1.1 배경

원자력 발전소는 안전 기준이 매우 높은 구조물로 지진을 포함한 외부 변수에 대해 안정적인 운전 기능을 확보할 수 있도록 설계된다. 2011년 후쿠시마 원전사고 이후 전세계적으로 설계초과지진에 대한 원전의 안전성 확보가 중요한 이슈로 떠올랐으며 국내에서도 2016년 및 2017년 원전에서 멀지 않은 경주와 포항에서 발생한 잇따른 지진으로 국내 가동 원전에 대한 정밀한 내진성능평가가 요구되고 있다.

원전의 매우 높은 안전 기준으로 인해 구조물은 충분한 내진 성능을 발휘할 수 있도록 매우 두꺼운(두께 약 1.2 m) 철근콘크리트 벽체로 구성된다. 따라서 대부분의 지진에 의한 중대 사고는 구조물의 파괴가 아닌 구조물 내 위치한 안전 관련 기기의 오작동이나 파손에 의해 발생할 확률이 높다.

국내 APR1400원전의 경우 0.3 g PGA 수준의 설계 지진(안전정지지진, safe shutdown earthquake, SSE)을 기준으로 내진설계가 되어 있으며 원전 구조물의 실제 내진 성능은 설계 대비 최소 2배 이상의 성능(최소 0.6 g PGA 이상의 지진까지 구조물의 파괴는 발생하지 않음)을 발휘할 수 있는 것으로 알려져 있다. 하지만 구조물 내진설계의 높은 보수성으로 인해 직경 45 mm 수준의 대구경 철근이 매우 밀집하게 배근 되어(Fig. 1) 경제성이 저하될 뿐만 아니라 균일한 시공 품질을 보장할 수 없어 오히려 내진 성능의 불확실성이 증가될 우려가 있다. 이는 내진설계에서 원전 구조물의 특성을 제대로 고려하지 못한 채 매우 보수적인 관점으로 설계를 수행하기 때문이다. 내진성능평가도 마찬가지로 구조물이 충분한 내진성능을 보유하고 있다고는 하나 실제 어느 정도 수준의 지진까지 안전성을 확보할 수 있는지에 대한 상세한 평가가 수행되어야 한다. 현행 구조물의 내진성능평가는 Electric Power Research Institute(EPRI)의 평가 지침^{(Grant et al. 2018)}에 근거하여 설계 강도 식 기반의 근사적 방법을 통해 간략히 평가하고 있으며 이는 원전의 내진성능평가의 목적인 구조물이 보유한 ‘실제’ 내진성능평가에 부합하지 않을 수 있다.

Fig. 2는 격납건물을 둘러싸고 있는 안전관련 구조물인 보조건물(auxiliary building)의 평면도로 원전 구조물의 주요 특징을 파악할 수 있다. 보조건물은 6층으로 구성된 벽식 구조물로 각 층의 층고는 약 6~7 m이다. 건물의 총 길이는 약 100 m이므로 형상비(벽체 길이 대비 벽체 높이의 비, 일반적인 건물의 형상비는 보통 2.0 이상)가 매우 낮은 구조물에 속한다. 또한 벽체의 두께는 약 1.2 m로 일반 건물에 비해 벽체 높이 대비 매우 두꺼운 특징이 있다. 또한 내부의 벽체들은 서로 구조적으로 연속된 격자 형태로 배치되어 있다. 따라서 벽체 구조물에 대한 합리적인 내진설계 혹은 정확한 내진성능평가를 수행하기 위해서는 원전 구조물의 특징인 벽체의 낮은 형상비와 서로 수직으로 교차하는 벽체(플랜지)의 영향을 고려해야 한다.

