ 재료의 조기열화
2.3.3. 잠재적 사고(Latent Failures)
이 유형의 사고는 붕괴가 발생하지는 않았지만 공학적 시스템상의 취약성 때문에 붕괴가 임박한 상황에 있는 사고다.
이 유형의 사고는 기술 검토, 불량 건설자재의 시험, 하중시험, 부실 또는 취약하게 건설된 상세부의 점검 등을 통해서 밝혀질 수도 있다.
2.3.4 부차적 사고(Ancillary Failures)
부차적 사고는 공학적 시스템의 안전 또는 기능에 영향을 주지는 않지만 공학적 구조물의 건설기간의 변경 또는 연장 및 건설비용의 상승 등에 관계가 있다. 이 유형의 사고는 건설비용 또는 공기(工期)의 초과를 포함하게 된다.
2.4 시설물사고의 원인
시설물사고의 원인은 사고를 직접적으로 유발시킨 인자 또는 일련의 인자들을 말한다. 사고원인은 다음과 같이 기술적 원인과 절차상 원인 두 가지로 크게 구분할 수 있다.
2.4.1 기술적 오류에 의한 사고원인
ㆍ 설계오류(누락)에 의한 사고 - 이 유형의 사고는 시설물의 공학적인 설계상의 오류로 인해 발생한다. 사고를 유발하는 기구(Mechanism)는 시설물의 부재의 크기가 잘못 설정되었거나 또는 시설물의 구성이 잘못 된 결과일 수 있다. 또 사고는 시설물의 시스템 또는 구성상의 중요한 부분이 누락되어 발생할 수도 있다. 설계오류, 계산오류, 계약문건의 누락 등은 시설물을 이러지도 저러지도 못하는 난처한 상황에서부터 완전붕괴에 이르기까지 다양한 범위의 사고를 유발한다. 이런 유형의 원인은 경험부족, 태만, 교육훈련 부족, 의사소통상의 부적격 또는 무능력 등이 직접적인 결과로 나타나는 것이다.
ㆍ 상세설계의 오류 또는 시방서 오류에 의한 사고 - 계약 도면상의 상세부의 오류 또는 시방서 작성상의 오류에 의해 사고발생이 유발될 수 있다. 부정확한 정보, 부정확한 자료, 부적절하거나 잘못 선정된 자재, 장비, 기법 등은 다양한 사고를 일으킬 수 있다.
ㆍ 시공오류에 의한 사고 - 시공중 중요 상세부의 누락 또는 감리오류 등에 의해 직접적으로 유발되는 사고는 시설물의 완전붕괴를 포함하여 다양하다. 시공오류를 포함한 사고는 기준미달 자재 또는 장비, 부적절한 시공절차, 순서에 준하지 않는 상세부의 설치, 시공상 정렬 부적절 또는 품질관리 부족 등과 같이 시설물 시공 시스템상의 중요 부분이 누락되기 때문이다.
ㆍ 건설자재의 결함에 의한 사고 - 이 유형의 사고는 시공과정에서 건설자재를 잘못 사용하기 때문에 발생하는 사고이다. 불리한 기후조건에서의 시공, 함부로 하는 현장에서의 수정작업 때문에 자재의 강도 및 내구성을 감소시키는 시공관행 등 때문에 건설자재의 결함에 의한 사고가 발생한다.
2.4.2 절차상의 오류
절차상의 오류에 의한 사고는 의사전달의 잘못, 순서를 벗어난 작업, 혼합작업, 상호협조 부족, 과도한 신속성 또는 경제에 대한 과도한 강조, 규제, 응답시간 지연, 부적절한 자세 등 때문이다.
ㆍ 계약상의 협조부족으로 인한 사고 - 이런 사고는 계약 수행상의 여러 관련부서 사이의 협조부족으로 인한 오류에 의해 발생하거나, 계약도면과 시방서의 상충에 의해 발생한다.
ㆍ 시공도면(Shop Drawing) 검토 오류에 의한 사고 - 사고는 구성품, 자재, 상세부 등이 계약문건상에 정확히 기재되어 있으나, 시공도면상에 잘못 기재되어 있을 경우에 발생할 수도 있다.
ㆍ 시공중 비효율적인 협조로 인한 오류 - 시공중 직종간의 협조부족, 제작도면과 시공과정의 조정부족 등에 의해 사고가 종종 발생한다.
ㆍ 의사전달 부족에 의한 오류 - 사고는 여러 설계부서간의 의사전달부족, 여러 시공직종간의 의사전달부족, 계약자와 설계부서간의 의사전달 부족 등에 의해 발생하기도 한다. 이러한 의사전달 부족에 의한 정보의 누락으로 인해 시설물의 정상적인 기능 및 성능이 떨어지거나, 기능 및 성능이 완전히 정지하는 경우가 생기게 되는 경우도 있다.
2.5 시설물별 사고원인
시설물사고의 잠재적 원인을 규명하기 위해서는 시설물 유형별 사고의 대표적 특징을 파악해야 한다. 또한 사고조사시에는 과거 사고의 원인 및 특징을 알므로써 사고에 대한 가설을 확립할 수 있다.
따라서 사고조사자는 다음과 같은 사고원인들을 미리 알므로 해서 사고에 대한 지식을 넓히고, 이들을 보다 진전된 연구 및 해결책 수립의 시발점으로 삼을 수 있다.
2.5.1 교량사고
ㆍ 교량사고에 영향을 미치는 인자
- 경간장
- 충격하중 및 주기하중에 의한 중(重)하중 패턴(Heavy Loading Pattern)
- 총사용 시간동안(수명 : Lifetime)에 하중이 증가하는 경향
- 환경(온도, 바람, 습기, 화학물질) 노출
- 수리학적 영향을 포함한 기초토질 조건의 다양성
- 운송수단에 의한 구조물의 손상
ㆍ 환경적 또는 사용재료상의 사고원인
- 교량을 붕괴에 이르게 하는 기초의 세굴
- 강부재의 피로파괴, 취성파괴 및 응력부식균열
- 운송수단에 의한 충돌 - 차량에 의한 교량하부의 교각 및 거더 충돌, 기차의 탈선, 기차 하중의 전달, 차량에 의한 교량상부의 트러스 부재 및 가이드 등의 충돌, 선박에 의한 교각 및 하부구조의 충돌
- 표면손상부로부터의 염화물 침투에 의한 상판철근의 부식
- 차도 또는 상판의 손실을 유발하는 바닥판 시스템(Floor System)의 부식
- 교량하부에까지 미치는 홍수에 의한 예기치 않은 수평하중 발생
- 지진하중에 의한 사고
- 교대 및 교각 때문에 의한 교량부품의 사고
2.5.2 댐사고
구조물로서의 댐의 독특한 특징은 댐 뒤쪽에 저장된 저수 수두와 관계되는 수평하중, 댐 재료 및 인접 지질에 미치는 수압력의 영향, 저수지의 크기 등이다. 모든 형태의 댐의 가장 일반적인 사고원인은 월류(Over-topping)였다. 이 월류는 여수로 설계시 분명히 고려해야 할 사항으로 홍수에 의해 발생한다.
ㆍ 모든 댐에 대한 일반적인 사고원인
- 댐 저류와 관련된 수평하중, 댐재료에 대한 수압영향, 월류
- 파이핑에 의한 기초(Foundation)의 침식
- 침하 및 기초의 이동
- 빙압에 의한 손상
- 부적절한 기초
- 전쟁에 의한 파괴
- 슬라이딩 및 양압력
- 댐 횡단면의 온도차이
- 인근 지역에서의 다이나마이트 폭파
- 파랑작용 및 불충분한 에너지 흡수 특성
- 지진하중
- 설계시 가정했던 것보다 큰 하중으로 인한 침전
- 저수지내의 슬라이딩
- 콘크리트, 암석 및 흙 사이의 전단력 손실
ㆍ 제체댐 사고원인
제체댐은 일반적으로 댐현장 부근의 흙 및 암석으로 축조되며, 때에 따라서는 콘크리트 또는 점토를 표면처리와 심벽으로 사용한다. 흙댐이 다른 댐과 상이한 특징은 재료의 강도 특성이 함수량과 내부공극 수압에 의해 좌우되는 것이고, 시공시 투수계수, 밀도 및 전단강도의 변화가 많다는 것이다.
제체댐 사고의 주된 원인은 다음과 같다.
- 부적절한 여수로 및 더돋기 성토
- 급격한 수위강하 및 사면 불안정으로 인한 슬라이딩
- 침식수로의 누수, 침투 및 슬라이딩
- 파이핑에 의한 침식
- 상류사면 점토표면의 비탈사태
- 포화 및 배수 결함
- 방류 파이프의 파손
- 심벽의 침하
- 부적절한 재료 및 상류사면의 경사 슬립
- 취수구의 파열
- 부적절한 다짐
- 가뭄으로 인한 점토의 수축
- 포설층을 전면벽(Front Wall) 위로 가압하면서 부풀게 하는 용출수
- 설치류에 의한 기초의 채굴
ㆍ 중력댐 사고원인
중력댐은 석재와 콘크리트로 시공되며, 주요 사고원인은 다음과 같다.
- 시공 이음부의 파손
- 기초의 침식
- 세굴이 발생하여 기초가 유실될 정도로 얕은 기초
- 자재불량
- 암반기초의 수평전단
ㆍ 아치댐 사고원인
아치댐은 거의 전체 설계하중에 의한 평면응력을 가지며, 반력은 흙과 암석의 상태에 따라 주로 좌우된다.
아치댐의 손상원인은 다음과 같다.
- 지질조사시 발견되지 않은 슬립면을 조정할 수 없는 구조
- 수압관의 진동에 의한 균열
- 수축이음부의 부적절한 그라우팅으로 인한 균열
ㆍ 부벽식 댐 사고원인
부벽식 댐(Buttress-type Dam)은 슬라이딩 및 전도(Overturning) 해석시 수압의 수직성분을 사용하여 수평력을 암반기초로 전달되게 하는 점이 특징이다.
부벽식 댐의 손상원인으로는 다음과 같은 것들을 들 수 있다.
- 반복적인 동결융해에 의한 접속부의 손상
- 다중 콘크리트 아치의 경우 석재기초의 부실 및 콘크리트-석재 이음부의 손상
- 접속부의 균열
- 다공성 콘크리트
- 다중 강재 아치를 점진적 붕괴 시키는 강재 벤트의 손상
2.5.3 터널사고
터널은 암반이 구조체로서 작용하는 균질의 단단한 암반에 굴착되거나 쉴드, 복공, 압축공기를 이용하여 연약지반에 굴진되므로, 구조적 분류의 관점에서 다양성이 없고 동일하다.
완공된 터널은 다음과 같은 원인에 의해 손상되는 경우가 많다.
- 철도터널의 궤도 정열 불량
- 수분의 침투
- 복공 터널의 종방향 및 횡방향 균열
- 높이 변화
- 단면형상 변화
터널의 사고원인으로는 다음과 같은 것들을 들 수 있다.
- 화학작용에 의한 복공의 손상(Distress)(종종 매연과 습기가 동반)
- 상재토의 함수비 증가에 의한 상재하중의 증가
- 동결/융해 작용에 의한 복공의 열화(Deterioration)
- 차량 충돌에 의한 손상
- 높은 주변 응력에 의한 압력터널의 강재 부식 및 균열
- 채움 시공을 한 수직갱의 목재부식 및 벽돌터널 아치부의 젖은 모래에 의한 과하중
- 콘크리트 복공 여수로 터널내 복공 표면의 범프(Bump)부의 공동화(Cavitation)
- 지질학적인 단층 및 전단손상을 유발하는 지진하중
- 터널하부의 침하를 유발하는 채광(採鑛)
- 포화토의 부적절한 차수(遮水)
2.5.4 건축물사고
ㆍ 고층건물 사고원인
- 창벽(Window Wall)의 파손을 유발하는 극도로 큰 국부적인 풍하중
- 인접지붕으로부터의 비행물체에 의한 건물 창의 손상
- 건물의 전도를 유발하는 전반적인 기초의 파괴
- 일정 상태의 풍하중에서 전면적인 캔틸레버 작용의 변동거동으로 인한 가속도 증가
- 고층 철근 콘크리트 평판구조에서 부적절한 지지 또는 콘크리트의 강도 문제로 인한 점진적 붕괴
- 프리캐스트 콘크리트 모듈 건축물에서 강도부족 또는 변동하중 경로 부족으로 인한 점진적 붕괴
ㆍ 산업용 건물의 사고원인
- 높은 풍압에 의한 클래딩의 손상
- 신축성이 있는 경량(輕量) 지붕에 물이 고이는 현상
- 이동식 크레인을 지지하는 구조물의 파손
- 콘크리트 수축, 심한 마모, 충격하중, 부적절한 슬라브 두께 및 다짐 부족, 이음부 및 가장자리 상세 부적절 등의 영향이 혼재한 슬라브의 파손
- 산업용 건물의 사고성 폭발 또는 의도적 폭파
2.6 구조형식에 따른 사고원인
2.6.1 아치구조, 라멘구조의 사고원인
- 재료의 과다한 체적변화로 인한 기하학적 형상의 변화(기온, 수축, 포복)
- 교대 또는 지점부에서 수평추력(Horizontal Thrust)의 손실
- 지점부의 침하
- 강재 프레임의 측면 안정성을 위한 보강(Bracing)의 부족
2.6.2 트러스 구조의 사고원인
- 마찰없는 핀(Frictionless Pin)의 변화
- 단순 축하중에 대해 설계된 부재에서 과도한 모멘트를 유발하는 편심교차(Eccentric Intersection)가 있는 부재축(Member Axes)
- 부재의 설계된 모멘트 분포를 변경시키는 2차 부재의 추가
- 롤러 베어링으로 간주되는 위치에서의 측면구속
- 압축부재에 대한 적절한 측면지지의 부족
- 트러스에서 풍하중을 단부지지부(End Supports)로 전달하기 위한 측면 브레이싱의 부족
2.6.3 현수구조의 사고원인
- 완전 붕괴에 이르게 하는 공기역학적인 Excitation
- 충분한 강도의 하중경로의 부족 때문에 완전붕괴에 이르게 하는 주 인장 아이바 체인의 아이바와 같은 중요 요소의 손실
2.6.4 Long-span Roofs의 사고원인
- 여유도 부족 및 중요 요소의 파손
- 절판구조체나 Saucer 형상의 지붕에 생길 수 있는 물고임 현상(Ponding)
- 익스팬션 조인트 없는 지붕구조체가 반복하중을 받을 때 점차로 항복하는 현상
- 공사하는데 안정을 위하여 가새나 타이를 필요로 하는 매우 커다란 부재가 이런 부재 없이 공사가 될 때.
- 외벽체, 전기, 기계나 환기설비 시스템과 구조체간의 횡변형차가 현격히 나서 서로 감당할 수 없을 때
2.6.5 보/슬래브 조합(Beam/slab Combination)
모든 연속 관통이음부를 포함한 슬라브, 빔, 거더, 기둥(Column) 등의 조합된 형태의 시스템은 설계가 미달되어도 좀처럼 붕괴되지 않는다. 빔 및 기둥이 손실되면 국부적인 사고가 발생한다.
이런 시스템의 가장 일반적인 손상은 사용성(Serviceability)과 관련이 있다.
- 마감재료의 변위 수용능력을 초과하는 처짐
- 중(重)장비 하중하의 진동
- 과도한 유지관리상의 문제를 일으키는 콘크리트 바닥판의 균열
2.6.6 평판 및 평슬라브의 사고원인
2방향 철근 콘크리트 구조인 이 시스템은 슬래브의 두께를 최소화하고, 기둥(Column)주위의 슬라브에 높은 펀칭 전단응력이 생기게 한다.
- 콘크리트 강도가 제대로 확보되지 않은 상태하에서 내부 기둥이 슬래브를 뚫고 천공되어 오르려는 현상
- 휨, 비틀림, 펀칭전단의 복합
- 시공방법과 하중, 재료성질, 또는 슬래브 두께로 인한 과다한 변형
- 크리프 변형과 수축 등 온도변화나 이를 구속하는데 수반된 결과를 간과할 때
2.6.7 고층라멘 구조
라멘구조는 여유도가 있는 구조시스템이다. 여유도가 증가할수록 구조물의 모멘트 재분배 능력은 증가한다. 일부 개별 부재 또는 구속부위가 제거되어 과응력이 걸릴지라도 구조물은 안정된 상태로 남아 있는 경우가 종종 있다. 이 때문에 라멘구조의 전면적인 사고에 대한 보고는 극히 적다.
2.6.8 Thin shell and memberane roof 의 사고원인
- 과도한 집중하중
- 지나치게 평평하거나 얇은 단면형상으로 인한 불안정
- 콘크리트의 크리이프
- 셀이나 막구조에서 맨끝 경계 부위의 부재들의 망가짐 현상
- 기타 제반 이유로 인한 기하학적인 변형
- 쉘이나 막구조가 펄럭이며 망가지는 현상
2.6.9 캔틸레버 구조의 사고원인
- 압연부재의 압축 플랜지 또는 박판부재의 압축면의 부적절한 측면지지
- 풍압에 의한 허용이상의 진동변위
- 과하중
- 동일 이음부, 특히 연속 빔 시스템에서 Back-Spans을 관통하는 부재의 부적절한 강도 또는 거동
- 이음부 파손
- 환경노출로 인한 열화
2.7 소재구분에 따른 사고원인
2.7.1 강재
강재의 기계적 성질은 주로 압연과정, 화학성분 및 열처리 기법에 좌우된다. 이밖에 동일 등급 강재가 상이한 기계적 성질을 나타내게 하는 인자로서는 시험편의 하중부하율, 시험편의 상태 및 형상, 냉간가공, 시험온도 등이 있다.
강재는 사용목적상 탄소강, 고강도강, 저합금 고장력강, 담금질 후 뜨임 합금강 등으로 구분된다. 노출 상태의 압연강재 또는 강조립부재의 가장 일반적인 사고원인으로는 다음과 같은 것들을 들 수 있다.
- 빔 압축플랜지의 측면지지 부족
- 기둥의 측면지지 부족
- 용접불량
- 복부판의 훼손 또는 좌굴
- 부재의 안정성 및 전반적인 구조 시스템에 대한 고려 부족
- 비틀림 영향에 대한 고려 부족
위에서 언급한 것보다는 일반적인 사고원인은 아니지만 갑작스런 붕괴와 관련이 있는 사고원인으로서 취성파괴가 있다.
취성파괴는 다음과 같은 인자들이 조합되어 발생한다.
- 높은 인장응력
- 높은 탄소함량
- 높은 하중부하율
- 노치 또는 결함의 존재
- 반복하중
- 부식
- 구속이 심한 용접이음부
2.7.2 콘크리트
콘크리트의 기계적 성질은 주로 시멘트의 화학성분, 굵은골재 및 작은골재의 크기, 입도 및 품질, 배합수, 배합, 타설, 마감, 양생조건, 환경적 조건(습도, 화학 작용제, 온도) 등에 좌우된다. 여러가지 광물성분을 하나의 덩어리로 부착시키는 시멘트의 수화작용은 콘크리트의 많은 기계적 성질을 제어한다. 콘크리트의 투과성이 클수록 수분 및 화학 작용제의 입출입이 용이해져 콘크리트 재료에 영향을 미치고, 결과적으로 콘크리트의 내구성을 저하시킨다.
재료로서의 콘크리트의 사고원인은 다음 사항중의 하나 또는 이들의 조합에 의해 기인된다.
- 반복적인 동결융해
- 콘크리트의 과도한 수축 및 팽창
- 화학작용(예 황화물 또는 염화물에 의한 작용)에 의한 체적의 감소
- 고온 및 높은 물시멘트비와 화합된 높은 알루미나 함량에 의한 강도저하
- 파열압 및 분해를 일으키는 공극에서의 박테리아 발효
2.7.3 석재(구조용 점토 및 콘크리트 벽돌)
콘크리트 석재는 수분함량이 증가하면 팽창하고, 수분함량이 감소하면 수축하는 경향이 있다. 벽돌 석재도 수분함량의 증가에 따라 팽창하지만, 이 팽창은 가역적인 것은 아니다. 콘크리트 석재의 경우 시공후 수축이 중요한 인자가 된다.
석재 구조물의 복합 성질 때문에 석재 구조물에 사용되는 복합재료의 성능은 석재를 연결하는 모르타르에 의해 영향을 받는다.
석재 구조물의 사고원인으로는 다음과 같은 것들을 들 수 있으며, 많은 이들 원인들은 이음상세부의 팽창 및 조절을 적절하게 고려하지 않기 때문에 발생한다.
- 이음부에 고인 물의 동결에 의한 균열 및 박락
- 수축하는 콘크리트 기초위에 시공된 석재의 팽창, 이 팽창은 벽체가 기초를 벗어나게 하고, 기초에 균열을 발생시킨다.
- 석재에 인장이 걸리고, 균열이 발생하게 하는 석재의 열수축
- 양면이 극단적인 수분함량 및 온도에 노출되어 있는 극단적인 조건에 의해 악화된 난간 벽체에 굽힘을 유발하는 벽체의 팽창
- 벽체에 물이 갇히게 하는 부적절한 비막이 상세
- 석재에 균열을 발생시키는 석재를 둘러싼 구조요소의 변위
- 수축 및 굽힘에 의해 석재벽체를 파손시키는 석재 벽체의 모서리부에 시공된 콘크리트 바닥 슬라브의 변위
- 모서리부의 수직균열을 유발하는 공동벽 구조의 열변위
- 벽면의 옵셋부에 균열을 발생시키는 동일방향으로 진행하는 벽체의 팽창
- 석재 페이싱 벽의 굽힘 및 균열을 유발하는 수직하중을 받는 고층 콘크리트 구조의 축소
- 기초침하에 의한 균열
- 금속 연결재 및 강부재의 발청
- 부적절한 설계, 시공, 유지관리에 의한 벽체의 누수
- 신축이음에 의한 석재 포장의 좌굴 및 박리
- 재료선정의 부적절, 설계 또는 시공오류, 누락 등에 의한 석재의 착색
- 부적절한 피복의 무분별한 적용
- 소재간의 차등 변위에 대한 조절 부족으로 인한 균열
2.7.4 목재
목재는 유기 세포조직으로 된 아주 이방성이 큰 건설재료다. 목재는 성질상 나무의 종방향, 반경방향 및 접선방향의 세가지 기본 탄성방향을 갖는 직교이방성을 갖는 것으로 간주한다.
방향에 따라 성질이 변화하기 때문에 목재의 탄성특성을 규정하기 위해서는 각기 세가지의 종탄성계수, 전단탄성계수 및 포아슨비가 필요하다. 그러나 대표적으로 설계에 사용되는 가장 중요한 탄성상수는 세포조직 입자 방향의 탄성계수다.
강도변화와 관련이 있는 많은 사고가 다음과 같은 사항과 관련이 있다.
- 옹이
- 수분함량
- 세포조직 입자
- 밀도
- 갈라진 틈
기타 사고유형은 다음과 같은 것들에 의한 목재의 열화 및 성질저하와 관계가 있다.
- 반복적인 포화 및 건조
- 셀룰로우즈 및 목질소를 퇴화 및 분해시키는 효소작용 과정에서의 다양한 종류의 곰팡이류의 침해
- 나무를 파괴하는 해충(害蟲)
- 열 및 화재
마지막으로 규모가 꽤 큰 목재구조의 가장 일반적인 사고는 다음 사항들과 관계가 있다.
- 건조수축에 의한 체적변화
- 이음상세부
- 볼트체결 이음부의 조임과 같은 부적절한 유지관리
- 반복적인 침윤 및 건조로 인한 품질저하 방지 실패
2.8 연결부 형식에 따른 사고원인
연결부 사고에 의한 전체 구조물의 붕괴는 여유도가 없거나 여유도가 아주 작은 구조물에서 발생했다. 이음강도가 작은 연결부가 여러 곳에 있을 경우 한 연결부가 파손되면 이웃연결부가 연속적으로 파손되어 결국 전체 구조물이 붕괴하게 된다.
연결부 사고의 주원인은 다음과 같다.
- 연결부 특히, 체적변화와 관계가 있는 연결부에 작용하는 모든 힘을 고려하지 않은 부적절한 설계
- 응력집중을 유발하는 급격한 단면 변화부가 있는 부적절한 설계
- 회전 및 변위에 대한 대비 불충분
- 연결부 이음 표면처리 부적절 및 연결부 설치 부적절
- 연결부 재료의 품질저하
- 제조 또는 제작시 남아 있는 큰 잔류응력에 대한 고려 부족
2.8.1 강재대 강재 연결부
ㆍ 리벳 및 볼트 연결부 - 완성되지 않은 연결부, 구멍을 관통한 피로균열, 전체적으로 크기가 작은 조임쇠 등과 관계가 있는 것을 제외하고는 일반적인 등급의 구조용 강재 리벳 또는 볼트의 파손에 의한 구조물의 사고는 드물다. 그러나 특별히 응력이 높은 곳에 사용되는 고장력 합금강 볼트 또는 열처리된 볼트는 취성파괴에 민감할 수도 있다.
ㆍ 용접연결부 - 설계, 시방서, 자재 및 기법 등이 적절하게 사용될 경우 용접이음부는 예상했던대로의 성능을 발휘한다. 그러나 판형거더에서 스플라이스, 복부판의 수직 및 수평보강재, 횡방향 2차부재 연결부 등의 단면변화부에는 피로균열이 발생하기 쉽다.
ㆍ 핀연결부 - 이 연결부는 부재의 단부가 모멘트를 발생시키지 않고 회전이 자유로운 것으로 간주되는 트러스 구조와 같은 구조물의 연결부에 사용된다. 연결부에서의 힘은 핀이 연결된 부재의 단부로부터 핀의 전단면을 통하여 인접부재로 전달된다. 핀연결부와 관련이 있는 사고원인은 다음과 같다.
- 핀구멍이 있는 부재의 취성파괴
- 연결부의 부식
- 핀 받치개의 손실 및 이음부에서의 핀의 고착
2.8.2 강재대 콘크리트 복합재의 연결부
콘크리트가 견고하게 합성작용을 하도록 하기 위해서는 전단연결재(Shear Connector)가 필요하다. 이런 연결부의 손상원인은 다음과 같다.
- 모재상에 전단연결재의 용접불량
- 전단연결재 부위의 콘크리트 다짐 부적절
2.8.3 부재의 현장타설 콘크리트 연결부
비록 프리캐스트 콘크리트의 매끈한 상부표면에서의 과도한 레이턴스 때문에 연결부 결합면에서 적층분리(Delamination)가 생기고, 과도한 처짐이 발생한 경우가 있지만 프리캐스트 콘크리트 부재와 현장타설 콘크리트 연결부의 결합력 상실에 의한 구조물 붕괴사례는 극히 드물다.
2.8.4 프리캐스트 콘크리트의 기타 연결부
프리캐스트 콘크리트 구조에서 사용되는 몇가지 공통적인 유형의 연결부 및 그 사고유형은 아래와 같다.
- 강재대 강재 연결부의 보호가 부적절하여 부식에 의한 손상 발생
- 일레토메릭 베어링 패드가 측면지지 없이 과도한 두께로 주부재 및 2차부재에 사용될 경우 불안정 하게되어 붕괴
- 앵커의 나선홈 부적절 및 연단거리 부족, 앵커묻힘깊이 부족 및 간격부족 등에 의한 코일앵커 및 로드의 파손.
- 재료혼합비율, 표면처리, 배근 등의 부적절로 인해 철근, 볼트 또는 포스트텐숀닝을 포함한 포트랜드 시멘트 모르타르 및 에폭시를 사용하여 그라우트한 연결부의 파손.
- 프리캐스트 콘크리트 부재가 강성 콘크리트 지지부 상에 직접 가설되어 모서리부의 회전 및 슬라이딩에 의한 손상으로 응력집중 발생
- 부적절한 배근 또는 부적절한 타설, 체적변화로 인한 힘에 대한 고려부족 등으로 인한 단부의 파손
2.8.5 포스트 텐숀닝 콘크리트
다음과 같은 사유로 인한 텐던 또는 앵커의 부식방지 부적절로 인해 많은 사고가 발생했다.
- 텐던의 그리이스 주유 불충분 또는 그리이스의 고갈
- 현장 그라우팅 기법, 품질관리, 침전 등의 불량으로 인한 텐던의 그라우팅 불충분
- 이음부를 통한 앵커속으로의 수분침출
- 텐던의 노치
- 쐐기형 앵커의 지진하중
2.8.6 일체식 콘크리트 부재의 교차부
프리캐스트 콘크리트이거나 현장타설 콘크리트이거나 일체식 콘크리트 부재의 교차부는 균질성과 연속적인 철근보강으로 인해 강도가 높다.
이들 교차부에서의 사고는 다음과 같은 원인에 의해 발생한다.
- 부적절한 배근 또는 이음으로 인한 철근의 불연속
- 기둥 또는 빔 이음부에서의 높은 전단 및 굽힘 응력
- 평판구조의 펀칭전단 사고
- 철근의 부식방지 및 피복 부적절
- 보호가 잘 되지 않은 콜드조인트에서의 철근 및 프리스트레싱 하드웨어의 부식
2.8.7 석재 콘크리트
석재와 콘크리트 이음부의 사고원인은 다음과 같다.
- 타이의 부식
- 체적변화의 영향으로 인한 타이의 강성 및 타이앵커의 과도한 응력
- 부적절한 시공오차 관리
- 셀프 앵글의 부적절한 고정
- 처짐을 고려하지 않고 강도만 고려한 셀프앵글의 설계
- 부적절한 실런트 이음부의 설계 및 시공관리 부적절
- 비막이 벽의 부적절한 설계 및 시공
2.8.8 신축이음부
신축이음부의 가장 일반적인 사고원인은 이음부가 동결되어 자유롭게 회전할 수 있도록 설계된 부재를 구속할 때 발생한다.
신축이음부의 사고원인은 다음과 같다.
- 접촉면적이 큰 슬라이딩 플레이트가 고착하여 지지코벨 또는 렛지(Ledge)의 손상 유발
- 일레스토메릭 베어링의 치수가 맞지 않을 경우 높은 응력에서의 소성흐름에 의해 파손되고, 또 전단변형이 깊이에 비해 크게 되면 롤링에 의해 파손
- 자동윤활 베어링의 오물에 의한 고착
- 설계불량 및 정비부족으로 인한 받침의 손상
- 이음 부재를 구속시키는 부식, 유송잡물의 퇴적, 결빙 등으로 인한 슬라브 또는 데크 신축이음부의 손상
- 자유로운 회전 및 변위를 방해하도록 하는 용접부상세에 의한 구속으로 연속 거더교량의 중간 경간의 신축앵커의 파손
2.9 기초사고(Foundation Failures)
2.9.1 기초사고의 원인
- 적절한 지질조사 미시행 또는 조사결과의 부정확한 분석
- 구조설계 오류
- 시공불량 및 시공자재 불량
- 설계시 열(팽창, 수축) 및 생물학적 조건, 강우, 홍수 등의 외부환경에 불충분한 대응.
- 인접지반의 하중증가, 근접시공에 의한 굴착, 지하수위 하강, 모래지반의 진동, 황화물에 의한 기초 콘크리트의 열화 등에 의한 지반침하.
- 교량기초의 세굴
특정 기초형식에 대한 특별한 사고원인
- 너무 얕게 점토지반에 설치되었거나, 지반의 허용지지력을 초과하여 주변지반의 융기(Heaving)나 기초 및 구조물의 전도를 야기하는 전면기초(Raft Foundation)
- 개개 말뚝의 허용지지력의 합보다 낮은 하중하에서 군말뚝 전체와 주변의 지반이 함께 파손되는 소성실트나 연약점토층에 설치된 군말뚝
2.9.2 제방(Embankments)
제방사고는 다음과 같은 사고원인에 기인한다.
- 연약 점토층이나 피압상태의 모래 혹은 실트층위로 성토부의 확장
- 기초지반으로 전제체의 침하
- 담수 구조물로 사용된 경우에 융기나 침식에 의한 파이핑 현상
- 제체 혹은 제체 상부에서 발생하는 진동
2.10 현장사고조사 절차
현장사고조사는 사고 시설물의 특성, 사고발생 상황, 조사기법, 사고원인 도출 방법 등이 특정의 절차에 따라 일률적으로 적용될 수는 없지만 대부분의 시설물 사고에 대해 아래와 같은 절차가 통용될 수 있다.
- 사고조사팀의 구성
- 조사장비의 구비
- 현장출동 및 전반적인 육안점검
- 구조물 특징 및 사고특징에 대한 협의 및 세부논의
- 시설물의 용도, 구조, 재료, 연결부 형식, 기초 등과 관련된 기록으로 남아있는 과거의 사고원인을 가능한한 많이 기록하는 방법으로 사고원인에 대한 많은 가설을 설정
- 파손된 잔해의 위치설정을 위한 협조체계의 구축
- 조사업무의 책임할당
- 상세 육안점검
- 기 설정한 사고가설의 축소 - 조사계획의 상세화 및 그룹별 책임자의 업무할당 확대
- 상세 육안점검 계속
- 시험장비를 사용한 현장시험 실시
- 현장 시험부 마킹, 현장 샘플 시험편 채취 및 보관
- 시험실 시험 실시
- 조사결과에 대한 현장조사자들의 개별 면담서 작성
설계 계산서, 설계도면, 시공도면, 점검기록부, 개보수 기록부, 유지관리 기록부 등을 포함한 각종 관련서류의 수집
구조 설계 검토 및 독자적 해석
수집자료 검토 및 설정된 가설에 대한 시험을 위한 조사공정상의 회의 개최
조사공정 협의 및 자료조사 계속
모든 자료의 분석 및 추가 자료수집 여부 결정
필요시 추가 자료수집
자료의 최종분석, 조사팀의 최종회의를 통한 결론도출
조사보고서 작성 및 제출
제3장 사고사례 조사내용
3.1 사례조사 현황
제1장에서 언급한 바와같이 2차년도 사업기간 동안 조사한 사고사례 현황은 <표1-2>에서 보았던 바와같다.
<표1-2> 2차년도('97) 시설물별 사고사례 조사현황
3.2 시설물별 사례조사 내용
시설물별 조사내용은 교량, 지하구조물, 건축물 및 수리시설물의 순서로 사고발생 시설물이 위치한 국가별로 사고명을 구분하여 아래에서 보는 바와같이 정리하였고, <표1-5>의 사례별 내용 즉, 사고명, 시설물 위치, 시설물 형식 및 제원, 사고일시, 피해 정도, 사고내용, 사고원인, 조치사항, 교훈 및 대책 등을 상세정리한 문헌조사 내용은 자료의 분량을 고려하여 별도로 부록I에 실었기 때문에 이를 참조할 수 있다.
3.2.1 교량 사례조사 내용
3.2.2 터널 사례조사 내용
3.2.3 건축물 사례조사 내용
3.2.4 수리시설물 사례조사 내용
제4장 사고사례 조사내용 분석
4.1 사고요인 및 원인
이번 시설물 사고사례조사에서는 자연현상적 요인(홍수, 지진, 태풍 등)에 의해 발생한 사고사례보다는 가능한한 사용중인 시설물 사고 가운데 인적요인(Human Error)에 의해 발생한 사례를 중심으로 조사했다. 시설물 사고의 발생요인, 발생원인, 사고유형 등을 구분하는데는 여러 방법이 있을 수 있겠으나, 여기서는 1차년도 사업과의 연속성을 고려하여 <표4-1>에서 보는 바와같이 2차년도('97년)에 조사한 시설물의 사고요인을 사고가 기인하는 시설물의 계획, 설계, 시공, 유지관리 및 기타의 요인으로 구분하고, 각 요인별 사고원인을 구분하는 방법으로 요약했다.
시설물의 사고는 하나의 요인에 따른 해당원인에 의해 발생할 수도 있지만 대개는 여러 개의 요인과 원인이 복합적으로 작용하여 발생하는 경우가 많으며, 사고요인 및 원인을 명확히 구분짓기 어려운 경우도 있을 수 있다.
<표4-1> 시설물 사고요인 및 원인
4.2 조사사례의 사고요인별 및 원인별 분석
사례조사현황에서 보는 것처럼 시설물 사고사례 조사사업 2차년도인 금년에 조사한 총사례 건수는 114 건이다.
1차년도 사업보고서에서도 기술한 바와같이 4.1 항의 사고요인 및 원인에 따라 예시될 수 있는 모든 경우의 사례가 조사된 것이 아니고, 사례조사 자료수집의 용이성에 따라 수집된 자료를 우선적으로 조사하였기 때문에 조사사례의 사고발생요인 및 원인은 편중적일 수도 있다. 이것은 계속적으로 사업이 수행되고, 수시로 발생하는 현장사고 사례조사를 포함한 어느 정도 충분한 자료가 축적되어 사고요인별 세부 사고원인에 따른 통계화를 할 수 있는 시점까지 가는 과정에서는 효율적인 업무 수행방법을 고려하더라도 다소 피할 수 없는 일로 여겨진다.
시설물 안전관리에 따른 정밀안전진단을 대상으로 하는 시설물을 대상으로 한 이 시설물 사고사례조사는 사실상 그 범위가 아주 넓기 때문에 시설물별, 사고부위별, 사고유형별로 세부적으로 조사, 분석하여 정보화하는 작업을 하는데는 상당한 시간과 인력이 소요되어야 할 것으로 판단된다.
따라서 여기서는 1차년도와 마찬가지로 2차년도에 조사한 사례를 기준으로 사고발생 시간단계상의 사고요인별 및 사고원인별 분석내용을 기술하고, 시설물별 조사사례의 사고요인 및 사고원인을 요약한 표를 <표4-2~l4>와 같이 실었다.
4.2.1 사고요인별 분석
<표4-2>는 2차년도('97년도)에 조사한 사례를 기준으로 사고요인별로 분류한 것이다. 이 표는 사고가 기인한 요인들의 중요도에 따라 한 사고사례에서 대표적인 한가지 요인만을 들어서 계수화한 1차년도와는 달리 한 사고에서 복합적으로 작용한 여러 요인들을 조합한 표로 만든 것이다.
사고발생 요인구분을 기본적으로 계획요인, 설계요인, 시공요인, 유지관리 요인 및 기타로 나누고, 이들 각 기본요인들이 3가지까지 동시에 기인하는 경우를 조합하여 <표4-2>에서 보는 것처럼 총 25가지의 경우의 수에 대한 사례를 구분했다. 그렇지만 조사한 사례들이 각 요인구분에 다 해당되는 것은 아님을 표에서 보아 알 수 있다. 앞서 기술한 바와 같이 여기서도 시설물의 사고는 여러 가지 요인들이 조합되어 많이 발생함을 볼 수 있다.
이 표에서도 두 가지 이상의 요인에 의해서 발생한 사고사례가 절반이상인 것을 볼 수 있으며, 한 가지 요인에 의한 사례도 각기 독립된 문제점으로 간주하기 어려운 점이 없지 않았기 때문에 전반적으로 사고발생은 위의 기본요인들이 복합적으로 기인하기 때문이라고 할 수 있다.
<표4-2> 조사사례의 사고요인별 분류
앞서 기술한 바처럼 이 사례조사는 자료수집의 용이성에 따라서 수집된 자료를 우선적으로 조사했으므로 조사사례의 사고발생요인 및 사고원인의 편중, 한정적 조사건수 등으로 인한 모집단의 표본수가 적기 때문에 <표4-2>에서의 숫자가 각 시설물 사고요인의 대표성을 가진다고 보기는 어렵다. 따라서 위 표는 사례조사한 범위 내에서 각 시설물별 사고요인이 사고에 기여한 통계적 의미를 나타내며, 시설물별 사고요인을 합산한 총계 숫자는 조사한 사례건수 범위내에서 개략적으로 사고발생에 기여한 경향을 의미한다.
ㆍ 계획요인
<표4-2>에서 보는 것처럼 계획요인에 의해 발생한 사고사례는 지하구조물의 아주 큰 비중을 차지하며, 수리시설물의 경우도 상당한 비중을 차지하고 있음을 볼 수 있다. 교량 및 건축물의 경우는 계획요인과 관련된 조합요인에 의한 사고사례를 감안하더라도 그다지 비중이 크지 않다.
지하구조물의 경우 계획요인에 의한 사례가 많은 것은 지하구조물에 대한 조사사례중의 많은 사례가 터널지역의 지반활동과 관계가 있는 사례가 많기 때문이다.
이것은 조사된 자료상의 사고터널 건설당시의 기술적 수준이 터널지역 주변의 지반활동 및 지진발생에 대한 충분한 사전조사 및 검토를 할 수 있을 정도로 확립되지 않아 터널건설 계획당시에 예측하지 못했던 인자들에 의한 사고가 많았기 때문인 것으로 생각된다.
수리시설물의 경우에도 계획요인에 의한 사고사례가 상당한 비율을 차지하고 있는데, 이는 수리설물 건설계획 당시 지반에 대한 충분한 검토가 미비했고, 특히 강우량 및 홍수에 대한 예측을 잘못하여 발생한 사례가 많았다.
ㆍ 설계요인
설계요인의 경우 역시 <표4-2>에 의하면 교량 및 건축물 사례에서 큰 비중을 차지하고 있음을 알 수 있다. 또 지하구조물 및 수리시설물의 경우는 설계요인 하나만에 의한 사고사례수는 아주 적거나 없는 것으로 나타나 있다. 그러나 설계요인이 포함된 조합요인까지를 감안하면 지하구조물 및 수시시설물의 경우도 설계요인이 차지하는 비율이 상당히 높다. 이렇게 볼 때 시설물의 사고가 설계요인에 기인하는 비율이 시설물의 종류에 관계없이 아주 높음을 알 수 있다. 이것은 이 조사연구에서 조사된 어느 시설물이든 시설물 건설계획의 바로 후속 단계인 설계단계에서 상당한 오류가 발생했고, 또 사용중 시설물의 구조변경 및 용도변경에 따른 설계상의 충분한 검토가 이루어지지 않아 설계요인에 의한 사고사례가 많았기 때문이다. 실제로 총 조사사례중에서 조합요인의 경우까지를 감안하면 설계요인과 관련된 사례가 전체 사례의 30% 이상을 차지하는데, 이는 조사한 사례를 기준으로 할 때 설계요인이 시설물 사고에 절대적 영향을 미치는 인자라고 할 수 있다.
한편, 설계요인은 그 후속으로 이어지는 시공요인에 상당한 영향을 미치게 되어, 설계와 시공요인이 복합된 경우가 아주 큰 비중을 차지하는 것을 알 수 있다.
ㆍ 시공요인
시공요인은 전체적인 면에서 보면 설계요인 다음으로 큰 비중을 차지하는 개별요인으로서 계획요인과 비슷한 수준을 보이고 있다. 비록 조사사례중에서 지하구조물의 경우 해당하는 사례가 적으나, 나머지 시설물에서는 고른 분포의 비중으로 나타나 있다.
특히 건축물 및 수리시설물의 경우 조합요인까지를 감안하면 시공요인이 차지하는 비중이 크다. 이처럼 각 시설물에서 시공요인에 의한 사고사례가 고른 분포로 상당한 비중을 나타내는 것은 시설물별로 시공상의 다단계 공정에서 시공오류 및 부실시공이 있었기 때문이다. 또한 조사한 사례중에는 적당주의식 시공으로 인한 부실시공이 사고원인의 한 가지로 작용한 경우도 있는 것을 보면, 시공중 감리체계가 선진화된 많은 외국의 경우에도 실제 시공작업상에서 다소의 부실공사가 있음을 간접적으로 짐작할 수 있다.
ㆍ 유지 관리 요인
유지관리 요인의 경우 <표4-2>상에서 개별요인으로서는 비중이 크지 않으나, 조합된 요인에 의한 유지관리요인까지를 감안하면 전체요인의 10% 이상을 차지하는 상당한 비중으로서 나타나고 있으며, 개별 시설물별로 볼 경우 유지관리요인에 의한 사례가 가장 많은 것은 조사한 사례중에서는 수리시설물이었다. 지하구조물 및 건축물의 경우 사례가 없거나 아주 작았는데, 지하구조물의 경우 조사사례가 모두 터널이었고, 일반적으로 완성된 터널의 사고사례가 흔치 않음을 감안하면 공감이 가는 부분으로 판단되며, 건축물의 경우는 사례조사를 가능한 한 사용중인 시설물을 위주로 하려고 했지만 조사자료의 한계성 때문에 시공중인 시설물의 사례가 다소 있는 관계로 유지관리요인에 해당되는 사례의 비중이 상대적으로 낮다.
ㆍ 기타요인
기타요인은 각 시설물별로 고른 분포를 나타내지만 전체적으로 큰 비중을 차지 하지 않는다. 이것은 기타요인에 해당하는 자연재해, 차량충돌, 화재, 인접시설의 영향, 인접공사의 영향 및 기타 요인에 의한 조사사례가 적기 때문이기도 하지만, 기타요인에 의한 사고사례의 자료를 찾기 힘들었던 점을 고려하면, 앞서 열거된 다른 요인들에 비해 기타요인에 의한 사고의 빈도가 많지 않음을 추정할 수 있다.
ㆍ 조합요인
<표4-2>에서 보는 것처럼 조합된 요인에 의한 사고발생중 설계 및 시공요인이 조합된 경우가 가장 많이 나타나는 것은 개별요인에 의한 사고사례중 설계 및 시공요인이 차지하는 비중이 월등히 큰 것과 마찬가지로, 설계와 시공이 실제 완성된 시설물의 상태를 사실상 결정함으로 조사된 사례중에서도 이 두가지 요인이 상호 연관적으로 작용하여 발생한 사례가 많기 때문이다. 이미 언급된 것처럼 사고는 단일의 한가지 요인에 의해서만 발생한다고는 단정적으로 말하기 어렵기 때문에 조합된 요인들에 의해 발생하는 빈도가 높은 것은 어쩌면 당연한 것일 수도 있다.
설계 및 시공요인의 조합에 의해 발생한 사례를 제외한 나머지 조합요인에 의한 사례는 산발적인 분포를 나타내는 것을 <표4-2>에서 볼 수 있으며, 이에는 모두 계획요인 또는 설계요인이 관련되어 있음을 볼 때, 계획, 설계, 시공 이외의 요인들이 절대적인 영향을 미치는 인자가 아님을 짐작할 수 있다.
실제로 <표4-2>의 전체 조사사례에서 조합요인의 경우까지를 고려하면, 계획요인, 설계요인 및 시공요인이 차지하는 비중이 80%를 넘는 것을 알 수 있으며, 이것은 유지관리단계에서 아무리 잘 유지관리를 한다해도 계획, 설계 및 시공단계에서의 근원적인 오류가 해결되지 않는 한 시설물의 사고는 면하기 어렵다는 것을 의미한다.
<표4-3> 사고요인 구분별 조사사례명 - 교량
<표4-4> 사고요인 구분별 조사사례명 - 지하구조물
<표4-5> 사고요인 구분별 조사사례명 - 건축물
<표4-6> 사고요인 구분별 조사사례명 - 수리시설물
4.2.2 시설물별 사고원인 분석
시설물의 사고가 여러 가지 사고요인의 복합적인 작용에 의해 일어나는 경우가 많듯이 한 사고사례에서 사고원인 역시 여러 원인이 상호작용하여 발생하므로 사고원인을 한 사례당 하나의 원인으로 결론짓기는 어렵다.
여기서는 시설물별 사고원인을 1차년도 사업에서와 마찬가지로 <표4-11>~<표 4-14>와 같이 사례별로 요약했으며, 시설물별 사고원인은 사고요인별로 아래와 같이 정리했다.
ㆍ 교량
교량의 경우는 <표4-7>에서 보는 바와같이 계획요인에 의한 사고원인으로서는 세굴이 진행된 교량의 홍수에 의한 붕괴를 비롯하여 결빙에 의한 기초의 파손, 지반활동 및 지진이 원인이었다.
교량의 경우 조사한 사례의 많은 부분이 피로에 의한 교량사고였는데, 이에 해당하는 설계요인상의 사고원인으로는 복부판에서 플랜지와 가세트를 밀착연결시키지 않으므로써 생긴 복부판틈에서의 면외변형에 의한 피로균열 발생이 가장 많았고, 그 다음으로 구조부재의 절단 또는 설치시 잔류한 인장응력이 높아 균열이 발생한 경우가 많았다.
또한 국내 사례에 해당하는 것으로 잦은 설계변경에 대한 구조안전성 검토가 미비하여 교각이 붕괴되는 사고도 있었다.
정착부의 정착력 부족도 설계요인상의 잦은 원인이었다.
기타 복부판 두께의 부족, 상세설계 불량, 자재선정 오류, 풍하중에 의한 인장피로 등도 설계요인상의 사고원인으로 기여했다.
시공요인상의 사고원인으로는 용접불량(균열, 용입부족, 슬래그 혼입, 융합불량, 용접누락, 용접부 크기 미달, 기타 불연속 등)에 의한 원인이 단연 많은 부분을 차지했으며, 자재취급 부주의, 시공도면검토 미비 및 구멍가공의 오류 등에 의한 사고원인이 있었다.
유지관리상의 사고원인으로는 연결부의 부식 및 이물질 유입에 의한 고착으로 연결부의 작동기능 상실에 의한 사고가 가장 많았으며, 그 다음으로 교량하부구조의 세굴을 들 수 있다. 전면적인 부식 및 부식부에서의 인장피로에 의한 사고도 유지관리요인상의 사고라 할 수 있겠다.
기타요인으로는 교량의 장기사용에 따른 경년열화 및 인장피로, 부식 등이 사고원인이라 할 수 있다.
<표4-7> 교량 조사사례 사고원인
ㆍ 지하구조물(터널)
지하구조물 조사사례의 주요 사고원인은 <표4-8>에서 보는 바와 같다.
계획요인상의 사고원인으로는 열악한 지반상태에 의한 사고가 가장 많았으며, 다음으로 지반활동 및 지진에 의한 사고가 많았다. <표4-2>에서 이미 알아 본 바와같이 지하구조물은 타 시설물에 비해 계획요인에 의한 사고가 현저히 많은 것을 볼 때, 특히 시설물의 입지장소 선정 및 지반상태 파악 등 계획단계에서 많은 고려를 해야 함을 알 수 있다.
설계요인으로는 터널의 단면상 인버트가 없는 등 구조가 부적절하여 발생한 사고가 가장 많았으며, 그 다음으로 측벽의 지내력 부족, 라이닝의 두께부족, 콘크리트의 부족 등의 원인에 의해 발생한 사고가 많았다.
시공요인상의 사고원인으로는 적당주의 치수처리, 콘크리트 재질불량, 라이닝 타설 두께부족 등이 사고원인으로 나타나고 있는데, 이들 원인은 국내의 여타 시설물에서도 고질적으로 시공상의 문제점들로 제기되어 오던 사항으로 선진 외국의 경우에도 사례는 적지만 우리와 유사한 시공상의 문제점들을 안고 있음을 미루어 짐작할 수 있다.
기타요인에 의한 사고원인으로는 장기 사용에 따른 경년열화 및 풍화가 해당된다. 시설물의 장기 사용에 따른 경년열화 및 풍화의 경우는 꼭히 기타요인으로만 취급하기 어려운 면도 없지 않는데, 사례조사, 분석과정에서 시설물 설계당시의 설계수명 및 사용중 개ㆍ보수이력 등이 명확하여 앞서 언급된 계획, 설계, 시공, 유지관리 단계에서의 어느 단계와 연관성이 많은 것인지의 구분도 필요할 것으로 생각되었지만 조사된 자료만으로는 그렇게 세부적인 분석을 하기 어려운 점이 많았던 것이 아쉬움으로 남았다.
<표4-8> 지하구조물(터널) 조사사례 사고원인
ㆍ 건축물
<표4-9>에서 보는 바와같이 건축물의 계획요인에 의한 사고원인으로는 지반상태 파악미비가 가장 많았으며, 강우, 적설, 기후조건 등에 대한 파악이 미비했던 것들이 사고원인이었다.
설계요인에 의한 사고원인으로는 구조의 부적절, 하중가정 오류, 계산오류 및 기타원인의 순으로 사고가 많이 발생했다. 이를테면 우수의 침투로 옹벽에 추가 모멘트가 발생했을 경우 실제 작용 모멘트가 건축물의 저항모멘트를 초과하여 사고가 발생하고, 구조물의 여유도가 없어 하나의 부재가 손상될 경우 구조전체가 붕괴하는 무여유도의 구조물 사고 등이 있었다. 또한 구조의 부적절한 임의개조, 재료선정의 부적합 등에 의한 사고도 발생했는데, 구조물 개조로 인한 하중의 초과에 의한 사고, 설계단계에서의 재료선정의 부적절로 인한 재료의 취성적 파괴에 의한 사고 등이 여기에 속한다.
시공요인에 의한 사고는 부실시공(철근부족, 손상자재 사용, 철근배근 불량, 콘크리트 품질불량, 치수부족, 시공관리 결여, 부적절한 자재사용, 조적불량, 용접불량 등), 시공누락, 점검 및 감리부실, 동절기 시공 등이 주류를 이루는 원인들이었다.
유지관리상의 사고원인으로는 사용중의 부적절한 구조변경, 자재의 품질 및 기능저하, 우수의 침투 등이 주요 원인으로서, 시설물 관리단계에서 적시에 제거되어야 했던 원인들이 잔재하여 발생한 사고가 대부분이었다.
기타요인의 원인으로는 가스 폭발 및 지진이 있었다.
<표4-9> 건축물 조사사례 사고원인
ㆍ 수리시설물
수리시설물은 <표4-10>에서 보는 것처럼 계획요인에 의한 사고로는 집중호우가 원인이 된 경우가 가장 많았으며, 다음으로 지반상태 파악미비가 대부분 사고의 원인이었다. 연약지반의 압밀침하, 지반의 슬라이딩 및 교란, 급격한 침식 등이 모두 계획요인상의 사고원인으로서 사고에 기여했다.
설계요인상의 사고원인은 부적합한 재료 또는 불량 재료의 선정, 설계기준 및 조건 적용 오류, 설계하중 가정 오류, 구조물 형식변경, 각종 안전도 검토 미비 등을 들 수 있는데 이들 원인의 상세사항의 예로는 제방단면의 부족, 축제재료의 부적합, 설계 홍수량 산정 오류, 공사중 댐 형식의 변경 등이 해당된다.
시공요인상의 사고원인으로는 설계와 상이한 시공, 시공작업 부실(부식방지부실, 기초공사부실, 콘크리트 양생불량, 불량자재 사용, 다짐불량, 이음불량, 누수차단불량 등) 및 시공누락 등이 있고, 이중에서도 시공중 콘크리트 품질불량 및 다짐의 불량에 의한 사고가 많았다.
유지관리상의 사고원인은 구조물의 각종 균열 및 파손, 월류, 과다방류 및 파이핑, 밸브류 관리부실 등이 있었는데, 특히 다수의 인자에 의한 구조물의 균열발생, 월류, 과다방류 등 시설물 관리상의 문제점으로 인한 사고가 많았다.
<표4-10> 수리시설물 조사사례 사고원인
<표4-11> 교량 사례 사고원인 요약
<표4-12> 터널 사례 사고원인 요약
<표4-13> 건축물 사례 사고원인 요약
<표4-14> 수리시설물 사례 사고원인 요약
제5장 조사자료의 정보화
5.1 정보화 기본방향
시설물 사고사례 정보는 우리 공단 정보전략계획에서 정의된 시설물 정보체계를 구성하는 중요한 정보이며, 시설물의 과학적 유지관리 체계 개발시 기초자료로 활용되어야 한다.
이를 위해서는 사고사례 정보의 조회, 검색을 위한 사고사례 정보 시스템이 우리 공단시설물 정보체계와 연계되도록 개발되어야 하며, 우리 공단 내부에서의 활용은 물론 안전진단전문기관 등 외부에서도 검색이 가능하도록 개발되어야 한다. 가까운 장래에 이 개발업무가 추진될 것이다.
현재, 우리 공단에서는 정보전략계획에 의해 각종 시설물의 코드화 및 표준화가 추진되고 있으므로 시설물 사고사례 정보 가능한 한 우리 공단 시설물 정보표준에 따라 분류되어 검색될 수 있도록 시설물별, 사고유형별, 사고요인별, 사고원인별로 구분하는 방향으로 정리했다.
5.2 정보화 내용
5.2.1 1차년도('96) 정보화 내용
시설물 사고사례조사 업무는 우리 공단의 정보전략계획 수립 이전에 시작되었으나, 조사사례를 사례조사보고서 발간으로만 그칠 수는 없어, 1차년도 사업에서 간단한 D/B를 구축하여 개인용 컴퓨터에 조사자료를 입력하고, 필요한 자료를 출력할 수 있도록 하였다.
사고사례조사 1차년도 D/B 구축은 MS-ACCESS Ver. 2.0 Program을 사용하였으며, 486DX 이상의 개인용 P.C에서 Window 3.1을 운영체계로 하여 사용할 수 있도록 하였다. 이 D/B는 입출력시 검증기능 및 복잡한 기능의 검색 등 복잡한 기능을 배제한 간단한 기능을 D/B 요구사항인 <표5-5>에 맞추어 Table, Query, Form, Report를 사용하여 작성하였으며, 그 개략적인 내용 및 구조는 <표5-6>에서 보는 바와 같다.
D/B 의 개발에 사용된 MS-ACCESS Ver. 2.0은 P.C용으로 개발된 D/B 작성용 도구로서 Table, Query, Form, Report, Macro, Module의 6개 오브젝트로 구성되어 있으며, 가장 폭넓게 사용되는 D/B언어인 SQL(Structural Query Language)를 기본으로 하여 사용되며, Foxpro, dBASE, PARADOX 등의 다른 D/B 프로그램과 호환이 가능하고, GUI(Graphic User Interface)환경으로 되어 있다.
5.2.2 2차년도('97) 정보화 내용
우리 공단 정보전략계획에 의하면 시설물정보체계내에 시설물 사고사례 D/B가 구축되어 공단내부는 물론 외부기관에서 정보검색이 가능하도록 계획되어 있기 때문에, 2차년도의 정보화는 별도의 D/B 구축없이 조사한 사례를 부록II에서와 같이 "사고사례 조사 요약정리" 표를 만들어 입력하는 것으로 했다. 따라서 앞서 언급된 Table, Query, Form, Report, Macro, Module의 6개 오브젝트별로 출력이 가능하다.
5.3 D/B화를 위한 조사자료 분석
5.3.1 조사자료의 특성
사고사례조사 방법은 이미 발생한 사고의 문헌조사를 위주로 했으며, 그 대상은 국내는 물론 외국의 사용중이던 시설물 붕괴사고 및 시설물이 기능상실을 한 경우의 사고를 대상으로 했다.
문헌조사에 의한 조사자료는 구조물 사고 당시의 조사목적에 따라서 조사 항목 및 관점이 크게 다르므로 조사자료의 정보화를 위해서는 조사자료의 특성을 파악할 필요가 있다. 대부분의 조사자료는 <표5-1>과 같은 항목별 특성을 가지고 있다. 하지만 일부 조사자료는 조사항목중 불충분한 사항이 있을 수 있으므로 1차년도 D/B화 작업에서 이를 고려했다.
<표5-1> 시설물 사고사례 조사자료의 항목별 특성
5.3.2 조사자료의 구분
조사된 자료를 시설물별, 사고요인별, 사고원인별로, 누적 통계화하기 위하여 각각의 조사항목을 세분화하고, 비슷한 범주로 묶어서 분석할 필요가 있다. 이러한 분석은 대부분의 조사된 내용을 빠짐 없이 다룰 수 있어야 하며, 사고사례의 조사 건수가 늘어나고 그 내용을 분석할 필요가 있을 때 매우 중요하고, 요긴한 구분인자로 작용하므로 쉽게 구분이 가능해야 하고, 공학적, 사회적으로 가변적인 요소들을 충분히 수용할 수 있도록 구분하여야 한다. 앞서 기본방향에서 언급한 바처럼 조사자료의 정보화는 기본적으로 1차년도에 설계한 D/B 프로그램에 2차년도의 조사자료 내용을 수록하는 범주를 벗어나지 않으므로 조사자료의 구분은 원칙적으로 1차년도와 같다.
<표5-2> 사례번호 구분 : 조사건별로 유일한 구분인자, INDEX로 이용
<표5-3> 사고요인 및 사고원인 구분
<표5-4> 시설물 종류 및 형식 : 사고조사 건수가 충분한 경우 구분하여 분석
5.3.3 D/B화 요구사항, 사용예 및 D/B 내용
D/B 화 요구사항 및 사용예는 <표5-4>, <표5-5>에서 보는 바와같다.
<표5-5> D/B화 요구사항 및 사용예
<표5-6> 사고사례조사 D/B 개발내용
5.4 D/B화 자료 Sample
5.4.1 Table Sample
<그림5-1> SAGO-master(일련번호 101-103) : 자료가 저장된 테이블의 일부
5.4.2 Form Sample
<그림5-2> 내용보기 : 사고개요를 중심으로 내용을 보거나 자료를 수정하는 양식
5.4.3 Report Sample
<그림5-3> SAGO-master Table을 Report로 보여줌
제6장 결론
6.1 결론
시설물 사고사례 조사의 2차년도('97년) 사업수행의 결론을 다음과 같이 정리했다.
- 1차년도 사업의 결론에서도 언급한 것처럼 사고사례조사 및 연구에 대한 국내실정이 아직은 체계적이고 조직적이지 못하여 사고로부터의 기술적인 교훈이 사고이후에 신속히 반영되지 않는 문제점을 안고 있다.
따라서 사고사례의 조사 및 연구에 대한 각계의 관심과 협조가 필요하고, 결국은 사례자료의 일원화가 필요하다고 생각된다.
- 사고현장 사례조사는 시설물 사고발생과 직접적인 이해관계가 있는 관계 당사자들의 적극적인 이해와 협조가 없이는 매스컴을 통한 사고내용 이상의 객관적이고 기술적인 사례조사가 우리 현실적으로 어려운 점이 없지 않다.
이것은 앞으로의 사고사례조사를 위해 선결되어야 할 과제로서 조사자료의 지속적인 관리를 위한 제도적인 장치가 필요할 것으로 여겨진다.
- 앞서 몇차례 기술된 바와같이 외국의 사례에 비하여 국내의 사례건수가 상대적으로 아주 적은 것은 국내에서도 많은 시설물 사고가 발생했음에도 불구하고 사고조사에 의한 기술정보의 공유화가 이루어지지 못했기 때문이다.
- 시설물의 사고는 대개 여러 개의 요인이 복합적으로 작용하여 발생한다.
조사사업에서는 전년도와 같이 홍수, 지진, 태풍 등의 자연현상적 요인에 의한 사고사례를 가능한 한 조사대상에서 제외하고, 사용중인 시설물 사고가운데 인적요인(Human Error)에 의한 사례를 중심으로 조사하여, 사고요인을 사고가 기인하는 시설물의 계획, 설계, 시공, 유지관리 및 기타의 요인으로 구분하였다.
- 현재까지의 사례조사에서 사고는 계획, 설계 및 시공요인에 의한 것이 큰 비중을 차지하고 있다. 2차년도 전체 조사사례에서 계획, 설계, 시공요인이 차지하는 비중이 80%를 상회하는 것을 보면 유지관리단계에서 아무리 잘 유지관리를 한다해도 계획, 설계 및 시공단계에서 근원적인 오류가 해결되지 않는 한 시설물의 사고는 피하기 어렵다.
- 선진 외국에서 발생한 사고의 경우 한 시설물의 사고에서도 장기적이며, 다방면적으로 사고원인 분석을 하고, 그 결과를 신속하게 후속 건설사업에 반영할 수 있는 조치를 하였으며, 또 그런 조치를 따르므로 해서 동일 또는 유사 사고사례의 재발을 최소화하고자 했다는 점은 우리에게 시사하는 바가 크다.
따라서 시설물 사고사례의 교훈화를 위해서는 외국 기관과 시설물 사고사례 조사정보를 상호 공유, 활용할 수 있는 방법도 향후에 모색되도록 해야 할 것이다.
- 조사 및 분석된 자료는 기술정보로서 수시로 활용할 수 있도록 하기 위하여 1차년도에 개발한 D/B 프로그램에 입력하였으며, 이 자료는 우리 공단의 시설물 정보체계 구축과 연계하여 향후 외부에서의 정보검색이 가능하도록 보다 전문적인 방법으로 정보화 작업이 수행될 것이다.
부 록
I. 사고사례 조사내용 I-1 교량 사례번호 : BD-97001 1. 사고명 : 안양 박달 우회도로 램프 C교 P1 교각 파괴사고
2. 시설물 위치 : 경기도 안양시 만안구 안양2동
(경수산업도로와 박달우회도로 진입램프)
3. 시설물 형식 및 제원
- 교각형식 : 철근 콘크리트 T형 교각
- 상부형식 : 4경간 연속 Steel Box Girder합성교
- 지간 : 3ⓐ40.000 + 30.685 = 150.685m
- 교폭 : 9,500m
- 준공 : 1997. 6. 30.
4. 사고일시 : 1997년 7월 23일
5. 피해 정도
파괴사고후 조사에 의하면 상부구조물이 25㎝정도 침하하였고, 코핑부 상부의 C2G3 강박스가 국부적으로 손상되었으며, 가로빔(Cross Beam)이 심하게 손상된 상태였다.
6. 손상 내용
손상된 교각은 경기도 안양시 박달동~경수산업도로에 위치하고 있는 "박달로 우회도로 개설공사" 현장내 램프C교의 P1 교각으로서 1997. 7. 23. 구조적인 결함으로 인해 코핑(Coping)이 부러지는 사고가 발생했다.
램프C교는 박달로 우회도로 개설공사 현장의 종점부 경수산업도로와 연결접속부에 위치하고 있으며, 램프C교의 P1 교각은 경수산업도로의 중앙분리대의 녹지공간 부근에 시공되어 있다.
이 교량은 1993. 11. 착공되어 1997. 6. 30. 준공되었다. 램프C교의 1번 교각(P1)은 당초 강관파일 기초로 설계되었으나, 현장에서 실시한 지반조사 결과 기반암(연암, 풍화암)이 지표하 6m정도에 분포하고 있는 것으로 확인되어, 기반암까지 터파기하고, 기초 높이까지 Mass 콘크리트를 타설하여 시공하는 것으로 변경되었으며, 교각은 당초 종구형 교각으로 설계되었으나, 코핑부상단부에 단차를 둔 철근콘크리트 T형 교각으로 설계변경되어 시공된 것으로 파악되었다.
붕괴 이후 램프C교 구조물에 대한 조사 결과, P1교각의 붕괴로 인하여 상부구조물은 25㎝정도 침하가 된 것으로 나타났으며, 강박스 구조물 내부를 조사한 결과 코핑부 상부의 C2G3 강박스가 국부적으로 손상되었으며, 가로빔(Cross Beam)이 심하게 손상된 상태였다. 또한 2번 교각(P2) 상부의 연석에 1~2㎜정도의 균열이 일부 발생하였으나, 아스팔트 포장층을 일부 걷어 내고 조사한 결과 상부슬라브는 별 손상이 없었다.
7. 사고 원인
- 교각붕괴의 직접적인 원인
이 사고 교각의 붕괴원인은 코핑이 노면의 횡단구배에 의해 단차를 가지게 설계, 시공되어 코핑부 중앙에서 좌우로 주철근을 분리시켜 정착하도록 설계ㆍ시공되어 있으며, 주철근의 정착장력이 부족하여 코핑부 상단에서의 인장력을 감당하지 못한 것이 붕괴의 직접적인 원인으로 판단되었다. 파괴가 발생된 코핑부에 대한 철근량과 철근의 정착길이에 대한 검토 결과, 철근량의 단면은 요구량 이상이었으나 철근의 정착길이는 필요한 정착길이(90.174㎝)보다 크게 부족한 것으로 나타났다.
- 설계 및 시공과정에서의 문제점과 원인
램프C교 교각 #1의 설계는 안양시청의 발주를 받아 금호엔지니어링(주)에서 실시했다. 이 교각은 당초 종구형 교각으로 설계되었으나, 종구형 교각으로 할 경우 교좌의 위치가 상부구조의 소올 플레이트(Sole Plate) 위치와 크게 상이하게되어 코핑부상단길이가 7m인 T형 교각으로 1차 설계변경했던 것으로 추정되며, 길이 7m인 코핑부상단을 설계 변경된 대로 시공할 경우 경수산업도로 상의 건축한계를 벗어나는 문제가 발생하여 코핑부의 방향을 경수산업도로와 나란하게 하면서 코핑부의 길이를 약 8m로 재차 변경한 것으로 추정되었다. 이러한 일련의 설계변경과정에서 교각에 대한 구조안전검토가 실시되지 않은 것으로 파악되었으며, 시공과정에서 철근배근과 콘크리트 타설시 도면에 대한 재검토가 이루어지지 않은 것으로 파악되었으며, 이런 사항들이 붕괴사고의 원인으로 간주되었다.
8. 조치사항
8.1 지반조사
램프C교의 #1 교각 구간의 지층분포 상태를 조사한 결과, 확대기초의 지점은 지표로부터 도로 축조시 타설된 콘크리트층 및 기반암층(연암층, 경암층)의 순서로 분포되었으며, 확대기초를 벗어난 구간은 쇄석다짐층, 매립토층 및 기반암층의 순서로 분포하고 있었다.
이 지역의 기반암은 중생대 쥬라기에 관입된 화강암으로 연암층은 지표면으로부터 5.8~6.3m의 심도로부터 2.8~3.5m의 층두께로 분포하고 있었으며, 기반암의 풍화정도는 보통정도의 풍화로 장석류가 심한 풍화를 받은 반면 석영입자는 비교적 신선한 상태를 나타내었다. 채취코아로부터 측정된 코아회수율(TCR) 및 암질표시율(RQD)은 각기 87~100%, 0~50%로 비교적 양호한 암반상태를 나타내었다. 따라서 램프C교 #1 교각 기초는 양호한 암반위에 시공된 것으로 판단되었다.
8.2 현장시험
- 콘크리트 강도시험
램프C교의 #1 교각의 기둥 및 코핑부에 대하여 슈미트 햄머 강도시험을 한 결과, 콘크리트강도는 217~244㎏/㎠으로 나타났으며, 교각 기둥부의 평균강도는 232㎏/㎠, 교각 코핑부의 평균강도는 220㎏/㎠으로 측정되었다.
또한 교각 기둥부와 코핑부에서 5개의 콘크리트 코아를 채취하여 압축강도 시험을 실시한 결과, 교각 기둥의 압축강도는 248~256㎏/㎠(평균252㎏/㎠)으로 측정되었다.
교각에 대한 콘크리트 강도조사 결과 슈미트 햄머를 이용한 비파괴 조사 결과 설계기준강도에 미치지 못하는 것으로 나타났으나, 콘크리트 코아를 채취하여 압축강도 시험을 실시한 결과 설계기준강도(σ_{ck} = 240㎏/㎠)를 유지하고 있는 것으로 측정되었다.
슈미트 햄머를 이용한 비파괴 시험결과 파괴된 교각의 콘크리트 균열발생 및 표면의 요철 등이 콘크리트 강도시험에 영향을 미친 것으로 추정되었다.
- 철근배근 조사
사고 교각 및 코핑부에 대한 철근배근상태를 조사한 결과, 철근의 배근간격은 대체적으로 설계도면과 일치하고 있는 것으로 나타났다. 측정 결과치의 차이는 판독오차 또는 콘크리트 타설시 철근의 이동 등에 기인한 것으로 판단된다.
- 콘크리트 염분함량
사고 교각에 대한 굳은 콘크리트내의 염분함량을 개략적으로 시험한 결과 콘크리트 구조물내의 염화물 함량은 0.000~0.003㎏/㎥로 허용함량(0.3㎏/㎥)을 초과하지 않는 것으로 나타났다.
8.3 구조안전 검토
- 상부구조에 대한 검토
상부구조에 대한 구조안전검토는 원설계에서 코핑부의 방향이 원의 중심방향으로 설계되어 있던 것이 경수산업도로 진행방향과 평행하게 변경 시공된 상태이므로, 단면검토는 변경시공한 상태와 교각의 파괴후 상부주형의 처짐이 발생한 상태를 감안한 검토를 실시하였다.
가. 교각 및 상부구조가 기 시공된 상태(설계변경된 후)의 단면 검토
ㆍ 하중재하 : 현장의 교량은 경수산업도로와 교차시키는 램프로서 #1 교각이 교축방향과 직각을 이루지 않고, 경수산업도로와 평행하게 교축직각방향에 29° 정도 들여서 시공되어 있으므로 이를 고려하여 지점 위치를 모델링(Modeling)하고, 각 지점 및 지간의 최대 단면력이 발생되도록 활하중(DL-24)을 재하하는 방법으로 계산이 되었다.
ㆍ 검토결과 : 최대 및 최소 휨모멘트 발생시 상부구조에 작용하는 응력은 허용응력 이내로 나타나고 있어 상부구조는 안전성이 확보되는 것으로 검토되었다.
나. 교각파괴로 인한 상부구조의 처짐시 단면 검토
ㆍ 하중재하 : #1 교각은 붕괴로 인하여 상부구조가 우측 지지점에서 26.5㎝, 좌측 지지점에서 23.6㎝ 정도 침하된 것으로 조사되었으며, 하중재하에 기 발생된 처짐을 고려하고, 사하중만을 재하시키는 방법으로 안전성 검토를 실시했다.
ㆍ 검토결과 : 최대 및 최소 휨모멘트 발생시 기 발생된 처짐을 고려하여 상부구조의 안전성을 검토한 결과, 최대휨모멘트 발생시 상부슬라브 콘크리트에 작용하는 응력은 콘크리트의 허용응력보다 크게 나타나 안전성이 확보되지 않는 것으로 검토되었다.
다. 고찰
교각(P1)의 파괴로 인해 상부구조에 처짐이 발생되어 있는 현 상태에 대한 상부구조에 대한 검토 결과 계산상 제1경간 중앙부의 슬라브 콘크리트의 응력이 허용치를 초과하는 것으로 검토되었다.
사고조사시 상부구조물은 가벤트에 의해 지지되고 있었으며, 현장조사 결과 상부구조물에는 치명적인 손상이 발생하지 않고 있는 상태였으며, 계산상 상부콘크리트 부재를 제외하고는 안전한 것으로 검토되어, 상부구조물은 구조상 큰 문제는 없는 것으로 판단되었다.
그러나 상부구조의 실제의 처짐(23.6~26.5㎝)이 허용치 1/500(16.0㎝)보다 많이 발생되어 있는 상태였으므로, 가벤트를 조속히 재설치하여 상부구조를 원래의 상태로 회복시킬 필요가 있으며, 교각의 재시공이 완료될 때까지 더 이상의 변형이나 기타 위험요소가 발생되지 않도록 하는 주의가 요망되었다.
- 하부구조에 대한 검토
가. 코핑부
코핑부에 대한 구조검토 결과, 코핑부에 작용하는 극한 휨모멘트(Mu = 1792 tonㆍm)는 공칭 휨모멘트(øMn = 2523tonㆍm) 이내인 것으로 나타났다. 그러나 코핑부 상부 주철근에 대한 철근량과 철근의 정착길이에 대한 검토 결과, 사용된 철근량은 요구되는 철근량보다 큰 것으로 나타나 문제가 없는 것으로 밝혀졌으나, 철근의 정착길이에 대한 검토 결과 사용된 정착길이(39㎝)가 철근의 필요한 정착길이(90.174㎝)보다 크게 부족한 것으로 나타났다.
나. 기둥부
기둥부에 대한 검토 결과, 기둥부에 작용하는 극한 휨모멘트(Mu = 746.4 tonㆍm)는 공칭 휨모멘트(øMn = 1183.2 tonㆍm)이내인 것으로 나타나며, 극한 축력(Pu = 1296ton)도 공칭 축력(øPn = 2054.43 ton) 이내인 것으로 나타났다. 그러나 사용철근량에 대한 검토 결과 사용철근비(ρ = 0.0096)는 허용철근비(ρ_{0} = 0.01)에 다소 미치지 못하는 것으로 검토되었다.
다. 교각기초부
교각기초부에 대한 검토결과, 교각기초부에 작용하는 극한 휨모멘트(Mu = 400 tonㆍm)는 공칭 휨모멘트(øMn = 181.21 tonㆍm) 보다 크게 나타나므로 단면의 검토가 필요한 것으로 파악되었다.
라. 고찰
붕괴된 #1 교각의 코핑부 상부 주철근에 대한 철근량과 철근의 정착길이에 대한 검토결과, 코핑부는 계산상 철근량에는 안전한 것으로 되나, 배근 설계에서 중간부에서 좌우측 철근을 별도로 취급하고 이들의 부착에 의한 정착할 수 있는 겹침을 고려치 않아 휨 인장응력에 견디지 못하고 파괴된 것으로 판단된다. 그리고 기둥에 대한 검토 결과 철근량이 최소철근비 보다 적게 설계된 것으로 나타났다. 따라서 교각에 대한 복구설계시에는 기둥은 철근량을 추가 보충하고, 코핑부는 주철근을 장철근을 사용하여 일체로 시공하고, 우측의 높은 쪽 코핑부는 교좌에서부터의 사중 분배 및 지압력을 고려하여 설계하여 시공하는 것이 바람직할 것으로 검토되었다.
8.4 복구 계획안에 대한 검토
- 복구계획안에 대한 검토
붕괴된 램프-C교 #1 교각에 대한 복구계획안은 교각의 기초는 안전한 상태이므로 파괴된 교각만 철거한 후 기초와 연결하여 재시공하는 것으로 계획되었다.
이 계획안에 따르면 재시공은 사고조사시 임시로 설치되어 있는 가벤트의 위치변경 및 고정을 시켜 상부구조를 안전하게 지지하게 한 후 파괴된 교각을 기존 확대기초 윗 부분까지 철거하고, 기존 기초와 기둥과의 연결부를 보강하여 교각을 재시공하도록 계획되었다.
교각의 보강설계는 붕괴된 교각의 기둥부의 문제점인 코핑부 주철근의 배근과 기둥부 주철근의 철근비 등의 문제점을 개선하였으므로 안전한 설계가 된 것으로 나타났다.
- 가벤트의 안전성
가벤트는 다음과 같은 사항을 유의하여 재설치해야 할 것으로 고려되었다.
ㆍ 상부구조에 대한 조사 결과 조사당시의 처짐상태가 허용치를 초과하고 있었으므로 조속한 시공 필요
ㆍ 상부구조의 안정을 위하여 상부구조의 높이를 정확하게 맞추고, 그 높이가 유지될 수 있도록 작업완료 시까지 주의
ㆍ 지지점의 상부구조의 보강이 현장에서 시공이 불가능한 부분이 생길 것으로 예측되었으므로, 도면과 일치된 시공이 불가능 할 경우 감리측의 책임기술자가 주관으로 변경 검토후 시공
ㆍ 파괴된 교각의 철거시 상부구조물에 영향이 없도록 복구작업에 주의
교각의 보강설계안에 대한 검토
보강설계된 교각은 기초 Footing의 두께를 1.0m 증가시켜 철근을 2열로 추가 보강배근하는 것으로 설계되었다. 또 교각의 코핑부는 상단의 주철근을 장철근을 사용하여 중앙에서 끊지 않고 연결시공하여 철근의 정착장의 결함이 발생되지 않도록 설계되었다. 이러한 교각보강설계안에 대한 안전성 검토 결과 교각구조물은 구조적인 안전성이 확보되는 것으로 검토되었지만 아래와 같은 사항을 유의하여 공사가 시행되어야 할 것으로 판단되었다.
ㆍ 기초부의 단면보강 작업시 신구콘크리트의 접착이 잘 되어 일체구조물이 되도록 주의
ㆍ 코핑부의 단차를 경사지게 하는 것을 고려
8.5 기타
붕괴된 교각의 복구공사시에는 구조물의 손상을 최소화하여야 하며, 차량의 통행이 많은 도로상에서 수행되어야 하는 어려움이 있으므로 다음과 같은 사항에 유의하여 공사를 수행하여야 할 것으로 판단되었다.
- 강박스의 보강작업
강박스의 보강작업은 작업공간이 협소한 내부에서 강재의 운반과 재도장 작업을 수행해야 하는 어려움이 있으므로 세부작업계획을 수립하여 수행할 필요가 있다.
작업여건을 감안하여 강박스 내부에서는 용접작업을 실시하지 않는 것이 바람직할 것으로 판단되었으며, 재도장 작업시 안전사고가 발생하지 않도록 환기 및 조명설비의 구비와 철저한 안전수칙의 준수가 필요하다.
- 가벤트 설치작업
사고조사시 설치된 가벤트는 임시 가설물이므로 이것을 그대로 사용하지 말고, 향후 교각의 복구공사를 위해서는 가벤트의 재설치가 필요하다. 가벤트 재설치 작업은 상부구조의 침하상태를 감안하여 조속히 실시되어야 하며, 가벤트 설치 후 상부구조의 변위 및 변형이 발생하지 않도록 이에 대한 계측관리를 실시하며 공사를 수행하여야 할 것으로 생각되었다. 또 작업도 도로상 차량통행에 의한 안전사고가 발생하지 않도록 유의해야 한다.
- 교각의 철거 및 재시공
교각의 철거 및 재시공은 협소한 공간에서 이루어져야 하는 어려움이 있으므로 세부작업계획을 수립하여 유의 시공할 필요가 있다.
- 기초부 굴착
기존 기초위에 기둥의 설치를 위한 기초 Footing 두께를 1.0m 증가 시키기 위한 기초부 굴착으로 인하여 가벤트의 침하 등의 유해한 영향을 미칠 수 있으므로 흙막이 가시설을 설치하여 시공할 필요가 있으며, 기초부와 기둥부 연결철근의 시공시 기초와 기둥이 일체구조물이 되도록 신구콘크리트의 접착과 철근의 연결에 유의하여 시공해야 한다.
9. 교훈 및 대책
고질적인 부실의 단면을 보여주는 이 사고는 교량개통 불과 몇일 후에 발생했다는 점에서 다시 한번 기술자들의 치부를 드러내는 일이었다. 부실설계, 부실시공, 검토되지 않은 잦은 설계변경 등등이 여전히 기간시설물의 안전을 저해하는 요인으로 남아있음을 직시하고, 우리는 다시한번 새로운 각오를 다져야 할 것이다.
사례번호 : BF-97001 1. 사고명 : 나인스 스트리트 교(Ninth Street Bridge) 앵커 아이바 파손
2. 시설물 위치 : 미국 펜실바니아 주 피츠버그 알레그헤니 강의 교량
3. 시설물 형식 및 제원
- 형식 : 현수교, 남북방향 각 2개 차선
- 길이 : 262m
- 주경간길이 : 131m
- 준공 : 1926. 11. 26.
ㆍ 구조개요 - 나인스 스트리트(Ninth Street)교는 미국 펜실바니아 주 피츠버그의 알레그헤니 강을 가로 지르는 교량으로 남북으로 각기 2개의 좁은 차선이 있다.
이 교량은 길이 262m인 리벳구조의 자체 정착 현수교(Self-anchored Suspension Bridge)로서 최초의 자체 정착 현수교 중의 하나다. <그림 I-1-1>과 같이 주경간의 길이는 131m이고, 남측 및 북측 교대에는 모서리부에 각기 두 개씩의 정착용 아이바가 있다. 크기 200×38㎜인 정착용 아이바의 복부판은 콘크리트 교각 두부에 심어져 있다. 판형 거더에 케이블들이 직접 앵커되어 있기 때문에 대규모의 지지 석조물이 필요하지는 않았다. 철근콘크리트 상판은 바닥빔(Floor Beam) 및 스트링거 시스템으로 지지되어 있다. 바닥빔(Floor Beam)은 플레이트 거더를 관통하고 있다. 열처리된 길이 356㎜의 현수 아이바(Suspension Eyebars) 역시 판형 거더에 앵커되어 있다. 356㎜ 현수 아이바의 항복점은 345 MPa이고, 이 교량의 강재 재질은 평로(平爐)에서 제조된 연강으로 되어 있다.
<그림 I-1-1> 나인스 스트리트(Ninth Street)교의 입면도
4. 사고일시 : 불명확 - 아이바 외측 남동측 코너의 부식된 노치부에서 균열발생.
5. 피해 정도 : 부식된 아이바의 균열 파손
6. 손상 내용
ㆍ 균열개요 - 이 교량은 1926. 11. 26. 개통되었다. 앵커 아이바 외측 남동측 코너의 부식된 노치부에서 균열이 발생했다.
1985. 10. 30. 교통활하중하에서 변형률을 측정하였으며, 1986. 3. 18. 재하시험을 통하여 상세한 변형률 측정하였다.
ㆍ 파손위치 - 앵커 아이바 외측 남동측 코너가 파괴되었다. 이 파괴부위는 콘크리트 교각 두부 표면 상부 51㎜ 위치였다.
7. 사고 원인
▶ 원인분석 - 파손형식(Failure Modes) 및 파손해석(Failure Analysis)
ㆍ 주기하중(Cyclic Loads) 및 응력(Stresses) - 1986. 3. 18. 남측 앵커 아이바에 대해 현장측정을 실시했다.
콘크리트 교각 두부 상부의 부식된 노치부위 인근에 측정 게이지들을 설치했다. 아이바마다 하나의 중앙(Center)게이지와 두 개의 가장자리(Edge)게이지를 설치했다. 남동측 코너 아이바의 생크(Shank)와 남서측 코너 내부 아이바의 생크(Shank)에 열응력을 측정하기 위하여 추가 게이지를 설치했다. 측정은 총중량 46 kips의 3축 시험용 트럭을 이용하여 실시했다. 남동측 코너 아이바의 측정치는 남서측 코너 아이바의 측정치 보다도 그다지 크지 않았다. 남동측 코너 아이바와 남서측 코너 내부 아이바의 게이지는 시험트럭이 남측 교대를 통과하여 아이바가 압축반응을 나타낼 때 반응을 했다. 동일한 하중을 적용했을 때 남측 가장자리(Edge)게이지들 보다 북측 가장자리(Edge)게이지들이 더 큰 반응을 보였다. 시험트럭이 남측 교대를 통과할 때를 제외한 다른 위치에서는 1ksi 정도로 무시할 수 있는 축응력이 측정되었다. 3 개의 아이바의 가장자리(Edge)게이지에서의 측정응력 범위는 24 내지 34 MPa 이었다. 시험트럭이 통과할 때마다 두 개의 1차응력(Primary Stress) 사이클이 생겼다. 2차 응력들은 1차 응력사이클에 중첩되었다. 두 개의 추가 게이지와 남서측 코너 내부 아이바의 중앙(Center)게이지로 부터 1986. 3. 19. 열응력을 측정했다. 열응력 측정치에 의하면 축방향 힘과 휨이 시간에 따라 변화했다. 휨응력은 남동측 코너 아이바 및 남서측 코너 아이바의 북측 가장자리의 열응력 게이지에서 오전 11시 반부터 12시 반 사이에 3 ksi(21 MPa) 감소했다. 축응력은 남서측코너 내부 아이바의 중앙게이지에서 오전 8시 반부터 10시 반 사이에 5 ksi(35Mpa) 증가했다.
<그림 I-1-2> 스트레인 게이지 위치
<그림 I-1-3> 초기 표면특징을 나타내는 균열표면의 개략도
파손부위의 재료특성(기계적 및 화학적 성질, 파괴특성) - 열처리된 356㎜의 현수 아이바에 대한 제작공장 시험편 소재시험 결과 항복점이 294~328 MPa이었고, 인장응력이 518~568 MPa이었다.
실물크기 시험편시험에 의한 항복점은 369~425 MPa이었고, 인장응력은 547~627 MPa이었다. 200㎜ 앵커 아이바에 대한 제작공장 시험편 소재시험은 할 수 없었다. 200㎜ 앵커 아이바에 대한 인장시험, 화학성분분석 및 샤르피 V-노치 시험을 실시한 결과, 항복점은 불과 235 MPa이었으며, 인장강도는 442 MPa이었고, 상온에서의 샤르피 V-노치 시험치는 4~5 N-m 로 인성이 낮았다.
-20~-30 ℉(-28.9~-34.4 ℃)의 저온에서의 파괴인성치(Fracture Toughness)는 37~44ksi(in)^{1/2}(1,290~l,530 MPa(㎜)^{1/2} 로 변화할 것으로 예측되었다. 이들 시험결과는 앵커 아이바가 열처리되지 않았음을 의미했다.
파괴된 앵커 아이바의 경도는 두께에 따라서는 변화하지 않았으므로 앵커 아이바가 열처리되지 않았음을 의미했다.
경도(Hardness)시험은 인장시험결과와 유사한 결과가 나왔다. 아이바의 표면 및 두께 중앙부의 조직은 소준(Normalizing) 및 풀림(Annealing)처리에 의한 페라이트-퍼얼라이트 조직이었다. ASTM No.7의 페라이트 입자크기는 미세입자가 아니기 때문에 인성이 낮다.
이것은 아이바가 열처리되지 않았음을 확인해 주는 것이다.
ㆍ 파단면의 육안검사 및 조직검사 - 앵커 아이바 외측 남동측 코너의 파단면을 제거했다. 아이바의 한 쪽 가장자리에는 피로균열로 보이는 균열이 발생하였으며, 그 균열표면은 비교적 매끈한 편이었으나, 두껍게 부식되어 있었다. 아이바 가장자리 및 가장자리 인접표면에서 발생한 다수의 피로균열들은 서로 합쳐졌다. 피로균열은 급속하게 19㎜까지 진전했다. 급속히 파괴된 표면은 심하게 부식되어 있었다. 매끈한 표면부분을 잘라내고, 아세톤 및 금속세척제를 사용하여 세척한 후, 두껍게 부식된 부분을 반타원형 형상으로 제거했다. 셀룰로우즈를 묽게한 아세톤을 사용하여 다시 세척을 한 후 주사 전자 현미경으로 탐상한 결과 잔류 부식된 부위는 볼 수 있었으나, 더 이상의 손상은 보이지 않았다.
ㆍ 균열성장 및 파괴/파손 예상 원인 - 남동측 코너 아이바와 두 개의 남서측 코너 앵커 아이바가 유사한 반응을 보인 것은 중요한 반복(주기) 응력범위가 구조물의 변형과 관련이 있음을 나타내었다.
피로균열이 시작된 부식된 가장자리는 아이바의 두께가 변화하는 반경부위에 위치했다. 두께변화 및 부식노치 때문에 응력집중이 발생했다.
시험트럭 하중하에서 아이바의 부식노치에 인접한 곳에 설치된 게이지들에 의한 측정치는 응력범위가 24~34 MPa이었다. 여러 대의 트럭에 의한 무작위 가변하중하에서 주기응력범위는 증가할 것으로 예측되었고, 부식된 노치부를 가진 리벳부재에서는 응력범주 "E" 인 피로강도를 초과할 것으로 예측되었다.
열응력 측정치에 의하면 교량의 길이변화로 인해 아이바가 변형될 때 상당한 열응력이 매일 발생하는 것을 알 수 있었다.
앵커 아이바는 담금질(Quenching) 및 뜨임(Tempering) 처리된 부재가 아니었으며, 낮은 노치 인성을 나타내었다. 반타원형 균열표면을 검사한 결과, 부식 생성물이 초기의 파괴표면을 잠식했음을 알 수 있었다.
▶ 결론
ㆍ 파괴/파손에 대한 결론 - 교량의 단부회전(End Rotation) 및 변위 때문에 남측 앵커 아이바가 면내휨(In-Plane Bending)을 받았다.
앵커 아이바에 부착된 핀-링크들이 아이바 표면과 링크 사이의 부식 생성물 및 마찰 때문에 부분적으로 또는 완전히 고착되었다.
아이바 머리부와 링크사이에 금속와셔를 사용한 것이 부식전지를 촉진시켰다. 시험트럭 통과시 아이바의 부식노치 가장자리에서의 응력은 35 MPa이었다. 무작위 가변하중하에서 하중이 크게 되면 심한 부식으로 인한 노치부가 있는 강부재의 피로강도를 초과하는 응력이 발생할 것으로 예측되었다. 교량의 매일의 열응력 반응은 응력사이클을 발생시켰으며, 이 응력사이클은 상당한 크기였지만 차량하중에 의한 교량의 반응만큼 심하지는 않았다. 앵커 아이바 남동측 코너의 피로균열은 부식응력집중 및 높은 주기응력(면내휨을 유발하는 핀의 고착때문에)하에서 발생하여 성장했다. 피로균열은 심하게 부식된 아이바의 가장자리에서 발생했고, 급속도로 19㎜까지 진전되었다. 육안으로는 초기 파단면을 볼 수 없었으며, 파단면의 초기 흔적을 볼 수 없을만큼 파단면에 부식이 발생하는데는 수년이 소요되었다.
8. 조치사항
파손형식 및 파손해석을 통하여 사고원인을 분석, 도출하고 보수절차 수립
9. 교훈 및 대책
ㆍ 파손부의 보수 - 아이바 핀-링크는 핀의 고착을 풀어주고, 앵커 아이바의 면내휨을 제거할 수 있도록 개조해야 했다.
부식 및 마찰로 인한 회전구속을 풀어주기 위해서 아이바 두부의 부싱 삽입재를 윤활해야 하고, 아이바 두부 및 링크 사이에 비금속 와셔(테플론)의 사용이 제안되었으며, 비금속 와셔를 사용하여 부식전지의 작용이 감소되었고, 부식접합이 제거되었다. 파괴된 앵커 아이바는 교체했다.
사례번호 : BF-97002 1. 사고명 : I-95의 교량 박스형 행거의 균열
2. 시설물 위치 : 미국 메리랜드 주 서스퀘나 강의 교량
3. 시설물 형식 및 제원
- 형식 : 리벳구조 상로 트러스교, 동서로 각기 3개 차선
- 상부구조 : 경간장 1,475m의 덱 캔틸레버 트러스 구조
- 준공 : 1965년
ㆍ 구조개요 - I-95 교는 미국 메리랜드 주 서스퀘나 강을 가로 지르는 교량으로 동서로 각기 3 개 차선을 가진 리벳구조 상로 트러스교다.
상부구조는 경간장이 1,475m인 상판 캔틸레버 트러스 구조이다. <그림 I-1-4>는 서쪽교대로부터 제1경간에서 제6경간까지의 평면도 및 입면도를 나타낸 것이다. 트러스 구조는 연속된 캔틸레버 현수경간(Suspended Span) 구조이다. 이 교량은 모두 11 개의 트러스 경간과 경간장 21.3m인 3 개의 거더 진입 경간(Girder Approach Span)으로 구성되어 있다. 6 개의 현수경간(Suspended Span)용 수직 행거들은 핀홀 중심간 거리가 8.7m이다. 이 트러스 구조의 현수경간(Suspended Span)에는 핀-행거 조립부가 있다. 행거의 형상은 리벳으로 체결된 박스형이고, 행거 플랜지판의 크기는 457×10㎜, 행거웨브 판의 크기는 610×13㎜ 이고, 플랜지 판과 웨브 판의 연결용 앵글의 크기는 100×100×16㎜ 이다. 철근콘크리트 상판은 스트링거 및 가로빔과 합성작용을 하도록 되어 있다. 스트링거는 압연재이고, 나머지 다른 구조재는 리벳 체결된 조립부재들이다. 바닥빔(Floor Beam)은 트러스 구조의 일부분인 두 개의 종방향 박스에 의해 지지되어 있다. 구조재료는 ASTM A7 이다.
<그림 I-1-4> 교량 평면도 및 입면도
4. 사고일시 : 1985년 박스형 행거의 웨브 및 플랜지에서 균열 발견
5. 피해 정도 : 박스형 행거의 균열
6. 손상 내용
ㆍ 균열개요 - 이 교량은 1965년에 개통되었다. 1987년의 일일 평균 교통량(ADT : Average Daily Traffic)은 54,000 대로 이중 20%는 상용차였다.
1985 년에 박스형 행거의 웨브 및 플랜지에서 균열들이 발견되었다. 1986. 4. 25., 1986. 7. 8~9., 1987. 5. 27~28. 균열이 생긴 행거의 변형률을 측정하였다. 박스 행거의 플랜지와 연결용 앵글 사이 및 행거와 가세트판 연결부에서 부식이 된 것을 발견하였다.
ㆍ 균열위치 - 1986. 4. 25. 현장점검을 하여 행거의 균열을 발견했다. 균열위치는 핀 아래 0.6m 위치였다.
이 균열은 리벳구멍을 관통하여 성장했었으며, 균열선단에 스톱홀을 뚫었다. 균열은 리벳구멍에서부터 시작된 전형적인 피로균열이었다. 근접 점검을 한 결과, 플랜지 판과 연결용 앵글사이에는 부식된 것이 확연히 보였으며, 가세트와 행거 연결부 사이에도 상당한 부식이 발생했고, 핀 가세트상에도 부식이 발생했다. 1986. 7. 8~9. 현장을 방문하여 다수의 행거를 점검했다. 그해 4월달에 점검했던 최초의 균열이 생긴 행거도 재점검을 했다. 그 결과 피로균열이 다시 시작되었으며, 38㎜ 구멍을 균열선단에 뚫었다. 웨브판 가장자리에서 부터 구멍 가장자리까지 측정된 균열길이는 약 180㎜였다. 최초 균열이 발생했던 행거의 상단부와 핀 연결부를 "공기 불어내기" 청결작업을 실시했다. 가세트판 표면의 부식된 부위는 청결작업에 의해 제거되었지만, 가세트와 행거 사이의 부식은 제거되지 않았다. 최초의 균열로부터 열번째 리벳 열 아래에서 또다른 균열이 발견되었다. 피로균열은 리벳구멍의 한 쪽 측면에서 부터 웨브판 가장자리까지 진전되었다. 처음에 균열이 발생한 행거 하단 인접부에 피로균열이 발견되었는데, 이 균열은 리벳구멍에서 웨브판 중심까지 작은 원호로 성장했다. 균열선단에 스톱홀을 뚫었다. 웨브판 외부표면에서의 균열은 스톱홀까지 성장하지 않았으며, 웨브판 내부표면에서의 균열은 리벳구멍의 내측 가장자리에서 발생하여 타원형상의 균열선단이 스톱홀까지 성장했다. 스톱홀에서 균열은 웨브판 두께방향의 75%까지 성장했다. 행거의 상부핀은 하부핀보다 윤활상태가 좋았다. 또 다른 행거 위치에서도 상류측 및 하류측 행거 모두 부식 생성물과 피로균열이 발견되었다. 상당한 부식이 하부핀의 가세트와 행거 사이에서 발견되었다. 핀 슬리브와 행거 가세트판 사이의 도장균열은 가끔 핀이 조금씩 움직였음을 의미한다. 하류 행거 하단에서 16번 째 리벳구멍에서 균열이 발견되었는데, 이 균열은 리벳구멍에서 플랜지판 가장자리까지 성장했다. 균열표면 마찰작용은 부식 생성물이 균열로부터 추출되지 않았기 때문에 미미했다. 마찰작용이 미미했다는 것은 균열이 작은 응력 사이클에서 형성되었음을 의미했다. 슬라브의 핑거 이음부는 핀-행거 조립체 상부에 있었다. 또 다른 위치에서는 상류측 행거에서 핀이 부식부를 따라 상당히 고착되어 있었다. 하부핀들이 고착이 많이 되었으며, 하부핀 슬리브와 가세트판 사이의 부식 생성물을 제거하고, 윤활유를 주유했지만 처음의 행거 상부핀만큼 효과적인 윤활이 되지 못했다.
<그림 I-1-5> 핀-행거 조립체 상세도
7. 사고 원인
▶ 원인분석 - 파손형식(Failure Modes) 및 파손해석(Failure Analysis)
ㆍ 주기하중(Cyclic Loads) 및 응력(Stresses) - 1986. 4. 25. 균열이 발생한 행거에서 플랜지와 웨브에 게이지를 설치하고(플랜지에 3 개, 웨브에 1 개의 게이지 설치), 웨브의 균열상부 150㎜에 하나의 게이지를 설치하여 현장측정을 실시했다.
모든 게이지에서 10.3 MPa의 작은 인장응력 사이클이 발생했다. 주파수 2 Hz에서 2.1 MPa의 진동이 인장응력 사이클에 중첩되었다. 균열이 발생한 행거 웨브에서 휨도 발생하였다. 매 10~15 분마다 응력범위 662 MPa까지에 해당되는 큰 동적변형 반응이 모든 게이지에서 짧은 시간주기(0.001 초)로 일어났다. 이것은 동적반응을 유발하는 핀 연결부의 갑작스런 이완때문이다. 1986. 7. 8~9. 균열이 생긴 하류측 행거 플랜지판 위치 및 최초 균열이 발생한 하류측 행거 웨브판 위치에서 현장측정을 실시했다. 이들 위치의 상류측 행거도 추가로 계측하였다. 최초 균열이 발생한 행거 위치(웨브)에서 3 개의 균열위치의 플랜지판과 행거 상부에 계측기를 설치하여 측정하였다.
핀의 윤활이 좋았기 때문에 단면의 휨 및 동적이완이 최소화되었다. 두 개의 균열위치에서는 최대응력이 35 MPa이었다. 주파수 2 Hz에서 행거 중심쪽으로 진동이 일어났다. 측정치에 의하면 휨응력과 축응력은 작았다. 추가 행거에서는 행거 상부 및 하부의 플랜지판의 4 개 모서리에 계측기를 설치하여 측정한 결과, 최대 응력이 35 MPa의 작은 휨응력이 발생했다. 균열이 발생한 행거 플랜지판에 대해서는 상하류측 행거 모두의 행거 하부의 내측 웨브판에 두 개의 스트레인 게이지를 설치했다. 균열이 발생한 하류측 행거의 핀에 윤활유를 주유한 후의 행거 응력범위는 21~28 MPa이었다. 윤활주유를 하지 않은 상류측의 행거에서는 윤활주유를 한 행거와 비교할 때 상당한 축응력 및 휨응력이 발생했다. 윤활주유를 하지 않은 행거는 주파수 5 Hz에서 큰 응력사이클이 발생하여 응력범위가 21 MPa에서 76 MPa 까지 변화했다. 1986. 7월 스트레인 게이지를 부착했던 행거를 1987. 5. 27~28. 현장측정했다. 상류측 추가 측정 행거의 균열이 발생했던 플랜지판 위치와 최초로 균열이 발생했던 웨브판 위치에 있는 상부핀에 1987. 4. 윤활유를 주유했다.
최초 균열이 발생했던 행거(상하류 행거) 위치에서의 최대응력은 29.4 MPa이었다. 균열이 발생한 플랜지 판 위치에서의 최대응력은 54.2 MPa이었다.