Fig. 1 Reinforcement layout of auxiliary building (four layers of reinforcements were placed at each wall)

Fig. 2 Sectional view of auxiliary building

1.2 원전 벽체의 현행 전단강도 모델

원전 벽체와 같이 형상비가 낮고 플랜지가 있는 벽체에 대한 전단강도 모델은 과거 여러 연구자에 의해 제안되었으나 현행 설계 및 평가에서는 아래의 세 개의 강도 모델을 사용하는 것을 허용하고 있다. ACI 349 모델^{(ACI 2013)}은 원전 벽체의 내진설계 기준이며, ^{Barda et al.(1977)} 및 ^{Gulec and Whittaker(2011)}식은 EPRI의 지진취약도평가 지침에 따라 내진성능평가 시 활용 가능한 강도 평가 모델이다^{(Grant et al. 2018)}.

1.3 연구 목표

형상비가 낮고 플랜지가 있는 경우 벽체의 전단강도가 증가하는 것은 과거 연구자들에 의해 이미 입증되었으며 강도 모델에도 그 효과가 반영되어 있다. 하지만 플랜지의 전단 기여 메커니즘에 대한 설명이 명확하지 않으므로 벽체 설계 변수에 따라 예측 결과의 불확실성이 크게 나타날 수 있다. 따라서 원전 벽체의 특징인 낮은 형상비의 벽체에 대해 플랜지의 강도 기여도를 역학적으로 설명하고 이를 바탕으로 합리적인 강도 평가 모델을 제안하고자 하였다.

3.1 횡력에 대한 플랜지의 거동

플랜지형 벽체가 횡력에 저항하는 경우 양단 플랜지의 전단 거동은 웨브의 철근 변형률 상태에 따라 다르게 나타난다. 웨브의 철근 항복 상태를 기준으로 횡력에 대한 플랜지의 거동을 구분하였다. 여기서 웨브 철근의 항복은 웨브의 균열면에서 수평 또는 수직 철근의 항복 의미한다.

3.1.1 웨브 철근이 항복하지 않은 경우

원전 구조물은 웨브 벽체를 두꺼운 플랜지와 슬래브가 둘러싸고 있으므로 웨브 벽체는 균일한 전단 응력(uniform shear)을 부담하는 전단 패널로 근사할 수 있다. 이에 따라 플랜지형 벽체 내에서 힘의 평형 조건을 만족하기 위해 양단 플랜지는 각각 웨브 벽체와 접하는 면을 따라 서로 반대 방향의 면내 방향 축력을 부담하게 된다. 이를 Fig. 4에 나타내었다. Fig. 4(a)는 웨브 철근 항복 전, 즉 횡변형이 크지 않은 상태에서의 플랜지형 벽체의 거동을 나타낸 것이며 Fig. 4(b)에 해당 조건에서의 웨브의 응력 상태를 나타내었다. Fig. 4(c), (d)에 양단 플랜지에 발생하는 축력을 붉은색 화살표로 나타내고 면내 방향의 응력장을 간단한 스트럿-타이 모델로 표시하였다. Fig. 4(c), (d)에서 알 수 있듯이 플랜지에 발생하는 축력의 크기는 벽체 기초에 가까워질수록 선형적으로 증가한다.

이에 따라 웨브 철근이 항복하지 않은 조건에서, 즉 전단 변형이 크지 않은 상태에서, 발생 가능한 파괴 모드는 웨브의 복부 압축 파괴(web crushing), 압축을 받는 플랜지의 압축 파괴, 인장을 받는 플랜지의 인장 파괴이다. 플랜지의 인장 파괴는 연성 거동을 나타내므로 벽체의 최대 강도는 취성 파괴 모드인 웨브 또는 압축 플랜지의 압축 파괴에 의해 결정된다. 파괴 기준은 Rankine 파괴 기준을 통해 정의하였다(3.4장). 하지만 플랜지의 넓은 단면적으로 인해 압축 응력이 효과적으로 분산되므로 압축 파괴는 잘 관측되지 않는다.