균열성장 및 파괴/파손 예상 원인 - 계측기상에 10~15 분 간격으로 발생한 변형률 반응(최대 662 MPa)은 상당히 컸다.
이들 반응은 고착된 핀이 구속으로부터 갑자기 이완되거나 또는 열영향에 의한 신축 때문에 갑작스럽게 이완하기 때문이다. 동적반응은 리벳구멍으로부터 피로균열이 발생하여 성장할 수 있을 만큼 충분히 컸다. 1986. 4월 및 7월의 측정치와 비교할 때 핀들의 윤활이 잘되어 휨응력과 이음부의 풀림에 의한 큰 동적영향은 없어졌다. 두 개의 균열이 발생한 행거 플랜지판 위치에 스트레인 게이지를 설치하였다. 균열이 발생한 행거핀들은 윤활유를 주유하고, 균열이 발생하지 않은 행거의 핀에는 윤활주유를 하지 않았다. 윤활주유를 한 행거에서의 측정 응력치는 리벳체결 부재의 피로한도(48 MPa)보다 낮았고, 윤활주유를 하지 않은 행거에서의 측정응력치는 피로한도보다 높았다. 윤활주유를 한 행거에는 1986. 7월 측정 이전에 플랜지판에 균열이 발생했다. 이 행거는 핀에 윤활주유를 하기 전에 윤활주유를 하지 않은 행거에서와 유사한 응력 사이클이 있었다. 행거를 청결하게 하여 윤활주유를 한 것이 효과가 있었다. 최초 균열이 발생한 행거의 웨브판에 있던 3 개의 균열은 균열의 크기 및 핀부의 윤활주유로 인한 응력감소 때문에 다시 성장하지 않을 것으로 예상되었다. 최초 균열이 발생한 행거 위치에서 초기 윤활주유후 측정한 1987. 5월의 측정치 및 1986. 7월의 측정치를 비교할 수 있었다. 1987년 윤활주유 후 행거의 휨 및 동적 반응은 최소화되었다. 리벳구멍에 이전의 응력조건에 의한 균열이 없는한 균열은 성장하지 않을 것으로 예상되었다.
▶ 결론
ㆍ 파괴/파손에 관한 결론 - 변형률 측정치에 의하면 핀고착 때문에 행거에 휨응력이 유도되었다.
차도 이음부(릴리프 또는 신축)로부터 염분, 수분, 유송잡물 등이 핀-행거 조립체로 들어가므로 핀 연결부를 보호할 필요가 있었다. 핀에 윤활유를 주유함으로써 핀고착을 감소시켜 행거의 휨 및 동적 영향을 최소화했다. 리벳구멍의 기존 균열의 경우 균열성장이 계속될 것으로 예측되었으나, 균열성장 속도는 윤활주유한 행거의 응력범위가 낮기 때문에 사실상 감소되었다. 리벳구멍들로부터의 새로운 피로균열의 성장은 최소화되었지만, 균열이 발생한 행거 플랜지판에서의 최대 응력범위에 따라 균열이 발생할 것으로 예상되었다.
8. 조치사항
파손형식 및 파손해석을 통하여 사고원인을 분석, 도출하고, 보수절차 수립
9. 교훈 및 대책
ㆍ 파손부의 보수 - 핀은 일년에 두 번씩 윤활유를 주유하도록 했고, 리벳구멍으로부터의 새로운 균열발생 또는 기존 균열의 성장을 탐지하기 위하여 일년에 두 번씩 점검을 하도록 했다.
판재 중심방향으로 성장해 가는 균열에 대해서는 균열선단에 스톱홀(Stop Hole)을 뚫도록 했다. 장기적인 조치로는 행거의 교체, 개방형 신축이음의 제거로 수분 및 먼지를 보다 효과적으로 관리, 효과적인 핀연결부의 유지 등이 필요하다.
2. 시설물 위치 : 미국 워싱톤 D.C 운송국 관할 Section L-2C 고가(高架) 철도
3. 시설물 형식 및 제원
- 형식 : 다수의 단순경간 철도고가교
- 상부구조 : 강박스 거더
- 길이 : 917m
- 준공 : 1970년대
ㆍ 구조개요 - 워싱톤 D.C 운송국 관할에는 워싱톤 D.C.로 오고가는 다수의 고가철도가 있다.
그 중의 하나인 Section L-2C는 다수의 단순경간으로 이루어진 고가철도교이다. 이 구조물의 평면 및 입면도는 <그림 I-1-6>과 같다. 각 경간은 철근 콘크리트 상판을 지지하는 하나의 강박스 거더(Steel Box Girder)로 되어 있다. 상판은 박스거더의 외측 복부판(Web)을 넘어가는 캔틸레버 구조로 되어 있고, 박스거더의 상부플랜지는 상판과 합성작용을 하도록 되어 있다. 박스거더 내부에는 "X"형 격벽(다이아프램)들이 복부판에 필렛용접된 수직보강재와 인장 및 압축 플랜지에 볼트체결되어 있다. 박스거더의 복부판 및 플랜지는 <그림 I-1-7>과 같이 뒷면 덧댐재를 사용하여 완전용입 홈용접되어 있다. 뒷면 덧댐재는 연속이고, 뒷면 덧댐재의 연결은 <그림 I-1-7(a),(b)>와 같이 맞대기 홈용접되어 있다. 사용재료는 ASTM A588의 구조용 강재다.
<그림 I-1-6> 고가철도교의 평면 및 입면도
<그림 I-1-7> 홈용접 맞대기 이음부 및 "복부판-플랜지" 홈용접의 개략도
4. 사고일시 : 1987년에 뒷면 덧댐재 용접부에서 균열 발견
5. 피해 정도 : 박스형 거더 격벽(다이아프램) 용접부 균열
6. 손상 내용
ㆍ 균열개요 - 이 고가 철도교는 1970년대에 개통되었으며, 1987년에 뒷면 덧댐재 용접부에서 균열이 발견되었다.
1988. 1. 13. 현장점검을 실시한 후 맞대기 홈용접부를 포함하는 3개의 코아를 채취했다. 두 개의 코아에서는 균열을 육안으로 볼 수 있었고, 나머지 하나의 코아에서는 육안으로 균열을 볼 수 없었다.
ㆍ 균열위치 - 1988. 1월 점검당시 뒷면 덧댐재의 홈용접 맞대기 이음부에서 균열이 발견되었으며, 이 균열의 위치는 인장 플랜지 및 압축 플랜지에 인접한 곳이었다. 1988. 5월 점검시 코아를 떠서 덧댐재의 균열을 제거한 후에도 균열선단은 복부판과 플랜지의 용접부내에 남아 있었다.
7. 사고 원인
▶ 원인분석 - 파손형식(Failure Modes) 및 파손해석(Failure Anaylisis)
ㆍ 파면검사 - 육안으로 균열을 볼 수 있는 코아의 하부 표면을 점검한 결과, 균열은 복부판과 플랜지의 홈용접부로 이미 진전했었다.
코아의 하부 표면을 연삭, 연마 및 표면부식 처리를 하여 검사한 결과, 박스거더 복부판 및 뒷면 덧댐재 사이에 평면상의 틈이 뚜렷이 나타났고, 복부판과 플랜지를 이음하는 홈용접부가 뒷면 덧댐재 내부로 일부 용융되어 들어갔음을 알 수 있었다. 뒷면 덧댐재의 홈용접 맞대기 연결부에 덧댐재 두께의 절반이상을 차지하는 균열처럼 보이는 큰 초기 용입부족이 나타났다. 이 균열성 초기결함으로부터 피로균열이 성장하여 덧댐재의 외부표면 및 "복부판-플랜지" 홈용접부로 성장했다. 균열단면을 절단하여 관찰한 결과, 덧댐재의 맞대기 연결부는 외측으로부터 용접되었으며, 박스거더 복부판에 면한 내측으로부터는 용접이 되지 않았다.
ㆍ 균열성장 및 파괴/파손 예상 원인 - 균열발생부에서 채취한 코아에 의해 뒷면 덧댐재의 홈용접 이음부는 덧댐재의 외측으로부터만 용접되어 상당한 용입부족이 있었음이 밝혀졌다.
박스거더의 "복부판-플랜지" 홈용접부는 덧댐재에까지 용융되어 들어갔다. 균열성 용접결함으로부터 성장한 피로균열은 "복부판-플랜지" 용접부에까지 진전되었다. 용접 잔류응력을 고려하면, 균열은 인장 플랜지로 성장할 것으로 예측되었다. 이 용접 잔류응력은 "복부판-플랜지" 이음부에서 항복점에 해당하는 인장응력을 유발하고, 플랜지에서는 활하중에 해당하는 인장응력을 유발했다. 코아를 채취한 후의 피로균열은 "복부판-플랜지" 이음부에 남아 있던 용접선단으로부터 성장한 것으로 판단되었다. 인장 잔류응력과 플랜지의 압축응력의 조합에 의한 낮은 응력범위에서는 압축 플랜지로 균열이 성장하지 않기 때문에 압축응력을 받는 플랜지에 인접한 피로균열은 큰 문제가 되지 않을 것으로 판단되었다.
▶ 결론
ㆍ 파괴/파손에 관한 결론 - 피로균열은 뒷면 덧댐재의 맞대기 홈용접 이음부의 용입부족으로 부터 발생되었다.
균열부에서 채취한 코아에 의하면 덧댐재의 모든 맞대기 홈용접 이음부에는 용입부족이 있었다. 인장 플랜지에 인접한 부분에서 발견된 균열은 위험한 수준이어서 1988년 겨울이 오기 전에 보수해야 했다. 균열이 발생하지 않은 인장 플랜지에 인접한 나머지 홈용접 맞대기 이음부는 1989년 겨울전에 보수할 필요가 있었다. 코아를 채취한 후 "복부판-플랜지" 용접부에 남아 있던 균열선단들은 위험한 수준은 아니어서 보수할 필요는 없었지만, 균열상세부에 대한 계속적인 일상점검은 필요했다.
8. 조치사항
파손형식 및 파손해석을 통하여 사고원인을 분석, 도출하고, 보수절차 수립
9. 교훈 및 대책
ㆍ 파손부의 보수 - 인장 플랜지에 인접한 모든 뒷면 덧댐재 홈용접 맞대기 이음부를 제거하는 보수방법이 제시되었다.
이 방법은 구멍을 뚫는 톱을 사용하여 홈용접 맞대기 이음부 및 균열선단을 포함하는 직경 38㎜의 구멍을 뚫고, "복부판-플랜지" 용접부에 남아있는 균열선단은 연삭(Grinding)하는 것이었다.
ㆍ 구조개요 - Central Artery 고가교는 미국 매사추세츠 주의 보스톤시 및 인근지역을 남북으로 가로지르는 I-93 고속도로상에 있는 구조물이다.
이 구조물은 2층 고가교(高架橋)구조로 아래 차도로는 교통이 보스톤으로 들어오고, 윗쪽 차도로는 교통이 보스톤에서 외곽으로 나가도록 되어 있었다. 2 개 층으로 된 강재 라멘 교각들은 철근 콘크리트 상판과 각 층당 두 개의 I-거더 및 다수 스트링거들을 지지하고 있었다. 이 구조물의 평면도는 <그림 I-1-8>, <그림 I-1-9>와 같다. 교각(Bent)의 기둥(Column)들은 박스단면이며, 교각(Bent)의 가로빔들은 <그림 I-1-10>과 같이 박스형 또는 I 형 단면이다. I 형 단면을 가진 교각의 "빔-기둥" 연결부는 <그림 I-1-11>과 같이 빔의 플랜지 및 기둥의 플랜지 가장자리가 밀폐판(Closure Plate)으로 필렛용접되어 있다. I 단면의 가로빔 복부판은 기둥플랜지에 양면 "V"개선 홈용접되어 있다.
빔 플랜지 (박스 또는 I 단면) 및 아래층 가로빔의 복부판(박스단면)은 뒷면 덧댐재를 사용한 완전용입 홈용접으로 기둥플랜지에 연결되어 있다. 윗층의 가로빔 단면의 빔플랜지(박스 또는 I 단면)는 기둥(Column)속을 관통한 연속형이었다. "빔-기둥" 연결부위의 박스빔 복부판의 코핑부는 복부판에 필렛용접 이음된 크기 76×76㎜의 작은 판재로 덮혀 있었다.
거더 및 스트링거는 상판과 합성작용을 하고 있었다. 거더의 상하 플랜지는 두겹 앵글을 볼트체결하여 복부판이 교각의 가로빔에 연결될 수 있도록 화염절단으로 코핑되어 있었다. 거더 복부판들은 교각(Bent)의 가로빔에 볼트이음된 두겹 앵글에 볼트체결되어 있었다. 앵글들은 가로빔의 상하 플랜지에 조립되어 있었다.
거더 복부판의 두께는 16㎜였다. 스트링거들은 시트(Seat) 및 복부판 클립(Web Clip)을 사용하여 교각(Bent)의 가로빔에 연결되어 있었다.
두 개의 거더는 바닥빔(Floorbeam)에 브레이싱되어 있었으며, 바닥빔(Floorbeam)의 상하 플랜지는 거더와 복부판을 볼트체결을 할 수 있도록 화염절단했다. 가로빔 복부판은 거더 복부판에 볼트로 연결하였고, 연결판은 거더의 복부판과 압축 플랜지부에서는 필렛용접하였으며, 인장 플랜지에는 밀착되도록 하였다.
바닥빔(Floorbeam)의 두께는 복부판의 깊이에 따라 11, 13, 14㎜에서 16㎜까지로 다양하며, 사용된 강재는 ASTM A588이었다.
1984. 3월에 현장점검을 실시한 결과, 거더와 교각(Bent) 가로빔의 연결부에서 거더 하부플랜지가 수평으로 변위된 것을 발견하였다. 플랜지가 변위된 방향은 일정하지 않았다. 하부 플랜지가 끝나는 부분에서 시작하여 "복부판-플랜지" 용접부를 따라 수평균열이 발견되었다. 거더 복부판내에서는 하부 코핑부에 수직균열이 발생했고, 연결용 앵글에서도 볼트체결선을 따라 수직균열들이 발견되었다. 거더와 가로빔(교각)의 복부판을 연결하기 위해 사용된 앵글 하단 내부 가장자리를 따라서도 균열들이 발견되었다. 바닥빔(FloorBeam) 복부판의 상하 코핑부에서도 수직균열들이 발견되었고, 아래, 윗층에서 다같이 피로균열들이 발견되었다. 몇 곳의 연석 이음부에서는 누수가 되어 거더와 가로빔(교각)의 연결부에 염분이 섞인 수분이 누수되고 있었다. 볼트체결 깊이가 일정하지 않은 끝단 연결부에서는 균열 및 측면 변위가 없었다.
1987. 1월 교각 6, 7, 12~17, 27~33번의 "빔-기둥(Beam-Column)"연결부에서 자분탐상시험을 실시한 결과, 동쪽의 7번 교각 아래층 필렛용접교차부 및 홈용접부에서 균열이 발견되었다. 이 필렛용접부는 기둥 플랜지에 밀폐판을 연결하고, 홈용접부는 기둥플랜지(Column Flange)에 박스빔의 상부플랜지를 연결한 구조이다. 서쪽의 31번 교각의 아래층 박스빔의 남쪽 복부판 및 북쪽 복부판의 모서리에서도 균열이 발생했다. 박스빔 복부판의 코핑부를 덮기 위한 작은 판재의 상부 끝단 필렛용접부에도 균열들이 발생했다. 거더 하부 복부판 코핑부에는 연속적으로 균열이 진전되었다. 1984년에 부분적으로 균열선단에 복부판 두께의 일부분만 뚫는 스톱홀을 만들었는데, 이 스톱홀에도 균열이 진전하였고, 거더 하부플랜지가 수평으로 이동되었다. 1987년 5월 여러 교각에서 변형률을 측정했다.
ㆍ 균열위치 - 거더 하부플랜지들이 측면 변위를 했으며, 거더와 가로빔(교각) 연결부에서는 복부판이 변형되어 틈(Gap)이 생겼다.
거더 복부판 하부 코핑부에는 수직 피로균열이, 플랜지 끝단부에서 거더 "복부판-플랜지" 용접부를 따라서는 수평 피로균열이 발생했다. 거더 및 가로빔(교각) 연결부의 앵글필렛부의 가장자리를 따라서도 피로균열들이 수십 ㎝씩 성장했다. 앵글부의 피로균열들은 각 앵글 두께의 90%까지 성장했다. 거더 복부판이 연결용 앵글에 충분한 깊이로 볼트체결이 되지 않은 위치에서는 피로균열들이 발생한 곳도 있고, 발생하지 않은 곳도 있었다.
아래층 7번 교각의 상부 코너 남쪽 이음부에 51㎜의 균열이 있었다. 균열이 난 밀폐판 모서리의 필렛용접부를 연삭해 본 결과, 균열이 홈용접부로까지 성장했음을 알 수 있었다. 기둥면(Column Face)의 용융선을 따라 빔 플랜지 속으로 홈용접부를 6㎜ 더 연삭한 결과, 균열은 뒷면 덧댐재의 중간에서부터 플랜지 선단의 홈용접부 두께를 관통할만큼 성장했음을 알 수 있었다. 7번 교각의 균열은 상부플랜지 홈용접부의 전 길이로는 성장하지 않았다. 아래층 31번 교각의 북쪽 및 남쪽 모서리 이음부인 코핑부 밀폐판에균열이 발생했다. 기둥면(Column Face)의 용융선을 따라 빔 플랜지 속으로 필렛용접부를 6㎜ 연삭한 결과, 균열은 뒷면 덧댐재에서 부터 홈용접부 두께에까지 성장했음이 밝혀졌다.
7. 사고 원인
▶ 원인분석 - 파손형식(Failure Modes) 및 파손해석(Failure Anaylisis)
ㆍ 주기하중과 응력 - 교각 7, 15A, 16, 30A, 30B 및 31의 빔 상부플랜지, 빔 복부판, 밀폐판에 계측기를 설치했다.
계측기는 기둥면(Column Face)으로 부터 41내지 29㎜ 떨어진 빔 플랜지 및 16내지 32㎜ 떨어진 복부판 위에 설치하였다.
서쪽의 16번 교각 거더 복부판에는 하부코핑부의 균열선단 및 상부코핑부에 계측기를 설치했다. 계측은 수 시간에 걸쳐 교통통제 없이 무작위적으로 실시했다.
아래층 7번 교각 빔의 남측 상부코너에서의 최대응력은 59 MPa이었고, 북측 상부코너에서는 37 MPa이었다. 서쪽 교각 15A의 아래층 빔의 북측 상부코너에서의 최대응력은 44 MPa이었다. 서쪽 16번 교각의 아래층 빔의 남측 상부코너에서의 최대응력은 52MPa이었다. 서쪽 교각 30B의 아래층 빔의 북측 상부코너에서의 최대응력은 37 MPa이었다. 서쪽 교각 30A의 아래층 빔의 플랜지 중앙선에서의 최대응력은 39 MPa이었고, 북측 상부코너에서는 35 MPa이었으며, 대부분의 응력주기는 41 MPa보다 작았다. 동쪽 31번 교각의 아래층 빔의 북측 상부코너에서의 최대응력은 67 MPa이었다. 거더의 균열선단에 인접한 복부판 하부 코핑부에서의 최대응력은 89 MPa이었다. 복부판 하부 코핑부에서의 변형률 측정에 의하면 주파수 4.5 Hz에서 2차 응력 발생했다.
I-93 교량의 여러 교각에서의 측정에 의하면 상당한 주기응력이 발생하였는데, 이것은 상하층 차도상에 걸리는 활하중으로 인하여 발생하는 것으로 나타났다. 이들 주기응력들은 라멘교각(Rigid Bents)의 예상된 면내(In-Plane) 굽힘응력 반응으로 거의 동일한 주파수에서 나타났다. 이들 두 굽힘반응이 동시 발생할 때는 예상보다 높은 응력이 나타났다.
균열성장 및 파괴/파손 예상 원인 - 거더 및 바닥빔(Floorbeam)의 복부판들은 화염 절단으로 코핑되었는데, 그 결과 절단 가장자리와 예리한 요각(凹角)부에 높은 인장잔류응력이 남게 되었다.
거더 플랜지들을 코핑함으로써 플랜지 끝단부와 2겹 앵글 전단 연결부의 볼트체결선 사이에는 복부판 보강을 하지 않았다. 플랜지가 없는 거더 복부판은 면내 휨모멘트에 대해 단면계수가 적어도 20%는 줄었다. 거더와 연결용 앵글의 볼트체결이 충분한 깊이로 되지 않은 곳에서는 복부판 하부의 작은 틈 또는 연결앵글에 피로균열이 발생했다. 단면계수의 감소 및 2겹 앵글 연결부의 끝단 고정이 복합되어 복부판에 큰 주기응력이 발생했다. 거더 하부플랜지의 수평변위도 복부판 하부 코핑부의 피로균열 발생의 한 원인이 되었다. 2겹 앵글의 다리가 같이 힘을 받아 앵글의 뒤축과 거더 복부판 끝단과의 작은 틈으로 인하여 앵글이 뒤틀려 변형이 생겼다. 변형시 인장면(Tension Face)이었던 내부 가장자리를 따라 앵글의 필렛부에서 균열이 발생했다. 교각인근의 거더 복부판 상부 코핑부에서는 상판과 거더 상부플랜지가 부분적인 합성작용으로 인하여 피로균열이 발생하지 않았다. 거더 상부플랜지가 수평으로 변위했는지도 분명치 않았다. 슬라브에 묻힌 거더 상부플랜지는 고정되어 있으므로 인장을 받는 복부판 상부에는 수평변위가 발생하지 않았다. 슬라브에 묻힌 거더 상부플랜지에는 바닥빔의 주기적인 회전을 받게 되므로 바닥빔 복부판 상부코핑부에서 끝단 구속이 높아 더 많은 피로균열이 발생할 것으로 예상되었다.
동쪽 7번 교각의 아래층 남측 상부코너(균열인접 위치)에서의 최대응력은 59 MPa이었고, 북측 상부코너에서는 37 MPa이었다. 동일 플랜지에서 북측과 남측의 응력차는 2축(Biaxial)굽힘때문이었다. 교각 15 및 16에서의 최대응력은 92 MPa로 서쪽 16번 교각의 아래층 남측 상부코너 위치에서 발생했다. 서쪽 16번 교각의 아래층 북측 상부코너에서의 최대응력은 44 MPa이었다. 동일 플랜지에서의 남측 및 북측 코너의 응력차는 2축 굽힘때문이었다. 교각 30 및 31에서 측정한 최대응력은 67 MPa로 그 위치는 서쪽 교각 31의 아래층 북측 상부코너였다. 종방향 견인력은 교각 30 및 31의 아래층의 서쪽 이음부보다는 동쪽 이음부에서 더 큰 응력을 발생하게 했다. 그 이유는 차도가 서쪽 이음부보다는 동쪽 이음부로부터 더 먼 거리에 있었기 때문이었다. 거더에 균열이 발생한 코핑된 복부판의 2차 진동은 하부플랜지를 수평으로 이동시켰다.
▶ 결론
ㆍ 파괴/파손에 관한 결론 - 염수에 의해 부식되고 있던 거더 복부판 상부 코핑부에서는 복부판의 두께 감소와 주기응력의 증가로 인하여 균열이 발생할 것으로 예상되었다.
거더 및 바닥빔 복부판을 화염절단에 의해 코핑(Coping)함므로써 절단가장자리와 예리한 요각(凹角)부에 인장응력이 걸리게 되었다. 거더 하부플랜지의 수평변위는 제작당시 발생하여 시공시 증가한 것으로 생각된다. 콘크리트 슬라브 타설로 인해 복부판 상부의 작은 틈(Gap)에 인장, 복부판 하부 작은 틈(Gap)에는 압축응력이 걸렸다. 거더 복부판이 연결용 앵글에 충분한 깊이로 볼트체결되지 않은 위치에서는 거더 복부판이 아래층 복부판에 압축을 유발하지 않고 면내(In-Plane) 회전을 할 수 있었다. 이로 인해 하부플랜지의 수평변위, 복부판의 작은 틈의 변형, 복부판 코핑부 또는 연결용 앵글에서의 피로균열 등이 발생하지 않았다. 거더 복부판이 연결용 앵글에 충분한 깊이로 볼트체결된 위치에서는 연결부의 구속 때문에 하부플랜지의 수평변위 및 복부판의 작은 틈의 변형이 생겼다. 그 결과로 거더 및 바닥빔의 복부판 코핑부 및 연결용 앵글의 하부 내측가장자리를 따라 피로균열이 발생했다. 거더에서의 피로균열은 그렇게 심각하지는 않았다. 이들 균열은 변형된 복부판 등(Gap)의 압축부에서 발생했다. 피로균열은 일단 변형된 복부판 틈(Gap)을 벗어나면 거더 복부판 주응력(Principal Stress)하에서 성장했고, 피로균열의 성장을 저지할 보수대책이 필요했다. 교각 가로빔 상부코너 필렛용접부는 빔 주응력에 수직방향으로 융합불량 결함이 있었으며, 여기에는 피로균열이 발생할 소지가 많았다. 여러 교각의 기둥(Column)과 보(Beam)가 만나는 이음부(Joint)에서 빔 플랜지의 최대응력범위를 측정한 결과, 응력범주 "E"의 허용응력 31 MPa을 초과했다. 동일 플랜지의 남측 및 북측간의 응력차는 수직력 및 종방향 견인력에 의한 2축 때문이었다. 응력범위와 균열이 발생할 소지가 많았기 때문에 동쪽의 7번 교각 및 서쪽의 31번 교각에서 피로균열이 발생했다. 아래층 빔 상부코너 필렛용접부에서 발생한 피로균열은 아래층의 모든 "빔-기둥" 연결부에서의 피로균열을 발생하게 했다.
아래층 빔에서는 피로균열이 필렛용접부로부터 빔 플랜지와 기둥 플랜지를 연결하는 홈용접부(홈용접부 저부((Root))를 경유하여)로 성장했다. 홈용접부 또는 빔 플랜지(빔 플랜지 주응력장에 수직)에서의 피로균열과 빔 플랜지에서의 응력크기가 복합되어 균열이 연속적으로 성장했음이 확인되었다. 1984년에 만든 스톱홀에 균열이 발생한 것은 균열선단의 응력범위가 허용응력보다 컸기 때문이다.
8. 조치사항
파손형식 및 파손해석을 통하여 사고원인을 분석, 도출하고, 보수절차 수립
9. 교훈 및 대책
ㆍ 파손부의 보수 - 거더 및 바닥빔의 복부판 코핑부위의 피로균열에 대해 1984년에 제안된 보수방안은 균열선단에 25㎜의 스톱홀을 뚫는 것이었다.
면외변위가 스톱홀로부터 또는 볼트체결선을 따라서 재발하지 않도록 하기 위하여 거더복부판 하부 틈에서의 추가적인 보수방안이 필요했다. 압축 복부판을 이완하고, 하부플랜지를 정상적으로 정렬(Alignment)하기 위하여 복부판 연결부 아래측의 9개의 볼트 열(列)을 제거했다. 거더 복부판 및 플랜지에 구멍을 뚫고, 200×200×29㎜ 앵글을 거더내측 복부판 및 플랜지와 볼트체결했다. 복부판에는 16㎜ 삽입판(Fill Plate)을 사용했고, 볼트 재체결을 위하여 하부 볼트구멍들을 리밍하고, 미끄럼 저항연결을 위해 표면을 불어내기로 청소했다.
거더의 코핑된 복부판의 스톱홀로 전파된 피로균열 성장을 저지하기 위하여 1987년에는 균열선단에 복부판 두께를 관통하는 51㎜의 부분적으로 천공된 스톱홀을 뚫었다. 교각 아래층 "빔-기둥" 연결부에 대한 1987년의 보수방안은 활하중의 힘을 아래층 빔 상부플랜지로부터 기둥으로 전달하는 것이었다. 빔 단면 또는 박스단면에 대한 보수방안으로 "W^{=}" 을 사용하여 상부 플랜지를 기둥의 복부판에 연결하는 것이다. 이 "W^{=}" 의 복부의 일부를 잘라내어 기둥에 끼워넣어 "W^{=}" 의 플랜지를 기둥 복부판에 볼트체결하고, "W^{=}" 의 나머지 복부는 상부 플랜지에 볼트로 연결하였다.
이 교량은 1953년 쇼하리 강을 가로 지르도록 건설되었다. 1987년 4월 5일에 발생한 홍수에 의하여 이 교량이 붕괴되었다. 그 결과 10 명이 사망하고, 승용차 4 대, 트럭 1 대의 손실이 있었다. 이로 인한 일부 고속도로 구간의 갑작스런 변경으로 강(江) 양측의 업무활동에 방해가 야기되었고, 원인이 뚜렷하지 않은 붕괴사실에 초점이 모아졌다. 붕괴원인조사에서 붕괴의 주 원인은 교각의 세굴이었음이 확인되었다. 쇼하리 강 교량에서는 세굴에 대한 일차적인 대책으로 사석(Dry Rip-Rap)을 사용하였다. 이것은 홍수시 굴러가지 않도록 직사각형 모양의 큰 원석(Field Quarry Stones)으로 되어 있었다. 교각 플린스(Plinths)에 수직 균열들이 발견되었던 1955년 초에 문제점이 생겼다. 더 이상의 균열을 방지하기 위하여 1957년 각 플린스(Plinth) 상부에 두께 0.9m의 철근 콘크리트를 쳤다. 1983년과 1986년에 점검을 실시하였지만 1986년도의 점검은 수위가 높아 교각 하부의 상세한 점검을 할 수가 없었다. 1987년 홍수시 세굴로 인해 플린스의 남측 부분으로부터 지지부(Support)가 떨어져 나가 플린스의 상부에 인장 휨응력을 야기시켰고, 이로 인해 결국 플린스뿐만 아니라 두 개의 받침 지주(Support Columns)를 연결하는 횡단기초(Cross Footing)가 파괴되었다. 이로 인하여 제3 경간과 제4 경간 사이의 지지부(Support)의 유실이 불가피했다.
8. 조치사항 : -
9. 교훈 및 대책
세굴에 의한 이 교량의 붕괴는 교량기초 부위가 세굴에 의해 지지력(Support Capacity)을 잃지 않도록 하기 위하여 교량기초를 깊게 해야 하는 것을 다시금 일깨워 주고 있다. 또한 이 예에서 계획이 잘못된 보수는 궁극적으로 반드시 실패를 하게 된다는 것을 보여주고 있다. 1986년 점검시에는 홍수로 인해 이 교량에 대한 정밀점검을 할 수가 없었으며, 홍수 후 교량기초에 대한 보다 광범위한 점검을 하는 것이 가능했을 것임에도 재점검을 하지 않았던 당사자들에게 책임을 지우지 않았음이 추후에 밝혀졌다. 교량붕괴를 유발하는 세굴에 대한 계속적인 문제때문에 사람들의 관심이 집중되어 수중점검에 대한 기술발전을 도모케 하였다.
사례번호 : BF-97006 1. 사고명 : Falls View 교량 붕괴
2. 시설물 위치 : 나이아가라 폭포 인근
3. 시설물 형식 및 제원
- 형식 : ㆍ 두 개의 강재 리브 아아치 구조, 2 힌지 트러스 아아치
ㆍ 리브길이 : 7.9m
ㆍ 리브 라이즈 : 45.7m
ㆍ 코드 부재 : 판재 및 앵글 박스
ㆍ 기타 부재 : 격자이음 강재 단면
ㆍ 목재 상판 : 폭 14m
ㆍ 지지방법 : 브레이싱되지 않은 단일 스팬드럴들에 의해 지지
ㆍ 기초 : 4 개의 콘크리트 및 석재 기초가 상시 수위보다 12m 높게 암반 위에 설치
- 총길이 : 256m
- 차선수 : 2 개의 전차궤도
- 건설년도 : 1895~1898
4. 사고일시 : 1938. 1. 27.
5. 피해 정도 : 교량 붕괴
6. 손상 내용
1938. 1. 27. 나이아가라 폭포 바로 밑에 위치한 Falls View 아치교가 기록상 최악의 결빙으로 기초가 파손되었다. 이 교량은 관광객들의 눈길을 끌어 "허니문교"로 알려졌다. 이 교량은 1938. 1. 25. 밤에 결빙되었으며, 그 다음날 오후에 상시 수위보다 15m 높은 위치까지 즉, 아치를 지지하는 핀 상부 3m까지 결빙이 되었다. 결빙된 얼음 덩어리는 적어도 상류측 트러스 9m 를 포함해 약 122m를 빙하처럼 하류로 흘러갔다. 이로 인해 많은 브레이싱 부재들이 파손되었다. 그후 곧 교통차단이 되었다. 얼음덩어리의 이동은 정지했지만 상류측 트러스는 2차 부재의 좌굴과 파손을 동반하면서 계속해서 아주 천천히 하류측으로 이동했다. 1월 27일 오후 하현재의 좌굴된 부분이 큰 굉음과 함께 부서지고, 교량이 붕괴하였다.
7. 사고 원인
붕괴의 주 원인은 얼음덩어리의 교량 충돌과 교량의 신축성(Flexibility)이었다.
8. 조치사항
이 교량은 경간장 290m의 고정 아치 리브인 레인보 아치로 교체되었다.
9. 교훈 및 대책
붕괴의 주 원인은 얼음덩어리의 교량 충돌과 교량의 신축성(Flexibility)이었다. 비정상적인 자연현상에 대비한 설계를 하는 것이 항상 가능한 것은 아닐지라도 교량의 기초는 가능한한 방호되어야 한다.
사례번호 : BF-97007 1. 사고명 : Peace River 교(橋) 붕괴
2. 시설물 위치 : 캐나다 브리티시 컬럼비아(British Colombia)주(州)의 Peace강(江)을 통과하는 알칸(Alcan) 고속 도로상
3. 시설물 형식 및 제원
- 형식 : ㆍ 현수교
ㆍ 주경간장 : 283m, 측경간장 : 2×142m
ㆍ 케이블 벤트에서 정착부까지는 단순 트러스 구조
ㆍ 차도 폭 : 7.3m
ㆍ 케이블 중심간 거리 : 9m
ㆍ 케이블 형태 : 24 개의 5㎝ 스트랜드로 만들어진 15×10㎝의 직사각형
ㆍ 보강 트러스 깊이 : 4m
- 총길이 : 567m
4. 사고일시 : 1957. 10. 16.
5. 피해 정도 : 교량붕괴
6. 손상 내용
캐나다의 브리티시 컬럼비아(British Colombia)의 알칸(Alcan) 고속도로상에 있던 Peace River 교가 1957. 10. 16. 혈암기초상의 북측 콘크리트 정착부가 앞으로 약 3m 이동하면서 붕괴하였다.
Peace River교는 미국 본토와 알라스카를 연결하는 Alcan 고속도로를 완성하기 위한 전시(戰時) 긴급계획의 일환으로 건설되었다.
현수교인 이 교량은 주경간장이 283m였고, 주탑과 케이블 벤트 사이의 측경간장은 각기 142m였다. 케이블 벤트에서 정착부까지는 단순 트러스 구조로 연결되어 있었다. 차도는 폭이 7.3m 였으며, 케이블과 케이블의 중심간 거리는 9m였다. 24 개의 5㎝ 스트랜드로 만들어진 케이블은 15×10㎝의 직사각형 형태로 정렬하였고, 보강 트러스는 깊이가 4m였다.
이 교량은 미국 공공 도로국(The Bureau of Public Roads)에서 설계 및 시공하였고, 긴급한 공사 성격 때문에 정착부를 지지하기 위한 말뚝박기를 하지 않았다.
혈암기초상의 정착부의 지반활동(Sliding)이 원인이 되어 주케이블이 6㎝의 행거들로부터 떨어지면서 이완되고, 케이블 벤트가 전도되어 측경간이 갑자기 떨어졌다.
정착부 변위의 첫 조짐은 붕괴되기 12 시간 전에 이 교량을 횡단하는 "태평양 석유 회사(Pacific Petroleum Company)"의 신규 정유플랜트의 급수선이 절단되었을 때 나타났다. 이 때 교량은 교통폐쇄를 했으며, 교량붕괴를 지켜보기 위해 수많은 사람들이 몰려들었으며, 붕괴과정을 완전히 촬영했다. Yukon과 알라스카 사이의 중요 수송을 위해 캐나다 육군 기술자들이 교량에서 16㎞ 떨어진 하류에 작은 연락선을 한 척 운항시켰다.
7. 사고 원인
혈암기초상의 정착부의 지반활동(Sliding)이 원인이 되어 주케이블이 6㎝의 행거들로부터 떨어지면서 이완되고, 케이블 벤트가 전도되어 측경간이 갑자기 떨어졌다.
8. 조치사항 : -
9. 교훈 및 대책
현수교가 의도한 대로 내하력을 갖기 위해서는 정착부가 확실하게 고정되어야 하는 것이 필수적이다. 정착부가 어떤 형태로든 수평이동을 하게 되면 케이블을 이완시켜 교량을 붕괴시킬 가능성이 있다. Peace River 교량의 정착부는 원래의 위치에 고정되지 않은 채 기초상에서 지지되어 있었다.
상하 2 개의 상판으로 된 2층 교량인 샌프란시스코/오클랜드 만(灣) 교량은 1936년 개통되었고, 두 개의 서로 다른 구조로 되어 있다.
즉, 샌프란시스코에서 예르바 부에나 섬 사이의 서쪽 만(灣)에는 현수구조이고, 예르바 부에나 섬과 오클랜드 사이의 동쪽 만(灣)에는 연속적인 단순경간 트러스 및 하나의 긴 캔틸레버로 구성되어 있다. 내진설계는 설계당시의 기준에 따라 0.1g의 내진계수를 사용했다. 1989. 10. 17. 이 교량으로 부터 남쪽으로 약 100 ㎞ 떨어진 곳이 진앙지였던 지진이 발생하였으며, 이 지진으로 위쪽 상판 15m가 아래쪽 상판위로 붕괴하여 오토바이를 타고가던 한 사람이 사망했다.
길이 4㎞ 인 동쪽 만(灣) 교량은 10 개의 교각을 정착점으로 사용했으며, 종방향 힘은 이들 지점들에서 교량의 밖으로 전달되도록 되어 있었다.
이들 교각들은 시공이 서로 달랐으며, 붕괴된 경간의 교각은 4 개의 기둥이 대각선으로 브레싱된 철탑교각이었다. 이 교각은 서쪽으로 775m, 동쪽으로 193m의 상부구조를 받치고 있었다. 이 교각이 서쪽으로 받치고 있는 거리가 너무 컸기때문에 서쪽으로부터의 종방향 힘은 동쪽으로부터의 종방향 힘보다도 훨씬 컸다.
두 트러스 시스템을 함께 연결하기 위하여 서쪽 끝단에는 15㎝ 너비의 보강된 시트서포트(Seat Support)상에 설치된 I 빔 스트링거로, 또 동쪽 끝단에는 보강된 시트(Seat)연결부에 볼트체결된 스트링거 플랜지로 된 신축이음장치를 사용했다.
윗쪽 상판 바닥구조(Floor System)는 4 개의 스트링거를 사용했다.
이들 스트링거는 콘크리트 상판을 지탱하는 횡방향 들보를 지지했다. 아래쪽 상판 바닥판은 11 개의 스트링거를 사용했다.
이들 스트링거는 콘크리트 상판을 직접 지지했다. 지진이 발생한 동안 동측 구간이 받은 종방향 최대 가속도는 0.22g 였다.
이 가속도에 의한 종방향 관성력 때문에 철탑 기둥에 고정받침을 정착하기 위해 사용된 직경 2.5㎝의 볼트 24 개가 전단되었다.
그후 트러스는 지진의 거동에 따라 이동이 자유롭게 되었고, 보강된 시트(Seat)의 받침간거리(Bearing Distance)가 초과되면서 서쪽 끝단에서 스트링거의 붕괴를 유발하여 상판이 동쪽 방향으로 움직였을 때 스트링거들은 서쪽 트러스로부터 떨어져 나갔다.
받침(Shoes)의 동쪽으로의 실제 변위는 받침이 초기에 설치되었던 밑판(Base Plate)상의 흔적으로부터 적어도 17.8㎝인 것으로 측정되었다.
이 교량은 지진후 한달내에 복구가 되었으나, 당초의 구조보다 내진 저항력이 크도록 하기 위한 최적의 보강방법에 대한 논란이 몇 년간 계속되었다.
7. 사고 원인
이 교량 파손사고의 원인은 비록 사고당시의 내진설계 기준에 따랐다고 하나 당시의 내진설계 기준은 지진의 거동에 대한 완전한 해석이되지 못한 것이었기 때문에 지진에 대한 저항성을 설계시에 완벽하게 고려하지 못했기 때문이라고 할 수 있다.
8. 조치사항
이 교량은 지진후 한달내에 복구가 되었다.
9. 교훈 및 대책
샌프란시스코 만(灣) 지역의 중요한 수송 요충부의 손실은 기간수송망의 주요 동맥의 손실이라는 통합경제블록의 취약성을 보여주었다.
이 사고로 장대교들이 중요한 지진 발생시 지진에 의해 어떤 거동을 하는지를 평가하기 위한 지진해석 방법의 신기술이 촉진되었고, 지진이 발생하기 쉬운 지역에 있는 많은 중요한 교량들을 보강할 필요성에 대한관심이 집중되었다.
사례번호 : BF-97009 1. 사고명 : Cypress 고가교(高架橋) 붕괴
2. 시설물 위치 : 미국 켈리포니아주 오클랜드시 인근
3. 시설물 형식 및 제원
- 형식 : 연속 2층 고속도로용 고가교
- 교량길이 : 약 2.4㎞
- 준공 : 1957.6.
4. 사고일시 : 1989. 10. 17.
5. 피해 정도 : 사망자 다수 발생
6. 손상 내용
Cypress 고가교(高架橋)는 켈리포니아 최초의 연속 2층 고속도로용 고가교로 1955년에 건설하기 시작하여 1957년 7월에 개통되었다.
오클랜드시 바로 서쪽에 위치한 이 교량은 길이가 약 2.4㎞로서 남북방향으로 놓여져 있다. 윗측 차도는 남쪽방향, 아래 차도는 북쪽방향의 차선을 갖는 이 교량은 철근 콘크리트 교각으로 지상보다 높게 건설되었다.
상부골조(Upper Frame)는 전단 키이음 및 전단 핀이음을 가지고 있어서 각 교각의 상부는 정정상태(Statically Determinate)였다.
1989 년 로마 프리타(Loma Prieta) 지진으로 인한 사망자의 대부분은 윗쪽 상판이 아래쪽 상판쪽으로 붕괴하여 북쪽방향 차선을 봉쇄하고 짓눌렀기 때문에 발생했다.
인근의 다른 교량 및 건물들은 재난을 당하지 않았다는 사실 때문에 지진진동은 Cypress 고가교의 형상, 구조상세 및 지반에 초점이 집중되었다.
많은 연구기관에 의한 광범위한 조사가 실시되었으며, 그 결과 이 고가교의 특성 및 1989. 10. 17. 지진시의 거동이 밝혀졌다.
7. 사고 원인
이 붕괴사고는 지진에 의해 발생했는데 교각 및 거더가 지진에 대비한 충분한 보강이되지 않았기 때문에 발생했다.
빔연결부 쪽의 하부교각(Lower Column)의 하단부 및 상부 교각기둥(Bent Column)의 하단부의 전단 키 바로 밑에 있던 취약한 면을 따라 미끄럼(Slipping)이 발생하는 등 붕괴된 교각(Bent)의 대부분은 공통적인 파손형태를 보였다.
기둥(Column) 내부로 구부려 넣은 조밀한 간격의 하부 거더 부모멘트부 철근으로 인해 이음부에 취약한 면이 생겼다.
아래로 구부려 넣은 거더 보강 철근의 평면도 바깥쪽의 콘크리트 웨지가 측면 지진하중과 윗쪽 상판의 무게로 인한 복합적인 영향때문에 경사진 파손 표면에서 Sliding 하는 것을 방지하기 위한 수직방향 보강을 충분하게 하지 않았다.
8. 조치사항
최근에 계획된 적절한 지진하중을 고려한 구조물에서 보다도 지진하중이 훨씬 적게 설계되었던 구조물에 의한 잠재 위험이 크다는 것을 인지하고, 이 고가교를 일부 보강하게 되었다.
이 보강작업에는 종방향으로 경간들을 함께 묶는 것이 필수적으로 포함되었다. 전단키 부근의 이음부의 보강은 하지 않았다.
9. 교훈 및 대책
이 고가교가 설계될 당시 지진지역에서의 철근 콘크리트 구조물의 비탄성 반응에 대한 이해가 부족했다는 것을 인정하더라해도 이 고가교의 교각과 거더 보강의 상세는 불량했다.
이 고가교의 붕괴로 지진에 의한 실제적인 힘과 변위를 감안한 설계를 해야할 필요성이 확인되었다는 것은 이 사고의 교훈중의 하나였다.
또 한가지 교훈은 어떤 구조물이 현재의 설계기준에 미치지 못한다는 것이 일단 확인되면 지진에 대비한 보강을 해야 한다는 것이다.
사례번호 : BF-97010 1. 사고명 : I-95의 교량 보강재, 거더, 플랜지 균열
2. 시설물 위치 : 미국 버지니아주의 스포트실베니아(Spotsylvania)와 스터포드(Stafford) 지방의 국경에 있는 라파하노크(Rappahannock)강
3. 시설물 형식 및 제원
- 형식 : 단순경간구조(북쪽 교통방향-8개 경간, 남쪽교통방향-10개 경간)의 다중 판형 합성교
- 준공 : 1961년
ㆍ 구조개요 - I-95는 미국 버지니아주의 스포트실베니아(Spotsylvania)와 스터포드(Stafford) 지방의 국경에 있는 라파하노크(Rappahannock)강을 남북으로 걸쳐있는데 여기에 남북방향으로 향하는 교량이 나란히 설치되어 있다.
북쪽방향으로 향하는 교량은 8개의 단순경간으로, 남쪽방향으로 향하는 교량은 10개의 단순경간으로 되어 있다. 경간장은 41m, 41m, 36m, 35m였다. 나란히 건설된 두 교량은 다중 판형교로 된 합성형 구조다. 내측거더 및 외측거더의 내측 복부판들은 수직보강재 및 수평 브레이싱으로 보강되어 있다. 남북방향 교량 공히 최외측 거더의 외측 복부판은 2개의 종방향 연속 보강재로 보강되어 있다. 이 두 개의 종방향 연속 보강재중 하나는 복부판의 위쪽 부분(압축응력 구역)에, 또 하나는 복부판의 아래 부분(인장응력 구역)에 설치되어 있다. 이 종방향 보강재들은 "V"형 홈용접 맞대기 이음으로 연결된 후 필렛용접으로 거더 복부판에 연결되어 있다. 강재 소재는 ASTM A373 이다.
<그림 I-1-14> 라파하노크 강을 가로지르는 I-95 상 교량의 평면도 및 입면도
<그림 I-1-15> 최외측 거더의 외측 복부판면의 개략도
<그림 I-1-16> 균열 성장 단계의 개략도
<그림 I-1-17> 피로균열이 발생한 거더 복부판 및 하부플랜지의 볼트체결 보수
<그림 I-1-18> 인장 보강재의 보수
4. 사고일시 : 균열발견시기-1981년
5. 피해 정도 : 교량균열
6. 손상 내용
ㆍ 균열개요 - 북쪽방향 교량의 5번 교각으로부터 약 8m 떨어진 6번 경간의 서쪽 외측 거더에 균열이 발생했고, 이 균열은 인장구역의 종방향 연속 보강재의 맞대기이음 홈용접부를 관통하여 복부판을 거쳐 하부 인장플랜지에까지 진전하였다.
이 균열은 교량 개수(改修)시에 발견되었다.
이 교량은 1961년 2월에 설계되었고, 1981년 7월에 보수했다.
이 교량은 균열이 발견되기 전까지 약 20년 동안 사용되었다.
ㆍ 균열위치 - 균열은 북쪽방향 교량의 5번 교각으로부터 약 8m 떨어진 6번 경간의 서쪽 외측 거더에서 발생했다.
균열경로에 의하면 피로균열은 인장구역의 종방향 보강재의 맞대기이음 홈용접부에서 발생하여 종방향 보강재의 인장응력선에 수직한 홈용접부를 따라 성장하였다. 균열은 이 홈용접부로부터 보강재와 거더 복부판을 이음한 필렛용접부를 경유하여 복부판에까지 성장하였다.
복부판에 이른 후 피로균열은 불안정해 졌고, 복부판 아래로 급속히 성장하여 복부판이 취성파괴하게 되었으며, 하부플랜지에서 균열은 정지하였다.
복부판의 두께는 5㎜ 였고, 플랜지의 두께는 29㎜ 였다.
7. 사고 원인
ㆍ 균열성장 및 파괴/파손 예상 원인 - 파손의 예상원인으로는 인장을 받는 연속 종방향 보강재의 맞대기 홈용접이음의 용접결함(불연속)이었던 것으로 판단되었다.
이들 불연속때문에 피로균열이 발생하여 인장 홈용접부 및 인장 거더복부판으로 성장하게 되었다. 복부판의 취성파괴는 1981년 겨울의 기온이 낮은 동안에 발생했을 것으로 추측되었다.
▶ 결론
ㆍ 파괴/파손에 관한 결론 - 거더의 파손은 인장 종방향 보강재의 맞대기 이음 홈용접부에 피로균열이 발생했기 때문이었다.
피로균열은 인장 홈용접부의 용접결함(불연속)으로부터 발생했다. 이 홈용접부는 종방향 보강재와 거더 복부판을 이음하는 필렛용접부와 교차하고 있었다. 거더 복부판까지 진전한 후 피로균열은 불안정해져 복부판이 취성파괴되는 결과를 낳았고, 하부플랜지에서 정지되었다. 취성파괴는 기온이 낮아 복부판의 재료인성이 저하된 1981년 겨울에 발생했다.
8. 조치사항 : -
9. 교훈 및 대책
ㆍ 파손부의 보수 - 피로균열이 발생한 거더 복부판 및 하부 인장 플랜지에는 판재를 붙여 볼트체결했다. 상부 압축플랜지에는 판재를 붙이지 않았다. 복부판 연결판(Web Splice Plates)에서부터 51㎜ 떨어지게 압축 및 인장 종방향 보강재를 절단하고, 절단부는 평탄하게 연삭하였다.
다른 종방향 인장 보강재의 맞대기이음 홈용접부에도 피로균열이 성장할 가능성이 있었다. 그래서 거더 복부판으로 피로균열이 전파하는 것을 방지하기 위하여 종방향 연속인장 보강재의 모든 맞대기이음 홈용접부를 보수했다.
인장 홈용접부 위에 중심을 두고, 복부판을 관통하는 작은 구멍을 최외측 거더의 외측복부판으로부터 필렛용접 지단(Toe)의 상부에 뚫었다.
이 구멍은 최외측 거더의 내측 복부판의 종방향 보강재 홈용접부의 중심을 찾아내는데 사용되었다. 종방향 보강재 홈용접부에 중심을 둔 직경 51㎜의 또 다른 구멍 하나를 최외측 거더의 내측 복부판에서 부터 뚫었다.
이 구멍은 복부판을 관통하여 종방향 보강재에까지 이르렀으며, 보강재 필렛용접 지단을 최대 3㎜까지 포함했다. 보수표면은 폴리우레탄 또는 기타 승인된 밀봉제를 사용하여 밀폐시켰다.
사례번호 : BF-97011 1. 사고명 : 카누강 교량의 복부판 균열
2. 시설물 위치 : 미국 펜실바니아주 클레리온
3. 시설물 형식 및 제원
- 형식 : 5경간 연속구조의 동일한 2개 구조물로 된 판형교량
- 길이 : 229m
- 준공 : 1960년대
ㆍ 구조개요 - 카누강 교량은 미국 펜실바니아주 클레리온 지방에 있는 I-80 도로상에 있는 교량으로 동서 방향으로 향하는 동일한 두 개의 구조물로 구성되어 있고, 각기 5경간 연속구조로 양단 경간의 경간장은 41m, 내부 경간들의 경간장은 49m이고, 2개 차선이 있다.
교통이 서쪽방향으로 향하는 교량은 교각부에서 헌치된 두 개의 판형거더(Plate Girders), 다중 스트링거, 바닥빔 등으로 구성되어 있다.
거더 및 스트링거는 철근 콘크리트 상판을 지지하고, 활하중하에서 부분적인 합성작용(전단 스터드 없이 플랜지가 콘크리트에 묻혀있기 때문에)을 하도록 하고 있다. 교각에서의 거더깊이는 4m 이고, 복부판의 두께는 14㎜였다. 중앙 경간에서의 거더깊이는 2m, 복부판의 두께는 10㎜였다.
<그림 I-1-19> 및 <그림 I-1-20>에서 이 교량의 대표적인 구조상 평면도 및 거더 입면도, 중앙경간 및 교각부의 단면을 볼 수 있다.
수직보강재는 거더 압축 플랜지에는 필렛용접되어 있고, 거더 인장 플랜지에서는 떨어져 있다. 바닥빔 플랜지는 복부판과 볼트체결을 할 수 있도록 하기 위하여 코핑을 하지 않았다. 바닥빔 하부플랜지는 측면판(Lateral Tab)에 볼트로 연결된 두 개의 가세트판에 볼트로 연결되어 있다. 측면판(Lateral Tab)은 크기가 100×19×559㎜로 거더 복부판에 필렛용접되어 있다.
크로스 브레이싱은(Cross Bracing)은 <그림 I-1-21>의 단면B-B에서와 같이 가세트판에 볼트로 연결되어 있다. 가세트판 및 수직보강재는 연결되어 있지 않다. 교각부에서는 거더 복부판 및 하부플랜지에 용접이음된 3 개의 받침 보강재와 2 중 바닥빔이 있다. 구조재료는 ASTM A36 이다.
4. 사고일시 : 균열발견시기-1983년
5. 피해 정도 : 교량 복부판 균열
6. 손상 내용
ㆍ 균열개요 - 이 교량은 1960년대에 건설되었다. 1983년 서쪽 교량의 부모멘트 구역 거더복부판의 작은 틈(Gap)에서 균열이 발견되었고, 이 균열선단에 스톱홀을 뚫었다. 1984년10월 서쪽 교량에 대한 현장조사를 실시했으며, 1983년에 들었던 스톱홀로부터 복부판에 균열들이 재개된 것을 포함하여 복부판의 여러 위치에서 균열이 발생하고 있음을 발견하였다.
1985 년 10월 동쪽 교량에 대한 현장조사를 실시했으며, 가세트판과 외측 거더의 수직보강재와의 용접부에서 수직균열이 발견되었다. 균열을 포함한 2 개의 코아를 동쪽 교량에서 채취했다. 코아는 제2 경간의 세 번째 및 네 번째 바닥빔에서 채취했다. 1986년 9월 서쪽 교량에서도 코아를 채취했으며, 채취위치는 제3 경간의 17번 및 19번 바닥빔이었다.
ㆍ 균열위치 - 1983년도에 "복부판-플랜지" 필렛용접부와 수직보강재 사이의 거더 복부판 상부틈(Gap)에서 균열이 발견되었다.
균열위치는 서쪽 교량의 부모멘트 구역의 "바닥빔-거더" 연결부였다. 19㎜의 스톱홀을 이 균열의 선단에 뚫었다. 그 후의 현장점검에서 스톱홀에 피로균열이 다시 시작된 것을 발견하였다. 이 피로균열을 저지하기 위하여 균열선단에 스톱홀을 추가로 뚫었다.
교각위치의 "바닥빔-거더" 연결부의 복부판 틈(Gap)에서는 균열이 발견되지 않았다.
1984 년 서쪽 교량의 부모멘트 구역 복부판 틈(Gap)에서의 피로균열 성장여부 및 이전에 뚫어 놓은 스톱홀의 상태를 관찰했는데, 복부판의 이 부위가 1~1.5㎜ 면외로 당겨진 것이 관찰되었고, 정모멘트 영역인 복부판 하부 틈(Gap)에서도 균열이 발견되었다.
균열은 거더 복부판의 덧붙이판 용접지단부에서 관찰되었고, 가세트판과 수직 보강재사이의 거더 복부판 틈(Gap)부위의 가세트판 용접지단에서도 발견되었다. 거의 모든 "바닥빔-거더" 연결부에서 복부판 보강재 용접지단을 따라 거더 복부판 외면에 수직균열이 발견되었다. 수직균열은 내측 복부판 틈(Gap) 위치에서도 발생했다.
1985 년 동쪽 교량의 복부판 보강재를 따라 거더 복부판 외면에 수직균열들이 발견되었다. 수직균열들은 내측의 수평복부판 틈(Gap) 위치에도 발견되었다. 동쪽 교량은 서쪽교량에 비해 균열이 적었다. 동서쪽 교량의 일일평균교통량은 9,114 대 였고, 그중 34%는 상용차였다.(일일평균트럭 통행량 = 3,100대)
7. 사고 원인
▶ 원인분석 - 파손형식(Failure Modes) 및 파손해석(Failure Anaylisis)
ㆍ 주기하중 및 응력 - 중량 421kN의 시험트럭과 무작위 트럭을 이용하여 서쪽 교량에서 계측을 했는데, 시험트럭의 속도는 주행차선에서는 8 ㎞/h, 추월차선에서는 90 ㎞/h로 했다.
" 바닥빔-거더" 연결부에서는 정모멘트 및 부모멘트 영역(그림 I-1-19)에서 스트레인 게이지로 변형률을 측정을 했다. 바닥빔 FB19, FB23 및 FB30은 사하중 변곡점들과 거의 인접해 있었다. 스트레인 게이지 부착 위치는 거더 복부판의 수직부, 거더 하부플랜지의 상면(Upper Surface), 크로스 브레이싱(Cross Bracing), 복부판 하부 틈(Gap), 수평 복부판 틈(Gap)의 반대편에 있는 외측 거더 복부판 면, 외측 거더 복부판의 가세트판 종단부, 복부판 상부 틈(Gap)에서의 교각 받침 보강재 등이었다.
<그림 I-1-21>과 같이 스톱홀 가장자리에 인접한 부모멘트 구역의 복부판 상부 틈(Gap)에도 게이지를 부착했다.
시험트럭으로 주행차선에서 시험을 했을 때, 거더 하부플랜지의 최대 측정응력은 FB30에서 27 MPa이었다.
시험차량속도의 완급에 의한 차이는 무시할 수 있었다. 거더 하부플랜지의 설계응력은 FB30에서 77 MPa이었다. 크로스 브레이싱(Cross Bracing)의 최대응력은 12 MPa이었다. 시험트럭의 속도 완급 및 차선위치에 의한 응력크기의 차이는 무시할 수 있었다. 응력범위는 인장 또는 압축이었다. 두 개의 크로스 브레이싱(Cross Bracing)은 시험트럭이 추월차선에 있을 때는 모두 인장응력을 나타내는 동위상(In-Phase)이었고, 시험트럭이 주행차선에 있을 때는 하나는 인장, 다른 하나는 압축인 이위상(異位相 : Out-of-Phase)이었다. 수평 복부판 틈(Gap)의 반대편에 있는 외측 거더 복부판의 최대응력은 시험트럭이 추월차선에서 빨리 통과할 때 FB30에서 126 MPa이었다.
덧붙이판 종단 반대편의 외측거더 복부판의 최대응력은 10 MPa이었다.
덧붙이판 종단 용접지단 부근의 내측거더 복부판의 최대 측정응력은 32 MPa이었으며, 설계응력은 64 MPa이었다. 내측 및 외측 거더 복부판의 덧붙이판 종단부 위치에서의 응력차는 시험트럭위치가 주행차선이든 또는 추월차선이든 관계가 없었고, 주행속도의 완급에도 관계없이 큰 차이가 없었다.
내측 및 외측 거더 복부판의 덧붙이판 종단에서의 측정 인장응력치의 증가는 복부판 휨응력의 변화로 나타났다.
각 게이지의 응력치를 평균하여 <그림 I-1-22>와 같이 도식화 했다. 수평 복부판 틈(Gap) FB19, FB23, FB30의 "바닥빔-거더" 연결부에서의 응력의 최대증가 및 최소증가를 <그림 I-1-24> 및 <그림 I-1-25>에 도식화 했다.
최대 및 최소 측정응력은 외측 거더 복부판의 보강재 용접지단에까지 선형적으로 구하여 도식화했다. 주행속도의 완급에 대한 응력은 최대 및 최소 반응치가 달랐다. 최대응력은 FB30에서 186 MPa이었다.
복부판 하부 틈(Gap)의 응력은 시험트럭이 주행차선에 있었을 때, FB19에서 12 MPa이었다. 시험트럭의 주행속도 완급에 의한 응력의 차는 무시할 수 있었다.
복부판 하부 틈(Gap)에서의 응력의 최대 및 최소증가는 <그림 I-1-23>과 같다. 스톱홀 가장자리에 인접한 복부판 상부 틈(Gap)에서의 응력은 무작위 트럭 때문에 69 MPa을 초과했고, 응력변화률은 이중곡선(Double Curvature)로 나타났다. 크기가 큰 2차 주기응력이 주 반복응력에 중첩되었다.
교각 위치의 복부판 상부 틈(Gap)에서의 응력은 7 MPa 미만이었다.
거더 복부판 상부 틈(Gap)의 임시 보수부위에 게이지를 부착하여 보수의 정확도를 알아보고자 했다. 보수는 수직보강재와 거더 상부플랜지 사이를 완전히 밀착연결하도록 했다. 즉, 단면 MC 330×810인 챤넬을 수직보강재에 6 개의 볼트로 체결하고, 거더 상부플랜지에 2 개의 볼트로 체결했다. 스톱홀을 거더 복부판 상부 틉(Gap)의 균열선단에 뚫었다. 이 구멍의 측면과 상부에 게이지를 설치했다. 무작위 통행트럭으로 인한 측정응력치의 증가는 부호가 달랐으며, 그 측정응력치는 41 MPa이었다.
파단면의 육안검사 및 조직검사 - 동쪽 교량에서 2 개의 코아를 채취했으며, 이 코아들은 외측거더 복부판의 수직보강재 용접지단을 따라 가세트판 위치에 있은 수직균열도 포함하도록 했다.
코아를 관통 수평 절단한 결과, 덧붙이판 종단과 연결판 사이의 수평 복부판 틈(Gap)이 나타났다. 단면을 연마하여 부식시킨 결과, 한 개 코아의 수평 복부판 틈(Gap)에 있는 덧붙이판 용접지단에서 피로균열이 발견되었다.
또 다른 코아의 외측거더 복부판의 수직보강재 용접지단에서 수직 피로균열이 발견되었다. 피로균열을 확대하여 관찰한 결과, 그 길이가 6㎜였고, 균열표면을 주사전자 현미경으로 관찰한 결과, 균열은 복부판으로 0.13㎜ 성장해 있었다.
이것은 용접지단에 길이가 긴 균열조건이 있음을 의미한다. 급속한 파단의 특징인 벽개면이 피로균열의 특징인 매끈한 표면과의 경계를 이루고 있었다.
서쪽 교량으로부터도 두 개의 코아를 채취했다. 수평 복부판 틈(Gap)의 덧붙이판 용접지단과 수직보강재와 거더 복부판을 연결하는 필렛용접부의 저부(Root)에서 피로균열이 발견되었다.
용접저부균열은 슬래거 및 융합불량 때문이었다. 외측 거더의 횡방향 보강재 용접지단에서는 피로균열이 발견되지 않았다.
균열성장 및 파괴/파손 예상 원인 - 가세트판은 바닥빔 하부플랜지 및 거더 복부판에 완전히 밀착되었다.
볼트체결된 부위가 슬립된 흔적은 없었다. 바닥빔 끝단부의 회전 및 이위상(異位相) 작용을 한 크로스 브레이싱(Cross Bracing)때문에 가세트판과 덧붙이판이 회전하게 되었다. 이 회전으로 가세트판 부위의 거더 복부판이 면외변형을 하였다.
가세트판과 바닥빔 하부플랜지 사이를 완전히 밀착연결해도 국부적인 복부판 변형을 방지하기에는 구속이 불충분했다.
내측 및 외측거더 복부판의 덧붙이판 종단에서의 평균응력은 선형의 복부판 면내 휨응력 변화와 일치했다.
덧붙이판 종단에서의 측정응력은 설계치보다는 작았지만 피로응력범주 "E"의 허용한도를 초과했다. 복부판 상부 틈(Gap)에서의 균열의 경우 큰 주기응력과 스톱홀 가장자리 인근에서의 큰 이중곡선 응력변화률 때문에 스톱홀에서 다시 피로균열이 개시될 것으로 예상되었다.
균열은 면외변형하에서 복부판 양면으로부터의 어떤 각도를 가지고 복부판을 관통하여 진전하였다. 곡선형의 종단면도(Curved Profile)는 자유롭게 변형할 수 없는 구속조건을 나타내었다.
주기응력과 균열경로를 따라 남아있는 응력집중은 균열의 성장이 재개되어 가지균열(Branching Crack)이 발생하기에 충분했다. 이것은 스톱홀로부터 피로균열이 성장한 것을 현장관찰한 것과 일치했다.
진동으로 부터 2차 주기응력이 발생했다.
교각부의 복부판 상부 틈(Gap)에서의 측정응력은 피로균열이 성장할 정도는 아니었다. 이것은 현장에서 이 부위에 균열이 없고, 변위가 없었던 사실과 일치한다. FBl9의 복부판 하부 틈(Gap)에서의 응력변화률은 이중곡선을 나타내었지만, 응력은 14 MPa 미만으로 그다지 중요하지 않았다. 거더 상부 복부판 틈(Gap)을 임시보수해도 틈(Gap)에서의 이중곡선 변형은 제거되지 않았으며, 응력은 보수전 응력값의 절반으로 감소했다. 용접된 덧붙이판 연결부를 볼트체결한 앵글로 대체하여 임시보수를 하였지만, 수평 복부판틈(Gap)의 기하학적 형상은 변하지 않았다.
이로 인해 복부판 틈(Gap) 변형응력이 필요이상으로 크게 되었다.
▶ 결론
ㆍ 파괴/파손에 관한 결론 - 가세트판을 바닥빔 하부플랜지 및 거더 복부판에 완전히 밀착 연결시켜도 국부적인 복부판 변형을 방지할 수 없었다.
바닥빔 단부 회전 및 브레이싱(Bracing)의 이위상(異位相) 작용은 가세트판이 회전하도록 했다. 이 회전으로 거더 복부판의 면외변위가 발생했다. 동쪽 및 서쪽 교량으로부터 채취한 코아에 의해서 외측 거더의 수직보강재 용접지단 및 수평 복부판 틈(Gap)의 덧붙이판의 용접지단에 피로균열이 발생했음을 확인할 수 있었다.
코아에서의 피로균열은 서쪽 교량의 수평 복부판 틈(Gap)에서의 측정응력과 일치했고, 모든 가세트판 위치에 유사한 피로균열 발생 가능성을 암시했다.
덧붙이판 종단(용접지단)에서 관찰된 피로균열은 측정응력과 일치했으며, 측정응력은 설계치보다는 작았지만 피로응력범주 "E"의 허용한도를 초과했다. 이는 모든 덧붙이판 종단에서 유사한 피로균열이 발생했을 가능성을 암시했다. 피로균열발생 부위의 균열들은 거더의 휨응력방향에 수직으로 발생했으며, 보수를 할 필요가 있었다.
용접된 덧붙이판 연결부를 볼트체결한 앵글로 대체하여 임시보수를 함으로써 응력범주 "B"의 허용한도를 증가시켰고, 용접지단에서의 피로균열발생 가능성을 해소시켰다. 수직보강재 용접지단을 따른 수직 피로균열의 발생 가능성은 용접된 덧붙이판을 임시보수해도 없어지지 않았다.
이 수직 피로균열을 감소시키기 위해서는 수평 복부판 틈(Gap)을 증가시킬 필요가 있었다. 서쪽 교량에서는 연결판과 거더 상부플랜지 사이의 복부판 상부 틈(Gap)에서의 이중곡선변형이 스톱홀 또는 임시보수에 의해 커지지 않았다. 피로균열의 성장을 저지하기 위해서는 연결판과 거더 상부플랜지 사이를 보다 완전하게 연결할 필요가 있었다.
복부판 상부 틈(Gap)에서의 균열은 수평 복부판 틈(Gap)의 덧붙이판 종단 및 수직보강재 용접지단에서의 균열만큼 위험하지는 않았다.
" 바닥빔-거더" 연결부의 복부판 상부 틈(Gap)은 사하중 응력이 작은 사하중 변곡점에 위치해 있었다. 거더 "복부판-플랜지" 용접부를 따라 발생한 복부판 상부 틈(Gap)의 균열은 복부판 잔류응력의 일부를 완화했다.
복부판 상부 틈(Gap)에서의 주기(Cyclic) 면내 휨응력은 활하중을 받는 합성단면에 대해서는 작았다. 복부판 상부 틈(Gap)에서의 피로균열은 사하중, 활하중 및 잔류응력이 최소인 영역에서 발생했다. 피로균열은 면외변형에서 기인되었다.
정모멘트 부위의 수직보강재와 거더 하부플랜지 사이의 복부판 하부 틈(Gap)에서 측정된 응력범위는 피로균열이 발생할 만큼 크지 않았으며, 페인트 도막에도 그 징후가 보이지 않았다.
8. 조치사항
파손형식 및 파손해석을 통하여 사고원인을 분석, 도출하고, 보수절차를 수립
9. 교훈 및 대책
ㆍ 파손부의 보수 - 몇 개의 덧붙이판은 제거하고, <그림 I-1-27>과 같이 앵글의 연결을 볼트체결로 대체했다.
용접이음을 볼트체결로 대체함으로써 피로응력범주가 "B"로되어 피로허용응력이 증가하였다. 이로 인하여 판재 종단부에 피로균열이 발생하지는 않을 것으로 예상되었다. 수평복부판 틈(Gap)을 다시 보수하여 <그림 I-1-28>과 같이 100㎜ 증가시켰다.
기존의 수직 피로균열에 대해 제안된 보수방법은 각 보강재 및 가세트판에 스톱홀을 뚫는 것이었다.
동,서 교량 모두 모든 가세트판 연결부를 위와같이 보수하도록 했다. 서쪽 교량의 부모멘트 구역인 연결판 및 거더 상부플랜지 사이의 복부판 상부틈(Gap)은 완전히 밀착연결할 필요가 있었다. <그림 I-1-29>와 같이 연결판과 플랜지를 연결하기 위해 고장력 볼트(전단면당 4 개)를 체결할 수 있는 크기인 200×200×19㎜의 앵글이 필요했다. 연결판과 거더 하부플랜지 사이의 정모멘트 구역인 복부판 하부 틈(Gap)은 보수할 필요가 없었으나, 주기적인 점검이 필요했다.
ㆍ 구조개요 - 이 교량은 미국 서버지니아 찰스턴 북쪽 48㎞에 위치한 빅샌디 강을 가로지르는 I-79 도로상의 곡선 교량임.
이 곡선교는 경간장이 37m, 40m, 37m인 연속 3경간으로 남북차선으로 되어 있다. 각 구조물은 두 개의 거더, 교각의 헌치부, 바닥빔에 의해 지지되고 있는 4 개의 스트링거로 되어 있다.
이 교량의 평면도 및 입면도는 <그림 I-1-30>과 같다. 복부판과 볼트체결을 하기 위하여 바닥빔 상하부플랜지들을 코핑했다. 바닥빔 복부판은 거더 복부판의 연결판에 볼트로 체결되어 있다.
연결판과 복부판의 내측 보강재들은 거더 압축 플랜지 및 거더 인장 플랜지에 완전밀착되지 않게 연결되어 있었다. 거더 사이에는 크로스 브레이싱이 있었고, 바닥빔과 크로스 브레이싱들의 거더 복부판에의 연결은 <그림 I-1-31>과 같다. 가세트판과 보강재 사이의 연결이 완전하지 못하여 6~25㎜의 틈(Gap)에 균열이 발생하였다.
강재는 ASTM A36의 구조용강이다.
4. 사고일시 : 1984. 5월
5. 피해 정도 : 교량 복부판 균열
6. 손상 내용
ㆍ 균열개요 - 이 교량은 1972년에 개통되었다. 1984년 5월 현장점검시 제2 경간 스플라이스에 인접한 복부판 내측의 밀착연결되지 않은 보강재의 끝에서 균열이 발견되었다. 다른 부위에서의 피로균열 발생여부를 확인하기 위하여 1984년 8월 11~14일 2차 현장점검을 실시하였다. 1984년 당시 이 교량의 일일평균 교통량은 5,200대 였고, 일일 평균 트럭통행량은 1,040대 였다.
ㆍ 균열위치 - 균열은 제2 경간 스플라이스의 서쪽 Gl 거더 복부판 하부 틈(Gap)의 제1 및 제2 복부판 보강재 끝에서 발생했다.
<그림 I-1-32>와 같이 거의 "복부판-플랜지" 필렛용접부에까지 확장된 보강재 필렛용접 때문에 제1 보강재에서 균열이 발생했다.
바닥빔(Floor Beam)을 연결한 보강재 윗 부분에서는 균열이 발견되지 않았다.
보강재 끝단과 거더 상부플랜지간의 변위 때문에 산화된 흔적이 보였다.
<그림 I-1-32>와 같이 바닥빔 상부플랜지 끝에 위치한 복부판 코핑부에서도 작은 균열들이 발견되었다. 또한 거더 외측 보강재 용접지단을 따라 수직균열들이 발견되었다.
이와 같은 균열들은 가세트판 및 보강재와의 틈에서도 발견되었다. 수직균열들은 정모멘트 구역 뿐만아니라 부모멘트 구역에서도 발생하였다.
7. 사고 원인
▶ 원인분석 - 파손형식(Failure Modes) 및 파손해석(Failure Anaylisis)
ㆍ 주기하중(Cyclic Loads) 및 응력(Stresses) - 거더의 가세트판과 수직보강재와의 틈, 브레이싱 부재, 바닥빔(Floor Beam) 복부판 코핑부의 연결부 등에 응력을 측정하기 위하여 스트레인 게이지를 설치하였다. 변형률 측정을 위하여 중량 350 kN의 시험트럭과 무작위적인 통행트럭을 사용했다. 차선당 시험트럭을 두 번 통과시켰는데, 각각의 속도는 24㎞/시 및 89~97㎞/시 였다. 거더 G1 및 G2의 응력은 두 번째 경간의 동쪽 교대로부터의 10번째 바닥빔에서 측정했다.
두 개의 스트레인 게이지를 Gl 거더 하부플랜지 상면의 양 끝단에 설치했다.
두 게이지의 측정치 차는 미미했다. 측정 인장인력의 최대 증가치 및 시험트럭에 의한 최대응력은 거더 G1에서는 1차선에서, 거더 G2에서는 2차선에서 시험트럭 속도가 빠른 경우에 하부플랜지에서 발생했다.
거더 G1의 경우 무작위 통행트럭 통과시 23 MPa의 최대 응력증가치를 나타내었고, 최대응력은 34 MPa이었다.
거더 G2의 경우에는 시험트럭이 통과할 때 23 MPa의 최대 응력증가치를 나타내었고, 최대응력은 33 MPa이었다.
가세트판에 연결된 두 개의 브레이싱(Bracing)에 대한 시간 의존적 변형률 반응은 각 브레이싱의 최대응력이 생길 때 나타났다.
최대응력증가는 14 MPa이었고, 무작의 통행트럭에 의한 최대응력은 23 MPa이었다.
가세트판과 수직보강재와의 틈에서는 거더 복부판의 내외측면에 스트레인 게이지를 설치했다.
거더 외측면 복부판 틈(Gap)(가세트판의 반대편)에 설치된 게이지는 무작위 통행트럭에 의해 최대 응력증가가 61 MPa이었고, 최대응력은 71 MPa이었다.
거더 내측면 복부판 틈(Gap)에 설치된 게이지는 응력증가가 12 MPa이었고, 최대응력은 17 MPa이었다. 무작위 통행트럭에 의한 응력이 시험트럭에 의한 응력보다 약간 높았다. 제3 경간의 거더 G3에 대해서는 동쪽 교대로 부터 제 1, 2, 3 번째 바닥빔에서 응력을 측정했다. 첫 번째 바닥빔에서는 게이지를 가세트판과 수직보강재와의 틈의 반대쪽으로 거더 외측 복부판에 설치했다.
제3 바닥빔에서는 보강재 용접지단 균열에 인접한 곳인 가세트판의 상하에 해당되는 곳의 반대쪽으로 거더 외측 복부판상에 게이지들을 설치했다.
첫 번째 바닥빔에서는 거더 외측면 복부판의 최대로 증가한 응력은 103 MPa이었고, 최대응력범위는 약 117 MPa이었다.
이 최대응력은 시험트럭이 저속으로 거더 G1에 가장 가까운 1차선을 주행할 때 발생했다. 제3 바닥빔에서는 거더 외측면 복부판에서의 최대 응력증가치는 44 MPa이었고, 최대응력범위는 51 MPa이었다. 이 최대응력은 시험트럭이 거더 G1에 가장 가까운 1차선을 저속으로 주행할 때 발생했다.
제2 바닥빔에서 복부판, 상하에 인접한 거더 외측면에서의 최대응력은 110 MPa이었다. 이 최대응력은 시험트럭이 거더 G1 에 가장 가까운 1차선을 빠른 속도로 달릴 때 발생했다. 거더 G2에 인접한 제2 바닥빔 복부판 코핑부에서 측정된 최대응력증가는 시험트럭이 1차선을 저속으로 달릴 때 80 MPa이었다.
파단면의 육안검사 및 조직검사 - 제2 및 제10 바닥빔 위치의 가세트판, 수직보강재 및 외측 복부판 보강재의 교차부에서 코아를 채취했다.
거더 G2 상의 제2 바닥빔에서 채취한 코아는 도막결함이 있는 보강재 용접지단에 수직으로 절취했다. 채취한 코아를 연마 및 부식시킨 부분에서 보강재 용접지단을 따라 작은 피로균열이 나타났다.
보강재 용접지단 균열의 표면이 나타나도록 하기 위하여 코아의 한쪽 면을 다시 절단하여 표면도막 및 산화물을 세척하기 전후에 균열표면을 관찰하기 위하여 주사전자현미경을 사용하였는데, 균열선단 경계부위에서 선명한 물결성 모양을 볼 수 있었다.
거더 G1 상의 제10 번째 바닥빔으로부터 채취한 코아는 보강재와 가세트판에 수직으로 절취했다.
연마 및 부식된 부분의 외측 보강재 필렛용접지단에서 부분적으로 타원형상의 작은 불연속 균열들이 0.5~1.5㎜(깊이)에서 발견되었다.
균열성장 및 파괴/파손 예상 원인 - 거더 Gl 및 G2의 휨응력 변화는 통상적인 것이었고, 합성거동을 나타내었다. 가세트판에 연결된 수직보강재 및 브레이싱에는 최대로 응력이 발생하는데는 시간지연이 있었다. 이것은 브레이싱 부재가 가세트판을 회전시키려는 경향이 있음을 나타내었고, 가세트판과 수직보강재와의 틈에서의 변형을 증가시켰다. 가세트판과 수직보강재와의 틈에서의 면외변형으로 인한 응력은 거더 G2 상의 외측 복부판에서 측정했다.
ㆍ 파괴/파손에 대한 결론 - 제10 번째 바닥빔 위치의 거더 Gl 하부플랜지상에서 두 개의 스트레인 게이지에 의한 응력측정 결과, 수평방향의 휨은 아주 작았다.
제2 경간 스플라이스의 서쪽 제1 및 제2 복부판 보강재 위치의 거더 G1 복부판 하부틈(Gap)에서 발견된 균열들은 교량부재 취급 및 선적시 발생한 것들이었다.
이들 균열은 부재 운송전 또는 운송중에 전파가 되었고, 거더 주응력과 평행했다.
균열이 발생한 부위는 보수를 해야 했다.
가세트판과 수직보강재와의 틈의 반대쪽 거더 외측 복부판의 보강재 용접지단을 따라 수직 피로균열들이 발견되었다.
채취된 코아에 의해 보강재 용접지단을 따라 수직 피로균열들이 있음이 확인되었다.
확인된 수직 피로균열들의 발생 및 전파는 복부판 틈(Gap)에서의 응력들이 범주 "C" 에 속하는 피로허용응력보다 컸다는 사실과 일치했다.
이들 균열들은 거더 주응력과 수직이었고, 불안정한 성장을 할 가능성을 가지고 있었다. 복부판 상부 틈(Gap)에서 바닥빔 연결부의 "복부판-플랜지" 필렛용접 지단을 따라서는 피로균열이 발견되지 않았다.
면외 주기응력은 상부 "거더-플랜지" 필렛용접 지단을 따른 피로허용응력 보다 컸고, 용접지단을 따라 피로균열이 발생할 수 있음을 알 수 있다.
수직보강재와의 틈(Gap)은 면외변형의 심각성을 감소시키기 위해 보수를 해야 했다.
바닥빔 상부 코핑된 복부판에서의 면내 주기응력은 바닥빔 "복부판-플랜지" 필렛용접 종료점에서의 피로허용응력보다 컸고, 관찰된 피로균열 성장과 일치했다. 모든 코핑된 바닥빔 복부판의 상하부플랜지의 지단부는 보수를 해야 했다.
8. 조치사항
파손형식 및 파손해석을 통하여 사고원인을 분석, 도축하고, 보수절차를 확립
9. 교훈 및 대책
ㆍ 파손부의 보수 - 제2 경간 스플라이스 서쪽의 제1 및 제2 복부판 보강재가 있는 거더 Gl 복부판 하부 틈(Gap)에 있는 피로균열에 대해 제시된 보수방법은 균열선단에 직경 19 또는 25㎜의 스톱홀을 뚫는 것이었다.
가세트판과 수직보강재와의 틈(Gap)에 대해 제시된 보수방법은 직경 51㎜의 스톱홀을 <그림 I-1-33>과 같이 거더 외측면으로부터 복부판 보강재 용접지단을 따라 거더 복부판을 관통하도록 뚫는 것이었다.
<그림 I-1-33>에서 보는 것처럼 복부판 틈(Gap) 변형의 심각성을 감소시키기 위하여 가세트판과 수직보강재 사이에 볼트로 체결한 앵글을 밀착 이음할 필요가 있었다. 코핑된 바닥빔 복부판에 대해 제시된 보수방법은 바닥빔 "복부판-플랜지" 용접지단에 중심을 둔 직경 25㎜의 스톱홀을 뚫고, 복부판 가장자리로부터 구멍까지 톱으로 절단하는 것이었다. 이 보수방법은 모든 바닥빔 상하부플랜지 지단부에 적용할 수 있었다.
거더 복부판 상부 틈(Gap)의 "바닥빔-거더" 연결부는 면외변형의 심각성을 줄이기 위하여 보수해야 했다.
이에 대해 제시된 보수방법은 수직보강재를 상부플랜지에 밀착 연결하는 것이었다.
정모멘트 구역에서는 <그림 I-1-34>과 같이 용접이음 또는 볼트체결 이음이 제시되었다. 콘크리트 슬라브의 일부분이 제거되지 않도록 하기 위하여 플랜지의 일부를 뚫어서 스터드를 삽입시키는 방식을 취했다.
2. 시설물 위치 : 미국 남 다코다(South Dakoda)주의 플라트(Platte)와 윈너(Winner)사이의 프란시스 케이스(Francis Case) 호를 가로 지르는 교량
3. 시설물 형식 및 제원
- 형식 : 2-거더 용접구조 교량, 각 거더가 4개 경간씩 연속구조로 된 합성교
- 총경간수 : 28개
- 4개 연속경간 길이 : 208.5m 또는 274.3m
- 설계시기 : 1961년 11월
ㆍ 구조개요 - 이 교량에는 동서로 각기 한 개 차선이 있으며, 경간길이가 46.3m에서 76.2m 인 28개 경간으로 되어 있었다.
이 교량은 용접구조로서 교각부위에서 약간씩 헌치된 두 개의 거더, 두 개의 스트링거, 바닥빔, 브레이싱으로 구성되어 있었다. 각 거더는 총 길이 208.5m 또는 274.3m 인 4 개의 경간으로 된 연속교였다. 전체적인 평면도 및 입면도는 <그림 I-1-35> 및 <그림 I-1-36>과 같다. 철근 콘크리트 상판은 거더 및 스트링거와 합성작용을 하도록 되어 있었다. 두께 10㎜인 거더 복부판은 10×150㎜의 수평 보강재와 16×200㎜의 수직 보강재로 보강되어 있었다. 수평 및 수직 보강재의 교차부 또는 가세트판과의 교차부에는 복부판 틈(Gap)이 있었다. 바닥빔들은 거더 복부판 및 거더 압축 플랜지에 용접이음되어 있는 수직보강재에 볼트이음되어 있었다. 수직보강재는 거더 인장 플랜지에 완전밀착 연결되지 않았다. 19㎜의 틈(Gap)이 수직보강재의 상부(부모멘트 영역) 및 하부(정모멘트 영역)에 있었다. 208.5m 연속경간에서는 바닥빔 브라케트의 하부에서 하부플랜지 상면까지의 거리가 413㎜였으며, 거더 복부판 두께는 8㎜였다. 274.3m 연속경간에서는 바닥빔 브라케트 하부에서 하부플랜지 상면까지의 거리가 876㎜였고, 거더 복부판 두께는 11㎜였다. 크로스 브레이싱은 거더 하부플랜지에 용접되어 있는 두께 13㎜인 가세트판에 볼트체결되어 있었다.
가세트판은 하부플랜지 상면 및 가장자리를 따라 필렛용접되어 있었다(<그림 I-1-39> 및 <그림 I-1-40>). 수직보강재와 가세트판 사이에는 틈이 있었다. 거더 플랜지 및 교각상의 복부판 강재는 ASTM A441이고, 기타 구조의 재료는 A36 이었다.
4. 사고일시 : 균열발견 시기 - 1987년 1월
5. 피해 정도 : 교량의 복부판 틈(Gap)의 균열
6. 손상 내용
ㆍ 균열 개요 - Platte-Winner 교는 1961년 11월에 설계되었다. 1986년의 일일 평균교통량은 594대 였고, 일일평균 트럭 통행량은 65대 였다.
정모멘트를 받는 거더 인장 플랜지와 수직보강재 사이의 복부판 틈(Gap)에서 균열이 발견되었다. 1987년 1월 12~13 일 현장점검을 실시하여 정모멘트를 받는 거더 인장 플랜지와 수직보강재 사이의 복부판 틈(Gap)에서 새로운 균열을 23 개소에서 발견했다. 1987년 9월 23일 현장점검시에는 수평 및 수직 보강재의 교차부(또는 수평 보강재 및 가세트판의 교차부)의 거더 복부판 틈(Gap), 플랜지내의 가세트판 필렛용접지단, 수직보강재의 끝과 거더 인장 플랜지 사이의 복부판 틈(Gap)에서 균열을 발견했다.
그후 균열성장의 계속여부 또는 발견되지 않은 균열의 검출을 위하여 60일 간격으로 후속 현장점검을 실시했다.
ㆍ 균열위치 - 1986년 9월 현장점검중 거더 복부판내의 정모멘트 영역에 있는 수직보강재의 하단부에서 피로균열을 발견하였으며, 가지균열(Branching Crack)도 발견되었다. 274.3m 연속경간에서 보다 208.5m 연속경간에서 더 많은 균열이 발견되었다.
이들 균열선단에는 직경 25㎜의 스톱홀들을 뚫었다. 1987년 1월 12~13 일 현장점검시 이전에 발견되지 않았던 피로균열들이 거더 복부판내의 정모멘트 영역인 수직보강재의 하단에서 발견되었다.
이들 균열에 대해서도 균열선단에 직경 25㎜의 스톱홀을 뚫었다.
1986 년의 스톱홀로부터 피로균열이 재발한 증후는 없었다.
1987 년 9월 23일 현장점검중 여러 장소에서 피로균열을 발견하였으며, 그 위치는 정모멘트 구간의 거더 복부판내의 수직보강재 하단이었다. 이 보강재 하단에는 균열선단에 직경 25㎜의 스톱홀을 뚫었던 바가 있었다.
피로균열은 수직보강재 필렛용접부와 거더 "복부판-플랜지" 필렛용접부가 만나는데서의 결함 때문에 촉진되었다.
부모멘트 영역의 수직보강재에서 발견된 피로균열은 작은 것이었으나, 도장피막 아래로까지 확장된 것으로 추정되었다.
피로균열의 크기는 눈으로 볼 수 있을 정도의 크기였다. 1986년 208.5m 연속경간의 정모멘트 부위의 수직보강재의 하단을 점검하면서 많은 복부판 균열을 발견하였다. 이 균열들은 274.3m 연속경간에 비해 바닥빔 브라케트를 하부플랜지 상면에 고정시켰고, 복부판 두께가 얇았기 때문에 발생했다. 얇은 복부판에서는 두꺼운 복부판에서 보다 유연성 있게 더 많은 면외변형을 일으킬 수 있었다.
관찰된 가지균열(Branching Cracks)은 면외굽힘으로 인하여 표면에서부터 복부판 안쪽으로 비스듬한 각도를 이루면서 진전되어 가는 피로균열의 특징을 가지고 있었다.
복부판이 약간 구부러진 것을 보면 복부판이 자유롭게 변위할 수 없게끔 확 구속되어 있었던 것으로 보인다.
따라서 주기적으로 응력이 집중하게 되면 새로운 균열이 발생하게 된다. 가세트판은 대개 거더 하부플랜지에 용접되어 있었다.
이 용접부들은 종방향이었으며, 거더 플랜지 상면 및 가장자리에 용접된 끝부분은 피로응력범주 "E" 또는 "E′" 에 속한다.
플랜지 가장자리에 용접된 끝부분은 플랜지 표면에 용접된 끝부분보다 더 위험하다.
가세트판 끝부분의 응력범위는 낮았기 때문에 용접부의 끝부분을 피이닝(Peening)하여 보수작업을 마칠수 있었다.
수평보강재들은 수직보강재와의 교차점에서 용접이 불연속되었으며(그림 I-1-37), 이들 용접부의 끝부분은 피로응력범주 "E" 에 속한다.
▶ 결론
ㆍ 파괴/파손에 대한 결론 - 거더 복부판의 피로균열은 면외변형 때문에 발생했다.
면외변형은 바닥빔과 수직보강재에 생기는 변위와 상이했기 때문에 발생했다. 수직 보강재를 거더 인장 플랜지에 밀착연결하지 않아 거더 복부판과 플랜지 사이에 틈(Gap)이 생겼다. 그래서 수직보강재를 거더 인장플랜지에 용접으로 연결하여 피로균열 발생을 제거했다. 수평 보강재 용접부 끝부분은 응력범주 "E" 에 속한다.
수평 보강재의 끝부분과 수직보강재 사이의 틈(Gap)에서 면외변형을 일으키기 쉬웠다. 가세트판을 하부플랜지에 연결한 필렛용접부의 끝부분은 응력범주 "E" 또는 "E′" 에 속한다.
8. 조치사항
파손형식 및 파손해석을 통하여 사고원인을 분석, 도출하고, 보수절차를 수립
9. 교훈 및 대책
ㆍ 파손부의 보수 - 거더 복부판에서 발견된 모든 균열의 선단에 스톱홀을 뚫어야 했다.
추운 겨울날씨보다는 봄 또는 여름철에 용이하게 균열을 볼 수 있으므로 추가로 점검을 하기로 했다. 하부 인장 플랜지 정모멘트 부위와 수직보강재 사이의 틈(Gap)은 보강이 필요했다. <그림 I-1-38> 및 <그림 I-1-39>와 같이 64×13×150㎜의 강재를 수직보강재와 가세트판 사이에 기워넣고 용접했다. 용접부는 각재(Bar) 끝단 또는 타용접부와의 교차부로부터 13㎜ 떨어지게 했다.
상부 인장 플랜지 부모멘트 부위와 수직보강재 사이의 틈도 보강이 필요했다. <그림 I-1-40>과 같이 64×25×150㎜ 의 강재를 수직보강재와 상부 인장 플랜지 사이에 끼워넣고 용접했다. 수직보강재 종단부는 각재에 용접연결했고, 각재는 인장 플랜지에 용접했다. 용접부는 각재(Bar)끝단에서 13㎜ 떨어지게 용접했다.
용접부는 크기 10㎜의 필렛용접이었다. 가세트판은 거더 하부플랜지에 용접했다.
이 용접부의 끝부분은 응력범주 "E" 또는 "E′" 에 속하고, 균열발생을 막기 위하여 보수가 필요했다. 보수방법은 용접부의 끝부분을 피이닝(Peening)하는 것이었다.
균열이 있었던 위치에는 그라인더로 균열을 제거하고 난 후 용접지단을 피이닝했다.
수평보강재의 용접 끝부분은 응력범주 "E" 에 해당되고, 균열을 막기위하여 보수가 필요했다. 보수방법으로는 직경 13㎜의 구멍 두 개를 종방향 용접부의 끝부분과 수직 보강재 용접부 사이에 뚫는 것이었다.
두 개의 구멍은 <그림 I-1-37> (수정후)에서 보는 것처럼 톱으로 절단하여 "Dog-Bone"형식으로 연결시켰다. 최종 보수에서는 13㎜ 구멍들을 19㎜로 확장하였다.
<그림 I-1-35> Platte-Winner 교의 일부 구간 평면도 및 입면도
<그림 I-1-36> 입면도 및 단면도
<그림 I-1-37> 수직 및 수평 보강재의 보수전ㆍ후
<그림 I-1-38> 하부 인장 플랜지에 인접한 거더 내측 복부판 틈(Gap)의 보수전ㆍ후의 평면도
<그림 I-1-39> 하부 인장 플랜지에 인접한 거더 내측 복부판 틈(Gap)의 보수전ㆍ후의 입면도
사례번호 : BF-97014 1. 사고명 : Third Street Viaduct 거더 균열
2. 시설물 위치 : 미국 오하이오주 칼럼버스시 인근의 플랭클린 지방
3. 시설물 형식 및 제원
- 형식 : 6경간 연속 빔구조의 5-거더 교량
- 길이 : 314m(31×2 + 51 + 53 + 74×2)
- 준공 : 1960년
ㆍ 구조개요 - 6 경간 연속교인 이 교량은 간격이 3m인 5 개의 용접된 강재 거더가 철근 콘크리트 상판을 지지하고 있었다.
경간장은 <그림 I-1-41>과 같이 31m, 51m, 53m, 74m였다.
연속거더들은 교각에서 헌치되어 있었고, 남측의 교대와 교각은 약간의 사각(Skewed)으로 설치되었다. 5 개의 주 거더들에는 수직 크로스 브레이싱 및 수평 크로스 브레이싱을 4.3m 간격으로 설치했는데, 대표적인 수직 및 수평 브레이싱은 <그림 I-1-42>와 같다.
거더의 복부판 및 플랜지는 ASTM A373으로 제작되었다.
4. 사고일시 : 균열발견시기 - 1978. 3. 21.
5. 피해 정도 : 교량 거더 균열
6. 손상 내용
ㆍ 구조 및 균열 개요 - Third Street Viaduct는 1960년에 완공되었다. 균열발견전의 점검일은 1977년 3월 18일 이었다. 1978년 3월 21일 콘레일사(社)는 남측 교대로부터 19m떨어진 제1 경간의 동쪽 외측거더에서 균열을 발견하고, 칼럼버스시에 통보했다. 이때의 균열경로는 <그림 I-1-43>과 같다.
ㆍ 균열위치 - 균열위치는 남측 교대로부터 19m 떨어진 제1 경간의 동쪽 외측거더였고, 균열발견 당시 하부 인장 플랜지는 파단되었고, 균열은 복부판까지 진전했다. 칼럼버스시에 통보를 하고 난 이후 몇일이 지난 1978년 3월 21일 복부판 균열은 계속 진전하여 상부플랜지에까지 접근하였다. 균열의 진전을 막기 위하여 균열의 선단에 19~25㎜의 구멍을 뚫었다.
복부판의 두께는 11㎜였고, 하부플랜지의 두께는 32㎜였다. 복부판의 파단부를 육안점검한 결과, 피로균열은 가세트판의 홈용접부와 수직 보강재의 필렛용접부가 교차하는 부위에서 발생했다.
7. 사고 원인
▶ 원인분석 - 파손형식(Failure Modes) 및 파손해석(Failure Anaylisis)
ㆍ 온도 및 환경적 영향 - 균열발생 당시 Third Street Viaduct에서의 온도는 알려지지 않았다. 그러나 콜럼버스시 기상관측소의 기록에 의하면 오하이오 지방에서 가장 추웠던 날은 1978. 1. 23.로 기온이 섭씨 -21.7℃ 였다. 1978년 2월중 5일이 섭씨 -17.8℃ 이하였다.
ㆍ 균열성장 및 파괴/파손 예상 원인 - 균열이 발생한 주 원인은 가세트판의 홈용접부와 수직보강재의 필렛용접부와의 교차부의 융합부족이었다.
이 결함조건은 수평가세트판을 수직가세트판에 연결하는 홈용접부가 냉각하므로써 용접부에 수축이 생기면서 수직가세트판에 국부좌굴로 인한 균열을 발생하게 했다. 피로균열은 용접결함부에서 발생하여 마침내 수평보강재를 포함한 복부판 대부분과 하부 플랜지까지 진전되었다.
Third Street Viaduct 보수를 위하여 작은 클립 앵글들을 복부판의 중간지점에 용접해 붙였다. 보수가 끝나고 클립 앵글들을 제거한 후에 용접했던 부분을 염색침투와 균열탐지기로 시험한 결과, 작은 균열들이 발견되었으나, 연삭을 하여 재시험을 한 결과, 균열들은 보이지 않았다.
균열이 발생한 복부판에 덮개판을 설치하기 위하여 핀을 사용하지 않고, 복부판에 직접 가용접(Tack Weld)해 붙였다. 덮개판을 볼트로 체결한 후 가용접된 부분을 평활하게 연삭한 후 염색침투시험으로 균열여부를 점검했지만 균열은 없었다.
▶ 결론
ㆍ 파괴/파손에 대한 결론 - Third Street Viaduct의 제1 경간의 동쪽 외측 거더의 파단은 거더 복부판의 피로균열 때문이었다. 이 피로균열은 가세트판의 홈용접부와 수직보강재의 필렛용접부가 교차하는 곳에서 발생했다.
8. 조치사항
파손형식 및 파손해석을 통하여 사고원인을 분석, 도출하고, 보수절차 수립
9. 교훈 및 대책
ㆍ 파손부의 보수 - 균열이 발생한 복부판 및 파단된 하부플랜지에는 덮개판을 사용하여 <그림 I-1-44>와 같이 볼트로 체결하였다.
시험용 시편을 채취한 복부판부위는 새로운 강재로 대체하였지만, 기존의 거더에 용접을 하지는 않았다.
<그림 I-1-44>와 같이 가세트판을 덮개판 끝부분에서는 25㎜ 코핑하고, 수직 보강재와의 연결부에서는 51㎜ 코핑했다.
가세트판은 수직보강재에 직접 용접했다. 수직보강재와 만나는 가세트판의 끝단에 반경이 13㎜인 절취부를 만들었다.
주기응력 또는 인장응력범위가 큰 부위의 모든 가세트판에는 피로균열을 방지하기 위하여 두 가지의 보수방법을 사용했다. 1번 및 5번 거더에는 보수방법 I이, 2번 및 4번 거더에는 보수방법 II를 택했다. 보수방법 I은 직경 76㎜의 슬롯을 거더 복부판과 보강재 및 가세트판의 용접부가 교차하는 곳에 천공하는 것이다.
<그림 I-1-45>에서 보는 것처럼 슬롯홀이 복부판을 관통하고, 가세트판 및 수직보강재를 13㎜ 관통하여 그 자리에 플러그가 남도록 했다.
연결부위는 염색침투탐상으로 균열유무를 검사했다. 슬롯홀에 포함되지 않은 균열들에 대해서는 균열선단에 직경 16㎜ 의 구멍을 뚫었다. 방향이 같고, 가세트판의 바로 반대편에 있는 거더 복부판에는 필렛용접으로 보강판을 연결시켰다.
보강판을 플러그에 용접하지 않거나, 플러그 가장자리 51㎜내에 있지 않도록 했다. 필렛용접부는 염색침투탐상을 실시했으며, 슬롯홀은 충진재로 채움을 하고, 보수표면은 도장을 하였다.
보수방법 II는 <그림 I-1-45>에서 보는 것처럼 거더 복부판, 수직보강재 및 가세트판의 교차부에서 가세트판을 관통하도록 구멍을 뚫는 것이다.
구멍 가장자리는 매끈하게 연삭을 하고, 염색침투탐상을 실시한 후 보수표면을 도장하였다. Third Street Viaduct의 최종 보수보강시에는 클립 앵글을 용접했던 부위를 평활하게 연삭한 후 염색침투탐상으로 균열여부를 점검하였다.
덮개판을 거더 복부판에 가용접했던 부위는 평활하게 연삭한 후 염색침투탐상으로 균열여부를 점검한 후 덮개판을 볼트로 재체결하였다.
<그림 I-1-41> Third Street Viaduct 의 평면도 및 입면도
<그림 I-1-42> 수직 및 수평 크로스 브레이싱
<그림 I-1-43> 균열경로의 개략도
<그림 I-1-44> 파단된 복부판 및 플랜지의 보수
<그림 I-1-45> 주기응력 또는 인장응력 영역에 위치한 가세트판의 보수방법 I 및 II
사례번호 : BF-97015 1. 사고명 : 2680번 교(橋) 보강재 균열
2. 시설물 위치 : 미국 서 버지니아주 찰스턴시 북쪽 42㎞ 지점
3. 시설물 형식 및 제원
- 형식 : 남북방향 곡선 연속거더교(북쪽방향-7개 거더, 남쪽방향-6개 거더)
- 길이 : 144m(33×2 + 40×2)
- 준공 : 1972년
ㆍ 구조개요 - 남북으로 평행하게 곡선구조로 설치된 이 교량은 각 구조 공히 경간장 33m, 40m, 40m, 33m인 4 개의 연속경간으로 되어 있다.
북쪽방향의 구조는 7 개의 연속 조립거더로 되어 있었고, 남쪽방향의 구조는 6 개의 연속 조립거더로 되어 있다. 연속 거더들은 현장이음부에서 볼트로 체결되어 있다. 평면도 및 입면도는 <그림 I-1-46>과 같다. 거더 사이에는 수직으로 크로스 브레이싱이 있고, 크로스 브레이싱은 거더 복부판의 수직보강재에 연결되어 있다. 수직보강재는 거더의 상부 및 하부플랜지에 밀착연결되지 않았다.
구조강재는 ASTM A36이다.
4. 사고일시 : 균열발견일시-1984. 5.
5. 피해 정도 : 보강재 균열
6. 손상 내용
ㆍ 균열 개요 - 이 교량은 1972년 개통되었고, 1984년 5월 현장점검시 많은 균열이 발견되었다. 균열들은 거더 스플라이스에 인접한 수직 보강재의 끝부분에서 발견되었다. 1984년 8월 6~10 일 후속 현장점검을 실시했다. 1984년 당시 일일 평균 교통량은 5,200대였고, 일일 평균 트럭 통행량은 1,040대(일일 평균 교통량의 20%) 였다.
ㆍ 균열위치 - 1984년 5월 점검시 발견된 모든 균열들은 제4 경간 스플라이스의 동쪽 및 제3 경간 서쪽 스플라이스의 동쪽에 있는 첫 번째와 두 번째 보강재에서 발견되었다.
첫 번째 보강재의 끝단에서 발생한 균열은 <그림 I-1-47>에서 보는 것처럼 "복부판-플랜지" 용접지단을 따라 2차 균열로 발생했다.
제4 경간 거더 스플라이스의 동쪽의 두 번째 보강재 단부에서는 미소균열이 발견되었다. 균열이 발생한 부위에서 작은 시편들을 채취했다.
<그림 I-1-48>에서 보는 바와같이 "복부판-플랜지" 필렛용접지단을 따라 수직보강재의 끝부분에서도 작은 균열들이 발견되었다.
수직보강재의 끝부분과 상부플랜지 사이의 변위로 인해 산화물이 생성되었다.
7. 사고 원인
▶ 원인분석 - 파손형식(Failure Modes) 및 파손해석(Failure Anaylisis)
ㆍ 주기하중 및 응력 - 변형률(Strain) 측정을 위하여 중량 350kN이 시험트럭과 무작위 통행트럭을 사용했다. 차선당 시험트럭을 2회 운행시켰다.
1 회 째는 24㎞/h, 2회 째는 89~97㎞/h로 운행시켰다. 북쪽차선 구조물에는 제4 경간의 거더(G7, G8, G9, G10) 복부판의 북측 및 남측에 스트레인 게이지를 설치했는데, 설치위치는 하부 "복부판-플랜지" 용접부를 따라 발생한 균열선단이었고, 거더 G8 및 G9의 복부판 상부 틈(Gap)중 동쪽 교대로부터 두 번째 및 네 번째 수직보강재 위치, 7 개의 거더 복부판(북쪽 면)중 스플라이스 동쪽의 첫 번째 및 두 번째 보강재 사이에도 스트레인 게이지를 설치하였다. 시험결과치는 시험트럭에 의한 응력이 무작위 통행트럭에 의한 응력보다 약간 높았다.
두 번째 수직보강재의 스트레인 측정치는 <그림 I-1-49>에서 보는 것처럼 복부판 상부틈(Gap)에서 이중 휨곡선을 나타내었다.
즉, 시험트럭이 거더 G8 상 (세 번째 차선)에서 고속으로 운행할 때 인장응력이 최대로 증가했고, 거더 G8의 복부판 틈(Gap)에서 90 MPa의 응력범위가 발생했다.
시험트럭이 거더 G10 상(두 번째 차선)에서 고속으로 운행할 때 응력이 최대로 증가했고, 거더 G9의 복부판 틈(Gap)에서 138 MPa의 응력범위가 발생했다.
네 번째 수직보강재에서도 스트레인 측정치는 복부판 틈(Gap)에서 이중 휨곡선을 나타내었다. 즉, 시험트럭이 거더 G8상에서 고속으로 운행할 때 인장응력이 최대로 증가했고, 거더 G8의 복부판 틈(Gap)에서 74 MPa의 응력범위가 발생했다.
시험트럭이 거더 G10상에서 고속으로 운행할 때 응력이 최대로 증가했고, 거더 G9의 복부판 틈(Gap)에서 50 MPa의 응력범위가 발생했다.
일곱 개 거더의 휨응력 분포는 정상이었다. 시험트럭이 거더 G10 상(두 번째 차선)을 고속으로 운행할 때 하부 "복부판-플랜지" 용접지단에 인접한 거더 G10에서 30 MPa의 최대 휨응력과 43 MPa의 최대 응력범위가 발생했다.
무작위 트럭(3S-2)에 의한 시험에서는 두 번째 차선이 있는 거더 G10에서 최대응력 및 응력범위 값의 70%를 나타내었다.
시험트럭 운행시 하부 "복부판-플랜지" 용접지단 균열선단에서는 최대응력이 14 MPa이었고, 최대 응력범위가 28 MPa이었다. "복부판-플랜지" 용접균열이 짧은 경우에는 큰 수평변위 없이 플랜지가 회전하였으며, "복부판-플랜지" 용접균열이 길 경우에는 크게 회전하지 않고 거더 플랜지가 수평으로 이동했다.
ㆍ 파단면의 육안검사 및 조직검사 - "복부판-플랜지" 용접지단과 수직보강재 단부의 균열교차부에서 채취한 시편들을 검사한 결과, 공장에서 전처리 도장(Prime Coat)과 마감도장되었음을 확인할 수 있었다.
복부판에서 채취한 작은 시험편에서도 균열표면의 마감도장 바로 밑에 전처리 도장이 되었음을 확인할 수 있었다. 균열표면을 검사하기 위하여 여러 가지 균열의 코아들을 채취했다. 1번 코아는 하부 "복부판-플랜지" 용접균열에서 채취하였는데, 그 위치는 4번 경간 G7 거더의 스플라이스 동쪽 첫 번째 보강재 부근이다. 이 코아의 검사결과 복부판의 양쪽 표면에서부터 복부판 안쪽으로 균열이 진전해 가고 있음이 밝혀졌다. 또한 균열표면은 심하게 부식되어 있었다. 두 번째 코아는 거더 G7과 유사한 부위의 G9 거더에서 채취했다. 이 코아를 검사한 결과, 거더 G7의 균열표면과 같은 검사결과가 나왔다. 세 번째 코아는 제4 경간 G10 거더의 스플라이스 동쪽에 위치하는 첫 번째 보강재의 동쪽편에서 채취했다. 이 코아에서는 균열이 복부판 안쪽으로 진전해 갔지만 도막(Paint Film)은 없었다. 균열표면은 부식이 되었으며, 매끈한 피로균열 특성을 갖고 있었다.
네 번째 코아는 세 번째 코아를 채취한 보강재의 서쪽편에서 채취했다.
이 코아에서는 피로균열이 "복부판-플랜지" 용접지단에서 시작되었으며, 균열표면에는 페인트 흔적이 있었다.
ㆍ 균열성장 및 파괴/파손 예상 원인 - 북쪽방향 차선 거더의 휨응력 분포는 정상적 이었으며, 활하중의 응력분포는 정과 부로 그 부호가 바뀌는 것을 알 수 있었다.
스플라이스 부근의 보강재들은 거더를 운반할 때 거더 끝부분의 집중하중과 면외굽힘으로 인하여 균열이 발생했다.
제작공장에서 실시한 전처리 도장 및 마감 도장상태를 점검한 결과, 보강재 단부에서의 균열 및 "복부판-플랜지" 용접지단 균열은 전처리 도장을 실시하기 전부터 있었음이 밝혀졌다. "복부판-플랜지" 용접지단 균열의 나머지 부분은 활하중에 의한 것이 아니고, 운반할 때 발생한 것으로 생각되었다.
상부 복부판 틈(Gap)에서의 균열은 "복부판-플랜지" 용접지단을 따라 수직보강재 끝부분에 발생했다. 상부 복부판 틈(Gap)의 수직 크로스 브레이싱 위치에서의 응력변화는 이중 휨곡선을 나타내었다. 응력들은 "복부판-플랜지" 용접지단 및 수직 보강재 용접부 끝에 집중되었으며, 주기응력은 응력범주 "C" 의 피로허용응력보다 컸다.
▶ 결론
ㆍ 파괴/파손에 대한 결론 - 현장 스플라이스에 인접한 수직보강재 끝과 플랜지 사이의 틈(Gap)에서 발견된 균열들은 균열표면에 페인트가 있었다.
따라서 균열들이 페인트를 하기전부터 발생했던 것으로 보아 이 균열들은 선적 및 취급잘못으로 생긴 것이다. 페인트를 하기 전에 균열이 났다는 것을 세 번째 코아에서 확인할 수 있었다. 균열이 거더 복부판 안쪽으로 성장해 갔지만 도막으로는 확장되지 않았고, 균열표면이 산화가 되어 있었던 것을 보면 알 수 있다. 다른 위치에서는 복부판의 진동으로 인하여 페인트가 파손되고, 균열표면이 계속 산화되었다.
다른 코아들(거더 스플라이스 동쪽의 첫 번째 보강재에 인접한)의 균열형태가 곡선형으로 나타난 것은 응력의 반복상태에서 이중으로 구부러지게끔 구속력이 강했다는 것을 알 수 있다. 이들 균열 역시 선적 및 취급 잘못으로 생긴 것으로 간주되나 균열이 발생한 부위는 보수를 해야 했다. 수직보강재 끝과 상부 "복부판-플랜지" 용접부에도 균열들이 발견되었다. 이 부위에서는 면외변형이 있었음이 입증되었다. 피로균열이 발생하기 쉬운 용접부 끝단부의 면외굽힘으로 응력은 피로허용응력 보다 컸다.
수직보강재와 거더 상부플랜지 사이의 모든 틈에는 면외변형이 일어나지 않도록 보수를 해야 했다.
8. 조치사항
파손형식 및 파손해석을 통하여 사고원인을 분석, 도출하고, 보수절차 수립
9. 교훈 및 대책
ㆍ 파손부의 보수 - 모든 균열선단에는 스톱홀을 뚫었다. "복부판-플랜지" 용접부의 균열에 대해서는 거더 복부판 및 플랜지에 앵글을 대어 볼트체결했다.
수직보강재와 거더 상부플랜지 사이의 균열 끝에 스톱홀을 뚫는 것 외에도 상부 플랜지와 만나는 수직방향 보강재에도 51㎜의 구멍을 뚫었다.
ㆍ 구조개요 - 이 교량은 동서방향으로 평행한 구조물로서, 동쪽방향 교량은 경간장이 23.8m, 36m, 36m, 23.8m인 4 경간 연속교로서 2개 차선으로 되어 있다.
평면도 및 입면도는 <그림 I-1-50>과 같다. 5개의 거더는 조립부재로서 상부플랜지가 철근콘크리트 상판에 묻혀있었다. 상판에 묻혀있는 플랜지에는 전단연결재(Shear Stud)가 없었고, 복부판의 두께는 일정하게 10㎜였다. <그림 I-1-51>과 같이 수직 크로스 브레이싱의 간격은 5.8~7.3m로 설치되어 있다. 수직 크로스 브레이싱은 수직보강재에 볼트로 체결되어 있었고, 압축 플랜지와 복부판에는 필렛용접하였고, 인장 플랜지에는 25㎜ 떨어지게 잘랐다.
강재는 ASTM A36 이었다.
4. 사고일시 : 균열발견시기-1984.
5. 피해 정도 : 용접부 균열
6. 손상 내용
ㆍ 구조 및 균열 개요 - 이 교량은 1960년대에 건설되었다. 1984년 당시 일일교통량은 3,100대 였다.
1984 년 계측기를 설치할 당시의 현장점검에서 작은 균열들이 발견되었다. 균열들의 위치는 <그림 I-1-52>과 같이 수직보강재 끝단과 "복부판-플랜지" 필렛용접부였다.
ㆍ 균열위치 - 작은 균열들은 "복부판-플랜지" 필렛용접부와 수직 크로스 브레이싱이 연결되어 있는 수직보강재의 끝단에서 육안으로 발견할 수 있었다.
7. 사고 원인
▶ 원인분석 - 파손형식(Failure Modes) 및 파손해석(Failure Anaylisis)
ㆍ 주기하중 및 응력 - 거더 휨응력, 거더 복부판 갭응력 및 수직 크로스 브레이싱 응력을 측정하기 위하여 스트레인 게이지를 설치하였다.
이 측정에는 428.8kN 중량의 시험트럭과 무작위 통행트럭을 사용했다. 시험트럭은 주행차선 및 추월차선을 각기 2회 운행시켰다. 각 차선에서의 운행은 저속(16~24㎞/h)과 고속(89~97㎞/h)으로 실시했다. 복부판 갭에서 게이지는 이중 곡선 휨을 나타내었다. 주파수가 높은 진동의 중요한 진폭은 관찰되지 않았다.
<그림 I-1-51>과 같이 부모멘트 부위에 있는 수직 크로스 브레이싱 D5 에서도 측정을 하였다. 거더 G4의 깊이에 대한 휨응력 변화도는 정상이었다. 최대 휨응력은 거더 G4에서 7.4 MPa이었고, 최대 응력범위는 거더 G5에서 12 MPa이었다. 수직 크로스 브레이싱 부재에 대한 인장응력의 최대 증가치는 22.2 MPa이었다. 상부 플랜지와 수직보강재 사이의 틈에서 측정한 최대 인장응력은 G5에서 40 MPa이었고, 거더 G4에서는 33 MPa이었다. 복부판 갭 응력은 시험트럭이 주행차선에 있을 때는 외측거더 G5에서 높았고, 시험트럭이 추월차선에 있을 때는 내측거더 G4에서 높았다. 외측거더 G5의 응력 변화도는 내측거더 G4의 수치보다 컸다. "복부판-플랜지" 필렛용접 지단에서의 최대응력은 하나의 측정된 값이다. <그림 I-1-53> 및 <그림 I-1-54>와 같이 거더 G5의 용접지단부의 최대응력은 110 MPa이었고, G4에서는 82.7 MPa이었다. 응력은 저속주행에서 보다 고속주행에서 약간 높았다.
정모멘트 부위에 있는 수직 크로스 브레이싱 D6에서도 계측을 했다. 거더 G4에서의 최대 휨응력은 2l.6 MPa이었다. 수직 크로스 브레이싱 부재에 대한 최대 응력증가치는 14 MPa이었다. 거더 G5의 복부판 하부 갭과 거더 G4의 상부 갭에서 측정한 최대 응력증가치는 17 MPa이었다. 복부판 갭 응력은 시험트럭이 주행차선에 있을 때는 외측거더 G5에서 높았고, 시험트럭이 추월차선에 있을 때는 내측거더 G4에서 높았다. <그림 I-1-54> (거더 G5의 복부판 하부 갭 응력변화도)와 같이 응력은 저속주행시보다 고속주행시가 약간 높았다. 정모멘트 부위에 있는 수직 크로스 브레이싱 D3에서도 계측을 했다. 거더 G5의 복부판 상부 갭에서의 측정응력 최대 증가치는 29 MPa이었고, 시험트럭이 주행차선에 있을 때가 높았다. 또한 <그림 I-1-54>와 같이 응력은 저속일 때보다 고속일 때가 약간 높았다.
ㆍ 균열성장 및 파괴/파손 예상 원인 - 고속주행시의 동적영향(Dynamic Effect)은 고속주행시와 저속주행시의 응력차가 무시할 수 있는 정도이기 때문에 중요하지 않았다.
용접지단에서의 응력범위는 이중곡선 휨으로 인한 최대응력보다 20% 높은 것으로 생각되었다. 상부 "복부판-플랜지" 필렛용접부(부모멘트 영역) 지단에서의 최대응력은 거더 G5에서 110 MPa로 측정되었다. 외측거더 G5의 복부판 갭 응력은 하중이 거더에 가깝게 있을 때가 컸고, 내측거더 G4의 복부판 갭 응력은 하중이 인접한 차선에 있을 때가 컸다. 복부판 갭 응력들은 갭부위에 집중되었고, 갭으로부터 거리가 증가할수록 급격히 감소했다. 정모멘트 영역(D6)에서의 복부판 갭 응력은 부모멘트 영역에서 보다 작았다.
▶ 결론
ㆍ 파괴/파손에 대한 결론 - 균열들은 "복부판-플랜지" 필렛용접지단 및 수직 크로스 브레이싱을 연결한 수직 보강재의 끝단에서 발견되었다.
복부판 갭들은 수직보강재와 거더 인장 및 압축 플랜지 사이를 밀착연결하지 않았기 때문에 생겼다. 수직 크로스 브레이싱에 의해 전달된 힘으로 인하여 거더 복부판 갭에 면외변위가 발생했다. 이 면외변위는 결국 복부판 갭에 휨균열 및 피로균열을 유발했다. 이들 균열은 균열크기 및 응력이 작아 대수롭지 않았다. 정모벤트 영역의 복부판 갭에서 측정된 작은 응력들은 피로균열을 유발할 것 같지는 않았다. 정모멘트 영역의 하부복부판 갭에서 보고된 작은 균열들(확인되지는 않았음)은 피로균열이라기 보다는 오히려 도장균열인 것으로 추측되었다.
8. 조치사항
파손형식 및 파손해석을 통하여 사고원인을 분석, 도출하고, 보수절차를 수립
9. 교훈 및 대책
ㆍ 파손부의 보수 - 모든 균열선단에 스톱홀을 뚫었다. 보수방법으로는 <그림 I-1-55>와 같이 인장플랜지에 인접한 수직보강재 끝에 51~76㎜의 구멍을 뚫는 것이다. 구멍위치는 복부판 갭의 국부응력점으로 부터 떨어지도록 했다.
<그림 I-1-50> Beaver Creek 교의 평면도 및 입면도
<그림 I-1-51> 수직 크로스 브레이싱 배치도 및 D5 점에서의 계측위치도
<그림 I-1-52> 수직보강재 위치에서의 피로균열
<그림 I-1-53> 복부판 상부 틈, G4, D5 위치에서의 응력성분
<그림 I-1-54> 복부판 하부 틈, G5, D6 위치 및 복부판 상부 틈, G5, D3 위치의 응력성분
<그림 I-1-55> "복부판-플랜지" 필렛용접 지단 및 수직보강재 용접단부의 균열 보수방안
사례번호 : BF-97017 1. 사고명 : 토마스교(橋)의 복부판 균열
2. 시설물 위치 : 미국 서버지니아주 터크시의 블랙워터 강을 가로지르는 교량
3. 시설물 형식 및 제원
- 형식 : 조립부재 거더로 된 3연속 경간 + 1개 단순 경간,
- 길이 : 107.7m(30.5×3 + 16.2)
- 설계 : 1979년
ㆍ 구조개요 - 이 교량은 30.5m의 3 연속경간과 16.2m의 단순경간으로 되어 있다.
교량 평면도 및 입면도는 <그림 I-1-56> 및 <그림 I-1-57>과 같다.
거더들은 직선 조립부재다. 제1 경간의 거더들은 곡선차도가 되도록 하기 위하여 스플라이스부에서 구부러져 있다. 철근 콘크리트 상판은 거더와 합성작용을 하도록 되어 있다. 거더 사이에 있는 수직 크로스 브레이싱은 제1 경간에서는 <그림 I-1-56>과 같이 단이 지어져 있다. 수직 크로스 브레이싱은 거더 복부판의 수직보강재에 볼트로 체결되어 있다. <그림 I-1-58>과 같이 인장을 받는 플랜지에 가까운 수직보강재는 64㎜의 간격을 두고 짧게 잘랐다. 변곡점에서는 수직보강재를 거더 상부 및 하부플랜지에 밀착 연결시키지 않았다. 구조강재는 ASTM A36 이었다.
4. 사고일시 : 균열발견시기-1986년
5. 피해 정도 : 교량 복부판 균열
6. 손상 내용
ㆍ 구조 및 균열 개요 - 토마스교는 1979년에 설계되었다. 1986년 수직보강재 하부 끝단부에서 균열이 발견되었다.
ㆍ 균열위치 - 제1 경간의 스플라이스 동쪽의 수직보강재의 상부 및 하부에서 피로균열이 발견되었다.
7. 사고 원인
▶ 원인분석 - 파손형식(Failure Modes) 및 파손해석(Failure Anaylisis)
ㆍ 균열성장 및 파괴/파손 예상 원인 - 거더가 서로 따로 작용하는 것을 잡아주는 수직 크로스 브레이싱으로 인하여 수직보강재 끝에 면외변형이 유발되면서, 복부판 상부 갭(수직보강재 끝단과 거더에 묻힌 인장플랜지 사이)에 피로균열이 발생하는 원인이 되었다. 제1 경간 차도(車道)가 구부러지므로써 스플라이스 동측의 면외변형이 발생했다. 스플라이스 동측의 수직보강재는 변곡점에 인접해 있었으며, 수직보강재 끝단과 거더 플랜지(상부 및 하부) 사이는 밀착연결이 되지 않았다. 균열은 상하부 갭에서 발생했다. 제1경간에 설치된 수직보강재의 끝에는 많은 면외변형이 발생하였다. 제2, 3 경간에서도 부모멘트 부위의 인장 플랜지에 연결되지 않은 수직보강재 끝에서 면외변형이 야기되었다.
▶ 결론
ㆍ 파괴/파손에 대한 결론 - 수직보강재와 인장 플랜지 사이가 밀착연결되지 않아 갭이 생겼다.
거더들의 변위차(수직 크로스 브레이싱에 의해 전달)는 이 갭에 집중되었으며, 모든 경간의 부모멘트 부위의 면외변형 문제를 발생시켰다. 제1 경간에서 틈이 있게 수직보강재를 설치했기 때문에 심각한 면외변형 문제가 야기되었다. 제1 경간의 구부러짐(Kink)도 면외변형 발생의 원인이 되었다. 제1 경간의 변곡점에 인접한 수직보강재는 거더 상부 및 하부플랜지에 완전 밀착연결되지 않았다. 이 때문에 상부 및 하부 갭에 피로균열이 발생했다.
8. 조치사항
파손형식 및 파손해석을 통하여 사고원인을 분석, 도출하고, 보수절차를 수립
9. 교훈 및 대책
ㆍ 파손부의 보수 - 모든 거더 복부판 균열선단에 스톱홀을 뚫었다.
제1 경간 및 제2 경간의 사하중시 모멘트가 걸리지 않는 지점(Contraflexture Point)까지 수직보강재를 플랜지에 밀착연결하는 방법을 택했다. 제2 및 제3 경간의 부모멘트 부위에 대해서는 수직보강재를 거더 인장 플랜지 사이에 밀착연결하는 방법을 택했다. 제2 및 제3 경간의 보수는 균열이 발견되거나 또는 상판이 교체될 때까지 보류하기로 했다.
<그림 I-1-56> 구조 평면도 및 거더 입면도
<그림 I-1-57> 입면도 및 수직보강재 배치도
<그림 I-1-58> 수직 크로스 브레이싱 및 수직보강재
사례번호 : BF-97018 1. 사고명 : I-84의 교량 상부구조 균열
2. 시설물 위치 : 미국 코넥티컷트주 뉴타운과 사우스베리 사이의 하우사토닉 강을 동서로 잇는 교량
3. 시설물 형식 및 제원
- 형식 : 동쪽교량 : 2-거더 리벳구조 강교, 서쪽교량 : 볼트체결 및 용접 구조
- 길이 : 237.5m(2ⓐ50.9 + 2ⓐ67.8)
- 준공 : 동쪽교량-1953년, 서쪽교량-1978년
ㆍ 교량 개요 - 이 교량의 평면도 및 입면도는 <그림 I-1-59>와 같다.
1953 년에 건설된 최초 교량은 1963년까지 U.S. 6번 도로의 양방향 교통수송을 감당했고, 1963년부터 1978년까지는 I-84 고속도로의 양방향 교통수송을 담당했다.
그후 이 교량은 1978년부터 I-84 고속도로의 동쪽방향 교통을 담당했고, 이때부터 제2의 교량이 완공되어 I-84 고속도로의 서쪽방향 교통을 수송했다. 동쪽방향 강구조 교량은 리벳구조로 바닥빔이 있는 두 개의 거더, 캔틸레버 브라켓트, 스트링거로 구성되어 있었다. 합성상판 및 스트링거는 1978년 교체되었다.
서쪽방향 교량은 1978년 개통되어 동쪽방향 교량의 상판 및 스트링거 교체시 양방향교통을 일시적으로 담당했다. 서쪽방향 교량의 구조설계는 비록 동쪽방향 교량과 비슷하고, 볼트체결 및 용접구조로 되어 있었다.
교대 및 교각상의 보강재들은 지점사이의 보강재들 보다 컸다. 타이 플레이트(Tie Plate)가 복부판을 관통할 수 있도록 슬롯홀(Slot Hole)을 뚫었고, 타이 플레이트는 바닥빔 상부플랜지와 캔틸레버 상부플랜지를 볼트로 체결하였다.
바닥빔, 브라켓트 및 주거더의 단면은 <그림 I-1-60>과 같다. 두 개의 주거더 사이에는 크로스 브레이싱이 있었다. 기타 모든 바닥빔의 중앙 경간에서는 크로스 브레이싱이 22㎜ 벤트 가세트 판에 볼트체결되었다. 가세트판은 바닥빔 하부플랜지의 가장자리를 따라 두 개의 필렛용접으로 연결되어 있었다.
서쪽방향 교량의 거더 플랜지용 강재는 ASTM A588 이었고, 기타 모든 강재는 A36 이었다.
4. 사고일시 : 균열발견시기 - 1984년
5. 피해 정도 : 교량 상부구조 균열
6. 손상 내용
- 구조 및 균열 개요 : 하우사토닉 강을 가로지르는 I-84 고속도로상의 서쪽방향 교량은 1978년 개통되었고, 사용 6년 후인 1984년 강재 상부구조에 균열이 발견되었다.
리벳구조인 동쪽방향 교량에는 균열이 발견되지 않았다.
- 균열위치 : 균열은 거더 복부판의 연결판 필렛용접부에서 발견되었다. 이들 균열은 두께 10㎜인 브라켓트 연결판상에서 발견되었다. 내측 볼트선을 따라 연결판의 윗부분까지 진전된 수직균열도 발견되었다. 바닥빔의 "복부판-플랜지" 필렛용접부 지단과 브라켓트의 "복부판-플랜지" 필렛용접부 지단을 따라서도 균열이 발견되었다. 이들 균열은 바닥빔과 브라켓트의 필렛용접부를 따라 진전되었으며, 교대 및 교각 부근에서는 그 크기가 가장 컸다. 수평 및 수직균열의 가지(Branching)도 발견되었다. 바닥빔과 브라켓트 복부판의 두께는 10㎜였다. 타이 플레이트가 관통한 슬롯부에서는 거더 복부판이 6㎜까지 마모되었다. 거더 복부판 두께는 16㎜였다. 가세트판-바닥빔 연결부에서는 필렛용접 단부를 따라 균열이 발생했다.
7. 사고 원인
▶ 원인분석 - 파손형식(Failure Modes) 및 파손해석(Failure Anaylisis)
ㆍ 균열성장 및 파괴/파손 예상 원인 - 상판, 스트링거와 바닥빔 등은 거더에 비하여 자유롭게 움직일 수 있었기 때문에 바닥틀과 거더 사이에 변위차가 발생했다. 이 변위차 때문에 바닥빔과 브라켓트의 상부플랜지 및 연결판 등이 종방향의 앞뒤로 움직였다. 주거더에는 타이 플레이트의 종방향 변위로 인하여 복부판 슬롯이 마모되었다.
바닥빔 브라켓트와 거더의 연결부에서의 종방향 변위는 갭 부위에 집중되었다. 바닥빔 복부판 끝단과 주거더 필렛용접지단 사이에 수직으로 갭이 생겼다. 연결판의 종방향변위(면외변위)로 인하여 필렛용접 상부에서부터 수직균열이 발생했다. 내측 볼트선을 따라 연결판의 윗부분까지 진전된 수직균열이 발생했다. 내측 볼트는 꽉 잡아부는 구속력을 갖고 있기 때문에 면외굽힘으로 인하여 연결판이 이중으로 구부러졌다. 연결판으로 진전된 표면균열은 와셔 가장자리에서부터 시작되었다. 연결판 표면에 균열이 발생했다는 것은 높은 응력범위를 갖고 있다는 것을 의미한다. 연결판의 상부와 바닥빔 상부플랜지 사이에도 수평갭이 있었다.
바닥빔 플랜지 및 연결판이 종방향으로 왔다갔다 움직이면서 바닥빔 복부판과 연결판의 전후면 필렛용접부에 균열이 발생하였다. 바닥빔 플랜지가 면외변위를 일으키면서 "복부판-플랜지" 필렛용접 부위에는 구부러지는 현상이 나타났다. 필렛용접부의 균열은 복부판의 양쪽표면에서부터 안쪽으로 진전되었다.
곡선형상으로 균열이 진전된 것은 자유롭게 움직이거나 변위할 수 없었다는 것을 의미했다. 주기적인 휨응력과 균열된 "복부판-플랜지" 필렛용접부에 남아 있는 응력집중으로 인하여 균열이 재발되고, 가지균열이 발생하였다.
브라켓(Bracket)연결판에도 유사한 갭과 균열이 발생했다.
교각과 교대부근의 연결판은 다른 연결판보다 훨씬 두꺼웠다. 연결판이 두꺼울 수록 연결판의 면외변형이 감소했고, 주거더 복부판과의 필렛용접부에도 주기응력이 감소했다. 교각과 교대 부근의 연결판 필렛용접부에는 균열이 발생하지 않았다. 종방향 변위는 복부판 필렛용접부에 집중했다. 가장 큰 수평균열은 교각과 교대에서 발생했다. 주거더 복부판 슬롯(Slot)은 화염절단하고, 가우징했다. 슬롯홀은 그 위치가 잘 맞지 않았기 때문에 표면거칠기가 불량하거나 응력이 집중되어 응력범주가 "E′" 에 속했다. 바닥빔 하부플랜지는 구부려서 만든 가세트판을 플랜지 가장자리 두 곳에 필렛용접으로 연결했다. 이 가세트판은 플랜지 폭보다 넓었으며, 끝에는 용접하지 않았다. 작은 균열들이 이 가세트판의 필렛용접부 끝에서 발견되었다.
주기하중 및 응력 - 서쪽방향 구조물은 1984년 당시 일일평균교통량(ADT)은 1,800대 였으며, 일일평균 트럭통행량(ADTT)은 3,440대 였고, 그중 65%는 축이 5개 달린 세미트레일러였다. 1984년에 시행한 보수, 보강은 현장점검 결과를 기초로한 것이었다.
1985 년에는 전년에 시행한 보수가 잘되었는지를 확인하기 위하여 현장점검을 실시했다. 몇 대의 3S2트랙터-트레일러 트럭을 이용하여 브라켓 및 바닥빔 연결부 등에서 변형률을 측정하였다. 바닥빔의 "복부판-플랜지" 필렛용접부와 "연결판-주거더" 필렛용접부에 스트레인 게이지를 설치했다. 스트레인 게이지는 스톱홀 바로 옆에 설치했다. 주거더와 타이 플레이트 사이의 상대적인 변위는 클립게이지로 측정했다. 바닥빔, 브라켓 및 주거더의 면내응력 및 면외응력도 측정했다.
24 번 바닥빔 연결부의 브라켓 및 주거더에 대한 시험결과는 다음과 같다.
브라켓 복부판에서 측정한 휨응력은 거의 0에 가까웠다. 면외변형으로 인하여 생긴 응력범위는 다음과 같다. 즉, 스톱홀을 지나기 전, 즉 균열선단의 응력은 63 MPa(9.2ksi)이었으며, 스톱홀 건너편의 응력은 12 MPa(1.7ksi)이었다.
브라켓 연결판의 필렛용접부에서는 면외변형으로 인한 응력범위는 균열선단에서는 113 MPa(16.4ksi)이었고, 스톱홀 건너편의 응력은 51 MPa(7.4ksi)이었다. 주거더의 응력범위는 9.7 MPa(1.4ksi)이었으며, 면외진동은 슬롯위치에서 2 Hz였다. 28번 바닥빔 연결부 브라켓, 바닥빔 및 주거더의 시험결과는 다음과 같다.
바닥빔 복부판에서의 계측결과는 휨응력이 2 내지 4 MPa(0.3 내지 0.6ksi)로서 브라켓 복부판의 수치와 유사했다. 브라켓과 바닥빔의 "복부판-플랜지"부에서의 면외변형으로 인한 응력범위는 55 내지 86 MPa(8 내지 12.5ksi)이었고, 스톱홀을 지난 건너편의 응력은 17 MPa(2.5ki)이었다. 브라켓과 바닥빔 연결판 필렛용접부의 응력범위는 24번 바닥빔에서 얻은 측정치와 유사했다. 주거더의 측정치도 24번 바닥빔의 측정치와 유사했다. 28번 바닥빔 하부플랜지의 응력범위는 가세트판 끝부위에서 6.9 MPa(1ksi)로 측정되었다. 1987년에 실시한 현장점검 결과는 다음과 같다.
초기의 연결판 용접부는 연결판의 일부분을 제거하고 난 뒤에도 복부판에 남아 있었다. 브라켓 및 바닥빔으로 인하여 거더 복부판에 면외변형은 없었으며, 거더 복부판 자체도 움직인 흔적이 없었다. 거더 복부판에서의 유일한 변형은 1985년 현장측정에서 확인된 바와같이 복부판의 사소한 면내 휨응력으로 인하여 종방향으로 변형이 된 것 뿐이다. 나머지 용접부는 짧은 부재를 연결하는 것으로서 응력범주 "C"에 속했다. 주거더 복부판 슬롯홀은 마모 또는 노치를 가진 부모멘트 영역에 있는 몇 개를 제외하고는 모두 보수했다.
연결판에서 볼트를 제거한 후에는 연결판과 바닥빔 또는 브라켓 복부판 사이가 분리되거나 틈이 생기기 시작했다. 이 틈은 복부판 응력을 감소시킴으로써 "복부판-플랜지" 필렛용접부의 균열발생 가능성을 감소시켰다.
1987 년에는 1985년에 시행한 보수가 잘되었는지를 확인하기 위하여 현장점검을 실시했다. 브라켓과 바닥빔 "복부판-플랜지" 연결부의 경우 복부판 필렛용접부의 균열가장자리에 스트레인 게이지를 설치했다. 스트레인 게이지는 브라켓에 설치했고, 필렛용접부 지단에 인접한 바닥빔 연결판과, 또한 슬롯에 인접한 타이 플레이트의 가장자리에도 설치했다.
브라켓과 바닥빔 "복부판-플랜지" 필렛용접부에서 측정한 응력범위는 최대 41 내지 48 MPa(6 내지 7ksi)이었다. 브라켓과 바닥빔 연결판에서의 변형응력범위의 최고치가 94MPa(13.62ksi)이었던 24번 바닥빔을 제외하면 최고치가 83 MPa(12ksi)이었다.
▶ 결론
ㆍ 파괴/파손에 대한 결론 - 서쪽방향 구조물에서 균열이 발생한 주 원인은 거더와 바닥틀 시스템과의 변위차였다.
슬롯홀의 마모는 주거더와 바닥빔 또는 브라켓 사이에 큰 상대적으로 변위가 일어나고 있음을 알 수 있었다. 타이 플레이트는 브라켓 및 바닥빔 플랜지와 합성작용을 하여 바닥빔 및 브라켓 연결부의 수평 및 수직 갭에 면외변형을 일으켰다. 수평갭은 연결판의 상부와 "복부판-플랜지" 필렛용접부 사이에 있었으며, 수직갭은 바닥빔 또는 브라켓 복부판 단부와 연결판 필렛용접부 사이에 있었다. 면외변형으로 인해 용접부를 따라 피로균열이 형성되었다.
연결판의 내측 볼트선을 따라 발생한 수직균열은 면외변형 때문이었으며, 와셔 가장자리에서의 구속 때문에 표면균열이 발생하여 연결판으로 성장해 갔다.
가세트판을 바닥빔 플랜지에 연결하는 필렛용접부에서의 균열은 작은 표면 균열들이었다. 용접단부는 응력범주 "E′"에 속했다.
브라켓 "복부판-플랜지"에 대한 1985년의 현장측정에 의하면 스톱홀을 넘어선 곳의 변형응력범위는 더 이상의 균열할 만큼 크지 않았다. 그러나 거기는 구속되어 있었기 때문에 가지균열을 발생시키기에 충분한 변형응력이 남아있었다. 바닥빔, 브라켓 및 연결판의 측정에 의하면 일반적으로 복부판 갭이 자유롭게 움직일 수 없기 때문에 면외변형이 발생했다. 그래서 더 보수, 보강을 해야 했다.
1985 년에는 브라켓 및 바닥빔-플랜지 연결부에 과도한 주기응력이 발생하지 않고, 복부판이 자유롭게 변위할 수 있도록 보수를 하였다. 이것은 1987년 현장측정에서 확인되었다.
1987 년의 교각 부근의 바닥빔 및 브라켓 연결부에 대한 측정에 의하면 1987년에 보수할 당시의 연결판을 부분적으로 제거하였으나, 이렇게 제거된 부분의 응력범위를 피로응력 83 MPa(12 ksi)이하로 감소시키지는 못했다. 다른 연결판의 변형응력범위는 피로허용응력 이하로 감소되었다. 그러므로 교각 부근의 연결판을 화염절단한 끝부분에 필렛용접부한 곳에서 피로균열이 성장할 수 있는 가능성을 최소화하기 위하여 연결판 용접부 지단을 <그림 I-1-65>와 같이 피닝할 필요가 있었다.
8. 조치사항
파손형식 및 파손해석을 통하여 사고원인을 분석, 도출하고, 보수절차를 수립
9. 교훈 및 대책
ㆍ 1984년의 보수, 보강 - 1984년에 다음과 같은 보수, 보강작업이 실시되었다.
연결판 끝에 위치한 브라켓 "복부판-플랜지" 연결부의 필렛용접부 지단에 19㎜(3/4″)구멍을 뚫었다.
연결판 상부로부터 180㎜ 떨어진 위치의 두번째와 세 번째 볼트 사이의 브라켓 연결판의 필렛용접부 지단에 19㎜(3/4″) 구멍을 뚫었다. 일반적으로 반복하중으로 인하여 균열이 구멍으로 진전하지만, 균열선단이 더 이상 구멍쪽으로 진전되지 않는 위와같은 위치에서는 문제점이 없었다.
면외변형을 감당할 수 있을 정도로 복부판 갭영역을 크게 하기 위하여 브라켓 연결판의 상부 볼트 4개를 제거했다.
연결판 끝에 위치한 바닥빔 "복부판-플랜지" 연결부의 필렛용접부 지단에 19㎜(3/4″)구멍을 뚫었다. 수평보강재 바로 밑에 있는 바닥빔 연결판의 필렛용접부 지단에 19㎜(3/4″) 구멍을 뚫었다. 수평보강재가 없는 위치에서는 브라켓에서와 같은 위치에 구멍을 뚫었다. 복부판 갭을 보다 크게 하기 위하여 바닥빔 연결판의 상부 볼트 2개를 제거했다.
가지균열의 선단에 추가 구멍들을 뚫었다. 균열이 구멍을 넘어가지 않도록 하기 위하여 모든 구멍의 가장자리를 점검했다.
교각 및 교대 부위의 두꺼운 판재의 수직 갭에서는 균열이 없었다. 따라서 교각 및 교대에서의 수직 갭에서는 보수가 필요하지 않았다.
가세트판을 바닥빔 플랜지에 연결하는 필렛용접부의 단부에 발생한 작은 균열들은 용접단부를 피닝(Peening)하여 보수했다. <그림 I-1-63>은 작업절차 수립을 위해 시험적으로 시도한 부분과 바닥빔 가세트판의 피닝위치를 나타내고 있다.
1985 년의 보수, 보강 - 1984년의 보수에 이어 1985년에는 다음과 같은 보수, 보강을 실시했다.
교대 및 교각위치를 제외하고, 주거더에 대한 모든 바닥빔 및 브라켓 연결부 위치에서 연결판으로부터 추가로 2개의 볼트를 제거하고, <그림 I-1-65>와 같이 연결판을 305㎜(12″)제거했다. 연결판을 부분적으로 제거하기 위해서는 연결판 끝에서 305㎜(12″) 떨어진 필렛용접부 지단에 구멍을 뚫어야 할 필요가 있었다. 연결판을 305㎜(12″) 절단함으로써 연결판의 필렛용접부 지단의 균열이 제거되었다. 초기 연결판 필렛용접부를 따라 균열선단부가 제거된 구멍의 잔여부분은 거더 복부판에 남게 되었다.
교대 및 교각위치의 연결판에서 추가로 두 개의 볼트를 제거했다.
가세트판과 바닥빔 연결부의 용접종단부에 발생한 작은 균열들은 피닝뿐만 아니라 연삭을 했다. 타이 플레이트에 의해 마모된 주거더의 모든 부분 또는 슬롯홀 표면이 불규칙한 곳에는 슬롯홀을 크게 만들었다.
주거더 압축 플랜지는 브레이싱 없이 설계되었다. 그러므로 <그림 I-1-64>와 같이 브레이싱을 했다.
1987 년 보수, 보강 - 1985년의 보수에 이어 1987년에도 다음과 같은 보수, 보강을 실시했다.
바닥빔 및 브라켓 연결판의 용접지단은 화염절단된 연결판 끝에서부터 수 인치 떨어진 부분에까지 피닝작업을 했다. 부모멘트 영역에 있는 몇 곳의 주거더 슬롯홀은 1985년 보수방법에 따라 보수를 실시했다.
<그림 I-1-59> I-84교량의 평면도 및 입면도
<그림 I-1-60> 브라켓, 바닥빔 및 주거더 개략도
<그림 I-1-61> 연결판의 과장된 변형
<그림 I-1-62> 1984년의 용접부 균열에 대한 보수
<그림 I-1-63> 가세트판 끝에서의 피닝작업
<그림 I-1-64> 압축 플랜지에 대한 1985년의 보수
<그림 I-1-65> 슬롯홀의 확대, 연결판의 부분적 제거를 한 1985년도 보수 및 1987년도 피닝작업
사례번호 : BF-97019 1. 사고명 : 루르탈 교(橋)의 피로손상
2. 시설물 위치 : 독일 민타아트의 루르탈 횡단 국도 A52 상
3. 시설물 형식 및 제원
- 형식 : 박스거더 강교
- 제원 : ㆍ 길이 1,800m
ㆍ 높이 약 60m
ㆍ 박스거더 크기 7.5m × 4.5m
ㆍ 전체폭 28m
ㆍ 완공년도 : 1965년
- 구조 : ㆍ 종방향 경사도는 0.4%
ㆍ 곡률반경 3,000m의 곡선교
ㆍ 차도의 캔틸레버 부분은 경사진 버팀대로 지지.
ㆍ 경간장 66m ~ 126m인 19개 연속경간의 상로교.
ㆍ 강상판의 스트링거는 "Sektkelch" 단면형상.
ㆍ 박스거더 조립체당 하나씩의 다이아프램설치
ㆍ 다이아프램으로 보강되지 않은 프레임 : 4~5 개
4. 사고일시 : 손상발견시기-1990년 교량정밀점검시
5. 피해 정도 : -
6. 손상 내용
독일 민타아트의 루르탈 교는 길이 1,800m로 독일에서 가장 긴 강교이다.
1990 년의 교량정밀점검시 많은 균열들이 발견되었으며, 그 중 일부는 그 이전의 점검에서 발견되었던 것이었다.
1978 년 및 1984년의 정밀점검후 실시한 용접부의 보수는 성공적이지 못했다.
다수의 보수 용접부는 다시 균열이 발생했고, 어떤 경우에는 또다른 장소에서 균열들이 발견되었다.
이에 따라 HRA(Haensel, Roik, Albrecht)라는 컨설팅 회사에서 용접균열의 원인을 조사하고, 손상부에 대한 신뢰할 수 있는 보수방안을 제시하게 되었다.
7. 사고 원인
▶ 손상원인 및 분석
최초의 구조해석을 재검토한 결과, 하중에 대한 가정과 설계개념이 오늘날과 달랐다. 박스거더 내부의 손상에 대해서는 초기 구조해석에서 교량의 3차원적 거동이 사실적으로 포함되지 않았다는 사실이 결정적이었다.
즉, 박스거더는 매 5번째 바닥빔에만 비틈림 다이아프램을 갖도록 설계되었는데, 실제로는 매 바닥빔(Floor Beam)마다 경사진 버팀대가 박스거더에 연결되어 있었다. 그래서 교량은 편심 활하중에 의한 브레싱 사이의 휨을 지탱해야 했다.
즉, 계산된 "St. Venant" 비틀림력은 단지 브레이싱에서 메인 시스템(직사각형 박스)으로 전달될 수 있었다. 그 중간의 박스거더 단면은 변형(직사각형 박스거더가 평행사변형으로 변형)되었다. 따라서 이 변형의 영향을 검토해야 했다.
7.1 바닥빔과 복부판 수직 보강재 연결부에서의 손상
구조해석에서 이 연결부는 힌지로 가정되었다. 모든 용접부는 단지 수직보강재의 횡 방향 전단에 대해서만 설계되었다.
그 때문에 바닥빔 복부판으로의 유입력에 대해서는 보강재가 설치되지 않았다.
바닥빔 하부플랜지의 겹이음도 피로에 영향은 미쳤다.
이 겹이음의 수직 필렛용접부는 프레임 코너의 휨강성으로 인해 발생한 잔류응력으로 변형이 되었다.
이들 변형과 개개 응력진폭들은 바닥빔의 휨때문에 수직방향이거나 수평방향이었다. 이 필렛용접부는 이러한 추가적인 변형률은 설계시 고려되지 않았다.
그 결과 변형 즉, 힌지가 구조물에 형성되어 균열이 발생했다.
7.2 하부 프레임 코너의 경사 스트라트 이음부에서의 손상
이 연결부는 휨모멘트에 대해서는 설계시 고려되었으나, 휨변형으로 인한 2차 응력은 고려하지 않았다.
인장력에 의한 스트라트의 복잡한 응력경로(Path) 역시 악영향을 미쳤다.
7.3 스트링거 설치 이음부의 손상
스트링거는 소위 "Sektkelch" 형상으로 설계되었다. 즉, 스트링거는 판재와 "T" 형상을 조립한 것이었다. 이 설계상의 제작방법은 많은 용접비용이 필요하다.
설치이음부에서 "T"단면 부재는 같은 단면적의 판재에 의해 연결되었다. "Sektkelch" 단면형상의 벽면상의 개구부는 뒷면보강 맞대기 용접이음된 판재로 밀폐시켰다.
8. 조치사항
보수방법 제시
9. 교훈 및 대책
ㆍ 제시된 보수방법
설계계산을 재검토한 결과 위에서 언급한 세 곳의 주요 손상부에서는 모두 응력이 탄성한계 및 피로한도를 초과했다. 구조시스템을 변경하거나 또는 단면을 보강함으로써 이와같이 높은 응력들을 감소시킬 수 있었다.
9.1 바닥빔과 복부판 수직 보강재의 연결부에서의 보수
바닥빔(Floorbeam)의 하부플랜지의 겹침 이음부가 있는 이 연결부는 상당히 신축성이 있었다. 그러나 이 연결부의 강성은 휨에 의한 단면의 변형이 피크응력에 이르도록 할만큼 충분히 컸다. 용접부는 균열되고 있었다. 이 연결부의 보강은 아주 어렵다. 게다가 피크응력이 감소되지 않을 것 같다. 그러나 다른 장소에서 균열이 발생하도록 피크응력의 발생위치를 변경시킬 수는 있을 것 같다.
가장 유용한 보수방법은 해석적으로 검토된 힌지를 만드는 것이다. 이 방법은 두 가지 단계를 거쳐야 한다. 즉,
- 바닥빔 플랜지가 설치된 위치의 박스거더 외부 측면상에 삼각형 모양의 가세트판이 설치되어 있는데, 이는 스트럿의 조립 및 바닥빔의 연결에 사용되었다.
이 가세트판을 제거하고, 겹이음판의 초기 용접부는 평탄하게 마무리작업을 한다. 이 가세트판의 잔여분인 수직의 폭이 좁은 부분은 박스거더상의 원래 자리에 남겨두어도 되었다. 바닥빔 플랜지를 겹이음판에 연결하는 용접부를 크기 7㎜로 향상시켜 코너 둘레 전체를 연속 돌림용접으로 하는 것이었다.
- 박스거더 내부 : 박스거더 복부판의 수직 보강재는 겹이음판으로부터 완전히 분리한다.
해당 용접부는 다시 평탄하게 마무리 작업을 한다. 수직 보강재와 바닥빔 사이는 단지 수직 중간 스트립에 의해 연결되도록 했다. 이 스트립 판재는 코너부 주위를 크기 6㎜의 연속 필렛용접으로 겹이음판에 용접되게 했다. 이음판과 바닥빔 하부플랜지 사이는 크기 6㎜의 필렛용접이 필요했다.
9.2 하부 프레임 코너의 경사 스트럿 이음부 손상의 보수
단부(端部) 판(板)에 의한 간접 스트럿 이음을 하면 하중은 복잡한 경로를 통해 가해지고, 이로 인해 용접부에 국부적인 과하중이 걸린다.
따라서 완전한 프리스트레싱하에서 M20 고장력 볼트를 사용하면 스트럿 하부플랜지 연결부에서 인장하중을 직접 전달시킬 수 있다. 특수공구를 사용하여 구멍을 뚫고, 여기에 박스거더 내부로부터 볼트를 끼우고 외부에서 너트를 채워 조인다. 프리스트레싱 모멘트는 토르크 키에 의해 조정된다. 보다 나은 하중분포를 위하여 20㎜ 박판재를 내부에 짜 맞추어 넣도록 했다.
9.3 스트링거 설치 이음부 손상의 보수
스트링거의 경사진 맞대기 용접부의 균열재발을 피하기 위하여 IPE 단면형상으로 스트링거를 국부보강도록 했다. 이 보강으로 스트링거 중립축이 이동한다. 그래서 피로저항이 낮은 이 상세부에서의 인장응력은 교통하중하에서 상당히 감소된다.
교량 설계계산에 대한 재검토 결과, 발생된 손상은 해석 및 설계의 복합적 오류에 의한 것이었음이 밝혀졌다. 재계산에 의한 설계에서는 보다 현실적인 3차원 거동을 고려했다. 이 검토결과는 현행의 독일규격 DIN 1072 (12/1985)에 부합된다.
연결부들에 대한 초기의 만족스럽지 못하던 구조적 거동은 제시된 보수개념에 의해 해소되었고, 제시된대로 모든 보수작업은 이미 완료했다.
사례번호 : BF-97020 1. 사고명 : 프로비던스 고가교의 거더균열
2. 시설물 위치 : 미국 로데 아일랜드주 프로비던스시의 95번 도로 상
3. 시설물 형식 및 제원
- 형식 : 8경간의 다중거더(8-거더) 교량
- 제원 : ㆍ 길이-396m
- 건설년도 : 1962년~1964년
- 일교통량 : 약 100,000대, 트럭 통행량-전체 교통량의 약 11%
- 구조 : ㆍ 남북방향으로 각기 2개의 차선이 있음
ㆍ 교량남단부에는 감속차선이 있음
ㆍ 거더와 거더 사이에 다이아프램 설치
4. 사고일시 : 균열발견일시-1988. 1. 22.
5. 피해 정도 : 교량 거더균열
6. 손상 내용
기온이 영하 21 ℃(-5 ℉)였던 1988. 1. 22. 금요일 오토바이를 타고가던 한 운전자가 미국 로데 아일랜드주 프로비던스시의 95번 도로 교량(프로비던스 고가교)의 북쪽방향 차선 구역의 최외측 거더의 복부판 및 플랜지에서 길이 170㎝의 큰 수직균열을 발견했다. 균열의 위치는 7번 경간의 경간중앙의 용접된 다이아프램 연결부였다.
당국은 북쪽방향 차선을 즉시 교통폐쇄했다.
로데 아이랜드 교통국(RIDOT)이 관리주체인 이 교량은 8경간의 다중거더 교량으로 길이가 396m였다.
이 교량은 남북방향으로 각 2개의 차선이 있으며, 교량남단부에는 감속차선이 있었다.
이 교량은 1962년에서 1964년 사이에 건설되었고, 균열발견 당시 일일 교통량은 약 100,000 대 였으며, 국도, 램프, 작은 하천 등이 교량 밑으로 지나가고 있었다.
트럭 통행량은 전체 교통량의 약 11%였다.
균열발견 후 RIDOT는 즉시 사람을 보내어 동일 경간 동쪽 최외측 거더에 인접한 7번 거더(G7)의 유사한 위치에서 길이 24㎝의 두 번째 수직균열을 발견했다.
남쪽방향 차선 구역의 동일 경간의(7번 경간)의 동측 최외측 거더의 복부판의 유사위치에저 23㎝ 길이의 세번째 균열을 발견한 후 남쪽방향 추월차선을 폐쇄했다.
그후 RIDOT는 즉시 주정부의 힘을 동원했으며, 임시 지지대를 가설할 도급자를 선정했다. 같은 날 뉴저지주의 AGLAS 社를 접촉하여 주말인 1월 23일 및 24일 이틀 동안 RIDOT 요원들이 교량의 8개 전경간의 모든 거더에서 경간중앙 다이아프램 연결부를 점검하는 것을 돕도록 했다.
모든 균열부재에 대한 임시 지지대 설치 및 예비점검을 일요일인 1월 24일까지 완료하고, 그 결과, 다른 균열들이 발견되지 않았기 때문에 북쪽방향 차선구역의 동쪽 차선을 제외한 모든 차선의 교통통행을 재개했다.
이 교량은 두께 23㎝의 철근콘크리트 상판에 8㎝의 덧쉬움(Overlay)을 한 것으로 교각헌치부에서 강재거더가 깊이 175㎝에서 300㎝까지 변화하도록 되어 있었다.
거더 복부판의 두께는 11㎜였고, 거더는 ASTM A36 소재로 되어 있었으며, 교각 헌치부의 플랜지만 A441 소재로 되어 있었다.
거더들은 합성 용접 판형거더로 설계되어, 햄머헤드형 철근콘크리트 교각상에 지지되어 있었다.
교량구조는 남쪽에서 북쪽으로 경간장 43m인 단순경간 하나, 경간장 45.7m, 64m, 45.7m의 3연속경간, 경간장 39.6m인 단순경간 하나, 경간장 45.7m, 64m, 45.4m인 3연속경간으로 되어 있었다(그림 I-l-66).
<그림 I-1-66 > 교량 평면도 및 입면도
거더 플랜지는 폭과 두께가 변화하도록 설계되어 있었고, 남쪽방향과 북쪽방향 차선 구간은 각기 독립된 구조상에 지지되어 있었다.
6 번 경간에서 8번 경간까지는 남북방향 모두 4개의 거더로 되어 있었고, 거더간격은 약 3.7m였다. 1번에서 5번까지 경간의 구조는 유출입램프의 형태 때문에 약간씩 달랐다(그림 I-1-67).
<그림 I-1-67> 대표적인 단면 입면도
모든 경간의 거더들은 K형 구조의 다이아프램으로 간격 6.1m 내지 7.6m(D-2 타입, 그림 I-1-67) 로 크로스 브레이싱되어 있었고, 바닥부는 남북방향 모두 각 경간의 모든 하부 공간부가 용접구조로 된 앵글로 브레이싱 되어 있었다
경간중앙 다이아프램은 대형 용접 판형거더 구조로서, 이 다이아프램은 주거더의 복부판에 공장용접된 수직 보강재 및 상하 가세트판에 완전하게 설치되어 있었다.
다이아프램 하부플랜지의 상면과 주거더 하부플랜지 상면간의 거리는 모든 경간에서 균일하게 76㎜(3″)였다.
다이아프램 플랜지 가세트의 두께는 하부판이 25㎜, 상부판이 51㎜였으므로 다이아프램 플랜지와 주거더 플랜지 사이의 간극은 각기 51㎜ 및 25㎜였다.
이 대형 다이아프램 가세트판은 주거더 복부판에 한쪽면 개선 완전용입 홈용접이 되게 설계되어 있었다(그림 I-1-68).
<그림 I-1-68> 다이아프램 D-3
7. 사고 원인
세 가지의 중요한 인자 즉, 높은 응력, 결함의 크기 및 소재의 저인성(Low Material Toughness)이 취성파괴의 원인이 될 수 있다는 사실이 잘 알려져 있다.
현행의 AASHTO 기준은 피로균열을 방지하기 위하여 여러 가지 용접상세에 대해 활하중 응력의 한계를 설정해 놓고 있다.
이에 따르면 D-3 다이아프램 연결부는 응력범주 "E"로 분류되며, 교량을 사용하는 트럭크기를 고려하면 최대 55.1 MPa(8ksi)의 활하중이 허용된다. 계산상 활하중 응력은 46.9 MPa(6.8ksi)이었고, 계측 응력은 약 13.8 MPa(2ksi)이었다.
이 경우 정상적인 조건에서 적용 응력은 균열전파의 원인이 될 수 없었다.
이 교량의 설계시 적용했던 1961년 AASHTO 기준에는 용접상세부에 대한 활하중 제한이 없었다.
강재 용접거더에 대한 현행의 강재 상세설계시에는 거더 복부판에서의 면외휨을 방지하기 위하여 다이아프램에 대해 보다 엄격한 요건을 부과하고 있다.
샤르피 충격치는 현재의 기준에 비해 낮다. 그러나 교량의 설계응력인 총 적용 응력 137.8 MPa(20 ksi)과 사용온도에서의 샤르피 V-노치 값인 6.8 J(5 ft.-lbs)에서 불안전 균열성장(취성파괴)에 이르기 위해서는 균열이 13㎜(0.5″)까지 성장해야 했다.
이에 대한 주요 원인은 용접중에 가세트 연결부에 유도된 잔류응력과 다이아프램 연결에 의한 면외휨이었다. 활하중 응력 및 결함과 결부된 잔류응력은 저온파괴를 유발하기에 충분했다.
다이아프램 상세의 변경으로 상당량의 잔류응력이 제거되었고, 이로 인해 교량이 안전하게 되었다. 다이아프램 연화 전후에 거더의 계측에서 알 수 있었던 것처럼 인접 거더들에 대한 활하중 분포는 변화하지 않는다.
이것은 이 교량에서의 하중분포를 위해서는 D-3과 같은 대형 다이아프램이 필요하지 않다는 것을 증명하는 것이고, 오히려 D-2 다이아프램이 복부판 갭에 높은 응력을 유도하지 않고 인접거더에 하중을 적절히 분배하고 있음을 의미한다.
8. 조치사항
- 점검 : 1988년 4월 AGLAS 사(社)는 이 교량의 상부구조 및 하부구조의 모든 강구 조부재를 정밀점검했다. 육안검사에서 결함가능성이 발견된 곳은 침투탐상을 실시했다. 몇 개소에 대해서는 초음파검사도 실시했다.
주부재의 크기 및 형상을 확인하기 위한 치수측정도 했다.
앞에서 언급한 제7 경간 거더에서 발견된 3개의 큰 균열외에 확인된 중요 사항으로는 북쪽방향 차선 구역의 제8 경간 거더의 복부판에 다이아프램 가세트판을 연결하는 용접부에서 균열이 발견된 것이다.
AGLAS 사(社)는 소재 및 샤르피 V-노치 충격시험, 부재의 실제 응력을 결정하기 위한 교량의 계측, 이론응력과의 비교, 피로해석 등을 포함하여 균열이 발생한 거더의 손상분석을 실시했고, 교량의 보수방법도 연구했다.
- 강재 시험편 시험 : 경간중앙 다이아프램에서 강재 시험편을 채취했다.
북쪽방향 차선구역의 제7 경간에서 복부판 및 플랜지 부분을 포함한 샘플을 최외측 거더의 주요 균열부위에서 채취했다.
이 샘플로 샤르피 V-노치시험, 인장시험, 화학성분 분석을 실시했다.
화학성분석은 철, 인, 실리콘, 구리, 망간, 니켈, 크롬, 황 및 탄소의 중량 %로 실시했으며, 이 성분분석 결과는 ASTM에서 A36에 대해 규정한 요건들을 충족시켰다.
인장시험 결과, 제8 경간 다이아프램에서 채취한 샘플에서 최저 항복강도가 245 MPa(35,548 psi)이었다. 나머지 항복강도 시험결과는 258 MPa(37,385 psi)에서 291 MPa(42,200 psi) 사이의 범위를 나타내었다. 모든 샘플 시험편은 연신율이 34.4%를 초과했다. 북쪽방향 차선구간의 제7 경간의 균열이 발생한 최외측 거더에서 채취한 샘플로 샤르피 V-노치 시험을 한 결과는 기준미달이었다.
다이아프램 복부판에서 채취한 12 개 시험편의 각각에 대해 세 번의 독립된 샤르피 V-노치시험을 실시했고, 최외측 거더에서 채취한 시험편에 대해서는 열두 번의 시험을 실시했다. 즉, 최외측 거더의 플랜지에 대한 시험을 여섯 번, 복부판에 대한 시험을 여섯 번 실시했다. 다이아프램의 모든 샘플 시험편들은 AASHTO 요건을 충족시켰으나, 최외측 거더 샘플 시험편은 그렇지 않았다.
최외측 거더 시험편들의 샤르피 V-노치시험 결과치 범위는 7.9 J(5.8 ft.-lb)에서 27.1 J(20.0 ft.-lb)이었다. 이 교량은 미국 연방지침을 엄격히 적용해도 여유도가 있는 것으로 간주되었다. 그러나 제7 경간의 G7, G8 거더가 파단한 것을 보면, 점진적인 붕괴 메카니즘이 있을 가능성도 있었다. 그래서 RIDOT가 붕괴유발부재 샤르피 시험값의 적용을 고려하도록 하는 의견이 제시되었다.
AASHTO 에서는 ZONE 2(최소 사용온도가 -18 ℃에서 -34 ℃)에 위치하는 붕괴유발부재의 모재는 4 ℃ 에서의 샤르피 V-노치시험에서 33.9 J(25 ft.-lb) 이상의 에너지 흡수능력을 가지도록 요구하고 있다. 붕괴유발부재가 아닌 부재는 온도 4 ℃ 시험에서 20.3 J(15 ft.-lb) 이상의 에너지 흡수능력을 가져야 된다.
최외측 거더 복부판에서 채취한 샘플중 가장 좋은 시험결과를 낸 시험편들의 평균에너지 흡수능력은 18.2 J(13.4 ft.-lb)이었으며, 이들 시험편의 개별 에너지 흡수능력은 7.9J(5.8 ft.-lb), 19.7 J(14.5 ft.-lb), 27.1 J(20.0 ft.-lb)이었다.
최외측 거더 플랜지에서 채취한 샘플중 가장 좋은 시험결과를 낸 시험편들의 평균 에너지 흡수능력은 18.3 J(13.5 ft.-lb)이었으며, 이들 시험편의 개별 에너지 흡수능력은 15.3 J(11.3 ft.-lb), 19.0 J(14.0 ft.-lb), 20.7 J(15.3 ft.-lb)이었다.
ASTM 에서는 샤르피 V-노치시험 요건으로 시험평균값이 규정된 최소치를 충족시켜야 하도록 하고 있고, 이때 한 개 시험편의 시험치가 규정된 최소치 보다 작을 수도 있지만 그 값이 규정된 최소치의 2/3에 해당하는 값이나 6.8 J(5 ft.-lb) 중 큰 값보다도 작아서는 안되는 것으로 규정하고 있다. 이 교량에서 채취한 샘플 시험편들의 샤르피 V- 노치시험 값들은 붕괴유발부재에 대해서 뿐만아니라 붕괴유발부재가 아닌 부재에 대해서도 AASHTO 요건의 충족을 시키지 못했다. 더 많은 정보를 얻기 위하여 거더복부판에서 추가 샘플을 채취하여 샤르피 V-노치시험을 했다.
대표적인 거더에서 직경 10㎝(4″)의 코아를 뚫었다.
이 코아채취 방법은 최소한의 열량으로 매끈한 원형구멍이 만들어지도록 했기 때문에 거더에 손상을 주지 않는다. 붕괴유발 부재 및 비붕괴유발 부재 요건과 비교하기 위하여 경간 2, 3, 8에서 채취한 샘플로 4 ℃ 에서 여섯 번의 CVN시험을 실시했다.
시험결과는 15.3 J(11.3 ft.-lb), 16.0 J(11.8 ft.-lb), 13.0 J(9.6. ft.-lb), 22.8 J(16.8 ft.-lb), 11.9 J(8.8 ft.-lb) 및 14.1 J(10.4 ft.-lb)로 붕괴유발부재에 대한 요건인 33.9 J에는 모두 미치지 못했고, 붕괴유발부재가 아닌 부재에 대한 요건인 20.3 J에는 하나를 제외하고 나머지 모두가 미치지 못했다.
사용온도에서의 거동을 검토하기 위하여 제7 경간의 균열이 발생한 최외측 거더에서 채취한 시험편으로 -21 ℃(-5 ℉)에서 두 번의 샤르피 V-노치시험을 했다.
그 결과는 복부판 시험편의 경우 6.2 J(4.6 ft.-lb), 플랜지 시험편의 경우 12.7 J(9.4 ft.-lb)이었다.
금속학적 손상분석 : AGLAS 사(社)가 세밀한 파면검사를 한 결과, 균열의 전파는 연성(Ductile)에서 취성(Bnttle)으로의 천이온도(Transition Temperature : DBTT) 이하에서의 전형적인 손상형태인 벽개(Cleavage)에 의한 것이었음이 밝혀졌다.
파단면의 가장자리에는 전단흔적(Shear Lips)이 전혀 없었는데, 이는 연성(Ductility)의 부족을 의미한다.
균열은 주거더의 복부판 표면과 다이아프램 가세트판의 용접 접합부에서 발생했다. 크기 2~3㎜ 정도의 균열성 기공(Porosity) 결함 두 개가 용접저부(Weld Root)에서 발견되었다(그림 I-1-69).
<그림 I-1-69> 균열전파를 보여주는 스케치
균열은 주거더 하부플랜지로 전파하여 관통하고, 상부의 복부판을 관통해 갔음이 관찰되었다. 복부판에서의 균열경로의 곡률로 보아 균열발생 부위는 복잡한 응력장을 나타내었다.
샤르피 충격치 데이터를 사용하여 한계결함 크기를 컴퓨터로 예측하였다.
연성에서 취성으로의 천이온도 이하에서 저탄소강의 샤르피 V-노치 충격치는 K_{Id}( 동적응력확대 계수)로 표시되는 파괴인성(Fracture Toughness)으로 변환시킬 수 있다.
이 동적 응력확대계수는 주어진 동적응력(잔류응력 포함)에 대한 한계결함 크기를 계산하는데 사용될 수 있다.
샤르피 V-노치 값(CVN)을 K_{Id} 로 변환시키는 식은 경험식으로서 Barsom과 Rolfe에 의해 다음 식으로 주어져 있다.
여기서 CVN 은 단위가 ft.-lb 이고, E는 탄성계수로 E = 30×10^{6} psi 이다.
또 한계균열크기와 K_{Id} 와의 관계는 K_{Id} = 1.12 σ√(πa)로 주어지며, 여기서 σ는 총응력, a 는 단위가 인치인 한계균열길이이다.
식 (1)은 완전 소성거동 영역인 샤르피 충격치 천이곡선의 상반부에서의 CVN 값에 대해서는 적용할 수 없다.
두 개의 CVN값 즉, 6.8 J(5 ft.-lb) 및 13.6 J(10 ft.-lb) (이 값들은 사용온도에서 균열이 발생한 거더의 시험편을 시험한 값임)에 대해 위의 두 방정식을 풀고, 응력 값을 변화시키면 <표 I-1-1>에서 보는 바와같은 한계균열길이를 얻게 된다.
발견된 균열(기공결함)의 길이가 2㎜(0.08″)에서 3㎜(0.12″)이었으므로, 파손부위 강재의 총응력은 275.6 MPa(40ksi)에서 344.5 MPa(50ksi)의 범위였다.
<표 I-1-1> 응력에 따른 한계균열 길이
변형율 계측 : 1988. 4. 26~30. 변형률을 측정했다. 측정은 남쪽방향 차선구역의 제3경간에서 실시했으며, 가능할 경우에는 스트레인 트랜스듀서를 사용했고, 위험부위에서의 변형율 집중을 모니터하기 위하여 용접식 스트레인 게이지를 설치했다.
계측은 교통을 폐쇄하고, 미리 중량을 확인한 트럭 한 대만을 사용하여 실시했다.
트럭 주행시험자료에 의한 분석결과는 표 I-1-2에서 보는 바와같다.
<표 I-1-2> : 차륜 하중분포 계수, %
AASHTO 의 차륜 하중분포 계수와 비교하기 위하여 차선1 및 차선2 를 택했는데, 이 경우 내측 거더인 2번 거더에 대해 트럭 한 대 하중의 58%(31+27)의 분포를 나타내었다. 거더간격이 3.7m (제3 경간에서)이면, AASHTO의 경우 S/5.5 또는 한 개 차륜선(a Wheel Line) 의 12.0/5.5, 또는 트럭 한 대의 109%의 하중을 나타낸다.
위와같이 측정된 보수적인 반응은 대형 다이아프램의 덕택으로 4 개 거더 시스템인 이 교량에서 보다 균일한 하중분포를 나타내었다.
서쪽 최외측 거더(G1)의 경우 트럭이 갓길 및 차선1에 있는 것으로 가정하면 트럭 한대하중의 99%(55 + 44)의 영향을 받는 것이 밝혀졌다. AASHTO 공식에 의하면 이 외측거더에는 86.4% 의 하중분포를 나타낸다. 따라서 측정된 값은 보수적인 것이 아니다.
차량들을 차선1 및 차선2에 투입하면 외측거더에는 트럭 한 대의 66%(44+22%)의 하중분포를 나타내며, 이것은 AASHTO 값에 비해 보수적이다. 만약 갓길이 차량들의 한차선으로 이용되면 외측 거더에 대한 하중분포는 AASHTO에 의한 것보다 극단적으로 된다는 사실을 측정결과에서 알 수 있다. 즉, 어떤 차량의 99%의 하중분포는 AASHTO의 86.4% 하중분포에 해당된다.
최대응력 : 거더에서 측정된 최대 활하중 응력은 13.8 MPa(2,000psi) 응력범위였다. 이 활하중 응력범위는 AASHTO 공식으로 계산한 값보다 작다.
이것은 콘크리트 및 강재의 합성구조에서 전형적으로 관찰되며, 보수적인 트럭 하중분포계수, 슬라브의 합성작용 등에 기인하기 때문이다.
변형유도(Distortion-induced) 응력 : 다이아프램의 가세트판과 거더의 플랜지 사이에 갭이 있었기 때문에 상세 D-3을 조사했다.
다른 위치에서는 보강재가 갭없이 전길이로서 플랜지상에 밀착되게 설치되어 있었다.
보강재는 플랜지에 용접되지는 않았다.
보강재가 플랜지상에 밀착되게 설치되어 있는 경우에는 어떠한 변형도 거더로 부터 측방 브레이싱(Lateral Bracing) 쪽으로 이동해 버린다.
보강재 부근의 측방 브레이싱(Lateral Bracing)에는 스트레인 게이지를 설치하지 않았다. 오히려 트랜스듀서를 수직 부재에 설치했는데, 이렇게 함으로써 전반적인 수준의 공칭력(Norminal Forces)을 얻을 수 있었다.
이들 부재들은 시험전에 구조상 위험한 것이라고 판단되지 않았기 때문에 더 이상 변형률 계측을 고려하지 않았다.
D-3 연결부의 조사시에는 복부판 갭 부근의 스트레인 게이지 측정도 했다.
<그림 I-1-70>에서 보는 것처럼 갭에서의 수직방향 및 균열성장이 보이는 수평방향에서의 응력을 측정하기 위하여 최외측 거더에 3 개의 게이지를 설치했다.
11 번 게이지는 대표적인 D-3 연결부의 수직 갭에 설치된 것이었다.
이 게이지의 중심은 가세트판으로부터 14㎜(9/16″) 떨어져 있었다.
관찰된 최대응력범위는 17.2 MPa(2,500psi)이었다.
마찬가지로 12번 게이지는 가세트로부터 30㎜ 떨어져 있으며, 응력범위는 10.3에서17.2 MPa(1,500에서 2,500psi)이었다.
<그림 I-1-70> 계측위치
가장 중요한 13번 게이지는 가세트 용접선단 부근에 수평으로 설치되었으며, 가장 높은 응력을 나타내었다. 이 계측에서는 20.7 MPa(3,00 psi)을 초과하는 응력 사이클이 많았으며, 34.5 MPa(5,000 psi)을 초과하는 응력 사이클도 몇번 관찰되었다.
갭에서 유도된 응력은 종방향 부재들의 상대적인 변형 때문이었다.
그래서 이들 응력은 중차량의 재하순서 및 점유차선에 따라 불규칙하게 나타났다.
단일 거더의 처짐은 각 거더의 상대적인 변위에 좌우되는 수직 모멘트를 유도하면서 디형 다이아프램에 의해 지탱되었다. 거더 복부판에 유도된 힘은 다이아프램의 크기에 좌우되었다.
다이아프램 응력 : 다이아프램 D-2 및 D-3 연결부에서는 트랜스듀서를 이용하여 응력을 측정하였다. 다이아프램 및 측방 브레이싱(Lateral Bracing)에서의 응력범위는 작았으며, 2.1 MPa(300 psi) 미만이었다. 이들은 변위유도(Displaced-induced) 응력이었기 때문에 D-2 및 D-3에서의 응력이 유사할 것으로 예상되었다.
그러나 다음의 두 가지 이유 때문에 D-3의 응력에 의한 영향이 훨씬 컸다.
즉, ① D-3이 훨씬 큰 부재이고, ② D-3 플랜지에서의 힘들은 D-2에서 처럼 연결 보강제(Connection Stiffener)에 의해 분포되어야 하기 보다는 거더 복부판에 의해서 직접 전달되어야 한다. D-3의 힘은 복부판 갭 부위에 모멘트를 일으키고, 이로 인해 큰 응력이 복부판 갭에 유도될 수도 있다.
복부판 갭 응력을 결정하기 위하여 복부판 갭과 연결되는 플랜지에서의 측정응력 1.7 MPa를 이용하고, 갭이 양단이 고정된 하나의 빔으로서 작용한다고 가정하면, 크기 34.5 MPa(5 ksi)의 갭응력이 계산된다.
갭이 단부 회전과 판작용이 있는 고정된 하나의 빔으로서 총체적으로 거동하지 않기 때문에 실제 응력상태는 보다 복잡하다.
그러나 이 실제 응력치는 측정치와 일치한다.
그럼에도 불구하고 수직 D-3 부재에서 상대적으로 작은 응력들은 이 부재가 연결되어있기 때문에 갭에서의 큰 응력의 원인이 될 수 있다.
ㆍ 교량 등급 구분 : 이 교량은 1983년 AASHTO "교량유지관리 점검 매뉴얼(Manual for Maintenance Inspection of Bridges)"에 따라 등급분류되었다.
등급분류 계산은 "AASHTO HS-20 하중(3축 36톤 하중)"을 기준으로 했다.
최초 계획에 의하면, 이 교량은 1946년의 로데 아일랜드(Rhode Island)주의 도로 및 교량 건설 표준 시방서 및 1961년 AASHTO "고속도로교 표준시방서"에 따라 설계되었으며, 허용응력은 두 가지 강재를 기준으로 했다.
즉, 설계계획도에 표시된 것처럼 ASTM 구조용강 A36과 ASTM A441(저합금 고강도강)이었다.
등급구분용으로 사용된 허용응력은 표 I-1-3에서 보는 바와같은 현행의 AASHTO "교량 유지관리 점검 매뉴얼"에 제시된 응력이었다.
<표 I-1-3> 강재 허용응력
각 경간으로부터 위험부재를 선정하여 등급구분 하였으며, 그것이 특정한 그 경간에 대한 등급이 되도록 하였다.
위험부재의 선정은 거더간격, 거더의 구간특성, 경간길이 등을 비교한 것을 기준으로 하였다. 구분된 등급범위는 31톤에서 34톤으로, 작은 등급인 31톤은 경간6에서 경간8 사이의 하나의 내측 거더에 대한 것이고, 큰 등급인 34톤은 경간1에 대한 것이다.
이 결과는 36톤 파라메터에 근접하게 일치하는 것으로 여겨진다.
경간7의 외측 거더에 대해 계산한 활하중응력은 46.9 MPa(6.8 ksi)이었고, 내측 거더에 대해서는 56.5 MPa(8.2 ksi)이었다.
피로수명 해석 : D-3 다이아프램 설치부에 대한 예상 피로수명은 모세즈(Dr. Moses)가 개발한 피로수명 계산방법에 의하면 593년으로 계산되었다.
AASHTO 방법에 의해 계산하면 293년이었다.
이 수명은 일일 평균 4,000대의 트럭이 우측 차선을 통행하고, 트럭통행 1회당 1 응력 사이클로 가정하여 교량 전체수명을 계산한 것이었다. 이 계산 결과에 의하면, 이 교량은 전체 피로수명의 상당한 부분이 아직 사용되지 않았음을 의미한다.
위의 피로수명 해석은 용접부의 품질이 허용될 수 있을 정도로 양호하고, 면외휨 등의 이유로 인한 균열발생이 없는 것을 가정하고 있다.
- 다이아프램 연화(Softening) : D-3 다이아프램 설치부의 복부판 갭에서 계측된 응력이 높기 때문에 다이아프램 연결부의 일부를 제거하거나 또는 연화하고, 그 부분의 거동을 다시 해석하기로 결정했다. 그래서 D-3 다이아프램을 <그림 I-1-71>처럼 절단하여 복부판 및 수평 가세트판의 원형부, 수직 보강재의 일부를 제거했다
<그림 I-1-71> 다이아프램 연화
다이아프램의 복부판을 먼저 절단, 제거했다. 그후 다이아프램의 플랜지를 종방향 주 거더로부터 약 61㎝(24″) 위치에서 절단했다.
플랜지를 절단했을 때 플랜지 및 가세트판 잔류부는 상부방향으로 상당한 큰 처짐이 있었다. 상부방향 처짐은 거더 복부판에 구속력이 있을 때 상당히 컸다.
그 이후 가세트판과 보강재를 절단, 제거했다.
가세트판과 보강재는 복부판에 평탄하게 연삭하지 않고, 절단 잔류부(절단 그루터기)를 그대로 남겨두었다는 사실에 유의를 해야 한다.
계산 결과, 절단으로 인해서 용접부에서 79.3 MPa(28 ksi)이 방출되었음이 밝혀졌다.
물론 이 정도 크기의 응력이 시공시에 가해질 때 스트레인 게이지로 측정될 수는 없다. 그러나 다이아프램의 형상변경효과를 결정하기 위하여 이 연화된 상세부를 스트레인 게이지로 측정하기로 결정했다. 스트레인 측정은 1988년 10월 5~7일 사이에 다이아프램을 연화하기 전후에 실시하였다.
각 데이터 그룹별로 축간거리(휠베이스)가 짧은 중량(重量) 덤프트럭의 통행 및 무작위 통행트럭이 약 100회를 통과하는 동안(약 반시간)에 시험 데이터를 취했다.
시험 데이터를 검토한 결과, 다음과 같은 결론을 내렸다.
가세트부가 제거되었을 때 종방향 주거더에서의 수직 하중분포계수는 큰 변화가 없었다. 이것은 D-3 다이아프램이 하중전달에 필요한 것보다 강성이 크다는 것을 의미한다.
인장플랜지 가까이에 있는 거더 복부판에는 상당한 갭응력이 있었다.
이 갭응력은 무작위 교통통행에서 55.2 MPa(8,000 psi)이라는 높은 계측치로 나타났고, 시험트럭 통행시에는 거의 41.7 MPa(6,000 psi)에 달했다.
가세트판 절단후 차량이 차선1에 있을 때는 응력이 크게 감소하지 않음이 관찰되었다. 차량이 차선2에 있을 때 갭응력은 약 절반으로 감소했다.
응력감소가 작았던 예상원인으로는 수직보강재의 절단형상과 가세트의 절단 잔류부(절단그루터기)가 크게 남아있었기 때문일 수도 있었다.
절단 잔류부가 여전히 복부판을 강화하여 큰 갭응력을 가질 수 있도록 하고 있을 수도 있었다.
내측 거더의 인장 플랜지에 인접한 갭에서 측정한 응력은 외측 거더에서 관찰된 응력의 약 절반 정도였다. 이것은 아마도 거더 복부판 양측에서의 다이아프램의 강화효과 때문일 것으로 여겨졌다.
거더 보수 : 균열된 거더위치에서 영구적인 교각을 건설하여 새로운 거더들로 균열이 발생한 거더들을 완전히 교체하는 것을 포함한 여러 가지 보수방안이 검토되었다.
거더 균열은 주로 D-3 다이아프램 연결 때문이었던 것으로 생각되었으며, 이 상세부를 개선하기 위해서는 제7 경간의 8개의 거더 전부에 짧은 현장 스플라이스를 볼트체결하는 것이 효과적일 것으로 생각되었다.
이 교량은 야라 강(Yarra River)을 가로지르고 있으며, 1961. 4. 12. 완공되었다. 1962. 7.11, 중량 47톤(470kN)의 세미 트레일러가 통과할 때 30m 길이의 진입경간(Approach Span)의 끝단으로부터 4.9m 되는 지점에서 <그림 I-1-74>에 표시된 제14 경간(경간장 33m, 전용접 플레이트 거더)의 주거더의 하나가 취성파괴하여 낙교했다. 이 취성파괴는 교량의 허용 설계한도내에 있었으며, 당시의 기온은 영하 1 ℃ 였다. 4개의 거더 중 3개의 거더가 남측 및 북측 끝단으로부터 4.9m 되는 지점에서 파괴가 발생하였으며, 나머지 하나의 거더에서는 남측 끝단으로부터 4.9m 되는 지점에서만 파괴가 발생하였다.
균열은 사용후 얼마되지 않은 이 교량의 주거더의 하부플랜지 덮개판(Cover Plate) 단부의 필렛용접부 지단으로부터 발생하여 복부판을 관통했다.
이 교량에 사용된 강재는 BS 968.1961로서 ASTM A440과 유사하고, 일반적으로 리벳 및 볼트 시공에 사용되는 강재였다. 이와같은 고탄소강을 용접하면 용접열영향부가 취약해지고, 라멜라 티어링 파손이 생길 수 있다.
파괴된 위치에서 종료된 덮개판 끝단부의 짧은 수직 용접부의 예열이 적었던 것이 균열발생을 유발했던 것으로 생각된다.
플랜지의 최대응력 부위를 덮개판으로 두께를 크게하는 것은 좋은 설계방법이 아니다. 파손 당일의 기온은 강재 특성이 연성에서 취성으로 천이하는 온도보다 낮았다. 강재의 취성거동은 표면 또는 내부 결함부에서 응력확대계수를 증가시키므로서 균열을 발생시키기 쉽고 또한 이 균열이 성장하게 하기 쉽다. King Street 교의 붕괴에서는 이러한 조건들이 발견되었다.
<그림 I-1-73> King's Bridge 의 거더 배치와 균열발생 위치
<그림 I-1-74> King's 橋의 개요
7. 사고 원인
거더의 재질이 고장력강(55㎏ 급)으로 탄소당량이 높고, 충격치도 충분하지 못했고, 재료적으로 용접구조물로 적용하기 어려운 재질인 것 같았다.
더욱이 용접시공도 충분하지 못했던 것도 원인이었다.
파단면을 관찰한 결과 파단면에 페인트가 따라 들어가 있는 것이 발견되어, 이들 거더에 제작시에 이미 균열이 발생해 있었음이 밝혀졌다.
그 후의 균열 진행상황은 <그림 I-1-75>에서 표시된 바와같고, 두 번째 맞이하는 겨울에 균열의 길이, 온도, 하중 등의 조합이 한계상태로 되어 취성파괴를 일으키고, 교량이 붕괴했다. 다시 말해 각 거더의 파괴에는 3가지 요인이 복합적으로 작용했다. 즉, 용접에 적합하지 않은 강재, 만족스럽지 못한 상세설계, 낮은 온도가 그것들이다.
파괴된 위치에서 종료된 덮개판 끝단부의 짧은 수직 용접부의 예열이 적었던 것이 균열발생을 유발했던 것으로 생각된다.
<그림 I-1-75> King's 橋 거더의 파단면
거더의 초기 균열은 W-14 거더 뿐만 아니고, 사고후 168 개소의 필렛용접부를 조사한 결과, 86 개소에서 균열의 존재가 확인되었다.
교량에 사용되었던 강재는 평로재(平爐材) 55㎏ 급 고장력강으로서 사고발생후에 조사된 화학성분과 기계적 성질은 표 I-1-4, 5와 같다.
<표 I-1-4> 파괴된 King's 橋 "W-14" 거더 하부플랜지 材의 화학성분
<표 I-1-5> 파괴된 King's 橋 "W-14" 거더材의 기계적 성질
<표 I-1-4>에서 탄소함량이 규격치를 초과하고 있고, 탄소당량은 0.55에 달하고 있는 것을 알 수 있다.
또 0 ℃ 에서 I_{ZOD} 충격흡수 에너지가 12, 19 ft.-lb 로 약간 떨어지는 것을 알 수 있다. 이 강재는 호주 도로국(CRB)이 지정한 것을 교량제작회사가 철강 메이커에 주문하여 검사하지 않고 그대로 사용한 것이다.
더구나 사고조사 보고서에 따르면 도로국이 작성한 시방서의 I_{ZOD} 충격치는 교량의 취성파괴를 방지하기에는 불충분한 것으로서 0 ℃ 에서 40 ft.-lb의 I_{ZOD} 충격치(샤르피 충격치 2.8 ㎏-m 에 상당)가 필요했다.
더욱이 사고보고서에서는 설계측면에서는 인장플랜지에 용접한 덮개판(Cover Plate) 단부가 응력집중을 일으키고 있고, 용접시공 측면에서는 예열이 불충분하고, 용접봉도 충분히 건조되지 않았고, 또 용접후의 검사가 충분하지 않았던 것 등을 사고의 원인으로 들고 있다. 그러나 가장 큰 파괴원인은 사용재료의 화학성분 및 충격치가 불충분하고, 용접구조물에 사용될 수 있는 재료가 아니라는 점이다.
8. 조치사항 :
이 교량은 강 케이블로 거더를 프리스트레싱하는 방법으로 보수하였다.
9. 교훈 및 대책
강교의 유지관리상 동절기 한랭시의 상태변화 발생에 대해서는 경계할 필요가 있고, 또 고강도의 강재를 사용한 용접구조에서는 가설후 몇 년 동안은 상태변화 발생에 대해 유의하는 것이 바람직하다.
더욱이 최근의 교통량 증가추세를 감안하여 교량 상판부의 상태변화 발생의 가능성에 대하여 주목해야 한다.
종래 여러 가지 상태변화를 발생시킨 교량건설 당시의 기술적 수준이 낮았던 강재 저온 취성파괴, 피로 등의 부분에 대해서는 아직도 기술수준이 불충분한 면이 있으므로, 이런 부분에서의 상태변화는 교량공학 발전을 위하여 귀중한 경험이라 할 수 있다. 이런 파괴현상을 교훈으로 삼아 그 원인을 규명하여 향후 동종의 상태변화의 전철을 밟지 않고, 장기간에 걸쳐 교량을 안전하게 사용할 수 있도록 설계, 시공, 검사 등에 지금까지의 지식을 반영하여 개선을 거듭하는 것에 노력하지 않으면 안된다.
이 교량의 경우 부적절한 강재의 선택, 바람직하지 못한 상세설계 및 낮은 기온 등이 교량 파손의 주요인들이었다. 낮은 기온은 피할 수 없었다고 해도 나머지 사항들은 교량건설 초기부터 관리할 수 있는 것들이라는 점에서 교량계획 및 설계단계에 있어서 큰 교훈을 남겼다.
사례번호 BF-97022 1. 사고명 : Lehigh Canal & River 교(橋) 타이 플레이트 균열
2. 시설물 위치 : 미국 펜실바니아 주 베들레햄 인근
3. 시설물 형식 및 제원
- 형식 : 2 개의 평행한 리벳시공 교량, 3경간 연속 판형구조, 동서로 각기 2개 차선
- 길이 : 145.7m(43.9×2 +57.9)
- 준공 : 1953. 11.
ㆍ 구조개요 - US-22 도로상의 Lehigh Canal & River (橋)는 미국 펜실바니아 주 베들레햄 인근의 Lehigh Canal & River 상의 교량이다.
이 교량은 리벳으로 조립된 구조물로서 2개가 나란히 설치되어 있다.
나란히 설치된 각 구조물은 두 개의 차선을 가지고 있으며, 3 경간 연속 판형거더구조로서 양단 경간은 길이가 43.9m이고, 중앙경간은 57.9m이다. 구조 평면도 및 입면도는 <그림 I-1-76>과 같고, 대표적인 단면은 <그림 I-1-77>과 같다. 1953년 당시의 타이플레이트 평면도는 <그림 I-1-78>과 같으며, 이 타이 플레이트는 <그림 I-1-78>에서 보는 바와같이 1978년에 현행의 타이 플레이트로 교체되었다. <그림 I-1-76>에서 보는 것처럼 3경간 연속구조인 두 구조물은, 교각에서 헌치된 두 개의 거더, 여러 개의 스트링거, 바닥빔, 수직 캔틸레버 브라켓, 수평 브레이싱으로 되어 있다. 스트링거 및 바닥빔은 압연단면이고, 브라켓 및 거더는 조립단면이다. 교각에서의 바닥빔은 조립단면이다. 철근 콘크리트 상판은 비합성으로 시공되어 있고, 바닥빔 및 캔틸레버 브라켓에 연결되어 있는 스트링거에 의해 지지되고 있다. 복부판과 연결하기 위하여 바닥빔 및 브라켓의 상하 플랜지 및 복부판은 코핑되어 있다. 바닥빔 및 브라켓 복부판은 앵글을 사용하여 거더 복부판에 리벳으로 연결되어 있으며, 두 구조물의 내측 바닥빔 및 브라켓에는 연결용 앵글이 하나씩 설치되어 있고, 다른 모든 위치에는 연결용 앵글이 두개씩 설치되어 있다. 바닥빔 및 브라켓의 상부플랜지는 타이 플레이트에 연결되어 있다. 브라켓 연결용 앵글은 거더 깊이와 같게 설치되었다.
경사 보강재(Knee Brace)가 바닥빔 끝을 지지함과 동시에 거더 복부판을 보강하고 있다. 바닥빔 연결용 앵글은 거더깊이와 같게 설치되었으며, 경사 보강재(Knee Brace)를 거더 복부판에 연결해 주고 있다.
경사 보강재 상부플랜지는 가세트판에 리벳체결되어 있으며, 가세트판은 바닥빔 하부플랜지에 리벳체결되어 있다. 브레이싱은 가세트판에 리벳으로 연결되어 있고, 브레이싱은 거더깊이 중간부에 설치되어 있다. 사용된 강재는 ASTM A36 이다.
4. 사고일시 : 1962. 7. 11.
5. 피해 정도 : 타이 플레이트 균열
6. 손상 내용
ㆍ 군열 개요 - 이 교량은 1953년 11월에 개통되었고, 1972년 봄 현장점검시 1953년 설치한 타이 플레이트의 가장자리로부터 시작하여 플레이트 폭을 가로지르는 균열이 발견되었다.
거더 중간보다는 거더지지부 및 그 인접부에서 더 많은 균열발생이 발견되었다.
피로균열은 타이 플레이트를 브라켓 상부플랜지에 연결하기 위해 사용된 가용접부에서부터 시작하여 타이 플레이트 두께를 관통했다. 1953년의 타이 플레이트들은 바닥빔 상부플랜지, 브라켓 상부플랜지, 거더 상부플랜지에 리벳체결되있었다. 휨을 받는 거더의 종방향 변위가 1953년 타이 플레이트에 면외변형을 일으켜 타이 플레이트의 거더에 인접한 가용접부에 균열이 발생했다. 모든 1953년 타이 플레이트를 1977년과 1978년 사이에 교체했다. 1978년 타이 플레이트는 바닥빔 및 캔틸레버 플랜지에 볼트체결로 연결했다. 거더 상부플랜지와 바닥빔 상부플랜지 및 브라켓 상부플랜지 사이의 상호작용의 완화가 타이 플레이트에서의 피로균열 발생을 제거할 것으로 기대되었다.
1987 년 및 1988년 현장점검시에는 타이 플레이트에서의 균열이 발견되지 않았다. 그대신 바닥빔 및 캔틸레버 브라켓의 복부판 상부 코핑부에서 균열이 발견되었다.
1988 년 3월 균열선단에 스톱홀을 뚫기 전후의 스트레인을 측정했다. 1985년 당시의 일일평균 트럭통행량은 4,768대 였던 것이 1988년에 5,100대로 증가했다. 이것은 1972년에 이 교량을 이용했던 상용차량을 3,709 대 초과하는 증가량이다.
ㆍ 균열위치 - 1987년 및 1988년 현장점검시 바닥빔 및 브라켓 복부판에 피로균열이 발견되었다. 가장 큰 균열은 동쪽 구조물의 서쪽 교대측에서 발견되었다.
바닥빔(압연단면)의 균열은 복부판의 상부 코핑된 필렛(압연단면의 필렛으로 필렛용접부가 아님)에서 발생했다. 브라켓(조립단면)의 균열은 복부판 상부 코핑부의 리벳체결된 "복부판-플랜지" 연결 앵글과 브라켓 복부판에 의해 만들어진 구속선에서부터 발생했다. 몇몇 복부판 균열은 복부판 한 쪽면에서의 균열이 다른 쪽의 균열보다 큰 것이 확인되었다. 균열은 또한 교각을 지나는 바닥빔 및 브라켓에서도 발견되었으며, 지지점 사이에서도 균열의 조짐이 나타났다.
7. 사고 원인
▶ 원인분석 - 파손형식(Failure Modes) 및 파손해석(Failure Anaylisis)
ㆍ 주기하중 및 응력 - 1988년 3월에 무작위 교통통행하에서 균열선단에 스톱홀을 뚫지 않고, 바닥빔 및 브라켓에 균열이 발생한 복부판에서 스트레인을 측정했다.
스트레인 게이지는 동쪽 구조물의 제1 경간의 바닥빔 및 브라켓의 서쪽 교대에 인접한 부분, 교각에 인접한 부분과 교대와 교각 사이에 설치했다. 대부분의 스트레인 게이지는 남측 거더에 연결된 바닥빔 및 브라켓에 설치를 했고, 단지 3개의 스트레인 게이지를 북측 거더에 연결된 두 개의 바닥빔에 설치했다. 스트레인 게이지는 바닥빔 및 브라켓 복부판의 코핑된 부위의 양면에 균열방향과 직각으로 균열선단에 설치했다. 또한 바닥빔 "복부판-플랜지" 필렛부에 수직방향으로 약 254㎜ 떨어진 곳과 브라켓 "복부판-플랜지" 연결용 앵글에 수직방향으로 균열진행방향과 수직으로 균열선단에 설치했다. 게이지를 설치한 복부판의 개략도는 <그림 I-1-79>와 같다. 균열이 없는 바닥빔 및 브라켓에서는 <그림 I-1-79>에서 보는 바와같이 "복부판-플랜지" 필렛부 또는 복부판 코핑부에 게이지를 부착했다. 서쪽 교대에 가까운 바닥빔에서는 스트레인 게이지를 두께가 변화하는 타이 플레이트의 상면에 설치했다.
서쪽 교대로부터 두 번째 바닥빔에서는 타이 플레이트의 상면과 거더 상부플랜지에 각기 하나 씩의 스트레인 게이지를 설치했다. 타이 플레이트와 남측 거더 사이에서의 처짐을 측정하기 위하여 클립 게이지를 설치했다. "스트레인-시간" 기록에 의하면 균열이 발견된 복부판 부분에 면외휨이 발생하고 있었다.
바닥빔 및 브라켓의 균열선단에서 측정된 응력범위는 131에서 230 MPa이었다.
바닥빔 및 브라켓의 복부판 코핑부에서 측정한 응력범위는 54에서 278 MPa이었다.
바닥빔의 "복부판-플랜지" 필렛부에서의 측정응력 범위는 94 MPa이었다.
클립 게이지 측정치는 복부판에서 측정한 응력범위와 서로 상관관계가 있었다.
타이 플레이트의 "스트레인-시간" 기록은 면내휨을 나타내었다. 타이 플레이트 및 거더 상부플랜지의 응력범위는 17 MPa이었다.
1988 년 3월에 서쪽 교대에 인접한 남측 거더를 관통한 바닥빔 및 브라켓의 균열선단에 스톱홀을 뚫고 스트레인을 측정했다. 파손된 균열선단 스트레인 게이지들은 스톱홀 가장자리에 균열방향에 수직인 스트레인 게이지로 교체했다.
스트레인-시간 기록에 의하면 균열된 복부판 부분에 면외변형이 발생하고 있었다.
바닥빔 복부판의 서쪽 표면의 스톱홀에서 측정된 최대 응력범위는 156MPa 이었다(균열선단의 응력범위는 141 MPa이었음). 브라켓 복부판의 서쪽 표면의 스톱홀에서 측정한 최대응력범위는 74 MPa이었다(균열선단에서의 응력은 166 MPa이었음). 브라켓 복부판의 변위에 의해 소음이 발생했다.
균열성장 및 파괴/파손 예상 원인 - 타이 플레이트를 측정한 결과, 타이 플레이트에서는 피로균열이 비교적 적게 발생하였는데, 이것은 1978년에 실시한 보수가 그 기능을 제대로 발휘하고 있음을 입증하는 것이었다.
연결용 단일 앵글의 리벳머리에서 생긴 균열은 바닥빔과 브라켓을 앵글로부터 끌어당기는 수평변위 때문에 발생했다.
이 변위가 리벳머리에 프라잉을 유발하여 균열을 발생시켰다.
바닥빔 및 브라켓의 균열선단에서 측정된 응력범위는 피로균열이 계속 진전되리 만큼 컸다. 복부판 코핑부에서는 균열은 발견되지 않았으나, 측정된 응력범위의 크기로 보아 피로균열이 발생할 것이라 예상했다. 균열들(면외휨을 받는)은 복부판의 양쪽 표면에서 안쪽으로 성장했다. 균열형상이 곡선으로 나타난 것은 균열이 발생한 복부판 부분이 자유롭게 변형하지 못하고, 또한 신축성이 없는 구속력 때문인 것으로 생각되었다. 복부판이 유연성이 있다는 것은 균열표면이 미끄러짐으로써 균열을 따라 일어나는 주기응력을 감소시킨다는 의미이다. 균열선단에 스톱홀을 뚫은 후에는 바닥빔 연결부에서 균열표면의 미끄러짐이 관찰되지 않았다. 스톱홀 가장자리에서의 응력범위는 균열선단에서의 응력범위에 비해 약간 증가했다. 균열선단에 스톱홀을 뚫은 후에 브라켓 연결부에서 소음이 나는 것은 활하중이 통과할 때 균열표면이 미끄러진다는 것을 의미한다.
이것은 균열선단에서의 응력범위에 비해 56%가 감소한 스톱홀 가장자리에서의 응력범위와 일치했다.
▶ 결론
ㆍ 파괴/파손에 대한 결론 - 거더들이 움직이고, 구부러짐에 따라 거더와 바닥빔 및 브라켓 사이에는 수평변위가 생긴다.
수평변위는 원래 거더로부터 타이 플레이트를 경유하여 바닥빔 및 브라켓으로 전달되었다. 타이 플레이트의 면외굽힘은 제작시 타이 플레이트를 브라켓 플랜지에 연결하기 위해 사용된 가용접부 부위에서 피로균열을 발생시켰다. 이들 타이 플레이트들은 1978년에 교체되었다. 1987년에 현장점검을 실시하고, 1988년 3월에 스트레인을 측정했다.
1978 년의 타이 플레이트에서는 피로균열이 발견되지 않았으며, 이러한 현상은 타이 플레이트 자체의 면내굽힘으로 인하여 생기는 응력범위와 일치했음을 말한다.
1978 년에 실시한 타이 플레이트의 보수는 피로균열의 발생을 효과적으로 제거했다.
1987 년 및 1988년 점검시 바닥빔 및 브라켓의 복부판 상부 코핑부에서 피로균열의 발생이 관찰되었다. 거더가 휘므로서 거더와 바닥빔 및 브라켓 사이의 수평 변위가 생겼다. 이것이 복부판 상부 코핑부에서 면외굽힘을 발생시켜 피로균열이 성장하게 되었다. 이것은 균열선단(스톱홀 없이) 및 복부판의 상부 코핑부에서 측정된 응력범위와 일치했다.
피로균열은 발견되지 않았으나, 복부판 상부 코핑부에서 측정된 응력범위가 높은 곳에서는 피로균열이 발생할 것으로 예상되었다.
서쪽 교대에 가장 가까운 바닥빔 및 브라켓에 대해서는 복부판의 균열선단에 스톱홀을 뚫었다. 바닥빔 복부판의 스톱홀 가장자리에서 측정한 응력범위는 피로균열을 재발시키기에 충분했다. 브라켓 복부판의 스톱홀 가장자리에서 측정한 응력범위는 균열표면이 미끄러짐 때문에 균열선단에서의 응력보다 낮았다.
그러나 이 스톱홀 가장자리에서 측정한 응력범위는 피로균열을 재발시키기에 충분했다. 바닥빔 및 브라켓 복부판 상부 코핑부분에서의 피로균열 발생, 균열선단에서의 스톱홀의 천공, 브라켓 복부판에서의 균열의 미끄러짐 등은 복부판 상부 코핑부분의 신축성(이 신축성이 증가됨으로 해서 복부판의 면외휨을 수용하여 피로균열 성장을 제거하게 된다)을 크게 증가시키지 못했다. 연결용 앵글 상부에서 발견된 리벳머리의 균열은 복부판 상부 코핑부분이 유연성이 없음을 의미한다.
8. 조치사항
파손형식 및 파손해석을 통하여 사고원인을 분석, 도출하고, 보수절차를 수립
9. 교훈 및 대책
ㆍ 파손부의 보수 - 제안된 보수방법은 연결용 앵글의 돌출된 부분(Outstanding Leg)의 상부를 180㎜ 제거하여 바닥빔 및 브라켓 복부판의 코핑부분의 신축성을 증가시키는 것이었다. 그 절차는 연결용 앵글로부터 180㎜ 떨어진 곳에 51㎜ 구멍을 천공하고, 앵글을 수평 및 수직으로 구멍까지 화염절단하여, 클립된 앵글로부터 리벳을 제거하는 것이다. 이 방법은 1988년 11월에 두 개의 바닥빔에 대해 시험적으로 실시되었으나, 주기응력을 만족할 만한 수준으로까지는 감소시키지 못했다. 바닥빔 및 브라켓의 복부판이 자유롭게 움직일 수 있도록 앵글의 돌출부를 충분히 제거할 수는 없었다. 이 시험보수의 결과에 의하면 앵글을 254㎜ 정도로 제거해야 했다. 이것은 연결용 앵글과 바닥빔 및 브라켓의 복부판을 수직으로 화염절단함으로써 제거할 수 있다.