Fig. 4 Response of flanges before web re-bar yielding (a) shear behavior of flanged wall (b) stress state of web (c) in-plane tensile force applied to tension flange (d) in-plane compressive force applied to compression flange

3.1.2 웨브 철근이 항복한 경우

웨브의 균열면에서 철근이 항복하게 되면 횡력에 대한 웨브의 저항이 제한된다. 그 결과 해당 균열면을 따른 미끄러짐(slip)을 통해 웨브의 변형이 발생하고 이는 축력을 부담하고 있는 양단 플랜지에 국부적인 면외 방향 전단 변형을 유발한다. 즉, 양단 플랜지는 각각 압축-전단 및 인장-전단 응력 상태가 된다. 이 때, 웨브의 균열 양상으로 인해 압축 플랜지의 하단부, 인장 플랜지의 상단부에서 집중적으로 면외 방향 전단 변형이 발생한다(Fig. 5(a)). 특히 압축 플랜지의 경우 압축력이 큰 하단부에서 면외 방향 변형이 집중되므로 상대적으로 가파른 균열 각을 나타내며 취성 파괴가 발생할 수 있다(Fig. 5(b)). Fig. 5(c)에 웨브 철근 항복 이후 압축 플랜지에 가해지는 응력 상태를 나타내었다. Fig. 5(c)에서 사다리꼴 형태의 육면체는 플랜지에 가해지는 압축력을 나타낸다. 파란색 화살표는 웨브 철근 항복 이후 웨브의 균열면을 따라 발생하는 미끄러짐이 플랜지에 유발하는 면외방향 변형의 방향을 나타낸다. 웨브 주요 균열면의 윗부분은 상대적으로 강체 거동을 하기 때문에 플랜지의 하단부가 취약부가 되며 이 취약부를 점선의 직육면체로 표시하였다.

Fig. 5 Response of compression flange after web re-bar yielding

인장 플랜지의 경우 축력의 방향이 반대이고 그 크기가 상대적으로 작지만 횡력에 대한 저항 메커니즘은 압축 플랜지와 동일하다.

3.2 강도 평가 모델

3.1절의 플랜지 거동을 기반으로 플랜지형 벽체의 웨브 및 플랜지의 전단강도 기여를 평가할 수 있는 해석 모델을 제안하였다.

Fig. 5(c)에 나타나 있듯이 플랜지 취약부(회색 육면체)의 응력 상태는 Fig. 5(c)의 오른쪽 그림과 같이 균일한 전단 및 축력을 부담하는 것으로 단순화할 수 있다. 이 단순 응력 가정은 3.1.2절의 웨브 철근 항복 조건을 기반으로 제안하였으나 3.1.1절의 웨브 철근 항복 전에도 적용할 수 있다. 따라서 이 응력 조건을 바탕으로 양단 플랜지의 취약부를 등가의 전단 패널로 치환하여 평가할 수 있다.

Fig. 6 Equivalent shear panel model

Fig. 6과 같이 웨브와 플랜지를 각각 전단 패널로 치환하여(총 3개의 전단 패널) 강도를 평가하기 때문에 벽체가 발휘하는 전단강도는 식 (4)와 같이 각 웨브 및 플랜지가 발휘하는 전단강도의 합으로 표현된다. 식 (4)에서 $V_{W}$, $V_{CF}$, $V_{TF}$는 각각 웨브(web), 압축 플랜지(compression flange), 인장 플랜지(tension flange)가 발휘하는 전단강도를 의미한다.

$V_{W}$, $V_{CF}$, $V_{TF}$는 벽체의 단면 형상을 기준으로 식 (5)~(7)을 통해 각각 계산한다. $\tau_{W}$, $\tau_{CF}$, $\tau_{TF}$는 각각 웨브, 압축 플랜지, 인장 플랜지가 발휘하는 전단 응력을 나타낸다. $l_{w}$, $t_{w}$, $t_{f}$, $b_{eff}$는 순서대로 전체 벽체의 길이, 웨브 두께, 플랜지 두께, 플랜지 유효폭을 의미한다. 플랜지 유효 폭은 형상비 1.0 벽체에 대해 다양한 플랜지폭의 수치해석 결과 벽체 높이의 절반 수준이 타당한 것으로 판단되었다($b_{eff}$=0.5$h_{w}$).

등가의 전단 패널 모델을 바탕으로 파괴 시점에서의 $\tau_{W}$, $\tau_{CF}$, $\tau_{TF}$를 계산할 수 있다.