<그림 I-1-76> 평면도 및 거더 입면도
<그림 I-1-77> 대표적인 단면
<그림 I-1-78> 1953년도 타이 플레이트의 평면도
<그림 I-1-79> 복부판 스트레인 게이지 위치
<그림 I-1-80> 제시된 보수절차
사례번호 : BF-97023 1. 사고명 : Woodrow Wilson Memorial 교(橋) 상부구조 균열
2. 시설물 위치 : 미국 메리랜드와 버지니아주의 경계인 포토멕 강을 가로지르는 I-95 도로상 교량
3. 시설물 형식 및 제원
- 형식 : 4-거더 연속교
- 준공 1962년
ㆍ 구조개요 - Woodrow Wilson Memorial 교는 미국 메리랜드와 버지니아주의 경계인 포토멕 강을 가로지르는 I-95 도로상에 있다.
강구조물인 이 교량은 주로 핀-행거 조립체로 연결된 연속교로 구성되어 있다. <그림 I-1-81>은 W6 구간의 평면도 및 대표적인 단면을 나타내고 있다. 이 단면도는 두 개의 거더와 바닥빔 및 스트링거를 보여주고 있다.
바닥빔은 간격이 6.3m로서 10 개의 연속 스트링거를 지지하고 있다.
횡방향의 바닥빔은 4 개의 연속거더를 관통하고 있다.
연속 스트링거의 일부는 횡방향 챤넬 다이아프램에 브레이싱되어 있다. 다이아프램-스트링거 연결부에서는 다이아프램이 스트링거 복부판에 용접된 수직보강재에 볼트체결되어 있다.
스트링거-바닥빔 연결부에서는 스트링거 하부플랜지가 바닥빔 상부플랜지에 볼트체결되어 있다. 바닥빔은 압연단면이거나 또는 용접된 조립단면이다.
바닥빔-주거더 연결부에서는 거더 복부판에 용접되어 있는 수직 보강재에 복부판만 볼트체결되었으며, 바닥빔 상부 및 하부플랜지는 화염절단하여 코핑되어 있다. 몇몇 바닥빔의 하부 플랜지는 니(Knee) 브레이싱으로 지지되어 있으며, 이 브레이싱은 거더의 하부 플랜지까지 연장 설치되어 있다.
모든 보강재는 플랜지에는 연결되지 않았으며, 복부판에만 용접되어 있다. 몇몇 외측 Bay에는 주거더 사이에 수평 K-브레이싱이 되어 있다.
스트링거, 바닥빔 및 주거더의 대표적인 배치를 <그림 I-1-81>에서 볼 수 있다.
동쪽 및 서쪽 교대, 교각의 신축이음부에서는 스트링거와 주거더가 약 0.6m 연장하여 캔틸레버로 되어 있다. 연속 주거더들은 핀과 행거로 연결되어 있다.
원설계에는 콘크리트 슬래브 상판을 스트링거의 상부플랜지에 타설하거나, 두 개의 외측 플레이트 거더 G1 및 G4 상에도 직접 타설하도록 되어 있었으나, 후에 동쪽과 서쪽차선의 상판을 프리스트레스 콘크리트 패널로 교체했다.
사용된 구조용 강재는 ASTM A 36 이었다.
4. 사고일시 : 1962. 7. 11.
5. 피해 정도 : 교량 상부구조 균열
6. 손상 내용
ㆍ 균열 개요 - Woodrow Wilson Memorial 교는 1962년에 개통되었으며, 1982년에 강재 상부구조에 균열이 발생할 때까지 20년간 사용해 왔다.
1982-1983 년 강재 상부구조 점검시 서쪽방향 차선의 상판을 프리스트레스 콘크리트 패널로 교체했으며, 동쪽방향 차선의 상판은 그 후에 교체했다.
ㆍ 균열위치 - Woodrow Wilson Memorial 교는 균열, 부식, 잘못 뚫은 구멍의 플러그 용접 등을 포함하고 있었다.
챤넬 다이아프램-스트링거 연결부에서 19㎜의 대각선 균열이 수직보강재의 상부로부터 스트링거 복부판에까지 아래로 진전했다. 스트링거 복부판 두께는 11㎜였다. 바닥빔 복부판을 연결판에 볼트체결하기 위해 바닥빔 플랜지들은 코핑되어 있었다. 거더 G1-G2 및 G3-G4 사이의 바닥빔의 거더 연결부에서 바닥빔 복부판의 균열이 발견되었다. 거더 G1-G2 사이의 바닥빔은 서쪽 차선의 교체된 프리스트레스 콘크리트 패널 상판 아래에 위치해 있었다. 균열은 동쪽 차선지역의 상판아래의 거더 G3-G4 연결부의 바닥빔 복부판에서도 발견되었다. 바닥빔 복부판 균열들은 수직 복부판 균열로서 상부플랜지 코핑부 또는 하부플랜지 코핑부에서 발견되었으며, 최대길이는 210㎜로 보고되었다. 바닥빔 복부판의 두께는 조립단면의 경우 10㎜, 압연단면의 경우 16㎜였다. 니 브레이스에 의해 지지되는 바닥빔 복부판의 하부플랜지 코핑부에서는 균열이 발견되지 않았다. 동쪽 교대에 가장 가까운 바닥빔에서는 스트링거 아래쪽의 바닥빔 복부판과 바닥빔 상부플랜지를 연결하는 필렛용접부를 따라 수평균열이 발생했다. 거더 G1에 인접한 스트링거 S1 아래서의 균열길이는 572㎜였고, 거더 G3 인근의 스트링거 S3아래서의 균열길이는 318㎜였다.
외측거더 G1 과 G4의 바닥빔-주거더 연결부에서는 주거더 복부판 갭에서 주거더 "복부판-상부플랜지" 필렛용접부를 따라 수평균열이 발생했다. 주거더 복부판 갭에서는 연결판의 상부로부터 양측면 아래로 진전하고 있는 대각선 균열이 발생했다. 주거더 복부판 두께는 10㎜에서 29㎜ 였다.
주거더 하부 복부판 갭에서는 균열이 발견되지 않았다. 거더 G1 과 G4의 복부판은 동쪽 및 서쪽 교대부분 및 동쪽 및 서쪽 교대에서 떨어진 캔틸레버 부분에서 좌굴이 되어 있었다. 거더 G1 연결핀 위치에서는 거더 "복부판-상부플랜지" 필렛용접부를 따라 200㎜의 균열이 발견되었다.
핀 링크를 위해 뚫은 구멍중 잘못 뚫은 구멍을 플러그 용접한 부분에는 심한 부식이 발생했다. 핀 링크부에서의 주거더 복부판 두께는 29㎜였다. 거더 G2 스플라이스 위치에서 주거더 "복부판-상부플랜지" 필렛용접부에서는 언더컷과 616㎜ 용접누락 등의 제작결함이 발견되었다.
7. 사고 원인
▶ 원인분석식 - 파손형식(Failure Modes) 및 파손해석(Failure Anaylisis)
ㆍ 주기하중 및 응력 - 1977년의 양방향의 일일평균교통량은 110,000대 였고, 그중 약 8%는 트럭이었다. 1983년 5월 미연방도로국 고속도로 연구소로부터 응력측정 요청이 있었다. 측정은 거더 G1, G2, G3 및 G4의 단면에서 실시했다.
이들 거더중 동쪽차선 부분은 콘크리트 상판이었고, 서쪽차선 부분은 프리스트레스 콘크리트 판넬 상판이었다. 게이지는 상부 및 하부플랜지에 인접한 갭내부 및 인접부의 주거더 복부판, 상부플랜지에 인접한 주거더 복부판, 플랜지 가장자리에 인접하고 연결판의 중앙부인 주거더 하부플랜지, 바닥빔 상부 및 하부플랜지 코핑부에 인접한 바닥빔 복부판 등에 설치했다.
프리스트레스 콘크리트 상판을 지지하는 주거더 G1의 복부판 갭에서 얻은 응력들은 원래의 상판을 지지하는 거더 G4에서의 응력들 보다 컸다. 거더 G1의 상부 복부판 갭에서의 변형률 구배는 이중곡선을 나타내었다.
거더 G1 상부 복부판 갭의 필렛용접부 지단에서의 응력은 이곳에 가장 인접한 게이지에서 측정한 응력보다 2.3배나 크다고 추정되었다.
수직보강재를 지나 거더 G1의 상부 복부판 갭 아래로 내려가면서 응력은 감소했다. 거더 G1의 하부 복부판 갭에서의 변형률 구배는 이중곡선을 나타내지 않았으며, 응력들은 상부 복부판 갭에서 측정된 것보다 작았다. 거더 G4에서의 변형률 구배는 거더 G1에서와 유사했지만 거더 G1 복부판 갭의 응력이 더 컸다. 주거더 G1 및 G4의 상부 복부판 갭에서의 응력범위는 변형률 반응으로부터 결정되었다.
상부 복부판 갭의 용접지단에서의 응력범위는 G1의 경우 85.5 MPa이었고, G4의 경우 44.8 MPa이었다. 프리스트레스 콘크리트 판넬 상판 아래에 있는 주거더 상부 복부판 갭의 용접지단에서의 응력범위가 약 두배였다. 거더 G1의 응력사이클은 984였고, G4의 응력사이클은 142였다.
프리스트레스 콘크리트 판넬 상판 아래에서의 응력사이클이 6배 이상 증가했다.
응력범위는 상부플랜지에 인접한 주거더 복부판과 연결판의 중앙부에 위치한 하부플랜지 가장자리에서 측정했다. 두 위치에서의 최대 응력범위는 거더 G1과 G2 하부플랜지에서 33.1 MPa이었다.
거더 G1 및 G2에 대한 유효응력범위는 0.7 MPa 차이가 있었으며, 두 거더 G1과 G4사이의 응력사이클의 차는 무시할 수 있을 정도였다. 그러나 프리스트레스 콘크리트 상판 아래에 있는 G2 거더의 응력사이클(348 사이클)은 원래의 상판 아래에 있는 거더 G3의 응력사이클(192 사이클)보다 82% 컸다.
프리스트레스 콘크리트 상판 아래에 있는 서쪽방향 차선의 거더 G1과 G2를 연결하는 바닥빔은 복부판의 상부 및 하부플랜지 코핑부에 직경 25㎜의 구멍을 뚫어 보수했다. 게이지는 거더 G1과 G2를 연결하는 바닥빔용 구멍의 가장자리 위치의 바닥빔 복부판과 거더 G3과 G4를 연결하는 바닥빔용 플랜지 코핑부가 있는 바닥빔 복부판에 설치했다.
바닥빔 복부판 응력범위 및 프리스트레스 콘크리트 상판 아래의 거더 G1과 G2에 인접한 곳에서의 유효응력범위는 보수구멍의 응력집중 때문에 원래의 상판 아래에 있는 거더 G3 및 G4 인접한 곳에서의 응력범위보다 컸다. 그러나 거더 G3에 인접한 바닥빔 복부판 응력범위는 거더 G2에 인접한 보수구멍에서 얻은 응력범위 보다 컸다.
균열성장 및 파괴/파손 예상 원인 - 최초 상판은 외측거더위에 직접 타설되어 스트링거에 의해 지지되었다.
상판과 내측 거더들 사이에는 접촉이 없었다. 하중을 받을 때 외측거더와 내측거더 인접부 사이의 상대적인 변형은 바닥빔을 통해 전달되어 주거더 상부 복부판 갭에서 이중곡선 스트레인 변화도를 나타내었다. 초기 상판을 프리스트레스 콘크리트 패널 상판으로 교체하여 외측 거더 플랜지가 지지하도록 하였다. 외측 거더 복부판 갭 스트레인 변화도는 이중곡선으로 남아있었다. 그러나 초기상판조건과 비교할 때 응력범위는 두배로 응력사이클은 6배이상으로 증가하였다. 그러므로 외측거더 복부판 갭의 변형에 의한 균열은 상판교체후 심각했다. 외측거더 복부판 갭에서는 균열이 보고되었으나, 내측거더 복부판 갭에서는 균열이 보고되지 않았다. 내측거더 복부판에 균열이 없는 원인은 외측거더와 내측거더 사이의 두가지 중요한 설계상 차이점이 있었기 때문이다. 내측거더의 양측에는 바닥빔이 관통해 들어가 거더의 면외변형을 감소시켰기 때문이다. 내측거더 상부플랜지는 슬라브에 의해 구속되지 않았다. 이것이 갭에 변형을 유도하지 않고 면외이동이 가능토록 했다. 전체적으로 주거더는 프리스트레스 콘크리트 상판하에서 합성작용의 감소로 응력범위가 증가했다.
바닥빔 상부 및 하부플랜지의 코핑부는 바닥빔의 면내 휨저항을 크게 감소시키는 원인이 되었다. 화염절단에 의한 코핑을 함으로써 플랜지 단부의 절단 가장자리를 따라 높은 인장 잔류응력이 생겼다. 높은 인장 잔류응력과 코핑부에서의 응력집중이 결합하여 인장 또는 압축 주기응력하에서 복부판에 피로균열이 발생하게 됐다.
상판을 교체한 후 바닥빔 복부판 보강재를 바닥빔 상부플랜지에 완전하게 부착하기 전에 바닥빔의 "복부판-상부플랜지" 필렛용접부를 따라 수평균열이 발생했다.
교대에서의 주거더 복부판의 좌굴은 면외변형에 의해서라기 보다는 복부판의 기능 상실에 의한 것이었다. 바닥빔을 주거더에 연결하는 연결판의 보강으로 내측 베어링 보강재를 주거더 상부플랜지에 용접했다. 그러나 외측 베어링 보강재는 완전하게 부착되지 않았다. 상부플랜지하의 복부판의 좌굴은 외측 보강재를 14㎜나 면외변형시킴으로써, "외측 보강재와 복부판" 필렛용접부에 균열을 발생시켰다.
▶ 결론
ㆍ 파괴/파손에 대한 결론 - 주거더 복부판 갭에서의 피로균열은 면외변형 때문이었다. 상판 및 프리스트레스 콘크리트 상판하의 거더 상부 복부판 갭에서 이중곡선 스트레인 변화도가 발생했다. 초기상판의 교체는 교량구조체의 신축성을 증가시켰고 외측거더 복부판 갭에서 응력범위를 배가시켰으며, 응력사이클을 여섯배 증가시켰다. 높아진 응력범위 및 더 많아진 응력사이클이 결합하여 복부판 갭에서의 피로 손상 속도를 증가시켰다. 바닥빔에서의 응력범위 및 주기응력의 빈도는 상판을 교체했기 때문에 증가했다.
바닥빔과 주거더의 연결부위인 바닥빔 복부판에서의 피로균열은 바닥빔 상부 및 하부플랜지를 화염절단 코핑한 결과 절단된 가장자리에 높은 잔류인장응력 및 응력집중이 생겼기 때문이다.
바닥빔 복부판을 바닥빔 상부플랜지에 연결하는 스트링거 아래의 필렛용접부를 따른 균열은 상판을 교체한 후 바닥빔 복부판 보강재를 바닥빔 상부플랜지에 견고하게 부착하기전에 발생했다.
상판교체의 전반적인 영향은 교량구조물의 신축성을 증가시켰으며, 초기 상판 아래서의 중요한 상세부와 중요하지 않은 상세부에서 균열성장 감수성을 증가시켰다.
교대측의 외측 주거더 복부판의 좌굴은 면외변형에 의해서라기 보다는 오히려 복부판의 기능상실에 의한 것이었다. 수직보강재를 주거더 상부플랜지에 용접 또는 볼트로 완전하게 연결한 것은 외측거더 복부판 갭의 면외변형을 감소시켰다.
하부 갭 주기응력 및 면외변형은 증가했지만 상부 갭에서 만큼 심각하지는 않았다. 하부 갭에서의 보강은 필요하지 않았다.
8. 조치사항 : -
파손 및 파손해석을 통하여 사고원인을 분석, 도출하고, 보수절차수립
9. 교훈 및 대책
ㆍ 파손부의 보수 - 핀 링크부의 오제작 구멍들은 복부판과 동일한 재료로 용접 되메움을 했다.
용접 되메움을 한 구멍 주위를 초음파 탐상한 결과, 균열은 없었다.
그러므로 부식된 부분을 청결하게 하여 초음파 균열탐상을 실시하고, 도장을 했다.
외측 주거더 복부판의 좌굴에 대한 보수보강은 <그림 I-1-82>와 같다. 이 보수, 보강에는 교대 상부의 외측거더 복부판 및 상부플랜지의 보강, 균열 선단에 직경 25㎜ 구멍뚫기, 상부플랜지에 복부판 베어링 보강재의 설치 등이 포함되었다. 외측거더 복부판 갭에서 길이 13㎜를 초과하는 피로균열에 대해 주거더-바닥빔 연결부에 사용된 보수보강은 <그림 I-1-83>과 같다.
피로균열이 수평이면 <그림 I-1-83> 및 <그림 I-1-84>의 상세 G 및 상세 K로 충분했다.
균열이 방향을 바꾸면 <그림 I-1-82>에서 보는 바와같은 연결부의 보강이 필요했다. 균열발생을 방지하거나 길이 13㎜ 미만의 균열에 대해 사용된 보수보강은 <그림 I-1-84>에서 보는 바와같이 연결부의 위치에 좌우되었다. 길이 13㎜ 미만의 모든 피로균열에 대해서는 직경 25㎜의 구멍을 균열선단에 뚫고, 평판하게 연삭을 하고, 균열선단의 제거여부를 확인하기 위하여 침투탐상을 실시했다.
바닥빔 복부판의 상하부플랜지 코핑부의 균열에 대한 보수는 <그림 I-1-85> 및 <그림 I-1-86)에서 보는 바와같다. 이 보수는 균열선단에 구멍을 뚫는 것으로 충분한지 아니면 연결부를 보강할 필요가 있는지를 결정하는 균열의 크기에 따라 좌우되었다. 니 브레이스에 의해 지지되는 바닥빔 하부플랜지에 인접한 바닥빔 복부판은 보수가 필요하지 않았다. 니 브레이스로 인하여 바닥빔 하부 복부판에서의 주기응력은 저지됐다. 코핑된 상부 또는 하부플랜지에 균열이 발생하지 않은 바닥빔 복부판은 플랜지하면으로부터 25㎜ 아래의 복부판에 직경 25㎜ 구멍을 뚫고, 이 구멍을 매끈하게 연삭하여 플랜지 끝단으로 부터 구멍중심까지 하나의 불연속을 톱으로 절단해 내고, 구멍 상하부에 와셔를 끼워 직경 22㎜ 고장력 볼트로 체결하였다. 부식된 바닥빔 복부판의 바닥빔-주거더 연결부의 보강은 바닥빔 깊이에 걸쳐 스플라이스 판을 추가하는 것으로 했다. 교각, 교대, 신축이음부로부터 멀리 떨어진 스트링거 아래의 바닥빔에서의 균열은 보수를 해야 했다. 바닥빔의 "상부플랜지-복부판" 필렛용접부를 따라 발생한 균열에 대한 초기 보수는 균열선단에 직경 25㎜ 구멍들을 뚫고, 균열들을 가우징하여 균열길이를 따라 필렛용접을 하고, 수직보강재를 주거더 상부플랜지에 필렛용접하는 것이었다. 원래의 균열이 적절히 필렛용접되었는지를 검사하기 위하여 초음파시험을 수행한 결과 추가로 균열이 발견되었다. 새로운 "플랜지-복부판" 용접부에 균열이 발생했고, 스트링거 S2 및 S3 사이의 바닥빔 상부플랜지에 복부판 방향과 교차하는 균열이 발생했고, 스트링거 S2와 만나는 바닥빔의 상부플랜지에 연결된 수직보강재의 필렛용접부에는 심한 균열이 발생했다. 보수의 품질을 결정하기 위하여 이전의 보수부를 점검하였다. 점검결과 스트링거 S1 및 S2 아래의 플랜지 및 복부판을 용접하기 전에 균열선단에 구멍들이 뚫리지 않았음이 밝혀졌고, 추가적으로 스트링거 S1 아래의 균열은 에어 아크가 되었지만 필렛용접이 되지 않았음이 밝혀졌다. 바닥빔 플랜지의 길이 18㎜ 수직균열이 보수전에 일어난 것인지 또는 보수가 불완전했기 때문에 일어난 것인지를 결정할 수가 없었다. 바닥빔의 필렛용접부의 보수, 보강은 <그림 I-1-87>과 같다. 균열이 심한 서쪽 차도의 스트링거 S1 및 S2 아래의 바닥빔들과 동쪽 차도의 스트링거 S9 및 S10 아래의 바닥빔들은 <그림 I-1-87>과 같이 보강했다.
바닥빔 보수는 조립단면에만 적용하고, 압연단면에는 적용하지 않았다. 교각에 가까운 바닥빔은 주기적인 점검이 필요했으며, 여기서 균열이 발생할 경우에는 교각에서 멀리 떨어진 곳에서 적용한 보수절차를 사용했다.
<그림 I-1-81> 평면도 및 입면도
<그림 I-1-82> 외측거더의 좌굴된 복부판의 보수
<그림 I-1-83> 복부판 상부 갭의 주거더-바닥빔 연결부에서 길이 12.7㎜ 이상인 균열의 보수
<그림 I-1-84> 외측거더 복부판 상부 갭의 주거더-바닥빔 연결부에서의 균열방지를 위한 보수
<그림 I-1-85> 바닥빔 복부판의 상부 또는 하부플랜지 코핑부에서 길이 50.8㎜ 까지의 균열 보수
<그림 I-1-86> 바닥빔 복부판의 상부 또는 하부플랜지 코핑부에서 길이 101.6㎜까지의 균열 보수
<그림 I-1-87> 교통방향에 대하여 교대 및 신축이음부로부터 멀리 떨어진 곳에 위치한 바닥빔의 보수
ㆍ 구조개요 - Daniel Boone 교(橋)는 미국 서버지니아주의 I-77 도로상의 곡선교량으로 남북차선 구조로 되어 있고, 단면은 <그림 I-1-88>과 같다.
남북차선으로 된 각 구조물은 각기 두 개의 차선을 가지고 있으며, <그림 I-1-89>에서 보는 것처럼 길이가 17.7m에서 37.0m 인 5 개의 연속경간으로 되어 있다.
철근콘크리트 상판은 거더와 합성작용을 하고 있다.
거더들은 직선 조립부재이며, 곡선차도가 되도록 하기 위하여 스플라이스부에서 킹크되어 있고, 수직 박스빔 캡에 의해 지지되어 있다.
거더 상부플랜지는 박스빔 캡 위를 지나가고 있으며, 거더 하부플랜지는 박스빔 캡을 관통하고 있다. 거더 하부플랜지는 스롯에서 박스빔 복부판에 필렛용접되어 있다. 스플라이스 위치에서 거더 상부 및 하부플랜지는 4 개의 심(Shim) 볼트에 의해 박스빔 상부플랜지에 연결되어 있다.
스플라이스 위치에서의 거더 상부 및 하부플랜지에는 볼트로 연결된 덮개판 아래에 종방향으로 용접된 필러 플레이트가 있다.
상부플랜지 및 종방향으로 용접된 필러 플레이트는 콘크리트에 묻혀 있다.
두께 10㎜인 거더 복부판은 코핑되어 있고, 박스빔 복부판에 필렛용접되어 있다.
수직 크로스 브레이싱은 거더 복부판에 필렛용접된 수직보강재에 부착되어 있다. 수직보강재와 거더 하부플랜지 또는 상부플랜지(콘크리트에 묻힘)와는 연결이 되지 않았다. 수직보강재는 거더 압축 플랜지와는 꽉끼게, 거더 인장플랜지와는 약간 떨어지게 연결되어 있다.
박스빔의 복부판 및 플랜지는 A555 또는 A572 Grade 50 강재이고, 나머지는 A36 구조용 강재다.
4. 사고일시 : 균열발견일시-1985년 및 1986년
5. 피해 정도 : 교량 상부구조 균열
6. 손상 내용
ㆍ 균열 개요 - Daniel Boone 橋는 1975년에 개통되었다. 1984년 당시 일일평균교통량은 25,000 대 였다.
1985 년 및 1986년 점검시 수직 브레이싱이 있는 곳의 거더 상부 "복부판-플랜지" 필렛용접부에 균열이 발생했고, 수직보강재의 상부에 균열이 발생하였다. 박스빔에 연결된 거더의 코핑된 복부판에도 균열이 발생하였다.
ㆍ 균열위치 - 피로균열은 수직보강재가 있는 거더 상부 "복부판-플랜지" 필렛용접부를 따라 발생했다. 직선균열, 가지균열(Branching Cracks), 거더 복부판 안쪽으로 들어간 방향전환 균열 등이 있었다.
피로균열은 거더 수직보강재 상부 끝단에도 있었다. 이들 균열들은 복부판 안쪽으로 성장해 들어갔거나 또는 수직보강재 필렛용접부 아래로 성장해 갔다. 박스빔 캡과 연결된 거더 복부판은 코핑부에 균열이 발생했다. 박스빔 복부판에 용접된 거더 하부플랜지는 플랜지 끝단이 응력범주 "E′"에 속했다. 상부플랜지(인장구역) 스플라이스 위치에 종방향으로 용접된 필러 플레이트는 용접단부가 응력범주 "E" 상세에 속했다.
7. 사고 원인
▶ 원인분석 - 파손형식(Failure Modes) 및 파손해석(Failure Anaylisis)
ㆍ 주기하중 및 응력 - 거더 상부 "복부판-플랜지" 필렛용접부를 따라 피로균열이 발생했고, 수직보강재에서도 피로균열이 발생했다. 크로스 브레이싱을 통하여 전달되는 면외굽힘으로 인하여 수직보강재의 끝부분에서 균열이 발생하여 점차 진전된 것이다.
콘크리트에 묻혀 있는 상부플랜지와 수직보강재는 완전하게 연결되지 않아 거더 상부복부판 갭이 하부 복부판 갭보다 더 위험했다. 변위차는 거더 상부 복부판 갭에 집중되어 갭에서의 면외변형 또는 면외굽힘을 유발했다. 면외변형 때문에 <그림 I-1-90> 및<그림 I-1-91>에서 보는 바와같이 거더 상부 "복부판-플랜지" 용접부에서 수평균열이 발생했고, 수직보강재 끝부분에도 균열이 발생하여 용접부를 따라 밑으로 진전됐다. 피로균열들은 <그림 I-1-91>에서 처럼 복부판 안쪽으로 진전됐다.
곡선형의 균열단면은 자유롭게 변형할 수 없는 구속된 상태를 의미한다.
주기적인 휨응력 및 피로균열을 따라 남아있는 응력집중은 균열성장을 재발시키기에 충분했고, 그래서 가지균열이 발생했다. 균열이 방향을 전환한 것은 기존의 피로균열이 발생한 후에도 복부판 갭이 면외굽힘을 감당할 수 있는 유연성 갖지 못한 것을 의미하며, 그래서 균열은 계속 성장해 갔다.
박스빔 캡에 연결된 코핑부위에서도 다수의 균열이 발생했다. 박스빔 캡에 연결한 상부플랜지에는 많은 변위가 생겼다. 변위차가 거더 복부판 코핑부에 집중되어 용접단부에 피로균열이 발생했다.
▶ 결론
ㆍ 파괴/파손에 대한 결론 - 상부 "복부판-플랜지" 필렛용접부를 따라 피로균열이 발생했고, 수직보강재 상단부에서도 피로균열이 발생했다. 이렇게 수직보강재 용접부를 따라 피로균열이 발생한 것은 복부판 갭의 면외변형 때문이었다.
이 면외변형은 거더들의 변위차 때문에 발생했다. 피로균열들의 가지치기 및 방향전환은 복부판 갭에서의 면외변형이 상당하다는 것을 의미한다. 거더 복부판 코핑부의 피로균열은 거더와 박스빔 캡 사이의 변위차 때문에 발생했다.
8. 조치사항
파손형식 및 파손해석을 통하여 사고원인을 분석, 도출하고, 보수절차 수립
9. 교훈 및 대책
ㆍ 파손부의 보수 - 모든 균열의 선단에 스톱홀을 뚫었다. 수직보강재들은 거더들의 압축플랜지에는 필렛용접으로 연결하고, 인장 플랜지에는 양면에 클립 앵글을 사용하여 볼트로 연결하였다.
상부플랜지의 인장구간에서는 콘크리트 상판을 파내고 고장력 볼트용 너트를 채워넣었다. 이렇게 볼트를 체결한 후 비수축 그라우트를 상판제거 부분에 채워넣었다.
박스빔 캡과 연결된 거더의 코핑된 복부판의 균열선단에 뚫은 구멍은 단기 보수조치다. 균열들은 재성장할 것으로 생각되므로 이들 부위는 주기적인 점검이 필요하다. 장기적인 보수대책으로는 향후 상판교체시 거더 상부플랜지와 박스빔 캡을 고장력 볼트로 연결하는 것이 제안되었다.
응력범주 E′ 상세에 해당되는, 박스빔 캡 복부판에 연결된 거더 하부플랜지판 용접부는 보강을 할 필요가 있었다. 응력범주 E′ 상세의 위험성을 완화하기 위해 고응력범위영역에 속하는 박스빔 복부판 상의 하부플랜지 판 선단을 피닝하는 것이 제안되었다. 응력범주 E 상세에 해당하는, 상부플랜지(인장 플랜지) 스플라이스 위치의 용접된 덮개판 단부는 위험한 상태는 아니었다.
이 덮개판은 콘크리트 속에 묻혔으며, 응력범위는 낮을 것으로 예측되었다. 그렇지만 이에 대한 장기적인 대책으로는 향후 상판교체시 플랜지상의 용접단부를 피닝하는 것이 제시되었다.
ㆍ 교량 개요 - I-470은 미국 서버지니아주 휠링에서 오하이오 강을 가로지르고 있고, I-79는 오하이오주 네빌 아일랜드에서 오하이오주를 가로지르고 있다.
이교량은 둘 다 타이드 아치(Tied Arch) 구조다. I-470 의 주경간은 238m 이고, I-79의 주경간은 229m 이다. <그림 I-1-92>는 I-470 교량의 평면도 및 입면도를 보여주고 있고, 수직 바닥빔이 두 개의 타이 거더에 연결되는 구조평면도 및 대표적인 단면은 <그림 I-1-93>에서 보는 바와 같다.
복합 콘크리트 상판 및 스트링거들은 바닥빔에 의해 지지되어 있다. 타이 거더 높이는 <그림 I-1-94>와 같다. I-470과 I-79는 바닥빔-타이 거더 연결부가 유사하게 설계되어 있다. 타이 거더는 바닥빔 연결부에 내부 다이아프램 설치용 판재가 있는 박스단면이다. 다이아프램 설치용 판재는 I-79의 경우 개선된 홈용접부로 연결되어 있고, I-470의 경우는 타이 거더 복부판의 양면에 필렛용접되어 있다. 그러나 복부판의 전길이에까지 연장되어 있지는 않다. 거더 플랜지에 완전하게 부착되지 않은 짧은 다이아프램으로 인하여 4 곳의 거더 복부판에 갭이 생겼다.
바닥빔이 설치된 상부 또는 하부 내측 복부판 갭은 <그림 I-1-95>과 같다. 타이 거더의 "복부판-플랜지" 연결부 4 곳은 연속 뒷면덧댐재(Backup Bars)를 사용하여 홈용접으로 연결되어 있다.
I-470의 하부 플랜지 뒷면덧댐재는 복부판 또는 플랜지에 필렛용접되지 않았다. 그러나 상부 플랜지의 뒷면덧댐재들은 복부판 및 플랜지에 필렛용접되어 있다.
I-470 바닥빔 플랜지 및 복부판의 소재는 A36(또는 A588) 및 A572 이다. 타이 거더플랜지 및 복부판은 A588 강재이고, 다이아프램 설치용 판재는 A36 강재이다. 타이 거더 스플라이스의 플랜지 및 복부판 강재는 A514 이고, 다이아프램 설치용 판재는 A36 강재이다. I-79의 강재는 I-470 소재와 유사한 것으로 추정된다.
4. 사고일시 : 1983. 7.
5. 피해 정도 : 교량 상부구조 용접부 균열
6. 손상 내용
ㆍ 구조 및 균열 개요 - "다이아프램-타이 거더" 복부판 연결부의 필렛용접종단부와 타이거더 "복부판-플랜지" 용접저부(Weld Root)에서 균열이 발견되었을 때 I-470 교량은 거의 완공단계에 있었다.
균열을 발견한 후 설계상으로 유사한 상세도를 갖고 있던 I-79를 점검한 결과, 1983년 7월 "다이아프램-타이 거더"의 홈용접 종단부, 타이 거더 "복부판-플랜지"의 홈용접저부에서 균열이 일어나고 있는 것이 발견되었다.
I-79 는 점검당시까지 7년째 사용되고 있었으며, 1980년 당시 일일평균 교통량은 38,200대 였고, 그중 8%가 트럭이었다.
ㆍ 균열위치 - I-470 및 I-79의 타이 거더와 바닥빔 연결부를 연결하는 부위에서 "다이아프램-타이 거더"의 용접종단부에서 균열, 용입불량 또는 용접부 크기미달 등의 용접결함이 있는 용접부가 발견되었다.
다이아프램을 거더 복부판에 연결하는 이음방법이 필렛용접이든 개선된 홈용접이든 관계없이 두 교량에 모두 이들 결함용접부가 존재했다.
다이아프램 설치용 판재의 두께는 모두 13㎜였다. 타이 거더 "복부판-플랜지" 홈용접부를 점검하기 위하여 몇 개의 뒷면덧댐재를 제거한 결과, 홈용접저부에서 균열들이 발견되었다. 이 균열들은 거더 복부판에 평행했고, 융합이 불량했던 뒷면덧댐재로부터 확대되었다.
타이 거더 복부판 두께는 스플라이스부에서의 13㎜를 제외하고는 19㎜였다.
I-79 에서는 연속되지 않은 뒷면덧댐재도 발견되었다.
7. 사고 원인
▶ 원인분석 - 파손형식(Failure Modes) 및 파손해석(Failure Anaylisis)
ㆍ I-470의 주기하중 및 응력 - I-470의 교량은 1983년 9월에 현장계측을 실시했다.
<그림 I-1-95>에서 보는 바와같이 스트레인게이지를 설치하였는데, 그 위치는 다이아프램, 다이아프램 설치용 판재 단부와 뒷면 덧댐재 사이의 복부판 상하 갭이었으며, 하부플랜지상에도 설치했다.
측정은 두 곳에서 실시했는데, 한 곳은 외측 복부판 하부 갭의 다이아프램 필렛용접 종단부에 10㎜ 균열이 있는 부위였으나, 다른 한곳은 균열이 발생하지 않은 부위였다. 하중으로는 총중량 356kN 인 축이 다섯 개인 두 대의 시험트럭을 사용했다.
각 트럭은 하나의 중요한 응력사이클을 만들었으며, 모든 게이지들은 응력반전(Stress Reversal)을 나타내었다. 응력구배(응력변화도)는 스트레인을 측정하여 구했다.
응력구배는 복부판 갭에서 이중곡선 변형을 나타내었다. 응력범위는 응력구배로부터 결정되었다. 시험트럭을 2 열로 주행했을 경우 응력범위가 가장 컸고, 시험주행수는 총 18회 였고, 모든 주행에서 트럭의 속도에는 큰 변화를 주지 않았다.
그러나 최대응력범위를 나타낸 트럭주행 방향은 두 곳의 계측위치에서 서로 반대로 하였다. 최대응력범위는 균열이 발생한 위치의 내측 하부 복부판 갭(바닥빔 측)에서 24.1 내지 49 MPa로 측정되었다.
다이아프램에서의 최대응력범위는 균열이 발생하지 않은 위치의 상부에서 38MPa로 측정되었다. 응력범위를 추정하기 위하여 다이아프램 필렛용접 종단부와 뒷면덧댐재에까지 한번의 샘플 시험주행에 대한 응력구배를 외삽시켰다. 추정 최대응력범위는 균열이 발생한 위치의 내측 하부 복부판 갭의 뒷면덧댐재에서의 69내지 103 MPa이었다.
추정 최소응력범위는 균열이 발생하지 않은 위치의 내측 하부 복부판 갭의 뒷면덧댐재에서 21 MPa이었다. 시험트럭에 의한 반응을 측정하기 위하여 게이지를 설치한 타이 거더단면 부위들은 풍하중에 의한 반응을 측정하는데도 사용하였다.
스트레인 게이지는 균열이 발생하지 않은 곳의 다이아프램 하부, 균열이 발생한 곳의 다이아프램 상부, 균열이 발생한 곳의 외측 하부 복부판 갭 등에 설치했다.
스트레인 측정은 1984년 4월에서 7월 사이에 40, 48, 56, 64㎞/h에서 실시했다.
40 ㎞/h 에서의 반응은 미미했다. 속도 48㎞/h를 32초 지속시킨 동안에 후반 16초동안 계측기상에 풍하중에 의한 진동이 발생했다. 풍하중에 반응한 계측기의 반응크기는 시험트럭에 의한 반응의 약 1/2 정도였다. 속도 56㎞/h를 32초 동안 지속시킨 동안에는 더 큰 진동이 8초간 발생했으나, 그후 18초만에 감쇠했다. 속도 64㎞/h를 32초 동안 지속시킨 동안에는 후반 16초 동안에 상당한 진동이 발생했다. 이 때의 계기반응의 크기는 시험트럭에 의한 반응과 거의 같았다. 진동주파수는 여러 풍하중에서 1.5 Hz로 추정되었다. 풍하중에 대한 반응은 시간당 5,400 회의 응력 사이클이 복부판 갭 및 다이아프램 필렛용접 이음부에 발생했다.
I-79 의 주기하중 및 응력 - I-79의 교량은 1983년 9월에 현장계측을 실시했다.
스트레인 게이지는 <그림 I-1-95>에서 보는 바와같이 I-470과 유사하게 다이아프램, 다이아프램 설치용 판재 단부와 뒷면덧댐재 사이의 복부판 갭, 하부플랜지에 설치했다.
계측은 두 곳에서 실시했다. 스트레인은 차량중량이 알려지지 않은 무작위 통행트럭 하중하에서 측정되었다. 복부판 갭과 다이아프램 상의 게이지들은 큰 응력사이클과 응력반전(Stress Reversal)을 나타내었다. 모든 게이지에 대한 응력범위 막대그래프를 얻었는데, 이 그래프들은 각 게이지에 나타난 최대 응력범위를 보여주었다. 한 측정점에서의 모든 복부판 갭에서의 최대 응력범위는 17.3에서 62 MPa이었고, 다른 한 곳의 측정점에서의 최대응력범위는 55에서 75.8MPa이었다. 하부 플랜지에서의 최대응력범위는 15.9 MPa이었고, 다이아프램에서의 최대응력범위는 다이아프램 상부에서 38.6 MPa로 측정되었다. 다이아프램 상부에서의 유효응력범위는 19.3 MPa이었다. 응력구배는 큰 응력사이클이 일어나는 동안의 최대 및 최소의 반응을 이용하여 구했다.
복부판 갭에서는 상당한 응력구배가 나타났고, 대부분의 갭에서는 이중곡선 변형이 나타났다. 이 응력구배들은 다이아프램 홈용접 종단부 및 뒷면덧댐재에까지 외삽되었다. 다이아프램 또는 뒷면덧댐재에서의 최소 및 최대 구배간의 차이는 추정된 응력범위였다. 두 측정점에서의 추정 최대응력범위는 내측 상부 복부판 갭의 뒷면덧댐재에서 138 MPa이었다.
초기 보수의 정확도를 확인하기 위하여 보수된 I-79 교량의 현장측정을 1984년 4월에 실시했다. 스트레인 게이지는 <그림 I-1-96>과 같이 설치했으며, 측정은 무작위 통행트럭 하중하에서 실시했다.
두 측정점중 한곳은 1983년 측정시와 동일한 장소이고, 다른 한 곳은 외측 하부 복부판갭의 외측면이었다.
외측 하부 복부판 갭의 외측면에서 얻은 응력범위는 6.9 MPa 였으며, 이 응력범위 값은 대부분의 게이지의 대표적인 반응이었다. 그러나 내측 하부 복부판 갭에서의 최대응력범위는 31 MPa이었다. 1984년 11월에 구조 보수부, 불연속 뒷면덧댐재 등에 대한 점검보고가 있었다.
파손단면의 육안 및 조직검사 - 다이아프램을 타이 거더 복부판에 연결하는 필렛용접부 또는 홈용접부의 크기는 다이아프램 끝단에서 감소했다.
일반적으로 홈용접부는 가장자리의 개선이 부족했다. 용융된 부분에서의 피로균열 발생은 10㎜ 크기의 다이아프램-타이 거더 필렛용접부 및 홈용접부의 다중 용접 패스사이가 융합불량이 되었다는 것을 증빙했다. 분석을 위해 부식시킨 시험편에 의하면 용융된 부분에서의 균열은 부분용입 필렛용접부 및 홈용접부의 용접저부로부터 성장했음을 알 수 있었다. 파단면 시험편의 주사현미경 사진에 의하면 피로균열이 성장한 증거를 볼 수 있었다. 즉, 피로균열은 파단면에서 폭이 넓은 물결무늬와 연성찢김의 형태로 성장해 갔으며, 이는 피로균열이 높은 수준의 응력범위에서 성장하고 있음을 의미했다. 물결무늬의 간격은 일반적으로 균열성장속도가 I-470의 경우 1.5~3.6 ×10^{-4} ㎜/사이클, I-79의 경우 0.51~1.3 × 10^{-4} ㎜/사이클 임을 나타내었다.
균열성장 및 파괴/파손 예상 원인 - I-470 및 I-79의 경우 타이 거더 복부판 갭에서의 이중곡선 변형은 복부판이 플랜지에 대해 상대적으로 면외변형했음을 의미한다.
갭에서의 반응은 상판 및 스트링거로부터의 직접적인 하중과 교량 중앙선을 기점으로 한 쪽 차선쪽에서의 트럭주행으로 인한 거더간의 상대적 변위로 인한 바닥빔의 이중곡선 휨 때문이었다. 위의 두 가지 영향의 중첩과 게이지의 위치에 의해 I-470에서 최대응력범위 반응을 나타내는 트럭의 주행방향이 결정되었다. I-470에서 최대 응력범위는 시험트럭 주행시 균열발생 위치의 내측 하부 복부판 갭에서 얻어졌다. I-79의 최대 응력범위는 무작위 통행트럭 주행시 내측 상부 복부판 갭에서 얻어졌다. I-470 및 I-79 모두 외삽된 뒷면덧댐재에서의 응력범위는 플랜지 및 뒷면덧댐재 사이의 융합불량면으로부터 타이 거더 복부판으로 균열이 성장하기에 충분했다. 융합불량면은 균열성장에 대한 노치조건이 되었다.
여러 곳에서 뒷면덧댐재를 제거한 결과 융합불량면에서 균열들이 발생한 것을 확인할 수 있었다.
균열들은 타이 거더 복부판 축에 평행하게 형성되었으며, 두 교량에서 휨응력(주응력)을 형성했다. 두 교량에서의 스트레인 측정결과에 의하면 거더 복부판에 수직인 다이아프램에서 상당한 응력범위 사이클이 발생하고 있음이 밝혀졌다. 이들 응력범위 사이클들은 다이아프램-타이 거더 연결부의 끝단에서 균열을 성장시키기에 충분했다. 필렛용접저부(Fillet Weld Roots) 또는 홈용접저부 사이의 융합불량은 용융되지 않은 두께 13㎜의 다이아프램 설치용 판재에 연결되어 균열성결함(Crack-like Defect)을 만들었다. 이 균열성 결함이 균열성장의 초기조건을 만들었다. 두 교량에서의 균열들은 타이 거더 주응력에 평행하게 형성되었다.
큰 풍하중에 대한 I-470 교량의 반응에 의하면 타이 거더가 진동할 때 복부판 갭 및 다이아프램-타이 거더 필렛용접부에 상당한 주기응력이 발생하고 있었다. 다이아프램의 여러 필렛용접부 끝단(초기균열 성장)으로부터의 파면에는 폭이 넓은 물결무늬와 연성찢김이 있었는데, 이것은 초기하중이 컸기 때문에 응력범위 사이클이 컸음을 의미했다.
물결무늬의 간격과 시험트럭에 의한 결과를 비교한 결과 통행트럭만에 의한 것보다 응력범위사이클이 더 컸음이 나타났다. 이것은 응력범위 사이클이 컸던 이유가 통행트럭과 풍하중(교량의 공기탄성적 반응) 둘 모두에 기인했기 때문이다. 시공시의 큰 하중이 초기균열이 성장하는데 일조를 했을 수도 있다.
I-79 의 보수후의 현장측정에 의하면 외측 하부 복부판 갭 응력범위는 80%가 감소했다. 이 감소량은 외측 하부 복부판 갭의 다이아프램-복부판 연결부 및 뒷면덧댐재 용접저부에서의 더 이상 균열이 성장하는 것을 방지하기에 충분했다. 내측 하부 복부판 갭 변형에 대해서는 보수의 효과가 별로 없었다. 그래서 뒷면덧댐재 용접저부에서의 균열성장이 계속될 것으로 예상되었다. 따라서 갭변형을 감소시키기 위하여 내측 하부 복부판 갭에서는 보수가 더 필요했다.
▶ 결론
ㆍ 파괴/파손에 대한 결론 - I-470 및 I-79의 경우 트럭통행시 바닥빔의 이중곡선 휨에 의해 단부 모멘트가 타이 거더-다이아프램 연결부로 역전되었다.
복부판들은 플랜지에 대해 상대적으로 면외변형을 하여 타이 거더 복부판 갭이 이중곡선 변형을 일으키도록 했다. 이로 인해 복부판 갭 및 다이아프램에 큰 응력사이클(대략적으로 트럭당 하나의 중요한 응력 사이클) 및 응력반전(Stress Reversal)이 생겼다. 파단면 검사 및 시험트럭에 의한 반응으로부터 구한 초기 균열성장속도에 의하면 큰 응력진폭이 있는 것은 풍하중과 시공시 있을 수도 있는 하중의 중첩 때문인 것이 나타났다. 필렛용접 또는 홈용접 여부에 관계없이 I-470 및 I-79의 다이아프램 용접 끝단에서 균열들이 발견되었다. 또한 두 교량에서는 플랜지와 뒷면덧댐재 사이의 융합불량면으로부터도 균열이 성장하고 있는 것이 발견되었다. 플랜지와 뒷면덧댐재 사이의 융합불량면으로부터 발생한 균열들과 다이아프램 설치용 판재 끝단의 큰 균열성 결함은 균열방향이 타이 거더 복부판 축과 휨응력에 평행하기 때문에 당장 위험하지는 않았다. 그러나 융합불량면에 수직인 복부판 갭들의 면외변형과 큰 균열성 결함에 수직인 다이아프램에서의 주기응력으로 인해 균열이 계속 성장하는 것을 방지하기 위해서는 보수보강이 필요했다.
초기보수를 수행하여 내측 하부 복부판 갭의 변형을 줄일 수 있었으나, 균열이 발생할 것으로 예상되므로 내측 하부 복부판 갭을 추가 보수, 보강해야 했다.
최종 보수, 보강은 균열발생의 주원인인 복부판 갭 면외변형을 제거하는 것이었다. 그래서 가능한한 균열이 성장하지 않도록 조치를 취했으며, 타이 거더 주응력에 평행한 잔여 균열(수평균열)들은 구조물에 큰 영향을 미치지 않는 것을 알 수 있었다.
8. 조치사항
파손형식 및 파손해석을 통하여 사고원인을 분석, 도출하고, 보수절차를 수립
9. 교훈 및 대책
ㆍ 파손부의 보수 - 보수에는 다이아프램의 균열선단에 스톱홀을 뚫는 것이 포함되었다. 다이아프램을 <그림 I-1-98>에서와 같이 타이 거더 상하부 플랜지에 볼트로 연결하기 위해서 180×100×13㎜ 앵글을 사용했다. 플랜지 스플라이스 위치에서는 130×130×13㎜ 앵글을 사용했다. 내측 하부 복부판 갭의 보수는 <그림 I-1-99>와 같이 타이 거더 하부플랜지와 바닥빔 하부플랜지 사이에 스트랩을 볼트로 체결하는 것이었다. 완전용입 홈용접이 되지 않은 뒷면덧댐재(Backup Bars) 사이는 연속이 되도록 하기 위하여 연삭을 해 내고, 뒷면덧댐재에서 응력집중을 완화할 수 있는 형태로 만들었다.
플랜지-복부판 연결부의 홈용접 저부를 점검하기 위하여 뒷면덧댐재를 제거한 후 타이 거더에 남아 있는 뒷면덧댐재 단부에서 응력집중을 완화할 수 있는 형태로 만들었다. 보수가 필요하고, 문제가 야기된 모든 부분과 용접 연결부는 규칙적인 점검을 해야 했다.
<그림 I-1-92> I-470 교량의 평면도 및 입면도
<그림 I-1-93> I-470 교량의 대표적인 바닥빔 구조
<그림 I-1-94> I-79 교량의 타이 거더 입면도
<그림 I-1-95> I-470 및 I-79의 타이 거더의 대표적인 스트레인 게이지 설치위치
<그림 I-1-96> I-79 교량의 타이 거더 보수부의 스트레인 게이지 설치위치
<그림 I-1-97> I-470 및 I-79 교량의 다이아프램 및 뒷면덧댐재의 융합불량면의 개략도
구조개요 - 미국 메릴랜드주 벌티모어 인근의 주(州)간 고속도로 I-83의 남쪽차선은 연결 램프 C 고가교를 경유하여 I-695의 동쪽차선에 연결된다.
<그림 I-1-100> 및 <그림 I-1-101>에서 평면도 및 입면도의 일부를 볼 수 있다. 램프는 두 개의 차선이 있는 곡선구조이며, 4 개의 유니트로 되어 있는데, 각 유니트는 3개 경간이 연속으로 되어 있다. 램프는 정 및 부모멘트 영역에 전단 연결재(Shear Connector)가 있는 합성구조의 철근 콘크리트 상판과 중심간격이 6.9m인 두 개의 곡선강재 박스거더로 구성되어 있다. 박스거더들은 변곡점 부근에서 스플라이스 연결되어있다. 박스거더 내부에는 <그림 I-1-101>과 같이 여러 가지 형태의 방사상의 다이아프램들이 있다. 다이아프램의 형태는 교각부에 사용된 전체 넓이의 횡판재(D2 형), 부모멘트 부분에 사용된 K-형(D4 형), 정모멘트 부분에서 수직보강재의 하부에 연결되는 별도의 앵글이 있는 K-형(D3 형) 등이 있다. 모든 D3형 다이아프램에 앵글이 있는 것은 아니다. D2 다이아프램 설치용 판재는 박스 복부판에 용접연결되어 있다. D3 및 D4형 다이아프램은 박스 복부판의 수직보강재에 용접연결되어 있다. D2 형 다이아프램설치용 판재 및 수직보강재는 압축 플랜지에 용접연결되어 있고, 인장 플랜지에는 25㎜ 떨어지게 연결되어 있다. 박스 거더 복부판의 두께는 10㎜ 또는 13㎜이다. 다이아프램과 다이아프램 사이에는 수직보강재가 복부판에 용접되어 있다. 또 다이아프램과 다이아프램 사이에는 수평 크로스 브레이싱이 가세트판에 용접연결되어 있다. 가세트판은 상부플랜지 200㎜ 아래의 박스거더 복부판에 용접연결되어 있다. 박스 거더 하부플랜지에는 T형 수평 보강재가 있으며, 이 보강재는 100×10㎜의 작은 판재에 부분용입 홈용접으로 연결되어 있다.
사용된 강재는 ASTM A36 이었다.
4. 사고일시 : 균열발견 시기 - 1980년
5. 피해 정도 : 교량 복부판 틈의 균열
6. 손상 내용
ㆍ 구조 및 균열 개요 - 램프 C 고가교는 1974년부터 사용되었다. 현장점검은 1980년 7월17일 및 1980년 10월 30일 실시되었다.
정 및 부모멘트 영역의 박스거더 복부판 갭에서 균열이 발견되었다. 1980년의 추정 일일평균 교통량은 25,600대 였고, 일일평균 트럭교통량은 2,500대 였다. 1982년에는 박스거더 인장 플랜지와 수직보강재 사이에 전단탭(Tab)을 설치했다. 1984년 11월 15일에도 현장점검을 실시했다. 1982년에 전단탭(Tab) 용접부에서 균열이 발생했다. 이들 전단탭(Tab)들은 1986년 9월에 교체를 했으며, 1986년 9월 25~26 일 1986년에 교체한 전단탭(Tab) 위치, 1982년의 균열된 전단탭(Tab) 위치, 조립상태를 나타내는 위치 등에 대한 스트레인을 측정했다.
ㆍ 균열위치 - 1980년 현장점검시 박스거더 복부판의 부모멘트 영역의 복부판 상부 갭의 다이아프램 D4 위치에서 균열이 발견되었다.
박스거더 복부판의 교각부의 복부응력범위판 상부 갭의 다이아프램 D2에서도 균열이 발견되었다. 이들 균열들은 D4 다이아프램용 수직보강재의 용접종단부 및 D2 다이아프램의 용접종단부에서 발생했으며, 수직보강재를 박스거더 복부판에 연결하는 "다이아프램-복부판" 필렛용접부를 따라 성장했다. "다이아프램-복부판" 필렛용접부의 길이를 따라 25내지 51㎜ 균열이 난 부위에서는 "복부판-플랜지" 용접부 지단을 따라 종방향 균열이 발생하였고, "다이아프램-복부판" 필렛용접 단부에서 종방향 균열이 발견되었다. 또 어떤 위치에서는 박스거더 "복부판-플랜지" 용접지단을 따라 균열이 발생하였고, "다이아프램-복부판" 필렛용접 단부에서의 균열이 박스거더 복부판의 내외면에서 동시에 발생했다. 동일 박스거더에서 복부판의 내부보다 외부에서 더 많은 균열이 발생하였다. 또 정모멘트 구간보다 부모멘트 구간에서 더많은 균열이 발생하였다. 정모멘트 구간의 경우 균열발생은 D3 다이아프램 상부 복부판 갭과 하부복부판 갭에서 관찰되었다. 균열발생은 수직보강재에 다이아프램을 연결하는데 앵글을 사용하지 않고 제작된 D3 다이아프램의 박스거더 외측 하부 복부판 갭에서 관찰되었다. 이 균열들은 수직보강재의 용접종단부에서 발견되었으며, 부모멘트 구간에서 발견된 유사한 균열보다 크지 않았다. 슬라브로부터 침투한 염분 및 수분 때문에 정모멘트 구간의 다이아프램 위치에서는 복부판과 하부플랜지에 광범위한 부식이 발생했다. 정 및 부모멘트 구간의 수직 보강재의 상부에도 균열이 발생했다. 수직보강재와 하부플랜지를 연결하는 용접부에 불연속이 발견되었다. 이 불연속은 취핑을 해내고, 용접되메움을 했다.
균열이 발생한 복부판 갭은 1982년에 <그림 I-1-101>과 같이 다이아프램 D2, D3, D4의 위치에 박스거더 인장플랜지와 수직보강재 또는 다이아프램 판재 사이를 밀착 연결시키는 전단탭(Tab)으로 보수를 했다. 1984년 현장점검시 부모멘트 영역의 박스거더플랜지에 1982년에 연결한 용접부(탭-플랜지 용접부)의 균열발생 및 용접불량이 발견되었다. D4 다이아프램에서는 용접부의 면적이 970 ㎟, D2 다이아프램에서는 용접부면적이 1,290 ㎟ 이 되도록 탭-플랜지 용접부를 단면개선 완전용입 홈용접이 되도록 설계되었다. 그러나 실제 용접은 D4 다이아프램에서 용접부 면적 194 ㎟, 용입깊이 3 ㎜, D2 다이아프램에서 용접부 면적 258 ㎟, 용입깊이가 6㎜ 였다. 어떤 위치에서는 용입깊이가 상당히 얕았다. 1982년에 실시한 정 및 부모멘트 영역에서의 모든 용접부는 크기가 작았고, 품질이 불량했다. 정모멘트 구간에서 수직보강재에 전단탭을 연결하는 필렛용접부는 크기가 8㎜로 설계되었으나, 실제로는 3㎜ 였다. D3 다이아프램에서는 수직보강재의 하부를 연결하는 별도 앵글의 부착 여부에 관계없이 전단탭을 하나씩 설치했다. 별도 앵글을 부착하지 않고, 전단탭으로 보수하지 않은 복부판 틈(Cap)에는 균열이 발생했다. 하부 플랜지판에 T-형 보강재를 연결한 홈용접부에도 균열이 발생했다.
7. 사고 원인
▶ 원인분석 - 파손형식(Failure Modes) 및 파손해석(Failure Anaylisis)
ㆍ 주기하중 및 응력 - l982년에 부모멘트 구간에 설치된 "전단탭-플랜지" 용접부에 균열이 발생했으며, 1986년에 더 크고 두꺼운 전단탭으로 부분적으로 교체를 했다.
1986 년 9월에 무작위 교통하중하에서 정모멘트 및 부모멘트 구간에서 스트레인을 측정했다. 스트레인 게이지는 "다이아프램-복부판" 필렛용접부, "복부판-플랜지" 용접부 등에 간격을 두고 설치했다. 박스 거더 스플라이스에 인접한 D3 다이아프램에서는 복부판 하부 틈 양쪽에서 스트레인을 측정했다. 스플라이스에 인접하고, 수직보강재와의 사이에 앵글없이 제작된 또다른 D3 다이아프램에서도 복부판 하부 틈의 양쪽에서 스트레인을 측정했다. 외측 복부판의 "다이아프램-복부판" 필렛용접부에서는 용접끝단의 균열선단에서 스트레인을 측정했다. 위에서 언급한 두 가지 D3 다이아프램에서 내측복부판의 수직보강재는 전단탭으로 하부 플랜지에 밀착연결되었으나, 외측 복부판의 수직보강재는 하부플랜지에 밀착연결되지 않았다(준공시 상태로 잔류). 교각에 인접한 D4 다이아프램의 경우 1982년의 "전단탭-플랜지" 용접부에서 균열이 발생했고, 내외측 복부판의 상부 틈에서 스트레인을 측정했다. D4 다이아프램에서는 1982년의 전단탭을 화염절단했는데, 이로 인해 균열된 표면의 구속이 풀렸다. 준공당시 상태의 복부판 틈에도 측정을 했다. 또다른 D4 다이아프램에서 내외측 복부판의 상부 틈에서 스트레인을 측정했고, 수직보강재 상부의 앵글에서도 스트레인을 측정했다. 이 내외측 수직보강재는 1986년 전단탭으로 상부플랜지에 밀착연결되었다. 두 개의 교각위치에서도 내외측 복부판의 상부 틈에서 스트레인을 측정했다. 이중 한 교각에서는 D2 다이아프램을 1986년 보수 전단탭으로 상부 플랜지에 밀착연결시켰다.
추가 앵글이 없는 D3 다이아프램에서 측정된 최대 응력범위는 보수전단탭이 없는 외측 복부판의 하부 틈에서 46 MPa 이었다. 또다른 D3 다이아프램에서 측정된 최대응력범위는 1982년의 보수 전단법이 있는 내측 복부판의 하부 틈에서 34 MPa이었다. 균열이 발생한 1982년 전단탭이 있는 복부판 틈에서의 측정치는 일정하지 않았다. 균열이 발생한 1982년 전단탭이 있는 D4 다이아프램에서 측정된 최대 응력범위는 외측 복부판의 상부 틈에서 48 MPa 이었다. 준공당시 상태로 있는 동일한 D4 다이아프램에서 측정된 최대응력범위는 동일한 복부판 틈에서 52 MPa 이었다. 1986년 전단탭이 있는 D4 다이아프램에서 측정한 최대응력범위는 외측 복부판의 상부 틈에서 20 MPa 이었다. 균열이 발생한 1982년 전단탭이 있는 D2 다이아프램에서 측정된 최대응력범위는 내측 복부판의 상부 틈에서 48 MPa 이었다. 1986년 전단탭이 있는 D2 다이아프램 위치(교각위치)에서 측정한 최대응력범위는 외측 복부판의 상부 틈에서 36 MPa이었다. 준공 당시 상태로 있는 부위 및 1982년의 전단탭에서는 3 Hz의 진동이 주응력 사이클에 중첩되었다. 이 진동은 1986년의 전단탭을 설치함으로써 1 Hz 이하로 감소되었다.
파손단면의 육안 및 조직검사 - D4 다이아프램의 경우 두께 10㎜인 1982년 전단탭에 균열이 발생한 것을 제거하고 난 후, "탭-플랜지" 용접부 표면을 관찰한 결과 <그림 I-1-102>와 같이 용융부의 크기가 실제로는 1~3㎜ 이었다.
균열부의 단면(그림 I-1-102)은 용접비드가 <그림 I-1-103>과 같이 슬래그로 채워진 개선된 판재의 단부까지 연장되지 않았고, 실제 용접면적은 설계치보다 작았음을 알 수 있었다. D2 다이아프램의 경우 균열이 발생한 두께가 13㎜ 전단탭을 제거하고 난후의 "탭-플랜지" 용접부 표면을 관찰한 결과 실제 용융부의 크기는 1~5 ㎜ 였다. 균열부의 단면은 용접비드가 <그림 I-1-102>에서와 유사한 조건으로 개선된 판재의 단부에까지 연장되지 않았다.
균열성장 및 파괴/파손 예상 원인 - 수직 보강재는 인장플랜지에 완전히 밀착되지 않았다. 보강재의 필렛용접부(다이아프램-복부판 필렛용접) 단부와 박스거더 "복부판-플랜지" 용접부 사이에 갭이 있었다. 곡선인 박스거더의 변형과 다이아프램에 전달되는 힘때문에 인장 플랜지에 인접한 "다이아프램-복부판" 필렛용접부 단부를 따라 균열이 발생했다. 다이아프램에 전달되는 힘 때문에 필렛용접부에 균열이 발생함에 따라 복부판 갭은 증가하여 면외변형이 되었다. 이 면외변형은 복부판 갭에 이중곡선 휨을 유발했고, "복부판-플랜지" 용접지단 및 균열된 필렛용접 단부의 박스거더 복부판에 균열이 발생했다. 상부플랜지가 콘크리트에 묻힌 부모멘트 구간에서는 더 크고 광범위한 균열이 발생했다. 이것은 하부플랜지가 콘크리트에 묻히지 않은 정모멘트 구간에서보다 강성이 큰 복부판 갭을 만들었다. <그림 I-1-104>와 같이 다이아프램의 힘이 외측 복부판상의 필렛용접부가 인장을 받게 하고, 내측 복부판의 필렛용접부가 압축을 받도록 했기 때문에 부모멘트 구간의 박스거더 외측 복부판의 "다이아프램-복부판" 필렛용접부의 상단부에서 보다 많은 균열이 발생하였다. "다이아프램-복부판" 필렛용접부의 상단부에서 발생한 균열은 부모멘트 구간에서 공통적으로 발생한 균열에 버금갔다. 정모멘트 구간의 박스거더 내측 복부판의 "다이아프램-복부판" 필렛용접부 하단부에서도 균열이 발생하였다. 다이아프램의 힘은 내측 복부판의 필렛용접부가 인장을 받도록 했다. 정모멘트 구간의 보강재 및 다이아프램 상단부에서 관찰된 균열은 박스거더 상부플랜지에 보강재 및 다이아프램을 용접연결하기 전에 제작, 수송 또는 시공시에 발생했던 것으로 생각되었다. 상부플랜지와 보강재 및 다이아프램을 완전히 밀착함으로써 활하중하에서 복부판 갭의 변형 및 균열의 전파를 막을 수 있었다. "보강재-플랜지" 용접부의 불연속은 용접패스간에 혼입된 슬래그 때문인 것으로 생각되었다. 종방향 T-보강재의 홈용접부 균열은 융합불량 때문이었다.
1984 년 점검 당시, 1982년에 전단탭을 상부플랜지(탭-플랜지 용접부)에 연결한 용접부에서 관찰된 균열들은 크기가 작은 용접부와 용접부 길이를 따라 목두께가 크게 변화한 품질이 불량한 용접부에서 발생하였다. 또한 변형을 일으킬 만한 큰 힘이 다이아프램에 전달되었기 때문에 발생했다. 용접부 목두께가 감소함에 따라 주기적인 전단응력(Cyclic Shear Stress)이 증가하여 피로균열이 발생했다. 탭-플랜지 용접부는 인장 플랜지의 경우 응력범주 "C"에 속했으며, 주기적인 전단을 받는 용접부의 경우 응력범주 "F"에 속했다. 불규칙한 용접부 목두께, 용접길이를 따라 완전히 균열이 되지 않은 용접부, 균열표면의 구속 등은 균열이 발생한 1982년 전단탭에 인접한 곳에서 얻은 불규칙적인 복부판 갭 스트레인 측정치와 일치했다. 1982년 전단탭이 없는 복부판 갭에서 얻은 응력범위는 균열이 발생한 1982년 전단탭이 있는 곳에서 얻은 응력범위보다 약간 작았다. 이것은 균열이 발생한 전단탭은 효과가 없음을 의미했다. 1986년에 보수한 전단탭(그림 I-1-105 참조)이 있는 복부판 갭에서 얻은 응력범위는 균열이 발생한 1982년의 전단법이 있는 복부판 및 없는 복부판에서 얻은 와 비교할 때 40내지 80%가 감소했다. 추가 앵글이 없는 정모멘트 구간의 외측 복부판에서의 응력범위 및 균열발생이 추가 앵글이 있는 곳에서 얻은 것보다 컸다. 정모멘트 구간에서는 내측 복부판 갭에서(품질이 불량한 탭-플랜지 용접부를 따라)의 스트레인 측정치 및 외측 복부판 갭에서 관찰된 균열은 1986년 보수시의 전단탭이 내외측 복부판에 필요했다는 것을 의미했다.
▶ 결론
ㆍ 파괴/파손에 대한 결론 - 1980년 점검 관찰된 균열은 복부판 갭변형 때문이었다.
다이아프램 힘은 인장 플랜지에 인접한 박스거더 복부판 갭의 면외휨을 유발했다.
부모멘트 구간의 피로균열은 상부 복부판 갭의 박스거더 "복부판-플랜지" 용접부, 상부복부판 갭에 인접한 곳의 다이아프램-복부판 필렛용접부, 박스거더 복부판의 균열이 발생한 다이아프램-복부판 용접단부 등에 발생했다. 정모멘트 구간에서의 피로균열은 하부 복부판 갭에 인접한 다이아프램-복부판 필렛용접부를 따라 발생했으며, 외측 다이아프램-복부판 필렛용접부에 인접한 박스거더 "복부판-플랜지" 용접부를 따라서도 피로균열 발생이 예상되었다. 다이아프램의 힘의 방향은 박스거더의 한 쪽 복부판상의 다이아프램-복부판 필렛용접부에 인장을 유발시켜 압축을 받는 다른 복부판의 다이아프램-복부판 필렛용접부에서 보다 더 많은 균열발생을 일으키게 했다. 1980년 점검시 균열들은 박스거더의 주응력장에 평행했다. 양쪽 복부판 모두에서 균열발생이 있었기 때문에 부모멘트 구간에서는 D4 다이아프램 위치에서의 내측 및 외측 복부판 모두의 상부 복부판 갭 변형을 제거하기 위한 보수작업이 필요했다. 정모멘트 구간에서는 D3다이아프램에서 내측 복부판에만 균열이 발생하였기 때문에, 이 내측 복부판의 하부 갭변형을 제거하기 위한 보수가 필요했다. 정모멘트 구간의 보강재 및 다이아프램 상부에서 관찰된 균열들은 상부플랜지와 보강재 및 다이아프램 사이를 완전히 밀착시키기 전에 플랜지 비틀림 때문에 발생했으며, 활하중하에서는 발생하지 않았다(부모멘트 구간의 보강재 상부에서 관찰된 균열에 대해서도 유사한 코멘트를 적용할 수 있음). 이들 균열들은 박스거더 주응력장에 평행했으며, 보수가 필요하지는 않았다. 보강재-플랜지용접부에서의 불연속은 주응력장에 수직이었으며, 잔류 인장응력으로부터의 균열성장에 민감했기 때문에 보수가 필요했다. 1984년 점검시 관찰된 균열은 1982년 전단탭을 상부플랜지에 연결하는 단면개선 완전용입 홈용접부를 따라 용접부 크기미달부 및 용접품질 불량부에서 발생했다. 따라서 정모멘트 및 부모멘트 구간의 모든 전단탭은 용접부 목단부의 면적을 넓히고, 양호한 품질이 되도록 하기 위하여 교체할 필요가 있었다. D3 다이아프램 위치에서도 1986년에 외측 복부판상의 수직보강재와 하부플랜지 사이의 전단탭을 보수할 필요가 있었다. 내측 복부판상의 수직보강재 하부플랜지 사이의 1982년도 전단탭의 크기 및 품질은 실제로 내측 복부판의 하부 복부판 갭에서의 응력범위를 감소시키기에 불충분했고, 외측 복부판의 하부 복부판 갭에서의 균열발생을 방지하기에 불충분했다. 1986년에 전단탭을 부분적으로 교체했고, 1986년에 보수한 전단탭에 인접한 복부판 갭에서의 스트레인 측정에 의하면 면외변형으로 인한 응력범위는 실질적으로 감소되었지만 제거되지는 않았다. 1986년에 보수한 전단탭에서 잔류하고 있는 응력범위하에서 균열선단으로부터의 균열의 계속 성장 가능성이 있었다. 이것은 피로균열성장을 제거하기 위한 추가 보수가 필요하다는 것을 의미했다. 균열선단에 스톱홀을 뚫으므로써 복부판 갭에서의 면외변형으로 인해 잔류하고 있는 응력범위가 충분히 낮아졌기 때문에 피로균열의 재발은 예상되지 않았다.
8. 조치사항
파손형식 및 파손해석을 통하여 사고원인을 분석, 도출하고, 보수절차 수립
9. 교훈 및 대책
ㆍ 파손부의 보수 - 1980년 점검당시 발견되었던 균열에 대한 보수는 수직보강재와 인장플랜지 사이를 완전히 밀착시키는 것이었다.
교각부근의 부모멘트 구간에서는 모든 D4 및 D2 다이아프램의 양쪽 수직보강재를 전단탭 또는 앵글을 사용하여 용접연결하는 것이었다. 정모멘트 구간에서는 용접연결 또는 볼트로 연결하였으며, 모든 D3 다이아프램의 두 개의 수직보강재중 하나만 보수하는 것으로 했다. 한쪽 복부판 갭을 보수함으로써 외측 복부판에 발생할 수 있는 균열과 내측 복부판에서 계속되는 균열을 방지할 수 있었다. 1982년 이전에 완전히 밀착시킨 부위에서 발생한 균열은 위험하지 않았으므로 스톱홀을 균열선단에 천공할 필요가 없었다. 균열의 진전을 막기위하여 "보강재-플랜지" 용접부에서의 불연속을 연삭해내도록 했다. 1984년 점검당시 D2 및 D4 다이아프램에서 발견된 균열들은 1982년에 수직보강재와 인장플랜지를 용접한 부위와 전단탭 등을 교체하도록 했다. 1986년에 설치한 D3 및 D4 다이아프램의 전단탭은 <그림 I-1-105>에서 보는 바와같이 "탭-플랜지"의 완전용입 용접부의 면적이 3,230㎟ 가 되도록 강재의 크기를 14×230㎜(두께×폭)로 증가시켰다. D2 다이아프램의 전단탭은 "탭-플랜지"의 완전용입 용접부의 면적이 2,900㎟ 가 되도록 강재의 크기를 13×230 ㎜(두께×폭)로 증가시켰다. <그림 I-1-106> 및 <그림 I-1-107>과 같이 박스 거더 복부판의 모든 균열선단에는 직경 19㎜의 스톱홀을 뚫었다.
<그림 I-1-100> 구조 평면도의 대표적인 부분
<그림 I-1-101> D2, D3, D4 다이아프램 위치에서의 1982년 전단 탭 보수를 나타내는 다이아프램 단면도
<그림 I-1-102> D4 다이아프램 위치에서의 1982년 전단 탭의 균열표면
<그림 I-1-103> 개선상태, 용접부, 융합부족 및 슬래그 등을 보여주는 단면
<그림 I-1-104> 외측 및 내측 복부판에서의 다이아프램 힘의 방향
<그림 I-1-105> D3 및 D4 위치에서의 1986년 전단탭 보수
<그림 I-1-106> 부모멘트 구간의 균열선단의 스톱홀
<그림 I-1-107> 정모멘트 구간의 균열선단의 스톱홀
사례번호 : BF-97027 1. 사고명 : 메트로 철도 고가교 D10 구간 박스거더 균열
2. 시설물 위치 : 미국 워싱톤 D.C. 뉴캐롤턴 인근
3. 시설물 형식 및 제원
- 형식 : 다수의 단순경간으로 된 2-박스거더 구조의 합성교
- 준공 : 1970대 후반
ㆍ 구조개요 - 미국 워싱톤 D.C.의 뉴캐롤턴 인근의 일반적으로 메트로라고 불리는 워싱톤 수도권 수송당국의 메트로 철도는 워싱톤으로 오고가는 철도고가교 구조물이다.
뉴캐롤턴 방향의 메트로 D10 구간은 여러 개의 단순경간으로 되어 있다. 각 경간은 두개의 강재 박스거더로 되어 있으며, 이들은 <그림 I-1-108>에서 보는 바와같이 철근콘크리트 상판을 지지하고 있다. 상판은 박스거더 외측 복부판을 벗어난 캔틸레버 구조로 되어 있다. 박스거더의 상부플랜지는 상판과 합성작용을 하도록 되어있다. 각 박스거더 내에는 K-형 다이아프램이 박스거더 복부판에 필렛용접된(단부가 테이퍼지게) 수직보강재에 용접연결되어 있다. 수직보강재와 상부 또는 하부플랜지와는 용접이나 볼트로 연결되어 있지 않고 밀착시켜 놓았다. K-형 다이아프램과 하부플랜지 사이도 용접이나 볼트로 연결되어 있지 않았다. 두 개의 박스거더 사이에는 다이아프램이 없었다. 조립된 박스거더는 깊이와 폭이 다르며, "복부판-플랜지"는 필렛용접으로 되어 있다. 다이아프램 사이에도 복부판 수직보강재가 설치되어 있었다. 이들 보강재는 인장 플랜지와는 약간 떨어지게 설치되었고, 압축 플랜지에는 밀착되어 있다.
사용된 강재는 ASTM A588 이었다.
4. 사고일시 : 1984. 8. 2.
5. 피해 정도 : 박스거더 균열
6. 손상 내용
ㆍ 균열 개요 - 이 교량은 1970년대 후반에 건설되었으며, 1984년 8월 2일 다이아프램을 연결하는 수직보강재에서 균열발생이 발견되었다.
1984 년 11월 16일 기차통행이 번잡했던 통근시간에 스트레인을 측정했는데, 한 개의 다이아프램에 보수를 위한 시험용 T-형 강재의 설치 전후 스트레인을 측정했다. 1984년과 1985년 사이에 균열선단에 스톱홀들을 뚫었다. 스트레인을 측정하기 위해 1984년에 설치했던 몇 개의 스트레인 게이지가 스톱홀을 뚫는 동안에 파손되었다.
1985 년 12월 15일 현장점검을 실시한 결과 스톱홀에서 피로균열이 재발생하였다. 새로운 균열이 발생된 곳도 있었다. 1984년의 시험용 T-형 강재의 볼트들도 이완되어 있었다. 1984~1987년 사이에는 T-형 강재를 더 이상 설치하지 않았다. 한 경간의 모든 다이아프램과 박스거더 하부플랜지 사이를 연결시킨 후 1988년 5월 19~20일 기차통행이 번잡했던 통근시간에 스트레인을 측정했다.
ㆍ 균열위치 - 1984년 점검당시 박스거더 하부 복부판 갭의 수직보강재의 용접지단부에서 균열이 발견되었다.
균열은 플랜지 표면에서 약 51~76㎜까지 떨어진 필렛용접부까지 성장하고, 복부판 안쪽으로 진전되었다. 이것은 용접부의 전형적인 루트균열이었다. 플랜지 표면에서 약 76㎜ 상부의 외측 복부판에도 균열이 발생했다. 이러한 균열들은 균열선단에 스톱홀을 뚫는 보수를 했다. 외측 복부판으로부터 수직보강재의 스톱홀을 볼 수 있다. 1984년 8월 점검당시 발견된 균열선단에 스톱홀을 뚫었다.
1987 년 현장점검 당시 1984년 11월 점검 전후에 설치한 스톱홀에 피로균열이 재발생하였다. 스톱홀 아래로는 피로균열이 개구되었고, 스톱홀 위쪽으로는 가지균열이 발생했다. 1984년 점검당시에는 발견되지 않았던 피로균열들이 1987년 점검당시 발견되었다. 이들 피로균열은 복부판 하부갭의 수직보강재 끝의 용접지단에서 발생했다. 균열의 발생은 박스깊이와는 무관했으나, 복부판 갭 면외변형에 의한 것이었다. 깊이가 깊은 박스단면에서는 수직보강재가 변형을 일으키는 것을 알 수 있었다.
1984 년에도 시험용 T-형 강재를 설치한 모든 다이아프램은 하부플랜지에 완전히 연결시켰다. 측정을 하기 전에 균열선단에 스톱홀을 뚫지 않았다.
7. 사고 원인
▶ 원인분석 - 파손형식(Failure Modes) 및 파손해석(Failure Anaylisis)
ㆍ 주기하중 및 응력 - 1984년 11월에 워싱톤 D.C 로 들어오는 차선의 박스거더의 동쪽 및 서쪽 복부판의 하부 복부판 갭의 3 곳에 스트레인 게이지를 설치했다.
게이지를 설치한 하부 복부판 갭 두 곳은 다이아프램을 연결한 수직보강재와 하부플랜지 사이였고, 나머지 한곳은 다이아프램 사이에 있는 수직보강재와 하부플랜지 사이였다. K-형 다이아프램의 하부 챤넬과 박스거더 하부플랜지 간의 상대적인 처짐을 측정하기 위하여 클립 게이지를 사용했다. 하부 복부판 갭의 수직보강재 용접지단에서 피로균열이 발견되었다. 균열선단에 스톱홀을 뚫지는 않았다. 스트레인은 기차가 76번 통행하는 동안에 측정했다. 하부 복부판 갭에서 관찰된 반응은 비틀림 및 진동과 관계가 있었다. 비틀림 반응은 기차통행으로 인해 발생했으며, 다이아프램 위치에서의 반응이 컸고, 수직보강재 위치에서의 반응이 가장 작았다. <그림 I-1-109> 및 <그림 I-1-110>에서 보는 바와같이 "복부판-플랜지" 용접지단 및 수직보강재 단부 위의 균열선단까지 복부판 갭에서의 응력구배(응력변화도)를 외삽했다.
기차가 한번 통과할 때 균열선단에서는 약 103 MPa, "복부판-플랜지" 용접지단에서는 69 MPa의 응력범위가 측정되었다. 복부판 하부 갭에서의 이중곡선 휨을 나타낸 응력구배(응력변화도)는 기차가 들어올 때와 나갈 때가 반대였다. 출입하는 기차가 교차할 때 균열선단에서의 응력범위는 두 배로 되어 207 MPa이었다. 하부 복부판 갭의 보강재의 응력구배는 <그림 I-1-111>과 같다. 복부판 하부 갭의 보강재 위치에서의 진동은 주파수 20 Hz에서 10~31 MPa의 응력범위였다. 다이아프램에서의 진동은 주파수 20 Hz에서 10~83 MPa의 응력범위였다. 게이지를 설치한 박스단면 위로 기차가 나갈 때보다 들어올 때의 진동이 더 컸다. 모든 게이지는 높은 진동을 나타내었다.
1984 년에 스트레인 게이지를 설치한 곳에서 K-형 다이아프램의 하부 챤넬과 박스거더 하부플랜지 사이를 시험보수했다. 이 보수는 폭 305㎜의 플랜지를 가진 T-형 강재를 사용하여 다이아프램 하부 챤넬과 박스거더 하부플랜지를 완전히 연결시켰다. 이 보수의 정확도를 알아보기 위하여 복부판 하부 갭에서 현장측정을 실시한 결과, 비틀림 반응은 40%가 감소했다. 진동으로 인한 최대 응력범위는 측정결과 하부 복부판 갭에서10 MPa, 클립 게이지에서 41 MPa이었다. 스트레인-시간 기록 결과는 T-형 강재에서 슬립이 발생하고 있음을 나타내었다. 시험보수를 하기 전후의 클립 게이지 및 다이아프램 위치의 복부판 갭의 한 게이지에서 얻은 스트레인-시간 기록 결과를 <그림 I-1-113>에서 볼 수 있다.
1984 년에 현장측정을 하기 위해 스트레인 게이지를 설치했던 바로 그 단순경간에 1988년 5월에 현장측정을 하기 위한 스트레인 게이지를 설치했다. 1988년의 현장측정을 하기 전에 모든 다이아프램에 대해서는 T-형 강재를 사용하여 다이아프램 하부 챤넬과 박스거더 하부플랜지를 완전히 연결시키는 것 보수작업을 했다. 보수의 실물크기 영향(Full-scale Effect)을 결정하기 위해 측정을 실시했다. 기차가 들어오는 쪽의 박스거더의 경우 스트레인 게이지를 동쪽 및 서쪽 복부판의 하부 갭내의 1984년도 측정을 한 다이아프램 위치에 설치했다. 보강재 위치에는 동쪽 복부판의 복부판 하부 갭에서 측정을 했다. 서쪽 복부판 게이지들은 작동을 하지 않았다. 기차가 나가는 쪽의 박스거더의 경우 스트레인 게이지들을 두 개 다이아프램 위치에서 동쪽 및 서쪽 복부판의 하부 갭내에 설치했다. 스톱홀로부터 피로균열들이 재발한 한 곳에는 복부판 하부 갭에 T-형강재외에 추가로 앵글을 하나 설치했다. 이 부분의 보강이 더 필요한지의 여부를 결정하기 위하여 스트레인 측정을 했다. 박스거더 코너의 하부플랜지상에 스트레인 게이지들을 설치했다. 피로균열이 재발한 균열선단에는 스톱홀을 뚫지 않고, 새로운 스트레인 게이지들을 설치했다. 기차가 들어오는 쪽 박스의 게이지를 설치한 모든 복부판 하부갭에서 기차 한 대가 들어오는 동안에 측정한 최대 응력범위는 <그림 I-1-114>에서 보는 바와같이 다이아프램 위치에서 18MPa이었다. 후속의 기차가 한 대 들어오고, 한대 나가는 동안에 동일한 다이아프램 위치에서 측정한 최대 응력범위는 <그림 I-1-114>에서 보는 것처럼 34 MPa이었다. 기차가 나가는 쪽 박스의 게이지를 설치한 모든 복부판 하부 갭에서 측정된 응력범위는 대개 21 MPa이었다. 스톱홀로부터 피로균열이 재발한, 기차가 나가는 쪽 박스의 경우, 기차 한 대가 지나가는 동안에 측정한 최대 응력범위가 균열길이가 긴 균열선단에서 32MPa이었으며, 이 응력범위는 들어오는 기차 또는 나가는 기차의 통행시와 별반 차이가 없었다. 기타 장소의 경우 동쪽 복부판 게이지들은 압축부에 설치했고, 서쪽 복부판 게이지들은 인장부에 설치했다. 기차가 나가는 쪽 박스의 복부판 하부 갭에서의 1988년의 응력구배를 1984년의 응력구배와 비교했다.
보수에 의해 1984년도 값의 75%의 응력구배가 감소했다. 응력구배를 복부판 갭의 용접지단에까지 외삽한 결과, 용접지단에서의 주기응력은 21~41 MPa이었다. 1984년도 측정시 관찰된 모든 위치에서의 진동이 1988년도 측정시 다이아프램 위치에서는 관찰되지 않았다. 들어오는 기차가 통과하는 동안 보강재 위치에서 주파수 20 Hz에서의 진동이 가장 현저했다. (진동)주기응력은 50%가 감소되었다. 하부플랜지에서 측정된 최대 응력범위는 기차가 나가는 동안 외측 박스거더의 내측 코너부에서 16 MPa로 측정되었다.
균열성장 및 파괴/파손 예상 원인 - 복부판 갭은 수직보강재의 필렛용접단부와 박스거더의 "복부판-플랜지" 용접부 사이였다.
하부플랜지가 자체 중량 때문에 처지기 때문에 수직보강재 단부와 하부플랜지 사이가 밀착되지 않은 곳에서도 작은 갭이 생겼다. 기차 통행시 하부플랜지의 수직방향 변위가 발생했다. 갭이 있었고, 하부플랜지는 단지 "복부판-플랜지" 간의 완전용입 홈용접부에 의해만 지지되었기 때문에 박스의 기하학적 형상 때문에 변위가 되었다. 모든 게이지 및 클립 게이지가 고주파 반응을 나타내었으므로 기록된 진동은 하부플랜지 변위와 관계가 있었다. 하부플랜지가 수직방향으로 변위로 해서 <그림 I-1-112>에서 보는 것처럼 복부판 하부 갭이 면외변형을 하고, 단부에서 회전을 했다. 수직보강재의 필렛용접단부에 고정점을 만든 K-형 다이아프램에 의해 수직보강재들은 원래의 자리에 있었다. 복부판 하부 갭에서 회전 및 고정이 될 때 수직보강재 및 보강재의 단부에는 사전균열조건(Precracked Condition) 및 심한 피로상세(Detail)가 존재했다. 이 조건과 테이퍼진 용접단부가 저부균열(Root Cracking)을 촉진시켰다. 박스거더 내측 복부판 상의 저부균열은 주인장응력(Principal Tensile Stress)하에서 성장했다. 박스거더 외측 복부판 상의 균열은 내측 균열과 교차했다. 곡선 형태의 균열단면은 복부판 갭이 면외변형하에서 자유롭게 변형하지 못하게 했고, 그 결과 스톱홀들로부터 피로균열이 재발했다. 균열경로를 따라 잔류한 응력집중 및 응력범위 때문에 가지균열이 발생했다. "복부판-플랜지" 용접부의 용접지단에서의 응력범위 및 수직보강재 단부 인근의 균열선단에서의 응력범위는 유사했다. "복부판-플랜지" 용접부는 외관이 매끄러운 자동용접된 용접부였으나, 수직보강재의 용접부는 그렇지 못했다. 유사한 응력범위의 경우 "복부판-플랜지" 용접지단 보다 수직보강재의 용접지단에서 피로균열이 발생하기 쉬울 것 같았다.
이것은 수직보강재 단부의 용접지단에서 피로균열이 발견되었고, 다이아프램 위치의 "복부판-플랜지" 용접지단을 따라서는 피로균열이 발견되지 않은 것과 일치했다. 보강재 위치의 하부 복부판 갭에서의 비틀림 반응은 다이아프램 위치에서와 비교할 때 중요하지 않았다. 진동반응의 경우 다이아프램 위치 및 보강재 위치 두 곳 모두에서 상당히 컸다. 수직보강재들이 위치한 하부 복부판 갭에서는 균열이 발견되지 않았다. 하중반응시 필렛용접 단부 및 복부판 갭 형상은 한정된 피로상세가 아니므로 20Hz 정도의 높은 주파수에서 발생하는 (진동)주기응력 때문에 피로균열이 발생할 수도 있다. 베어링 보강재의 중앙면에서의 균열은 틈부식에 의해 악화된 적층조건(Lamination Condition)으로 생각되었다. 베어링 보강재의 축하중 및 크기를 감안할 때 좌굴은 문제가 되지 않았다.
1984 년의 시험보수는 진동 및 비틀림 반응에 의한 응력범위를 감소시키는데 효과적이었다. T-형 강재에는 미끄럼이 생겼기 때문에 보다 완전한 연결을 할 필요가 있었다.
1988 년의 보수는 1984년의 T-형 강재에 의한 시험보수보다 진동 및 비틀림 하중반응에 의한 응력범위를 감소시키는데 있어서 더 효과적이었다. 보수한 경간의 복부판 하부갭에서의 1988년도의 응력구배는 T-형 강재에 의한 시험보수를 하기 전의 1984년도 응력구배와 비교할 때 75%가 감소했다. 복부판 갭 용접지단부까지 외삽된 응력구배는 스톱홀로부터 균열이 재발하기에는 충분하지 않은 21~41 MPa의 주기응력을 나타내었다. 보강재 위치의 복부판 하부 갭에서 관찰된 진동은 다이아프램과 다이아프램 사이에서 앵커되지 않은 플랜지로부터 발생했다. 주파수는 20 Hz로 남아 있었지만 주기응력은 1984년도 측정치보다 50%가 감소했다.
▶ 결론
ㆍ 파괴/파손에 대한 결론 - 다이아프램 위치의 박스거더 하부 복부판 갭의 수직보강재 필렛용접 단부에서 용접저부 균열이 발견되었다.
1984 년 측정시 박스거더의 하부 복부판 갭은 통과하는 기차하중과 관계가 있는 비틀림과 하부플랜지의 변위와 관계가 있는 진동에 대한 반응을 나타내었다. 다이아프램 위치의 하부 복부판 갭들은 균열선단에서의 응력범위가 한 대의 기차가 통과할 때 103 MPa, 기차가 교차하면서 통과할 때 207 MPa인 이중곡선 휨을 나타내었다. 주파수 20 Hz에서의 진동들은 주응력사이클(Primary Stress Cycles)에 중첩되었다. T-형 강재를 사용한 시험보수를 하기 전후에 측정한 스트레인 측정치는 하부 복부판 갭에서의 응력범위가 T-형 강재를 영구 보수재로 사용하면 실제로 감소될 수 있음을 보여주었다. 1984년 측정후 임시 보수조치로 균열선단에 스톱홀들을 뚫었다. 이 스톱홀들은 나중에 T-형 강재로 보수되었다. 1984년에서 1987년 사이에는 T-형 강재 보수를 하지 않았다. T-형 강재 보수를 하지 않은 스톱홀들은 균열성장을 저지하기에 불충분했다. 이것은 스톱홀들로부터 수직보강재 용접지단을 따라 피로균열이 재발한 것이 관찰된 것과 일치했다.
ㆍ 1988년 측정시 1984년의 스톱홀들로부터 균열이 재발한 균열선단에 추가적으로 스톱홀을 뚫지 않았다. 모든 다이아프램 위치에는 T-형 강재 보수를 했다. 다이아프램 위치의 하부 복부판 갭에서 측정한 최대 응력범위는 기차가 교차통과할 경우에 34 MPa이었다. 스톱홀로부터 재발한 피로균열 선단에서 측정한 최대 응력범위는 기차 한 대가 통과할 경우 32 MPa이었다. 이것은 피로균열의 성장을 저지하기 위해 균열선단에 스톱홀을 뚫고, T-형 강재를 설치하는 보수가 필요함을 의미했다. 이렇게 보수를 한 후 하부 복부판 갭에서의 응력구배는 1984년도 응력구배와 비교할 때 75%까지 감소되었다. 복부판 갭 용접지단에까지 외삽된 응력범위는 스톱홀들로부터 피로균열이 재발하기에는 충분하지 않았다. 다이아프램 위치에서의 진동은 제거되었고, 보강재 위치에서의 진동은 감소되었다. (진동)주기응력은 주파수는 20Hz 로 남아 있었지만 1984년도 측정값의 50%로 감소했다.
다이아프램 하부 챤넬과 박스거더 하부플랜지 사이의 연결부를 T-형 강재를 사용하여 완전히 연결시킨 보수는 하부 복부판 갭 응력을 허용수준으로 감소시키는 효과가 있었다. 피로균열 성장을 저지하기 위하여 T-형 강재에 의한 보수에 추가하여 모든 균열선단에 스톱홀을 뚫는 작업이 제안되었다.
8. 조치사항
파손형식 및 파손해석을 통하여 사고원인을 분석, 도출하고, 보수절차를 수립
9. 교훈 및 대책
ㆍ 파손부의 보수 - 1984년 및 1987년의 현장점정에서 도출된 D10 구간에 대한 제안된 보수방법은 K-형 다이아프램의 하부 챤넬과 박스거더 하부플랜지 사이를 완전히 연결시키는 것으로 T-형 강재를 이용한 마찰이음을 하는 것이었다.
T- 형 강재의 복부판과 챤넬사이 및 T-형 강재 플랜지와 박스거더 플랜지 사이를 직경 22㎜의 A325 볼트 4개로 연결하는 방법이 제안되었다. 이렇게 함으로써 T-형 강재의 복부판 및 플랜지 연결부가 동일한 슬립저항을 갖도록 했다. 실제 설치된 보수부에는 T-형 강재 복부판과 챤넬 사이에 4 개의 볼트, T-형 강재 플랜지와 박스거더플랜지 사이에 2 개의 볼트가 체결되었다. 모든 균열선단에는 19 ㎜의 스톱홀을 뚫어야 했다. 제시된 스톱홀 천공절차는 균열선단의 복부판 내외면에 중심공을 뚫고, 복부판 내외면의 균열선단을 포함하는 하나의 스톱홀이 되도록 하기 위해 중심공 사이를 화염절단하고, 구멍 가장자리를 연삭하는 것이었다. 1984~1985년에 천공한 스톱홀에서 균열이 재발한 곳에는 추가 앵글을 설치했다. 이 D 10 구간에 대한 보수는 1989년 이전에 실시하도록 권고되었다. 또한 균열이 발생한 베어링 보강재의 균열을 모니터링하기 위한 주기적인 점검도 권고되었다.
<그림 I-1-108> 평면도 및 입면도
<그림 I-1-109> Inbound 박스의 다이아프램 위치에서의 하부 복부판 갭 응력구배
<그림 I-1-110> Inbound 박스의 다이아프램 위치에서의 하부 복부판 갭 응력구배
<그림 I-1-111> Inbound 박스의 보강재 위치에서의 하부 복부판 갭 응력구배
<그림 I-1-112> 하부 복부판 갭 변형
<그림 I-1-113> 시험보수를 하기 전후의 다이아프램 위치의 클립 게이지 및 한 곳의 복부판 갭 게이지의 1984년도 스트레인-시간 기록
<그림 I-1-114> 영구보수를 한 부위의 한 곳의 복부판 갭 게이지의 1988년도 스트레인-시간 기록
사례번호 : BF-97028 1. 사고명 : Route 157의 교량 핀-링크 파손
2. 시설물 위치 : 미국 일리노이주 St. Clair
3. 시설물 형식 및 제원
- 형식 : 7경간 연속구조 사교(斜橋),
- 길이 : 144.7m(30.5×2 +16.7×2 + 16.78×2)
- 준공 : 1945년 건설, 1966년 확폭
ㆍ 구조 및 균열 개요 - 이 교량은 St. Clair Avenue 위를 지나는 7 경간의 연속구조 사교(斜橋)로서 간격이 1.67m 인 압연된 13개의 WF 빔들로 구성되어 있고, 경간장은 달랐다.
길이가 각기 30.5m인 2번 경간과 6번 경간은 인접한 캔틸레버 경간에 의해 지지되는 길이 18.3m인 현수구간을 갖고 있다. 현수경간은 한 쪽 끝은 로커받침에 의해 지지되어 있고, 다른 한쪽 끝은 <그림 I-1-115>와 같이 핀 플레이트 연결에 의해 지지되어 있다. 1번 및 7번 경간은 길이가 16.7m 이고, 3~5번 경간은 길이가 16.78m이다.
<그림 I-1-115> 2, 6번 현수경간의 대표적인 행거단면
1, 3, 5, 7번 경간에는 원래 단면 W36×230인 A7 강으로된 압연부재를 사용했다. 현수경간(2, 6번 경간)과 4번 경간은 단면 W36×150 인 부재를 사용했으며, 두 가지 크기의 A36 강재 빔을 1966년에 교량의 서쪽에 추가 설치했다. 3번 교각과 북쪽 교대 사이의 단면이 W33×200 인 부재, 4번 교각과 남쪽 교대 사이의 단면이 W36×160 인 부재, 3번 교각과 4번 교각 사이의 단면이 W33×36 인 부재 등이 A36 강재 빔들이다. 교각 1, 2, 5, 6 지점부의 이들 단면부재들의 하부플랜지에는 덮개판을 용접했다. 이 교량은 H20-44 하중으로 설계되었다. <그림 I-1-116>은 2번 현수 경간을 보여주고 있다.
<그림 I-1-116> 균열이 발생한 행거들의 위치를 나타내는 현수경간 개략도
4. 사고일시 : 1978. 10. 23.
5. 피해 정도 : 핀-링크 파손
6. 손상 내용
ㆍ 교량 개요 - 이 교량은 1945년에 건설되었으며, 1966년에 서쪽면에 두 개의 빔을 추가하여 확폭하였다.
1978 년 10월 23일 2번 경간에서 8, 9, 10번 빔의 단부를 지지하는 핀 링크가 파손되었다. 이들 빔들은 상판 슬라브 아래로 12~19㎜ 정도 내려 앉았다. 2번 경간과 동일한 6번 경간은 행거 플레이트에는 균열흔적이 없이 구조적으로 안전함이 밝혀졌다.
ㆍ 파손위치 및 파손모드- <그림 I-1-116>은 2번 경간의 파단된 행거 플레이트의 위치를 나타내고 있다.
빔 8,9,10번을 지지하는 행거외에 플레이트 행거가 휘어졌거나 또는 부분적으로 균열이 생긴 빔이 7개가 있었는데, 이들도 <그림 I-1-116>에 나타나 있다. 이들 손상들은 빔복부판 보강재와 행거 플레이트 사이에 발생한 부식 생성물 및 녹 때문에 발생한 것으로 보인다. 행거들이 신축이음부의 핑거 플레이트 아래에 있었기 때문에 수분, 염분 및 기타 이송잡물들이 행거 플레이트의 핀 연결부와 접촉하게 되었다. 이 때문에 하부에 위치한 핀들이 고착하고, 시간이 경과함에 따라 이음부가 강절이 되었다. 연결부가 고착함에 따라 교량위로 차량이 통행할 때 행거 플레이트에는 큰 면내 휨응력이 발생하였고, 온도의 변화로 열팽창이 생겼다. 현수경간 행거가 있는 다른 교량에서의 측정에 의하면 단부에 상대적인 회전이 일어나도 고착된 행거 플레이트는 큰 휨응력을 받게된다는 것이 확인되었다. 반복하중에 의해 균열이 발생하였고, 마침내는 크기 19×178㎜인 핀 플레이트들이 파손되었다. 균열은 핀 플레이트의 순단면으로부터 떨어진 곳에서 발생했다.
7. 사고 원인
▶ 원인분석 - 파손형식(Failure Modes) 및 파손해석(Failure Anaylisis)
ㆍ 주기하중 및 응력 - 이 교량의 1980년도 일일평균 트럭교통량은 300대 였다.
1979 년의 일일 총 교통량은 18,600대 였으며, 그중 15~18%가 트럭이었다.
이 교량을 통행하는 차량을 연간 110,000대로 추산한다면, 1935년에 이 교량이 개통된 이래 약 350만대의 차량이 통행한 것으로 추정된다. Route 157 교량에서는 응력측정은 없었다. 그러나 필라델피아 부근의 "U.S 309 교"에서의 응력 측정치로 이 교량의 균열발생에 대한 어느 정도의 조사가 가능했다. U.S 309 교는 현수경간 길이가 30.5m, 캔틸레버 길이가 5.5m, 측경간의 길이가 23.5m였다. 6 개의 각 거더는 크기 25×250㎜인 두 개의 핀 플레이트로 지지되어 있었다. 이 교량의 핀 중심간 거리는 533㎜로 Route157 교의 핀 중심간 거리와 같았다. 형상이 다를지라도 현수경간과 그와 인접한 캔틸레버 구간 사이에서 핀 플레이트가 강절로서 작용하는 것이 변형측정에 의해 밝혀졌다.
<그림 I-1-117>은 상부 핀 중심으로부터 229㎜ 떨어진 부분에서의 변형-시간 응답을 보여주는 것이다. 이 측정응답에 의하면 활하중하에서 핀 플레이트 단면에서의 주응력은 휨응력임을 알 수 있다. 또한 <그림 I-1-117>은 핀 폭방향의 응력구배를 나타낸다. 부식 생성물이 플레이트와 빔을 접착시켰기 때문에 핀단면에서의 변형율 측정치가 아주 작았다. 변형율 측정치를 핀에 가장 가까운 고정점까지 외삽한 결과 201 kN 시험트럭으로 시험할 경우 주기응력이 103.5 MPa 정도까지 될 것임이 밝혀졌다. 위와같은 측정의 결과는 Route 157 교의 핀 플레이트에 높은 휨응력이 생겼음을 시사한다. 또한 하중을 받는 교량은 진동과 변형하므로 한 대의 통과차량이 몇회의 큰 응력사이클을 만든다는 사실이 <그림 I-1-117>에서 명백해진다. U.S 309 교량에서는 한 대의 차량통행당 적어도 5회의 응력사이클이 발생했다. 이와 유사한 거동이 발생한다고 가정하면 Route 157 교에서는 교통량에 의해 15~20 백만 회의 무작위적인 변동응력사이클이 있었을 것이다. 그러므로 보다 큰 하중이 행거 플레이트의 가장자리에 균열발생을 유발한 것으로 보이며, 이 균열은 매일 핀 플레이트에 열응력을 발생시킨 열팽창 및 수축에 의해 커졌다.
<그림 I-1-117> U.S 309 교의 핀플레이트의 변형율-시간 응답
ㆍ 균열표면 조사 - 핀 플레이트 연결부중 몇 개는 완전히 두 쪽으로 갈라진 균열이 발생했음이 육안검사에 의해 확인되었다.
나머지 핀 플레이트 연결부에는 38~64㎜ 의 가장자리 균열(연단균열)이 발생했다. 이들 균열의 위치는 <그림 I-1-116>에서 보는 바와같다.
몇 개의 균열은 플레이트의 약한 축에 대해 휨을 발생시키는 핀 플레이트의 휨조건에 관계되는 것으로 보이는 45° 파면을 가지고 있었다. 균열은 핀 홀 부위에서 복부판 표면에 용접된 보강판 가장자리에 인접하고, 너트 가장자리에서부터 약 25㎜ 떨어진 곳에서 플레이트 폭 방향으로 직선으로 성장했다.
ㆍ 손상해석 - 이 교량의 주 손상원인은 부식 생성물에 의한 핀 절점의 고착으로 여겨진다.
수분, 염분 및 기타 이송잡물에 행거가 노출되어 행거 및 거더 복부판 보강재가 고착되었다. 이로 인해 부재들이 밀착되어 링크부가 회전할 수 없었고, 반복되는 교통하중 및 축방향으로 하중을 받는 부재들의 열팽창을 수용할 수 없었다. 고착된 이음부 가장자리 단면에서 균열이 발생했다. 부식 생성물은 행거를 복부판에 접착시켰으며, 순단면이 위험하게 되는 것을 방지했다. 8번 및 9번 빔 행거의 파단면은 아주 오래된 것으로 보였으며, 5,6,7번 및 11번 빔의 행거들은 모두 휘어져 있었다.
주기응력을 측정하지는 않았지만 최대 트럭하중과 큰 열응력이 중첩되었을 때 행거 플레이트의 가장자리에서의 응력범위는 항복점을 초과한 것같았다. 이로 인하여 행거 플레이트의 가장자리에서 균열이 발생하고, 피로균열로 성장하게 되는 것으로 생각된다.
▶ 결론 - Route 157 교의 행거균열들은 결국 핀 연결부가 고착한 후 반복하중에 의해 발생한 것으로 보인다.
현수경간의 단부 변위로 인해 행거가 교통하중과 열적조건(열팽창 및 수축)에 의한 높은 사이클의 면내 휨응력을 받았다. 이로 인한 누적 손상이 부식 생성물로 접착된 부위의 가장자리에서 균열을 발생시켜 성장하게 했다. 열팽창 및 수축에 의한 가장 큰 응력은 아마도 6월에서 8월, 12월에서 2월에 발생한 것으로 생각된다. 이 기간은 연중기온이 가장 높고 낮은 기간이다. 최종 파단은 소재의 인성치가 가장 낮은 겨울에 일어났을 것으로 생각된다.
8. 조치사항
파손형식 및 파손해석을 통하여 사고원인을 분석, 도출하고, 보수절차 수립
9. 교훈 및 대책
ㆍ 보수, 보강 - 파손된 행거들을 교체할 때까지 북쪽 방향의 추월차선은 폐쇄했으며, 8, 9, 10번 빔은 버팀지지를 했다.
후속 보수작업을 하는 동안 14개의 행거를 추가로 교체했다 1966년에 추가 설치한 빔의 행거들은 점검을 했지만 건전한 것으로 확인되었다. 모든 부식 생성물들을 제거하고, 모든 핀이 자유롭게 움직일 수 있도록 조치를 했다.
사례번호 : BF-97029 1. 사고명 : 후지천 교(橋) 아이바 절단
2. 시설물 위치 : 일본
3. 시설물 형식 및 제원
- 형식 : 9련의 핀결합 쿠퍼형 하로 트러스교
- 경간길이 : 45.5m
- 준공 : 1910년 경
4. 사고일시 : 1951. 10. 1.
5. 피해 정도 : 아이바 절단 및 국부파손
6. 손상 내용
이 교량은 쿠퍼형 하로 트러스 9련으로 되어 있었으며, 국부파손이 발생한 것은 그 중의 1련이다.
쿠퍼형 트러스는 1900년 경부터 1913년에 걸쳐 미국에서 제작되어 일본에 다수 수입된 핀 결합 프래트형으로서 인장재인 주사재(主斜材), 대각선 부재 및 하현재 등에 아이바가 사용되어 있다. 또 <그림 I-1-118>에서 보는 바와같이 좌측 메인 트러스의 U₃L₄사재, 2-바(Bar) 중의 내측 아이바가 상격점(上格点)의 핀구멍을 포함한 단면에서 절단되고 있는 것이 발견되었다.
이 트러스는 격점이 핀결합이고, 만약 외측 바(Bar)도 절단되게 되면 큰 사고가 생길 것 같았다.
<그림 I-1-118> 후지천 橋의 아이바 절단상황
7. 사고 원인
아이바는 <표 I-1-6>에 표시된 당시의 재질규격으로부터, 또 실제 아이바 재질시험 결과로부터, SS 400 재(材)에 준하는 강재가 사용되었고, 재질상의 염려는 없었다.
쿠퍼형 트러스 아이바는 정적인 재하(載荷)에 의해서는 평행부에서 파단하지만 반복인장 하중에 대해서는 머리부의 핀구멍측으로부터 피로절단하는 것이 확인되고 있었으며, 이 교량의 아이바 절단도 피로에 의한 것이었다.
<표 I-1-6> 쿠퍼형 트러스 제작당시의 강재의 재질규격
부러진 바(Bar)와 같은 실물크기로 제작한 SS400 소재의 시험편으로 실시한 피로실험결과가 <그림 I-1-119>에 나와 있다.
여기서 1백만회 반복시 강도는 바(Bar) 평행부에서 약 15 ㎏/㎟의 응력진폭으로 된다. 이에 대하여 이 교량에서 파손발생까지의 추정 열차통과 회수는 약 82만 회이고, 이 정도의 반복회수에서 파손이 발생하는 활하중 응력은 부재 응력의 계산에서는 나타나지 않는다.
그러나 2 개의 바(Bar)로 된 사재(斜材)의 편측 바(Bar)의 이완, 부식환경하에서의 피로강도, 변동응력의 영향 등을 고려하면 피로파괴를 발생시킬 가능성은 인정된다.
<그림 I-1-119> 아이바의 피로시험결과
8. 조치사항 : -
9. 교훈 및 대책 : -
사례번호 : BF-97030 1. 사고명 : 荒川교(橋) 대각선 부재 첨접판의 절단
2. 시설물 위치 : 일본 國鐵 羽越本線
3. 시설물 형식 및 제원
- 형식 : 리벳접합 프래트 하로 트러스
- 경간길이 : 45.5m
- 준공 : 1914년
4. 사고일시 : 절단부 발견일시-1951. 1.
5. 피해 정도 : 첨접판 절단
6. 손상 내용
이 교량은 프래트형 하로(下路) 트러스 와렌으로 되어 상태변화가 발생한 것은 이중의 4련이다. <그림 I-1-120>과 같이 지점으로부터 제3 격간째의 주사재(主斜材)와 대재(對材)와의 교점부에서 대재(對材)의 첨접판이 리벳구멍을 따라 절단되었다.
<그림 I-1-120> 荒川橋의 대재(對材)첨접판의 절단상황
7. 사고 원인
U ₃L₂대재는 U₂L₂주사재와의 교점에서 첨접판의 삽입으로 연결되어 있다.
이 격간에 작용하는 사하중의 일부는 대재(對材)에 압축력으로서 작용하고, 또 대재에는 열차의 주행과 더불어 인장력 및 압축력이 교대로 작용한다.
부재는 강성(剛性)이 부족한 2-평강으로 구성되어 있기 때문에 압축력이 작용하면 쉽게 좌굴하여 구면(構面)과 직각방향으로 불룩해 진다.
이 경우 주사재(主斜材)와의 교점이 첨접판에 의해 결합되어 있기 때문에 대재(對材)의 변형과 함께 첨접판에도 휨이 작용하게 된다.
따라서 첨접판에는 인장력, 약간의 압축력 및 휨이 반복작용하고, 이 때문에 리벳구멍을 포함한 단면에서 피로절단을 일으킨 것으로 생각된다.
8. 조치사항 : -
9. 교훈 및 대책 : -
사례번호 : BF-97031 1. 사고명 : 子野川 교(橋) 아이바 절단
2. 시설물 위치 : 일본 國鐵 中央西線
3. 시설물 형식 및 제원
- 형식 : 쿠퍼형 상로(上路) 트러스교(橋)
- 경간길이 : 60.6m
- 준공 : 1908년
4. 사고일시 : 1963. 9. 2.
5. 피해 정도 : 아이바 절단
6. 손상 내용
이 교량은 쿠퍼형 상로(上路) 트러스 橋이다. 상태변화는 <그림 I-1-121>에서와 같이 좌측 메인 트러스의 중앙격간 M₄L₃′, 사재, 2 바(Bar) 중의 외측 아이바가 하격점 머리부에서 절단한 것이다.
<그림 I-1-121> 子野川 橋 아이바 절단상황
7. 사고 원인
상태가 변화한 바(Bar)는 피로균열이 바(Bar) 아래 측 및 표면 측면으로부터 진행했던 것으로 생각된다. 쿠퍼형 트러스 아이바는 반복하중에 대해서는 바 머리부 핀구멍 단면에서 절단하지만, 이 경우는 바의 머리부에서 절단이 일어나고 있다.
이 부분에는 핀결합 트러스에 특이한 격점부의 이완에 기인하는 바(Bar)의 면외 및 면내에 2차 휨응력이 작용한다.
이것은 격점부의 이완이 진행하고 있는 지간중앙 부위에서 그 영향이 크게 된다.
재질상으로는 이 부분은 아이바 머리부를 단조가공하기 위하여 가열범위에 들어가지만 금속조직을 포함한 재료시험의 결과 특별한 문제점은 인지되지 않았다.
다만 가공상태가 좋지 않아 이 부근의 표면이 약간 거칠고, 이 때문에 노치효과가 이 부분에 작용하는 축인장력과 큰 2차 휨응력의 영향과 더불어져 피로균열이 발생하여 진전한 것으로 추정된다.
8. 조치사항 : -
9. 교훈 및 대책 : -
사례번호 : BF-97032 1. 사고명 : 四德大 교(橋) 피로균열
2. 시설물 위치 : 일본
3. 시설물 형식 및 제원
- 형식 : 용접 트러스 랑거교
- 경간길이 : 150m
- 준공 : 1963년
4. 사고일시 : 1967. 7.
5. 피해 정도 : 균열
6. 손상 내용
이 교량은 <그림 I-1-122>에서 보는 바와같이 용접 트러스 랑거교로서 사재(斜材)로 강관을 사용하고 있다.
이 사재가 미풍시에 구면(構面)내에서 진동하고 있는 것이 발견되었고, 현지조사 결과 지간 중앙부근의 강관 사재가 5~7.5m/sec의 풍속에서 공진(共振)상태로 되어 편진폭 22.6m, 진동수 3.4 Hz의 진동이 기록되었다.
동시에 사재 가세트의 일부(그림 I-1-123)에 피로균열의 발생이 확인되었다.
<그림 I-1-122> 四德大橋의 일반도
<그림 I-1-123> 가세트의 응력상태
7. 사고 원인
사재(斜材)의 진동원인은 칼만 소용돌이에 기인하는 것으로 생각된다.
가세트의 응력측정결과는 <그림 I-1-123>과 같고, 가세트 플랜지단(端)에서는 측정점의 2배 이상의 응력집중이 예상되고, 피로균열 발생 가능성이 충분히 인정되었다.
칼만 소용돌이에 의한 랑거교 현수재의 진동은 다른 교량에서도 보고되어 균열상태 변화도 발생되고 있다.
이것은 풍속의 분포, 구조물 전체 및 개개 부재의 고유진동수 및 댐핑 등에 관련되어 발생하는 것이지만 부재 진동과 더불어 단기간에 많은 응력반복 횟수에 도달하여 그 이음부에 피로파괴를 발생시킬 우려가 있다.
따라서 이런 종류의 상태변화는 새로운 경험이기 때문에 향후의 대책을 강구할 필요가 있다.
8. 조치사항 : -
9. 교훈 및 대책 : -
사례번호 : BF-97033 1. 사고명 : Belle Fourche River 교(橋) 거더 복부판 피로균열
2. 시설물 위치 : 미국 남 다코다(South Dakota)주 Belle Fourche시 인근
3. 시설물 형식 및 제원
- 형식 : 104.2m의 3 연속지간 용접 판형 부분 1개와 길이 18.3m의 합성 빔 단순경간 4개로 된 구조, 7-조립거더 교
- 길이 : 177.4m(104.2 + 18.3×4)
- 준공 : 1958년
ㆍ 구조개요 - 이 교량은 Belle Fourche 강 위에 남북방향으로 건설된 U.S. 212 도로상의 교량이다.
이 교량은 <그림 I-1-124>에서 보는 바와같이 길이 104.2m의 3 연속지간 용접 판형부분 1개와 길이 18.3m의 합성 빔 단순경간 4개로 구성되어 있다. 연속지간의 내부 지점에서는 헌치가 되어 있다. 모든 경간은 종방향으로 용접된 7개의 조립거더로 지지되고 있었다.
<그림 I-1-124> Belle Fourche 교외 평면도 및 입면도
<그림 I-1-125(a)>는 연속거더 경간의 지점에서의 부분 단면을 나타내고, <그림 I-1-125(b)>는 7개의 경간 모두에 사용된 내부 다이아프램 형식을 보여주고 있다.
<그림 I-1-125(a)> : 연속경간 지점부의 단면
<그림 I-1-125(b)> : 내부 다이아프램 형식
X- 형의 대각선 부재는 연속경간 및 단순경간의 복부판 수직보강재에 용접이 되어 있었다. 이 교량의 남북방향 차도는 각기 폭이 15.85m 이고, 폭 1.5m의 보도를 양쪽에 갖고 있었다. 각 경간에서 7개의 거더가 152㎜의 철근 콘크리트 슬라브를 지지하고 있었다. 폭 50㎜인 75㎜ 앵글을 강형에 용접하여 합성작용을 하도록 했다. 모든 거더에는 크기 9.5×150㎜의 수직 보강재를 설치했다. 내측 모서리부를 19㎜ 크기로 코핑한 이들 보강재는 상부 및 하부플랜지에는 접촉만 되도록 하고, 복부판과의 접촉부분만 용접이음을 했다. 이 교량은 1953년도 남 다코타주의 시방서에 따라 H20-44 트럭하중으로 설계되었으며, 상부구조의 강재는 재질이 A373 이었다.
4. 사고일시 : 균열발견시기-1976. 10.
5. 피해 정도 : 거더 복부판 피로균열
6. 손상 내용
ㆍ 균열 개요 - 이 교량은 1958년에 개통되었으며, 1976년 10월 상부구조에 대한 점검을 했는데 몇 개의 피로균열이 거더 복부판에서 발견되었다.
대부분의 균열들은 정모멘트 구간의 다이아프램이 설치된 수직보강재와 압축플랜지에 인접한 복부판 갭에서 발생했다. 균열은 수직보강재 용접단부와 "복부판-플랜지" 용접지단에서 발생했다. 대부분의 균열들은 1976년에 발견되었고, 가장 큰 균열은 연속지간의 3번 경간에서 발견되었다. 이들 균열들은 복부판 양쪽면에서 눈으로 확인할 수 있었다. 1978년에 모든 경간에서 하나 이상의 균열들이 추가로 발견되었다. 관찰된 균열들의 기본적인 형태는 다음과 같은 3가지였다.
① "복부판-플랜지" 용접부의 복부판쪽 용접지단을 따라 용접부에 평행한 균열
② 보강재 양면상에서 45° 각도로 하향 성장한 복부판 보강재 필렛용접부 상단부에서의 균열 - 이들 균열들은 몇 인치까지 성장한 후 방향을 바꾸어 복부판에서의 인장응력의 방향과 평행하게 되었다.
③ 보강재-복부판 필렛용접부를 복부판으로부터 떨어지게 하는 코핑된 보강재 단부에서 부터 시작하는 수직방향 용접부에서의 균열
대각선 부재에서는 이들 세가지 형태의 균열들이 조합된 균열이 발견되었다.
7. 사고 원인
ㆍ 손상해석(Failure Anaylisis) - 1960년에서부터 1976년 사이의 일일평균 트럭통행량은 280대로 추정되었다.
통행량의 증가하는 경향이 없이 매년 260대 내지 305대의 트럭 통행이 관찰되었다. 30년 동안의 사용기간중 일일교통량이 일정하다고 하면, 이 기간 동안 3.066×10^{6} 대의 차량이 통행하여 변동 응력사이클이 발생했을 것으로 추산된다. 피로균열 성장거동을 평가하기 위한 응력측정치 또는 균열표면에 대한 자료 등은 없었다. 균열이 발생한 거더 복부판의 표면 육안점검 결과만 이용가능했다. 균열이 발생한 거더 복부판중 어느것에서도 불안정한 균열성장(취성파괴)이 있은 흔적이 없었다. 그러므로 온도 및 환경은 균열거동에 관계가 없는 것으로 보였다. 모든 균열은 안정된 피로균열 양상을 나타내었고, 다른 복부판 갭 위치에서 면외변위에 의해 발생한 균열과 같은 양상이었다. Belle Fourche 교에서의 균열성장조건은 Des Moines 교의 거더 복부판 균열에서 관찰된 조건들과 유사한 것으로 생각된다. 용접지단에서의 유효응력범위를 69MPa로 하면 2.2×10^{6} 회의 변동응력 사이클이 얻어진다. 이것은 이 교량에서 관찰된 구조거동에 상당히 근접한 값으로서 1960년부터 1978년 사이에 약 3백만 대의 트럭이 이 교량을 통과한 것으로 추정되는 것과 같다.
▶ 결론 - Belle Fourche 교의 거더 복부판에서의 균열은 피로균열이었다.
모든 균열들이 보강재-복부판 필렛용접부 상부의 복부판 갭에서 발생했다. 복부판 균열의 주 원인은 수직 보강재와 다이아프램이 연결된 위치의 거더 복부판에서의 면외변위였다. 이 면외변위는 주기적인 활하중하에서 거더가 상대적으로 수직 변위를 했기 때문에 발생했다. 피로균열들은 주거더의 종축에 다소 평행하게 발생했기 때문에 이들 균열들은 복부판의 주휨응력에 평행했다. 취성균열로 성장한 균열은 없었다.
8. 조치사항 :
손상해석에 의한 사고원인 분석을 통하여 보수방안 수립
9. 교훈 및 대책
ㆍ 보수 및 파단의 제어-피로균열의 성장을 저지하고, 균열된 거더 복부판의 후속파단을 방지하기 위하여 <그림 I-1-126>과 같이 기존 균열의 선단에 19㎜ 구멍을 뚫었다.
염색침투탐상으로 균열선단을 확인하고, 균열선단을 중심으로 하여 구멍을 뚫었다. 수직 보강재의 양쪽에 용접길이 100㎜, 용접다리길이 8㎜의 필렛용접으로 각 대각선부재 연결판의 상단부를 상부플랜지에 용접했다. 이렇게 해서 복부판 갭의 면외변위를 방지했다.
<그림 I-1-126> 복부판 균열 및 스톱홀 위치도
사례번호 : BF-97034 1. 사고명 : Chamberlain 교(橋)의 피로균열
2. 시설물 위치 : 미국 남 다코다 주 Chamberlain 시 근교
3. 시설물 형식 및 제원
- 형식 : 5개 트러스 경간의 연속 판형구조
- 길이 : 610.8m
- 준공 : 1952년
ㆍ 구조개요 - 이 교량은 미국 South Dakota 주 Chamberlain시 근교의 미조리강을 가로지르는 교량으로 길이가 610.8m이고, 5개의 트러스 경간이 양쪽 진입부의 연속판형 구조에 연결되어 있다.
서쪽 진입부 경간은 경간장이 각각 28.3m, 35.3m, 28.6m인 3경간 연속 합성 판형 구조고, 동쪽 진입부 경간은 경간장이 각각 27.8m인 2경간 연속 합성 판형구조다. 서쪽 진입경간의 평면도 및 입면도는 <그림 I-1-127>에서 보는 바와같다.
<그림 I-1-127> Chamberlain 교 서쪽 진입 경간의 평면도 및 입면도
판형경간은 동서방향 통행용으로 콘크리트 중앙분리대가 없고, 트러스 경간은 동서방향 차도의 상부구조가 각기 분리되어 있다. 그렇지만 트러스 경간은 하나의 하부구조에 의해 지지되어 있었다. 첫 번째 경간과 트러스 경간은 기존 교량으로 설치가 되었다. 간격이 2.75m인 연속거더는 150㎜ 두께의 철근 콘크리트 슬라브를 지지하고 있었다. <그림 I-1-128>은 연속경간의 단면과 내부 다이아프램을 보여주고 있다. 내부 다이아프램은 크기 126×8㎜인 수직 보강재에 용접된 126×126×8㎜ 크기의 앵글로 X-형으로 브레이싱되어 있었다. 모든 수직 보강재는 거더 복부판에만 단속 필렛용접으로 연결되었다. 이 교량은 1951년에 H20-44 하중으로 설계되었고, 1952년에 건설되었다.
<그림 I-1-128> 거더 경간의 대표적인 단면도
4. 사고일시 : 균열발견시기 - 1973. 9.
5. 피해 정도 : -
6. 손상 내용
ㆍ 균열 개요 - 1973년 9월 교량점검시 몇 개의 균열을 발견했다.
이들 균열들은 연속 판형경간인 2, 3, 4, 10, 11번 경간에서 발견되었다. 보강재-복부판 단속 용접부가 보강재-다이아프램 연결부에서 균열되었으며, 다이아프램을 거더에 연결시키기 위해 사용된 수직보강재 단부에서 거더 복부판이 "복부판-플랜지" 필렛용접부 지단을 따라 균열되었다. 대부분의 균열은 내측 거더에서 발생했으며, 그 발생위치는 압축 플랜지에 인접한 정모멘트 구간의 복부판 보강재-다이아프램 연결판이었다. 균열은 거더 복부판의 양쪽에서 보일 정도였으며, 가장 큰 균열은 3번 경간에서 발생했다. 일반적으로 외측에 있는 거더에서 보다 내측에 있는 거더에서 균열이 더 심했다. 1976년에 추가 균열들이 발견되었다.
다이아프램 연결판 복부판 갭에서는 기본적으로 3가지 형태의 균열이 관찰되었으며, 이들은 거더 복부판의 양쪽에서 불규칙적으로 발생했다. 이들 균열의 상태는 다음과 같다.
① "복부판-플랜지" 필렛용접지단을 따른 균열
② 거더 축에 거의 평행하게 성장한 거더 복부판내의 상부 단속 필렛용접부에서의 균열
③ 단속 필렛용접부에서의 균열. 이들 균열들은 용접부 목두께 방향, 또는 거더 복부판쪽의 용접다리를 따라 발생했다.
<그림 I-1-129> 균열형태 및 용접부 상세
7. 사고 원인
▶ 손상해석(Failure Anaylisis) - 1960, 1965 및 1970년의 일일평균 트럭통행량은 388대로 이들 트럭은 이중 타이어와 2 개 이상의 차축을 갖고 있었다.
이 수치를 1953년에서 1973년 사이의 기간에 적용하면 280 만 회의 변동하중 사이클이 있었던 것으로 된다. 조사를 하기 위한 응력측정치 또는 균열표면 샘플 등은 없었으며, 단지 표면균열의 형태만을 입수했다. 균열된 거더 복부판중 불안정하게 급속한 성장을한 균열흔적은 없었다. 그러므로 재료의 파괴인성 및 환경은 균열에 중요한 영향을 미치지 않았다. 모든 균열들은 인접한 거더들의 수직변위의 차이로 복부판 갭에서 발생한 면외변형에 의해 발생한 것이 분명하다. 복부판 갭에서의 S 자형 변형때문에 "복부판-플랜지" 용접지단 및 수직 보강재-복부판의 단속 용접부 단부의 복부판에 큰 휨응력이 발생했다. 대각선 부재의 변형에 의해 발생한 힘은 주로 상부의 양쪽 단속 필렛용접부에 의해 연결판에서부터 복부판으로 전달되었다.
이들 용접부의 용접저부(Weld Roots)에서의 융합불량 때문에 저부에서부터 균열이 성장하여 복부판으로부터 용접부가 떨어지게 되었다.
용접지단에서의 균열전파는 아래의 200만 회의 변동응력 사이클의 관계식에 따르게 되며, Belle Fourche 교 조사에서 나타난 것처럼 220만 회의 응력 사이클이 복부판에 발생하면 69MPa의 복부판 갭 유효응력범위가 생기게 된다.
복부판 양쪽의 단속 용접부 상단에서 균열이 일어나게 하는데 필요한 조건은 대략적으로 아래 식으로 정의된다.
각 값들을 위식에 대입하면, N = 0.1326/3.6×10^{-10}S_{r} ³ 이 된다.
여기서 N을 2.5×10^{6} 사이클로 하면 수명에 필요한 유효응력범위는 36.6 MPa이다.
▶ 결론 - 수직 보강재 단부와 다이아프램 연결판 사이의 복부판 갭에서 발견된 모든 균열은 주기적인 면외변위에 의한 피로균열이었다.
이 주기적인 면외변위의 발생은 교통하중하에서 인접한 거더간에 상대적인 수직변위가 발생했기 때문이다. 이런 조건하에서 대각선 부재는 복부판 갭에 면외변위가 생기게 했다. 대부분의 균열들은 내측 거더에 있었으며, 거더 복부판 균열들은 거더 종축에 평행한 면내에 있었다. 그러므로 균열중 어느 것도 적용하중으로 인한 휨모멘트에 의해 불안정한 균열로 성장하지 않았다.
8. 조치사항
손상해석을 통한 사고원인 분석 및 도출로 보수절차 수립
9. 교훈 및 대책
▶ 보수, 보강 - 기존의 모든 복부판 균열에는 균열선단에 19㎜의 구멍을 뚫어 성장을 저지했다.
" 복부판-플랜지" 용접부 및 수직보강재를 따라 균열선단을 확인하는데는 염색침투탐상검사를 사용했다. 모든 내측 다이아프램 연결판의 상단 및 하단은 길이 75㎜, 다리길이 8㎜로 상부 및 하부플랜지 보강재의 양면에 용접을 했다. 이렇게 용접함으로 해써 복부판 갭에서의 그 후의 면외변형이 방지되었다.
2. 시설물 위치 : 미국 위스콘신주 Prairie Du Chien 와 아이오와주 Marquette 사이의 미씨시피강을 건너는 U.S. 18번 도로상
3. 시설물 형식 및 제원
- 형식 : 용접 판형교 + 타이드 아치교
- 길이 : 781m
- 준공 : 1974. 10.
ㆍ 교량 개요 - 이 교량은 미국 위스콘신주 Prairie Du Chien와 아이오와주 Marquette 사이의 미씨시피강을 건너는 U.S 18번 도로상의 교량이다.
미씨씨피강은 이 교량이 있는 지점에서 두 개로 분리된다. 서쪽 강은 항로로 사용되며, 이 곳에는 양안의 용접 판형교에 연결된 길이 140.8m의 타이드 아치 경간의 교량이 가설되어 있다. 동쪽 진입경간은 2개의 용접 판형으로 된 경간장 56.1m의 7개 경간과 경간장 46.3m의 1개 경간으로 되어 있다. 이 8 개의 거더경간중 7번 경간과 10번 경간에 각각 하나씩의 힌지가 있다. 이들을 <그림 I-1-132>에서 볼 수 있다. 서쪽 진입부는 4경간 연속 판형구조로서 내측 경간은 경간장이 55.3m이고, 양측 경간은 길이가 44.5m이다. 타이드 아치 경간 및 용접 판형 경간의 대표적인 단면들을 <그림 I-1-131>에서 볼수 있다. 이 두가지 형식 구조의 차도는 두께 203㎜ 인 철근 콘크리트 슬라브로 되어 있으며, 이 슬라브는 스트링거와 합성작용을 하며, 스트링거는 타이드 아치 경간에서는 바닥빔(Floor Beams)을 관통하고 있다. 판형경간에서는 스트링거들이 바닥빔(Floor Beams)위에 놓여 있다.
이 교량의 상부구조 강재 재료는 A36 및 A44l 이다. 이 교량은 1969년 AASHTO 시방서에 따라 설계되었으며, 1973년 10월에 착공하여 1974년 10월에 준공하였다.
<그림 I-1-130> 타이드 아치 및 판형구조 진입경간의 평면도 및 입면도
<그림 I-1-131> 타이드 아치 및 판형구조 경간의 단면
4. 사고일시 : 균열발견시기-1979. 8. 30.
5. 피해 정도 : 복부판 틈 피로균열
6. 손상 내용
ㆍ 균열 개요 - 1979. 8. 30. 현장점검시 타이드 아치 구조의 바닥빔의 바닥빔-타이거더 연결부에서 다수의 균열이 발견되었다.
<그림 I-1-132>는 연결부의 개요 및 균열발생 위치를 보여주고 있다. 균열들은 바닥빔(Floor Beam)복부판 내의 연결판 단부와 플랜지-복부판 용접부 사이의 갭에서 발견되었다. 바닥빔 연결판을 타이거더 복부판에 부착하기 위한 필렛용접부의 상단부에서도 균열들이 발견되었다. 또한 종방향 플레이트 거더 복부판 내의 바닥빔 연결판 위치에서도 균열들이 발견되었다. 모든 균열들은 연결판이 거더 인장 플랜지에 밀착 연결되지 않은 부모멘트 구간에서 발생했다.
<그림 I-1-132> 균열이 발생한 위치의 바닥빔-타이거더 연결부 개략도
7. 사고 원인
▶ 손상해석(Failure Anaylisis) - 1972년 조사에 의하면 당시 일일평균 교통량이 3,580대 였으며, 이중 약 400대가 트럭이었다.
1979 년의 일일평균 교통량은 5,500대로, 그중 약 590대가 트럭이었다. 그래서 균열이 발견될 때까지의 5년동안의 사용기간중 약 일백만 대의 트럭이 이 교량을 통과한 셈이다. 바닥빔 연결부 부근의 균열들은 온도 또는 기타 환경조건의 영향을 받지는 않은 것 같다. 모든 균열들은 많은 횟수의 주기응력에 의한 피로균열들이었다. 바닥빔 연결판과 타이거더를 잇는 용접부에서의 수직균열들은 바닥빔 단부의 구속으로 인한 것이었다. 타이거더의 비틀림저항, 바닥빔(Floor Beam)과 연결판 사이의 볼트체결 전단 연결부의 강성 등때문에 용접된 연결부의 상단부는 많은 횟수의 주기응력을 받았다. 바닥빔 연결판의 단면계수는 바닥빔 차체 단면계수의 20%에 불과했다. 두께 19㎜인 연결판 양쪽의 필렛용접부는 크기가 겨우 6㎜였기 때문에 용접저부에 큰 초기균열이 있었다. 필렛용접부 균열발생에 필요한 조건은 다음 식으로 평가할 수 있다.
N = [0.71 - 0.65(2a₁/t_{p}) + 0.79(H/t_{p})] ³/3.6×10^{-10}S_{r}t_{p}^{12}
여기서 2a₁= t_{p} = 19㎜, H = 6.4㎜이므로 이들을 윗식에 대입하면 다음 식이 된다.
N = 9.39 ×10^{7}S_{r} ³
이 식에서 주기응력횟수 N을 1백만으로 하면, 연결판 단부에서의 공칭 휨응력에 대한 유효응력범위는 31.4 MPa 이 된다. 이 값은 바닥빔에서 약 6.9 MPa의 단부 구속휨응력에 상당한다. 이러한 응력은 구조물의 기하학적 형상을 고려하면 적당한 것으로 생각된다.
바닥빔(Floorbeam) 복부판과 플랜지 용접지단을 따라 수평으로 발생한 균열은 바닥구조가 타이거더에 대해 상대적인 종방향 변위에 의해 발생했다. 이것은 구조물의 전반적인 변형에 기인한 것이고, <그림 I-1-133>에서 보는 바와같이 전단연결판 단부 위치의 작은 복부판 틈에서 면외변형을 유발시킨다. 상대적 수평변위는 트럭이 교량을 통과할 때마다 발생했다. 용접 판형거더의 "복부판-플랜지" 용접부를 따라 발생한 균열들은 바닥빔이 하중을 받아 변형할 때 복부판 틈에서 발생한 면외변위의 결과로 발생했다. 슬라브가 상부플랜지를 구속하므로 복부판 갭은 이중곡선(Double Curvature)로 된다.
<그림 I-1-133> 바닥빔 복부판 갭의 변형 개략도
▶ 결론 - 타이드 아치 바닥빔 및 용접 판형거더에 발생한 균열들은 모두 거더 복부판 갭의 주기적인 면외변위에 의해 유발되었다.
타이드 아치 바닥빔에서 주기적인 면외변위는 타이거더와 바닥구조간의 상대적인 종방향 변위 때문에 발생했다. 종방향 용접 판형거더에서는 바닥빔들의 단부 변형에 의해 복부판들이 면외변형을 받았다. 작은 복부판 갭에는 조기 균열을 촉진시키는 반복횟수가 많은 주기 휨응력이 작용했다. 불과 1백만회의 차량통행으로 타이드 아치의 바닥빔 및 진입경간의 판형거더에 상당한 균열이 발생했다.
8. 조치사항
손상해석을 통하여 사고원인을 분석, 도출하고, 보수절차를 수립
9. 교훈 및 대책
▶ 보수, 보강 - 바닥빔 복부판 갭 및 바닥빔과 타이드 아치 박스거더 연결판에 발생한 균열의 계속적인 진전을 방지하기 위하여 직경 19㎜ 구멍들을 균열선단에 뚫었다. 균열선단은 침투탐상 및 자분탐상에 의해 결정했다. 모든 구멍은 균열선단에 위치하도록 하였다. 균열 재발생을 방지하기 위하여 <그림 I-1-134>의 개략도와 같이 "T"형 단면을 사용하여 바닥빔 플랜지를 타이거더 복부판 및 내부 다이아프램에 연결시켰다.
<그림 I-1-134> 보강 상세부 개략도
"T" 형 단면을 <그림 I-1-135>에서 볼수 있는데, <그림 I-1-135(a)>는 내부 다이아프램과 박스거더 복부판을 밀착 연결시키기 위하여 사용된 "T"형 단면 및 챤넬단면을 보여주고 있다. <그림 I-1-135(b)>는 박스거더 복부판 및 바닥빔 플랜지를 연결시키기 위해 사용된 외부 "T"형 연결재를 보여주고 있다.
용접판형거더의 보수보강에 사용된 절차는 1980년에 실시한 Polk County교의 보수보강 보수 방법과 같았다. 부모멘트 영역에서는 바닥빔 연결판의 길이를 바닥빔 단부 브라켓의 헌치부를 따라 제거했다. 이 작업은 1980년에 실시했다.
터널 입출구 부근의 측벽에 수평균열이 발생함과 동시에 측벽 상단부가 밀려나와 아치 콘크리트 하단부와의 접속부에 어긋남이 발생했다. 이들 균열의 폭, 어긋남의 크기는 겨울철에는 확대되고, 봄철에는 복원되지만 그 잔류량이 해마다 누적되어 각각 최대 30㎜, 75㎜로 되었다. 이 원인은 상태변화가 복원하고, 계절적으로 한랭이 교차하며, 압력이 상식선을 넘게 크게 되는 등 복공배면 지반의 동결에 의한 것으로 추정되었음.
<그림 I-2-1> 상태변화 형태
<그림 I-2-2> 상태변화 전체도
7. 사고 원인
복공배면의 온도측정과 측벽일부의 채취에 의해 동결이 원인인 것이 확인되었다. 더욱이 균열폭과 어긋남의 크기를 측정한 결과, 최대량, 잔류량 모두 해마다 증가하는 경향이 명확해 졌고, 이들의 보수만으로는 충분하지 않아 복공배면수의 배수와 동결방지가 필요한 것으로 판단되었다.
8. 조치사항
- 보수의 설계와 시공
ㆍ 설계 : 측벽두부의 압출이 심한 곳 및 수평균열이 큰 곳은 측벽을 전면 개축하는 것으로 하고, 압출이 비교적 적은 곳은 경제성과 공사비용을 고려하여 스프링 라인(S.L) 부근을 50㎝ 폭으로 부분적으로 개축하는 것으로 했다.
또 수평균열의 크기가 작은 곳은 에폭시 수지 주입제로 보수하고, 또한 보수후 동해를 방지하기 위하여 개축부분의 복공배면에는 단열재를, 다른 부분에는 복공표면에 단열재를 붙이는 것으로 했다.
더구나 개축은 복공 콘크리트를 헐어 철근 콘크리트로 바꾸는 형식(개축 A)과 열차운행중 시공에 유리한 복공배부에서 철근 콘크리트로 보강하는 형식(개축 B)으로 나누어 전자는 우측 중간정도의 9m, 27m 2 개소, 후자는 터널입구에서부터 좌측으로 28m의 구간에 적용했다.
시공 - 시공조건은 전철구간에서는 터널내 열차운행중 시공으로 대부분이 열차통행 중간의 작업으로서 사고방지 측면에서 아주 엄격했다.
① 개축 A : 재래(在來) 측벽 콘크리트를 허무는 것은 열차운행중의 부분개축으로 CCR을 사용했다.
작업은 우선 CCR 의 효과를 올리기 위해 보수부위 경계를 끊고, 그 다음 ø32㎜, 깊이 복공두께의 ⅔, 피치 30㎝, 하향 30°의 각도로 천공했다. 1 블록 3m를 허무는 작업은 노선폐쇄 관계로 표준 3일을 필요로 했다. 콘크리트를 제거한 후 지반을 20㎝ 깎아 집수공(모래포대)을 설치하고, 비닐필름, 단열재, 베니어판(단열재 지지 및 형틀 겸용) 등을 붙이고, 철근을 조립하여 콘크리트를 터널입구에서 부터 펌프카로 타설하였다.
양생은 전열선과 시트로 했다. 스프링 라인(S.L) 부근 콘크리트의 충진은 반죽을 되게한 모르타르로 충진하고, 아치 배면의 공극은 모르타르를 주입(포터블 펌프 사용)했다.
<그림 I-2-3> 개축 A의 설계도
② 개축 B : 갱문 콘크리트를 허문 후 측벽 방호공 18개를 설치하고, 하단 도갱 굴착에 들어갔다.
지보공은 <그림 I-2-6> 에 표시한 것을 사용하여 하루 평균 1.6m를 굴착해 들어갔고, 전장 28m를 3개 블록으로 나누어 굴착과 콘크리트 타설을 교대로 실시했다. 토질은 응회질 점토 약 70%, 사질 롬(Loam) 약 30%로서 후자만 되메우기용으로 사용했다. 그 다음으로 상단 굴착으로 이동했지만 아치 아래의 굴착 때문에 하단에 비해 위험성이 높아, 동해를 입어 상태가 변화된 장소를 모르타르 충진으로 보강하고, 아치의 하중을 완전히 측벽으로 전달되도록 했다. 또 구간을 6개 블록으로 나누고, 토질은 롬질 모래로 토질이 비교적 좋은 것으로써 되메우기를 했다. 철근 콘크리트, 단열재, 집수공은 개축 A와 거의 같은 양상으로 순서를 교대로 했다. 되메우기 토사의 다짐은 콜피크(Coal Pick)에 작은 철판을 용접하여 다짐기를 대용한 결과 상당히 좋은 효과를 얻었다. 최종적으로 갱문(坑門) 콘크리트를 타설하여 완료했다. 더욱이 시공 전기간에 걸쳐 터널내공(內空)단면 측정기로 계속 상태변화의 진행상태를 감시하였는데 최대 상태변화는 2~3㎜ 정도였다.
<그림 I-2-4> 개축 B의 설계도
<그림 I-2-5> 측벽방호공
<그림 I-2-6> 철제 지보
③ 균열보수 : 균열표면을 와이어 브라쉬 등으로 청소하고, 접착성을 향상시킨 에폭시계 수지를 주입하고, 이것이 경화한 후 2회째, 3회째 등으로 합계 3~4회를 주입하였다. 아치 크라운의 균열보수에는 주입제가 전선에 붙는 것을 방지하기 위하여 비닐통을 붙였다.
④ 지반공극으로의 주입 : 상반(上半)단면의 보수후 산의 지표부에서부터 약 30m 간격으로 보링을 하여 그곳에 AFC를 압력 0.5~1.5 ㎏/㎠ 으로 주입했다.
1956 년 11월 19일 일본 동해도(東海道) 전체 선로의 전철화의 완성과 더불어 상행 외측선이 휴선(休線)되었다.
이 시기를 이용하여 연와조(煉瓦造) 구조의 오래된 철도터널의 복공벽면을 세척하여 상태변화를 조사한 결과, 장기사용에 따라 누수되는 곳이 많았고, 이음부 모르타르가 열화 유실되어 있었다.
7. 사고 원인
장기사용에 따라 누수되는 곳이 많았고, 이음부 모르타르가 열화 유실
8. 조치사항
- 조사와 건전도의 판정
세척한 복공을 육안검사한 결과 위에서 기술한 바와 같이 이음부 모르타르의 손상이 심했고, 운행안전과 전철화 후의 선로보수를 고려하여 전면적인 보수를 하기로 했다.
- 보수의 설계와 시공
ㆍ 설계 - 복공단면에 열화가 발견되었지만 전면 개축의 필요성은 없어 부분보수키로 했다.
측벽은 이음부 보수를 하고, 아치부의 손상이 현저한 곳에 대해서는 <그림 I-2-7) 과 같이 크라운에서 15㎝의 두께로 콘크리트를 타설하고, 스프링 라인 상부 70㎝에서 기존복공에 20㎝를 파고 들어가 라이닝 타설을 하고, 아치부의 손상이 그다지 없는 부분은 두께 3㎝의 모르타르 뿜어붙이기를 했다.
<그림 I-2-7> 터널 개축 표준설계도
시공 - 측벽 이음부의 보수는 먼저 열화한 이음부를 깊이 30㎜까지 스케일링을 했다. 스케일링 장비는 플렉시블 드라이브로써 전동식을 사용했지만 고장이 많아 내연 엔진식을 추가했다. 스케일링날은 쉽스케일링기의 날을 개조한 것을 사용했다. 다음으로 <표 I-2-1>의 배합 모르타르로 포인팅(Pointing)하고, 경화하기 시작할 때를 기다려 필요이상으로 남은 부분을 금속흙손으로 마무리했다. 아치부의 라이닝 보강은 먼저 복공의 <그림 I-2-7> 의 사선부를 브레이커로 헐고, 다른 표면 풍화부분도 브레이커의 끌을 뾰족하게 하여 소위 이음매를 거칠게 가공하는 방법으로 갉아내었다. 그후 거푸집을 조립하여 <표 I-2-2>에서와 같은 입도 분포의 굵은 골재를 습윤하게 한 후 충진했다.
<표 I-2-1> Pointing 모르타르 배합
<표 I-2-2> 굵은 골재의 입도
<표 I-2-3> 주입 모르타르의 배합 및 재료
<표 I-2-4> 주입 모르타르의 배합
그 후 <표 I-2-3>과 같은 모르타르를 주입 완료했다.
아치부의 모르타르 뿜어붙이기도 먼저 스케일링을 하여 복공표면의 매연을 떨어내고, <표 I-2-4>의 모르타르를 단면둘레길이 약 6.7m 의 부분에 두께 3㎝로 일정하게 뿜어붙였다. 기타 용수가 많은 연와경계 이음부로부터 누수가 되고 있는 곳은 배수를 위한 시설을 설치함과 동시에 복공에 내경 4㎝의 배수공을 2m 간격으로 설치하고, 측면의 배수 시설도 신설하여 배수가 충분히 되도록 했다.
9. 교훈 및 대책 : -
사례번호 : UF-97003 1. 사고명 : 터널 복공균열 과다 발생
2. 시설물 위치 : 일본
3. 시설물 형식 및 제원 :
- 터널완공년도 : 1968년
- 보수공사 연도 : 1973~1975년
4. 사고일시 : 불확실
5. 피해 정도 : 터널 전길이의 상태변화
6. 손상 내용
- 터널 상태변화 발생부분 : 터널 전길이의 복공
- 상태변화 상황
이 터널은 전체 길이가 631m 정도인 2차선 도로터널이지만 전길이에 걸쳐 복공에 많은 균열이 발생하였고, 천정부근의 일부에서는 콘크리트가 박리되고, 측벽부의 일부는 돌출하고 있었다.
<그림 I-2-8> 평면도
7. 사고 원인
이 터널의 상태변화 원인은 지질이 예상보다 나쁘고, 결과적으로 복공단면의 형상치수가 적당주의식으로 처리된 것으로 추정됨
8. 조치사항
- 조사 및 건전도의 판정
상태변화 조사 결과, 이 터널의 상태변화된 부분은 보수할 필요가 있는 것으로 판정되었다.
- 보수의 설계와 시공
ㆍ 설계 - 측벽의 경우 스프링 라인(S.L) 아래의 하부 측벽콘크리트를 헐어 보수하고, 더욱이 산쪽 측벽부에 수압저감을 목적으로 하여 5m 간격으로 길이 40m의 물빼기 구멍을 보링하고, 인버트에서는 기존 설치 포장콘크리트를 허물고 약 1m 굴삭하여 두께 45㎝의 인버트 콘크리트를 신설했다.
아치에서는 대피소 3개소, 연장 60m를 제외한 전구간에 두께 30㎝의 라이닝 콘크리트를 타설하고, 1 : 3 모르타르를 배면주입하여 주변지반을 보강했다. 대피소에서는 기존복공을 지름ø22㎝, 길이 2.5m의 록볼트로 고정하고, 표면에 SFRC(Steel Fiber Reinforced Concrete)를 뿜어붙이기 하여 복공을 강화하기로 했다. 이상과 같은 보수설계를 결정하고, 이것을 그림으로 표시한 것이 <그림 I-2-9> 및 <그림 I-2-10> 이다.
<그림 I-2-9> 표준시공 단면도
<그림 I-2-10> 대피소 구간 시공도
시공(SFRC에 대하여) - SFRC의 뿜어붙이기 공법에 의한 터널 라이닝 시공예가 없었기 때문에 이 공사에 앞서 적절한 시공기계, 시공방법 및 시공후 SFRC의 품질 등의 시험을 했다.
그 결과 뿜어붙이기 기계의 경우 급결제혼입가능한 습식 뿜어붙이기 기계가 최적이었다고 할 수 있었고, 이 기계에 의한 시공성에 대해서는 아래 사항들이 밝혀졌다.
① 뿜어붙이기 두께가 5~10㎝, 화이버의 혼합율이 2%정도에서는 시공상 특별한 문제가 없었다.
② 부착한 SFRC의 화이버 혼합율은 반죽혼합할 때의 80% 정도로서 건식 뿜어붙이기 기계에 비해 훨씬 크고, 더욱이 화이버의 배향성도 다른 기종보다 좋다.
③ 전체 리바운드율은 종래의 건식 뿜어붙이기 장비의 리바운드율 20~40%에 비해 나쁘지 않다.
이 결과를 근거로 실제시공을 실시했지만 실패한 경우도 있으므로 그것을 포함하여 순서에 따라 기술하면 다음과 같다.
먼저 재래복공의 표면처리는 취핑(Chipping)과 물세척으로 했다. 보강철망의 고정은 당초 록볼트와 그 중간에 설치한 드라이 피트(ℓ = 30㎝)로 했지만, 친정일부에서 SFRC가 일부 박리하여 철망이 노출되기 때문에 연쇄적으로 20~30㎡가 심하게 떨어졌다. 이 원인은 1회째의 뿜어내기의 두께가 상당히 컸기 때문으로 생각되어 2개 층으로 나누어 실시함과 동시에 철망고정을 강화했다. 최종 뿜어붙이기는 전체를 얇게 뿜어붙이기 하고 한나절 내지 하루 걸러 경화되기를 기다려 두 번째 뿜어붙이기를 소요의 설계두께(8㎝)까지 실시하였다.
또 철망고정은 철망과 록볼트의 고정을 강화하는 한편 ø=9㎜ 철근으로 보강하고, 또 시트핀으로 고정을 추가했다. 뿜어붙이기만의 시공실적은 1일 시공량이 반죽혼합량으로서는 약 13.2㎥, 붙이기 완성된 양으로서는 약 8.7㎥ 이었다. 1일 8시간중 휴식 1시간, 준비 및 정돈 2시간을 제외한 실제 근로시간을 5 시간으로 한 경우로 환산하면 완성된 양으로서는 약 7~8㎥정도 되고, 두께가 8㎝라면 약 10㎥ 전후로 된다. 이 보수공사 완료후 10개월이 경과한 뒤 터널 내부의 용수, 상태변화 등은 발견되지 않았다.
9. 교훈 및 대책 : -
사례번호 : UF-97004 1. 사고명 : 팽창성 토압에 의한 터널의 상태변화
2. 시설물 위치 : 일본
3. 시설물 형식 및 제원 :
- 터널완공년도 : 1966년
4. 사고일시 : 상태변화 발생년도 - 1968년
상태변화의 종류 - 단면축소, 침하
5. 피해 정도 : 단면축소 및 침하
6. 손상 내용
- 손상상태
주된 상태변화로서 터널폭의 축소, 아치 및 측벽부의 균열, 크라운의 압좌(壓座)가 발견되었다. 균열은 복공전면에 걸쳐 총 약 240개소, 총길이는 약 1,400m에 이르렀다. 이중 30%는 준공직후에 발생하였고, 균열밀도는 단면변형이 큰 곳 <그림 I-2-11> 에서 높았다. 압좌에 의해 박락된 조각은 50×30×6㎝, 30×20×6㎝, 들떠 있는 덩어리는 100×70×20㎝로 상당히 큰 것도 있었다.
맨홀은 본체와 완전히 분리되어 최대 어긋난 크기가 87㎜에 이르렀다. 이밖에 측구의 변형, 분니(噴泥), 누수가 발견되었다.
<그림 I-2-11> 상태변화의 개략 설명도(信越本線塚山 터널)
<그림 I-2-12> 측벽간 검측기록
<그림 I-2-13> 내용단면(內容斷面) 축소경과도
7. 사고 원인
단면축소와 침하의 원인은 상태변화 장소의 지질이 오래된 활동지괴 혹은 단층에 의한 제3기 파쇄질 이암으로 되어 있고, 토피에 대하여 암반으로서의 강도가 낮기 때문에 측벽부의 지반에 파괴를 일으켰고, 이로 인해 소성토압이 큰 측압으로 작용한 것과 측벽부 지반의 지내력부족과 더욱이 터널단면에서의 인버트가 없는 것 등으로 생각된다.
8. 조치사항
- 조사 및 건전도의 판정
보링조사에 의해 작은 파쇄대를 동반한 단층의 존재, 항공사진에 의한 지반활동이력의 확인 및 노반분니(路盤噴泥)상황등으로 인한 지질불량, 그로 인해 측압이 클 것으로 추정되어 <그림 I-2-12> 및 <그림 I-2-13> 에서 보는 바와 같이 상태변화가 진행되고 있으므로 보강이 필요한 것으로 판정되었다.
- 보수의 설계와 시공
ㆍ 설계 - 조사용으로 인버트를 설치하여 횡압을 로드셀로 측정한 결과 인버트가 측압에 대하여 아주 유효한 것임이 밝혀져 증설하기로 결정했다.
구간은 상태변화가 작은 부위까지 연장하는 것으로 했다. 크라운부는 압좌현상으로 복공배면에 공극이 있는 것, 스프링 라인(S.L)부는 원래 역권(逆卷)이고 밀착불량인 외에 인버트 증설에 의한 영향을 받으므로 시멘트를 주입하여 복공을 보강, 지반압의 균등화를 꾀하는 것으로 했다. 또 크라운의 압좌, 박락부분에는 모르타르를 뿜어붙이기 하는 것으로 했다.
ㆍ 시공 - 인버트는 길이 50m 구간의 타설 1개소, 3m 간격으로 길이 2m 인 곳 50개소, 총길이 150m를 시공했지만, 이 시공구간을 시공한 후에 분니가 발생하고, 더욱이 인버트와 지반의 지지력차로 인해 궤도고장에 영향을 미치므로 인버트 전면화 계획을 하고 있다.
상태변화가 최초로 발견된 것은 터널 개통후 6개월이 지난 1966년 6월로서 동쪽 갱구부근의 측구(側溝)가 기울어진 것이 발견되어 1967년 6월 아치부에 경사진 균열이 눈에 띠였고, 1968년에도 다수의 수평, 횡단, 경사 균열이 새로 발생하고, 측구(側溝)의 파괴(경사 3㎝), 차도면의 상승(중앙 5㎜, 단부 10㎜)이 발견되었다. 그 후에도 균열은 증가하여 시공후 10년이 경과한 후에도 조금씩 증가하고 있다. 또 터널단면 모양도 <그림 I-2-14> 과 같이 변형되고 있었다.
<그림 I-2-14> 상태변화 모식단면도
<그림 I-2-15> 기설(旣設) 단면도
<그림 I-2-16> 신설(新設) 단면도
7. 사고 원인
이 터널의 상태변화 원인은 지형적으로 우측이 높은 급사면으로 되어 있고, 지반이 풍화하기 쉬운 화강암(일부는 마사층)이고, 인버트가 없는 것 등으로 추정되었다.
8. 조치사항
- 조사와 건전도의 판정
위에 기술한 변형포착외에 균열이 현저한 두 곳의 단면을 선정하여 콘크리트 라이닝의 품질, 두께, 암질, 암반과의 접촉상황을 조사한 결과 복공은 설계이상의 강도와 두께였지만 일부 배면에 공동이 있고, 암질이 점토를 함유한 균열이 많은 연약한 암반으로 전단저항은 현저하게 낮았다. 이상과 같은 지질상황과 상태변화의 진행성 때문에 보강이 필요한 것으로 판정했다.
- 보수의 설계와 시공
ㆍ 설계 - 측벽 콘크리트의 상태변화가 터널강도 측면에서 거의 문제가 되지 않고, 또 건축한계도 벗어나지 않으므로 측벽은 그대로 사용하는 것으로 결정했다.
아치 하부 2m에 있어서도 상부에 비해 하부 콘크리트가 두꺼웠고, 상태변화가 작았기 때문에 이 부분도 잔류시키는 것으로 하고, 필요한 구간에 인버트를 설치하고, 아치를 타설하여 바꾸기로 결정했다.
ㆍ 시공 - 보수공사 내용은 다음과 같고, 총공사비는 약 1.25억 엔이었다.
① 철거, 굴착공사
콘크리트 포장슬래브 허물기 220m
노반철거 560㎥
측구(側溝)허물기 400m
인버트 굴착 1,530㎥
아치 콘크리트 허물기 108m
천정판공, 조명 1식
② 신설공사
중앙맹배수공사 220m 인버트 220m
노반공사 1,600㎥ 복공 108m
철근 38t 거푸집 지보 4기
그라우트 250㎥ 널말뚝 1식
콘크리트 포장 220m 측구공사 400m
보안판 설치 1식 측정기기설치 1식
천정판 조명 공사 1식
<그림 I-2-17> 특수 발파(發破) 기구
<그림 I-2-18> 시공순서도
인버트는 1블록 6m로서 타설이음부가 아치의 이음부와 동일단면으로 되지 않도록 했다. 작업은 콘크리트 포장을 대형 브레이커로 헐어 노반철거, 측구허물기, 굴착후 집수관 설치, 인버트 콘크리트를 타설하여 완료했다. 아치부를 허무는 데는 특수발파공법과 대형 브레이커를 병용하는 공법으로 했고, 철근은 기존 설치된 지보공으로부터 용접하여 달아내고, 조립했고, 콘크리트는 붐이 부착된 펌프카로 타설했다. 더구나 1969년도 PS앵커로 응급처리가 되어 그때의 그라우트 충진이 이번의 기계굴삭 때의 붕락을 방지하는데 유용했다.
9. 교훈 및 대책 : -
사례번호 : UF-97006 1. 사고명 : 지반활동에 의한 터널갱구의 상태변화
2. 시설물 위치 : 일본
3. 시설물 형식 및 제원
- 터널완공년도 : 1925년
4. 사고일시 : 상태변화 발생년도-1975년
5. 피해 정도 : 갱문의 경사 및 흙막이 옹벽의 균열
6. 손상 내용
- 상태변화 상황
약간 높은 산(지질은 화강암류를 기반으로 하고, 표층은 상당히 풍화되어 있다)을 통과하는 연장 132.8m의 콘크리트 블록으로 만든 인버트가 있는 터널이 준공후 50년이 경과한 1975년 3월에 갱문(坑門)이 앞방향으로 기울어진 것과 흙막이 옹벽의 균열이 증가한 것을 발견했다. 현지조사결과 복공, 갱문, 흙막이 벽이 <그림 I-2-19> 과 같이 상태변화하고, 더욱이 갱문 위의 절취경사부 부근에 몇 개의 균열이 발생하고 있는 것이 판명되었다.
<그림 I-2-19> 상태변화 개황도(槪況圖)
건설시부터 지반활동이 발생할 때까지의 경위를 추정하여 보면 다음과 같이 된다.
① 건설당시에 산기슭을 약 30m 파들어가 갱문을 설치했기 때문에 갱문위에 불안정한 절취면(1할 구배, 경사 약 12m)이 있었던 것으로 생각된다.
② 인근지역의 지진(진도 6, M=7.5)에 의해 갱문에 균열이 생기고, 크라운의 복공블록이 봉락하여 콘크리트로 보수되었다.
③ 갱문 및 흙막이 벽에 있는 균열은 언제 발생했는지 분명하지 않지만 1964, 1966, 1970, 1973년의 측정결과에 따르면 직선적이지는 않지만 검측때마다 어느 정도 확대되고 있었다.
④ 1974년에 선로인접 사유지의 산기슭을 약 150㎥(1≒20m, H≒3m) 깎아내었다.
이와같이 지반활동의 원인은 지형상 원래 그 요인을 가지고 있었고, 겨울철에 눈이 약 840㎜ 내려 녹은 물이 지중으로 침투하고, 더욱이 재해발생 전날 진도1의 지진이 발생하였기 때문인 것으로 추정된다.
<그림 I-2-20> 상태변화 설명도(평면도)
7. 사고 원인
이 터널은 지반활동에 의해 갱문(坑門)이 기울어짐 및 흙막이 옹벽의 균열이 발생했다. 지반활동의 지형상 원래부터 원인요인을 가지고 있었고, 겨울철에 눈이 약 840㎜ 내려 녹은 물이 지중으로 침투하고, 더욱이 재해발생 전날 진도1의 지진이 발생하였기 때문인 것으로 추정된다.
8. 조치사항
- 조사와 건전도의 판정
상태변화의 성질상 즉각 응급대책을 시행하는 동시에 각종 조사를 실시했다.
ㆍ 지반활동 계측기에 의한 조사 - 갱문위의 절취경사면 2개소, 지반활동 정상부근 1개소에 지반활동 계측기를 설치하여 관측을 계속했다.
ㆍ 균열계에 의한 조사 - 갱문부에 7개소, 복공부에 7개소, 흙막이 벽에 5개소 등에 균열게이지를 부착하여 매일 1회 검측했다.
ㆍ 지질조사 - 보링 및 표준관입시험을 7개소에서 실시했다. 또한 보링공을 이용하여 전기검층조사를 3개소에서 실시하고, 또 파이프 변형계를 6개소에 설치하고 7일마다 검측을 했다.
ㆍ 지하수위검측 - 보링공 7개소의 지하수위를 파이프 변형계로 측정, 검측했다.
이상의 조사는 응급대책의 효과를 확인하기 위한 것으로 항구적인 대책을 결정하기 위해 실시했다.
- 보수의 설계와 시공
응급대책으로 갱문의 보강 및 토사를 덮는 것을 병행하여 터널을 약 6m늘렸다 <그림 I-2-21>. 또 비탈끝의 압성토를 <그림 I -2-22> 와 같이 중량, 배수의 이점이 있는 잡석을 사용하여 시공했다.
응급공사의 결과 복공이음부의 벌어지는 것은 멈추었고, 파이프 변형계도 강우기를 지나서 멈추었으며, 지반활동 계측기도 안정을 나타내고, 갱문의 앞방향 기울어짐도 정지했지만 표층의 새로운 지반활동 징후 등을 고려하여 갱문 상부에 성토 및 집수정 3개소와 압성토의 증설로 항구적인 대책을 계획하고 있다.
<그림 I-2-21> 터널 단면(延斷單面)
<그림 I-2-22> 압성토 구조
9. 교훈 및 대책 : -
사례번호 : UF-97007 1. 사고명 : 지반활동 지대의 토피가 얕은 터널의 균열 및 단면 변형
2. 시설물 위치 : 일본
3. 시설물 형식 및 제원 : 터널완공년도 - 1935년
4. 사고일시 : 불분명
5. 피해 정도 : 복공의 균열 및 변형
6. 손상 내용
- 상태변화 상황
복공 콘크리트의 좌측에 균열이 많이 나타났고, 단면측정 결과, 변형이 발견되었음
<그림 I-2-23> 상태변화기록도
<그림 I-2-24> 단면변형 상황
7. 사고 원인
<그림 I-2-23> 에서 보는 바와같이 복공 콘크리트의 좌측에 균열이 많이 나타났고, 단면측정 결과 <그림 I-2-24> 와 같이 변형이 발견되어 사면지형과 얕은 토피에 의한 편압(偏壓)이 원인의 한가지라고 추정된다. 또 복공의 두께와 배면의 공극상황 조사에 의해 <그림 I-2-25> 에서 보는 것처럼 최고 28m의 두께가 부족한 곳도 있었고, 시공불량에도 원인이 있었다.
8. 조치사항
- 조사 및 건전도의 판정
토피가 아주 얕고, 급사면이기 때문에 편압을 받을 때, 이런 상태변화는 발생한다. 균열발생 진행속도를 보아도 <그림 I-2-23> 의 A점에서 1962년 9월에 4㎜였던 것이 1972년에는 7㎜로 벌어졌고, B, C, D, E, F의 각 점에서도 3㎜ 전후의 진행하는 것이 발견되었다. 또 파이프 변형 경사계의 기록에 의하면 사면에서 지반활동도 감지되었다.
이상의 검사결과와 주변의 유사 터널의 피해 예로 보아 보강할 필요가 있는 것으로 판정되었다.
- 보수의 설계와 시공
편압에 대처하기 위하여 낡은 30㎏ 레일 2개를 조합시킨 레일센터를 1m 간격으로 55개를 설치하고 상태변화의 지연을 도모했지만 효과가 거의 기대되지 않고, 역으로 중앙와 함께 상태가 변화하여 건축한계에 지장을 주는 결과로 되었다. 터널입구 상부에는 수직으로 깎인 암반에 균열이 있고, 더구나 편리면(片理面)의 선구조(線構造)가 수평상으로 되어 있어 박락할 위험이 있으므로 말발굽형 낙석덮개를 설치했다.
1966 년 10월에는 터널 전장 85.9m 중 출구측 36m를 전면개축하여 복공의 두께를 75㎝ 및 90㎝로 하여 철근 콘크리트로 시공했다. 그리고 복공 콘크리트가 경화한 후 도갱 및 절개확장한 부분에 잡석을 채워넣고 모르타르 충진을 했다. 그후 나머지 연장 50m구간도 라이닝 두께 90㎝의 동일한 모양으로 전 단면을 개축했다.
<그림 I-2-25> 복공두께 조사
9. 교훈 및 대책 : -
사례번호 : UF-97008 1. 사고명 : 매연에 의한 복공의 열화
2. 시설물 위치 : 일본
3. 시설물 형식 및 제원 : 터널완공년도-1934년
보수년도 - 1969~1970년
4. 사고일시 : 열화가 현저하게 발생한 연도 : 1950년
5. 피해 정도 : 콘크리트 블록 복공 열화
6. 손상 내용
이 터널은 산록을 동서로 관통하는 연장 2,581m의 철도터널이지만 <그림 I-2-26> 와같이 구배때문에 중앙에 매연이 잔류하여 1950년경부터 매연 및 누수에 의해 풍화가 두드러지기 시작하여 양쪽 갱구부근을 제외하고는 유화(硫化)가 격심했고, 복공표면은 적갈색으로 열화했고, 햄머 등으로 쉽게 긁어내는 것이 가능한 상태로 되어 일부에서는 복공의 파괴도 우려되는 상태에 이르렀다.
<그림 I-2-26> 터널의 종단면도
7. 사고 원인
매연에 의한 열화
8. 조치사항
- 조사 및 건전도의 판정
설계에 앞서 보수범위, 시공방법을 확정하기 위하여 연장 1,800m를 조사구간으로 하여 복공전체를 살수청소하여 열화두께를 측정했다. 측정대상은 아치부로 하고, 1단면 5개점을 20m에서 실시했지만 30~40㎜정도인 것이 많고, 스프링 라인부근에서는 100㎜를 초과하는 곳도 약간 보였다. 그 빈도 분포는 (그림 I-2-27) 과 같지만 이 측정치는 세척후의 측정치이기 때문에 실제의 열화두께는 측정치보다도 상회할 것으로 추정되었다. 이들 열화가 격심한 구간은 중앙부에 가까운 1,275m로 양갱구 부근의 열화두께는 작았다.
<그림 I-2-27> 열화두께의 빈도
<그림 I-2-28> 열화상태
보수의 설계와 시공
조사결과 검토후 연장 1,275m를 보수구간으로 결정하고, 열화부분을 제거하여 모르타르 뿜어붙이기와 더불어 배면주입을 실시하는 것으로 했다.
ㆍ 배면주입
① 지반은 양질의 암이었지만 절리가 발달되고, 풍화가 진행하고 있다.
② 보수장소는 콘크리트 블록쌓기(두께 23㎝)로서 유화(硫化)에 의해 이음부에 절개가 생기고 있었다.
③ 배면주입 미시공으로 깎아내기 작업중 블록이 탈락할 우려가 있었다.
이상의 사항을 고려하여 배면주입을 시공하기로 했다. 더욱이 주입량은 터널 중앙부분 64m 구간의 공극을 조사한 결과 평균두께 30㎝, 둘레 8m, 할증 30%를 증가시킨 3,825㎥으로 예정했다. 그 상세 내용은 다음과 같다.
- 모르타르 뿜어붙이기 : 평균두께 7㎝, 연장 64m, 512㎡
- 모르타르 뿜어붙이기 : 평균두께 5㎝, 연장 1,211m, 9,688㎡
- 배면주입(경량모르타르) : 연장 1,275m, 3,825㎥
- 집배수구 : 60개소
경량모르타르를 크라운 상부에 불룩하게 부착될 수 있도록 고점도로 하기 위해 R액(흘러내림 방지재)를 혼입하여 <표 I-2-5>의 flow 값 120㎜의 배합을 사용했다. 주입작업은 주입공을 아치 크라운에 5m 간격으로 천공하여 실시했다. 당초는 주입개시후 15~20분에 블록 및 콘크리트의 열화에 의해 각 장소로부터 주입액이 누설하여 이를 방지하는데 시간과 인원이 소요되었다. 특히 콘크리트를 제거 벽체구간에서 측벽과 지반사이에서 누설이 심하였고, 이것 때문에 일시 주입을 중단하고, 다음 날 재주입하였다. 그 대책으로서 콘크리트 제거 벽체구간은 살수세척을 하고, 누설이 있는 곳을 미리 방수액을 넣은 모르타르로 바르는 작업을 선행했다. 또 누수가 많은 곳에서는 공기모르타르의 비중이 0.6으로 낮아 물과 함께 유출하므로 양측에 어느 정도 주입하여 하나의 큰 집수구를 남기고 그곳으로의 주입은 중지했다. 주입량은 앞서 언급한 사항에 의해 4,295㎥으로 예상한 것을 크게 상회했다.
<표 I-2-5> 모르타르 배합
<그림 I-2-29> 복공보수단면
ㆍ 뿜어붙이기 - 뿜어붙이기 공사는 깎아내기 루프 볼트의 취부, 지수, 철망 붙이기 순서로 시공했다. 깎아내기에는 작업차 2~3대를 사용하여 1대의 작업차에 6대의 핑거(Finger)햄머를 장착하여 작업했지만 천정부의 깎아내기는 곤란하였고, 특히 깎아내기를 할 때 블록의 탈락방지 및 사고방지에 고심했다.
고정용 철물은 당초 드라이 피트를 계획했지만 복공은 깎아내기면이 요철상태이므로 확실성, 안정성 때문에 루프 볼트로 변경하였다.
부착한 수는 13개로 50㎝ 간격으로 물떼새 모양으로 배열하여 단부가 복공재래기준보다 2㎝ 더 깊게 부착했다. 철망은 용접철망 ø4×75×75㎜를 사용하여 결속선으로 루프 볼트에 부착하고, 더욱이 콘크리트 못으로 보강하여 뿜어붙이기 중에 아래로 처지지 않게 했다. 뿜어붙이기용 모르타르는 <표 I-2-6>를 사용했다. 당초는 1회에 소정의 두께를 뿜어붙이기할 예정이었으나 천정부에서 박락을 하고, 천정부 부근(폭 4m 정도)은 여기저기 철망이 묻힐 정도로 15~20㎜ 두께로 뿜어붙이고, 다음날 소정의 두께로 마무리했다. 뿜어붙이기 후의 상태는 대체로 양호했지만 뿜어붙이기 면이 평탄하지 않고 소량의 누수가 발생하는 곳이 보였다.
<표 I-2-6> 뿜어붙이기 모르타르 배합
9. 교훈 및 대책 : -
사례번호 : UF-97009 1. 사고명 : 지반활동에 의한 터널의 붕괴
2. 시설물 위치 : 일본
3. 시설물 형식 및 제원 : 터널완성년도-1920년대 중반
4. 사고일시 : 터널붕괴년도 - 1970년
5. 피해 정도 : 터널붕괴
6. 손상 내용
- 상태변화 상황
ㆍ 1969년까지 - 이 터널의 주변은 잘 알려진 지반활동 지대로서 그 역사는 지반활동과의 투쟁의 역사였다.
즉, 터널 건설이래 10여회에 걸친 지반활동, 토사붕괴가 반복하여 그 때마다 터널의 상태변화가 발생했고, 균열의 진행이 발생하였다. 그중 중요한 사건은 다음과 같다.
- 1937년 3월 : 터널입구 부근에서 토사붕괴(5,000㎥). 이때 갱문부의 균열확대
- 1949년 1월 : 터널 중앙부 산위에서 토사붕괴(3,000㎥) 이때 터널 중앙부 복공에 균열발생
- 1950년 6월 : 터널입구 부근에서 토사붕괴(3,600㎥)
- 1961년 4월 : 터널입구 약 400m 앞에서 지반활동(약 700,000㎥)
ㆍ 1969년 4월부터 1973년 8월까지 - 매년 해빙기에 터널 갱문부 균열의 성장이 진행하여 1969년 4월 1일에는 그 누적치가 67㎜에 달했으며, 예년에 비해 균열의 벌어짐의 진행이 <표 I-2-7>과 같이 현저했다. 이것은 갱문부 부근에 설치한 지반활동 계측기의 계측치에서도 확실히 나타났다.
이와 더불어 터널균열의 발생진행, 센터의 상태변화, 복공 모르타르의 박락 등이 눈에 띠기 시작하였다. 한편 터널 주변에서도 11월 중순부터 12월에 걸쳐 우측의 산위에 지할(地割)이 발생(l=100m, 폭 40㎝)하고, 좌측 도로옹벽에도 상태변화가 나타나는 등 분명한 지반활동 현상을 뒷받침하는 징후가 보였고, 파이프 변형 경사계에 의한 자료와 함께 그 규모를 추정할 수 있기에 이르렀다. 산위의 균열부에 설치된 지반활동 계측기의 계측치는 <그림 I-2-30> 에서 보는 바와같다.
<표 I-2-9> 터널노반의 지반활동 진행상황
<그림 I-2-30> 지반활동 계측기의 계측치
ㆍ 1969년 12월 ~ 붕괴시까지 - 상태변화는 계속적으로 증가하여 1970년 1월 14일 18시경 지표면의 이동량이 보다 급하게 진전하였다.
따라서 열차운행을 중지하였으며, 열차운행을 중지한지 26일 째, 터널검측 및 공사를 중지한지 8일 째, 계산에 의해 예상되었던 시기에, 예상되었던 규모의 터널 80m를 포함한 13만 ㎥의 대붕괴가 일어났다.
7. 사고 원인
터널 상태변화 종류 : 지반활동에 의한 붕괴
8. 조치사항
각 사건 발생시 마다 상태변화부분을 보강하고, 산사태방지대책을 강구하였으며, 그중 중요한 것은 다음과 같다.
- 새들(Saddle) 가설 : 1966년, 1969년
- 터널 인버트 설치 : 1950년, 1968년, 1969년
- 터널측벽 개축 : 1953년
- 사면공사(콘크리트 덮기) : 1951년
- 호안공사(침식에 의한 지반활동 방지) : 1950~1952년
검측 및 경비체제를 강화하고, 새들공사, 인버트 공사, 지반활동면에서의 체수(滯水)의 배수, 반대측의 압성토 등 응급공사를 실시했지만, 집중호우(현지누계 308㎜)에 의해 상태 변화가 더욱 급진하는 경향을 보였으며, 상태변화가 심한 입구부분 약 20m를 철거하고, 방설시설(Snow Shed)로 바꾸기로 했다. 또 지반의 체수(滯氷)를 배수하기 위하여 터널내부 및 주변으로부터 물빼기를 실시했다. 1969년 12월 25일 학식과 경험을 겸비한 사람들로 구성된 조사단을 현지에 보내어 대책을 강구한 결과 터널변형에 의한 운전보안상의 위험을 고려하여 12월 28일 이후 이 구간을 통과하는 모든 열차의 운전중단(약 1개월)을 하게 되었다. 붕괴위험이 확실시되었을 때 터널내부에서의 검측 및 모든 작업을 중지함과 동시에 터널아래 지방도로의 교통통행도 중지하였다.
- 복구계획 : 기존 노선 복구안과 별도 터널건설 안을 비교한 결과 기존 노선 복구에는 아래와 같은 어려운 점이 있어 후자를 결정했다.
① 지반활동의 위험성이 언제까지도 남아 있어 복구공사도 위험성이 높다.
② 붕괴토사의 제거, 절취를 해야 하는 토사량이 상당히 많고, 해빙기를 피해야 할 필요가 있어 공기상 불리한 점이 있다.
③ 도로복구공사와 동시에 해야 한다.
④ 공사비용이 더 많다.
9. 교훈 및 대책 : -
사례번호 : UF-97010 1 사고명 : 田子倉 터널의 상태변화
2. 시설물 위치 : 일본 只見線 只見~田子倉 사이
3. 시설물 형식 및 제원 :
- 총길이 : 3,712m
- 단면형상 : 단선(單線) 2호형, 수직측벽
- 준공 : 1971년
- 구조 : 콘크리트조(라이닝 두께 30, 45㎝), 일부에는 인버트가 있음(인버트 구간은 마제형 단면)
- 지형ㆍ지질조건 : 신생대 제3기의 녹색 응회암, 유문암
상태변화구간의 지질은 녹색 응회암 및 경암질 응회암
최대토피 325m, 상태변화 대책구간의 토피는 약 150m
4. 사고일시 : 불분명
5. 피해 정도 : 단면축소, 압좌, 노반팽창, 균열
6. 손상 내용
<그림 I-2-31> 에서 보는 바와같이 94K 600m 부근의 상태변화 현상은 다음과 같다.
보강대책 시공의 효과 : 보강대책 시공 전후의 시간경과에 따른 내공변위량의 비교(그림 I-2-36, 표 I-2-10, 그림 I-2-38)하면 변위속도가 약 1/4로 억제된 효과가 있었음이 확인되고 있다.
<표 I-2-10> 보강대책 시공 전후의 변위속도의 비교
<그림 I-2-38> 보강대책 시공전후의 변위속도의 상관관계
사례번호 : UF-97012 1. 사고명 : 塚山터널의 상태변화
2. 시설물 위치 : 일본 新越本線 長島~塚山 사이
3. 시설물 형식 및 제원 :
- 총길이 : 1,766m
- 준공 : 1966 년
- 단면형상 : 복선 마제형
- 구조 : 콘크리트 구조, 라이닝 두께 50~60㎝, 일부는 철근이 들어 있음.
- 지형ㆍ지질조건 : 신생대 제3기의 회조층로 되어 기점방향은 이질암, 종점방향은 이질암으로 되어 있고, 최대토피는 135㎝ 임.
4. 사고일시 : 불분명
5. 피해 정도 : 터널폭 축소, 침하, 균열, 측구변형
6. 손상 내용
- 상태변화 현상 <그림 I-2-39, 40> : ㆍ 터널폭의 축소
ㆍ 아치, 측벽부의 수직균열
ㆍ 천단의 침하
ㆍ 맨홀의 원형상 균열, 어긋남
ㆍ 측구의 변형
( 종점쪽은 천단에 인장균열이 발생)
<그림 I-2-39> 상태변화 상황 설명도
7. 사고 원인
- 상태변화 원인 (기점쪽) - ㆍ 터널주변 지반의 강도가 낮기 때문에 파괴되고, 그 결과 소성압이 작용
ㆍ 측벽각부의 지내력 부족
ㆍ 인버트가 없음
( 종점쪽은 터널상부 주변지반의 이완이 진행하여 수직압이 증가하기 때문인 것으로 생각됨)
<그림 I-2-40> 상태변화 전개도
8. 조치사항 :
- 조사 및 계측 : ㆍ 내공변위의 측정
ㆍ 단면측정(투영식 단면 측정기에 의함)
ㆍ 균열측정
9. 교훈 및 대책
- 대책 : ㆍ 아치 천단부의 침하에 의해 부풀어 오른 콘크리트 덩어리의 제거 및 모르타르 뿜어붙이기
ㆍ 인버트 시공, 콘크리트 스트러트(Strut)시공(그림 I-2-41)
<그림 I-2-41> : 대책 시공도
사례번호 : UF-97013 1. 사고명 : 禮文浜 터널의 균열발생
2. 시설물 위치 : 일본 室鬪本線 禮文~大岸 사이
3. 시설물 형식 및 제원 :
- 총길이 : 1,236m
- 준공 : 1975년
- 단면형상 : 복선형(複線型, 交流電化) 단면
- 구조 : 콘크리트 구조, 라이닝 두께 45~80㎝, 인버트 없음, 철근콘크리트 30㎝ (슬라브 도상)
- 지형ㆍ지질조건 : 지질은 신생대 제3기 변성안산암, 응회암이 주체로 된 석영안산암, 안산암질 응회암이 여기저기 분포하고, 그 양측에 응회암과 사질이암층이 교대로 분포하고 있다. 해수침식에 의한 절벽지형을 이루고 있고, 최대토피는 145m이다.
4. 사고일시 : 불분명
5. 피해 정도 : 균열
6. 손상 내용
- 상태변화 현상 : ㆍ 현저한 지반팽창(진행성으로서 최대 15㎜/년)
ㆍ 아치, 측벽에는 원통형상의 균열이 산재한 것이 발견되는 정도임
7. 사고 원인
- 상태변화 원인 : ㆍ 변성안산암에 대량으로 함유된 Montmorillonite의 팽창성에 의한 강도 열화
ㆍ 토피압이 노반부로 전달
8. 조치사항 :
- 조사 및 계측
( 보강대책 시공전 조사) - ㆍ 지반팽창 측정(레벨에 의함)
ㆍ 보링조사(노반부, 측벽부의 배면지질의 조사)
( 보강대책 시공중 조사) - ㆍ 내공변위 측정
ㆍ 지중(地中)변위 측정
ㆍ 록볼트 축력측정(록볼트 축력계)
9. 교훈 및 대책
- 보강대책 : 일방통행으로 보강대책을 시공했다. <그림 I-2-42>
( 인버트 신설구간→지반팽창이 극단적으로 현저한 구간)
ㆍ 인버트 콘크리트 신설
ㆍ 측벽부 록볼트 ø=25㎜, ℓ=3m
( 노반치환 구간←지반팽창이 현저한 구간)
ㆍ 노반 철근콘크리트 치환
ㆍ 측벽부 록볼트 ø=25㎜, ℓ=3m
ㆍ 노반부 록볼트 ø=25㎜, ℓ=4m 및 5m
( 록볼트 구간)
ㆍ 지반팽창이 나타나는 구간
ㆍ 지반팽창이 현저한 구간과 없는 구간의 완충구간ㆍ노반부 록볼트
( ø=25㎜, ℓ=3m 및 4m)
<그림 I-2-42> 표준개축 패턴
사례번호 : UF-97014 1. 사고명 : 野中터널(하행선)의 균열발생
2. 시설물 위치 : 일본 東北本線 小鳥谷~一戶 사이
3. 시설물 형식 및 제원 :
- 총길이 : 834m
- 준공 : 1967년
- 단면형상 : 단선마제형, 수직측벽 보강
- 구조 : 콘크리트 구조, 라이닝 두께 60㎝, 인버트 없음
- 지형ㆍ지질조건 : 지질은 주로 점판암으로 되어 있는 고생대층에 빈암(貧岩)이 관입 하여 기반을 이루고 있다. 터널 좌측을 흐르는 馬淵川이 하안단구를 형성하고 있고, 단구면과 강바닥 사이에는 약 30m의 절벽이 있으며, 상태변화가 발생한 도쿄방향 갱구부는 이 사면상에 있다. 도쿄방향 갱구부는 당초 절취구간으로 계획되었지만 건설당시에 사면활동이 발생했기 때문에 개착식 터널로 변경되어 터널상부에는 1.7m의 성토를 하였다.
또 편압대책으로서 단계적으로 터널입구 부근에는 중앙부 보강, 콘크리트 라이닝, 스트라트(H형강)을, 터널출구 부근에는 중앙부 보강, 콘크리트 라이닝, 덧침 콘크리트를 추가 시공하였다.
- 지형ㆍ지질조건 : 신생대 제3기의 모래와 뻘이 교대로 층을 이룬 응회암을 끼고 있음. 지층의 경사는 약 25°로서 바다쪽으로 경사진 지반으로 되어 있다. 터널의 바다측에 국도가 건설되어 터널측방의 지반이 절취되어 극단적인 편압지형으로 되어 있다. 또 국도개설후 터널 직상부 지반(토피 약 20m)에 터널에 거의 평행으로 균열이 발생하여 최대폭이 약 30㎝로 확대되어 있었다.
- 지형ㆍ지질조건 : 신생대 제3기층, 일축압축강도 약 20㎏/㎠의 응회질 사암 및 이암으로 되어, 사행성(蛇行性) 하천인 信濃川 우안(右岸)의 물에 의해 세굴이 일어나는 사면에 위치해 있다. 지층은 약 10°로 경사지고, 사면은 절리면이 터널 굴착방향에 역방향인 지반으로 되어 있다. 토피는 약 30㎝이다.
4. 사고일시 : 불분명
5. 피해 정도 : 단면변형, 콘크리트 블록 박락
6. 손상 내용
- 상태변화 현상 : ㆍ 콘크리트 블록의 박락
ㆍ 단면변형
ㆍ 지표부의 균열
7. 사고 원인
단면이 하천쪽으로 경사지게 변형하고 있고, 공내경사계의 측정결과에 의해 지반전체가 하천쪽으로 움직이고, 편압지형을 나타내고 있는 것 등으로부터 지반활동에 의한 상태변화로 판단된다.
8. 조치사항 :
- 계측조사(표 I-2-11, 그림 I-2-48 및 그림 I-2-49) : ㆍ 단면측정
ㆍ 지반활동계
ㆍ 공내(孔內)경사계
ㆍ 내공변위계
ㆍ 토압계
<표 I-2-11> 지표에서의 측정 일람표
<그림 I-2-48> 계측기 배치도
<그림 I-2-49> 지질횡단면도와 공내경사계 측정치
9. 교훈 및 대책
- 대책 : 지반활동의 움직임을 정지시키기 위한 지반활동 대책과 터널자체의 내력(耐力)을 높이기 위한 터널보강 대책을 동시에 실시했다.
ㆍ 사전(事前)보강공사 - 기차가 통행하도록 한 상태(야간에는 운행중지)에서 현재의 가설 새들(Saddle)의 기초다짐 및 보수, 복공배면 공동으로의 배면주입, 록볼트의 타설을 실시했다.
ㆍ 단면개축공사 - 열차운행중지 상태(버스로 수송대체)에서 복공을 헐고, 강재지보공을 설치한 후 뿜어붙이기 콘크리트 타설하고, 인버트 콘크리트의 설치하고, 2차 복공 콘크리트를 타설했다.
<그림 I-2-51> 터널대책 공사구간
<그림 I-2-52> 개축공사 시공순서도
사례번호 : UF-97017 1. 사고명 : 大月터널의 상태변화
2. 시설물 위치 : 일본 飯田線 下川合~中部 天龍 사이
3. 시설물 형식 및 제원 :
- 총길이 : 458.7m
- 준공 : 1936년
- 단면형상 : 단선(單線) 신중간형(新中間型)
- 구조 : 현장타설 콘크리트(아치일부에 콘크리트 블록이 있음), 인버트가 있음
- 지형ㆍ지질조건 : 이 터널은 천용천(天龍川)과 대천뢰천(大千瀨川)이 합류하는 부근의 세굴이 일어나는 사면에 위치해 있다. 지질은 변성대의 흑색편암, 녹색 편암으로 되어있고, 편리(片理)의 주향(走向)은 거의 천용천과 평행이고, 또 경사는 산쪽으로 기울어져 있다. 또 중앙구조선에 연한 단층이 부근에서 나타나고 있다.
4. 사고일시 : 불분명
5. 피해 정도 : 터널의 이동, 갱문의 균열
6. 손상 내용
- 상태변화 현상(그림 I-2-53) : ㆍ 편압에 수반된 단면변형
ㆍ 터널 전체의 이동
ㆍ 궤도중심의 이동
ㆍ 갱문의 이동 및 균열의 발생
<그림 I-2-53> 상태변화 전개도
7. 사고 원인
- 상태변화 원인 : 단면이 하천쪽으로 변형하고 있는 것, 궤도중심이 하천쪽으로 이동하고 있는 것 등으로 보아 지반활동에 의한 상태변화라고 판단된다.
8. 조치사항 :
- 계측조사 : ㆍ 공내경사계(孔內傾斜計)
ㆍ 지반활동계
ㆍ 수문조사(水文調査)
9. 교훈 및 대책
- 대책 : 대책은 1950년에 맹구(盲溝)에 의한 물빼기 공사를 실시하고, 1956년에 새들 보강공사, 또 1957년에 맹구(盲溝) 및 배수구를 시공했다. 맹구(盲溝)에 의한 배수효과는 현저하여 누수가 정지되었고, 지반활동에 의한 편압도 감소하였지만, 상태변화는 그 후에도 서서히 진행하였기 때문에 1959년에도 별도 보수를 하고 지반활동을 조사했다.
본격적인 대책으로 지반활동을 정지시키기 위한 지반활동 대책과 터널단면 개축공사를 실시했다.
- 상태변화 원인 : 붕락한 곳의 공동상태, 복공 콘크리트의 상황 등으로부터 판단한 결과, 건설시 정점부에 설치한 도갱(導坑)이 공동으로서 복공배면에 남았고, 이 무지보 상태의 암반이 시간이 흐름에 따라 이완되어 떨어져 복공에 총격을 가했기 때문에 붕락한 것으로 추정된다. 또 자재가 모자라는 시기에 건설되었기 때문에 콘크리트의 품질이 나빴고, 라이닝 두께도 설계치 이하였다.
8. 조치사항 :
- 조사 및 계측 : 균열계측기 설치
9. 교훈 및 대책
- 대책 : 라이닝 두께 및 복공배면을 조사한 결과, 터널의 거의 전구간에 걸쳐 공동에 존재하는 것이 밝혀졌기 때문에, 공동을 충진하고, 터널보강공사를 하기로 했다
ㆍ 이전부터 천단침하, 균열이 발생하고 있고, 이들의 간극으로부터 누수에 의한 것으로 생각되는 산화철 및 유리석회의 석출이 있었다.
ㆍ 1980년 8월 29일 10시 30분 호우에 의해 누수가 증가하고 있었고, 더욱이 콘크리트 더미가 떨어지고 있는 것을 터널을 통과하던 기차가 발견하였다.
현지조사결과, 약 300m 구간에 걸쳐 복공 아치부의 균열, 천단침하, 박락, 터널의 단면변형, 지반의 부풀음 등이 발생하고 있는 것이 발견되었기 때문에 9월 2일부터 기차운행을 중지했다.
ㆍ 계측결과, (선로중심의 이동이 없는 것으로 가정) 내공단면이 최대 약 100㎜ 축소하고, 최대 약 100㎜ 상부방향으로 밀어올린 것처럼 변형하고 있었다. 또 지반의 부풀음 양은 최대 약 30㎜에 이르고, 측구의 변형도 확인되었다.
ㆍ 아치중앙과 측벽의 중간부위에 인장균열이 발생했고, 또 천단부에 침하가 발생하여, 그 일부는 탈락하였다.
<그림 I-2-61> 상태변화 모식도
<그림 I-2-62> 상태변화 전개도
7. 사고 원인
- 상태변화 원인 : 상태변화 전개도의 균열패턴을 보아 현저한 측압이 작용했기 때문에 상태변화가 발생한 것으로 생각된다. 상태변화는 이전부터 발생했고, 그 원인은 파쇄대의 안산암에 의해 소성압과 복공배면의 공극 및 라이닝 두께 부족으로 추정된다. 이런 상황에 강우를 동반한 4.1~5.0t/min의 집중용수가 있어, 수압이 급격히 상승하여 상태변화가 연쇄반응적으로 확대된 것이라고 생각된다.
8. 조치사항 :
- 조사 및 계측 : ㆍ 내공변위측정
ㆍ 지반 부풀음 측정
ㆍ 용수량 측정
ㆍ 복공 보링
9. 교훈 및 대책
- 대책 : 상태변화 현상으로부터 본격적인 보강공사가 필요하다고 판단하였기 때문에 열차운행을 중지한 상태에서 보강, 개축 공사를 하기로 했다. 공종은 아래와 같다.
① 복공개축
② 록볼트 보강(ø=24㎜, ℓ=4 또는 3m×4~9 개)
③ "H"형강 새들 설치
④ 배면주입(공기모르타르)
⑤ 모르타르 뿜어붙이기(용접된 철망삽입)
⑥ 물빼기 보링
⑦ 도수공사
⑧ 양호한 바닥 철근 콘크리트
⑨ 하수관 매설
이상의 공종은 상태변화 및 누수의 정도에 따라 서로 조합하여 사용하였다.
사례번호 : UF-97021 1. 사고명 : 新黑松內 터널의 상태변화
2. 시설물 위치 : 일본 函館本線 蕨岱~黑松內 사이
3. 시설물 형식 및 제원 :
- 총길이 : 205m
- 준공 : 1973년
- 단면형상 : 단선 1호(單線 一號)형
- 구조 : 콘크리트 구조, 라이닝 두께 45~60㎝, 일부 철근콘크리트
- 지형ㆍ지질조건(그림 I-2-63) : 대지(台地)지형을 이루고 있고, 토피는 10~20m 지질은 신생대 제3기의 이암, 사암, 역암
ㆍ 옹벽 기초의 폭 - 굴착조사에 의해 확인한 결과 앞굽의 경우 위치에 따라 약3.2~3.5m로 나타났으나, 기초두께는 암반속에 매입되어 있기 때문에 확인할 수 없었음.
- 입주개시일 : 1996. 1. 1.
- 옹벽단면 및 철근배치
ㆍ 옹벽단면
41호 옹벽의 평면도는 <그림 I-3-2>와 같고, 그 단면은 파괴면 두께가 1,000㎜인 구간(단면 A), 500㎜인 구간(단면 C, D) 및 변이구간(단면 B)으로 구분하면 <그림 I-3-4> ~ <그림 I-3-7>과 같다.
ㆍ 철근배치
41호 옹벽의 파괴면에서의 배근상태는 <그림 I-3-10> ~ <그림 I-3-12>와 같고, 이들을 요약하면 <표 I-3-1>과 같다.
<표 I-3-1> 41호 옹벽 파괴면에서의 철근배근 상태
ㆍ 구조개요 - 붕괴된 41호 옹벽은 총길이가 45.6m로서 옹벽의 후면에는 209동 APT가 위치하고, 옹벽 좌측에는 스포츠센터, 전면에는 구매시설(상가)이 위치하고 있다.
옹벽과 스포츠센터의 구조는 단순히 접촉된 상태로서 구조적으로 연결되어 있지 않으며, 41호 옹벽의 우측은 42호 옹벽과 구조적으로 철근에 의해 연결된 상태다.
옹벽 후면에는 암반사면이 형성되어 있으며, 암반사면과 옹벽배면 사이는 Mass Concrete로 타설되어 있다. 뒷채움 콘크리트 높이는 대체로 약 2.9m이지만 정화조 전면부(STA. NO.1+17.500 부근) 및 STA. NO.0~STA. NO.0+8.700 구간은 뒷채움 콘크리트가 더 낮거나 없는 곳도 있다.
옹벽의 중앙부 약 25m 구간(STA. NO.0+16.00)은 5 개의 록앵커(Rock Anchor : ø12.7㎜)에 의해 지지되어 있으며, 앵커는 3단으로 설치되어 있고, 각 앵커의 위치 및 형식은 <그림 I-3-3> 및 <그림 I-3-6>과 같다.
4. 사고일시 : 1997. 5. 14.
5. 피해정도 : 사망 1명, 부상 4명
6. 손상내용
45.6m의 전체 옹벽이 전방으로 붕괴되었으며, 붕괴당시의 충격에 의해 스포츠관 측면과 구매시설(상가)의 전면이 파손되었다.
옹벽의 붕괴양상은 대부분의 벽체가 도로의 연석상단 부근에서 휨파괴를 일으킨 형태였으며, 스포츠센터 측에서는 국부적으로 도로면 -0.9m의 시공이음부에서 파괴된 지점도 관찰되었다.
파괴면은 비교적 매끈한 상태를 유지하고 있었으나, 파괴면은 파괴각도가 매우 불규칙하여 위치에 따라 대략 10° ~ 50°의 경사를 나타내었다.
파괴된 위치에서의 벽체두께는 스포츠센터 측에서만 100㎝이고, 나머지 대부분의 위치에서는 50㎝였으며, 옹벽 붕괴시 록앵커(Rock Anchor)는 일부가 절단되었지만, 대부분은 웻지(Wedge)에서 미끄러진 것으로 조사되었다.
옹벽의 붕괴상태를 토대로 안전도 평가를 수행한 결과, 벽체는 록앵커에 의해 지지되었던 부분을 제외하고는 대부분 휨모멘트에 대한 단면이 부족한 것으로 나타났다.
7. 사고원인
옹벽의 붕괴원인은 앵커로 지지된 구간을 제외한 전 구간에서 평소에 옹벽 단면이 감당할 수 있는 모멘트보다 작용 모멘트가 큰 극한 평형상태에 있다가, 우수의 침투로 옹벽에 추가 모멘트가 발생하여 전체적으로 옹벽단면에 대한 실제 작용 모멘트가 옹벽의 저항모멘트를 초과한 것이다.
붕괴순서는 구조적으로 가장 불리하다고 판정된 D단면과 B단면 옹벽이 평소에 가까스로 평형을 유지하던 A단면 옹벽, 다소 여유가 있던 C단면의 앵커구간 옹벽, 42호측 옹벽 등의 도움으로 버티고 있다가 우수로 인하여 A단면 옹벽이 평형을 잃으면서 연쇄적으로 붕괴가 일어난 것으로 판단되었다.
8. 조치사항
- 옹벽 배면 암반사면의 보강방안
ㆍ 이 암반사면이 209동 아파트 기초의 지지 기반이라는 점과 이 사면의 안정이 옹벽 구조물의 안정에 영향을 미친다는 두가지 관점에서 보강방안이 수립되어야만 함.
ㆍ 아파트 기초지지 기반으로서의 기능을 증대시키기 위하여 우선 아파트 기초 하부에 매스 콘크리트(Mass Concrete)를 채운 부분(스포츠센터 측)과 암반 접합부 사이에서 발견되고 있는 공극을 몰탈 그라우팅으로 확실하게 채우도록 한다. 또한 기초지반의 풍화방지를 위하여 기초 매트(Mat)와 암반의 접합부를 따라 콘크리트를 20~30㎝ 두께로 타설할 필요가 있다. 그리고 아파트 기초지반의 매스(Mass)를 키우기 위하여 추후 복구될 옹벽과 암반사면 사이를 가능한 한 높게 콘크리트채움 한다.
ㆍ 암반사면의 보강을 위해서는 현재 사면에 묻혀 있는 앵커체를 이용하여 수동 케이블앵커(Cable Anchor)를 형성시키고, 미끄럼 발생 가능성이 있는 암체에 대해서는 필요에 따라 록볼트를 설치한다. 추후, 옹벽 시공시에는 암반사면내 간극수압을 감소시키기 위하여 배수공을 설치한다. 상기의 작업들을 원활히 수행하기 위해서는 제일 먼저 암사면의 표면 청소가 필요하다.
- 옹벽 복구 방안
ㆍ 복구될 옹벽은 후면에 메시브(Massive)한 콘크리트 뒷채움을 하면 안정성의 문제는 거의 없을 것이다. 다만 뒷채움 콘크리트와 옹벽이 일체화 되도록 설계하고, 옹벽 배면에 수압이 작용하지 않도록 배수공을 충분히 설치해야 한다.
ㆍ 스포츠센터 쪽 옹벽 배면은 공간이 넓기 때문에 박스형 콘크리트 구조물을 형성시켜 옹벽과 일체화시킨다.
9. 교훈 및 대책 : -
<그림 I-3-1> 옹벽 위치도
<그림 I-3-2> 옹벽 평면도
<그림 I-3-3> 옹벽, Anchor 정면도
<그림 I-3-4> 옹벽 단면도(Section A)
<그림 I-3-5> 옹벽 단면도(Section B)
<그림 I-3-6> 옹벽 단면도(Section C)
<그림 I-3-7> 옹벽 단면도(Section D)
<그림 I-3-8> 옹벽파괴면 PROFILE
<그림 I-3-9> 옹벽파괴 단면도
<그림 I-3-10> 철근배치도(평면)
<그림 I-3-11> 철근배치도(단면A)
<그림 I-3-12> 철근배치도(단면 B, C, D)
사례번호 : AF-97001 1. 사고명 : 로난 포인트 타워(Ronan Point Tower)의 붕괴
2. 시설물 위치 : 영국, 런던
3. 시설물 형식 및 제원
- 건축규모 : 지상 22층 짜리 타워 9개동 중 2번째 빌딩
- 구조형식 : 라르센닐센 조립 시스템(the Larsen-Nielsen Prefabrication System)으로 벽체와 바닥체 사이의 접합부는 시멘트와 모래를 혼합하여 만든 그라우팅으로 채워넣고, 연속성과 상호 보완작용을 할 수 있도록 하기 위해 패널을 묶어주는데 이때 철근으로 보강하여 강화
- 준공일시 : 불분명
4. 사고일시 : 1968. 5. 16.
5. 피해정도 : 3명 중상, 14명 부상
6. 손상내용
세계 제 2차 대전 이후 유럽에서는 전쟁 때 파괴된 주택의 재건축이 전쟁 이후 수십년 동안 신속하게 이루어졌는데, 이때 콘크리트 패널 조립식 주택건설이 활발하게 진행되었다. 즉, 공장에서 만들어진 콘크리트 패널을 사용한 고층 아파트의 신축이 활발했다. 이들 아파트의 구조는 내력벽을 갖는 구조로서 아파트의 각 층은 바로 아래층 위에 조립되었으며, 벽체와 바닥판의 이음은 그라우팅을 하여 내력면이 되도록 했다.
1968년 5월 16일 아파트 18층의 입주자가 난로에 불을 지피려 했을 때 누출된 가스때문에 부엌에서 폭발이 일어났다. 이 폭발로 이 아파트의 모서리 벽체가 날아가고, 윗쪽의 벽체가 붕괴하여 바닥면에 충격을 가하여 결국 빌딩 전체의 모퉁이가 붕괴하였다.
7. 사고원인
이 사고를 조사한 결과 한 층의 외벽이 무너질 때 구조상 하중경로의 여유도가 없다는 것이 밝혀졌다. 사고후 건물을 해체할 때 조립부재 사이의 그라우팅한 이음부의 품질상 결함도 확인되었다.
로난 포인트 타워의 사고로 이 타워와 유사한 구조시스템을 사용한 여타 타워형 아파트의 안전에도 의문을 가지게 되었다. 그래서 많은 타워형 아파트 건물들을 설계상 수명이 다하기 전에 해체했다. 로난 포인트 타워의 붕괴사고 이전까지는 국부적인 파손에 의해 전체 건물이 붕괴되는 연쇄적인 반응에 의한 점진적 붕괴가 알려지지 않았다.
구조물은 특히 시공시 위와같은 도미노 현상에 민감하다. 로난 포인트 타워 사고의 조금 색다른 점은 비교적 작은 정도의 가스 폭발이 완성된 빌딩의 중요한 부분의 붕괴를 유발했다는 것 이다.
8. 조치사항
사고 일년 후 블라스트 앵글(Blast Angle)로 조인트를 보강하여 벽체와 바닥체가 분리되지 못하도록 하여 보수한 후 다시 입주를 하였으나, 1984년에 다시 다른 벽체에도 균열이 생기기 시작하여 타워전체가 대파되었다. 결국 1986년 5월에 이 타워는 층별로 해체했다.
9. 교훈 및 대책
비교적 작은 규모의 가스폭발로 건물의 주요부분 전체가 붕괴한 이 사고를 통해 구조물의 연쇄적 붕괴 가능성, 구조 설계시 적정 여유도의 유지 필요성, 시공과정에서의 확실한 품질관리의 필요성 등을 실감하게 되었다.
사례번호 : AF-97002 1. 사고명 : Skyline Plaza 아파트의 붕괴
2. 시설물 위치 : 미국, 버지니아주 Fairfax County
3. 시설물 형식 및 제원
- 구조형식 : 철근콘크리트 평판 구조
- 제원 : ㆍ 슬래브 두께 : 20㎝
- 건축규모 : ㆍ 옥탑과 주차장을 포함한 지상 26층, 지하 4층
ㆍ 건물아파트 8개동, 사무실 건물 6개동, 호텔, 상점 등이 위치.
4. 사고일시 : 1973. 3. 2. 금요일(14시 30분경)
5. 피해정도 : 14명 사망, 34명 부상
6. 손상내용
8개동의 아파트 건물중 2개동은 완공되었고, 2개동은 시공중이었는데, 이 시공중이던 아파트중 한동이 1973. 3. 2. 금요일 14시 30분경 붕괴되었다. 이 사고는 24층 째의 바닥슬래브 콘크리트를 타설하는 중에 23층 바닥슬래브에서 붕괴가 시작되어 연직으로 건물 전체 높이와 지하층까지 붕괴되었고, 인접한 주차장 시설까지 파괴되었다.
7. 사고원인
사고직후 현장조사를 한 결과 다음과 같이 시공과정에서 준수해야 할 규정들을 크게 벗어난 시공을 하였음이 사고원인으로 밝혀졌다.
ㆍ 콘크리트 타설중인 층의 바로 밑 두 개층을 충분히 지지할 것
ㆍ 지주를 제거하기 전에 적절한 양생시간을 줄 것(22층의 거푸집을 조기철거했음)
ㆍ 현장에서 양생한 콘크리트의 공시체를 준비하여 시험할 것
ㆍ 손상이 되었거나 연직이 아닌 부분의 철저한 지지
ㆍ 시공규정을 위반하는지의 여부를 철저히 점검할 것
ㆍ 시공현장의 크레인을 적절히 설치할 것
8. 조치사항
사고후 즉시 노동안전위생국(OSHA)의 조사팀이 급파되어 현장조사를 실시하였으며, 상세조사 보고서의 주요 내용은 사고원인에서 언급한 바와 같았다.
9. 교훈 및 대책
시공시 시공규정의 준수, 가설자재 및 기기의 적절한 설치가 필요
사례번호 : AF-97003 1. 사고명 : Hartford Civic Center 경기장의 붕괴
2. 시설물 위치 : 미국, 코넥티컷 주 하아트포드(Hartford)
3. 시설물 형식 및 제원
- 구조형식 : 입체트러스(Space Truss) 지붕
- 제원 : ㆍ 면적 10,000㎡,
ㆍ 층고 7.6m
ㆍ 길이 91×110m
ㆍ 경간 64~82m
- 준공 : 1973년
- 용도 : 원형경기장, 소매점, 회의장으로 구성된 시민회관(1973년 완공)
- 트러스의 구성 : ㆍ 상현재와 하현재 사이는 삼각 브레이싱의 와렌트러스(Warren Truss)
ㆍ 입체트러스(Space truss)에 부착된 1m 길이의 Strut는 두께 7.5㎝의 나무섬유 복합 천정재 지지용
ㆍ Strut은 크로스 브레이싱(Crossbracing)되지 않았고, 입체트러스는 현장조립하여 설치.
ㆍ 구조개요 - 경기장 지붕은 91×110㎜로 깊이 6.4m의 공간골조로 시공되었으며, 구조물은 상하 정방형 수평 철봉으로 된 격자 시스템으로 밑에는 장선이나 노드 간격 9m로 지지되었고, 상부격자와는 수평으로 엇갈려 있는 노드와 하부의 격자사이에 대각선 부재(Diagonal Bar)로 연결시켰다. 결과적으로 공간골조는 일련의 링크(Link)된 피라미드형 트러스처럼 보였다. 9m 길이의 꼭대기 부분 수평재들은 중간마다 대각재로 가새보강하였고, 주대각재의 중간지점까지와 수평봉의 중간 대층까지는 가새보강하였다.
대부분 골조 구조의 꼭대기 수평봉은 2중 기능을 수행한다. 즉 이 수평봉들은 지붕패널을 지지하는 공간골조의 상부 구조 부재로서 작용한다. 그러나 하트포드 지붕에서 지붕 패널들은 공간골조의 꼭대기 노드에 위치한 짧은 수직기둥(Post)에 지지되어 있다. 이렇게 계획함으로써 설계자는 다음과 같은 두 가지 잇점이 있다고 주장하였다. 즉, (1) 기둥의 높이가 변화되면 지붕은 공간골조의 꼭대기봉의 처짐 및 당초의 높이와 관계없이 배수가 잘 되도록 경사지게 되고, (2) 골조의 꼭대기봉은 지붕 하중에 의한 휨응력에 영향을 받지 않는다.
1972년 2월에 바닥에서 지붕골조 조립을 시작하여 그해 7월에 완성했다. 이렇게 짧은 기간중에 조립을 하면서 검사기관으로부터 의심쩍고 과도한 처짐이 있는 몇 개 절점(nodes)에 대해 통보받았지만 지붕을 들어올리기 직전이어서 그냥 수정없이 골조를 올렸다.
4. 사고일시 : 1978. 1. l8.
5. 피해정도 : 인명피해 없음.
6. 손상내용
1978년 1월 18일 이 경기장에서 농구경기가 끝나고, 관중들이 떠난 지 수시간 후에 경기장의 천정이 붕괴하는 사고가 발생했다. 이 사고로 1,400톤의 뒤틀린 철골, 지붕 패널, 단열재들이 관중 12,000명을 수용할 수 있는 객석 위로 떨어졌다.
붕괴사고 전날 밤 심한 눈보라가 치던 중 이 경기장의 천정이 처지기 시작하면서 트러스의 상현재에 좌굴이 일어났고, 이로 인해 다른 부재로 하중이 재분배되어 천정이 접히면서 다음 날 농구경기 후 마침내 25m 아래 경기장 좌석 위로 떨어겼다.
같은 날 저녁 지붕 붕괴사건이 코네티컷 주에 있는 다른 2 개 도시에서도 일어났다. 3일후 또 폭설이 내려 롱 아일랜드 주의 포스트 대학(C.W. Post College on Long Island)의 강당 지붕이 무너졌다. 이 해 겨울을 나면서 수많은 지붕들이 전례없는 폭설의 무게를 감당치 못하고 무너져 내렸지만, 하트포드 센터의 붕괴사고가 가장 극적이었다.
7. 사고원인
조사결과에 의하면 설계시 상현재의 중앙스팬을 브레이싱하도록 했지만 시공시 9m가 넘는 상현재를 브레이싱을 하지 않았음이 밝혀겼다. 지붕의 하중을 크로스 브레이싱이 없는 스트러트가 받도록 한 것이 지붕의 다이아프램작용을 최소화시켰으며, 지붕의 사하중을 너무나 경시하였다. 이로 인하여 지붕은 극단적인 좌굴파괴의 소지가 있었으며, 컴퓨터에 의한 설계시 이 점을 고려하지 않았다.
또한 시공단계에서 설계치를 훨씬 초과하는 처짐이 발생하였다. 이 과도한 처짐은 시공 중 점검시 발견이 되어 부적절한 설계로 인한 큰 재해가 발생할 수 있다는 것을 설계자가 알고 조치할 수 있도록 했어야 했다.
8. 조치사항
이 경기장은 무너진지 18개월만에 새로운 경기장으로 모습을 드러냈다.
새로운 건물의 지붕은 4개의 파일론(Pylons) 위에 앉혀 좀더 단순화시켰고, 훨씬 더 큰 시설에 적합하게 지붕을 3.6m 더 높이 올렸다.
9. 교훈 및 대책
Computer-Aided Catastrophe"라 불리는 이 사고는 컴퓨터를 이용한 해석의 방대한 자료만 믿은 안전에 대한 그릇된 사고(思考) 때문에 발생했다. 우리는 이 사고에서 컴퓨터소프트웨어는 단지 도구일뿐이지 적절한 공학적 경험과 판단을 위해 대치될 수 없음을 알 수 있다. 날로 복잡해져 가는 구조물 해석시 단지 컴퓨터에만 의존하는 것은 자칫 큰재앙을 불러일으킬 수 있다.
- 구조형태 : 이 건물은 비교적 강성의 박스형태 5층 구조물로서 면적 약 930㎡인 윗부분은 기둥에 의해 지지되었고, 2층에는 내진벽이 불규칙하게 설치되어 있음
- 준공시기 : 1971년
4. 사고일시 : 1979. 10. 15.
5. 피해정도 : 건물이 붕괴되었으나, 인적피해 불분명
6. 손상내용
이 건물은 준공된지 겨우 8년만인 1979년 10월 15일 리히터 지진계로 진도 6.6의 지진이Imperial Valley 지역에서 발생하여 건물 동쪽 끝 기둥의 철근타이(Rebar Ties)가 파열되고, 콘크리트가 파괴되는 심한 손상을 입었다. 이 건물은 보수가 불가능하다고 판단되어 철거되었다.
이 건물에는 좀 예외적으로 건물이 중요한 구조적 손상을 받을 경우 건물의 거동을 기록하는 데이터 장치인 13개의 트랜스듀서가 배열된 지진계가 있었다.
이 지진계로 지진발생 전의 상당한 동적특성 측정이 가능했기 때문에 파괴과정에 대한 상세한 해석이 가능했다.
7. 사고원인 : 지진
8. 조치사항 : 건물철거
9. 교훈 및 대책
Imperial Counties Services 빌딩의 1979년 지진에 대한 거동해석을 통해 건축 구조학상 부재의 배치에 따라 건축물이 지진에 견딜 수 있는 능력이 중요한 영향을 받는다는 사실이 입증되 었다.
사례번호 : AF-97005 1. 사고명 : Kemper Memorial 경기장 지붕의 붕괴
2. 시설물 위치 : 미국, Missouri주 Kansas City
3. 시설물 형식 및 제원
- 구조형식 : ㆍ 강재 트러스로 지지되고, 골형 철판 덱으로 보강된 철근콘크리트 지붕
ㆍ 지붕형태 - 구조용 강관 공간 프레임에 의해 매달려 있는 형태
ㆍ 벽체 - 금속재 패널
4. 사고일시 : 1979. 6. 4.
5. 피해정도 : 사상자 없음
6. 손상내용
1979년 6월 4일 약 6시 45분경에 시간당 108㎜ 폭우가 캔자스시 지역에 내리는 동안 이 건물 지붕의 상당부분이 붕괴하였으며, 12,000㎡의 지붕중 4,000㎡은 교체를 해야 했다.
이 경기장은 철근 콘크리트 좌석의 서비스 구조로서 벽체는 금속재 패널이었고, 지붕은 구조용 강관 공간 프레임에 의해 매달려 있는 형태였다. 3개의 삼각형 공간 프레임은 스팬이 짧았으며, 42개의 지점에서 강관행거로 2차 지붕을 지지하고 있었다.
공간 프레임은 A-490 볼트를 체결한 대형 강관 부재로 만들어 졌다. 행거들은 공간 프레임에는 핀 연결부를 가진 용접 가세트판으로 고정시켰고, 2차 지붕 트러스의 상현재에는 강판재를 용접해 붙이고 난 후 4개의 A-490 볼트로 체결했다.
7 사고원인
켐퍼 경기장 붕괴는 단일 원인으로 설명될 수는 없고 폭우강도, 배수잘못, 풍하중, 볼트의 피로, 여유도 부족 등 여러 원인이 복합되어 발생했다.
인장 연결부의 볼트는 건물 완공 후 5년 동안 풍하중에 의해 많은 반복 하중사이클을 받았다. 이 동적 영향이 붕괴의 주원인으로 여겨졌으며, 볼트의 연결방법 또한 상당한 프라잉 작용을 할 수 있도록 되어 있었다는 점이 사고 원인이다. 비교적 취성이 있는 고장력 볼트는 정하중을 받는 하중조건을 제외하고는 잘 사용되지 않는다. 이 사고는 연성이음을 해야하는 사유를 잘 보여주고 있다. 또한 현대식 장대경간(장스팬) 구조물의 공통적인 문제인 기본설계시 여유도 부족이 원인으로 작용하였다.
8. 조치사항
캠퍼 경기장의 오늘날 모습은 1979년 9월에 재시공하여 1981년에 완성한 것이다.
지붕의 중앙부분을 760㎜ 높여서 주변 둘레쪽으로 경사지도록 했고, 14개의 배수공을 지붕 둘레에 추가했다. 행거는 개조하여 트러스에 용접했다.
9. 교훈 및 대책
1978년 Harford Conneticut Civic Center 경기장 지붕 붕괴사고, 1981년 Hyatt Regency Hotel Walkways 사고 등의 일련의 구조물 사고는 건설분야에 큰 충격을 주었으며, 구조물 설계시 구조적인 완전무결함과 여유도 확보의 필요성이 대두되었다. 특히 접합부 설계의 중요성이 강조되었다.
이러한 일련의 사고들은 풍하중이 건물에 미치는 영향을 인식하게 함과 동시에 동적효과와 압력 감쇄를 고려한 풍하중의 설계표준을 발전시키는데 기여하였다.
사례번호 : AF-97006 1. 사고명 : Pino Suarez 빌딩의 붕괴
2. 시설물 위치 : 멕시코, Mexico City
3. 시설물 형식 및 제원
건물구성 : ㆍ 5개의 고층 강구조 건물단지
ㆍ 지하 2개층인 지하철역이 5개의 건물을 공통으로 지지하는 역할
- 준공시기 : 1970년대
ㆍ 구조개요 - 1970년대 초에 건설된 Pino Suarez 빌딩은 5개의 고층 강구조 건물로 구성되었으며, 지하 2개층은 지하철역으로서 5개의 건물을 공통으로 지지하는 강성기초(Rigid Foundation)로 작용하도록 되어 있었다. 이 건물단지의 기능 중 한가지는 지하철역의 대규모 굴착으로 인해 발생한 팽창성 흙에 의한 양압력에 대하여 반력으로 작용하는 것이다.
이 건물단지의 중앙에는 각기 두 개의 베이(Bay)는 넓고, 4 개의 베이는 깊은 3개의 동일한 21층 건물들이 일렬로 배치되어 있었으며, 각 건물은 단변이 동/서 방향으로 마주보고 있었다. 그리고 이 건물들에 바로 인접하여 남측과 북측에 동일한 14층 타워가 2개동 있었는데, 이들 타워의 방향은 단변이 21층 건물과 마주보고 있었다. 즉, 21층 건물의 종방향(길이방향)에 대하여 2개의 동일한 14층 타워의 종방향은 수직방향이다.
21층 건물의 골조는 모멘트에 저항할 수 있는 접합부를 가진 중공(中空) 박스기둥에 연결된 트러스 빔으로 구성되어 있었고, 또 두 개의 교차 구조(Cross Based Frame)로 된 브레이싱과 외측 종방향 평면에 V형 구조(V-braced Frame)의 브레이싱을 채용했다.
4. 사고일시 : 1985년 9월 19일
5. 피해정도 : 건물 2개동 붕괴
6. 손상내용
1985년 9월 19일의 멕시코시티 지진으로 인하여 이 건물단지는 구조적으로 심한 손상을 입었다. 21층 건물중의 하나가 붕괴하면서 인접한 14층 건물을 덮쳐, 이 역시 붕괴하였다. 나머지 2 동의 21층 건물도 심한 손상을 입었으나, 붕괴되지는 않았으며, 이들 붕괴되지 많은 건물들은 손상과정에 대한 중요한 정보를 제공했다. 컴퓨터 시뮬레이션에 의해 손상과정이 의심할 바 없이 확인되었다.
7. 사고원인
이 건물의 사고는 거더 끝단에서 소성힌지가 발생하여 남측에 있는 4개 층을 지지하는 두 개의 기둥이 항복 및 좌굴을 일으키게 했다고 추정되었다. 이런 형태로 손상되는 기둥들은 자중을 전달하는 능력을 상실하였고, 건물의 수명을 단축시켰다. 이로 인하여 X-형 브레이싱 골조가 좌굴되고, 구조물내로 힘을 재분배하여 다른 4개 층지지 기둥이 파괴되어 결국 타워 건물 전체가 붕괴하게 되었다.
Pino Suarez 건물단지의 붕괴는 설계당시의 내진설계 기준미비로 인한 설계결함에 의한 것이었다. 사고후 멕시코시티는 고하중을 받는 기둥의 문제를 인식하여 지진설계기준을 보완했다.
8. 조치사항 : -
9. 교훈 및 대책
이 사고의 가장 중요한 교훈은 기둥이 초과하중을 받아서는 안된다는 것이었다. 또한, 부재가 비록 항복하여 에너지가 크게 감쇄할지라도 설계시 이것을 명확하게 고려해야 한다. 연결재의 강도는 충분해야 하며, 항복은 기둥과 이음부가 아닌 빔 및 브레이싱에서 일차적으로 일어나도록 제한해야 한다. 결국 이 사고는 구조적 여유도가 있어야 하는 점을 다시 한번 강조한 셈이다.
사례번호 : AF-97007 1. 사고명 : L'ambiance Plaza 아파트 건물의 붕괴
2. 시설물 위치 : 미국, 코넥티컷주 Bridgeport
3. 시설물 형식 및 제원
- 건물개요 : 두 개의 직사각형 타워로 각각 13개 층의 아파트와 3개 층의 주차장이 있음
- 바닥 및 천정슬래브 구조 : 평판 구조의 포스트텐션 슬래브
- 시공공법 : 리프트-슬라브(Lift-Slab Method)공법
4. 사고일시 : 1987. 4. 23.
5. 피해정도 : 28명 사망
6. 손상내용
1987년 4월 23일 오후 약 1시 30분경 코네티컷주의 브리지포트에 있는 16층 아파트 건물의 구조골조와 슬래브가 건설중에 붕괴되어 28명의 인부가 사망하였다. 이 사고는 1978년 미국 서버지니아주의 윌로우 아일랜드(Willow Island)에서 철근콘크리트 냉각탑 건설 중의 붕괴사고로 51명의 인부가 사망한 이후 미국 역사상 두 번째로 많은 인명피해를 낸 최악의 건설사고였다.
사고당시 이 구조물은 절반 이상이 완성되었고, 모든 슬래브는 타설되었으며, 기둥 꼭대기까지 들어올려 놓은 수많은 상층 슬래브들이 적치되어 있었다. 작업자들이 전단벽에 콘크리트를 타설하고 있던 시간에 9층 높이까지 올라간 서쪽타워의 기둥꼭대기에 3개의 슬래브를 들어올렸다. 임시로 슬래브를 제 위치에 유지시키기 위해 기둥과 슬래브 사이에 쐐기를 설치하고 있던 중 갑자기 큰 소리와 함께 건물이 붕괴되었다.
서쪽탑이 먼저 무너졌다. 각 꼭대기 슬래브가 곧바로 한 곳에 낙하되고, 순간적으로 붕괴가 멈추었지만 추가하중을 지탱할 수가 없어 밑에 있던 슬래브들이 연속적으로 낙하했다. 동쪽 타워는 낙하잔해에 부딪쳐서인지, 아니면 붕괴된 서쪽 탑에 연결된 링크의 수평인장으로 인한 불안정 때문인지 역시 붕괴되었다.
7. 사고원인
붕괴사고 조사에는 붕괴의 잠재요인들이 많았고, 경황이 없는 구조작업으로 인한 피할 수 없는 손상 때문에 어려움이 많았다. 붕괴사고에 대한 몇가지 원인이 가정되었는데, 이들 대부분이 전단헤드 이음(Shearhead Collar)의 설계 및 시공 결함에 초점이 맞추어졌다. 전단헤드에서 양중각(Lifting Angle)이 변화하여 리프팅 로드 끝의 너트가 이탈해 나간 것이 원인이라는 가정이 한 가지 있었고, 슬래브를 임시로 지지했던 웨지(Wedge)가 양중작업시 탈락(Roll Out)해 나간 것이 사고원인이라는 또다른 가정도 있었다. 전단헤드에는 용접결함도 발견되었다.
설계와 시공과정상의 여러가지 요인들이 붕괴원인으로 밝혀졌는데, 이에는 프리스트레스텐돈의 부적절한 설치 및 시공중 프레임의 전체적인 불안정 등이 포함되었다.
8. 조치사항
리프트 슬래브를 수평 양중하지 않을 경우 특히 포스트텐션 슬래브는 중대한 사고를 일으킬 수 있으므로 "반드시 수평유지를 하면서 양중해야 한다."는 양중 운용지침을 발간하였다.
9. 교훈 및 대책
L'ambiance Plaza 아파트 건물의 붕괴사고는 시공단계에서 건설중인 구조물을 완전무결하도록 해야 하는데 많은 노력을 해야 한다는 것에 대한 자극제가 되었다.
리프트-슬래브(Lift-Slab)공법은 안전한 것으로 인식되어 왔으나, 공사때마다 공사의 성격과 현장의 여건을 충분히 감안해야 한다는 교훈을 남겼다. 또한 공사 참여자들 간의 불명확한 책임관계 때문에 궁극적인 구조안전은 도외시 되었다.
<그림 I-3-13> 람비어스 플라자 리프트 슬래브(Lift-Slab) 상세도
<그림 I-3-14> 람비어스 플라자의 평면도
<그림 I-3-15> NBS 조사자에 의한 붕괴원인 흐름도
<그림 I-3-16> 전단헤드(Shearhead) / 람비어스 플라자 슬래브에 대한 Lifting 장치
2. 시설물 위치 : 캐나다 브리티시 컬럼비아주 Burnaby의 Station Square
3. 시설물 형식 및 제원
- 건물구조 : ㆍ 강재기둥과 캔틸레버 혹은 게르버보 시스템을 적용한 단층 구조물
ㆍ 광폭 플랜지 강재빔이 중공(中空)강관 기둥위를 지나 각 단부에서의 캔틸레버로서 작용하도록 확장시공
- 면적 : 8,400㎡
- 준공시기 : 불분명
4. 사고일시 : 1988. 4. 23.
5. 피해정도 : 21명 부상, 차량 파손
6. 손상내용
캐나다 British Colombia주 Burnaby의 Station Square에 있는 한 수퍼마켓의 지붕 주차장의 일부가 성대한 개장식이 열리고 있던 1988년 4월 23일 붕괴했다.
이 주차장은 호텔, 아파트, 소매점, 극장, 사무실 등이 들어있는 단층 건물의 일부로서 크기가 69×122m 였다.
개장식이 끝나고 600여명의 내장객들이 식품점을 쇼핑하기 시작한지 약 15분 후 큰 폭발음이 들렸고, 파손된 천정의 화재대비용 스프링클러 파이프에서 물이 분출되기 시작했다. 파이프가 파손되고, 보와 기둥의 연결부위가 심하게 변형되었다. 이 변형과 파이프의 파단 후, 슈퍼마켓 직원들은 매장내의 사람들을 신속히 대피시키고, 전 매장을 폐쇄했다. 약 4분 30초후 4개 Bay의 천정이 20대의 차량과 함께 슈퍼마켓 매장내로 내려앉았다. 붕괴면적은 약 23×27m 이었고, 사망자는 없었으나 21명이 부상했다.
7. 사고원인
기술적으로 가장 유력한 붕괴원인은 보와 기둥의 연결부위의 불안정성이었으며, 휨모멘트 상태에서 플랜지가 압축을 받는 보의 하부플랜지 수평지지에 대한 설계규정이 없었다. 이런 형태의 파괴사고는 과거에도 발생했으며, 파괴양상 조사의 필요성이 이미 대두되었던 것이다.
8. 조치사항
사고발생 2주일 후 캐나다 브리티시 컬럼비아주 정부는 사고조사를 위한 조사위원을 선임했다. 조사위원의 보고서에서는 붕괴의 기술적 예상원인이 상세히 다루어 졌으며, 이 사고에 이르게 된 많은 절차상의 결함사항들이 검토되었다. 이 사고에서 기술적 원인보다 더 큰 관심사항은 설계상의 결함을 인지하지 못하게 한 공사진행상의 많은 절차상의 결점들이다. 사고조사위원의 보고서에서도 언급된 것처럼 설계의 경쟁입찰, 불명확한 책임소재, 설계자의 시공단계에서의 부적절한 관여, 시공시 감독소홀, 불충분한 현장조사, 부적절한 전문책임보험 등을 포함한 수많은 절차상의 문제점들이 있었다.
조사위원이 보고서에서 제안한 사항에는 캐나다의 시공표준의 중요 사항을 개정하는 것도 포함되어 있었다.
9. 교훈 및 대책
건설공사의 절차상의 문제들은 비록 캐나다만의 문제가 아니고 우리들에게도 큰 문제로 남아 있다. 안전이 보장되는 건물의 건설을 위해서는 공정한 경쟁입찰, 명확한 책임소재, 시공단계상 설계자의 적절한 관여, 시공시 철저한 감독 및 현장조사, 적절한 보험 등을 포함한 많은 절차상의 문제들이 선결되어야 할 것이다.
사례번호 : AF-97009 1. 사고명 : Northridge Meadows 아파트의 붕괴
2. 시설물 위치 : 미국, 캘리포니아 남부
3. 시설물 형식 및 제원
- 건물구조 : 목재 간이 주차장 또는 철근콘크리트 슬래브 주차장이 하층에 있는 2층 혹은 3층의 주택 구조
-준공시기 : 불분명
4. 사고일시 : 1994. 1. 17.
5. 피해정도 : 16명 부상
6. 손상내용
이 건물의 구조는 최하층은 목재로 지어진 간이차고이거나 콘크리트 벽체와 기둥으로 지지되는 철근콘크리트 슬래브 주차장이 있으며, 주차장 상층에는 목조골재에 벽호세공(Stucco)을 한 2층 혹은 3층의 주택이 있는 구조였다.
1994년 1월 17일 남캘리포니아의 지진으로 인하여 콘도미니엄 등 많은 건물들이 심각한 손상을 입었다. 수천 채의 건물들이 지진이 가장 심한 지역내에 있었으며, 이중 가장 큰 단일재해는 16명의 사상자가 발생한 Northridge Meadows 아파트에서 발생했다.
7. 사고원인
지진에 취약한 부분이 계속적으로 관찰되었는데, 주위 벽체의 과하중, 기둥과 슬래브의 접합부에 초기 펀칭전단파괴(Punching Shear Damage), 석고벽(Stucco and Drywall Clad Walls)의 면내(In-Plane)전단파괴, 수직목재 스터드의 균열, 바닥판의 갈라짐, 경량콘크리트 바닥슬래브의 파손, Stucco의 면외(Out-of-Plane)분리 및 많은 접합부위의 결함 등이 여기에 해당되었다.
Northridge 지진에 의한 콘도미니엄의 지진거동 중 특히 흥미로운 것은 많은 건물들이 허용치에 가까운 지진하중을 받았다는 것이다. 이것은 결과적으로 앞으로의 설계및 시공의 효용성을 평가할 수 있는 값진 데이터베이스를 제공한 것이다.
Northridge Meadows 아파트의 경우, 몇몇 블록 붕괴의 직접적인 원인은 연약한 바닥층의 전단저항이 불충분했던 것으로 여겨졌다.
8. 조치사항 : -
9. 교훈 및 대책
Northridge Meadows 아파트로 대표되는 다층, 다가구 구조양식의 건물들은 1994년, 1월 17일에 발생한 것과 같은 강한 지진에는 구조형식상 상당히 위험하다는 것이 노출되었다. 시공과정의 품질관리 향상을 위한 엄격한 규정 및 보다 철저한 검사를 통하여 향후에 불량한 시공으로 인해 발생할 수 있는 사고의 재발을 감소시켜야 할 것이다.
사례번호 : AF-97010 1. 사고명 : 캘리포니아 주립대학 Oviatt 도서관의 건물의 손상
2. 시설물 위치 : 미국, 캘리포니아 남부
3. 시설물 형식 및 제원
- 강구조물
- 준공시기 : 불분명
4. 사고일시 : 1994년 1월 17일
5. 피해정도 : 지진에 의한 건물 손상
6. 손상내용
총 에너지 방출의 관점에서는 대단한 것은 아니었지만, 진앙지가 시가지였던 진도 6.4의 지진이 1994년 1월 17일 남부 캘리포니아의 비교적 얕은 지층에서 발생했다. 결과적으로 지진으로 인해 국부적으로 진동이 격렬하였고, 구조물들은 매우 심각한 손상을 입었으며, 경제적 손실 또한 컸다. 첫 번째 조짐은 강구조물에 비교적 작은 손상으로 나타났다. 이렇게 손상을 받은 구조물 중의 하나가 Notthridge의 캘리포니아 주립대학의 강구조 브레이싱 4층 골조로 된 Oviatt 도 서관이었다. 유연성이 있는 많은 구조물에서 공통적인 것처럼 건축 마감재가 손상된 것이 발견되었으나, 이것은 비교적 유연성 있는 강구조 골조고유의 부적합성과 보강 클래딩(Cladding) 때문이었다. 몇 번의 여진으로 인해 발생한 보다 큰 건축물 손상을 관찰하고 나서 보다 정밀한 점검을 한 결과, 강재 기둥 바닥재 및 기타 많은 강구조 골조의 용접이음부에서 파단이 발생한 것을 발견하였다.
7. 사고원인
이 건축물은 많은 고층 강구조 건물이 지진에 저항할 수 있는 선택된 시스템을 채용하고 있었던 것과 같이 이 시스템을 사용했기 때문에 만족할 만한 기능을 발휘할 수 없어 지진시 건물파손의 사고로 이어졌다. 지진에 대한 설계 및 시공상의 기준이 미비하여 강재 기둥 바닥재 및 기타 많은 강구조 골조의 용접이음부에서 파단이 발생하였던 것이다. 이 사고로 인해 몇몇 다른 강구조물의 예기치 않은 파괴에 대한 보고서를 확인하는 계기가 되었으며, 지진 영향권 내에서 이 사고와 같은 범주에 속하는 모든 건물붕괴 사고에 대한 엄격한 조사를 촉진하는 계기가 되었다. 이후 1백개 이상의 건축물에서 보와 기둥 사이의 모멘트에 저항하는 조인트를 포함한 용접부에 취성파괴가 발생했다는 사실이 알려졌다. 상세한 분석을 한 결과, 이들 건축물들은 산업표준에 따라 설계 및 시공이 되었다. 규정에 따랐음에도 취성파괴가 발생했다는 이 혼란스러운 사실은 비록 이들 건축물들이 적절한 규정을 따른 것이었지만 지진이 발생하기 쉬운 지역에서의 강구조 건축물의 설계 및 시공 절차에 대해 이미 구조기술자들의 불신을 사게 했다. 또한, 단기적인 관심사항으로서 손상된 구조물의 보수절차에 대한 의견의 일치도 없었다.
8. 조치사항 : -
9. 교훈 및 대책
Northridge 지진은 고층건물의 지진 저항 시스템 즉, 모멘트 저항 "보-기둥" 강구조에 대한 구조공학 전문가들의 신뢰감을 허물어뜨렸다. 즉, Northridge 지진에 의해 문제점이 노출되었듯이, 모멘트에 저항하는 보와 기둥을 가진 강구조물도 이음부 설계시 신중한 해석이 필요하다는 것이다.
모멘트 저항 강구조 골조 건축물과 관련이 있는 사람들은 이 사고와 같은 예외적인 복합적 기술문제에 직면했기 때문에 장래의 지진에 대해 신뢰할 수 있고, 경제적인 성능을 발휘할 수 있는 모멘트 저항 강구조 골조 건축물의 보수, 보강 및 설계의 표준을 개발하는 것을 목표로 하는 프로그램을 만드는데 협력을 해야 할 것이다.
ㆍ 구조개요 - “블타바" 강 제방위에 위치한 이 궁전은 궁전 안 쪽의 사각형 정원을 둘러써고 있는 장방형 형태로서 네 개의 익랑(대문채의 좌우편에 잇대어지는 행랑)으로 구성되어 있고, 지하층을 포함한 5층 건축물이었다.
제방 쪽에서 궁전으로 들어가는 출입구 쪽은 그 후면 쪽에서 궁전으로 들어가는 출입구 보다 한 개층이 더 높았다. 수직 내력벽과 벽돌로 시공되었고, 지하층의 천정은 요람형태의 아치형으로 벽돌시공되었으며, 1층의 천정은 구유형태의 아치형으로 벽돌시공되어 채광창이 있고, 2층의 천정은 목조빔으로 되어 있있다.
궁전의 전면벽은 제방아래 2.8m 위치에서 쌓아 올린 옹벽 상부에 건설되어 있었고, 다른 내력벽들은 제방높이 8m 아래 위치에서부터 축조된 단계별 기초(Step Foundations)위에 건설되었다.
이 Lazansky 궁전은 1861~63년에 걸쳐 축조되었으며, 1881년에 커피점(Coffee House)으로의 용도변경을 위해 내부의 내력벽을 철거하고, 강재보로 대체되었다. 그 이후에도 오래된 칸막이벽을 철거하고, 강재보로 대체되었다. 그 이후에도 오래된 칸막이벽을 철거하고 새로운 칸막이벽을 설치한 여러 번의 배치(Layout) 변경이 있었다.
1932~1933년에 시행된 주요 개조내용은 다음과 같다.
- Coffee House의 정면 창을 더욱 넓게 확장
- 남쪽 익랑의 지하실에 변압기 추가설치 및 화장실 추가설치
4. 사고일시 : 1992.
5. 피해정도 : 궁전건물에 여러 가지 균열 발생
6. 손상내용
커피점(Coffee House)을 운영하고 있던 1992년의 점검에서 다음과 같은 사항들을 발견하였다.
- 남쪽 정면의 2개의 창문 기둥(Pillar)에 상당한 크기의 수직균열이 발생
(설계도 검토결과 1933년 커피점으로 개조하는 중 창문 기둥의 폭이 대폭 축소된 것이 확인됨)
- 궁전 코너의 기둥 대좌 부분에 망상의 경사진 균열이 발생
- 남쪽 정면에서 더욱 심각한 처짐 발견
(일층의 아치형 천정으로부터 창문 기둥까지 수평력의 집중 때문에 창문 위의 아치형 채광창에서 처짐 발생 - 내부벽체의 기둥으로 흐르는 수평력은 강재보에 의해 고정)
- 상부층의 내력구조(Load-Bearing Structure)는 중요한 처짐이나 뒤틀림은 없었고, 칸막이벽에는 남쪽 정면의 변형된 결과로 몇몇 부분에 균열이 발생
- 남쪽 익랑의 지하실에는 수직 내력구조(Load-Bearing Structure)와 둥근천정 사이에 폭 70㎜의 균열이 발생했고, 복도의 일부 바닥에는 100㎜의 균열이 발생
7. 사고원인
이 전물손상에는 몇 가지의 원인이 복합적으로 작용했다. 처음에 본래의 구조물 설계와 상이한 개조를 하였고, 지하실에 새로운 구조물을 추가했다.
구조물의 열화는 1983년에 끝난 인접한 국립극장과 "New Stage" 빌딩의 재건축과 관계가 있었을 것으로 추정되었다. 낮아진 지하수위가 "Lazansky" 궁전 기초의 거동에 영향을 미쳤을 수 있다. 대부분의 손상은 국립극장 완공 후 발생했다.
손상은 이 궁전에 아주 근접한 곳으로부터의 교통통행, 특히 혼잡한 전차와 트럭의 교통과 같은 동적요인에도 영향을 받았음은 이론의 여지가 없다.
궁전 기초의 거동에 영향을 미친 또다른 인자는 1982년에 발생한 "Smetana" 제방의 옹벽 40m가 붕괴한 것이었다. 이 붕괴된 구조물은 다이아프램 벽으로 대체했다.
기둥의 균열 발생 원인은 하중이 내하력을 초과했기 때문이다.
남쪽 정면의 처짐은 아치형 천정에서부터 구조물에 충분히 고정되지 않았던 창문기둥으로 수평력이 집중했기 때문이다.
건물 코너에 있는 대좌의 망상형태의 균열은 안정성의 측면에서 보면 1933년 창문 확장의 결과로 창문기둥에 집중하중이 증가하여 발생한 것이다.
8. 조치사항 : -
9. 교훈 및 대책
창문 기둥의 균열은 빌딩의 안정성에 영향을 미치는 중요한 손상이었다. 한편, 코너의 기둥 대좌와 지하실의 결함은 구조물의 안정성에 큰 영향을 미칠만큼 중요하지는 않았다. 따라서 재건축 방안은 주로 창문 기둥의 초과하중 감소에 초점을 맞추어야 할 것이다.
구조용 강재로 된 지붕의 주거더 중의 하나가 수직으로 분할되어 38㎜의 틈이 발생했다. 비계 위치에서 보았을 때 거더 하부상의 틈의 최대 폭이 확인되었고, 거더의 거의 전 깊이로 까지 틈이 확장되었다.
지붕구조는 무너지지 않고 매달려 있는 상태였다. 이 구조물에는 하중전달의 충분한 여유도가 있었기 때문에 전체적인 붕괴는 면할 수 있었다.
7. 사고원인
Wolftrap 지붕구조에 걸린 응력은 허용응력 이하였다. 손상 발생 후 면밀한 금속학적 조사를 한 결과 완전용입 용접을 하도록 되어 있는 뒷면 덧댐재가 연속용접이 되지 않았음이 밝혀졌다. 이 불연속 용접부는 파괴를 일으키기에 충분한 결함이 되었다.
비록 여러 가지 조건들이 용접구조용 강재의 선정기준에 들어간다고 할지라도 저에너지 취성파괴에 대한 저항은 특별히 고려해야 하는 중요한 조건이다. 왜냐하면 많은 제작시의 사고 및 사용중 사고는 이 저에너지 취성파괴에 대한 저항의 성질에 대한 관심을 두지 않으므로써 발생하기 때문이다.
8. 조치사항
Wolftrap Center의 거더중에서 균열이 발생한 부분은 제거를 하고, 새로운 판재를 용접해 붙였는데, 특별한 예방조치로서 새로운 판재를 용접한 후 케이블로 포스트텐숀을 했다.
9. 교훈 및 대책
이 사고는 진동파 충격의 영향이 없는 건축구조물도 취성파괴 될 수 있다는 것을 보여 준 사고로서 다음과 같은 교훈을 남겼다.
- 두꺼운 강판을 용접한 구조물은 최소 파괴인성을 명시해야 한다. 강재의 인성이 커질수록 취성파괴에 대한 저항력이 증가한다.
- 취성파괴의 위험성을 최소화 하기 위한 고려사항
ㆍ 설계시 또는 용접부 및 모재의 불완전성에 의한 노치의 발생을 피할 것
ㆍ 구조물의 특별한 부위에 대해서는 연성에서 취성으로의 천이온도 이하로 용접온도를 유지 할 것
ㆍ 두꺼운 단면 또는 이음부의 설계에 의한 과도한 구속을 피할 것
ㆍ 높은 하중속도를 피할 것
- 구조물내에서 한 부재가 파손되어도 전체 구조물이 붕괴되지 않고, 하중이 다른 경로로 전달 될 수 있도록 구조물에 여유도를 줄 것
- 불필요하게 고장력강재를 사용하지 말 것. 파괴인성이 낮은 고장력강은 취성파괴에 민감하다.
- 특히 중요 상세부에서의 소재결함 및 용접결함을 찾아내기 위한 품질관리를 향상시킬 것
사례번호 : AF-97013 1. 사고명 : Rockland 대학 강의실 콘크리트 Joist 균열
2. 시설물 위치 : 미국, 뉴욕 Suffern
3. 시설물 형식 및 제원
- 건물형식 : 바닥 및 천정 - 프리스트레스 Double Tees
- 건물제원 : 4층 건물
4. 사고일시 : 완공후 6년 경과 시점
5. 피해정도 : 스팬드럴(Spandrel)보의 콘크리트 Joists에 균열발생
6. 손상내용
완공후 6년이 지난 뉴욕주 Suffern에 위치한 Rockland 대학 강의실 건물이 실내ㆍ외의 온도차에 의해 Spandrel보와 프리스트레스 티(T)재의 콘크리트 Joist에 심한 균열이 발생함
7. 사고원인
과도한 하중의 원인을 찾기 위해 먼저 균열의 양상을 면밀히 검토하고, 이 양상과 과도한 하중을 지속적으로 야기하는 역학적인 면과의 상관관계를 규명하고자 했다.
균열부위를 정밀분석한 결과, Spandrel보와 프리스트레스 티(T)재의 연결부위를 용접한 바깥쪽 부위에서 균열이 발견되었고, 용접처리를 하지 않은 부위는 손상을 입지 않은 것으로 발견되었다.
균열 발생의 직접적인 원인은 건물외부의 높은 온도와 건물내부의 에어콘으로 인한 낮은 온도에 의한 온도차에 기인한 것으로 결론지어졌다.
전체 건물의 스팬드럴(Spandrel) 보 바깥쪽을 따라 임시 지지대를 설치하였으며, 손상을 입은 티(T)재에는 드릴로 구멍을 뚫어 보강판을 대어 볼트를 체결하는 방법으로 보강을 했다.
9. 교훈 및 대책
- 프리캐스트 부재의 끝단은 응력집중으로 인한 균열이 발생할 수 있으므로 용접을 해서는 안된다. 용접이 꼭 필요할 때에는 탄성이 좋은 강재클립 앵글(Steel-Clip Angle)을 이용한다.
- 설계시에는 건물의 실내ㆍ외의 온도차를 고려하여야 하며, 특히 프리캐스트 부재를 사용하는 설계를 할 때에는 바람, 충격, 진동 및 온도영향을 고려해야 한다.
<그림 I-3-17> 스팬드럴보에 용접된 T형보의 웨브
<그림 I-3-18> (a) 수평철근이 P.C. T형보에 연결된 형태 (b) 설치된 장부촉의 균열형상
<그림 I-3-19> 파괴 거동
<그림 I-3-20> 균열의 전개과정
사례번호 : AF-97014 1. 사고명 : Cocoa Beach의 아파트 건물 붕괴
2. 시설물 위치 : 미국, 플로리다주
3. 시설물 형식 및 제원
- 건축물 규모 : ㆍ 길이 : 74m
ㆍ 폭 : 18m
- 주요부재 제원 : ㆍ 슬래브 두께 : 203㎜
ㆍ 기둥크기 : 254×457㎜
4. 사고일시 : 1981. 3. 27.
5. 피해정도 : 사망 11명, 부상 23명
6. 손상내용
1981년 3월 27일 오후 미국 플로리다주 코코아 비치(Cocoa Beach)에 있는 현장 콘크리트 타설 5층 건물인 이 구조물이 완공단계에서 붕괴하여, 11명이 사망하고, 23명이 부상했으며, 건물은 복구가 불가능했다.
사고당시 길이 74m로 시공중이었던 이 구조물은 폭이 18m 였으며, 알루미늄 트러스위에 목재데크로 만든 거푸집에 타설된 두께 203㎜의 슬래브가 시공되어 있었다.
이 사고는 비교적 저층 구조물의 사고에 포함되지만 붕괴의 결과는 큰 재난이었다.
목격자들에 따르면 건물의 5층 바닥 중앙부가 무너지면서 차례로 붕괴했다는 진술과 먼저 4층 바닥이 무너지고 난 후 매달려 있던 5층 바닥이 내려 앉으면서 3층 바닥을 때려 전체가 붕괴했다는 등 의견이 분분했다.
7. 사고원인
사고 조사결과에 의하면 원설계에서 큰 결점이 있었고, 많은 부적절한 시공작업이 결과적으로 사고를 초래했다고 밝혀졌다.
설계관련 서류를 한번만 보아도 두께 203㎜의 슬래브와 길이 8.43m인 장스팬 사이에 분명한 결점이 있다는 것을 알 수 있었다. 8.23m 이상의 스팬에 크기 254×457㎜의 작은 기둥을 사용한 심각성이 사전에 분명히 밝혀졌어야 했고, 이것이 경고 신호로서 역할을 했어야 했다. 그러나 이런 심각성 때문에 곧 바로 위험에 직면할 수 있다는 사실이 이 건설공사에 참여한 시공자들에게 미리 알려지지 않았다. 더더욱 기막힌 일은 실제 붕괴사고 몇일전에서야 설계자가 바닥의 심한 균열과 슬래브의 심한 처짐 사실을 알았다는 것이었다.
붕괴 몇일 전에 44㎜ 정도 크기의 큰 처짐이 있었다는 보고도 있었다.
설계자는 원설계의 재검토를 요청받았으나, 여전히 자기의 설계가 옳다고 보고했다. 구조계산을 재검토한 후 밝혀진 한가지 분명한 누락 사실은 펀칭전단(Punching Shear) 계산이 전혀되지 않았다는 것이었다. 또 한가지 분명한 사실은 슬래브 최소두께 계산이 부족하게 되었던 것이다. 슬래브 두께를 간단히 계산해 보면 이 공사에서 주어진 스팬과 기둥크기에서는 슬래브 두께가 279㎜가 됨을 알 수 있다. 경험 많은 설계자라면 이것은 기둥크기를 증가시키면 간단히 해결할 수 있는 문제임을 안다. 이렇게 하면 보다 경제적인설계가 되고, 수직기둥 사이에서 콘크리트 타설을 하는데 필요한 공간이 확보된다.
사고잔해 제거 후 현장에서 철근의 유효깊이를 측정한 결과 철근의 배근이 짧게 되었음이 확인되었다. 철근 시공도(Shop Drawing)를 정밀검토한 결과, 상세설계자는 상부기둥철근 층 중의 하나를 지지바(Bar)로 사용하도록 계획했다. 그 결과 유효깊이가 135㎜ 낮게 되었다. 이 깊이는 19㎜ 콘크리트 피복을 설계한 설계자가 예상했던 것보다 약 25.4㎜ 작었다. 이런 구조물이 더 일찍 붕괴되지 않고, 어떻게 그 동안이라도 버티고 있었는지가 의심스러웠다. 이 의문점은 가설지주의 설치방법 등 시공절차를 검토함으로써 밝혀졌다.<그림 I-3-22>와 같이 구조물의 사하중은 초기에는 가설지주에 의해 지지되었고, 이들 가설지주는 하중을 지상에 전달했다. 1층 바닥 아래의 가설지주를 제거한 후에는 구조물전체의 중량은 기둥의 펀칭전단 내하력을 통하여 콘크리트 슬래브에 의해 지지되었다.
모든 시험 및 Data를 검토한 결과 콘크리트 강도는 적절했지만, 거푸집을 제거하기 전의 콘크리트 강도관리가 부적절했음이 밝혀졌다.
결론적으로 이 사고의 원인은 다음과 같이 정리할 수 있다.
- 펀칭전단 내하력이 부족한 203㎜ 두께의 슬래브를 사용토록 한 설계상의 오류
- 높이가 부적절한 "high Chain"을 사용하여 철근의 유효깊이를 감소시킨 시공상 오류, 이 유효깊이의 감소로 인해 슬래브의 구조강도가 상당히 감소되었음.
- 점진적인 붕괴를 피하기 위한 기둥외면을 통과하는 철근이 전혀 없었음
- 5층 바닥의 붕괴가 여타 저층의 연속적인 붕괴를 촉발
- 거푸집, 가설지주의 설치 등에 관한 시공관리의 부족
가설지주가 부족한 것으로 나타났으나, 실제로 부족한 숫자는 확인되지 않았음.
- 가설지주의 부적절한 추가 설치
- 과도한 슬래브의 처짐 및 기둥에 인접한 슬래브의 망상균열 등 충분한 경고성 징후가 있었다.
8. 조치사항 :
9. 교훈 및 대책
이 사고에서는 다음과 같은 사고교훈이 얻어졌다.
- 펀칭전단은 콘크리트 슬래브의 가장 일반적인 파괴모드이기 때문에 평슬래브(Flat Slab)구조에 펀칭전단강도의 검토가 아주 중요하다.
- 평슬래브의 최소두께는 소요강도와 허용처짐에 대해 안전한지 검토해야 한다.
- 슬래브 상하부의 철근은 점진적인 붕괴를 피하기 위하여 바로 기둥외면에 배근되어야한다. 이것은 모든 평슬래브 공사에서 추가 비용을 들이지 않고 할 수 있다.
- 현장에서의 철저한 시공관리 필요.
- 시공현장에서 어떤 형태로든 구조물의 파손을 경고하는 징후가 있을 경우에는 즉시 작업을 중단하고, 경험이 많은 전문가의 도움을 받아 시공현장의 모든 점들을 면밀히 검토해야 한다.
미국 뉴욕의 Nyack에 있는 지하주차장이 1967년 11월 흙으로 덮혀 있는 슬래브가 크기 12.2×12.2m로 붕괴되었으며, 붕괴시 폭발에 의한 굉음을 동반하였다. 폭발음의 원인으로 파편 부스러기 위로 돌출된 가스파이프가 폭발을 일으킨 것으로 의심하였으며, 비스켓 모양으로 구부러진 몇몇 기둥의 붕괴형태는 폭발에 의한 심증을 더하였다.
그러나 몇 주 후 붕괴를 조사하던 중 또다른 부분이 12.2×18.3m 크기로 재차 붕괴하였는데, 이번에는 가스폭발의 징후가 전혀 없었다.
7. 사고원인
당초의 설계하중은 19.6kPa 이었으며, 이 설계하중은 16.7kPa의 흙 1.1m에 의한 사하중과 2.4kPa의 활하중을 합산한 하중이었다. 붕괴당시의 실제 하중은 사하중에 해당하는 흙의 깊이가 3.1~3.7m였으며, 활하중이 52.7kpa로 밝혀졌다.
이 구조물의 안전율 1.5를 감안하더라도 이 구조물은 붕괴할 수 밖에 없었다. 더욱이 조사결과 폭발 잔류물의 흔적을 찾을 수 없었다.
폭발음은 붕괴시 데(Deck) 밑에 갇힌 공기가 압축되면서 일어난 것으로 결론지었다.
추가 조사에서 뒷채움의 최종 경사를 적절히 하기 위하여 데(Deck)의 구조 프레임을 계단식으로 처리했음이 밝혀졌는데, 이는 설계자가 경사진 이음을 하지 않음으로써 제작 및 설치비용을 최소화하려는 의도였던 것 같았다. 구조 프레임을 계단식으로 처리함으로써 당초 설계시 1.1m였던 뒷채움 흙깊이가 깊어져 과하중이 발생했던 것이다.
석면 패킹 층에 의해 꽉 잡혀 있던 빔 베어링(Beam Bearing)은 움직임이 구속되어 있었다. 조사에 의하면 부피변화로 인한 수평력 때문에 노치 코너부위에서의 인장응력이 증가했다. 추가 응력 발생을 설계시에 고려하지 않았기 때문에 브라켓에서도 균열이 발생했다.
거더와 빔의 교차점 부위에 작용하는 힘은 <그림 I-3-27>에서 보는 바와 같다. 하부스트랜드에 의한 인장응력은 단면 1-1에서만 작용하는 것을 알 수 있다.
8. 조치사항
구조물 전체에 발생한 심한 균열때문에 즉시 보수를 실시하였다. 보수 방법은 베어링 반력을 브라켓에서 거더 상부로 전달하는 Hanging Saddles을 이용하는 것이었다.
9. 교훈 및 대책
이 사고가 남긴 교훈은 다음과 같다.
- 브라켓과 노치는 가능한 피해야 한다.
- 브라켓과 노치가 사용된 곳에서는 이동이 자유롭도록 해야 한다. 마찰력을 줄이기 위해서 방수지(Building Paper)를 사용하는 것을 피해야 한다. 노치는 가능하면 대각선 방향으로 포스트텐숀닝 방법으로 보강해야 한다.
- 브라켓과 돌출부의 끝부분에 베어링(Bearing)을 설치하는 것을 피하고, Elastomeric Pads를 사용한다.
- 돌출부의 끝단에는 강재 지지물을 사용해야 한다.
<그림 I-3-26> Beam과 Bracket의 균열 상태도
<그림 I-3-27> 하중 재하 상태
사례번호 : AF-97017 1. 사고명 : Midwestern대학 농구경기장 지붕의 붕괴
2. 시설물 위치 : 미국 중서부
3. 시설물 형식 및 제원
- 건물형식 : 강구조 건축물
- 건물제원 : 농구경기장
- 구조개요 : 이 구조물의 구조는 중앙부에 간격이 2.4m 인 지붕 조이스트(Joist)와 55m의 스팬(Span)으로 되어있었다. 조이스트(Joist)는 오픈 웹(Open-Web)식의 구조용 강재 주 트러스재에 의해 지지되고 있고, 이들 트러스는 강재기둥(Steel Columns)과 연결되었다.
4. 사고일시 : 1969. 2.
5. 피해정도 : 인명피해 없음.
6. 손상내용
1969년 2월 Midwestern 대학의 농구경기장 지붕의 붕괴는 장스팬 지붕구조물 붕괴의 기념비적인 사례이다. 시공중 붕괴되었지만 다행히 사상자는 없었다.
7. 사고원인
사고의 원인으로는 측면좌굴(Lateral Buckling), 양중장비로부터의 층격(Impact From Erection Equipment), 가설띠장(Temporary Bracing)의 취약 등 여러 가지가 있었다.
사고조사 과정에서 다음과 같은 많은 결함들이 나타났다.
- 건설되지 않은 Joists와 시공된 Joists 길이가 상이하였으며, 제작이 시공도와 일치하지 않았다.
- 당초의 설계와 많은 점에서 차이가 있었다.
예를 들어 당초설계에서는 표준형 단부지지를 하도록 했다. 즉, Joist는 지지 트러스 상부에 의해 지탱되도록 하였다. 그러나 실제로 시공된 것은 트러스에 충분한 깊이로 Joist를 접합하는 편심 접합이었다. 즉, 상부지지 접합은 충분한 깊이로 되어 있더라도 부정확한 제작에 대하여 민감하지 못하다.
가장 큰 실패원인은 Joist의 상세와 제작이 완벽하지 못한 데 있다.
Joist의 상현재가 Joist의 끝으로부터 102~127㎜ 떨어져 있었기 때문에 Joist와 지지트러스에 254~305㎜의 편심이 발생하였다.
이 결과, Joist의 상현재(Top Chord)에 과다한 응력을 발생했고, 패널 단부에는 허용응력이 초과되었다. 그해서 트러스의 상현재에는 재료의 항복점 이상의 응력이 발생했다. 또한 지지트러스에 비틀림을 방지하기 위한 보강재가 부족하였기 때문에 연결부에서 장스팬 조이스트의 회전력을 감당할 수가 없었다. 이 연결부는 Joist에서 잭트러스(Jack Trusses)까지 회전응력을 전달시키기 위하여 강하게 연결되어 있다. 대각선의 작용점에서 Joist 면까지의 편심이 약 102㎜가 되는 동안 편심은 약 254㎜가 되어 회전우력이 지지트러스의 중앙선까지 미치게 하였다.
재시공에서는 강재구조 기둥의 응력을 초과하지 않고, 지붕이 수축평창 할 수 있도록 모서리에 있는 4개의 주기둥에 유연성을 증가시켰다.
8. 조치사항
이 사고 후 구조물을 재시공하기로 했다. 전체적으로는 기본적인 구조설계가 적정한 것으로 판명되었기 때문에 큰 변경이 필요하지는 않았지만 약간의 구조적 개선을 하여 재시공했다. 이후 장스팬 Joists의 설치절차를 개정하였는데, 그 내용은 2개의 지붕 장선(Joist)과 브레이싱 부재로 구성된 부분을 땅위에서 제작한 후 일체식으로 만들어 설치하는 것이었다. 이와 같은 방법에 의하면 측방향과 비틀림 안정성을 충족시키고, 부재들이 제위치에 설치되므로 예상치 못한 변형을 방지할 수 있다.
9. 교훈 및 대책
이 사고의 교훈은 다음과 같다.
- 장스팬 트러스의 단부에서의 지지는 편심을 피해야 한다.
- 편심을 피할 수 없는 곳은 과응력과 붕괴 가능성이 없도록 회전우력을 감당할 수 있는 지지 잭 트러스(Jack Trusses)를 설계해야 한다.
<그림 I-3-28> 장선 말단부(상현재)에서 접합부의 편심을 나타낸 상세도
사례번호 : AF-97018 1. 사고명 : 레고공원 쇼핑센터의 주차장 붕괴
2. 시설물 위치 : 미국, 뉴욕
3. 시설물 형식 및 제원
- 건물형식 : 콘크리트 건축물
- 건물용도 : 주차장
4. 사고일시 : 1997. 6. 11.
5. 피해정도 : 인명피해 없음.
2대의 차량 손상, Booth(주차관리 가건물)의 전복
6. 손상내용
기둥역할을 하는 기초벽에 설치된 세 개의 연속된 헌치가 차례로 완전히 붕괴되었으며 이로 인해 헌치가 받치고 있던 바닥이 지층바닥으로 떨어짐.
7. 사고원인
설계도에 의하면 “Corbel"이라 불리는 받침대의 상세단면은 헌치부에 철근이 들어가 있었다. 주차장 바닥은 PC 기둥에 위치한 헌치부에 의해 지지되는 42인치 깊이의 역T형보 위에 놓인 PC Double-T로 되어 있다.
그러나 지층의 한쪽 단부에서 몇 개의 보가 주차장 기초벽 속에 위치하고 있었으며, 기초벽은 매 61피트 마다 헌치벽을 갖고 있었다.
이 사고조사 결과에 의하면, 10인치의 돌출길이와 2피트 4인치 폭의 헌치가 포함된 구조 상세도에는 6#5 철근(5/8인치 철근 6개)과 U자형 부위에서는 2#5 철근으로 설계되었다. 시공도면에서도 제시된 6#5 철근은 설계대로 시공되었으나, 2#5철근은 2#4철근으로 시공되었다. 즉, 설계도에 제시된 것보다 작은 직경의 철근으로 시공한 것이다. 붕괴된 3개의 받침대에는 철근(Rebar)이 없었다는 점과 지층으로 붕괴된 10,000ft²바닥면적의 한 단부가 위치한 파괴되지 않은 헌치부에는 철근이 있었다는 점이 쟁점으로 등장했다.
또한, 붕괴의 원인으로서 그 건물의 설계 엔지니어와 시 건설위원의 동의에 의하면 프리케스트 콘크리트 거더를 지지하는 현장타설(Cast-In-Place) 헌치기둥에서 6개 정도의 철근 중 적어도 세 개가 없었다는 점으로 보아 이는 설계오류보다는 시공오류라고 판단되었다.
8. 조치사항
보수가 완료될 때까지 주차장 폐쇄
9. 교훈 및 대책 : -
<그림 I-3-29> 헌치의 설계도면과 시공상세도면
사례번호 : AF-97019 1. 사고명 : Industrial Park Warehouse의 붕괴
2. 시설물 위치 : 미국, 뉴욕 Spring Valley
3. 시설물 형식 및 제원
- 건물형식 : 강구조 형식의 2충 건물
- 건물제원 : B×L = 132×80ft (40×24m) <그림 I-3-30>
토류벽 높이 = 20ft(6.1m)
줄기초 폭 = 3ft(0.91m)
4. 사고일시 : 1970. 6. 20.
5. 피해정도 : 건물붕괴
6. 손상내용
시공중이던 이 건축물은 1970년 6월 20일 상판을 타설하기 위해 51㎜ 두께까지 콘크리트를 부어넣을 당시 성토면에 접해있던 벽체의 높이가 3.4m였으며, 성토고를 0.31m 더 높이기 위하여 흙채움을 실시하였다. 건축주가 성토를 멈춘 것은 6월 20일 오후 4:30분이었으며, 붕괴는 오후 5:30분부터 갑작스럽게 시작되었다.
7. 사고원인
기초폭 0.91m이고, 높이 6.1m인 옹벽은 전체높이의 수평토압을 지지하기에는 부족했으며, 강구조 프레임 또한 이 옹벽을 지탱하기엔 충분한 강성을 갖지 못했다.
1.22m 간격으로 중앙부에 설치된 제3번 맞춤못은 회전움직임에 저항하는데 필요한 이음강성을 갖지 못했다.
1963년 1월 바람이 불던 날 0.31m의 눈이 쌓인 완공된지 불과 1년밖에 되지 않은 경량의 캐노피가 붕괴되면서 한 사람이 부상당하는 사고가 발생했다.
붕괴가 발생하기 약 일주일 전에 원활한 배수작용을 할 수 있도록 캐노피의 외부 끝단을 턴버클(Turnbuckle)로 조정하여 올렸다.
조사에 의하면 3층바닥과 캐노피 접합부의 4지점 모두에서 캐노피 접합부에서 붕괴가 발생되었다.
7. 사고원인
사진들을 분석, 검토한 결과에 의하면 시공과정이 계획과 설계를 따르지 않았음이 밝혀졌다. 동일 사실이 엔지니어의 설계 노트에서도 발견되었으며, 파손된 잔해에서도 확인되었다. 캐노피의 설계하중은 25 lb/ft²에 적설하중 40 lb/ft²을 추가하여 총 65 lb/ft² 이었다. 사고당시 캐노피의 실제하중은 약 35 lb/ft²(1675Pa)이었으며, 약 0.31m 정도 쌓인 눈으로 인한 추가하중을 감안하면 실제 하중은 50 lb/ft²(2395Pa)를 넘지않는 하중으로 설계하중의 약 77% 정도였다. 따라서 과하중이 붕괴의 원인이 아니었다고 결정을 내렸다. 설계상의 실수가 아닌 설계의도와 상이하게 구조물에 응력이 증가되도록 한 시공과정에 문제가 있었다. 루프로드 연결부재로는 아이볼트 대신 직강봉을 사용했다. 계속된 편심하중때문에 이론적으로 초기에 190,000psi(1310MPa)의 높은 하중에 의한 휨이 발생하였다. 그러나 실제적인 휨변형에 의한 응력을 재조정하여 감소시켰으나, 부적절한 접합에 의한 편심은 여전히 남아있는 상태였다.
결론적으로 붕괴는 인장에 의해 발생되었기 보다는 휨 때문에 발생 되었다고 판정지었다.
8. 조치사항 : -
9. 교훈 및 대책
- 구조물 건립시 반드시 여유도(Redundancy)를 고려한다.
- 시공중이나 건축물의 완공 후에도 철저한 현장점검을 통하여 임의의 교체나 변경 등을 방지해야 한다.
휨에 의한 응력은 계산된 인장응력과 비교해 상당히 크기 때문에 비교적 낮은 인장하중에서도 파괴를 초래하므로 인장 부재에서의 휨을 피한다.
<그림 I-3-32> 경량 캐노피의 부분상세도
사례번호 : AF-97021 1. 사고명 : Bicentennial 빌딩의 조적벽체 손상
2. 시설물 위치 : 미국, 워싱톤 D.C.
3. 시설물 형식 및 제원
- 건물형식 : 콘크리트와 벽돌로 된 구조물
- 건물제원 : 70×50m 넓이의 10층 건물
4. 사고일시 : 불명확
5. 피해정도 : 조적조 건물 전면이 크게 휨.
6. 손상내용
조적조 건물의 정면 전 부분이 위험 한계까지 크게 구부러져서, 전체 붕괴를 막기 위해 구조용 철 버팀대를 임시로 설치하였다.
7. 사고원인
우선 구조물에 대한 안전을 확보한 후, 설계도와 시방서의 연구를 통해 시공상세를 재검토하였다. 일반적 시공상세에서 응력을 분석하고, 현존하는 상황들을 평가하기 위하여 현장답사를 실시한 결과 발견된 주요사항은 다음과 같다.
- 설계상에는 슬래브 면과 벽돌 뒷면 사이에 13㎜ 공간과 함께, 콘크리트 슬래브가 상부 벽돌의 127㎜를 지지하고 있었다.
슬래브의 수축량 산출로부터 수평 수축이 19~25.4㎜로 슬래브의 각 단부에서 발생한 것으로 예측되었다. 이런 요인 때문에 건물의 원래의 컸던 설계치수가 조절이 되었다. 이것은 슬래브 면과 벽돌 사이에서 극도로 큰 틈(Gap)이 관찰된 것을 보아도 알 수 있다.
결론적으로 건물시공시 설계도면을 따르지 않은 시공을 함으로써(벽돌 Soap의 사용 및 벽돌(Soap이 위치한)과 콘크리트 슬래브 단부 사이의 공간 미확보) 벽체의 휨이 발생하게 되었다.
8. 조치사항
벽체 휨의 위험 상태를 보강하기 위해 새로운 강재 선반 앵글을 설치했다.
이 앵글은 조적벽을 핸드잭(Hand Jack)으로 들어올린 후 설치했다. 힘이 슬래브에 있는 헤더의 베어링(축받이)으로부터 선반 앵글의 베어링(축받이)에 직접 전달되게 Jacking을 확실하게 하였다. 그렇게 함으로써 힘을 콘크리트 골조에 전달시킬 수 있었다. 보수는 안전과 안정성을 위해 부분적으로 수행되었다.
대안 1의 방법이 <그림 I-3-36>과 같이 사용되었다. 이 방법은 상부지지 앵글 설치를 위한 공간이 별도로 필요로 하지 않는 보수방법이다.
대안 2의 방법은 상부를 지지하는데는 보다 확실한 방법이지만 사무공간 내부에서 작업을 해야 하기 때문에 이 방법은 제외되었다.
9. 교훈 및 대책
- 큰 석조건축 구조물에서는 수평 Soft 조인트를 두어야 한다.
압축 응력의 집중은 비교적 낮은 구조물에서도 발생할 수 있다.
- 버팀벽의 상부는 벽체의 붕괴 또는 변위를 피하기 위해 스팬드럴보(Spandrel Beams)의 아래쪽에 확실하게 앵커시공 해야 한다.
<그림 I-3-33> 슬래브 끝단의 시공상세도
<그림 I-3-34> 주요부분 단면도
<그림 I-3-35> 단축길이와 휨 사이의 상관관계
<그림 I-3-36> 보수보강 공법 (대안 1, 대안 2)
사례번호 : AF-97022 1. 사고명 : Prince County의 건물 벽체 붕괴
2. 시설물 위치 : 미국, 메릴랜드 프린스 카운티
3. 시설물 형식 및 제원
- 건물형식 : 콘크리트와 벽돌로 된 구조물
- 건물제원 : 19층 쌍둥이 건물
4. 사고일시 : 1975. 4. 3.
5. 피해정도 : 벽체 파손잔해에 의해 지상건물 연결부에 위치한 로비가 파괴됨.
6. 손상내용
1975년 4월 3일 워싱톤 D.C. 인근에 닥친 강한 폭풍으로 인해 많은 건물들의 유리창이 파손되고, 지붕이 날아가고, 벽체가 붕괴되는 등의 큰 피해를 입었다.
폭풍 기간 동안, 최고풍속은 83.7 ㎞/h 로 측정되었다. 이 바람의 속도는 쌍둥이 건물인 두 타워중 한 타워의 최상부에 있는 벽돌벽체 대부분을 붕괴시키기에 충분했다.
7. 사고원인
붕괴의 형태를 확인하기 위하여, 실험실에서 축소된 모델에 바람을 반복해서 작용시켰다. 그렇게 해서 두 타워사이의 좁은 공간때문에 베르누이 효과(Bernoulli Effect)가 발생되었고, 벽에 흡인력에 의한 하중(Suction Loads)을 낳는 결과를 초래했음이 확인되었다. 대칭인 두 건축물 사이의 중앙에 작용하는 이 하중은 벽의 바닥 쪽에서는 벽의 하중에 의한 마찰력으로 겨우 지지되었으나, 벽의 상부에서는 이러한 저항력이 없었다. 결과적으로, 19층에 위치한 상부 벽체가 붕괴되면서 아래에 위치한 연결로비를 파괴시켰다.
8. 조치사항
파괴된 벽체 아래에 위치한 벽체는 즉시 목재와 케이블에 의해 안전하게 조치되었다.
9. 교훈 및 대책
- 외부의 벽돌벽은 건물의 변위나 전체 붕괴를 피하기 위하여 구조물의 상부에 스틸앵커와 같은 확실한 접합에 의해 고정되어야 한다. 단순한 모르타르 접합은 이와 같은 저항력을 제공하기에는 충분하지 않다.
창문이나 문에 의해 잘린 개구부의 벽돌벽에는 벽돌받침대(Masonry Piers)나 풍하중에 충분히 저항할 수 있는 다른 구조재로 보강을 해야 한다.
높은 타워 구조물은 서로 너무 가깝게 짓지 말아야 하고, 베르누이 흡입효과를 야기할 수 있는 좁은 공간은 남겨두지 말아야 한다.
<그림 I-3-37> 두 건물 사이 공간의 계획
<그림 I-3-38> Blown-Off 벽체의 단면도
사례번호 : AF-97023 1. 사고명 : Bronx 주택단지의 조적벽체 손상
2. 시설물 위치 : 미국, 뉴욕 Bronx
3. 시설물 형식 및 제원
- 건물형식 : 벽돌과 목재 복합형식
- 건물제원 : Jumbo 벽돌 - 203×254×203㎜
4. 사고일시 : 1970년대 중반
5. 피해정도 : 벽체의 벽돌 손상
6. 손상내용
- 벽돌의 손상은 주로 부서지거나 얇게 층상으로 갈라지는 형태로 나타났으며, 벽돌에 금이 가거나 또는 모르타르 줄눈의 생략, 백화에 의한 손상도 발생했다.
- 부서지는 손상은 특히 옥상 난간부에 많이 발생했으며, 세월이 경과하면서 아래쪽으로 진행 되었다.
- 물의 침입로를 막을 수 있도록 갓돌을 탄성적인 봉인채로 적절히 봉인하지 않았다. 이 접합부들은 여러 곳에서 완전히 갈라진 상태로 발견되었다.
7. 사고원인
손상조사시 난간에서의 벽돌이 부서졌는지 여부를 확인하기 위하여 벽돌을 하나 하나 가볍게 두드려 검사를 했다. 긴 손잡이가 달린 햄머를 사용하여 타음을 들은 후, 기록을 정확히 비교하여 통계적인 평가를 했다. 그 결과, 부서지는 손상의 정도와 포화계수 사이에 훌륭한 상관관계가 성립된다는 연구결과가 나왔는데, 이 상관관계의 계수가 0.75이상인 건축물에서는 손상의 정도가 더 심각했다. 이 계수가 높으면 높을수록 손상의 정도가 더 심했다.
모르타르 품질과 관련된 두 번째 상관관계는 조인트에서의 모르타르 생략, 연약도 및 모르타르의 결함 등을 포함하는 모르타르 열화의 정도와 모르타르 강도는 직접적인 관계가 있다는 것이다.
10.3 MPa의 강도를 가지는 모르타르는 강도가 낮은 모르타르 보다 잘 접착되었다. 전체적으로 벽돌 쌓는 기술은 폭이 매우 다양한 줄눈 몰탈에 대한 허용기준 이하이었다. 일반적으로 가마에서 오랜 기간동안 구워진 진흙으로 된 벽돌은 보다 어두운 색깔을 가지며, 밝은 색깔의 덜 구워진 벽돌보다 열의 변화에 더 강한 경향이 있다. Bronx 주택단지에서 이러한 상관관계가 존재함을 알 수 있었다.
그러므로, 잘 구워지지 않은 벽돌이 모든 손상의 원인이 되었다.
8. 조치사항
- 모든 부서진 벽돌을 제거하고, 1970년대 말에 동등한 벽돌로 교체했다.
- 모르타르 접합부의 갈라진 틈은 모두 막았다.
- 갓돌(Coping Stone) 아래의 접합부를 제거하고, 탄력적인 봉합제를 사용하여 다시 틈을 메웠다.
- 벽돌의 낙하에 의한 사고를 예방하기 위하여 안전교(Safety Bridges)를 설치했다.
9. 교훈 및 대책
외부에 사용되는 벽돌은 포화계수가 낮아야 하며, 이것은 동결융해에 의한 벽돌의 기능 저하를 최소로 한다. 벽돌의 품질 및 기능저하에 대한 벽돌의 저항은 시험실 실험으로 확인되어져야 한다.
사례번호 : AF-97024 1. 사고명 : 메릴랜드 해군시설의 프리케스트 콘크리트 패널의 균열 발생
2. 시설물 위치 : 미국, 메릴랜드
3. 시설물 형식 및 제원
- 건물형식 : 프리케스트 콘크리트 건물
4. 사고일시 : 불명확
5. 피해정도 : 프리케스트 콘크리트 패널의 균열
6. 손상내용
프리케스트 콘크리트 패널을 세우던 중에 균열발생을 발견하여 9개월 동안 모든 공사의 작업은 중단되었으며, 임시 지주로 공사중단 기간동안 균열이 발생한 패널을 지지시켰다.
7. 사고원인
프리케스트 패널(Precast Panels)은 불규칙한 형태(Z형)와 설계, 응력분포, 제조, 취급 및 수송 등이 복잡하기 때문에 취약하며, 그로 인해 패널에 발생한 균열의 원인은 다음과 같다.
- 설계의 오류
- 가설 응력(Erection stresses)
- 온도변화에 의한 응력
- 지붕의 하중으로 인한 응력
유한요소해석에 의하면, 브레이크 라인 약간 위에 있는 패널 가장자리의 예상치 않은 위치에서 높은 응력이 발생했다. 그 응력은 패널자체의 무게만에 의했을 때는 크지 않았으나, 온도상승, 풍하중 또는 지붕의 하중이 고려될 때는 콘크리트의 인장강도를 초과하였다. 컴퓨터 모델로 응력을 계산한 결과 설계가 부적합하였음이 밝혀졌다. 그리고 패널이 서로 맞물려 과중한 응력이 작용하였고, 결과적으로 균열손상이 발생하였다.
8. 조치사항
프리케스트 패널의 갈라진 틈에는 에폭시 수지를 주입하여 보수하였으며, 그 후에 그 단면의 뒷부분에 부착된 강재 브라켓을 이용하여 프리스트레스 보강을 실시하였다.
9. 교훈 및 대책
- 가능한 한 특이한 형상의 프리캐스트 벽(Precast Wall) 부재는 피해야 한다. 단지 미적인 것이 요구되어 특이한 모양이 선택되어졌을 때에는 그 패널을 구조체로 사용하여서는 안되며, 가설 하중과 기온변화 등을 포함한 모든 가능성을 고려하여 알맞은 것으로 보강해야 한다.
- 건설중 발생한 문제는 여러 분야에서 야기될 수 있는 막대한 간접비용과 소송 등을 최소화하기 위하여 신속하게 수정, 해결하지 않으면 안된다.
사례번호 : AF-97025 1. 사고명 : 짐벨 백화점의 외장석재의 비산
2. 시설물 위치 : 미국, 뉴욕 맨하턴
3. 시설물 형식 및 제원
- 건물형식 : 외장석재로 Carrara 대리석이 사용된 고층건물
4. 사고일시 : 1979년
5. 피해정도 : 1명 부상
6. 손상내용
1979년에 맨하턴에 위치한 짐벨 백화점의 외부 돌붙임 조각이 떨어져서 지나가는 행인이 부상당한 사고가 발생했는데, 사고조사 결과, 건물 외장석재가 지나치게 휘어져 있는 것이 발견되었다.
7. 사고원인
빌딩 표면에서 제거된 대리석이 휨에 견디다가 결국은 파괴된 것으로 생각되었다. 몇개의 대리석 판을 떼내어 뉴저지 공과대학으로 보내 인장강도, 탄성계수, 팽창계수 등에 관한 시험을 실시했다.
시험은 압축시험기를 이용하여 파괴 휨 모드로 실시했다. 이 휨의 결과로 대리석 간의 조인트 실런트 부분이 떨어져 나가면서 수직접합부가 파괴 및 분리되었다. 또한 여기서 과하게 틈이 메워짐으로 인해 대리석의 휨이 증가한 것을 발견하였다. 또 외기에 직접적으로 노출되지 않은 내부의 대리석판과 수년간 기후에 직접 노출되어온 외부의 대리석간에는 검사결과에 차이가 발견되었다. 사실 이 대리석은 바이메탈슈(Bimetal Shoe)와 같은 작용을 하는 이방성의 대리석으로 변화되었다. 대리석들이 높은 기온에 노출되었을 때 그 온도에 구속되면서 심하게 휘어졌다. 온도분석을 위해 사용된 수학적인 관계가<그림 I-3-39>에 나타나 있다.
남아있는 대리석판은 안전치 못하며 파손된 것으로 간주되었고, 슬레이트 판은 그대로 두고 대리석 판을 전부 제거하기로 결론지었다.
새로 설치한 흰색 알루미늄 판을 지지하고, 슬레이트 판의 안전을 위해 알루미늄 앵글을 블륵 후면에 부착하도록 하였다.
9. 교훈 및 대책
- 석재 패널(Stone Panels) 사용을 피하고, 특히 얇은 것(51㎜ 이하)은 사용하지 않는다.
- 외부 벽체에 노출되는 것으로 환경(탄성계수 또는 강도)에 영향을 받는 재료에서 추출한 자연석의 사용은 금한다.
<그림 I-3-39> 온도와 휨의 상관관계
사례번호 : AF-97026 1. 사고명 : 뉴저지 의학본부의 외장석재의 손상
2. 시설물 위치 : 미국 뉴저지
3. 시설물 형식 및 제원
- 건물형식 : 콘크리트 구조물
- 건물제원 : 1층이 확장된 형태의 메인 타워
ㆍ 구조개요 : 건물 외부를 대리석으로 시공하기 위하여 보조용 강재 지지시스템을 사용하였음.
4. 사고일시 : 불분명
5. 피해정도 : 건물 외부 대리석의 좌굴 변형
6. 손상내용
건물이 완공된 지 몇년 후 휨 또는 좌굴형태의 비응력이 발견되었으며, 빌딩의 수평 부분 이음부의 실링재가 대리석의 열팽창에 의해 바깥으로 돌출되었다. 또한 조사과정에서 밝혀진 사실은 건물의 전면에 대리석으로 시공을 하기 위하여 강재에 의한 지지시스템을 사용하였으나, 이 시스템은 계획과 달리 설치되어 대리석들이 엉키는 결과를 낳았다. 즉 부실시공에 의해 건물의 손상이 생긴 것이다. <그림 I-3-40>은 설계를 보여주고, <그림 I-3-41>은 실제로 Soft 간격 없이 시공이 제대로 되지 않은 것을 보여주고 있다.
7. 사고원인
본 사고의 원인을 위해 실내 시험을 행한 결과 대리석의 휨 강도는 시간이 경과함에 따라 1400psi에서 1200psi로 감소한다는 사실이 확인되었다.
이러한 결론은 빌딩내부의 노출되지 않은 샘플과 건물외부의 노출된 샘플을 비교한 후에 도달하게 되었다. 더욱 중요한 사항은 시간이 경과함에 따라 탄성계수가 3.5×10^{6}에서 1.7×10^{6}psi로 감소된 것이다. 이는 대리석이 하중을 받았을 때 연성화되어 급격하게 휘어짐을 의미한다.
8. 조치사항
적절한 조치를 취하기 위한 유일한 방법은 빌딩 외부의 대리석을 모두 제거하고, 새로운 흰색 대리석으로 대체하는 것이다. 또한 수평으로 된 세 개의 Soft 조인트도 고려되어야 한다.
9. 교훈 및 대책
- 석조건축물은 보조물인 철제버팀목으로 적절히 지지되도록 설계하여야 한다.
따라서 적절한 Soft 조인트가 앞으로 있을 거동에 편의를 제공할 수 있다.
- 특히 두께 51㎜ 이하의 얇은 것과 Staked Stone Pannel 사용은 피한다.
- 외부 벽체로 노출되어 환경에 영향을 받는 물질에서 추출한 자연석의 사용은 금한다.
<그림 I-3-40> 대리석 조인트부분의 설계상세도
<그림 I-3-41> 대리석조인트 부분의 시공상세도
사례번호 : AF-97027 1. 사고명 : 미네소타 공익본부 조적벽체의 손상
2. 시설물 위치 : 미국 미네소타주
3. 시설물 형식 및 제원
- 건축물형식 : 조적식 건축물
4. 사고일시 : 불분명
5. 피해정도 : 조적벽체의 균열
6. 손상내용
건물이 완공된 지 몇 년 후에 명망있는 중서부 공익회사 본부의 소유주들은 내부의 건축용 벽돌이 계속해서 변형되는 것을 인지하게 되었고, 얼마되지 않아 의부의 조적벽체까지도 균열이 나타나기 시작했다. 건물의 안전을 위한 관심이 고조되어 건물의 보호를 위하여 여러 위치에 강재를 받쳤다.
7. 사고원인
사고조사 결과 너무 많은 비정상 및 결점이 밝혀지게 되었으며, 구조물 외관의 안정성 자체가 문제시되어, 구조물 외관 전체를 재시공해야 할지를 결정하기 위하여 안전진단을 실시하도록 결정되었다. 그리고 전체를 재시공하기 보다는 보수의 가능성에 대해 깊이 있게 연구하였으나, 결국 보수는 수용하기 어렵다는 것을 확신하였다. 이동 이음부의 부족과 같은 확실한 설계결함에 덧붙여 시공의 결함은 다음과 같다.
- 스티로폼 패드(Styrofoam Pads)의 상부에 벽체를 지지하는 블록을 설치하였다.
- 목재 시트의 상부에 몰탈 조인트가 있었고 그 위에 벽돌이 설치되었다.
- 큰 편심을 지닌 선반의 모퉁이가 너트를 용접한 스팬드럴보와 용접되어 있었고, 수평 철근과 용접된 곳도 여럿 있었다.
- 벽체를 지지하는 블록이 모르타르도 없이 허술하게 깨어진 벽돌 조각위에 시공되었다.
- 선반 모퉁이(Shelf Angles)의 하부는 용접되지 않은 상태로 분리된 채 있었고, 상부에만 용접이 되어 있었다.
- 벽돌면의 간격유지를 위하여 강재빔 플랜지를 부적절한 방법으로 절단했다.
8. 조치사항 : 철거후 재시공
9. 교훈 및 대책
- 시공중에 적절한 주의나 감시가 병행되지 않는다면 아무리 잘 설계된 건축이라 해도 실패를 본다.
- 스팬드럴 보가 외력에 견딜 수 없는 곳을 조정하기 위하여 기술자에 의해 설계된 단단한 브레킷을 사용하여야 한다.
사례번호 : AF-97028 1. 사고명 : 뉴욕시의 고층병원 신축 굴착 공사로 인한 인근 건물의 피해
2. 시설물 위치 : 미국, 뉴욕시
3. 시설물 형식 및 제원
- 건물형식 : 철근콘크리트 구조
- 건물제원 : 지상 16층
4. 사고일시 : 불분명
5. 피해정도 : 아파트 기초 손상
6. 손상내용
고층건물의 병원을 신축하기 위해 굴착을 하는 동안 몇가지 문제가 발생되었다.
기초공사 도급자에 의해서 제거된 암석(Rock)이 결과적으로 서쪽에 인접한 "Rock Sliver" 위에 불안정하게 지지되고 있던 고층아파트를 위협하고 있다는 사실이 밝혀졌다.
- 손쉽게 보이는 비용절감에도 불구하고 구조물의 지지를 위하여 암반을 구조물의 일부로 사용하지 말 것.
- 직접적인 도움에 관계없이 암석(Rock)은 구조물을 지지하는 부재로 사용되어서는 안된다.
- Rock Silver는 기초버팀으로 사용되어져서는 안된다.
<그림 I-3-42> 16층 건물을 지지하는 “Rock Sliver"
<그림 I-3-43> Rock Sliver의 단면상세도
<그림 I-3-44> 기초지반 보강공법(Underpinning)
사례번호 : AF-97029 1. 사고명 : Magic Mart 상가의 지붕 붕괴
2. 시설물 위치 : 미국, Tennesse Bolivar
3. 시설물 형식 및 제원
- 건물형식 : 철근콘크리트 구조
- 건물규모 : 지상1층
4. 사고일시 : 1983. 7. 2.
5. 피해정도
- 물적피해 : 건물지붕의 붕괴
- 인적피해 : 부상 52명
6. 손상내용
1983년 7월 2일 Tennesse Bolivar에 있는 쇼핑센터에서 사고가 발생했다. 거센 비바람과 함께 갑자기 Magic Mart 상가 1층의 지붕 전체가 붕괴되었다. 사망자는 한명도 없었으나 52명의 부상자가 발생했고, 그들 중 몇 사람은 치명상을 입었다. 상점의 선반 덕분으로 사망자가 없었다. 진열선반이 바닥슬래브 위로 지붕이 붕괴되는 것과 건물 안에 있는 사람들을 보호한 것이다.
7. 사고원인
이 구조물의 시공상세는 이전에 검토된 바 있는 1988년 브리티시 컬럼비아(British Columbia)에서 붕괴사고가 발생한 것과 매우 흡사했다. 오픈웹 강재 조이스트(Open-Web Steel Joists)가 연속적으로 강재 빔에 의해 지지되었다.
파괴는 빔과 기둥의 접합부위에 빗물이 고여 발생했지만, 사실상 계약문서와 현장상황이 일치하지 않았고, 시공상세 도면에서 구조부재들의 치수를 명확히 하지 않았으며, 구조활동시에 오른쪽 앵글에서 구조부재의 위치가 제대로 되어있지 않았음이 밝혀졌다.
8. 조치사항 : -
9. 교훈 및 대책
이 실패사례는 지금까지의 현장조사의 중요성의 또다른 예를 제공하였다.
자연의 힘은 계약문서(Contract Document)를 읽지 않으며, 그것은 단지 완공된 구조물에서 취약점을 찾는다.
파단된 제수밸브의 몸통재질의 성분이 기준에 맞지 않으며, 밸브의 몸통두께가 한국산업규격의 허용치에 들기는 하지만 불균일하게 제작되었고 그중에서도 두께가 가장 얇은 위치에 다수의 기공(3.2㎜)이 형성되어 있어 구조적으로 매우 취약한 상태에서 밸브를 지지하는 받침대가 설치되지 않아 밸브의 자중(2,000㎏)과 상시수압(6㎏/㎠)에 의한 응력이 취약지점에 복합적, 연속적으로 작용되어 장기적 피로현상이 반복되다가 피로한계점에 도달하여 파단된 것으로 판단되며, 또한 장기적이고 반복적인 유량변동에 따른 관내 수압변동이 피로현상을 촉진시킨 것으로 판단됨.
8. 조치사항
- 현황조사
ㆍ 정전사고나 밸브 급폐쇄에 의한 관내 이상수압의 발생 흔적 없음.
ㆍ 사고발생 이토밸브에 작용한 수압은 약 5.5㎏/㎠로 추정 됨.
(밸브 최고 사용 수압 : 10㎏/㎠).
ㆍ 파손된 밸브의 몸통두께(33.4~35.8㎜)는 한국산업규격(KS B 2332)의 허용치(32.4~41.4㎜)내에 들기는 하지만 전체적으로 불균일하게 제작 되었고 두께가 얇은 부위에 다수의 기공(최대 3.3㎜)이 형성되어 있음.
ㆍ 파손된 밸브의 재질에 대한 성분시험 결과 아래와 같이 5종의 성분 중 3종이 기준치를 벗어남.
<표 I-4-1> 파손밸브의 재질성분
ㆍ 파손된 밸브의 재질에 대한 물리시험 결과 아래와 같이 인장강도, 휨이 한국 산업규격(KS D 4301)에 미달 됨.
<표 I-4-2> 파손밸브의 물리적 시험결과
ㆍ 설계와 달리 제수밸브를 지지하는 콘크리트 받침대가 설치되어 있지 않음.
ㆍ 토출구측 연결관이 집수정쪽으로 15㎝ 밀려나 있음.
ㆍ 밸브와 연결관의 플랜지 조임상태와 볼트는 이상없음.
ㆍ 이토밸브실 콘크리트구조물은 이동, 침하 층 변형된 흔적 없음.
ㆍ 밸브실내 연결관의 변형과 콘크리트 벽체 파손은 없음.
9. 교훈 및 대책
- 설계
ㆍ 각종 밸브류는 구조적 안전성을 갖는 재질 및 종류를 선택해야 하며, 가능한 회주철보다는 상대적으로 구조적 안전성이 높은 연성주철 제품을 선정해야 한다.
밸브몸통에 보강판(Rib)을 기본적으로 설치토록 설계도서에 명기 함.
- 시공
ㆍ 시공자, 감독, 감리자의 책임감 및 부실시공에 대한 인식 재고.
불량제품이 납품되지 않도록 관급자재 공급 개선 방안.
- 운영
ㆍ 예기치 못한 사고를 사전에 예방하기 위해 관내수압 및 유량을 상시 감시할 수 있는 원격감시시스템을 도입할 필요가 있음.
By - Pass Line은 본관의 신축응력에 의한 직접적인 영향을 받지 않도록 주제수밸브 전 또는 후단에 설치된 신축관을 피해서 위치하도록 설계되어야 하나 본 관로의 By - Pass Line은 주제수밸브 전, 후단에 설치된 신축관을 끼고 위치하도록 설계되어 본관의 신축작용으로 인한 응력이 By - Pass Line에 직접 전달되도록 설계되어 있다.
<그림 I-4-2> 제수밸브 설계도
- 사용밸브의 강도 문제
통수 및 시운전 과정에서 발생한 누수및 밸브의 파괴현상은 동수압이 높은 지점뿐만 아니라 낮은 지점에서도 발생하고 있는바, 이것은 동수압에 의한 밸브 자체의 사용압력 부족 여부뿐만 아니라 용접온도에 의한 신축, 시공순서 및 숙련도, 자재의 품질, 유지관리능력 등 여러가지 요인에 의해 발생되는 것으로 추정된다.
8. 조치사항 : -
9. 교훈 및 대책
- 밸브는 상시수압 또는 수충압에 상응하는 사용압력의 규격으로 선정해야 한다.
- 밸브몸통에 보강판(Rib)을 기본적으로 설치토록 설계도서에 명기한다.
- 보수방법 : 본관의 제수밸브를 끼고 By - Pass Line을 배관할 때는 본관의 제수밸브에 설치된 신축관의 위치를 고려하여 By - Pass Line에 신축작용에 의한 추가응력이 발생치 않도록 보완하여야 한다.
본 배관은 시공 후 5년밖에 경과되지 않았지만 구조물을 관통하는 지하배관으로 Macro Cell에 의한 부식발생 우려 등 부식에 취약한 상태임에도 배관에 대한 충분한 방식(Corrosion Protection)이 이루어지지 않아 공식이 급속도로 진행되고, 상대적으로 고압인 내압에 의해 배관의 조직파괴가 가속되어 누수가 발생한 것으로 판단됨.
8. 조치사항
- 현황조사
ㆍ D600㎜ 관으로 철판 중앙 Seam에 용접처리한 상태.
ㆍ 관 표면이 녹(Corrosion) 및 타일, 콘크리트 등으로 덮혀 있음.
ㆍ 관의 부식으로 인하여 실제 관의 유효 두께는 4㎜로 추정됨.
ㆍ 관 두께는 내압조건상 약 3.1㎜ 이상이 요구되는 것으로 계산되어진 바, 설계상의 관 두께 6㎜는 이상이 없는 것으로 판단됨.
9. 교훈 및 대책
- 설계
ㆍ 펌프 유출입 관로는 펌프장 구조물내에 배관실을 마련하여 부식방지 및 운영의 편리성을 도모할 필요가 있다.
ㆍ 부득이 할 경우 배관의 외부에 절연성 Sleeve를 설치하여 관과 토양 및 관과 구조물내의 철근이 직접 접촉하지 못하도록 해야 함.
- 시공
ㆍ 구조물과 강관과의 접합부분은 Macro Cell에 의한 부식이 우려되므로 관이 구조물을 관통할 때는 관과 구조물의 철근이 전기적으로 완전히 절연되도록 유의해야 한다.
ㆍ 되메우기할 때 시방규정에 적합한 재료 사용.
ㆍ 설계도상의 Sleeve Pipe 매설 철저.
- 운영
ㆍ 시설물의 정기적인 노후도 측정 및 적절한 보수ㆍ보강을 통한 재발방지
ㆍ 토양속에 매설된 배관에 희생양극을 설치하여 배관의 전위를 낮춤으로서 배관이 항상 음극상태를 유지하도록 항구적 조치
사례번호 : HD-97004 1. 사고명 : ○○배수 문비 파손으로 인한 ○○지구 침수
2. 시설물 위치 : ○○시 ○○구 ○○동 한강본류 우안
3. 시설물 형식 및 제원
- 개요
본 시설물은 ○○구 ○○동 일대 지역의 홍수방어를 목적으로 설치된 하천시설물로서 제내지역 홍수량을 일시 저류하기위한 유수지, 내수배제를 위한 배수펌프장과 배수암거(자연 및 강제) 및 외수 유입방지를 위한 문비구조물로 이루어져 있음.
- 제원
ㆍ 유수지 : 저수면적 54,000㎡, 저수용량 162,000㎥
ㆍ 펌프장 : 총시설용량 950㎥/min.
(650 Hp×ø1,200 1대, 550Hp×ø1,200 4대)
ㆍ배수암거 및 문비 : B2.30m × B2.20m × 3련, L = 170m
(107m지점에서 펌프장 강제배수암거 출구와 교차)
<그림 I-4-3> 현황도
4. 사고일시 : 1984. 9. 2 10:30 분경
5. 피해정도
<표 I-4-3> 피해정도
6. 사고내용
- 문비구조물은 본래 위치에서 약 3.7m 유수지쪽으로 이탈되어 연직방향으로부터 약 23° 가량 기울어져 있는 상태
- 배수문은 세굴과 함께 구조물 자체의 중량으로 절반이상이 토사에 묻힌 상태
- 배수암거는 입구부 저판 기초가 크게 세굴되어 공동이 형성되어 있고, 입구로부터 약 9m, 11.5m 지점에는 4~10㎝ 폭의 균열이 발생되어 있으며 입구부 4m 구간에서는 큰 처짐이 발생
- 이로 인하여 마포구 전지역의 약 80% 정도가 침수되었음.
7. 사고원인
- 본 시설물이 위치한 지반의 상태로 볼 때 한강 수위의 상승과 저하, 지하수의 유출 등으로 미세립 토사가 일부 침출되어 기초 지반이 교란된 상태였고,
- 사고당시의 수위차는 기 균열부위에 과대한 수압을 작용시켰고, 이로 인하여 이미 균별 부위의 확대와 누수량의 증가로 기초지반이 더욱 교란되었을 것이며 문비구조물에는 과대한 수평력이 작용된 상태였다.
- 따라서 본 문비구조물의 파손의 원인은 기 균열부위를 통한 누수가 점증되어 암거 저판부의 지반 공동 현상을 심화시켜 지내력 및 수평저항력이 급격히 저하됨으로서 수압(수평력)과 자중(수직응력)에 저항할 수 없는 한계에 도달하여 순간적으로 함몰됨과 동시에 유수지 쪽으로 이탈, 파손되었을 것으로 판단됨.
8. 조치사항
- 현황조사
○ 홍수유출 현황
ㆍ 한강유역일원에 1984년 9월1~2 양일간 기왕 최대(100년빈도 이상)의 집중호우가 발생하여 한강수위(인도교지점)가 EL.11.03m에 달하였고(제3위의 기왕 최고 홍수위에 해당), 본 시설물 지점의 한강수위는 EL.11.45m였으며, 사고 시각의 홍수위는 EL.11.08m이였음.
ㆍ 홍수량은 본 시설물과 일치하는 성산대교지점의 계획홍수위(100년 빈도 EL.12.37m, 150년 빈도 EL.12.92m)와 비교할 때 계획홍수량에 훨씬 미달하는 규모로 판단됨.
○ 작용하중 현황
ㆍ 사고 당시 한강외수와 유수지 내수위의 차가 6.03m로 84.7ton에 달하는 수압이 제방측(수평력)으로 작용하였고, 여기에 측벽 수평토압 83.7ton이 작용, 총수평력은 168.4ton에 달하였음.
ㆍ 이때의 수평저항력은 약 172.4ton으로 계산됨.
ㆍ 따라서, 주어진 조건하에서는 안전에 이상이 없었던 것으로 판단됨.
○ 시설물 운영현황
ㆍ 한강 외수위의 상승 및 유수지 유입량의 증가에 따라 배수암거 3련의 문비를 완전 폐쇄하고 배수펌프를 최대로 가동, 내수배제를 실시함으로서 유수지의 수위가 EL.5.05m로 대단히 낮게 운영하였음.(따라서 외ㆍ내 수위차가 6.03m로 상당히 높은 상태였음)
ㆍ 배수암거 구조물은 입구부로부터 약 9~14m지점 사이에 시공이음부의 이격 및 횡단균열 등의 손상이 보수되지 않는 채로 방치되어 있었음(사고전).
○ 기초지반 현황
기초지반은 매립토층(4~10m, N=20 이하의 모래섞인 자갈층), 퇴적토층 (18~20m N=20이상의 모래섞인 자갈층)카 잔적토층(21~34m, 조밀한 실트질 모래)으로 구성되어 있으며 투수계수는 대략 10^{-1}~10²m sec에 해당됨.
- 응급 복구 조치
ㆍ 침수지역 주민들의 긴급대피
ㆍ 임시 복구공사로 역류 차단
ㆍ 배수펌프의 정상 가동으로 유수지 내 내수배제
9. 교훈 및 대책
- 복구방안
○ 문비구조물을 현 위치에 재설치 또는 제외측으로 이설하는 두가지 방안 검토.
ㆍ 현 위치에 재설치 : 수문관리에 유리하나 수압과 연직력을 동시에 지지할 수 있는 경사말뚝 기초를 갖는 기초보강 필요
ㆍ 제외측으로 이설 : 공사비가 저렴하나 수문관리에 불리
○ 배수암거 균열파손부위는 모르타르 주입과 합성수지압착공법등으로 지반과 구조체 사이에 공동이 없도록하여 상부하중이 지반에 균등하게 분포되도록 보수
○ 배수펌프장 시설용량 확충
- 시공
○ 경사말뚝 시공으로 기초보강 후 현재 위치에 문비구조물 복구 공사 실시
○ 배수암거 균열부 보수 시공 및 배수펌프장 시설용량 확충
사례번호 : HD-97005 1. 사고명 : ○○제 및 ○○제 파괴로 인한 한강하류부 침수
2. 시설물 위치
- ○○제 : ○○도 ○○군 ○○읍 ○○리 한강 본류 좌안
- ○○제 : ○○도 ○○군 ○○면 ○○리 한강본류 우안
3. 시설물 형식 및 제원
- 개요
본 시설물은 ○○ 하류부 ○○대교 상류지점에서 본류 좌ㆍ우안에 위치하고 있으며, 일제시대인 1930년대에 축조되어 50년 이상이 경과된 시설물로 하상변동이 매우심하여 매년 세굴, 유실되어 수년간에 걸쳐 개수 및 보강을 하였음.
- 제원
ㆍ ○○제 : 제방연장 L = 6,040m
ㆍ ○○제 : 제방연장 L = 9,570m
4. 사고일시 : 1984. 9. 1
5. 피해정도
○○제 및 ○○제의 국부적인 파괴와 누수로 인한 한강 본류 홍수가 범람하여 ○○군 ○○읍 및 ○○군 ○○면 일대지역에 이재민 약 2,040명과 재산손실 약 343백만원의 홍수피해가 발생하였음.
<표 I-4-4> 피해정도
6. 사고내용
○○제는 국부파괴 또는 파괴직전에 이른 곳이 1개소, 파이핑 현상 등 누수가 발생한 곳이 14개소 였으며, ○○제는 각각 10개소 및 20개소 였음.
7. 사고원인 및 대책
- 홍수류의 제방월류에 대하여
금회 홍수위와 계획홍수위에 대한 제방여유고를 검토한 결과 문제가 없는 것으로 나타나 월류에 의한 피해는 발생치 않은 것으로 판단됨.
<표 I-4-5> 주요지점 제방 여유고
- 홍수류의 소류력에 의한 제외측 법면의 세굴에 대하여
현장조사자료를 검토한 결과 금번사고의 원인과는 대체로 무관한 것으로 판단
- 제방단면의 부족(법면경사가 급함)에 의한 법면의 활동에 대하여
사고구간이 대부분 구하천 체절구간(고수부지가 없는 상태) 및 구하천 하상위에 축조된 구간으로서 활동에 대한 안전율 검토결과 ○○제 1.133~l.416, ○○제 1.346으로 나타나 금번 사고와 밀접한 관계가 있는 것으로 판단
- 제체 및 기초지반의 파이핑 작용에 의한 붕괴 및 누수에 대하여
토질시험성과 및 현장답사 결과 제방제체 및 기초지반 토질이 주로 세립토(모래, 실트)이며 구하천 하상위에 축조되었고, 사고현장 조사시 실제로 파이핑 현상이 조사되었으며, 이에 대한 안전율 검토 결과 ○○제 0.42~l.80, ○○제 0.74~2.51로 나타나 금번사고의 주요한 원인으로 판단
따라서, 본 제방의 파괴 및 누수 원인은 제방단면의 부족, 제체저면 기초처리의 부적절, 제체 축조재료의 부적합, 유지관리의 미흡 등에 기인된 것으로 판단
8. 조치사항
- 현황조사
○ 시설물 현황
ㆍ 제방은 실트 및 세립 모래로 구성된 하상토로 축조되었고 피복토로 제방표면을 성토하였으나 사고전 피복토가 상당히 유실되었고 빗물의 침투로 비탈면이 일부 붕괴된 곳도 다수 발생된 상태였음.
ㆍ 한강하류부에 위치함으로서 하류부가 내포하고 있는 하천 특성(토사퇴적 및 해수와 하천수의 상호작용 등으로 하상변동이 매우 심함)의 영향으로 저수로 인접 제방과 고수부지가 매년 유실, 세굴되어 개수ㆍ보강되어 온 상태였음.
ㆍ 금번 제방파괴 및 누수가 발생된 구간은 대부분이 구하천을 체절하여 축조되어 고수부지가 없었던 지점이었거나 구하천의 하상위에 축조된 지점이었음.
○ 홍수 유출 현황
기왕 최대의 집중호우가 발생하였으나 상류의 ○○○댐, ○○댐, ○○댐의 막대한 홍수조절 효과로 하류부 홍수위를 기준할 때 기왕 제3위에 해당하는 홍수위이었음.
따라서 금번 홍수량은 본 시설물의 계획홍수위와 비교할 때 계획 홍수량을 하회하는 홍수량이었음.
<표 I-4-6> 금번홍수위와 계획홍수위와의 비교
○ 시설물 관리 현황
제방에 대한 유지관리가 사고전 전혀 실시되지 못한 상태였고 인위적인 훼손만 계속되어 온 실정이었음.
9. 교훈 및 대책
○ 단기적인 대책 : 긴급 수해복구사업을 실시하여 제방의 기능을 회복시키고, 제방의 유실로 인한 침수시 사전예보 및 대처요령 방안강구
○ 항구적인 대책 : 실시설계 및 항구복구공사 실시
ㆍ 계획홍수위 및 홍수량, 제방의 여유고등은 기존자료를 검토한 결과 타당할것으로 판단되어 실시설계시 그대로 채택함.
ㆍ 제체파괴, 비탈면 파손, 파이핑 현상이 있었거나 누수가 있었던 구간에서는 널말뚝공법 및 브럭호안공법에 의해 기초 및 제체를 보강함.
ㆍ 국부적으로 제방고가 낮은 구간에서는 더돋기공사를 실시하여 충분한 여유고를 확보토록 함.
사례번호 : HF-97001 1. 사고명 : B.F. Sisk Dam
2. 시설물 위치 : 미국 캘리포니아
3. 시설물 형식 및 제원
- 댐형식 : 흙댐
- 높이 : 117m
- 길이 : 6㎞
4. 사고일시 : 1981. 10
5. 피해정도 : 댐 사면의 파괴
6. 사고내용
1981년 10월 초순, 급격한 저수위 감소로 인해 캘리포니아 수자원국은 댐을 조사하게 되었는 바, 방류시설 근처 상류사면의 사석의 이동이 감지되었으나 심각한 정도는 아니었다.
약 일주일 후 똑같은 지점에서 댐 마루를 따라서 150m정도로 확장된 범위에 높이 3m정도의 급경사면이 발견되었다.
이 급경사면은 약 2개월간의 사면이동에 의한 돌출부분이며, 길이가 댐마루를 따라서 430m, 그리고 높이가 14m에 이르렀으며, 약 750,000㎥의 재료가 슬라이딩으로 유실되었다.
저수지 수위 저하로 인해 슬라이딩에 따른 댐의 붕괴 위험성은 감소했지만 관개목적을 위한 담수를 하지 못하는 경제적 손실은 매우 심각하였다.
이에 따른 조사와 보수가 즉시 실시되었으며, 슬라이딩 현상을 제거하기 위해서는 많은 경비와 장시간의 공사가 소요되기 때문에, 그 대안으로써 슬라이딩을 남겨둔 채 소단을 만들어 견딜 수 있도록 했으며, 추후 슬라이딩에 대한 안전율을 높였다.
7. 사고원인
슬라이딩의 직접적인 원인은 사면세류(Slope Wash)에 저항하기 위해 설치된 상류사면 아래 점토층이 상대적으로 얕은 5m로 설계된 점과, 상당한 건조강도를 지닌 점토재료가 포화되었을 때 강도가 저하된다는 점을 사면세류가 통과하는 댐피 접속부에서 충분히 고려되지 않았던 것으로 볼 수 있다. 또한 반복된 저수지 수위의 상승 및 하강에 따른 점진적 변형에 의해 사면재료의 강도가 저하되면서 저수지 수위가 한계점에 이르렀을 때 사면파괴가 발생했다.
8. 조치사항 : -
9. 교훈 및 대책
특히 댐이 설계하중을 견딜 수 없다면 만족할만한 기대성과는 없으며, 댐의 각 부분에 존재하는 기초상태의 변화에 대하여 충분한 분석이 따라야 한다.
설계 및 시공의 착오가 있다면 이를 경계하여야 하며, 비정기 점검관측치가 별로 중요치 않더라도 필히 기록되어야 한다.
사례번호 : HF-97002 1. 사고명 : Brodhead Creek Dam
2. 시설물 위치 : 미국 펜실바니아주 Canadensis Leavitt Creek
3. 시설물 형식 및 제원
- 댐형식 : 흙댐
- 높이 : 32.9m
- 길이 : 260m
- 저류량 : 1,360×10³㎥
- 상류사면 경사 : 3.75 : 1(H : V)
- 하류사면 경사 : 3.5 : 1(H : V)
- 지질상태 : 셰일 및 빙적토
4. 사고일시 : 1984. 5
5. 피해정도 : 제체의 파이핑 및 공동 (Cavitation)
6. 사고내용
본 댐은 1976년 흙 댐으로 완공되었으나, 1984년 봄에 내부 파이핑 현상의 사고가 일어났다. 사고 당시 댐은 9년동안 운영되었으며 매년 1~2단의 낮은 성토를 하였다. 1984년 큰 홍수로 인하여 상부 여수로 마루부위까지 저수지가 만수된 상태로 약 10일 동안 유지되었다. 저수지를 비운 후 큰 공동(Cavity)이 하류사면에 발견되었다. 댐 내부를 굴착한 결과 수직 방향의 구멍과 큰 공동들이 많이 드러났다. 공동의 낮은 위치에 있는 거친 자갈 표면은 포켓이 있었으며, 제체의 최하류단에서도 공동이 나타났다.
2. 시설물 위치 : 미국 아이다호주 Orofino, North Fork Clearwater강
3. 시설물 형식 및 제원
- 댐형식 : 콘크리트 중력댐
- 높이 : 218.5m
- 길이 : 1,002m
- 저류량 : 4,259,850×10³㎥
4. 사고일시 : 1980. 5. 30
5. 피해정도 : 콘크리트의 심한 균열
6. 사고내용
본 댐은 1973년 콘크리트 중력댐으로 완공되었으나, 1971년 첫 담수 이전 Monolith 35의 상류 표면에 온도에 의한 균열이 발생하였다.
그 후 2년동안 균열은 구조물 내부로 진전되어 배수구와 검사랑에 도달하였으며, 압력경감과 균열의 지전을 막기 위하여 릴리프호울을 균열의 내부에 만들었다. 균열은 석회화 현상(Calcification)에 의하여 부분적으로 완화되었으나 2개의 지수판 사이에 물을 배수하기 위하여 만든 시공이음부 인근에 릴리프 흐울이 도달하여 1979년 가을 재차 균열이 시작되었다. 다음해 봄까지 균열을 통한 누수가 점차 증가하였고, 이런 상태가 지속되어 1980년 5월 30일 균열이 갑자기 확대되었다. 균열의 심도가 더욱 깊어지면서 배수로 내부에 380 L/S의 물이 유입되었다.
7. 사고원인
콘크리트의 초기균열은 양생기간 동안 온도에 의한 응력으로 발생한다. 이후 균열의 진전은 균열 내부에 35° F의 물이 침투하여 75° F의 매스콘크리트와 접촉하여 가속된다. 또한 높은 수압상태에서 온도에 의한 응력이 발생하면 균열의 진전은 더욱 가속된다.
본 댐의 사고원인은 위의 모든 상황과 매우 유사한 측면으로 고려된다.
8. 조치사항
- 보수방법
Monolith 35에 균열이 시작되어 진전되자 즉시 천공작업자들이 균열 내부에 천공을 24시간 수행하였다. 천공작업은 2가지 기본적 기능을 갖고 있다. 첫째 높은 수압을 경감시켜 균열의 진전을 방지하는 것이고 둘째, 합리적 안정성 해석이 수행되도록 균열의 한계를 명확히 하는 것이다. 이와 비슷한 방법으로 물의 양과 균열의 정도가 작으면 다른 Monolith의 균열을 해결할 수 있다.
한편 비닐 멤브레인 막을 균열 부위의 표면에 씌우는 방법이 있으나 이는 일시적 방편에 불과하며, 좀더 영구적인 해결책은 에폭시 재료를 사용하는 것이다. 에폭시 적용 이전에는 목섬유, 화산재 및 시멘트를 혼합하여 균열의 내부에 흡입시켰다.
사례번호 : HF-97004 1. 사고명 : Eigiau Dam
2. 시설물 위치 : 영국
3. 시설물 형식 및 제원
- 댐형식 : 중력식 석괴댐
- 댐높이 : 6m
- 시공기간 : 1907~1911년
4. 사고일시 : 1925년 11월 2일
5. 피해정도
- 인적피해 : 16명 사망
- 물적피해 : 댐의 붕괴와 하류지역의 홍수피해
6. 사고내용
이 댐은 1907년에 시공개시 되었으며, 저수지 용량은 4.5×10^{6}㎡이다. 1908년 잠시 작업이 중지되었다가 1910년과 1911년 사이에 완공되었다. 댐은 콘크리트 건조 혼합물과 화강암블록으로 만들어졌다. 구조물은 화강암 성분의 호박돌이 섞인 경화된 푸른 점토의 빙하시대 퇴적층 위에 세워졌으며, 두께 600~900㎜의 토탄층이 덮혀있다. 설계에 의하면 댐의 기초가 점토 표면 아래 1.8m 깊이까지 도달되어 이 지점에서 파괴되었다는 것이 밝혀졌다.
1925년 11월 2일 저녁무렵 댐은 길이 9m, 높이 3m의 파괴가 발생했으며, 연이어 부실하게 시공된 콘크리트 댐으로 확장되어 1908년과 1910년 시공된 작업면까지 파괴가 도달되었다.
댐 파괴로 인한 홍수는 하류 Lake Coedty까지 저수용량 310,000㎥으로 밀려와 1924년에 완공된 콘크리트 심벽을 지닌 흙댐인 Coedty 댐이 월류되어 순식간에 쓸려 내렸다. 두 번의 홍수가 Dolgarrog 마을을 덮쳤으나, 홍수 유역으로부터 멀리 위치한 높은 지역에 사람들이 모여있었기 때문에 단지 16명만이 익사하였다.
7. 사고원인
- 누수
- 댐의 기초가 점토 표면 아래 1.8m 깊이까지 도달되어 이 지점에서 파괴가 발생
- 콘크리트 댐의 시공 부실
8. 조치사항 : -
9. 교훈 및 대책 : -
사례번호 : HF-97005 1. 사고명 : Fontenelle Dam
2. 시설물 위치 : 미국 와이오밍주 Green강
3. 시설물 형식 및 제원
- 댐형식 : 흙댐
- 높이 : 42.4m
- 길이 : 1,661m
- 저류량 : 425,550×10³㎥
- 지질 : 사암, 실트암, 셰일, 석회암
4. 사고일시 : 1965. 9
5. 피해정도 : 댐 붕괴
6. 사고내용
본 댐은 1964년 흙 댐으로 완공되었으며, 1964년 여름 저수지 담수 후 누수가 나타났지만 그렇게 위험한 상황은 아니었다.
그러나 저수지 수위가 26m로 도달한 시기인 1965년 5월 6일 여수로 우측 암반 절취부와 댐 하류 약 1㎞ 지점의 강 왼쪽 절벽으로부터 누수현상이 발견되었다. 1965년 6월 15일 저수지 방류가 시작되었고, 최고 수위시 총 누수량은 2,000 L/S로 측정되었다. 1965년 6월 29일 여수로 좌측 부근에서 사면 중간부 제체 하류단으로 약간의 사면붕괴가 발생했으며, 이 지점의 암반으로부터 약 30 L/S 정도의 누수가 있었다. 1965년 9월 3일 아침에 초기붕괴 지점에서 약 30m 떨어진 댐 하류사면의 누수량이 150L/S정도로 증가되면서 제체의 붕괴 및 침식이 수반되었다.
다음날 침식이 댐 마루 부위까지 확대되면서 약 8,000㎥의 제체이동이 일어났다.
1965년 9월 5일 오후에 우수량이 급격히 증가하면서 댐 상류단 부근의 중앙단면과 함께 직경 6m정도의 댐 마루부위가 약 10m정도 떨어져 나가면서 갑자기 붕괴되었다.
7. 사고원인
본 댐의 사고는 여러 개의 누수차단(Seepage Defense)이 아닌 단일 누수차단(Single Seepage Defense)에 의존한 것이 주요원인으로 지적되었다. 또한 응급조치 이후의 조사에서 시공기간 동안 주입된 일부 그라우트공들이 기초부 균열들을 봉쇄할 만큼 충분하게 도달하지 못한 것으로 드러났다.
미개척국 조사단의 평가에 의하면 기초부 이음부의 그라우팅이 벌어진 암반의 채움재료로 인해 방해를 받았으며, 용해성 재료가 그라우트 재료와 반응하여 암반 재료를 극도로 연약하게 만들었거나 조기에 쇠퇴된 것으로 추측되기 때문에 완전한 효과를 얻지 못한 것으로 결론을 내렸다.
8. 조치사항
- 보수방법
다양한 강도와 침투성 성층재료가 존재하는 급경사 접합부에 폭넓은 불투수 기초층을 확보하기 위하여 다중열(Multiple line)의 그라우팅 시공을 하였으며, 피해 인접지역내의 오른쪽 접합부에 8열의 드릴공에 그라우트 시공을 하였다.
제체단면이 보수된 이후 기초부 표면 부근의 균열된 암반을 보강하기 위하여 더 많은 천공을 하여 그라우트 시공을 하였다.
9. 교훈 및 대책 : -
사례번호 : HF-97006 1. 사고명 : Gleno Dam
2. 시설물 위치 : 이탈리아
3. 시설물 형식 및 제원
- 댐형식 : 복식 아치댐
- 댐높이 : 56m
- 시공기간 : 1917~1923년
4. 사고일시 : 1923년 12월 1일
5. 피해정도 :
- 인적피해 : 600여명 사망
- 물적피해 : 4개 마을의 홍수피해
6. 사고내용
본 댐은 이탈리아 북부 Bergamask Alps의 해수면위 1500m 지점인 Gleno 계곡에 위치하며 저수용량 5.4×10^{6}㎥의 저수지를 갖고 있다. 댐의 개인 소유자는 이탈리아 정부로부터 허가를 취하지 않고 시작하였다.
처음 프로젝트에 따라 중력식 댐의 건설이 1917년과 1918년 사이에 시작되었다. 댐 하류 끝단이 부분적으로 하강 경사면에 위치하고 있었지만 단지 철제 플러그로서 댐 저부와 기초를 연결하였다.
석공 작업시 시멘트 모르타르를 쓰도록 시방기준이 되어 있었지만 불량한 석회 모르타르를 사용하였다. 또한 횡단면 4×10.7m의 대규모 방류시설이 17.5m의 높은 석괴 불럭을 약간 경사진 상태로 통과하고 있으므로 댐체가 길이의 전부분에 전부분에 걸쳐 약하게 되었다. 1919년 프로젝트 엔지니어가 사망함에 따라 댐 소유자는 복식 아치댐으로 변경하고자 하는 새로운 경영자를 고용하여 1921년 이탈리아 정부로부터 허가없이 또다시 새로운 대체 시공을 재개하였다.
예전의 석괴 블록을 3.5m의 두께로 콘크리트 피복을 하여 그 위에 복식 아치댐을 시공하였다.
부벽을 콘크리트 일체형으로 만들었지만 시공장면의 원래 사진에 의하면 자갈을 채운 박스프레임 시공임을 알 수 있다.
시공이 단시일에 걸쳐 이뤄지고 1923년 여름 댐이 가동되기 시작했다. 1923년 12월 1일 저수지가 만수위 상태였으며, 하나의 부벽에서 균열이 생기면서 파괴가 시작되어 아치마저 연이어 파괴되었다.
각각의 부벽을 갖는 9개의 아치는 모두 파괴되었으며, 15분만에 저수지가 비워지게 되었다. 연이은 홍수로 Dezzo, Darpo, Corna 및 Mazunno 등의 마을이 황폐화 되었으며, 600명의 인명이 익사되었다.
만약 하류에 위치한 Lake Iseo가 댐파괴에 의한 홍수에 견딜 수 없었다면 인명과 재산의 손실은 더욱 증대하였을 것이다.
7. 사고원인 : 시공부실
8. 조치사항 : -
9. 교훈 및 대책 : -
사례번호 : HF-97007 1. 사고명 : Glen Canyon Dam
2. 시설물 위치 : 미국 아리조나주 콜로라도 강
3. 시설물 형식 및 제원
- 댐형식 : 콘크리트 아치댐
- 높이 : 261.4m
- 길이 : 475m
- 저류량 : 33,304,000×10³㎥
- 댐마루폭 : 7.6m
- 댐기초폭 : 91m
- 매스콘크리트 : 3,750,000㎥
- 여수로 유입구 : 12.2×16.0m
- 여수로터널 최대직경 : 12.5m
- 방류구 직경 : 2.4m
- 방류량 : 425㎥/s
- 발전기 : 118,750KW 8대
- 발전소 최대 유출량 : 763㎥/s
4. 사고일시 : 1983. 6. 2 ~ 7. 23
5. 피해정도 : 공동 및 침식에 의한 여수로 콘크리트 라이닝의 심각한 손상
6. 사고내용
콜로라도강 상류 유역의 급격한 융설과 심한 강우로 인해 1983년 봄과 여름 사이 Lake Powell에 홍수 유출이 일어났다. 저수지 수위 상승 제어와 댐의 월류를 방지하기 위하여 방류시설과 발전설비를 최대용량으로 가동하였으며, 2개 여수로를 1983년 6월 2일부터 7월 23일까지 사용하였다. 수로의 운영상황은 <그림 I-4-6>에 요약 도시하였다. 왼쪽 여수로 가동후 3일 후 굉음이 여수로 터널에서 들려왔으며, 터널 라이닝이 탈락되어 방류수와 함께 흘러나왔다.
왼쪽 여수로의 수문이 터널의 점검을 위하여 차단되었으며, 오른쪽 여수로는 계속 가동을 하였다. 점검결과 공동 및 침식에 의한 손상으로 터널의 낮은 부분에서 대략 38㎥의 콘크리트 라이닝이 탈락하였다. 계속된 홍수로 인해 저수지는 만수상태가 되어 오른쪽 여수로를 최대방류량 906㎝3/s로 2개월간 가동하였다.
유입홍수가 진정된 후 여수로의 수문을 닫고 터널 내부의 물을 배수하였다. 왼쪽 여수로의 손상은 구멍의 크기가 깊이 10.7m, 길이 41m, 폭 15m로 하류 끝단의 사암 내부까지 침식되었고, 구멍으로부터 상류쪽 터널라이닝의 3/4정도가 없어졌다. 오른쪽 여수로의 손상은 왼쪽 여수로보다는 덜 심각하지만 수직갱 하류단에 길이 53m, 깊이 3.6m의 큰 구멍이 발생하였다.
7. 사고원인
1983년 콜로라도강에 발생한 홍수로 인해 여수로의 과다한 방류가 사고원인이었다.
8. 조치사항
- 보수방법
본 댐의 여수로 손상을 보수하기 위하여 2가지 대책이 제시되었다.
첫째 여수로에 대한 손상을 최소화하며 댐의 안전을 지키기 위하여 물을 흘려보내는 동안에 취해야 할 대책과 둘째로 추후 여수로 가동시 손상을 방지하기 위하여 물을 흘려 보낸 후 취할 대책이 있는데, 이런 대책의 일환으로 다음과 같은 보수방법이 시행되었다.
ㆍ여수로를 통한 방류를 줄이기 위하여 여수로 수문 상부 높이 2.4m의 강재 플래시보드를 정착하였다.
ㆍ여수로 터널 상부에 통기 구멍설치와 공동에 의한 터널 내부 보수ㆍ보강 공사를 실시하였다.
9. 교훈 및 대책 : -
<그림 I-4-6> 수로의 운영상황 (1983. 5~1983. 8)
사례번호 : HF-97008 1. 사고명 : Hans Strijdom Dam
2. 시설물의 위치 : 남아프리카 공화국
3. 시설물 형식 및 제원
- 댐형식 : 록필댐
- 높이 : 57m
- 길이 : 525m
- 저류량 : 1,538×10^{6}㎥
4. 사고일시 : 1977. 3.
5. 피해정도 : 가물막이댐 파괴
6. 사고내용
본 댐은 남아프리카 공화국 Transvaal의 Mogol 강에 위치한 가물막이 댐으로 1976년 6월 공사를 시작하여 1976년 10월경 243m의 터널을 통하여 강의 흐름을 전환시켰다.
1977년 2월에 댐현장에서 측정된 강우가 211㎜였지만, 3월 5일과 6일에 심한 강우가 있었다. 3월 6일의 심한 강우가 비정상적임을 인지하고 모든 장비를 위험지역으로부터 철수한 후 3월 7일 첨두유량 712㎥/s의 홍수가 댐 지역에 도달하였다. 홍수로 수위가 계속 상승하여 비상 여수로를 가동시켰을 때 하류사면에 슬립이 생기면서 이 부분에서 월류가 시작되어 심벽 윗부분의 필터층이 쓸려내렸다. 심벽이 유실되고 상류사면의 록필이 쓸려내려가 제채의 100m 부분이 완전히 없어졌다.
7. 사고원인
Mago강 댐 현장의 집수면적은 4,375㎢이며, 년평균 강우량은 638㎜이다. 홍수량은 10년 주기로 435㎥/s, 20년 주기로 630㎥/s 및 가능최대 홍수량으로 14,350㎥/s 등에 의해 산정 하였으나 1976년의 홍수량은 1,200㎥/s로 이는 50년 주기에 해당하여 설계시 20년 주기의 홍수량을 상회하였다.
또한 댐의 월류시 2가지의 파괴원인이 목격되었는데 첫째는 하류사면의 침식이 표면 스라이딩에 의해 악화되었고, 둘째는 시공중 다짐불량 등 여러 가지의 조건에 의해 제체 내부의 침투가 있었다.
8. 조치사항 : -
9. 교훈 및 대책
본 가물막이 댐은 경비가 많이 소요된 반면에 각 제원을 시공하는데 매우 어려웠으며, 유수전환 시스템과는 관계없이 록필이 월류되도륵 만들어졌다. 그러나 파괴 과정시 록필은 월류를 지탱할 수 없었으며, 심벽이 무너지기 전에 하류사면의 록필 전 부분이 유실되었다.
집수면적에 대한 수문 해석이 너무 단기간에 맞춰 실행되었으며, 유수전환 작업에 따른 세심한 주의가 따르지 않았다.
필터재료가 록필 내부로 이동하는 것을 막지 못하여 공동이 발생하였고 이어 침하가 일어났다.
사례번호 : HF-97009 1. 사고명 : Gouhou Dam
2. 시설물의 위치 : 중국 북서부의 청매성 공화현(靑梅省共和縣)에서 황하상류로 유역면적이 적은 지류
3. 시설물의 제원
- 형식 : Concrete Face Sand and Gravel Dam
- 높이 : 바닥으로부터 71m, 콘크리트슬라브 기초로부터 84m
- 댐마루길이 : 265m
- 댐마루폭 : 7m
- 제체적 : 890,000㎥
- 댐마루표고 : El.3,281m
- 저수지 만수위 : El.3,278m
- 총 저수용량 : 3,300,000㎥
- 구조 및 재료
댐에는 여수로가 없으며, 좌안부(Abutment)에 취수터널(길이 390m)이 설치되어 있다. 댐 부근의 사력층(砂礫層)은 두께 약 13m이며, 댐기초는 양질의 화강암 및 사암으로 이루어져 있어 굴착하지 않았다. 단 초석(toe-slab)부는 암반까지 굴착하였다. 기초암질은 화강암으로 이루어져 있으나 초석하부는 매우 얇은 풍화 잔류토가 남아있어 양호한 암반 깊이까지 굴착하여 충분한 량의 그라우트를 주입하였다.
ㆍ 제체
제체 재료는 댐 하류 3㎞ 지점의 2개소에서 채취하였으며, 재질은 풍화하지 않은 화강암, 사암이고, 입경 5㎜ 이하가 차지하는 비율을 33%, 0.1㎜ 이하가 차지하는 비율을 4%로 하였다.
제체 단면은 4 Zone으로 나누고, 사양은 <표 I-4-7>과 같다.
투수계수는 10^{-1}㎝/sec로 설계시에는 제채내에 배수층을 설계하지 않아도 좋다고 판단되었던 것으로 추측된다.
ㆍ 콘크리트 슬라브
중앙 부분은 폭 14m, 양안부 부근에서는 폭 7m인 철근 콘크리트 슬라브이며, 두께는 하부 60㎝, 상부 30㎝이다. 이음부는 중앙부에서 W형 지수동판을 설치하여 Mastic재로 충진하였다. 양안부에서는 고무 지수판을 추가하였으며, 표고 El. 3,255m에 수평 이음부를 설치하였다.
ㆍ 댐마루 옹벽
보통 CFRD로 한 것과 같고, 댐마루 옹벽의 상류측 하부의 두께 35㎝의 수평부는 단철근을 설치하였으며, 코크리트 슬라브 상단의 이음부에는 고무 지수판을 설치하였다. 댐마루 옹벽 하부의 수평부 표고는 El. 3,277.35m로 저수지 만수위는 이보다 약간 높다.
<표 I-4-7> 구역별 성토 특성
4. 사고일시 : 1993년 8월 27일
5. 피해정도
- 인명피해 : 없음(사전에 대피)
- 물적피해 : 경미함
6. 사고내용
El.3,261m 이하였던 저수지 수위가 7월 14일부터 상승하기 시작하여 8월 25일 (붕괴 전날) El. 3,277m에 도달하였다. 수위는 댐마루부 옹벽 상류측 하부 수평부에 이르렀으며, 때로는 수평부 이상 이었을지도 모른다. 이 점은 기록이 분실되어 정확하게 확인 된바는 없다.
8월 27일 오후 8시 30분 마을 여성 2명이 댐 하류면을 오르는 도중 El.3,260m 지점의 제방 침식을 예방하기 위하여 만든 작은 둔덕에서 물이 분출되는 것을 목격하였다. 또한 저수지 관리원은 큰 굉음을 듣고 곧바로 사무소에서 나와 현장으로 달려 갔으며, 현장에는 물이 철철 새어 나오고 있었으며, 표석이 댐 사면을 따라 굴러 떨어지는 것을 보았다.
댐 붕괴의 정확한 시각은 명확하지 않지만, 오후 9시 15분 경으로 추정되었다. 댐 붕괴로 인하여 최초 약 1,500㎥/sec의 물이 흘러 나온 것으로 추정된다.
7. 사고원인
Gouhou 댐 붕괴는 높은 제체내 수위에 의한 것이다. 제체내의 물은 파손된 콘크리트 슬라브 및 그 이음부로부터 특히 저수지 수위가 댐마루 옹벽 하부 수평부 이상으로 되었을 때 들어왔다. 제체내에는 이러한 물을 자유롭게 배수할 정도의 투수성이 있었던 것으로 생각된다.
8. 조치사항
- 사고이후의 조사
남아 있는 제체의 댐마루로부터 밑바닥까지 전체적으로 습윤상태 였으며(적어도 2일간은 물에 잠겨 있었음), 그 상태는 아래와 같다.
ㆍ 물이 양측면으로부터 흘러 내리고 있고, 10개 이상의 택도(澤道)가 있었다.
이 택도의 흐름은 적어도 2일간 계속되었다.
ㆍ 우측 댐 잔류부의 하류법면 보호용 석적에는 표고 El.2,765m인 곳에 2개의 합류수가 흐르고 있었다.
ㆍ 좌측 수직면에는 표고 El.3,226m에 3개의 전형적인 파이핑 홀이 발견되었다.
좌ㆍ우안에 남아 있는 제체도 영향을 받았다고 생각된다. 우측 성토부에는 길이방향으로 몇 개의 균열과 약간의 융기현상이 발견되었으며, 댐마루 옹벽 좌ㆍ우안에도 균열이 발견되었다.
9. 교훈 및 대책
댐 만수위가 댐마루 옹벽 하부의 수평부 보다 높은 데 문제가 있었다. 이 옹벽 하부의 수평부에 균열이 생긴 이유에 대해서는 향후 더 조사 할 필요가 있었다. 그러나 균열을 모르타르를 이용하여 보수한다는 것은 완전히 잘못 된 생각이었다. 댐마루 옹벽은 중요한 부분이며, 또한 기초침하, 토압의 작용 등 복잡한 하중조건의 영향을 받는다. 댐마루 옹벽에 대한 것은 댐의 안전한 거동을 확보하기 위하여 매우 신중히 다루어져야 한다. 누수시 성토부위에 대하여 적절한 배수체계를 갖추지 못한 경우에는 위험하게 된다는 것이다.
사례번호 : HF-97010 1. 사고명 : Kelly Barnes Dam
2. 시설물 위치 : 미국 조지아주 Toccoa
3. 시설물 형식 및 제원
- 댐형식 : 흙댐
- 높이 : 12.8m
- 길이 : 122m
- 저류량 : 775×10³m
4. 사고일시 : 1977. 11. 6
5. 피해정도
- 인적피해 : 38명 사망
- 물적피해 : 댐의 붕괴로 가옥 및 교량 파괴
6. 사고내용
본 댐은 1899년 흙댐으로 완공되었으나, 1977년 11월 6일 새벽 1시 20분경 심한 강우 중에 갑자기 붕괴되었다. 홍수파의 높이는 대략 7.6m에 달했으며, 800m 정도 떨어진 높이 49m의 Toccoa 폭포로 밀려들어 폭포 밑 계곡에 커다란 새로운 홍수파를 형성하였다. 이로인해 가옥과 교량이 쓸려내려갔으며, Toccoa 도시는 400㎜의 강우가 지속되었고, 38명이 사망하는 참사가 발생하였다.
7. 사고원인
댐 붕괴의 완전한 원인규명이 어려웠는데, 이는 댐의 단면이 완전히 쓸려내려 없어졌기 때문이다. 그러나 면밀한 점검과 댐에 대한 일반적 상태에 대해 알려진 자료에 근거하여 몇가지 가능한 붕괴원인을 도출하였다.
첫째, 제체의 급격한 침식에 이은 월류가 있었다.
둘째, 침식과 월류에 의한 제체의 소협곡이 생겼다.
셋째, 계속된 침식과 월류 및 파이핑현상에 의해 댐 하류사면의 슬라이딩이 발생하였다.
넷째, 오래된 수압과 주변에 파이핑이 발생하면서 댐이 붕괴되었다. 이런 상황에서 가장 확신할만한 추정은 댐 마루부가 갈라지면서 파이핑 현상과 관련한 댐 하루사면의 슬라이딩이 생겼고 제체의 연속적 침식으로 인해 붕괴된 것으로 생각되었다.
8. 조치사항 : -
9. 교훈 및 대책 : -
사례번호 : HF-97011 1. 사고명 : Lawn Lake Dam
2. 시설물의 위치 : 미국 콜로라도주
3. 시설물 형식 및 제원
- 댐형식 : 흙댐
- 높이 : 8.5m
- 길이 : 155m
- 저류량 : 999×10³㎥
4. 사고일시 : 1982. 7. 15
5. 피해정도
- 인적피해 : 3명 사망
- 물적피해 : 댐의 붕괴, 재산손실 3천1백만 달러
6. 사고내용
본 댐은 콜로라도의 록키산맥 3,300m 지점에 위치하며, 1903년 완공되었으나, 1982년 7월 15일 이른 아침 댐의 첨두 유출량 500,000 L/S의 상태에서 800,000㎥의 방류에 실패하여 붕괴되었다.
댐의 붕괴에 의한 홍수는 경사가 급한 Roaring 강의 수로에 10m 정도의 세굴을 일으키며 넓고 평평한 Fall강에 도달하였다. 이 홍수로 높이 5m의 콘크리트 중력식 댐인 Cascade 댐이 영향을 받아 첨두 홍수량이 125㎥/s에서 450㎥/s로 증대되었으며, 하류의 휴양도시인 Estes Park에서 3명이 사망하고 3천 1백만 달러의 재산손실이 발생하였다.
7. 사고원인
본 댐의 붕괴원인은 상류의 방류 파이프와 밸브 하우징 사이의 연결부를 봉합하기 위하여 사용한 납 코킹이 노후되어 일어난 것이다. 이로인해 제체에 물이 침투하여 급격한 침식과 파이핑 현상이 발생되어 댐이 붕괴된 것이다.
1902년 콜로라도 주정부에 의해 승인된 설계 및 시방서에는 밸브 하우징을 콘크리트로 감싸도록 되어있었으나 불확실한 이유로 이를 행하지 않았다.
콜로라도 주정부에서 본 댐이 파괴되기 1년 전 저수지가 완전히 비워진 상태에서 점검을 하였으나 그당시 하류사면 끝단 방류 파이프의 주변으로부터의 누수는 발견되지 않아 저수지가 채워진 상태에서 재점검하여 누수상태를 확인하도록 권고하였다. 불행하게도 이런 과정중에 댐이 파괴된 것이다.
8. 조치사항 : -
9. 교훈 및 대책
상대적으로 작은 댐과 저수지로부터 상당한 손실이 초래될 수 있으며, 본 댐의 경우 위험 등급의 재평가 과정중에 있었지만 붕괴시 위험이 낮은 구조물로 취급되었다.
설계 및 시공 결함은 오랜 기간 동안 잠재되어 있다가 갑자기 심각한 문제로 나타난다. 그러므로 가능한한 설계 및 시공을 정확하게 평가하는 것이 매우 중요하며, 준공도면의 경우는 특별하게 평가해야 한다.
제체를 통과하는 수로를 따라 누수가 있다면 명확한 원인을 찾기 전까지 심각한 상황으로 간주해야 하며, 댐의 방류량은 홍수범람과 위험등급 분류에 의해 철저히 연구되어야 한다.
사례번호 : HF-97012 1. 사고명 : Lower San Fernando Dam
2. 시설물 위치 : 미국 캘리포니아
3. 시설물 형식 및 제원
- 댐 형식 : 흙댐
- 댐 높이 : 43m
- 저수지 용량 : 25×10^{6}㎥이다.
4. 사고일시 : 1971.
5. 피해정도 : 제체의 슬라이딩
6. 사고내용
본 댐은 1912년 캘리포니아주 로스앤젤스 근처에 위치하며 흙댐으로 시공되었으며, 1921년 증축되었다. 댐은 물다짐 흙쌓기 공법에 의해 시공되었으며, 둑은 자연상태의 비압 및 충적층 위에 위치하였다.
1971년 댐으로부터 14㎞ 떨어진 진앙지에서 리히터 규모 6.6의 지진이 발생하였다. 지진으로 인해 기초부에 최대가속도 0.6g와 함께 15초 동안 강력한 진동을 가져왔으며 이로인해 제체의 상류사면에 큰 슬라이딩이 발생하였고, 댐이 몇 피이트 갈라졌다.
다행히 저수지의 담수위는 하류 소단의 높이까지로 (대략 댐 마루 아래 11m정도) 캘리포니아 주정부에 의해 통제된 상태에 있었다. 80,000명이 넘는 사람들이 하류지역으로부터 소개되었고, 저수지가 안전한 수위까지 하강하는 데 4일이 소요되었다. 저수지 수위를 낮추기 위하여 펌프가 필요하였는데, 이는 방류시설이 파괴되어 쓸 수 없었기 때문이다.
7. 사고원인
지진에 의한 진동으로 제체가 강도저하 및 액상화 상태에 도달하여 간극수압이 증가하였다.
8. 조치사항 : -
9. 교훈 및 대책
물다짐 흙쌓기 공법에 의해 시공된 댐은 지진이 생기면 액상화를 당하기 쉽다.
사례번호 : HF-97013 1. 사고명 : Rutte Dam
2. 시설물 위치 : 이탈리아
3. 시설물 형식 및 제원
- 댐 형식 : 복합식 아치댐
- 댐 높이 : 15m
- 시공기간 : 1951~1952년
4. 사고일시 : 1965년 11월 7일
5. 피해정도 : 댐의 붕괴
6. 사고내용
Tarvis 근처 Gaillitz로 급하게 경사져 있는 Gereuth의 대지 위에 저수용량 0.3×10^{6}㎥ 규모의 저수지가 세워졌다. 댐 길이의 60%가 복합식 아치댐으로 구성되었으며, 대부분의 댐 하류단이 절벽에 가깝게 위치하고 있다. 발전소는 대지의 밑 부분에 위치하여 절벽 안쪽으로 큰 사면활동의 원인이 되었다.
1952년 댐 가동 이후 누수가 댐 하류단과 절벽에서 발견되었다. 저수지 바닥의 균열을 긴결시켜 누수는 얼마간 사라지게 되었다. 1965년 저수지에 높이 9m에 달하는 실트가 쌓였으며, 저수지를 비우기로 결정하였다. 바닥의 균열을 봉합하고 1965년 11월 5일 댐을 재가동 하였다. 이틀 후 균열지점에서 파괴가 일어났으며, 댐이 침식되고 길이 12m, 높이 2m의 파괴가 발생하면서 2개의 부벽이 연이어 파괴되었으며, 저수지는 65분만에 완전히 비워졌다.
7. 사고원인 : 기초부실
8. 조치사항 : -
9. 교훈 및 대책 : -
사례번호 : HF-97014 1. 사고명 : Sella Zerbino Dam
2. 시설물 위치 : 이탈리아
3. 시설물 형식 및 제원
- 댐 형식 : 콘크리트 중력식댐
- 댐 높이 : 16.7m
- 시공기간 : 1923~1925년
4. 사고일시 : 1935년 8월 13일
5. 피해정도 :
- 인적피해 : 100여명 사망
- 물적피해 : 댐의 붕괴로 하류지역 홍수피해
6. 사고내용
저수용량 18×10^{6}㎥을 갖는 2개의 중력식댐으로 형성된 Ortiglietto 저수지는 북부 이탈리아 Ovada시 근처 Orba강에 위치하며 Molake에 있는 발전소를 위해 사용되었다. Bric Zerbino와 Sella Zerbino의 2개의 댐은 1923년과 1925년 사이에 시공되었다. Sella Zerbino 댐 현장의 지반은 약간의 열극을 지니지만, 2개의 댐은 양질의 사문석 위에 세워겼다. Bric Zerbino댐은 높이가 49.8m, 댐 마루 길이가 160m 및 댐 마루 폭이 6.0m인 곡선형태의 중력식댐이다.
바닥수문, 자동밸브가 있는 방류터널, 댐 마루의 오른쪽 68m 길이의 여수로 및 댐 마루 내부에 만들어진 12개의 자동 사이폰 등은 20년 빈도의 유량에 상응하는 855㎥/s의 방류를 가능케 하였다. Sella Zerbino댐은 높이가 16.7m, 댐 마루 길이가 80m 및 댐 마루 폭이 3.3m인 직선형태의 중력식 댐이다.
1935년 9월 13일 유역면적 141㎢에 심한 폭풍우가 있었으며, 이로인해 3m의 월류 수심을 갖고 두 개의 댐을 월류하였다. 작은 댐인 Sella Zerbino댐은 완전히 파괴되었으며, 댐의 기초가 침식되어 총 저수용량은 없는 상태였다. 홍수 경보에도 불구하고 Ovada시 근처에서 100명 이상의 인명피해가 발생하였다. 파괴후 유역의 유출량 조사로부터 2개 댐으로부터 1,350㎥/s의 유출이 있었음이 밝혀졌다.
7. 사고원인 : 월류
8. 조치사항 : -
9. 교훈 및 대책 : -
사례번호 : HF-97015 1. 사고명 : Sheep Creek Dam
2. 시설물 위치 : 미국 노스다코다주
3. 시설물 형식 및 제원
- 댐 형식 : 흙댐
- 높이 : 18m
- 길이 : 335m
4. 사고일시 : 1970. 5.
5. 피해정도 : 댐의 붕괴
6. 사고내용
1970년 5월 하천유역 내에 150㎜의 강우가 있었으며, 이로인해 저수지가 만수위에 다달아 비상 여수로를 가동하였다. 여수로의 방류후 감세지 부근 파이프의 바깥쪽을 따라 약간의 누수가 있었다.
저수지 수위가 여수로 유입구 상부 1.7m 정도 상승하였을 때, 여수로 가동 이후 몇 시간만에 파괴되기 시작하여 완전히 파괴되기까지 대략 5시간 정도 걸렸으며, 본 댐의 붕괴로 인해 인명피해는 발생하지 않았다.
7. 사고원인
본 댐 붕괴사고의 원인은 완전하게 밝혀지진 않았지만, 주요원인은 여수로 파이프 이음부의 부실에 의한 것으로 판명되었다.
사고조사에 의하면 길이 3.0m, 직경 137㎝의 파이프의 많은 이음부가 부적절하게 봉합되었음이 밝혀졌다. 또한 제체 재료의 배치에 있어 부적절한 품질관리로 인해 붕괴가 가속화 되었으며, 다짐불량으로 인해 균열이 쉽게 일어났다.
8. 조치사항 : -
9. 교훈 및 대책
제체의 침하가 생겼을 때 지지되지 않은 파이프의 이음부는 벌어지기 쉽고, 특히 다짐이 불량할 경우 또는 기초가 느슨하고 비압밀 재료로 구성되었을 경우 그 정도가 더욱 심하다.
사례번호 : HF-97016 1. 사고명 : Smartt Svndicate Dam
2. 사고시설물 위치 : 남아프리카 공화국
3. 시설물 형식 및 제원
- 댐 형식 : 흙댐
- 댐 높이 :28m
- 저수지용량 : 98m×10^{6}㎥
- 시공기간 : 1906~1912년
4. 사고일시 : 1961. 3. 29
5. 피해정도 : 댐의 붕괴
6. 사고내용
본 댐은 여수로를 0.9, 0.3 및 1.0m 등으로 연속적 증축을 하였다. 댐 마루는 이암(mudstone)층으로 1.2m 증축하였고, 댐 마루 상류사면쪽의 흉벽을 1.2m 증축하였다. 2번째 여수로를 상ㆍ하류면 경사 0.65:1로, 마루폭이 0.53m이며, 최대 높이가 1.5m인 이암에 의한 중력식으로 시공하였다. 1961년 3월 폭우로 인해 큰 홍수가 발생했으며, 이로인해 상류지역의 조그만 댐들이 붕괴되었다. 맨처음 본 댐의 2번째 여수로가 휩쓸려 내려갔으며, 마침내 댐 마루 수위 밑 0.8m 지점에서 댐이 파괴가 시작되었다.
1961년 3월 29일 새벽에 파괴 폭이 200m에 달했으며, 전날 댐의 관리자는 흉벽에서 물이 새는 소리를 듣고 인근 하류지역의 사람들을 소개시켰다. 수백명의 사람들이 완전히 소개된 후 몇 시간만에 댐이 무너졌다. 조사에 의하여 댐을 증축할 시 댐 마루 표면처리를 부실하게 하여 이로인한 파이핑 파괴가 발생했음을 밝혀냈다.
7. 사고원인 : 시공부실
8. 조치사항 : -
9. 교훈 및 대책 : -
사례번호 : HF-97017 1. 사고명 : Wadi Qattarah Dam
2. 사고 시설물 위치 : 리비야의 뱅가지시 근처
3. 시설물 형식 및 제원
- 댐 형식 : 흙댐
- 높이 : 28m
- 길이 : 217m
- 저수량 : 223×10⁴㎥
4. 사고일시 : 1977. 12. 21
5. 피해정도
- 인명피해 : 불분명
- 물적피해 : 댐의 붕괴
6. 사고내용
리비아의 댐 및 수자원국은 도시의 홍수예방과 수자원 개발을 위하여 뱅가지시 근처 Wadikk Qattarah에 1970년~1972년 동안 두 개의 흙댐을 축조하였다.
이들 댐의 기본 목적은 홍수 조절이며, 부차적으로 관개를 위하여 물을 저류시키는 것이다.
1977년 12월 21일 두 개의 댐 중 작은 댐이 심한 강우에 의하여 파괴되었으며, 계곡과 뱅가지 시의 일부가 홍수로 인해 범람되었다.
본 댐의 위치(<그림 I-4-7> Wadi Qattarah의 두 번째 댐)와 횡단면(<그림 I-4-8> 댐의 횡단면도) 및 평면도(<그림 I-4-9> 댐의 평면도) 등을 참고로 제시하였으며, 사고 당시 저수지 수위 변화 등 댐 상태의 거동을 <표 I-4-8>와 같이 나타내었다.
7. 사고원인
본 댐의 사고원인은 의심할 나위가 없는 파이핑이며, 파이핑이 일어난 경위를 붕괴된 댐의 심벽을 수집하여 실험실에서 지반공학적 실험을 통하여 밝혔다. 이 실험의 결과를 <표 I-4-9>에 나타내었으며, 입도 분포와 소성 실험의 결과를 <그림 I-4-10>에 나타내었다.
붕괴된 댐의 심벽과 마찬가지로 주변 현장이 건기로 인하여 광범위한 균열이 생겼다. 이들 균열은 습한 계절에 없어지며, 흙 자체는 표면에서 진흙으로 변한다. 계절적 균열의 변화가 너무 심각하여 균열의 폭이 1㎜에서 8㎜까지 변화된다.
심벽의 균열로 누수와 침식이 진전되어 댐체 또는 하류사면의 기초에서 파이핑이 발생하여 파괴되었다.
8. 조치사항 : -
9. 교훈 및 대책
여수로와 도수로는 갑작스런 홍수에 대비하여 여유있는 설계가 되어야 하며, 심택의 다짐시에는 많은 주의를 기울여 시공되어야 한다.
특히 도수로와 같은 불연속 지점 주변의 다짐은 조심스럽게 조절되어야 한다.
확산성 점토 심벽을 지닌 댐이 무너져 보수하는 데는 경비가 막대하게 소요되므로 초기에 예방대책을 세워야 한다.
흙의 확산 특성의 확인은 몇가지 기법에 의하여 실행되어야 하며, 하나의 기법에 의한 결과만으로 결정하지 말아야 한다.
<그림 I-4-7> Wadi Qattarah의 두 번째 댐
<그림 I-4-8> 댐의 횡단면도
<그림 I-4-9> 댐의 평면도
<표 I-4-8> 사고당시 댐의 거동 상태
<표 I-4-9> 지반공학 실험 결과
<그림 I-4-10> 댐 심벽의 입도 분포 곡선
사례번호 : HF-97018 1. 사고명 : Wolf Creek Dam
2. 시설물 위치 : 미국 캔터키주 Jamestown
3. 시설물 형식 및 제원
- 댐 형식 : 콘크리트 중력식 및 흙댐
- 높이 : 78.6m
- 길이 : 1,200m
- 저류량 : 7,512×10^{6}㎥
4. 사고일시 : 1967. 8
5. 피해정도 : 제체의 파이핑 발생
6. 사고내용
본 댐은 1951년 콘크리트 중력식 및 흙댐으로 완공되었으나, 1967년 발전을 하지 않는 기간이었는데도 발전소 방수로에서 흙탕물이 관측되었다. 이런 현상은 석회암 지역에 균열이 생겨 파이핑이 일어난 것으로 미리 예견할 수 있었다.
파이핑은 저수지 침투와 높이 6.1m의 방수로의 변동에 따른 수위저하에 의해 발생되었고, 1968년 흙 제체의 하류 끝단에서 2개의 공동(Sinkhole)이 생겼다.
조사결과 공동과 흙탕물 지역이 일종의 융해성 상태를 나타내고 있음을 밝혔고, 수위조사결과 위와 거의 유사한 용해성 상태로 차수 트렌치가 파괴되었음을 밝혔다.
7. 사고원인
본 댐 사고의 원인은 점토질로 채워진 차수 트렌치가 과하중상태에 놓여 있었고, 제체 밑의 암반이 대부분 석회암으로 되어있었음에도 불구하고 단열(Single Line) 그라우팅이 되었다.
차수트렌치는 트렌치의 바닥 중앙부분에 폭 3m의 좁고 긴 형태를 지녔고, 차수트렌치의 상ㆍ하류 양방향에 커다란 공동이 있었다. 이는 다짐이 전지역에서 부적절하게 시행되었음을 증명하는 것이다.
또한 다짐불량에 의해 방수로의 심한 변동이 생겨 침투가 급격히 진행되어 제체의 파이핑이 발생되었다.
8. 조치사항
- 보수방법
응급조치로 융해성 지역에 3열의 그라우팅을 하여 댐 하류지역의 문제를 상당히 경감시켰으며, 이 조치로 인해 구조물의 파괴를 피할 수 있었다. 1970년 그라우팅을 완료하기 위해 8,500m를 주입시켰으며, 1972년 계축 기록을 평가한 결과 그라우팅이 오래 견딜 수 없다고 판단하여, 차수벽을 보강하기 위하여 0.6m 두께의 콘크리트 차수벽(Diaphram Wall)을 제체의 상류부에 길이 610m로 1979년 시공하였다.
콘크리트와 제체 접합부의 인근에 설치한 수위자료에 의하면 콘크리트 차수벽 설치 전에 댐마루와 댐마루 하류사면의 침투 경사가 상대적으로 높게 나타났으나, 차수벽 설치 후 침투경사가 상당히 낮아졌다.
9. 교훈 및 대책 : -
사례번호 : HF-97019 1. 사고명 : Xonxa Dam
2. 시설물의 위치 : 남아프리카 공화국
3. 시설물의 형식 및 제원
- 댐 형식 : 흙과 록필의 복합형 댐
- 높이 : 48m
- 길이 : 300m
- 저류량 : 158×10^{6}㎥
4. 사고일시 : 1972. 2. 22
5. 피해정도 : 시공중 파괴
6. 사고내용
본 댐은 흙과 록필의 복합형 댐으로 1970~1974년 기간에 시공되었다.
맨 처음 설계는 아치댐으로 시도되었으나 경제적 이유로 댐 형식을 바꾸게 되었다. 1972년 2월 18일 흙채움과 필터의 시공이 완료되었고, 두께 3m의 록필을 우측면으로부터 시공을 실시하였다. 1972년 2월 19일 강우가 시작되어 22일에 제체 정상부위까지 저수지 수위가 도달하였으며 여과 영역 내부로 물이 급속히 침투하기 시작하였다. 수위가 계속 증가하여 22일 12시 15분에 최고에 도달하였으며, 이후 수위가 급강하 하였다. 이 홍수로 인해 흐름이 좌안부에 집중되어 제체가 무너지기 시작하여 14시 30분경 점토 심벽이 드러났고, 22일 야간에 제체가 완전히 파괴되었다.
7. 사고원인
본 댐 사고의 정확한 원인을 규명하기는 어렵지만 목격자의 증언을 통하여 판단할 때 제체 내부와 우측에서 응력 손실이 있었으며, 난류흐름에 의하여 하류사면 끝 단의 기초재료가 유실되었고, 이로인해 앵커가 정착된 하류 끝단의 큰 돌이 이동한 것이다. 또 다른 원인의 추측으로 계곡의 흐름에 동반된 돌들이 매쉬에 손상을 가하여 록필이 이동되었고, 이로인해 댐 정상부위에 국부적으로 월류 흐름이 집중되어 높은 유속에 의해 필터 재료가 급속히 세굴되어 댐이 파괴되었다는 것이다.
8. 조치사항 : -
9. 교훈 및 대책 : -
사례번호 : HF-97020 1. 사고명 : 강우에 의한 관의 부상(浮上)사고
2. 시설물 위치 : 일본 Z시
3. 시설물 형식 및 제원
- 관종 : 도복장 강관
- 구경 : 2,000㎜
- 접합방법 : 용접
- 준공시기 : 1963. 5.
4. 사고일시 : 1963. 6. 4
5. 피해정도 : 매설된 관이 부상(浮上)
6. 사고내용
매설된 관이 최고 2.5m 부상(浮上)되고, 이음부의 도복장이 손상됨.
7. 사고원인
호우에 의해 관 주변의 수위가 상승되고 이에 따라 물의 부력작용으로 인해 관이 부상(浮上)됨.
8. 조치사항
- 현황조사
현장은 골짜기의 농경지 지역으로 중앙에는 소하천이 흐르고 있으며 지질조사 결과 -9m 지점은 N치로 0~4의 부식토와 실트(Silt)로 형성되어 있는 연약지반의 표본과 같은 지역으로, 이 구간에 교량을 건설하여 횡단하는 방안을 검토하였으나 교각의 지지력에 관한 문제가 있어 결국, 사다리모양의 나무받침을 기초로 관을 부설토록 하고 Bellows형 신축관을 52m 간격으로 설치하여 부등침하에 대처하도록 하였다. ‘63. 5월말에 관로공사를 완료하였으나 6월 4일 저녁부터 129.8㎜의 호우가 내려 현장의 소하천 제방이 무너지고 논은 탁류로 범람하였으며 부설된 관은 딱 딱 소리를 내면서 부상하였다.
홍수가 지나간 후에 관의 상태는 부력에 의해 최고 2.8m 부상되었고 굴절각은 4도 30분이었으며 이음부는 도복장이 떨어져 나간 상태였으며 이음부 용접상태는 X-Ray 검사결과 이상이 없었다.
-보수방법
Drain밸브(D = 500㎜)가 지하 3.75m의 깊이에 있고 밸브실이 침수되어 조작이 용이하지 않았으나 응급조치로 Drain Valve를 열어 관 내부로 물을 넣기 시작하여 부상된 관로의 반정도를 가라앉게 할 수 있었으며, 최고 2.5m 부상된 관을 침하시키기 위한 복구공법은 관 주위로 하천의 물줄기를 유입시키고 소형 준설선을 띄워서 관 주위를 굴착한 후에 주위의 물을 Pumping하고 굴착기를 이용하여 관을 노출시킨 다음 관 상부에 하중을 서서히 증가시켜 관의 침하]량을 증대시켰으며, 하중은 최대 55톤에 달하도록 하였다. 관이 1.367m 침하되었을 때 수압시험을 하여 누수가 없는 것을 확인하고 모래, 자갈을 운반하여 되메우기를 시행하였다.
9. 교훈 및 대책
이 사고는 현장 직원들의 방심에서 발생된 것으로 관 매설시 되메우기 작업은 다짐을 충분히 하여 가능한 빨리 시행하고 강우시에는 매수를 철저히 하여야 하며 상황에 따라서는Drain Valve와 이토밸브실 Manhole을 열어놓아 주변 수위가 상승될 때는 관 내부로 물이 들어갈 수 있도록 하거나 관내에 미리 물을 채워두는 등 강우에 대비하여 경계를 철저히 해야 한다. 일단 관의 부상사고가 발생하여 복구공사를 시행하려면 공기의 지연 및 막대한 공사비가 투자 되는 결과를 초래한다는 것을 관련 종사자들은 유념하여야 할 것이다.
사례번호 : HF-97021 1. 사고명 : 연약지반에서의 관로 침하사고
2. 시설물의 위치 : 일본 I시
3. 시설물 형식 및 제원
- 관종 : 강관
- 구경 : 800㎜
- 접합방법 : 용접
- 동수압 : 11㎏/㎠
- 관로상에 Dresser형 신축관 설치
4. 사고일시 : 1965. 5월 시공 이후
5. 피해정도 : 누수 및 보호콘크리트에 균열
6. 사고 내용
관로의 계속적인 침하로 인하여 누수가 발생되고 보호콘크리트에 균열발생
7. 사고원인
문제의 장소는 L = 179m(5경관)의 Pipe Beam형 교대부분으로 45° 곡관부에 수격압을 고려하여 약 50톤의 축력이 작용한다고 산정되었다.
용접강관이기 때문에 곡관부에는 문제가 없으나 신축관의 이탈이 염려가 되어 Concrete Pile을 기초로 보호공을 시공하였으나, 현장의 토질이 Delta지대의 두꺼운 Silt층으로 극히 연약지반층임에도 무거운 중량의 구조물을 축조하여 Silt층이 압밀을 일으킨 것이 침하의 가장 큰 원인이며, 중량이 큰 밸브실 기초에 항타하지 않은 것도 시공후 침하의 한 원인이다.
8. 조치사항
- 보수방법
시공 후 매월 1회 교대, 교각 등 10개소의 침하상황을 관찰하였더니 특히 우안측의 침하량이 커져서 곡관부와 밸브실 사이에 설치된 Dresser형 신축관의 허용한계까지 이르러 소량의 누수가 발생되고 교대부분의 Concrete 에도 균열이 발생되어 '66. 3월 침하에 약한 Dresser형 신축관을 Bellows형 신축관으로 교체하고 밸브실측에 Bellows형 신축관을 1개 추가 설치하였다.
게량 후 침하량을 계속 측정해보니 침하가 계속 진행되고 Concrete의 균열이 크게 진행되는 것을 알고 교대부분의 관보호Concrete와 곡관Concrete의 일부를 제거하고 그대신 Pile상부에 Anchor Band를 용접하여 보강시키고 좌안의 Dresser형신축관은 철거하여 관을 용접하고 우안에 침하가 큰 밸브시실을 Jack으로 들어 올려 놓는 2차 개량공사를 ‘69. 5월에 하였다.
제2차 개량공사 후에도 밸브실 근처에서 침하가 중지되지 않고 1년간에 좌안에는 밸브가 14㎜나 침하되고 우안에는 40㎜나 침하되어 밸브실을 철거하고 침하에 강한 신축관을 설치하는 3차 개량공사를 하였다. 이렇게 관로의 중량물을 제거하였더니 그후에는 침하량이 1년에 10~20㎜ 감소되었으나 침하가 완전히 중지된 것은 아니었다.
9. 교훈 및 대책
관로 노선은 계획 단계에서부터 정밀한 조사와 검토를 통해 가능한 연약지반은 피해야하며, 부득히 관로를 연약지반에 시공할 시에는 침하량을 충분히 감안하여 허용침하량이 큰 연결방법을 채택해야하며 관보호공은 경량공법을 채택해야 할 것이다.
II. 사고사례 조사 요약 II-1 교량 II-1 교량
II-2 지하구조물
II-3 건축물
II-4 수리시설물
III. 외국의 교량 사고사례 조사 III-1 강교 피로균열 발생에 대한 조사사례 현황 예 미국 뉴저지주 교통국에서는 1981년부터 1988년까지 국부적인 손상이 발생한 대표적인 강교의 사례를 보고서로 발간한 바 있다. 이 뉴저지주 보고서에 의하면 손상교량의 부위별로 교량명, 형식, 위치, 균열상세부, 피로응력범주 및 초기상태를 도표화 하고, 다시 부위별로 초기결함조건, 조사겨량 수 및 피로범주를 요약, 도표화 했다. 이들 도표에서는 손상교량의 상세부위를 28개로 나누고, 48가지의 균열조건으로 구분하였다. 이 도표에서는 복부판의 작은 틈에서의 면외변형으로 인하여 피로균열이 발생한 104개 교량, 초기 균열에 의해 피로균열이 성장한 48개 교량의 사례를 볼 수 있다.
강교 피로균열
요약
III-2 피로파괴 및 취성파괴에 의한 교량의 국부적 손상에 대한 조사사례 현황 예 이 사례는 1978~1981년까지 미국내 약 20 개 주 및 캐나다 온타리오 주에서 142개 교량을 대상으로 조사한 사례로서 균열발생 조사교량 현황 <표 III-2-1>에서 보는 바와 같으며, 이 사례의 분석 내용은 다음과 같다.
<표 III-2-1>을 보면 작은 틈(Small Gap)에서의 면외변형의 결과로 적어도 60개 교량에서 피로균열이 발생했다.
이들 피로균열들은 거더 복부판의 일부에서 일어난 것이 가장 많다.
교량에서 변형유발 균열이 발생할 경우 보수작업을 하기 전에 많은 균열들이 형성되는 것이 보통이다. 변형으로 인한 작은 틈에서의 주기응력의 진폭은 아주 높은 경우가 많아 많은 균열들이 구조물내에서 동시에 발생한다.
그러나 피로강도가 낮은 상세부나 큰 제작결함이 있는 부위에서는 단지 하나의 큰 균열이 발생할 수도 있다.
기타 균열발생 가능성이 있는 부위도 다른 부분에서 중요한 손상이 발생하기 전에 확인되어 보수 될 수도 있다. 변위유발 피로균열도 여러 형식의 교량에서 발생해 왔다. 이러한 교량구조물에는 현수교, 2-거더 바닥빔 교량, 다중 빔 교량, 타이드 아치 교량, 박스거더 교량 등이 포함된다.
이들 균열들은 설계당시에 고려한 인장응력에 평행한 면내에서 최초로 발생한다. 인장응력에 평행한 이들 균열들은 하중으로 인한 인장응력에 수직인 방향으로 바뀌기 전에 발견되어 보수가 된다면 교량 구조물의 성능에 손상을 입히지 않을 수도 있다. 구조물에 따라서는 낮은 응력부위에서 정지된 균열들이 구속조건을 완화하는 경우도 있었다.
<표 III-2-1>에서 큰 초기결함 또는 초기균열에 의한 피로균열 발생이 두 번째로 많다. 몇가지 사례에서는 비파괴검사 방법이 완전히 확립되기 전에 만들어진 불량 용접부에서 결함이 발생했다. 이러한 균열들은 홈용접된 부재를 2차부재 또는 부착물로 생각했고, 그래서 이들에 대한 용접품질기준 및 비파괴검사 조건이 확립되지 않았기 때문에 많이 발생했다.
연속 종방향 보강재의 연결부(스플라이스)가 이 범주에 해당하는 대표적인 것이다. 이와 같은 예는 횡방향 보강재와 측면 가세트판 사이에 홈용접부를 만들기 위해 사용되는 뒷면 덧댐재의 경우도 해당된다.
거더 복부판에 인접한 횡방향 홈용접부의 융합불량 때문에 피로균열이 자주 발생하기도 한다. 종방향 용접부와 교차하는 횡방향 용접부는 균열이 거더 복부판으로 성장해 들어가는 경로가 되고 있다.
가장 심한 결함중의 하나인 융합불량 및 균열은 거더 복부판의 개구부를 관통하여 판부재를 삽입하는 상세부에서 발생했다. 이러한 상세부의 이음은 통상 필렛용접 또는 홈용접되었다.
어느 용접방법에 의한 경우에도 용융되지 않은 부위가 크게 남아있는 길이가 짧은 수직 용접부인 플랜지의 가장자리에 큰 균열들이 있었다.
또한 용접으로 메운 볼트구멍, 플러그 용접을 한 슬롯 또는 볼트구멍 등으로부터도 균열성결함이 발생했다. <표 III-2-1>에서 나머지 대부분의 균열조건들은 초기 설계시는 그렇게 낮을 것으로 예상하지 못했던 피로강도가 낮은 상세부로 인한 것이었다.
<표 III-2-1> 균열발생 조사교량 현황
III-3 독일의 교량 손상사례 독일교통부에서 발행한 아래의 두 가지 교량손상사례 보고서를 주요 손상요인별 사례구분, 시공중 손상발생 사례, 외적 영향에 의한 손상발생 사례로 분류하면 <표 III-3-1 ~ 표 III-3-3>에서 보는 바와 같다.
- 1982년 보고서 : 84개 교량의 손상사례(1959 ~ 1981년 중의 손상교량)
- 1994년 보고서 - 67개 교량 손상사례(1978 ~ 1990년 중의 손상교량)
<표 III-3-1> 주요 손상요인별 사례구분
<표 III-3-2> 시공중 손상발생 사례
<표 III-3-3> 외적 영향에 의한 손상발생 사례
III-4 인장응력에 의한 강교의 상태변화에 대한 외국의 조사사례 □ 상태변화 내용
1. Hasselt 橋
1) 사고상황
이 교량은 <그림 III-4-1>에서 보는 바와같이 전용접 비렌딜橋였는데, 용접구조로서 최초의 큰 파괴사고를 일으키고 낙교했다. 용접공법이 구조물에 본격적으로 도입된지 10년도 채 경과하지 않은 1938년의 사고였다. 사고발생시 전차와 다수의 보행자가 교량위에 있었지만 전원 대피하여 인명피해는 없었다. 사고를 목격한 사람의 증언에 따르면 가로보 중의 하나가 떨어지고, 하현재에 큰 균열이 발생하여 개구(開口)하고, 이로 인해 상현재로 미끄러진 하중이 작용하고, 그 아치작용의 추력이 가동단 측 교대를 전단파괴했다.
그 때문에 상현재에도 균열이 발생하고, 최초의 균열발생 약 6분 후에 전체가 3 부분으로 무너져 내렸다.
<그림 III-4-1> Hasselt 교의 일반도
2) 원인조사
이 교량에 사용된 강재는 벨기에의 St. 42(인장강도 42~50 ㎏/㎟, 항복점 28 ㎏/㎟, 이상, 토마스 鋼)로서 최대 판두께는 상현재에서 55㎜ 였다. 화학성분은 C≤0.15%, S,P≤0.03%, 용접부는 양호했다고 한다.
메인 트러스(Main Truss) 파괴의 단서가 된 하현재의 균열은 <그림 III-4-2>에 표시된 것과 같이 Hasselt 측에서 제 4 수직재와 하현재의 현장 접합부에서 발생했다.
즉, 이 부분의 가세트 플랜지와 미리 하현재에 설치된 부재가 양단구속상태에서 현장에서 맞대기 용접되었기 때문에 큰 잔류응력이 발생하여 시공시에 이미 균열이 발생한 것이 아닌가라고 생각되고 있다.
<그림 III-4-2> 하현재의 균열발생 상황
사고후 조사에 의하면 이 종류의 균열이 부재파단을 일으키게 되었고, 여기에 상응하는 다른 장소에서도 균열이 발생했으며, 또 같은 종류의 비렌딜 橋에서는 하현재 높이의 절반까지 균열이 진전하고 있는 것이 발견되었다.
이 교량의 파괴는 현장용접 용접순서에 문제가 많았기 때문에 각 부분에서 큰 인장잔류응력이 발생하여 기온강하시 맞대기 용접부에서 균열이 발생하고, 여기서부터 취성파괴가 발생하여 하현재가 절단되고, 연이어 큰 파괴를 발생시킨 것으로 생각된다.
2. King's 橋 : BF-97021 참조
3. 荒川轎 : BF-97030 참조
4. 후지천 橋 : BF-97029 참조
5. 子野川 橋 : BF-97031 참조
6. 四德大 橋 : BF-97032 참조
<표 III-4-1> : 인장응력에 의한 강교의 상태변화 예
□ 상태변화의 성상(性狀)
1. 발생양식
앞에서 언급했던 사항들에 따르면 인장응력에 기인하는 상태변화의 발생양식은 대체로 다음 두 가지로 대별된다고 할 수 있다.
양식I : 사용한 강재의 재질불량 또는 구조 각 부분의 설계, 시공불량 등에 의한 초기 결함이 존재하기 때문에 구조부재가 취성파괴 또는 일부 피로균열이 진전후 취성파괴를 일으켜 가설중 또는 사용후 3~4 년 이내에 조기 파괴하는 것
양식II : 설계, 제작시에는 문제시 되는 결함이 존재하지 않지만 40년 이상의 장기간 사용으로 응력집중부로부터 피로균열이 발생, 진전하여, 이 원인 때문에 구조부재가 취성파괴 또는 연성파괴하는 것
양식I의 경우 초기결함 원인으로는 상당히 많은 형태가 있다.
강재자체에는 라미네이션, 설파밴드 등의 내부결함, 압연흔적 등의 표면결함이 있고, 또 강재의 용접성이 나쁜 경우 특히, 고강도 강재에서는 용접균열 및 재질의 국부적인 경화 등의 결함이 발생하기 쉽다. 제작상에서는 절단, 절삭, 구멍뚫기 등의 가공정도(精度)가 불충분한 경우에는 이들이 유해한 결함으로 된다.
또 용접이음부의 형상, 판두께 등의 설계가 적당하지 않을 때, 용접시공이 불량할 때에도 용접균열, 용입부족, 융합불량부 등의 노치 또는 높은 잔류응력이 있는 결함이 생긴다. 이와같이 초기결함 발생인자는 아주 많으며, 이들 결함의 방지에 적극적으로 노력하고 있지만 아직도 구조물 중에는 어느 정도의 결함이 반드시 존재하고 있다고 해도 과언이 아니다.
양식II의 경우에는 그 원인으로 되는 피로균열의 발생이 교량의 사용기간의 증가와 함께 많아지지만 특히 최근에는 교통량의 격증과 더불어 하중의 재하 빈도가 비약적으로 증가하고, 또 도로상에서 자동차의 중량이 최근에 증대 일로를 가고 있어 교량 상판부에서 피로균열의 발생이 종래보다도 단기간에 일어날 가능성이 있다.
또 교량설계의 향후의 경향의 하나로서 지적되는 것들 즉, ⓐ 작용하중의 미지 영역이 해명되고, 설계하중이 실제하중에 근접해 가는 것, ⓑ 사용강재가 고강도화 하고, 또 그것과 더불어 부재의 강성(剛性)이 낮아져 가는 것, ⓒ 구조계산법의 진전과 더불어 양진(兩振)응력이 발생하는 부정정 구조가 많게 되는 것 등은 교량의 피로강도상 엄격한 조건으로 되어가므로 양식II와 같은 상태변화 발생에도 많은 주의가 필요하다.
2. 발생성상(性狀)과 검사
1) 기온
선박, 탱크류, 그외 다른 구조물에서 중대한 취성파괴사고(내압시험시의 것도 포함)가 추운 시기에 많이 발생하고 있는 것이 종래에 보고되어 있지만, 강교량에 있어서도 겨울철에 상태변화 발생이 상당히 많은 것으로 되어 있다. <표 III-4-1>에서 발생양식 I에 속하는 예중 가설중인 것을 제외한 것, 발생양식 II에 속하는 상태변화 예중 피로균열 발생후 취성파괴를 일으킨 것은 모두 겨울철 한랭시에 파괴가 집중 발생하고 있는 현저한 경향을 나타내고 있다.
2) 부재의 연결
강교부재의 연결법이 서로 달라서 상태변화가 발생한 예는 <표 III-4-1>에서 가설중인 경우를 제외하고, 핀 결합이 다섯 가지, 리벳 접합이 네 가지, 용접구조가 열두 가지 예로 용접구조에서 상태변화 발생이 많다.
더구나 이 열두 가지 예는 거의 양식I에 속하는 상태변화이다.
그 이유로서는 최근 용접구조가 많이 사용되고 있는 것도 있지만 용접구조에서는 사용 강재의 용접성이 문제이고, 특히 강도 및 판두께가 크게 됨에 따라 용접성은 엄격해 지고, 제작시에 종종 균열이 발생하게 된다.
위의 열두 가지 예중 일부 초기의 것을 제외하고, 사용강재가 50㎏ 급 이상인 것도 그 변화의 사정을 말해주고 있고, 용접구조에서는 잔류응력 및 그외 초기결함도 발생하기 쉽고, 또 일체구조로 되기 때문에 균열이 전체단면에 전파하기 쉬운 것 등으로 인해 발생양식II의 상태변화가 발생하기 쉽게 되는 것도 생각해야 된다.
핀 결합의 다섯 가지 예는 양식II의 상태변화에 속하지만 일반적으로 양식II의 상태변화는 보고되지 않은 것이 많은 것으로 추정되므로 리벳접합, 용접구조물에 있어서도 각종의 문제가 있는 것으로 생각된다.
3) 검사
사용강재가 소정규격을 벗어나거나 또는 시공법이 부적당해서 제작시 이미 균열이 발생하고, 이것이 완전 파괴 등의 큰 사고로 이어진 경우가 많은 것이 <표 III-4-1>에 나타나 있다.
이것을 고려하면 제작공정시의 품질관리와 검사를 철저히 하면 가설이후의 상태변화 특히, 큰 사고의 방지에 상당히 기여할 것으로 생각된다.
또 현존 강교에 대한 상태변화검사와 감시는 양식II의 상태변화 발견을 위해 중요하고, <표 III-4-1>의 양식II의 상태변화는 모두 보수 담당자의 많은 노력으로 상태변화를 조기에 발견하여 낙교 등의 큰 사고를 미연에 방지한 것이다.
더구나 강교의 페인트 상태가 변화할 때 구조에 대한 지식을 관계자들이 알게 되면 상태변화 발생을 조기에 발견하는 경우가 있다.
□ 취성파괴
1. 응력확대계수의 도입
지금까지 언급한 사고 예에서 부재의 최종적인 파단은 취성파괴에 의한 것이 아주 많다. 취성파괴는 부재중의 응력집중부, 온도, 하중의 크기, 하중속도 등의 조건이 맞을 경우 발생하고, 그 파괴응력은 재료의 인장강도 보다 훨씬 작고, 또 소성변형은 거의 수반하지 않으며, 일순간에 판단하는 것이다.
이 취성파괴의 발생을 고려할 때 응력확대계수(K 값)를 사용하는 방법은 유효한 한가지 수단이다.
K값은 균열의 크기와 부재 형상 및 작용응력을 동시에 표시하는 값으로, 예를 들어 <그림 III-4-3)과 같이 길이 2a 인 관통균열이 있는 무한폭의 판에 응력 σ가 작용하는 경우에는 K = σ√(πa)로 된다.
또 균열선단 부근의 응력분포는 K 값을 사용하여 다음과 같이 표시할 수 있다.
여기서, σ_{x} σ_{y}, τ_{xy} : x축, y축 방향 응력 및 x, y 면의 전단응력 f₁(θ), f₂(θ), f₃(θ) : θ의 계수
<그림 III-4-3> 균열 모식도
작용응력이 높아져 부재가 취성파괴를 일으킬 때의 K 값을 K_{c} 값이라 한다.
구조부채에서 K<K_{c}로 되면 취성파괴는 발생하지 않지만, 부재에 외력이 반복작용하는 경우에는 피로균열이 진전하여 K 값은 K_{c} 값에 도달하여 취성파괴 또는 단면적의 감소에 의해 정적 연성파괴가 일어난다.
이 피로균열의 진전속도 da/dN 과 K 값 사이에는 다음의 관계가 있는 것으로 알려져 있다.
da/dN = b(ΔK)^{m}
여기서, ΔK : 응력범위에 대한 K 값
b, m : 재료상수
위 식을 최초의 균열치수 a_{0}에서 K_{c} 값에 대응하는 균열의 치수 a_{c} 또는 연성파괴하는 a_{d}까지에 대해 적분하면 균열의 진전수명을 계산할 수 있고, 또 구조물이 그 사용기간 중에 받는 외력의 크기와 반복회수를 가정하여 제작시에 허용하는 결함의 크기를 추정하는 것도 시도되고 있다.
2. 실제의 강교량에 적용하는 경우
상태변화의 발생양식에서 언급한 바와 같이 강교량 중에는 여러 가지 결합이 포함되어 있고, 그 치수, 형상 등을 평가하는 것은 어려운 문제다.
실측하는 경우는 결함의 어느 위치 또는 측정밥법 등에 큰 영향을 받는다.
이것을 고려하여 결함치수를 추정할 필요가 있다.
이들 결함에 대하여 K 값을 구하는 것도 실제로 복잡한 문제이고, 이들에 대해서는 결함주변의 부재형상, 응력장을 모델링하여 지금까지 구해진 해(解)(예를 들면 ASTM, STP.381)를 참고로 하고, 또 유한요소법에 의한 계산도 유효한 것으로 생각된다.
K_{c} 값을 구하기 위해서는 취성파괴강도가 필요한데, 소형시험편에는 피로균열과 같은 예리한 결함이 존재해도 저온에서 실험하면 연성파괴가 발생한다.
이 때문에 대형시험편을 사용한 실험이 필요하지만, 이것은 시험기의 능력 등의 제약이 있어 간단하고도 충분한 실험데이터를 얻기가 어렵다.
따라서 샤르피 시험 등 종래부터 행해져 오고 있는 파괴인성시험 등으로부터 Kc 값과의 상관관계를 구하는 경우가 많다.
□ 결론
앞에서 검토한 결과에 의하면 강교의 유지관리상 동절기 한랭시의 상태변화 발생에 대해서는 경계할 필요가 인정되고, 또 고강도의 강재를 사용한 용접구조에서는 가설후 몇 년 동안은 상태변화 발생에 대해 유의하는 것이 바람직하다.
더욱이 최근의 교통량 증가추세를 감안하여 교량 상판부의 상태변화 발생의 가능성에 대하여 주목해야 한다.
종래 여러 가지 상태변화를 발생시킨 교량건설 당시의 기술적 수준이 낮았던 강재의 저온 취성파괴, 피로 등의 부분에 대해서는 아직도 기술수준이 불충분한 면이 있으므로, 이런 부분에서의 상태변화는 교량공학 발전을 위하여 귀중한 경험이라 할 수 있다.
이런 파괴성상을 교훈으로 삼아 그 원인을 규명하여 향후 동종의 상태변화의 전철을 밟지 않고, 장기간에 걸쳐 교량을 안전하게 사용할 수 있도록 설계, 시공, 검사 등에 지금까지의 지식을 반영하여 여러 가지 개선을 거듭하는 것에 노력하지 않으면 안된다.
IV. 댐파괴 IV-1 댐파괴 1. 댐의 파괴형태
댐은 서서히 또는 갑자기 파괴된다. 댐의 파괴형태는 댐의 형식과 댐 파괴의 원인에 따라 좌우된다. 댐이 갑자기 파괴되었을 때 구조물 전체 또는 구조물 대부분이 유실된다. 급작스런 방류로 인한 홍수파는 초기 하천 흐름을 상회하여 전파되고 앞 부분이 고조의 형상을 지닌다. 부파(Negative Wave)는 댐의 상류사면에서 발생하여 저수지 윗방향으로 전파된다.
파열된 댐 부분은 물이 방류되는 중요 지점이 되며, 저수지의 지형은 부파의 이동을 제어한다. 급작스런 댐 파괴의 가정은 일반적으로 댐 파괴 모델링에 의해 다뤄지며, 물리적 및 수학적 모델링은 더욱 단순해졌고, 계산된 수문곡선은 더욱 믿을만하게 되었다(Snyder, 1977). 월류 또는 슬라이딩에 의해 파괴된 콘크리트 댐은 급작스런 파괴의 전형적 예이다.
점진적인 댐 파괴는 시간이 경과됨에 따라 일어나는 것으로, 공표된 흙댐의 재앙은 댐의 점진적 및 진행성 양상을 나타낸다(Ponce and Tsivoglou, 1971). 흙댐 파괴의 경과시간은 15분부터 5시간 이상까지 매우 다양하다고 Singh과 Snorrason(1982)은 주장하였다. 반면에 Ponce(1982)는 경과시간이 3시간부터 12시간까지 지속된다고 지적하고 있다.
완경사를 지닌 제체의 경우 파괴의 경과시간이 24시간부터 48시간까지 지속되며, 제체의 전체 깊이를 파괴시키지는 못한다고 하였다(Bassell, 1904).
모든 흙댐은 갑자기 파괴되지 않으며, 흙댐에 대한 순간적인 파괴의 가정은 성립될 수 없다. 파괴의 경과시간이 오래 지속되는 경우 충격파는 생기지 않으며 점변류가 점차 발생된다. 그러나 파괴의 경과시간이 짧다면 파의 앞부분에 고조파가 형성되며 이로인해 급작스린 파괴가 생길 수도 있다. 다시말하면 부정류가 점차 발전하여 정파(Positive Wave)를 만들어 수로 하류방향으로 나아가며, 부파(Negative Wave)는 저수지의 상류방향으로 전파되어 간다.
2. 댐파괴의 원인
댐파괴는 우연적, 고의적, 자연적 및 인공적으로 구별된다.
우연적 파괴는 구조물의 자연적 열화의 결과로 일어나거나 또는 극단적 강우, 홍수, 지진, 부등침하, 슬라이딩, 파이핑, 누수, 월류, 파의 작용 등 비정상의 자연조건에 의해 발생한다.
인공적 파괴의 원인으로는 폭격, 사보타지, 부실시공, 부실설계, 부적절한 저수지 운영, 잘못된 부지선정 및 설치류에 위한 굴 발생 등이다.
댐 형식에 따른 근본적 파괴원인은 <표 IV-1-1>과 같다.
<표 IV-1-1> 댐 형식별 파괴원인(Johnson and Illes, 1976)
1961년 스페인에서 발간된 Revista de Obras Publicas에 1,620개 댐이 수록되었으며, 308건의 심각한 사고가 1799년부터 1945년까지 145년 동안 발생하였다. 파괴된 구조물 들은 163개의 흙 제체, 14개의 둑, 70개의 중력식 댐, 9개의 아치댐, 기타 52개의 다른 구조물 등으로 나타났다.
이들 구조물에 대한 파괴의 원인은 <표 IV-1-2>와 같이 나타났으며, 전세계 300개 댐의 사례를 연구하여 Biawas Chatterjee(1971)는 재해의 약 35%가 여수로 설계 홍수량을 넘어 발생하였음을 밝혔으며 <표 IV-1-2>에 자세히 나타냈다.
<표 IV-1-2> 파괴 원인별 댐 파괴 비율
Penman(1986)은 제체 댐의 파괴원인을 3가지 경우로 분류(월류에 의한 침식, 원호활동 ,내부침식) 하였다.
Berga(1992)는 역사적 댐 파괴의 41%가 설계 홍수량을 넘어 발생하였다고 주장하였으며 ICOLD Bulletin 81 (ICOLD, 1992)와 ASCE(1988)에 나타난 자료로서 타당성을 찾을 수 있다.
ASCE 간행물에 수록된 794개 댐의 사고 중 91개 댐이 월류되어 일어났다.
Loukola et al. (1993)는 중국에 있는 87,000개 댐의 80%가 제체댐이며, 90%이상이 소규모 댐으로 댐 파괴의 98.3%가 흙댐과 관련이 있고, 댐 파괴의 96%는 소규모 댐과 저수지에서 일어났다고 하였다.
파괴의 주요원인은 심한 강우에 의한 월류, 홍수, 부실설계 및 부적절한 운영이며, <표 IV-1-3>에 이를 자세히 나타냈다.
<표 IV-1-3> 중국 댐의 파괴원인과 파괴비율 (Loukola et al. 1993)
Middlebrooks(1953)는 흙댐 및 석괴댐의 파괴 형태에 대하여 1914년 이후 미국의 댐을 대상으로 <표 IV-1-4>와 <표 IV-1-5>에 파괴원인과 파괴비율 등으로 나타냈다.
<표 IV-1-4> 미국 흙댐의 파괴원인과 비율
<표 IV-1-5> 완공 후 경과년 수에 따른 문제점의 원인 비율
월류, 슬라이딩, 수로누수 등은 흙댐의 파괴의 확실한 주요 원인으로 슬라이딩에 의한 파괴는 댐의 완공 후 몇 년 이내에 생겼으며, 수로누수에 의한 경우도 마찬가지이다. 침투는 5년 이내에 심각한 문제가 되지만 경과 년수가 증가함에 따라 위험도는 줄어든다. 월류는 구조물의 수명 기간동안 어떤 시기에도 발생하지만 초기 20년 동안이 중요하다.
흙댐의 경우 가장 일반적인 파괴원인과 파괴유형을 다음과 같이 요약하였다.
○ 홍수에 의한 월류
○ 내부침식(파이핑)에 의한 구조적 파괴
○ 전단 슬라이딩에 의한 구조적 파괴
○ 기초문제에 의한 구조적 파괴
○ 자연적 파괴 또는 지진에 의한 파괴
위에서 언급했듯이 댐 파괴의 60% 정도가 월류 또는 파이핑에 의해 발생 되었다.(USCOLD, 1975 ; Middlebrooks, 1953)
다음은 월류 또는 파이핑에 의해 파괴된 댐의 사례를 나타냈다. (Penman, 1986)
Estrecho de Rientes(45.7m) 댐은 스페인에서 1755 ~ 1789 사이에 시공되었으며, 완공시 세계 최고 높이의 제체 댐이었다. 1802년 2월 처음 담수를 하였고, 4월에 홍수로 인해 파괴되어 600명이 사망하였으며, Lorca시의 대부분이 침수되었다. 파괴의 정확한 원인은 밝혀지지 않았다.
South Fork (21.9m) 댐은 미국의 펜실바니아주에 세워졌으나 l889년 5월 31일 발생한 월류로 파괴되었고, 이로인해 2209명이 사망하였다.
Dale Dyke (29m) 댐은 영국의 댐으로 댐 중앙에 점토 심벽이 얇게 시공되었고, 직경 45㎝인 2개의 주철관이 댐을 관통하여 하류 끝단에 방류 제어 밸브를 갖고 있다. 1864년 3월 첫 담수시 파괴되었는데 파괴원인은 댐의 밑 부분에서 물이 용출되어 일어났으며 중앙심벽의 부등침하로 응력 저하에 따른 수압할혈 현상이 생긴 것이다.
3. 댐 파괴 형성의 역할
흙댐 파괴의 주요 원인은 댐 위 또는 내부의 물의 흐름에 의한 제체의 침식이 주요 원인이다. 전자는 댐 정상의 월류로서 연속적인 외부침식을 일으키며, 후자는 내부침식 또는 파이핑을 일으킨다.
월류는 불충분한 홍수량 설계에 의하여 일어나고, 댐의 제체, 기초 및 접합부를 관통하는 침투에 의해 내부침식이 발생한다.
Si㎜ler and Samat(1982)는 채움재료, 댐의 개하학적 형태, 불투수성 요소의 위치선정 및 저수지 용량의 크기 등이 시간의 경과에 따른 침식과정과 수문곡선에 대한 지배적인 요소라고 밝혔다.
댐의 파괴가 월류에 의해 생겼을 때 물의 흐름으로 인한 표면의 과도한 전단력은 침식을 일으키고, 토립자가 움직인 이후 국부 전단력이 한계값을 넘었을 경우 침식은 시작된다.
초기의 작은 파괴는 전단응력이 높게 발생하는 지점을 나타내며, 이후 좀 더 큰 파괴로 이어진다.
파괴의 범위는 댐의 설계, 특성 및 월류 시간에 따라 좌우된다.
초기파괴(결구의 형태)는 <그림 IV-1-1(a)>와 같으며, 크기가 점점 커져 <그림 IV-1-1(b)> 및 <그림 IV-1-1(c)>와 같은 현상으로 변한다.
초기파괴의 위치와 형상을 미리 예측하는 것은 매우 어렵다. 왜냐하면 예측에 따른 다양한 요인이 결부되어 있기 때문이다.
댐의 중앙부분에 때때로 가장 큰 침하가 발생하면 이 지점에서 월류시 가장 깊은 높이로 파괴가 일어난다. 또한 어떤 지점에 불량한 다짐이 있으면 초기 파괴시 취약한 지점이 된다.
MacDonald and Langridge-Monoplis(1984)는 많은 역사적 댐 파괴를 분석하였는 바, 흙댐이든 흙댐이 아니든 파괴 형상은 파괴가 제체의 바닥까지 도달했을 경우 경사비가 2V : 1H인 삼각형이 되며, 파괴가 제체의 바닥에 도달한 이후에도 계속 재료가 유실되어 나간다면 경사비가 2V : 1H인 사다리꼴 형이 된다고 가정하였다. 이는 파괴의 크기가 제체의 크기보다 작을 경우에만 유용하다.
Houston(1985)은 MacDonald and Langridge-Monopilis(1984)의 자료를 사용하여 좋은 재료에 의해 시공된 흙댐의 파괴형상은 1V : 1H의 사다리꼴 형태이며, 이를 확장하여 댐 아래 침식성 기초 바닥까지 적용하였다.
오래되거나, 결함재료에 의해 시공된 댐에 대해서는 파괴의 크기가 커진다.
일단 초기파괴가 형성되면 침식된 재료가 하류로 이송되는 동안 계속된 물의 흐름으로 파괴가 커진다. 초기파괴는 대부분 "V"형태를 지니며, 폭은 깊이의 3~4배가 된다. 유실이 진행됨에 따라 댐체의 연질성 재료는 좀더 멀리 유실되며, 파괴의 세로경사는 파괴부분이 커지면서 점차 평평해진다.
"V"의 정점은 네모가 되며, 침식은 <그림 IV-1-1(c)>와 같이 측방향으로 진행된다. 측방향 침식의 범위는 저수지의 크기와 저수량에 의해 좌우된다. 비침식성 중인 댐 기초 부분까지 또는 흐르는 물의 침식능력이 침식에 대한 댐의 저항력보다 작을 때까지 침식은 계속된다. 만약 이송 능력이 거의 무시될 정도이면 파괴는 저수지가 서서히 비워지면서 그대로 유지된다. 비침식성 기초에 다달으면 침식은 측방향으로 진행된다.
Si㎜ler and Samet(1982)의 실험적 연구에 의하면 첫째 댐의 월류시 하류 방향 제체 경사의 불안정은 하류방향 경사 보호공의 다짐 정도, 하류방향 표면 경사 및 입자 직경 등에 좌우되며, 홍수가 한계에 도달했을 때 일어난다.
둘째, 댐의 침식은 일정하게 진행되지 않지만 어떤 주기를 따르며 침식은 주기가 깊이와 붕괴에 관련이 없을 때까지 불투수성 요소의 뒤에서부터 항상 시작되는 것으로 이 과정은 반복된다.
셋째, 파괴된 바닥의 경사는 침식이 진행됨에 따라 감소하며, 바닥은 어느정도 평평해진다.
넷째, 침식 체적 곡선은 주로 직선형태를 가지며, 침식과정의 끝 부분에서 수평 형태를 지닌다.
Powledge et al.(1989a, 1989b)는 가능최대 홍수량(PMF)에 의한 월류시 미국과 영국의 제체를 대상으로 모델과 원형에 대한 연구를 통하여 다음과 같이 제시하였다.
세가지 물의 흐르 영역과 침식 영역을 <그림 IV-1-2>와 같이 나타내면, 첫째 댐 마루의 상류방향에서 잔잔한 저수지가 상류로 변화하는 구간으로 침식영역I이며, 둘째 댐 마루의 한계류가 형성되는 구간으로 침식영역II이며, 셋째 하류사면 위의 사류의 구간으로 침식영역III로 구분하였다.
<그림 IV-l-2> 월류시 흐름과 침식영역
흐름영역I(댐마루 위의 상류흐름)과 침식영역I에서 에너지 경사와 유속이 작아 수위가 높아도 소류응력(Tractive Stress)이 낮기 때문에 댐 마루 부위의 재료가 침식성이 높을 경우에만 침식이 일어난다.
흐름영역II(댐 마루위 사류 흐름)과 침식영역II에서 천이지역(Transition)이 발생하며, 흐름영역I의 에너지 수준과 같으나 에너지경사가 심하여 소류응력이 증가한다. 높은 소류응력임에도 불구하고 구간이 짧기 때문에 침식은 댐 마루의 하류끝단에서 일어나며, 댐 마루가 포장이 된 경우 포장층 밑을 관통하는 저수지 수위로 인하여 포장층 밑부분에 양압력이 발생하여 포장층이 들뜨는 경우가 있다. 최대 양압력은 포장층 밑에 투수성 배수재료가 있는 댐마루위 저수지 수위의 1/3크기이다.
흐름영역III(하류사면의 사류흐름)과 침식영역III에서 에너지 수준은 흐름이 댐의 하류방향으로 이동함에 따라 크게 증가한다. 에너지경사가 급하므로 에너지 감소가 평형을 이룰 때까지 유속은 증가한다. 또한 소류 응력이 증가하여 침식의 능력이 크게 증가한다.
침식의 과정은 대체로 경사 불연속의 지점에서 시작되며 예로서 댐의 끝단 부분이다.
그러나 침식은 어느 장소에서도 일어날 수 있으며, 제체의 상태와 외관에 좌우된다. 초기 파괴이후 월류부(Overfall)가 발생하며 이어 세굴공(Scour Hole)이 월류부의 하류방향에 생긴다. 세굴공의 확대 과정은 하류수(Tailwater) 상태와 재료의 특성에 따라 좌우된다. 하류수 잠수(Tailwater Submergence)가 없는 경우 제체의 파괴는 상류방향으로 진행된다. 월류부의 안정성은 토질강도와 세굴공 바닥 침식의 저항력에 직접적으로 결합되어 있다. 높은 월류부는 월류부 주변의 강도가 높은 토질에서 일어나며, 역으로 강도가 낮은 토질에서는 낮은 월류부가 생긴다.
세굴공은 상류방향 뿐만아니라 측방향으로도 확장된다. 하류수에 의해 세굴공이 잠수되지 않았다면 세굴공의 외부로 흐름이 생겨 침식된 토질이 제거된다. 세굴공이 커지며 사면 윗방향으로 이동됨에 따라 월류부의 높이는 제체의 급격한 경사 때문에 매우 빠르게 증가한다.
침식은 세굴공과 유출이 하류수에 의해 잠수되었을 때 크게 감소된다.
기본 침식과정과 침식율은 입상 제체와 점착성 제체에 따라 다르다. 입상제체는 침투가 중요하며 투수계수, 필터의 특성, 노후정도 및 저수지 수위의 증가 크기에 따라 월류의 영향은 변화한다.
월류가 일어나면 하류사면에 나타난 침투는 사면의 침식을 가속화시키는데, 이런 현상은 침투가 나타나는 댐 하류단에서 일어난다. 결국 표면 슬립(Slip)과 흐름은 즉시 발생함과 동시에 사면 윗방향으로 급격히 이동된다. 이런 현상이 댐 마루까지 확장되면 댐 마루는 낮아지게 되어 흐름이 높아지고 침식이 가속화된다.
점착성 제체는 입상(Granular) 제체보다 침식에 대하여 저항력이 크다. 왜냐하면 낮은 투수계수로 인하여 사면에 침투가 생기지 않기 때문이다.
침식은 때때로 난류상태의 침식동안 제체 끝단에서 일어나며 상류방향으로 이동하여 경사면의 밑을 잘라낸다. 이로인해 급한 경사면에 흙의 인장력 및 전단력에 의해 재료의 많은 부분이 제거된다.
Powledge et al. (1989b)는 제체 댐에 대하여 침식율 및 침식의 초기화 등에 영향을 미치는 물리적 요소를 다음과 같이 기술하였다.
(1) 제체의 형상, 재료의 형식, 성토재의 밀도
(2) 흐름의 최대속도
(3) 불연속, 균열, 사면내 공극, 부대시설 및 하류 끝단에서의 동물의 활동
(4) 하류사면 위의 하류수의 출현과 높이
(5) 제체의 낮은 지점의 흐름 집중
(6) 끝단(Toe) 배수, 피복(Blanket) 배수 등
흙댐 파괴의 또다른 일반적인 원인은 예측할 수 없는 홍수와 달리 사전에 예측이 가능하며 복구할 수 있는 파이핑 현상이다.
파이핑은 물이 다짐상태의 성토재를 관통하여 토립자를 이동시켜 일어나는 것이다. 사질토의 내부침식은 원형 수로 또는 파이프를 형성시키는데 이를 파이핑이라 칭한다.
Mears(1968)는 파이핑을 침투된 물로 인해 지중에 침식이 일어나 토립자를 이동시켜 지하내부에 관을 형성한 것으로 정의하였다.
물이 제체의 다짐된 성토재 또는 기초의 자연상태의 흙을 관통하여 스며나옴에 따라 압력수두는 흙의 공극을 통해 물이 흐르는 것을 방지하는 점성 항력(Viscous Drag Force)을 저항하면서 소진된다. 역으로 침추된 물은 댐을 관통하거나 밑부분을 관통하여 토립자와 동시에 이동하는 침식력을 발생시킨다.
파이핑은 높은 정수압 때문에 댐의 낮은 부분에서 보통 일어나며, 토립자가 유실되어 파이프가 형성되면 초기파괴는 급속하게 진행된다. 이런 일련의 과정을 <그림 IV-1-3)에 나타내었다.
월류에 의한 파괴와 파이핑에 의한 파괴를 비교하면 파이핑에 의한 파괴의 속도가 훨씬 빠른 비율을 갖고 있다. 파이핑에 의해 파괴된 부분에는 전면파(Front Wave)가 형성되어 하류방향 수로에 높은 부정류를 발생시키고 저수지 내부 쪽으로 부파(Negative Wave)가 발달한다. 또한 파이핑은 제체의 다짐불량, 콘크리트 방류관 및 여타 구조물 인근의 다짐불량 및 제체와 기초, 제체와 접합부 사이 등의 다짐불량에 의해 발생된다. 제체의 누수는 방류관의 균열 또는 부등침하에 의해 발생된다.
기초의 파괴(Foundation Failure)는 기초재료의 포화로 재료가 유실되거나 암석이 약해져 슬라이딩 파괴로 발생된다. 전자는 파이핑에 의한 파괴와 비슷한 파괴형상을 지니지만 초기파괴가 크고 댐의 전 높이를 포함하는 파괴를 지닌다. 파괴속도는 매우 느리지만 슬라이딩 파괴를 동반한 경우에는 순간적인 대규모 파괴가 발생된다.
슬라이딩 파괴는 길이에 따라 다르며 일반적으로 댐 길이의 1/3정도 또는 이를 상회한다. 이런 이유는 홍수로 인한 대단위의 침식 잠재력을 상실하지 않고 완전 파괴를 형성하기 때문이다. 지질학적 조건에 따라 형상이 다르지만 보통 댐 전체 높이를 포함하는 사각형의 모습을 나타낸다.
점진적 비탈사태(Sloughing, Raveling)는 파이핑과 밀접한 관계가 있는 손상이다. 이 과정은 하류단(Downstream Toe)에서 침식이 시작되어 소규모의 활동사태(Slump) 또는 슬라이딩을 일으키는 것이다. 비탈사태는 댐이 너무 얇아 수압을 견딜 수 없을 때까지 계속 진행되어 갑자기 댐이 파괴된다. 이 경우 파괴는 댐의 하류방향이 포화됐을 경우 일어난다.
파랑작용에 의한 사석(Riprap)의 유실도 파괴의 부분적 원인이 될 수 있으며, 사석의 유실은 비탈사태 또는 파이핑 파괴로 이어질 수 있다.
<그림 IV-1-3> 파이핑 파괴의 형성 과정
4. 댐의 사고 유형의 분류
ㆍ 유형 Fl-붕괴 : 기존 댐의 기능을 완전히 포기해야 할 정도인 상태
ㆍ 유형 F2-붕괴 : 일시적 파괴가 있으나 보수 보강을 할 수 있는 상태
ㆍ 유형 Al : 댐 운영 중 일시적 사고가 있으나 보수ㆍ보강을하여 파괴를 방지할 수 있는 상태
ㆍ 유형 A2 : 최초 담수후 수위 저하 등의 사고가 있으나 댐 가동 전에 보수ㆍ보강이 가능한 상태
ㆍ 유형 A3 : 댐의 가동 전 또는 담수 전에 지반침하, 슬럼핑 및 접속부의 슬라이딩 등 구조물 완공후 나타나는 사고의 상태
ㆍ 유형 AR-저수지 : 저수지 상류에서 생기는 사고 또는 비정상적인 문제로서 댐구조물의 파괴 및 사고를 일으키지 않는 상태
ㆍ 유형 DDC-시공중 손상 : 댐의 완공 전 구조물의 일시적 손상으로 가물막이 댐의 파괴 또는 부분적으로 완공된 댐의 월류 등의 상태
ㆍ 유형 MR-주요 보수 : 댐의 노후화에 따른 보수로서 열화상태의 콘크리트 보수, 사석의 보수 및 수문의 교체 등의 상태
IV-2 댐 파괴의 수학적 모델 l. Cristofano 모델
Cristofano(1965)는 점진적 댐 파괴의 침식을 모의하였다.
재료의 침식율 또는 결구(Notch)의 깊이는 지반공학을 바탕으로한 힘 벡터의 해석에 의해 도출되었다. 결구를 통한 물 흐름의 힘을 월류수로의 바닥표면에 작용하는 저항 전단강도로 나타내었으며, 물의 힘은 질량에 가속도를 곱한 것으로 나타냈다. 저항 전단 강도는 전단력을 전단력이 작용하는 평면에 평균 전단 응력을 곱한 것과 같다고 등식화하였다. 평균 전단응력은 내부 입자 압력에 마찰각도의 탄젠트를 곱한 것과 점착력을 더하여 등식화하였다. 전단평면의 길이는 재료의 마찰각도에 좌우된다. 월류 부분은 항상 사다리꼴 모양이며, 바닥 폭은 일정하다고 가정하였다. 월류 수로의 바닥경사는 둑 재료의 마찰각도와 같다.
이러한 가정에 의해 결구의 흐름 해석은 웨어공식화하여 사용할 수 있게 된다.
이렇게 하여 Cristofano는 결구 내의 수직ㆍ수평 침식 변화율을 단위 면적당 결구를 통한 물 흐름의 변화율과 관련시켜 다음의 식으로 나타낸다.
여기서 Q_{s} = 유사유출량
Q_{b} = 파괴 부분을 통한 방류량
K_{c} = 비례상수
ø = 마찰각도
l = 파괴부분의 바닥길이
h = 수위
사다리꼴 모양의 파괴 부분의 흐름은 다음과 같은 광폭 웨어 흐름공식으로 계산하였다.
여기서 C = 유출계수
H = 수위
L = 길이
Q = 유출량
C의 값은 2.9로 하며, 최대 유출량의 경우에는 2.2로 감소시킨다.
정상적인 제체에 대하여 Cristopano는 다음과 같은 사항을 제시하였다.
(1) 토질의 점착력은 0.28㎏/㎠
(2) 내부입자 압력을 받는 다짐의 크기는 0.98㎏/㎠
(3) 마찰각도는 14° 내외
위의 값들을 소위 대표값으로 하고, 유출계수값은 2.9를 사용하며, 비례상수의 값으로 1.0을 구하였다.
본 모델은 짧은시간(1~20초)에 시행착오(Trial and Error)의 과정을 채택하였으며, 이 시간내에 결구의 침식깊이가 증가한다고 하였다.
월류 수로의 바닥을 향한 전단평면의 길이는 가정된 침식깊이를 기준으로 수위에 따라 계산된다. 결구의 모든 침식은 위의 가정을 바탕으로 계산되며, 계산된 침식 깊이는 가정된 침식깊이와 비교하여야 한다.
만약 이들 깊이가 만족할만한 범위내에서 일치하지 않을 경우 새로운 깊이를 추정하여 연속적인 시행착오 과정을 시행하여야 한다.
본 모델의 가정을 요약하면 다음과 같다.
(1) 결구의 폭을 일정하게 유지시키고, 결구의 모양은 사다리꼴이다.
(2) 월류수로 바닥의 길이 또는 전단평면은 바닥암석층에 대하여 측정된다.
이는 월류수로 바닥에서 일정하게 증가하는 길이는 바닥암석층까지 허용한다.
(3) 침식은 단지 파괴된 바닥으로부터 일련의 일정한 박편으로 구성되며, 측면의 침식은 고려하지 않는다. 왜냐하면 측면침식은 슬라이딩의 결과로 가정하기 때문이다.
(4) 측면경사의 비탈사태로 인한 재료는 물에 의한 유사 이송시 무시한다.
(5) 월류수로 바닥(전단평면) 경사는 일정하며, 재료의 마찰각도와 동일하다.
본 모델의 2개의 주요 제한사항은 다음과 같다.
(1) 일정한 바닥 폭을 지닌 사다리꼴 모양의 파괴로 가정
(2) 매개변수 K_{c}의 불확실성
Cristopano는 마찰각도는 11°에서 15°까지 변화하며, 정상적 상태에서 매개변수 K_{c}는 1.0이라고 밝혔다.
Cristopano의 연구와 비슷하게 Singh등 (Singh and Scarlatos, 1986, 1987a ; Singh and Quiroga, 1988)은 해석적 모델을 제시하였는데, 이 모델은 유타주의 Hyrum댐과 Brown's Ferry 원자력 발전소의 잠재적 댐 파괴의 측정을 위해 사용되었다.
Bay and Miller(1965)는 유타주의 Hyrum 댐의 안정성을 평가하기 위하여 Porcupine댐에 대하여 Cristopano의 모델을 적용하였다.
2. Harris - Wagner(HW) Model
Harris and Wagner(1967)는 제체의 월류 또는 파이핑으로 인한 흙댐 파괴에 관한 간단한 모델을 제시하였다. 본 모델은 3가지 주요 구성요소로서, 첫째 소류사 이송(Bed Load Transport), 둘째 파괴개도 부분(Breach Opening), 셋째 파괴부분을 통한 방류량(Breach Outflow) 등을 지닌다.
2.1 유사이송
본 모델에서 5가지 유사이송모델(소류사, 도약유사, 용존유사, 부유사, 미립부유사 ; Bed Load, Saltation Load, Dissolved Load, Suspended Load, Wash Load) 중 3가지 중요 유사(소류사, 도약유사, 부유사)만을 다루었다.
왜냐하면 용존 유사와 미립부유사는 댐 유실에 전혀 영향을 끼치지 못하며, 저수지내에 침전되므로 중요하지 않다.
파괴된 수로바닥을 따라 이송되는 총 고형유사(Solid Load)를 측정하기 위하여 Schoklitsch 소류사공식(Schokitsch, 1934)을 택하였는데, 이 공식은 흐름에 의해 운반되는 부유사를 설명할 수 없다. 부유사는 난류와 침강속도의 이해를 바탕으로 측정되어야 한다. Schoklitsch공식은 소류력 이론을 바탕으로 만들어졌으며, 소류사의 유사 이송율은 본 공식을 변형시킨 다음과 같은 공식을 사용한다.
여기서 G = 유사이송율
S = 수리경사 (ft/ft)
Q = 순간유출량 (cfs)
d = 토립자 직경 (inches)
유사 유출량 Q_{s}(cfs)는 다음과 같다.
여기서 C = 소류사 계수 또는 농도(1bs/ft³)로 다음과 같다.
r_{s} = 유사재료의 밀도
(식 5)에 의하여 C는 일정한 경사에 대하여 일정한 값을 지니며, 깊이가 증가함에 따라 단위 체적당 운반되는 흙의 양은 동일하다.
파괴 수로 바닥에 인접한 부근에서는 흙이 좀 더 많이 운반되며, 상부층에서는 부유사가 덜 운반된다. 수로의 수위가 증가하면 수면부근의 운반되는 흙은 감소하며, 동시에 속도는 수리 수두가 증가함에 따라 증가한다.
깊이의 증가와 높은 속도에 의한 흙의 이송 능력의 증가에 따른 부유사의 감소는 상호보완적 관계를 갖는 것이며, 댐 파괴시 이러한 가정에 의하여 C의 값이 일정하다는 것을 수용할 수 있다.
2.2 파괴 개도(Breach Opening)
파괴의 개도는 파괴의 크기, 모양 및 수리 수두가 파괴 수로 유출량을 결정한다는 것을 의미한다. 파괴에 대한 다음과 같은 가정이 주어졌다.
(1) 파괴개도는 포물선 형태이다.
(2) 파괴 정상부위는 여수로의 월류와 같이 작용한다.
(3) 하류수 영향, 접근 속도 및 흐름의 수축효과는 거의 무시한다.
(4) 포물선의 모양은 상부폭(T)이 깊이(D)의 3.75배이며, 개도의 면적은 0.66DT이므로 면적(A)은 A=2.5D²이다.
광폭 웨어 위의 한계류로 가정하고 파괴 모양을 포물선 형태로 하여 파괴시 유출량은 다음과같다.
여기서 Q = 유출량(cfs)
H = 파괴바닥위 저수지의 깊이
2.3 파괴 경사
파괴경사는 방류량 수문곡선 계산시에 매우 중요하다. 파괴 경사에 영향을 미치는 요소의 하나로 재료가 초기에 침식되는 방법이다. 월류는 급경사 수로에서 처음 침식을 일으킨다. 또다른 요소는 제체의 재료형태이다. 여러 가지 재료들은 서로 다른 경사를 지니며, 단지 경사로 파괴의 특성을 결정지을 수 없다.
파괴경사는 재료의 마찰각도와 일치하여 제체의 초기 미끄러짐에 의해 발생된다.
경사의 범위는 거친재료와 미세재료에 따라 5° ~ 20°의 범위내에서 변화한다.
이들 값의 범위는 Folsom Coffer댐의 16°와 Hall Hole댐의 15°의 파괴경사에 의하여 검증되었다. 파괴경사는 파괴수로의 수평 및 수직 침식에 따라 변화한다. 제체의 초기 월류시에 초기수로는 매우 급한 경사를 갖는다.
침식이 진행됨에 따라 각도는 심하게 감소되거나, 똑같이 유지되거나 또는 증가하기도 한다. 만약 파이핑이 미끄러짐(Slippage)의 원인이라면, 초기 수로 경사는 크거나 또는 작으며, 계속 증가, 감소 또는 동일한 상태를 유지한다.
댐은 여러 가지 흙으로 만들어지며, 침식이 수직방향으로 진행됐을 때 침식은 입자상 재료부터 시작되어 내부 중심으로 진행된다. 이는 파괴수로 경사가 하나 이상임을 나타내며, 상류 입자상 재료의 경사는 불투수성 재료를 통한 경사와 다르다.
입자상 재료는 거의 일정한 경사를 지니며 침식율을 억제한다.
댐 중심벽에서는 점착성 재료가 입자상 재료사이에 위치하며, 물이 점착성 재료를 통과한 후 입자상 재료를 통과하여 흐른다. 이때 침식율은 입자상 재료에 의해 억제되는데 이는 높은 소류력이 입자상 재료를 움직이기 위하여 필요하기 때문이다.
2.4 계산 방법
본 모델을 적용하기 위하여 다음과 같은 자료가 필요하다.
(1) 저수지 용량 대비 깊이의 관계
(2) 제체의 재료 형태
(3) 제체의 지형 및 기저암반 위치
(4) 초기 수위
(5) 유입량
(6) 방류구 통한 유출량
가장 먼저 파괴의 형식을 추정하는 것으로 월류 또는 파이핑인지를 판단하고 파괴수로의 초기경사를 파괴 형식으로부터 추정하며, 그리고 재료의 평균 입경은 흙입토 분포 곡선으로부터 추정한다.
계산은 다음과 같이 수행된다.
(1) Q_{s}/Q의 값을 경사 S와 평균입경 d의 값을 추정하여 계산한다.
(2) 댐마루 아래 깊이 D에서 포물선형 파괴수로의 면적을 계산하며, 댐 마루 근처에서 D의 초기 증가부분은 댐 높이의 5%보다 크지 않아야 하며, D는 댐 높이의 10%보다 결코 크지 않다.
(3) 파괴 수로의 체적은 면적에 길이를 곱하여 얻는다.
(4) D의 편의적 증가를 설정한다.
(5) D의 두 번째 증가에 따른 체적을 구하며, 체적 증가 ΔV는 처음 체적에서 두 번째 체적을 감하여 얻는다.
(6) Q_{s}/Q와 제거된 흙의 체적을 알고 있다면 흙을 유실시키기 위하여 필요한 물의 체적을 구할 수 있다. 이 값이 물의 ΔV이다.
(7) 또한 이 ΔV는 저수지 용량-깊이의 자료가 유용하다면 저수지 용량 자료를 사용하거나 물의 ΔV를 모두 더하여 저수지의 하강을 구하는데 사용된다.
(8) H의 각각의 증가에 대한 평균 값을 계산하면 H^{25}가 되며, 방류 유출량은 위에서 구한 저수지 하강에 대하여 계산된다.
(9) 물의 증가체적을 유출량으로 나누면 시간 증분을 구할 수 있다.
(10) 시간 증분은 첨두 유출량이 발생될 때까지 계속 더한다.
(11) 이런 일련의 계산은 기저 암반에 도달할 때까지 반복 수행한다.
2.5 적용사례
본 모델을 Apishapa 댐과 Folsom댐에 대하여 적용하였다.
Apishapa댐에 대하여 Q_{s}/Q = 0.032, S=5°, d=0.2 inch, D=13ft을 택하고, Folsom댐에 대하여 Q_{s}/Q = 0.15, S = 16° , d = 0.4 inch, 수위는 댐 마루 아래 1 foot 등을 택하였다.
이 두가지 경우 파괴형상을 포물선형으로 가정한 것이 합당하였다고 결론을 내렸으며 다음과 같은 결론을 이끌어 냈다.
(1) 경사는 거의 일정하게 유지되었다.
(2) 소류사 계수는 일정하다.
(3) 파괴형상을 가정한 것이 합당하였다.
(4) 미세입자의 경우 경사는 평탄하다.
3. BRDAM 모델
본 모델은 Harris and Wagner(1967)의 연구를 바탕으로 Brown and Rogers (1977, 1981)가 개발한 것으로 월류 또는 파이핑에 의한 흙댐의 점진적 파괴 침식을 모의했으며, 댐 파괴와 관계없는 저수지를 통한 홍수추적, 댐파괴 방류ㆍ수문곡선의 계산 및 홍수의 연속 추적 등에 사용된다. 월류와 파이핑에 의한 파괴에 대해서 설명이 되어있으며, 제체의 파이핑의 경우 댐 마루가 붕괴되었을 때 파이핑 지점위의 재료는 거의 순식간에 제거된다.
이후 파괴 수로는 강바닥 밑으로 서서히 침식된다. 월류가 생겼을 때 결구(Notch)는 댐마루에 형성되며 시간이 지남에 따라 커진다.
파괴가 커지는 비율은 컴퓨터 모의에 따르는 상호작용의 방법에 의해 결정된다.
부가적으로 주어진 시간 증분내에 제거된 재료의 체적을 계산하고 새로운 값을 얻기 위하여 기존 파괴체적에 더한다.
확장된 수로를 통하는 흐름은 다음 단계 시간 증분내에 침식된 재료의 양을 재계산하기 위하여 사용된다. 이러한 반복계산을 결구가 침식되어 기저암반까지 도달될 때가지 연속수행 한다.
파괴가 기저암반까지 도달했을 때 수평 침식이 때때로 일어나며, 이는 저수지 체적과 댐 높이에 좌우된다.
Brown and Rogers(1977)는 기저암반에 도달하면 파괴 모양은 일정하게 유지된다고 가정하였다. 즉 수평침식이 없다는 것을 의미하며, 파괴의 측면 경사를 45°로 가정하였고, 수로경사는 재료에 따라 5°에서 30° 사이로 가정하였다.
본 모델을 사용하여 Teton댐으로부터 American Falls 저수지까지 방류 수문곡선을 추적하였으며, 이 결과는 미국 지질탐사국(U.S.G.S)의 범람지역의 자료와 비교되었다. 비교결과 계산치와 실제 기록된 첨두 흐름이 매우 잘 일치하였다.
저수지와 댐을 통한 홍수추적에 대하여 반복계산은 물수지에 근거하여 사용되었다. 우선 초기조건이 결정되어야 하며, 유입 수문곡선이 주어져야 한다.
각각의 시간증분에 대하여 여수로, 방류구 및 발전소를 통한 방류량이 저수지 수위를 근거로 계산된다. 유입량과 방출량 사이의 차이는 저수지 용량의 변화를 계산하기 위하여 또는 새로운 저수지 수위를 산출하기 위하여 사용되는 것이다.
이들 계산치들은 저수지 수위가 어떤 시간에 댐 마루를 혹시라도 넘어설 것인가를 결정하기 위하여 반복적으로 수행된다. 파괴 방류수문곡선은 TAHS(Transient Analysis of Hydraulic Systems)라는 모델을 사용하여 하류 수로를 통하여 독립적으로 추적된다. TAHS모델은 개수로의 부정류, 관수로 및 조합형태의 흐름을 해석하기 위한 프로그램이다.
3.1 계산절차
파괴형성을 계산하기 위한 절차는 다음과 같다.
(1) 초기조건이 방류 수문곡선을 계산하기 위한 반복 수행이 시작되도록 결정되어야 한다.
(2) 시간 증분이 선택되어야 한다.
(3) 각각의 시간 증분에 대하여 유입량이 주어지고, 여수로, 방류구 및 발전소를 통하는 방류량은 주어진 시간에 있어 저수지 수위를 사용하여 계산한다.
(4) 유입량과 유출량의 차이가 계산되고 ; 이 계산치는 저수지의 용량을 계산하기 위하여 사용되며, 새로운 저수지 수위를 계산하는데 사용된다.
(5) 단계(1)에서 단계(4)는 저수지 수위가 어떤 시간에 댐 마루를 혹시라도 넘어설 것인가를 결정하기 위하여 반복 수행된다.
(6) 월류에 대하여 댐을 넘어서거나 또는 관통하는 방류량은 광폭 마루의 웨어 <그림 IV-2-1> 참조 공식에 의하여 계산된다.
여기서 T = 상부폭
A = 횡단면적
g = 중력가속도
Q = 유출량
여기서 y_{c} = 댐마루 높이와 표면 수위 사이의 차, H의 75%인 댐마루를 넘는 흐름의 한계 깊이
(식 7)에 (식 8)과 (식 9)를 대입하면 다음과 같다.
<그림 IV-2-1> 광폭웨어 흐름
(7) 댐 마루를 넘는 흐름을 알고 있다면 초기 파괴수로 침식은 가장 위험한 지점에서 계산된다.
(8) Q의 10%가 처음 시간 간격동안 유사 이송을 계산하기 위하여 사용된다.
즉 Q_{b} = 0.1Q, Q_{b} = 파괴를 통한 흐름
결구 모양은 <그림 IV-2-2>와 같이 일정하게 유지된다.
(9) 유사의 제거량은 (식 3)으로부터 계산된다.
(10) 시간 간격 Δt 내에 제거된 재료의 체적은 V_{s} = GΔt/γ_{s}로 계산되며, γ_{s} = 재료의 비중(lb/ft³)이다.
(11) 결구의 깊이는 D = A/(0.66T)로 정의되며, 여기서 T는 결구의 폭이며 A는 결구의 횡단면적이다.
(12) 새로운 파괴 흐름 Q_{n}은 다음과 같이 계산된다.
여기서 H = 표면수위 - 댐마루 높이
H1 = 결구에서의 수심(ft)
A_{t} = 결구를 통한 흐름의 면적(ft²)
(13) 단계(9)에서 Q_{n}을 Q로 대치시키면, 순환이 재반복된다.
<그림 IV-2-2> 파괴 결구 모양
3.2 자료의 요구사항
본 모델의 실행을 위하여 다음과 같은 자료가 명시되어야 한다.
입력자료는
(1) 초기조건 (댐의 지형, 흙의 특성, 초기 저수지와 하류수 및 댐 마루 높이)
(2) 강우 수문곡선 (저수지의 유입량 대비 시간)
(3) 저수지 특성 (최대 및 최소 표면 수위, 저류량 대비 높이 자료)
(4) 하류수 자료 (최대 및 최소 하류수 흐름, 하류수 높이 대비 하류방향 수로내 흐름)
(5) 여수로 자료 (여수로 흐름 대비 저수지 높이 등)
(6) 방류구 자료 (방류구 흐름 대비 저수지 높이 등)
(7) 발전소 자료 (단위조작 개수, 각 단위에 대한 수위 및 유량)
(8) 홍수 저류량 및 방류량 자료
결과치는 다음과 같은 사항을 포함하고 있다. 즉 유입량, 저수지 높이, 하류수 높이, 파괴상부 높이, 파괴체적, 파괴유량, 방류구 유량, 여수로 유량 및 발전소 유량 등이다.
3.3 적용사례
Brown and Rogers (1977)는 본 모델을 사용하여 Teton 댐의 파괴와 흐름 특성을 모의하였다. 파괴연구는 파괴 전의 상태에 근거하였으며, 각종 자료를 입력시켜 모델을 적용하였다. 월류 파괴에 대하여 댐 마루는 파괴시 붕괴된 것으로 가정하였다. 결구는 파이핑이 시작된 지점에서 순식간에 침식되었으며, 결구를 통한 물의 흐름으로 점진적 파괴 침식이 일어났다. Teton댐의 경우 댐 마루 파괴 전에 상당량의 흐름이 있었으나 첨두 방류량과 비교하면 매우 작은 양이었다.
최종 파괴 형상은 매우 불규칙적이었으나 흐름방향에 대한 연직방향의 측면 각도는 대략 45° 정도였다. 파이핑 높이 아래 결구 형성은 매우 빠르게 이루어졌다.
본 모델에 의해 예측된 첨두 방류량 값인 1.8×10^{6}cfs는 미지질탐사국(U.S.G.S)에 의해 계산된 값인 1.6~2.8×10^{6}cfs와 잘 일치하였다.
4. Ponce-Tsivoglou(PT)모델
Ponce and Tsivoglou(1981)는 월류에 의한 흙댐의 점진적 파괴에 관한 수학적 모델을 제시하였다. 본 모델은 파피가 댐 마루와 하류사면의 취약한 지점에서 시작되어 점차 증대한다고 가정하였다. 개수로의 부정류 흐름, 유사 이송 역학 및 지형학에 관한 이론들을 제체 파괴를 모의하기 위하여 이용하였다. 이 모델은 6개의 주요 요소로 이루어졌는데
(1) 부정류 흐름 방정식에 대한 수치연산, (2) 수로저항, (3) 유사 추적, (4) 파괴지형학, (5) 저수지 추적 및 (6) 초기 및 경계조건 등이다.
이 모델은 저수지가 완전 배수될 때까지 또는 파괴로 인한 침식이 멈출 때까지 처음부터 파괴 수로를 따라 수리학적 및 횡단면 특성의 공간적, 시간적 변화를 모의하고 있다.
4.1 수치연산
홍수 수문곡선의 상승이 매우 빠르기 때문에 운동량 방정식에서 관성항이 중요하다. 그러므로 동역학적 파모델(Dynamic-Wave Model)을 사용하여 점진적 파괴를 모의하기 위하여 4점 음해 Preissmann Scheme (Liggett and Cunge, 1975)이 St. Venant 방정식을 풀기 위하여 사용되었다.
메트릭스 방정식은 Double Sweep 기법에 의해 풀어진다.
4.2 수로저항
매닝계수를 시간 및 공간에 있어 일정하게 유지시킨 매닝 방정식을 사용하여 수로 바닥의 저항을 기술하였다. 저항계수를 월류수로의 수리학과 유사 특성을 관련시킨 즘 더 효과적인 방법을 제시하였다.
4.3 수로 횡단면 특성
횡단면의 특성은 다음과 같다.
여기서 y = 수위
A = 횡단면적
P =윤변
α, a₁= 계수
β, b₁= 지수
최소 자승법을 사용하여 계수와 지수를 파괴수로와 시간에 따라 거리의 함수로 나타내었다. 즉 횡단면 매개 변수들이 매 시간 단계마다 수정된다.
4.4 파괴 기하학
이 모델은 파괴를 통한 유량과 파괴 상부폭 사이의 관계를 규명하였다.
이 관계는 평형하상 수로에 관한 연구를 추적한 것이며, 파괴 폭이 일정해지거나 첨두 유량 폭과 같아진 이후 이 관계는 처음부터 첨두 유량까지 적용된다.
4.5 유사이송
이 모델의 유사성분은 높은 Froude 수의 흐름에 대하여 하상재료 이송에 관한Meyer-Peter and Muller 방정식과 Exner 유사 연속방정식을 사용하여 수로하상에서의 침식 과정을 모의하였다.
Exner방정식은 다음과 같다.
여기서 Q_{s} = 유사 이송량
P = 하상을 형성하는 재료의 공극율
B = 평균 수로폭
r_{s} = 하상 재료 밀도
Z = 하상 높이
하상 높이의 변화는 하상 재료특성과 지배적인 유사이송의 함수로서 계산된다.
유사 이송량은 Meyer-Peter and Muller (1948)에 의해 다음과 같이 주어졌다.
여기서 q_{s} = 하상재료 이송량
τ = 바닥 전단 응력
τ_{c} = 한계 전단 응력
a = 계수
b = 지수
Froude가 높은 흐름에 대하여 b=15의 값이 일반적으로 사용된다.
바닥 전당응력은 다음과 같다.
여기서 r = 물의 밀도
d = 흐름의 깊이
S_{f} = 마찰경사
한계전단응력은 다음과 같다.
여기서 D_{50} = 하상재료의 평균입경
r_{s} = 유사밀도
댐 파괴시 경사는 급하며, 유사 이송량이 높다. 그러므로 γ는 τ_{c}보다 훨씬 큰 차수(order)를 가지며 (식 16)을 다음과 같이 나타낼 수 있다.
이것이 유사 이송에 관한 운동파의 근사치이다.
4.6 저수지 추적
저수지 추적 성분은 상류 경계조건을 규명하기 위하여 상류 수위와 흐름깊이를 결정하는 것이다. 시간 증분 Δt에 대하여 체적 평형식을 사용하면 다음과 같다.
여기서 ΔH = 시간 j단계에서 j+1 단계까지 저수지 수위의 상승/하강
Q_{0} = 시간 j단계에서 상류부분의 유출량
Q_{i} = 시간 j+1단계에서 저수지로의 유입량
A_{j} = 시간 j단계에서 저수지 표면적
Δt = 시간 증분
(식 20)은 상류 경계조건의 국부적 선형화이므로 시간증분이 매우 작을 때만 유용하다.
4.7 초기 및 경계조건
초기 및 경계조건의 올바른 설정이 이루어져야 한다. 댐의 하류방향 쪽에 초기조건으로 흐름을 작고 유한하다고 설정한다. 정류흐름의 원리가 수리학적 조건을 결정하기 위하여 사용된다. 상류의 경계조건은 저수지 표면 수위에 의해 주어진다.
초기면적, 폭, 깊이, 흐름량, 댐과 파괴의 기하형태, 흙의 특성, 조도계수 및 공간과 시간의 결정 등이 입력자료로 구성된다.
4.8 적용사례
본 모델은 페루의 Montaro강 유역에 있는 Huaccoto댐 파괴시 자료를 이용하여 실제 홍수특성과 모의된 홍수특성이 상당히 일치됨을 확인하였으나 이는 단지 검증을 위한 것이다.
5. Lou 모델
Lou(1981)는 댐 파괴를 일으키는 홍수 수문곡선을 예측하기 위한 수학적 모델을 개발하였다. 본 모델은 PT모델과 구조적으로 비슷하며, 파괴 지형학을 기술하고 있다. 이 모델은 물의 연속방정식, 운동방정식, 유사의 연속방정식, 유사이송 방정식 및 파괴형상 방정식 등을 이용하였다. 모델의 주요인자와 변수들은 다음과 같이 요약할 수 있다.
(1) 초기파괴의 크기와 모양, (2) 시간에 따른 세로방향의 파괴단면도, (3) 시간에 따른 댐의 침식길이, 깊이, 폭, 면적 등 파괴지형, (4) 시간에 따른 속도 및 Froude, (5) 유사 유출량 수문곡선과 유량, (5) 댐파괴 기간동안 저수지 수위
계산은 연속적으로 이루어지며, 연속방정식과 운동방정식이 제일 먼저 풀어지고, 유사이송 방정식이 댐으로부터 침식된 유사를 계산하기 위하여 미리 얻어진 매개변수를 이용하여 사용된다. 이후 바닥 단면은 유사연속방정식을 이용하여 양해적으로 계산된다.
각각의 시간단계에서 모델은 파괴 횡단면과 마찬가지고 새로운 바닥 단면에 따른 경계 조건을 수정한다.
5.1 물의 흐름
St. Venant 방정식은 흙댐 파괴동안 부정류 흐름을 모의하기 위하여 적용되고, 마찰각도는 Manning 방정식에 의하여 표현되며, 이들 방정식은 Preissmann 4점 음해법을 사용하여 계산된다. 댐을 n개의 구간으로 나누고, 저수지(상류경계조건)로부터의 유출량은 하류방향으로 추적되어 수위유량곡선(하류경계조건)이 설정된다.
선형 방정식은 Double Sweep방법을 사용하여 계산되었다.
5.2 유사이송
유사 유출량은 제체 저하를 계산하기 위하여 필요하다. 댐의 월류 동안 유사 유출량은 3가지 접근 방법을 사용하여 계산한다. 첫째, 소류사의 DuBoy 모델은 총 유사이송을 추정하기 위하여 부유사 모델인 Einstein 모델과 결합된다.
둘째, 유사이송 함수는 파괴기간, 침식자료 (Erodibility Index) 및 유속 등의 함수로서 도출된다.
K_{s} = 11.6C_{a}u_{s}a, a = 2D = 부유사의 이동이 시작되는 하상층의 두께
D = (D_{mm}D_{max})_{1/2} = 평균입자 직경
U_{s} = √(gRS)
C_{d} = 유사농도
두 번째 접근 방법에서 Lou(1981)는 운동에너지를 침식과정과 관련시켜 제체내 입자 이송에 관한 식을 다음과 같이 도출하였다.
여기서 C_{e} = 상수
T_{d} = 파괴기간
U_{w} = 유속
E = 침식기간 동안 유실된 흙의 질량
5.3 파괴 지형학
월류에 의한 파괴 형성은 평형부분에 도달할 때까지 계속 커진다.
이런 메커니즘과 수리학적 고려를 바탕으로 가장 효율적이며 안정적 부분은 다음과 같은 식으로 기술하였다.
여기서 y = 거리 x에서의 깊이
D = 중심에서의 최대깊이
x = 중심으로부터의 거리
B = 상부폭
이런 모양은 수로를 안정시키기 위하여 최소의 폭과 최대의 수리반경으로부터 얻어진다.
저수지 수위는 상류 경계조건과 하류 경계조건인 수위 유량곡선으로 구성된다.
이 모델의 검증을 위해 Teton댐과 Montaro 댐에 적용하여 계산치와 기록치가 잘 일치하였다. 단점으로 수치적 불안정성을 나타내기도 하였다.
5.4 적용사례
본 모델을 미국의 Teton 댐 파괴와 페루의 Huaccoto 댐 파괴에 다음과 같이 적용하였다.
(1) 수로 구간수 = 5
(2) 횡단면적 수 = 6
(3) 가중인자 = 10
(4) (1-p)/γ_{s} = 1680
(5) p = 38%
(6) Manning 계수 = 0.04
상류경계조건은 저수지 체적 대비 수위곡선으로 설정하였으며, 하류경계조건은 최종 하류 부분의 수위 유량곡선으로 설정하였다. 결과는 매우 잘 일치하였으며 Teton댐의 첨두유출량이 68.600㎥/s, Huaccoto 댐의 첨두 유출량이 17,200㎥/s로 계산되어 기록치와 상당한 일치를 보였다.
6. Nogueira 모델
Nogueira(1984)는 흙댐의 점진적 파괴에 대한 1차원 수학적 모델을 제시하였다.
본 모델은 부정류 흐름 방정식을 유사 연속방정식과 월류에 의한 파괴 침식시 유사 이송량을 결합한 것이며, 파괴 수로에 관한 기하학적 관계를 도출하였다. 이러한 개념은 Lou 모델과 비슷하며, 부정류 방정식은 연속방정식과 운동방정식을 포함한 St. Venant방정식이다. 유사이송에 대하여 Exner 방정식과 Meyer-Peter and mueller 공식이 사용되었다.
Exner 방정식에서 측방향 유사 유입항은 파괴가 증가함에 따라 수로 내부로의 재료 슬라이딩을 고려하였으며, Manning 방정식이 마찰경사를 표현하기 위하여 사용되었다.
6.1 모델 방정식
물 흐름에 관한 연속방정식, 운동량 방정식과 유사 흐름에 관안 연속 방정식이 지배방정식이다. 이들 방정식은 결합되어 메트릭스 형태를 지닌다. 수치 연산으로 Preissmann 4점 음해법이 사용된다. Nogueira는 파괴가 진전됨에 따라 x-t 평면에서 연속적으로 해의 영역이 변화함을 인식하였다. 이는 곡선형 경계조건의 문제와 동일한 것으로 경계조건이 주어진 시점은 시간과 댐의 모양에 의존한다. 그러므로 하류 경계조건과 마찬가지로 상류 경계조건 가까이에서 차분화에 특별한 주의가 필요하다.
6.2 유사 이송량
Meyer-Peter and Mueller(1948)는 수정된 방정식을 다음과 같이 나타냈다.
여기서 r = 수중 유사의 비중
q_{s} = 단위 수로폭 당 체적에 의한 평균 유사 유출량
τ = 평균전단응력
τ_{c} = 평균한계전단응력
단위시간당 체적내의 고형 유송율 G는 다음과 같다.
여기서 P_{s} = 침식과 퇴적이 일어나는 윤변
6.3 파괴 지형학
파괴 수로 횡단면 모양은 유효전단응력에 의해 결정된다. 즉 모든 지점에서 총 전단응력과 한계 전단 응력의 차이에 의해 결정되는 것이다. Lane(1935)의 연구와 전단응력해석에 따라 파괴 종단을 다음과 같이 방정식으로 나타낸다.
여기서 Y = 거리 x에서의 깊이
Y_{0} = 중심에서의 최대 깊이
x = 중심으로부터의 거리
ø = 하상재료의 안식각
이 종단은 코사인 곡선이며 안정이 유지되는 동안 주어진 유출량에 대하여 최소의 횡단면적을 가지며, 다음과 같이 나타낸다.
윤변은 다음과 같이 나타낸다.
이는 완전한 타원 적분형해이다. 그리고 동수반경은 다음과 같다.
6.4 상류경계조건
과거의 흙댐 파괴를 살펴보면 지배단면은 파괴의 입구 가까이 형성되며 부파(Negative Wave)가 저수지 내부로 진행하는 것을 방지한다. 저수지 내에서 갑작스런 수위저하는 없는데, 이는 파괴시 흐름은 사류이며 저수지 수위가 일정하게 저하되기 때문이다. (Ponce and Tsivolhlou, 1981)
본 모델에 사용된 상류 경계조건은 저수지의 수위저하가 일정하다고 보며, 저수지 내의 부파를 무시하였다. 유입흐름의 추적은 체적 평형에 의해 다음과 같다.
여기서 V = 시간 t에서의 저수지 물의 체적
Q_{1} = 시간 t에서의 저수지로의 유입량
Q_{0} = 시간 t에서의 저수지의 유출량
저수지 체적-수위곡선을 다음과 같이 나타냈다.
여기서 h = 자유수면 수위
α, β = 기지의 상수
초기 단면에서 침식은 질량보존법칙을 사용하여 계산하였으며, 흐름의 깊이와 양은 한계류 지점에서 수위유량곡선에 의해 연결시켰다. 한계단면에서 깊이는 초기 단면 깊이의 3/2이며, 광폭 웨어의 경우에도 마찬가지이다.
6.5 적용사례
본 모델의 시험을 위해 페루의 Huaccoto댐을 적용하였으며, 홍수사항의 기본 특성들은 합리적으로 재현되었다. 모델 결과치의 민감도 분석에 의하면 조도계수와 초기파괴의 위치가 가장 중요한 매개변수로 나타났다. Nogueira의 해석에 의하면 유출 수문곡선은 댐의 물리적 특성인 마찰각도, 재료의 조도, 공극율 등에 좌우된다.
7. DAMBRK 모델
본 모델은 Fread(1984a, b)에 의해 개발된 미국 기상청(NWS)의 댐 파괴 예측 모델이다. 모델은 3개의 주요요소로 구성되었으며, (1) 파괴의 시간 및 기하학적 변화를 나타내는 eoa파괴 모델, (2) 파괴시 유출량, (3) 하류부의 홍수 추적 등이다.
7.1 파괴형성
모델의 입력자료로 파괴시간, 최종크기, 파괴모양 등이 주어져야 한다.
모양은 <그림 IV-2-3>에 나타낸 매개변수 Z에 의하여 규정되며, 수평경사인 Z는 0과 2사이의 범위를 갖는다. 사각형, 삼각형 및 사다리꼴 모양 등은 Z에 따라 규정된다. 최종 파괴의 크기는 Z와 파괴 바닥의 최종 폭(b)에 의해 조절된다.
파괴 바닥폭은 임의의 지점에서 시작되어 파괴시간 간격(τ)동안 선형적으로 증가한다.
만약 파괴시간(τ)이 10분보다 작으면, 파괴 바닥폭은 임의의 지점보다는 최종폭(b)의 유한값에서 시작된다. 파괴의 월류(h>h₁)에 의해 형성되거나 또는 파이핑(h₁<h_{a} 댐높이)에 의해 형성된다.
Fread(1984a)에 의하면 파괴 매개변수의 선택과 파괴시 유출량의 오차는 홍수파가 하류로 이동함에 따라 급격하게 줄어든다.
<그림 IV-2-3> 월류에 의한 점진적 댐 파괴의 개념도(Fread, 1984a)
7.2 저수지 유출 수문곡선
저수지 유출은 파괴시 유량(Q_{b})과 여수로를 통한 유량(Q_{s})으로 구성된다.
파괴시 유출량 Q_{b}는 다음과 같이 계산된다.
여기서 h_{b} = 파괴바닥의 높이, h = 저수지 표면 수위, b₁= 순간 파괴 바닥폭
여기서 n = 조도계수, A = 흐름의 횡단면적, B = 흐름의 상부폭, S = 에너지 경사
에너지 경사값은 시간에 따라 변하지 않으며, 수로 바닥 경사는 맨처음 근사값으로 채택한다. A와 B는 h_{t}와 Q의 함수이기 때문에 (식 44)는 역류효과를 무시하고 h_{t}의 정확한 계산을 얻을 수 있다.
만약 파괴가 파이핑이 원인이라면 오리피스 흐름 방정식을 사용한다.
(식 35)와 (식 42)는 다음과 같은 오리피스 방정식으로 대치한다.
그리고 h_{a}는 h_{b}를 계산하기 위하여 (식 38)에서 h_{t}로 대치한다.
만약 \overline{h}h-h_{j}와 h-h_{b}가 2.2 (h_{f}-h_{b})보다 작으면 흐름은 더 이상 오리피스 흐름이 아니며, 광폭 웨어 흐름이 적용된다.
여수로의 경우 방류량 계산은 수문의 유무와 댐 마루를 월류하는 물에 따라 다르게 계산하여야 한다. 여수로의 방류량은 다음과 같다.
여기서 C_{s}= 수문이 없는 유출계수, h_{s} = 수문이 없는 여수로 마루높이
C_{g} = 수문이 있는 여수로 유출계수
h_{g} = 수문이 있는 여수로의 중심부 높이
C_{d} = 댐마루의 월류시 유출계수, L_{s} = 여수로 길이
A_{g} = 수문이 있는 흐름 단면적, L_{d} = 댐마루 길이
Q_{t} = 수위와 무관한 일정 방류량
저수지 방류량은 저수지 저류량과 수위에 좌우되며, 저수지의 유입량은 저류량을 증가시킨다. 유입량과 방류량의 효과를 동시에 설명하기 위하여 저수지 추적을 체적 평형식에 의해 실행한다.
즉, I = 저수지 유입량, Q = 저수지 총 방류량
ds/dt = 시간에 따른 저수지 체적 변화량
(식 34), (식 35) 및 (식 50) 등이 흐름을 추적하기 위하여 사용된다.
이러한 추적의 가정으로 저수지 내의 수위는 수평하며 저수지로의 유입량이 없이 파괴가 점진적으로 일어난다는 것을 채택하였다.
이런 조건들이 무시되었을 때 부파(Negative Wave) 또는 양파(Positive Wave)가 저수지 내에 생성된다.
저수지 추적은 동역학적 파 추적방법(Dynamic Wave Routing Method)을 사용해 실시한다.
7.3 하류 추적
파괴시 방류량의 수문곡선은 하류계곡을 통하여 추적되며, 홍수터, 홍수조절 구조물 및 하류 장애물의 영향을 설명할 수 있다. 동역학적 파 추적방법을 위해 St. Venant 부정류 방정식을 가중 4점 음해의 유한차분법으로 풀었다.
부정류 방정식을 풀기 위하여 본 모델은 흐름을 정류 및 부등류로 가정하였으며 각각의 횡단면에서 흐름은 다음과 같이 나타냈다.
여기서 Q_{i-1}= 기지의 유출량으로 하류계곡의 상류 경계임.
q_{i-1}= 계곡을 따라 간격 Δx에 위치한 횡단면 사이의 측방향 유입량
댐의 유출량은 시간 t = 0에서 값이 0이 아니므로 본 모델을 흐름이 존재하지 않는 하류 수로에 적용할 수 없다.
상류 경계에서 저수지 방류량의 수문곡선은 필요한 경계조건을 규정하며, 하류경계에서 수위-유출량 관계가 사용된다.
본 모델은 적용범위가 다양하며, 댐의 계단 수로 등을 포함한 하류 계곡에서 홍수파의 이동을 모의할 수 있고, 또한 상류 댐의 파괴로 인한 하류 댐의 파괴에 대해서도 적용할 수 있다.
고속도로, 철도교 및 제방 등에 대해서도 본 모델에서 취급이 가능하다.
7.4 적용사례
본 모델의 시험을 위하여 Teton댐(1976년 파괴), Buffalo Creek Coal-Waste댐(1972년 파괴), Toccoa 댐(1977년 파괴), Laurel Run댐(1977년 파괴) 등을 적용하였다. Teton 댐의 모의를 위하여 다음과 같은 매개변수(τ=1.25h, b=150ft, Z=0, h_{bm}=0, h_{f}=h_{d}=h_{o}=261.5ft 및 조도계수 n=0.028~0.047)를 사용하였다. 계산된 첨두 방류량은 1,652,300 cfs, 침두도달시간 1.25h 및 총 방류 시간 6h 등이다. 계산된 수문곡선은 측정된 수문곡선과 만족할 만큼 일치하였다.
8. SMPDBK 모델
본 모델은 댐 파괴로 인한 하류 홍수의 즉각적인 예측을 위하여 Wetmore and Fread(1984)에 의하여 DAMBRK 모델을 상당히 단순화시킨 것이다.
또한 경보시간이 짧거나, 필요한 자료가 빈약할 때 댐 파괴의 예측을 위한 효율적인 도구로 사용될 수 있다. 즉 컴퓨터와 사용자간에 피드백 되도록 설계되어, 컴퓨터는 사용자에게 댐의 제반 자료를 요청하고, 사용자는 적당한 값을 입력시키도록 되어있다. DAMBRK의 단순화를 위해 하류 수료를 각주형태(Prism)로 가정하였으며, 수로바깥의 저류효과는 무시하며, 첨두유량, 수위 및 이동 시간에만 국한시켰으며, 하류 교량에 의한 역류효과는 무시하며, 무차원 첨두흐름의 추적 곡선을 사용하였다. 본 모델은 3가지 주요 성분으로 구성되었는바, (1) 댐에서 첨두 유출량의 계산, (2) 하류 수로를 각주형 수로로 가정, (3) 하류 수로의 규정된 횡단면에서 첨두흐름의 결정 등이다.
8.1 파괴 설명
본 모델은 사다리꼴 모양의 파괴를 평균화된 사각형 모양의 파괴로 가정한다.
최대 파괴방류량을 결정하기 위하여 저수지 표면적, 파괴의 깊이, 파괴형성에 걸린 시간 및 최종 파괴의 폭 등을 고려하여 광폭 웨어 흐름의 방정식을 다음과 같이 사용하였다.
여기서 Q_{m} = 최대파괴 방류량, A_{s} = 저수지 표면적
H = 파괴의 깊이, B_{r} = 평균 최종 파괴폭
t_{f} = 파괴의 시간
Q_{0} = 시간 t_{f}에서 비파괴된 부분의 방류량(즉, 여수로, 터빈 및 댐마루 등의 흐름)
최대 파괴 방류량에 상응한 깊이는 댐의 하류수로의 기하학, 조도계수 및 수로의 경사 등을 고려하여 결정한다. 이 깊이를 저수지 수위와 비교함으로써 파괴 방류량 계산시 하류수 영향에 대한 수중 보정계수의 포함여부를 결정한다.
8.2 수로설명
규정된 추적 지점에 따라 하류의 전 수로 구간에 대하여 동등의 각주형 수로는 단일 가중 횡단면(Single Weighted Cross-Section)에 의하여 결정된다.
이를 위하여 3단계의 작업이 필요하며, 그 첫째는 상부 폭 대비 깊이의 관계가 지형도로부터 얻어지며, 둘째는 각각의 깊이에 대하여 거리-상부 폭이 결정되며, 그리고 셋째로 폭과 깊이의 관계식이 최소 자승법에 의하여 얻어진다.
8.3 하류추적
최대의 파괴방류량과 깊이는 본 모델에서 사용한 무차원곡선을 채택하여 하류수로를 통하여 추적된다. 곡선의 Y좌표는 댐에서 계산된 첨두 유량에 대하여 선택된 지점에서 첨두유량의 비율이며, X좌표는 참고 지점의 거리에 대한 하류수로의 길이의 비율이다.
무차원곡선은 후르드 수(Froude Number)에 의하여 확실하게 구분된다.
선택된 지점에서 첨두 유량의 발생시간은 댐으로부터 지점까지 첨두 이동 시간에 파괴 시간을 더하여 결정한다. 이동 시간은 동역학적 파 속도를 사용하여 계산한다.
8.4 제한사항
Wetmore and Fread(1984)는 본 모델의 제한사항을 다음과 같이 제시하였다.
첫째, 모델 예측의 정확도는 입력 자료의 정확도에 좌우된다. 둘째, 본 모델에서는 첨두시에도 정류 흐름으로 가정하며 역류의 영향은 고려하지 않는다. 셋째, 본 모델은 일시적 비수로(Off-channel)의 사수량(Dead Storage)을 고려하지 않으며, 임의의 지점에서 예측된 시간이 첨두시까지의 실제시간보다 짧을 수 있다.
9. Breach 모델
본 모델은 흙댐의 파괴시 방류량 수문곡선을 예측하기 위하여 Fread(1984b)에 의해 개발된 수학적 모델을 기초로 하여 만들어졌다. 댐은 인공적 또는 자연적일 수 있으며, 댐의 중요한 재료 특성은 내부마찰각(ø), 점착강도(C), 평균입자 직경(D_{50}) 등이다. 본 모델은 수리학, 유사이송, 토질역학, 댐의 기하학적 및 수학적 특성 및 저수지의 제반 특성등을 기초하였다.
본 모델은 7개의 중요한 성분을 지니는데 (1) 파괴현상, (2) 파괴폭, (3) 저수지 수위, (4) 파괴수로의 수리학, (5) 유사이송, (6) 갑작스런 붕괴에 의한 파괴 확장, (7) 수치연산 등이다. 본 모델은 월류 또는 파이핑에 의한 파괴를 모의할 수 있으며, 댐은 균질하거나 또는 두가지의 재료로 구성된 것으로 하였다.
9.1 월류에 의한 파괴
월류 파괴에 대하여 저수지 수위는 어떤 침식이 일어나기 전에 댐의 상부를 상회한다. 침식은 <그림 IV-2-3>의 A-A 선을 따라 일어난다고 가정하며, 침식수로는 댐의 하류 사면을 따라 점차 발달한다. 수로 내부로의 흐름은 다음과 같은 광폭 웨어 공식으로 계산한다.
여기서 Q_{b} = 파괴수로 내부로의 흐름
B_{0} = 초기 사각형 수로의 순간적인 폭
H_{c} = 파괴 바닥의 높이
파괴로 인해 댐의 하류 사면이 침식됨에 따라 파괴 바닥 높이(h_{c})는 댐의 정상(H_{u})에서 계속 유지된다. 파괴 수로의 최상류 지점은 댐의 하류사면을 향하여 댐 마루를 가로질러 이동한다. 침식 수로의 바닥이 <그림 IV-2-3>의 B-B선의 지점에 도달한 후, 파괴바닥(H_{c})은 밑을 향하여 수직적으로 침식되기 시작한다. 파괴 바닥은 댐의 바닥(H_{c})까지 또는 댐 자체바닥(H_{m})보다 낮은 특정한 높이까지 침식될 수 있다.
9.2 파이핑에 의한 파괴
파이핑에 의한 파괴시, 사각형 모양의 파이핑 수로를 가정한다. 저수지 수위(H)는 파이프가 침식에 의해 증가되기 전에 초기 파괴의 가정된 중앙 높이(H_{p})보다 커야만 한다. 파이프의 바닥은 파이프의 상부가 수직 상향으로 침식되는 동안 수직 하향으로 침식된다. 파이프 내부로의 흐름은 다음과 같은 오리피스 흐름 공식에 의해 계산한다.
여기서 Q_{b} = 파이프 내부로의 흐름, g = 중력가속도
A = 파이프 수로의 횡단면적, H-H_{p} = 파이프의 수위
파이프의 상부 높이(H_{pu})의 침식 동안 흐름이 오리피스에서 웨어 조절로 변화하며, 천이지역이 다음과 같은 조건에서 발생한다고 가정한다.
이때의 흐름은 (식 54)를 사용하여 계산한다. 흐름의 천이지역이 발생했을 때 파이프 상부위의 재료와 댐 상부 밑의 재료는 붕괴된다고 가정하며, 더 이상의 침식이 일어나기 전에 유사이송이 일어난다.
9.3 파괴폭
파괴폭은 두가지 방법으로 조절된다. 첫째 파괴는 맨 처음 사각형 모양을 갖는다고 가정하며 파괴의 폭은 다음의 식에 따라 변화한다.
여기서 B_{0} = 최저 수로의 수리학적 효율성에 좌우되는 계수
y = 파괴수로의 깊이
B_{r}은 월류시 2.0에서 2.5까지 변화되며, 파이핑 파괴시에는 1.0이다.
파괴수로의 입구에서 y는 다음과 같은 한계 깊이로 가정한다.
둘째, 파괴폭은 흙의 경사의 안정성으로부터 도출된다. (Spangler, 1951)
파괴수로의 측면이 붕괴하였을 때, 수직방향에 대한 각도(α)를 형성하며, 초기 사각형모양의 수로는 <그림 IV-2-4>와 같은 사다리꼴 모양으로 변환된다.
붕괴는 파괴의 거리(H_{c})가 내부 마찰각(ø) 점착력(C) 및 부피밀도(○) 등의 댐 재료 특성에 좌우되는 한계 깊이 (H´)에 도달하였을 때 발생한다.
여기서 아래 첨자 k는 <그림 IV-2-4>에 나타낸 3가지 붕괴 조건의 하나와 일치하며, θ는 <그림 IV-2-5>에 나타내듯이 파괴수로의 수평방향에 대한 각도이다.
각도 θ 또는 α는 파괴형성 기간동안 다음과 같은 식에 의해 나타낸다.
<그림 IV-2-4> 연속적 파괴 형성의 정면도 (after Fread, 1984a)
<그림 IV-2-5> 파괴수로의 정면도 (after Fread, 1984b)
9.4 저수지 순위
저수지 표면 높이(H)의 변화를 계산하기 위하여 저수지 유입략(Q_{t}), 여수로 방류량(Q_{sp}) 파괴방류량(Q_{b}), 댐마루 방류량(Q_{0}) 및 저수지 저류 특성 등을 사용한 체적 평형식에 의해 시간 간격 Δt에 대하여 다음과 같이 나타낸다.
여기서 ΔH = 시간간격 Δt동안 저수지 표면 높이의 변화
S_{a} = 높이 H에서 표면적
(식 69)를 ΔH에 대하여 나타내면 다음과 같다.
시간 t에서 저수지 높이는 다음과 같다.
여기서 H´ = 시간 t-Δt에서 저수지 높이
저수지 유입량은 강우-유출 모델에 의해 결정되거나 Q_{t} 대비 T_{t}의 관계 도표에 의해 얻어진다. 여수로 방류량은 여수로 흐름(Q_{s}) 대비 저수지 수위(H) 자료의 곡선을 사용하여 측정한다. 파괴 방류량(Q_{b})은 H_{c} = H_{u} 일 때 광폭 웨어 공식을 사용하거나 오리피스 공식을 사용하여 계산한다. H_{c} < H_{u} 일 때 다음과 같은 광폭 웨어 공식을 사용한다.
여기서 B_{0}는 (식 62) 또는 (식 63)에 의해 구하며 α는 (식 65)에 의해 구한다. 댐 마루 방류량은 (식 54)로부터 계산되며, 이를 위해 B_{0}를 댐 마루 길이로 대치하고, H_{c}를 H_{u}로 대치한다. 체적 평형 방정식에서 모든 항들이 높이의 하강항 만을 제외하고 기지의 값이 된다.
9.5 파괴 수로의 수리학
수로 내부로의 파괴 흐름은 광폭 웨어 관계식에 의해 결정된다. 파이핑 파괴의 경우 파괴흐름은 오리피스 흐름방정식에 의해 결정된다. 파괴 수로 흐름은 유사 정류의 등류(Quasi-Steady Uniform)로 가정하며, Strickler 관계식으로부터 결정된 매닝 계수에 따른 매닝 방정식에 의해 각각의 시간 Δt에 대하여 결정된다.
여기서 S=1/(ZD), A=횡단면적, P=윤변, n=매닝계수
매닝계수는 다음 식에 의해 결정한다.
여기서 D_{50} = 평균입자직경(㎜).
만약 파괴수로가 사각형이면, 정상수심, y_{n}은 다음과 같다.
여기서 B_{0}는 (식 62)에서 (식 65)까지 사용하여 구한다.
만약 파괴수로가 사다리꼴이라면, y_{n}을 구하기 위하여 Newton-Raphson 반복법을 사용한다.
9.6 유사이송
인공적 댐에 대하여 Meyer-Peter and Muller의 유사이송 방정식이 사용된다.
여기서 Q_{s} = 유사 이송량, a = 27.5, P = 윤변, R = 동수반경,
S = 웨어수로시 파괴수로의 경사(1/(ZD)), 파이핑 수로시 파괴수로의 경사[n²(Q_{b})²/(2.21A²R^{1.33})],
τ_{c} = 한계전단응력 = 0.003 D_{50}C_{v}
C_{v} = 댐하류 사면의 식생에 의한 유사 이송의 저항계수
사태(Landslide) 댐에 대하여 DuBovs의 관계식을 적용한다.
여기서 b=671
(식 76)과 (식 77)의 계수 a와 b는 27.5와 671로 각각 사용한다.
9.7 계산 절차
단순 반복 연산기법이 흐름, 침식 및 파괴 특성의 상호 의존을 설명하기 위하여 사용된다. 추정된 증분의 침식 깊이가 반복계산을 시작하기 위하여 각각의 시간 단계마다 사용된다.
기본 시간 단계는 0.05시간으로 하였으며, 급격한 침식이 발생하였을 때 1/20로 축소된다.
(3) 저수지 높이는 H = H´ + ΔH´로 계산하며, ΔH´ = 저수지 높이의 증분 변화,
H´ = 시간 t´에서의 저수지 높이
(4) H에 상응하는 \overline(Q)_{sp}, \overline(Q)_{b} 및 \overline(Q)_{o}를 계산한다.
(5) ΔH의 값은 (식 70)으로부터 계산한다.
(6) 저수지 높이는 H = H´ + ΔH로 계산한다.
(7) 파괴방류량 Q_{b}는 (식 55), (식 72)로부터 계산한다.
(8) 하류의 수중잠김의 파괴흐름은 Q_{b} = S_{b}Q){b}로 보정하며,
에 기인한 하류수 수심이며, 하류수 횡단면에 대한 매닝 방정식으로부터 계산된다.
(9) B_{o}, α, B, P 및 R의 값은 (식 62)에서 (식 65)까지 사용하여 계산한다.
(10) 유사 이송량(Q_{s})은 (식 76) 또는 (식 77)을 사용하여 계산한다.
(11)ΔH_{c}의 값은 ΔH_{c} = 3600ΔtQ_{s}/[P_{o}L(1-P_{or})]로 계산하며,
L = 파괴수로의 길이, P_{or} = 파괴재료의 공극율
P_{o} = 파괴의 윤변 = B_{o}+2(H_{u}-H_{c})/cosα
(12) H_{c}의 값은 Δ(H´)_{c}의 추정된 값으로 계산한다. 만약 100(Δ(H´)_{c} - ΔH_{c}) / ΔH_{c}<E (E=오차한계)이면 ΔH_{c}, Q_{b}, Q_{s} 및 Q_{o} 등의 해는 확정되나, 그렇지 않다면 단계(2)로 돌아가 반복계산하여 수렴토록 한다.
(13) 붕괴에 대한점검이 완료된다.
(14) Δ(H´)_{c} 와 ΔH_{c}의 추정 값을 외삽법에 의해 구한다.
(15) 규정된 계산 기간이 작다면 단계(1)로 되돌아 간다.
9.8 적용사례
본 모델을 3개의 흙댐에 적용하였으며, 파괴 방류량 수문곡선을 모의하였다.
첨두 흐름을 제외하고 관측치와 계산치가 거의 일치하였다. 일치하지 않는 원인은 매개 변수의 불확실성 때문으로 추측된다. 이들 댐은 미국의 Teton댐, 페루의 Montaro강의 댐 미국 워싱턴주의 Spirit호수의 댐 등이다.
10. BEED 모델
본 BEED(The Breach Erosion of Earthfill Dams) 모델은 Singh and Scarlatos(1986, 1987a)등이 개발하였으며, Quiroga and Singh(1987), Singh and Quiroga(1987a, 1987b, 1988) 등에 의해 확장되었다. 모델은 댐 파괴의 침식 과정을 모의하며, 파괴방류량, 유사 유출량, 하류수로를 통한 물과 유사의 흐름 등의 예측을 한다.
모델은 6개의 주요 부분으로 구성되어 있는데, (1) 저수지의 물수지, (2) 파괴 기하학, (3) 파괴 수리학, (4) 파괴 확장, (5) 홍수 추적, (6) 유사 추적 등이다.
10.1 파괴 침식 모의
10.1.1 저수지의 물수지
저수지 내의 물의 체적은 다음과 같이 나타낸다.
여기서 V=물의 체적, A_{s}(h)=저수지의 물 표면적, h=수위
(식 78)은 수평적 물 표면에 대해서만 유효하다. 순간적인 파괴가 형성된 후 평형상태의 문이 가속되어 중력 작용에 의해 하류로 유출된다. 관성의 영향을 무시하면 저수지의 물수지는 수의가 수평적으로 가정되어 유지된다.
물수지 방정식은 다음과 같다.
여기서 A_{s} = 저수지 물표면적, h = 수위, V = 저수지의 물체적
I = 저수지 유입량, Q_{b} = 파괴 방류량, Q_{sp} = 여수로 유출량
Q_{o} = 방류구 유출량
h와 t의 값이 주어지면, (식 79)에서 Q_{b}만이 미지수이다. 물론 Q_{sp}와 Q_{o}는 유출량 대비 높이의 관계식을 통하여 h의 항으로 명확하게 규정된다.
유입량은 t의 항으로 규정되며, A_{s}는 표면적 대비 높이의 관계로부터 얻어진다.
10.1.2 파괴 기하학
파괴기하학은 <그림 IV-2-6>에 나타낸 길이 L_{h}와 L_{d}의 두 개의 구간으로 나뉜다.
임의의 시간 t에 대하여,
여기서 H_{t}=댐 정상의 높이, H_{b}=댐 높이, L_{u}=댐 상류사면의 수평투영길이
댐 정상의 구간을 파괴단면(Breach Section)으로 칭하며, 댐 하류사면의 구간을 파괴수로(Breach Channel)라 칭한다. 파괴단면과 수로구간을 <그림 IV-2-7>과 같이 사다리꼴 모양으로 가정한다. D₁과 D₂는 같은 값이 아니며, 파괴단면의 측면경사는 파괴수로의 측면경사와 다르다.
여기서 S=파괴단면의 측면경사, S_{c}=파괴수로의 측면경사
D₁=댐 정상의 파괴깊이, D₂=댐 하류사면의 파괴 깊이
<그림 IV-2-6> 흙댐의 이상적 파괴 종단도
<그림 IV-2-7a> 파괴의 횡단면
<그림 IV-2-7b> 파괴수로의 횡단면
10.1.3 파괴 수리학
파괴단면(Breach Section)은 광폭 웨어처럼 거동한다고 가정한다.
이 구간은 흐름 조절의 구조물로 작용하지 않으며, 파괴 수로의 경사가 너무 급하기 때문에 흐름은 사류이다. 파괴를 통한 유출량은 다음과 같다.
여기서 C_{d} = 유출계수, C_{r} = 사각형 부분에 대한 유출계수
C_{t} = 삼각형 부분에 대한 유출계수, h = 저수지 수면이 높이
b = 과괴 바닥폭, Z = 파괴바닥높이
만약 (y+H_{b}-Z) > 0.67(h-Z)이면, Q_{b}는 다음과 같은 무차원 계수 S_{b}에 의해 변경된다.
여기서 y=주수로의 물깊이
만약 흐름이 파괴 수로를 따라 사류이면 수심은 다음과 같은 Chezy공식으로 계산한다.
여기서 C_{h} = Chezy 마찰계수, A = 흐름의 횡단면적
R = 동수반경, tan(σ) = 파괴수로의 경사
10.2 홍수추적
댐 파괴시 수문곡선은 현장에서의 간접적 측정 또는 수학적 모델에 의하여 결정된다. 부정류 흐름에 대한 가장 완벽한 이론적 처리는 St. Venant 방정식에 의해 주어진다. 그러나 수학적 복잡성 때문에 방정식의 해석해는 일반적인 초기 및 경계조건하에서는 다루기 어렵다. 고성능 컴퓨터의 출현으로 방정식의 수치계산이 가능해졌고, 홍수추적 문제를 위한 덜 복잡한 방법들이 실무에 만족할 만큼 사용되고 있다.
10.2.1 주수로의 흐름
홍수추적의 일반적 방법은 Muskingum방법으로 연속방정식과 선형, 또는 비선형의 경험적인 저류-유출관계로 구성되어 있다. 이 방법의 비선형 해석은 선형 해석에 비해 특별한 장점을 갖고 있지 않는다는 것이 밝혀졌다.(Singh and Scarlatos, 1987a)
또한 비선형 해석은 수학적 복잡성을 지니기 때문에, 선형해석을 사용한다.
<그림 IV-2-8>에 홍수터의 흐름을 Muskingum방법에 의해 다음과 같이 나타냈다.
여기서 S_{w} = 수로내의 저류, I_[w} = 수로의 유입량
Q_{w} = 수로의 방류량, Q_{wc} = 홍수터로 부터 수로내부로의 유출량
Q_{wf} = 수로로 부터 홍수터 내부로의 유출량
K_{m}, X_{m} = 추적 매개변수
몇몇 기법들(Linsley et at., 1975, Singh and Regl, 1983)이 K_{m}, X_{m}을 얻기 위하여 유용하게 쓰이며, 대부분 유입-유출 수문곡선으로부터 K_{m}, X_{m}을 결정한다.
현장의 실측 자료를 필요로 하지 않는 방법이 Muskingum-Cunge방법(Cunge, 1969)이며, 이 방법에서 K_{m}과 X_{m}은 다음과 같이 결정된다.
여기서 C_{w} = 동역학적 파속, q_{o} = 단위폭당 유출량
Δx = 수로의 구간 길이, S_{o} = 수로바닥경사
<그림 IV-2-8> 강과 홍수터의 상호 교환 흐름
주수로와 홍수터 사이의 흐름 교환에 대한 2개의 항을 Q_{wc}와 Q_{wt}로 규정하였다.
두 값의 분리는 한편으로 Q_{wc}와 I_{w}사이의 관계를 쉽게 할 수 있으며, 다른 한편으로는 Q_{wf}와 Q_{w}의 관계를 쉽게 한다. 이런 접근 방법은 측방 유입량과 유출량을 하나의 항으로 다루는 전통적 Muskingum방법과 다르다.
10.2.2 홍수터의 흐름
<그림 IV-2-9>와 같이 홍수터의 흐름의 이상적인 횡단면이 주수로의 양측에 있다고 가정한다. H_{c}는 홍수위이며, Z_{f}는 홍수터의 높이이다. H_{c}는 매닝 공식에 의해 결정되며, H_{f}는 단순 저류 추적법에 의해 계산된다. 주수로와 홍수터 사이의 흐름의 교환은 H_{c}와 H_{f}간의 차이에 의해서 계산된다.
H_{c}>H_{t}일 경우
H_{c}<H_{f}일 경우
(식 93)과 (식 94)에서 A_{f}와 A_{c}는 계수이며, Δx는 수로 구간길이, r은 지수이다. A_{f}와 A_{c}의 크기는 r의 값에 좌우되며, 지수 r은 위 두 개의 방정식에서 1.5로 가정하였다. 이러한 가정은 심한 제한사항이 아니며, r값의 범위는 1.0에서 2.0까지 변화한다. A_{f}와 A_{c}는 검증상수(Calibration Constants)이다.
단순화한 모델에서 주수로에 대한 매닝 방정식은 다음과 같다.
여기서 Q = I_{w} 또는 Q_{w}, S_{o}=수로바닥경사
N_{m} = 매닝마찰계수, B = 수로폭, y = 수심
홍수터에 대한 연속방정식은 다음과 같다.
여기서 S_{wf}는 홍수터 내에 지류된 물의 제○
임의의 지점에서 H_{f}는 다음과 같다.
여기서 B_{f}는 홍수터의 폭임.
<그림 IV-2-9> 흐름 교환에 대한 이상적 흐름의 횡단면
10.3 유사추적
파괴시 물의 흐름으로 댐 제체의 일부를 구성하는 흙입자가 이동되어 댐 뒤의 저수지에 쌓인다. 제체 재료는 일반적으로 매우 비균질하며, 난류로 인해 거의 모든 재료가 부유사 형태로 운반된다. 첨두 흐름은 하류방향으로 갈수록 점차 약화되므로, 이들 재료는 주수로와 홍수터에 쌓이게 된다. 물은 수로 바닥층을 침식시키지만, 침식부분 만큼을 이미 쌓여진 유사에 의해 보충된다. 특히 이런 현상은 댐 가까운 부분에서 분명하며 홍수 추적과 일치하도록 유사 추적 모델이 개발되었다.
10.3.1 주수로의 유사흐름
유사 추적모델의 기본 가정은 물의 운동량에 유사 유출의 영향을 무시할 수 있다는 것이다(Chen, 1979). 이는 단지 유사에 대한 연속 방정식만이 필요하다는 것을 의미한다.
앞서와 같이 유사의 저류와 유출 사이의 관계식을 필요로 한다. 유사 추적에 대한 Muskingum 방법은 다음과 같다.
여기서 S_{s} = 수로구간에 저장된 유사의 무게
I_{s} = 수로 구간으로의유사 유입량
Q_{s} = 수로 구간으로부터의 유사 방류량
D = 수로 바닥에 쌓인 양
E = 수로 바닥으로 부터의 세굴 양
Q_{cs} = 홍수터로부터 수로 구간으로의 유사 유출량
Q_{sf} = 수로 구간으로부터 홍수터로의 유사 유출량
K_{m}, X_{m} = 추적 매개변수
(식 99)와 (식 100)에서 I_{s}와 Q_{s}는 다음과 같다.
여기서 C = 수로 구간내의 유사 농도
K_{m}과 X_{m}은 홍수 추적시 결정된 값으로 가정한다.
D와 E를 설명하기 위하여 Singh and Regl(983)에 의해 발표된 것과 비슷한 Lumped Scheme을 이용하는 것이 편리하다.
수로 바닥층의 세굴량은 다음과 같이 유속의 항으로 정의된다.
여기서 c와 m은 검증상수
c의 크기는 m의 값에 좌우되며 이와는 반대로, 쌓이는 양은 주수로 내에서 유사 유출량의 선형함수로 가정한다.
여기서 d = 수로 구간내의 부유된 유출량의 부분
지수 m은 일받적딘로 1.0보다 크며 수로의 침식특성에 좌우된다. 그러나 아인슈타인의 이론이 유사이송 능력에 대하여 1차 가정을 제공한다고 가정하면 m값은 6.0내외이다.
이론적으로 d는 0.0에서 1.0까지 범위에 있으며, 실제 값들은 국부 상태에 좌우되고, c는댐 파괴 전에 수로내에 평형 조건을 가정하여 E를 D와 같다고 하면 값을 얻을 수 있다.
10.3.2 홍수터의 유사흐름
홍수터 흐름은 낮은 속도와 저류의 긴 지속기간에 의해 특정지워진다. 그러므로 매우 활동적인 유사이송 과정이 일어난다고 예상되며, 주수로 내부로 유출된 유사량은 유사이송 과정의 활동성에 좌우된다.
<그림 IV-2-8>의 강과 홍수터의 흐름을 참조하여 홍수터의 연속 방정식을 다음과 같이 나타냈다.
(식 105)와 (식 106)에서 S_{sf}는 퇴적작용 후 홍수터 내에 쌓인 유사의 무게이며, f는 주수로로 부터 홍수터내로의 유사 유출량의 일부분이며, C는 주수로내의 유사농도, C_{c}는 홍수로로 부터 주수로내부로 흐르는 유사의 농도이다.
(식 106)과 (식 107)을 (식 105)에 대입하면 다음과 같다.
유사의 일부인 f는 동시에 퇴적되는 것으로 가정한다. 이는 퇴적작용의 대부분이 초기에 발생하기 때문에 합당하다고 여겨지며, 임의의 시간에서는 C_{c}는 다음과 같다.
(식 108)과 (식 109)는 물의 유출에 관한 모든 항들의 값이 기지화되면 S_{sf}와 C_{c}에 대하여 동시에 풀어진다. 계수 f는 0.0에서 1.0까지 변화하며, f=0.0일 경우 퇴적작용은 홍수터에서 발생치 않으며, f=1.0일 경우 이와는 반대로 주수로로부터 홍수터 내부로의 모든 유사 유출은 퇴적된다. 일반적으로 f는 물이 홍수터 내에 저류되는 시간에 좌우된다.
10.4 적용사례
본 모델은 4개의 역사적 흙댐 파괴에 적용되었는데, South Fork댐(펜실바니아 1889), Buffalo Creek 댐(West Virginia, 1972), Teton댐(Idaho, 1976), Huaccoto Natural 댐(페루, 1976) 등이다.
모든 경우에 대하여 몇몇 입력 매개변수는 현장에서 관측된 결과치와 동일하도록 가정하였다. 본 모델의 적용은 수로를 따라 유사농도, 퇴적 및 세굴 등의 값을 결정함에 있어 제한사항이 있으며 <표 IV-2-1>에 나타나 있다.
<표 IV-2-1> BEED 모델 적용시 입력 매개변수 값
IV-3 간략한 댐 사고사례 1. 댐명 : Alcova Dam
소재지 : 미국
본 댐은 1938년 시공되었으며, 높이가 81m인 흙댐이다.
댐 마루의 길이는 233m이고, 저수지 용량은 2.27×10^{8}㎥이다. 본 댐의 축조 목적은 수력발전과 관개를 위한 물 공급을 하기 위함이다.
지질상태는 기초부위에 limestone과 sandstone으로 구성되어 있다.
댐의 파괴는 1968년에 일어났으며, 파괴의 가능 원인으로는 황산염 침해(Sulphate attack)에 의한 암반의 열화와 알칼리 반응(alkaline reaction), 동해현상(freeze-thaw cycle) 등으로 추정하고 있다.
근처의 샘물이 황산염 농도가 1368ppm인 반면에 저수지의 물의 농도는 167ppm으로 나타났다. 또한 수문 주변의 누수로 인해 여수로 슈트슬래브가 노후화되었다.
2. 댐명 : Bad Axe Dam
소재지 : 미국
본 댐은 미국 위스콘신주 Viroqua 근처 Bad Axe강 위에 시공된 흙 댐이다. 저수지는 주로 홍수 조절을 위한 것이며, 높이가 15.8m, 댐 마루 길이가 226m이고, 저수용량은 12.27×10^5}㎥이다.
지질상태는 5~33㎝ 정도의 수직 조인트를 가진 수평 성층의 암으로 구성되어 있다. 댐의 하류단은 자갈로, 상류사면에는 불투수 수막으로 축조되었다. 강의 계곡은 퇴적과 충직의 실트, 모래 및 자갈을 가진 폭 6m이다.
맨처음 저수지 담수동안, 침투문제가 양쪽 접합부에서 생겼으며, 1967년 3월에 왼쪽의 접합부가 거의 파괴상태에 도달하였다.
흡입공이 상류사면에 생겼으며, 파괴의 원인은 접합부의 누수에 기인한 것으로 추정된다.
3. 댐명 : Baldhill댐
소재지 : 미국
본 댐은 미국 북 Daka주 근처 Sheyenne강의 Lake Ashtabula에 높이 19m인 흙댐으로 시공되었다. 댐 마루의 길이는 540m이며, 저수용량 87,200㎥으로서 수문을 갖는 여수로가 있으며, 주로 홍수조절과 용수공급의 기능을 갖고 있다.
상류사면의 경사는 1V:2H로 댐 마루 아래 5m까지이며, 다음 5.2m까지는 1V:2.5H로 최종경사는 1V:3H이다. 저수지 수면은 댐 마루 6.8m아래에 위치한다. 1970년 상류사면의 사석이 파랑작용으로 자갈층이 심하게 침식되었으며, 결국 댐이 파괴되었다.
4. 댐명 : Balsam댐
소재지 : 미국
본 댐은 미국 New Hampshire주에 위치하며, 1927년 Dixville Dutch회사에 의해 시공되었으며, 회사 소유의 호텔에 손님을 위한 수영을 제공하기 위한 목적을 갖고 있다. 댐의 높이는18.3m, 댐 마루길이는 91.4m이다.
1959년 여수로의 침식으로 댐이 파괴되었으며, 이는 비정상의 호우로 과도한 물이 여수로를 지나면서 하류사면의 사석을 침식시켜 결국 구조물이 파괴된 것이다.
사석이 완전히 쓸려 내려간 후 여수로는 자체의 무게 때문에 무너졌으며, 댐의 바닥부분에 적은 양의 누수가 있었으나 심각하게 생각되지는 않았다.
5. 댐명 : Belden 댐
소재지 : 미국
본 댐은 수력발전을 위하여 1958년 축조된 석괴댐이다.
댐의 제원은 높이가 50m, 저수지용량이 2.96×10^{6}㎥ 및 댐 마루의 길이가 152m이다.
1966~1967년 기간동안 수문제어가 불합리하게 운영되었으며 오른쪽 수문이 공기가 배출되지 않아 통기관이 풀어져 하류사면으로 붕괴되었다.
피해의 원인은 수문을 부분적으로 계속 열어놓았기 때문이다.
3.6m의 도관과 Stubbs 사이의 잘못된 결합과 불충분한 공기배출에 의해 파괴가 된 것이 주요 원인이었다.
6. 댐명 : Break Neck Run 댐
소재지 : 미국
본 댐은 1902년 5월 월류에 의해 파괴되었다.
집중호우가 월류를 유발시켰으며, 폭 30.48m가 파괴되었다.
파괴시 저류의 자료와 댐의 배수에 대한 자료가 거의 없었으며, 저수지 용량은 4.93×10⁴㎥이었다.
최대 유출량은 9.2cumecs 댐 마루 길이는 30.5m, 댐의 높이는 7m 및 파괴의 폭은 63m이었다.
파괴시간은 대략 3시간 정도에 걸쳐 이루어졌다.
7. 댐명 : Brooktrals댐
소재지 : 미국
본 댐은 캘리포니아의 Willits Creek에 흙댐으로 시공되었으며, 주요기능은 가정용수를 공급하는 것이다.
댐의 높이는 15m, 저수지 용량은 3.39×10^{5}㎥ 및 댐 마루의 길이가 117m이다. 1971년 저수지가 완전 담수되었을 때, 지하수위가 계곡에 내린 집중호우로 매우 높았다. 상류사면의 언덕과 여수로 위의 언덕이 불안정한 상태에 처했으며, 곧이어 사면활동이 일어나 여수로를 위협하였다.
이 지역에서 오래 전에 사면활동이 일어났던 사실에 비추어, 댐과 여수로의 중심축을 가능한 사면활동의 범위에서 벗어나도록 선택하였다. 그러나 사면활동에 의한 결과 Training Wall이 피해를 입고, 이어 댐 마루가 피해를 입어 댐이 파괴되었다.
8. 댐형 : Buffalo Creek 댐
소재지 : 미국
본 댐은 미국 북 캐롤라이나주 Kings Mountain에 1970~1974년 동안 흙댐으로 시공되었다. 댐의 높이는 32m, 댐 마루의 길이는 107m, 상류사면의 경사는 1V:3H, 하류사면의 경사가 1V:2H 및 저수지의 용량이 1420 cumecs이다.
시공기간 동안 댐이 25.4㎝의 강우에 의하여 파괴되었다.
3일동안 지속된 홍수에 의한 월류로 댐의 하류사면에 3.82×10^{5}㎥의 침식이 일어났으며 댐상부 153m와 댐 하부 125m가 파괴되었으며, 파괴의 평균 깊이는 14m이다.
댐이 파괴되는 시간은 대략 30분정도에 걸쳐 일어났다.
9. 댐명 : Buffalo Creek Trailings댐
소재지 : 미국
본 댐은 광산회사에 의해 1960년 Wear Virginia에 광산 폐기물로 축조한 후 물을 넣어 저수지를 만든 것이다. 그러나 시공시 공학적 계획이 부족하여 Buffalo Creek의 지류에 퇴적유역을 형성하였으며, 한편으로는 둑이 형성되었다.
댐은 1960년, 1967년 및 1972년에 설계변경을 하여 재시공되었다.
1960년에 댐 높이 46m, 폭 152m 및 댐 마루 길이 366m로 재시공되었고, 하천 오염을 경감시키기 위하여 상류 183m에 또 다른 댐을 시공하였다.
세번째 댐이 1970년 제 2의 상류 183m에 시공되었으며, 댐의 길이가 152m이고, 댐의 높이가 13m이고, 댐 마루의 길이가 152m이다.
3일동만 9.4㎝의 강우로, 저수지 수위가 강우 유출에 의해 댐 마루 0.3m 아래까지 상승하였으며 1972년 2월 26일 강우 4시간 지속 후 댐이 파괴되었다.
종단 균열이 제체에 나타났으며, 하류사면이 댐 본체에서 떨어졌고, 1~2시간 후 댐이 파괴됐다. 슬러지와 물이 차인 상부 저수지(5×(10^{5}㎥)가 15분 동안에 완전히 유출되었고, 결과적으로 약 6m 높이의 홍수파가 생겼다.
홍수파는 약 8㎞/h의 속도로 Buffalo Creek계곡의 하류로 움직이면서 125명이 사망하였으며, 마을이 휩쓸려 내려갔고, 4000명의 이재민이 발생했다.
10. 댐명 : Canyon Lake 댐
소재지 : 미국
본 댐은 1938년 South Dakoda주 Rapid City 근처에 높이 6.1m, 폭 152.4m의 흙댐으로 시공되었다. 저수지의 용량은 9.85×10^{5}㎥이다. 1972년 집중호우로 인한 850cumecs의 홍수가 댐을 월류하였다.
댐은 5~6분 사이에 쓸려내려갔으며, 이미 심각한 홍수에 처해있던 Rapid City에 또다시 홍수파가 밀려왔다.
11. 댐명 : Cheaha Creek댐
소재지 : 미국
본 댐은 Alabama주 Talladega 근처 Cheaha Creek의 지류에 1970년 흙댐으로 시공되었다. 댐의 높이는 28m, 댐 마루의 길이는 305m, 상류사면의 경사는 1V:3H 및 하류사면의 경사가 1V:2H이며 상ㆍ하류사면에 두 개의 소단이 있다.
1970년 3월 제체가 7m 높이까지 시공됐을 때 12시간 동안 강우 19.25㎝ 또는 49.8㎝/day의 강우강도인 총 강우량 24.9㎝를 기록하였다. 홍수전 저수지는 비워있었고, 직경 1.06m의 제어수문이 열려 있었음에도 불구하고 홍수는 댐의 가장 낮은 댐 마루부의 위 1.5m를 상회하여 월류하였다.
재료의 50%정도가 No. 4 체보다 작은 하류사면이 5~6시간 동안 월류로 인해 쓸려내려갔다. 파괴에 소요된 시간은 대략 5.5 시간이었다.
12. 댐명 : Cheney댐
소재지 : 미국
본 댐은 캔사스주 Wichita 근처 Minnescah 상의 North Fork에 1965년 흙 댐으로 시공되었다. 댐의 높이는 38m이며, 저수지는 홍수조절용, 용수공급 및 어류와 야생동물의 보호 등의 역할을 하였다. 제체는 실트점토로 만들어졌으며, 상류사면의 경사는 댐 마루 아래 10.4m까지 1V:2.5H, 19.7m까지는 1V:3H이며, 흙 시멘트로 사면을 보호하였다.
1971년 3월 19일 2시간 동안의 집중호우와 161kmph가 넘는 돌풍에 의하여 댐이 파괴되었다. 상류사면을 보호하던 흙시멘트가 상당한 범위로 쓸려나가 제체가 드러났다. 파괴의 주요원인은 각개의 층사이의 결속력 상실이었으며, 2일간 842㎥이 넘는 재료가 유실되었다.
13. 댐명 : Coedty댐
소재지 : 영국
본댐은 영국 North Wales의 Dolgarrog에 1924년 높이 11m로 시공되었다.
길이 262m의 제체는 철근콘크리트 중앙심벽을 갖고 있으며, 붉은 회색의 재료로 만들어져있다. 저수지의 용량은 3.1×10^{5}㎥이다.
Coedty Dam의 상류댐인 Eigiau Dam이 파괴됨에 따라 본 댐을 월류하여 1925년 파괴되었으며, 파괴의 상부 폭은 67m이고, 하부쪽은 18.2m 이다.
14. 댐명 : Dantiwada댐
소재지 : 인도
본 댐은 인도 Gujarat의 Banaskanta지역 Dantiwada 저수지 프로젝트로서 1958년 3월부터 1965년 6월까지 기간동안 흙댐으로 시공되었으며, 수문은 1969년 설치하였다. 댐의 높이는 41.16m이고, 저수지 완전 담수능력은 464.39백만㎥이며, 홍수 조절량은 7.73×10³cumecs이다. 파괴의 원인은 1973년 추정 최대 홍수량의 1.5배를 상회하는 11,942cusecs의 예기치 않은 홍수에 기인하였다.
파괴는 저수지 수위가 상승함에 따라 저수지 왼쪽 수면 가장자리에 위치한 자연 모래지반에서 일어났다. 파괴시 월류는 없었으며, 댐의 수명이 파괴의 원인은 아니었다.
홍수에 따른 댐의 하류부의 주수로에는 피해가 전혀 보고되지 않았다.
15. 댐명 : DAvis댐
소재지 : 미국
본 댐은 미국 캘리포니아에 있으며, 제체와 느슨하고 불충분한 결합에 의한 수문으로 심한 파이핑이 있었다. 댐의 시공기간 동안에 감독이 철저하지 못하였던 것으로 나타났다.
댐의 높이는 11.9m, 상부 폭은 21.3㎝, 댐 마루길이는 292.6m 및 저수용량은 1.3×107cumecs이다.
최대 유출량은 5.44×10³cumecs이며, 최대 홍수량은 510cumecs이다.
1914년 6월 댐이 파괴되었으며, 수문관리자가 이를 목격하였다.
제체의 흡입공을 통하여 물이 흘러나왔으며, 이어 수문의 오른쪽에서 물이 흘러나왔다. 첨두된 물은 둑의 오른쪽을 침식하고 원 지반암까지 침식하였다.
파이핑 지점에서 기초는 미세한 모래와 모래가 섞인 흙이 9.1~12.2m로 구성되어 있으며, 이들 재료가 기반암을 형성하고 있다.
16. 댐명 : Eigiauu 댐
소재지 : 영국
본 댐은 영국 북 웨일즈의 Dolgrrog에 1908년 중력식 댐으로 시공되었다.
댐의 높이는 10.5m, 저수지 용량은 4.52×10^{6}㎥이며, 콘크리트로 시공되었으나, 시공이 불량했다.
댐이 두꺼운 연약 점토지반 위에 위치하였지만, 기초를 암반층까지 연결시키지 않았다.
댐 하부의 누수에 의한 파이핑으로 원 지반 아래 3.5m깊이에서 21.3m의 수로가 생겼다.
최대 유출량 396.5cumecs인 홍수파에 의해 댐이 월류되어 파괴되었으며, 하류의 Coedty댐도 연속적으로 파괴되었다. 두 댐은 1925년 파괴되었다.
17. 댐명 : E1k city댐
소계지 : 미국
본 댐은 미국 오클라호마에 1925년 흙댐으로 시공되었다.
댐이 수평층 뿐만 아니라 수직 절리를 갖는 셰일 위에 만들어졌으며, 제체의 길이가 259m이고, 중앙 심벽이 원지반 아래 9.14m에서 댐의 정상까지 확장되어 있으며, 지반에서의 두께는 38㎝, 상부에서는 20㎝의 두께를 갖고 있다. 또한 중앙심벽은 점토로 쌓여있다.
본 댐은 캐나다 온타리오의 Credit River에 1910년 흙 댐으로 시공되었으며, 전력회사가 소유하고 있었다. 댐의 높이는 10.5m, 댐 마루 길이는 213.4m로서, 중앙 심벽은 상부의 폭이 46㎝, 하부의 폭이 1.52m인 콘크리트로 되어있고, 지질상태는 연약셰일과 자갈 밑에 점토질을 포함하는 사암으로 되어있다.
상류의 소규모 댐들이 연속적으로 파괴됨에 따라 홍수에 의한 본 댐의 월류로 심벽이 쓸려 내려갔다. 1912년 심벽의 일부분이 파손되면서 둑이 무너져 결국 파괴되었다.
파괴의 상부폭이 39.5m, 평균 파괴 깊이 4.6m이다.
파괴 시간은 월류 시작 후 30분이 소요되었다.
19. 댐명 : Euc1ides댐
소재지 : 브라질
본 댐은 1958년 시공되었으며, 댐의 높이는 53m, 댐 마루의 길이는 304m, 저수지 용량은 1.23×10^{6}㎥이다. 최대 유출량은 1,005cumecs이다.
파괴의 원인은 여수로 수문 작동 불량으로 월류로 인해 파괴되었다.
10,000-yr의 재현빈도의 호우로 댐 전체가 쓸려나갔다. 파괴는 제방의 오른쪽에서 시작되었으며, 평균 파괴 깊이는 53m이고 상부의 폭은 131m이다. 파괴는 7.3시간 동안에 걸쳐 이뤄졌다. 본 댐의 파괴로 하류의 Oliveria댐도 파괴되었다.
2개의 댐 파괴 원인은 설계의 오류보다 부적절한 수문운영에 기인한다.
20. 댐명 : Frankfurt댐
소재지 : 독일
본 댐은 독일 프랑크푸르트에 1975년 시공되었으며, 댐의 높이는 9.75m, 댐 마루의 길이는 120m 및 저수지 용량이 3.51×10^{6}㎥이다. 본 댐의 파괴 상황은 특이한 상황으로 집중호우가 댐에 영향을 미치지 않았으며, 여수로도 파괴시까지 정상적이었다.
파괴 추정원인으로는 댐 기초부위의 누수였던 것 같다. 파괴는 댐의 기초부위의 지하수위가 급격히 상승함에 따라 진행되었으며, 파괴 몇 분 전에 직경 20㎝의 젯트 흐름이 발생되었다. 최대 유출량은 793cumecs이다.
21. 댐명 : Frenchman댐
소재지 : 미국
본 댐은 1951년 시공되었으며, 댐의 높이는 12.2m, 댐 마루 길이는 884m 및 저수지 용량은 8.6×10^{6}㎥이다. 최대 유출량은 1,586cumecs이다.
1952년 상부 파괴 폭 244m, 평균 파괴 깊이 12.2m로 파괴되었으며, 파괴시간은 3시간 정도 걸렸다.
22. 댐명 : Goose Creck 댐
소재지 : 미국
본 댐은 남부 캘리포니아에 조석파에 의한 염수를 차단하고 신선한 물을 담수하기 위하여 1903년 흙댐으로 시공되었다. 댐의 높이는 6.1m, 댐 마루 길이는 701m, 댐의 폭은 3m 및 저수지 용량은 1.06×10^{7}㎥이다. 댐의 심벽은 매우 양호한 점토로 이루어졌으며 이론적 횡단부위에 있어서 실제로 투입된 점토보다 3배 이상 점토가 필요하였다.
8시간 동안의 집중호우로 댐이 월류되어 30분만에 파괴되었다. 강우강도 30.5㎝/h로서 처음 10분간 5.1㎝의 강우가 발생하였으며, 4시간 이내에 최고 홍수량 65.5cumecs이 발생하였다. 상부파괴의 폭은 30.5m이고, 파괴의 깊이는 4m이다. 1916년 7월 댐이 파괴되기 전 4년동안 월류가 있었으나 재난으로부터 댐을 지키기 위한 제반 안전 등의 법적 대응이 지연되었다.
23. 댐명 : Grand Rapids댐
소재지 : 미국
본 댐은 미시간 Grand Rapid의 모래 언덕이 있는 저수지 위에 1874년 시공되었다.
저수지 용량은 2.2×10^{5}㎥이고, 댐의 형태가 아치형태로서 평면도에서 보면 바닥의 직경이59.7m의 원호를 이루며, 정상에서는 82.6m의 원호를 이룬다. 댐의 높이는 7.6m이고, 제체의 상부 폭은 3.66m이며, 내부경사는 1.5H:1V, 외부경사는 2A:1V이다.
심벽은 점토로 만들어졌으며, 하부 폭은 2.44m이고, 상부 폭은 1.52m이다. 내부사면은 콘크리트 30㎝의 두께로 포장되었다.
1900년 저수지의 과도한 담수와 댐의 월류로 제체가 파괴되었다.
파괴의 상부폭은 12.2m, 하부폭은 9.1m 및 평균파괴 깊이는 7.5m이다. 파괴는 30분이내에 이루어졌다.
24. 댐명 : Hatchtown댐
소재지 : 미국
본 댐은 미국 유타의 Sevier강에 1908년 높이 19m로 시공되었으며, 점토로 만든 중앙 심벽이 있다. 하류사면의 경사는 2.5H:1V이며, 상류사면의 경사는 상부에서 수직으로 3.5m까지 1.5H:1V, 나머지 구간의 경사는 2H:1V이다. 상류사면의 표면은 31~62㎝두께의 육면체 화강암으로 포장되었다.
1914년 5월 25일 오후2시 누수가 생겼으며, 오후 8시에 큰 쐐기파괴가 생기고, 흙탕물로 변하였다.
쐐기파괴가 움직이면서 댐 마루부의 제채가 18.3m정도 잘렸으며, 전체 댐이 움직여 15.9m의 물 기둥이 생겼다. 파괴후 맨 처음 1시간 동안 저수지의 3/4이 유출되었고, 3시간 후 완전히 유출되었다.
최대 유출량은 대략 2,100cumecs이다. 댐은 3시간만에 파괴되었고, 상부 파괴폭은 180m, 하부 파괴폭은 160m, 평균 파괴깊이는 19m이다.
25. 댐명 : Hemet댐
소재지 : 미국
본 댐은 캘리포니아에 1923년 댐 높이 6.1m, 댐 마루 길이 83.2m로 시공되었다.
저수지의 용량은 8.63×10^{6}㎥이다. 전례 없던 심한 호우로 인하여 약 1600cumecs의 홍수가 발생하였으며, 댐이 파괴되었다. 온난한 호우는 눈을 녹였고, 배수유역인 11개의 지천에 홍수를 유발시켰다. 파괴의 폭은 83.2m로서, 댐의 일부분이 유실되었고 댐 마루 아래 6.1m에 있는 양질의 암석기초 부분이 드러나게 되었다.
26. 댐명 : Huaccoto댐
소재지 : 페루
본 댐은 페루의 Montaro강 지천인 Cochacay 계곡에 1974년 4월 25일 발생한 대단위 사면활동에 의해 만들어졌다. 사면활동으로 강이 막혔으며, 그 부피는 대략 5.6×10^{6}ft³이고, 깊이가 560ft인 거대한 저수지가 생겼다. 재료의 부피가 너무나 커서 그 장소에서 높이가 3배 정도인 댐을 만들기에 충분하였다.
본댐의 제원으로 저수지의 용량이 665×10^{6}㎥, 제체의 높이가 170m, 제체의 길이가 3,800m, 댐 마루의 평균수면 높이 2,630m이다. 슬라이딩 재료는 대부분 실트나 점토의 혼합물이다.
1974년 6월 6~8일에 댐이 월류되었으며, 처음 2일동안 월류 흐름은 하류사면 1마일을 따라 작은 수로를 침식하였다. 그 후 6~10시간만에 깊이 350feet, 폭 650~750feet의 형상을 지닌 사다리꼴의 파괴가 생겼다. 최대 유량은 353,000cfs이고, 바닥까지 파괴되지는 않았다.
댐 파괴의 제원은 댐 마루 침식으로 35m, 최대 유출량 13,700㎥/s, 최대 유심 15~20m, 유량이 0㎥/s에서 100㎥/s까지 소요된 시간 16h, 100㎥/s에서 최대 유출량이 되는 시간 10h, 유량이 100㎥/s부터 400㎥/s까지 증가하여 감소하는 수문지속시간 32h 등이다.
27. 댐명 : Kaddam Project댐
소재지 : 인도
본 댐은 인도의 Adilabad에 1957~68년 흙, 석괴 및 중력식 댐 등으로 만든 복합 구조의 댐으로 시공되었다.
댐의 높이는 30.78m, 댐 마루 폭은 3.28m, 저수용량은 1,366×10^{8}㎥ 등이다.
측정된 홍수량이 1.47×10⁴cumecs이며, 여유고가 2.4m임에도 불구하고 댐 마루위 46㎝로 월류되었고, 이로인해 댐의 왼쪽 제체에 137.2m 길이의 파괴가 생겼다. 이어 댐의 오른쪽 다수 부위의 붕괴로 인해 1958년 완전히 파괴되었다.
28. 댐명 : Kaila댐
소재지 : 인도
본 댐은 인도의 Gujarat Kachch에 1952~55년 기간 동안 흙댐으로 시공되었다.
댐의 높이는 23.08m, 댐 마루 길이는 213.36m, 저수용량은 13.98×10^{6}㎥ 등이다. 최대 유출량은 1,699cumecs이고, 기초는 셰일로 이루어졌다.
여수로는 Ogee 형태이며, 수문은 없다. 하상 아래 차수벽의 깊이가 3.21m임에도 불구하고 에너지 감쇄시설의 파괴와 이어 약한 기초로 인해 제체의 붕괴가 1959년 발생하였다.
29. 댐명 : Khadkawasla댐
소재지 : 인도
본댐은 인도의 Maharashtra Pune에 1879년 석재 중력식 댐으로 시공되었다.
댐의 높이는 31.25m, 기초의 깊이는 8.37m, 댐 마루길이는 1,471m, free board 2.74m 등이다.
홍수조절량은 2,775comecs이고, 저수용량은 2.78×10³cumecs이다.
파괴의 원인은 khadkawasha 저수지 상류의 Panshet댐의 붕괴로 인한 홍수파의 유입때문이다.
Khadkawasha 저수지가 이미 만수위 상태이고 수문이 완전히 개방되었을 때 상류댐으로부터 막대한 양의 물이 하류 저수지로 유입되어서 설계홍수량을 상회하게 되었고, 이로 인해 댐이 파괴되었다.
30. 댐명 : Kodaganar댐
소재지 : 인도
본 댐은 인도 Tamilnadu의 Anna 지역에 1977년 흙댐으로 시공되었다.
댐의 높이는 가장 깊은 기초로부터 15.75m, 강 바닥으로부터 11.45m이고, 저수용량은 12.3×10^{6}㎥, 홍수 조절량은 1,275cumecs이다. 최대 홍수위에 대해 2.5m의 여유고를 확보하고 있다.
홍수에 의한 월류로 인해 제체의 하류사면이 침식되었고 여러 곳에서 댐이 파괴되었다.
댐의 기초가 튼튼하였는데도 댐 파괴동안 지진이 기록되었다. 전력의 유지를 위해 댐 관리자는 수문을 부분적으로 작동시켰으며, 홍수에 의한 월류로 길이 20에서 200m까지 이르는 파괴가 생겨 완전 붕괴되었다.
31. 댐명 : Lake Avalon댐
소재지 : 미국
본 댐은 1894년 높이 14.5m, 저수용량 7.77×10^{6}㎥의 흙댐으로 시공되었다.
예기치 않은 홍수로 인해 제체가 파괴되었으나, 월류는 생기지 않았다. 1914년 10월 파괴시 최대유출량은 2,320cumecs였다. 파괴원인에 대한 지배적인 두가지 설명으로 첫째, 댐 하류사면으로 동물이 굴을 파고 들어가 흙이 연화되었다는 것이고, 둘째 댐의 오른쪽에서 쉬트 파일링 작업이 완전하지 않아 누수가 발생했다는 것이다. 야간에 일어난 파괴에 대하여는 어떠한 결론도 도출할 수 없었다. 파괴기간은 대략 2시간 정도로 추정되며, 파괴의 바닥폭은 137m, 평균 파괴깊이는 14.5m이다.
32. 댐명 : Lake Bacroft댐
소재지 : 미국
본 댐은 미국 버지니아주 알렉산드리아 근처 Holmes Run강에 1913년 석재 중력식 댐으로 시공되었다. 댐의 높이는 21m, 저수용량은 3.12×10^{6}㎥이다.
1972년 6월 21일 오후 11시경 댐의 오른쪽 제체에서 3.05m크기의 붕괴가 시작되었다.
댐이 파괴되는데 소요되는 시간은 대략 1시간 정도 걸렸다.
댐 파괴의 제원은 상부 파괴폭이 23m, 평균 파괴 길이가 11m였다.
33. 댐명 : Lake Latonka댐
소재지 : 미국
본 댐은 미국 팬실바니아주 Mercer에 높이 13m, 저수용량 1.59×10^{6}㎥의 흙댐으로 시공되었다. 댐은 균질한 점토로 만들어졌으며, 여수로 밑에 구멍이 점차 커져 제체가 붕괴되었다. 세립자가 먼저 유실되고, 최종적으로 여수로가 파괴되었다. 월류는 없었으며, 저수지 수위는 정상적이었다.
추정된 최대 유출량은 295cumecs이며, 파괴시간은 3시간 정도 걸렸다.
상부 파괴폭이 33.5m이고, 평균 파괴 깊이가 13m이다.
34. 댐명 : Lower Otay댐
소재지 : 미국
본 댐은 미국 샌디아고 Otay Creek에 1897년 석괴댐으로 시공되었다.
댐의 중앙에 차수막으로서 시멘트 몰탈을 한 강판을 설치하였다. 댐의 높이는 11m, 저수용량은 1.96×10^{7}㎥이고 상ㆍ하류 사면을 자연 구배로 하였다. 1916년 1월 25~27일 동안의 강우 23㎝로 인하여 급격한 침식이 생겼으며, 석괴가 느슨해지고 마침내 월류가 발생했다. 1916년 1월 27일 오후 4시 45분경 수위가 제체의 정상부까지 올라갔으며, 오후 5시 05분경 강재 차수막이 찢어졌다.
저수지가 1.5~2시간 동안에 완전히 배수되었으며, 기초는 완전하게 파괴되었다.
높이 6.1m정도의 홍수파가 약 19.3㎞/h의 속도로 계곡을 휩쓸었으며, 최대 유량은1800cumecs 정도로 측정되었다.
35. 댐명 : Mills River댐
소재지 : 미국
본 댐은 미국 매사츄세트주 Hampshire County에 1865년 Williamsberg Reservoir Company에 의해 석재 심벽을 지닌 흙댐으로 시공되었다.
댐의 높이는 13m, 길이는 183m, 댐 마루 폭은 4.9m 등이다. 댐의 양사면 경사는 1.5H:1V이다.
폭 10m의 여수로가 제체의 한 쪽에 위치하며, 댐은 댐 상류의 언덕에서 굴착한 롬(loam)을 약간 포함한 자갈로 시공되었다. 침투조절의 필요성은 인식되었으나 침투를 방지하기 위한 대책은 충분치 않았다.
1874년 5월 16일 저수지 수위가 댐 마루 아래 1.2m에 도달했을 때 댐이 파괴되어 저수지용량의 3/4이 배수되었으며, 유출량은 1700cumecs정도로 측정되었다. 하류 계곡으로의 갑작스런 서어징의 이동은 143명의 인명손실과 막대한 재산손실을 가져왔다. 사고후 조사에 의해 시공상의 명백한 결점이 드러나게 되었다.
예를 들어 돌쌓기에 있어 돌 사이의 공극을 부적절하게 처리했으며, 불량한 재료로 그라우트를 하였다.
파괴의 주요원인인 침투로 인해 심벽의 밑과 부근에 침식이 생겼으며, 큰 구멍이 생겼다.
제체 하류사면의 사면활동으로 댐의 상류사면 채움재가 붕괴되면서 댐 파괴가 급속히 진행되어 석축벽까지 이르게 되었다.
36. 댐명 : Nanaksagar댐
소재지 : 인도
본 댐은 인도 Punjab의 Bhakra에 1962년 흙댐으로 시공되었다. 저수용량은 2.1×10^{6}㎥이다. 1967년 8월 27일 20년만에 강타한 몬슨 강우에 의하여 최대 유출량 9,711cumecs이 기록되었다.
이로인해 구조물 하류사면에 댐 파괴의 주된 원인인 침투가 발생되어 누수로 인해 폭 7.6m가 파괴되었고, 점차 폭이 넓어져 45.7m에 이르렀다.
저수지의 상태는 더욱 악화되었으며, 제체의 침하로 인해 하류사면 끝 단(Toe)에서 보일링이 생겼다.
이후 댐이 월류되었고, 150m에 이르는 파괴가 발생했다.
37. 댐명 : Oakford Park댐
소재지 : 미국
본 댐은 미국 펜실바니아주 Jeannette에 높이 6m, 댐마루 폭 2.6m의 흙댐으로 시공되었다.
제체는 모래와 진흙을 반죽하여 20㎝로 시공하고, 여수로는 석축에 의해 시공되었으며 제체의 표면은 30㎝ 두께, 댐마루 표면은 2.44m 두께로 잡석을 쌓았다. 댐 밑의 누수를 방지하기 위하여 계곡을 가로질러 두께 61㎝, 0.9~1.22m 크기의 석축을 이용한 벽을 쌓았다.
파괴는 부적절한 여수로 용량에 의해 발생됐으며, 이어 월류와 댐 하류 사면의 침식에 의해 여수로 근처가 파괴되었다. 파괴되기까지 대략 1시간 정도 걸렀으며, 제체 위의 최대 수위는 0.98~1.22m였다.
1903년 댐이 파괴되었으며, 파괴의 제원은 상부 폭이 23m, 길이가 4.6m이다.
38. 댐명 : Puddingstone댐
소재지 : 미국
본 댐은 미국 캘리포니아에 높이 15.2m, 길이 251.5m 및 저수지 용량 6.17×10^{5}㎥으로 시공되었다. 최대 유출량은 2,832cumecs이며, 1926년 4월 댐을 월류하는 홍수로 인해 1,22m×2.13m의 터널이 막혀 댐이 파괴되었다. 댐의 표면은 댐의 물을 가두기 위한 목적으로 콘크리트 호안으로 처리하였으며, 파괴시 4.32×10^{5}㎥의 물이 방출되었다. 상부파괴 폭은 91.4m이며, 파괴깊이는 10.67m였고, 파괴 시간은 대략 3시간 정도로 추정되었다.
39. 댐명 : Salles Oliveira댐
소재지 : 브라질
본 댐은 1966년 주로 전력 개발을 위하여 높이 35m, 길이 167m로 시공되었다.
1977년 7시간이 넘는 댐의 월류로 댐이 파괴되었으며, 저수지 용량은 2.67×10^{7}㎥이다.
최대 가능 수위가 터빈 내의 흐름을 위해 사용되었으며, 본 댐 상류 10㎞지점에 da Dunha댐이 위치하고 있다. da Cumha 댐 파괴로 인한 홍수로 연이어 본 댐이 파괴되었다.
평균 파괴깊이는 35m이며, 상부 파괴 폭은 대략 35m이고, 파괴시간은 2시간 정도로 기록되었다.
40. 댐명 : Schaeffer 댐
소재지 : 미국
본 댐은 미국 콜로라도의 Beaver Creck에 흙댐으로 시공되었으며, 댐 마루 폭이 4.6m, 상류사면 경사가 1V:3H, 하류사면 경사가 1V:2H이고, 상류사면은 사석으로 보호되었다. 댐 높이는 30.5m, 저수지 용량은 3.92×10^{6}㎥이다. 1921년 댐 마루 중앙부분을 따라 22.9m에 걸쳐 월류가 생겼으며, 댐 파괴원인이 되었다 댐은 완전히 들려내려 갔으며, 저수지는 약 30분 후 완전 배수되었다. 파괴시 최대 유출량은 4,500cumecs로 측정되었고, 상부 파괴 폭은 210m, 하부 파괴폭은 27.5m였다.
41. 댐명 :
소재지 : 미국
본댐은 미국 뉴욕에 높이 9.1m, 길이 45.7m로 시공되었다. 댐 유역은 6.73㎢이다.
부실 설계 및 폭풍우로 인해 댐이 월류 파괴되었으며, 여수로가 없이 저수를 위한 방류설비로서 직경 1.83m의 파이프가 설치됐을 뿐이다. 파괴시 우량계는 2시간동안 2㎝의 강우가 내렸다는 것을 나타내고 있었다.
모래층 위 불투수층으로 인해 유출율이 더 높아졌으며, 상부 파괴폭은 24.4m, 파괴깊이는 9.1m였다.
42. 댐명 : Sherman 댐
소재지 : 미국
본 댐은 미국 네브라스카 Loup City 부근에 1962년 흙댐으로 시공되었다. 댐 높이는 41m, 길이는 1,356m, 저수지 용량은 8.52×10^{7}㎥ 등이다. 상류사면 경사는 30㎝ 크기의 자갈층 위에 61~75㎝ 크기의 사석으로 보호되었으며, 파랑작용은 매우 심각하여 파고가 1.52m 크기로 기록되었고, 바람의 속도가 64㎞ph로 나타났다. 시방기준에 못미치는 기초암석으로 비중의 75%정도인 재료를 사용함에 따라 사석이 제거되었으며, 작은 사석들이 밑으로 움직여 소단을 형성하였고, 조그만 틈새가 나타났고 크기가 0.11㎥보다 작은 사석들이 제거되어 갈라진 틈새에는 좀 더 큰 사석들만이 남았다.
43. 댐명 : Sinker Creek 댐
소재지 : 미국
본 댐은 미국 아이다호에 1910년 현무암을 지반으로 하는 높이 21m의 흙댐으로 시공되었다. 댐의 전 높이에 걸친 파열에 의해 일시에 파괴되었다.
참 고 문 헌
, Failures in Civil Engineering : Structural, Foundation and Geoenvironmental CaseStudies ASCE , 1995
, Guidelines for Failure Investigation ASCE , 1989
, Forensic Engineering:Learning from Failures ASCE , 1986
, Guide to Investigation of Structural Failures ASCE , 1979
Comelia E. Demers , John W. Fisher , A Survev of Localized Cracking in Steel Bndges-1981 to 1988 , Fatigue Cracking of Steel Bridge Structures Volume I , 1990
John W. Fisher , , Fatigue and Fracture in Steel Bridges - Case Studies 1984
J.W.Fisher著 , 朴英錫 譯 , , 錮橋의 疲勞와 損傷(Fatigue and Fracture in Steel Bridges)-손상사례연구