3.3 등가 전단 패널 모델

등가 전단 패널 모델이 발휘하는 전단 응력($\tau_{W}$, $\tau_{CF}$, $\tau_{TF}$)을 계산하기 위해 수정압축장이론(MCFT, ^{Vecchio and Collins 1986)}을 기반으로 각 패널의 전단강도를 평가 하였다. 전단 패널의 compression softening 효과를 고려하기 위해 다양한 콘크리트 강도의 압축 거동 평가에 적합한 ^{Thorenfeldt et al. (1987)}의 콘크리트 모델을 수정한 compression softening 모델^{(Vecchio and Collins 1993)}을 활용하였다. Tension stiffening 효과는 ^{Vecchio and Collins(1986)}의 경험적 모델을 그대로 적용하였다.

3.1절의 두 가지 파괴 모드를 모두 고려할 수 있도록 Fig. 6과 같이 세 패널에 대한 변형률 적합조건을 가정하였다.

1) 웨브 균열면 철근 항복 전(Fig. 4(a)): 세 패널의 동일한 전단 변형 가정. 즉 웨브 철근 항복 전까지 세 패널의 전단 변형률은 동일하다($\gamma_{W}$=$\gamma_{CF}$=$\gamma_{TF}$).

2) 웨브 균열면 철근 항복 후(Fig. 5(a)): 웨브 균열면을 따라 국부적으로 미끄러짐이 발생하므로 $\gamma_{CF}$=$\gamma_{TF}$>$\gamma_{W}$ 가정. 이 때 압축 및 인장 플랜지의 전단 변형률은 두 플랜지 중 먼저 최대 강도에 도달한 패널의 전단 변형률로 정의하였다.

3.4 계산 절차

웨브의 변형에 따라 양단 플랜지에 가해지는 축력의 크기가 변하므로 강도 계산 시 이 영향을 고려해야 한다. 3.1의 두 파괴 모드를 고려하기 위해서 낮은 전단 변형률부터 점차적으로 변형을 증가시켜가며 해석을 수행하였다. 계산 절차를 Fig. 7에 나타내었다.

Fig. 7 Numerical procedure

6) 파괴 모드 평가(Step 5)

2)에서 가정한 전단 변형률에 대해 세 패널의 응답을 평가한다. Rankine 파괴 기준에 따라 각 패널의 파괴는 주압축응력을 기준으로 정의하였다. 철근 항복에 의한 인장 파괴는 연성 거동을 하는 것으로 가정하였다. 세 패널 모두 파괴가 발생하지 않은 경우 2)의 전단 변형률을 증가시킨 후에 3)~6)의 해석 절차를 반복한다. 가장 먼저 취성 파괴가 발생한 패널을 기준으로 벽체의 파괴 모드를 결정한다.

Fig. 8에 각 패널의 취성 파괴 모드를 기반으로 플랜지형 벽체의 파괴 모드를 정의하였다. 대각 인장(diagonal tension) 파괴 모드는 웨브의 철근 항복(연성)이후 압축 플랜지의 압축-전단 파괴(취성)로 정의된다. 복부 압축(web crushing) 파괴 모드는 양단 플랜지의 항복 전 웨브 전단 패널의 압축 파괴(취성)로 정의된다.

Fig. 8 Failure modes in the proposed model

4.1 해석 모델의 전단 거동 및 파괴 모드 예측

제시한 등가 전단 패널 모델은 전단 변형을 점차적으로 증가시켜 가며 해석을 수행하므로(Fig. 7) 벽체의 전단 거동을 예측할 수 있다. Fig. 9에 ^{Kim and Park(2022)}의 실험 연구 결과와 등가 전단 패널 모델을 통한 예측 결과를 비교하였다. Fig. 9(a), (b)는 각각 복부압축파괴 및 대각인장파괴가 발생한 플랜지형 벽체 실험체를 나타낸다. 각 그림에서 왼쪽 사진은 실험에서 관측된 파괴 모드, 가운데 그래프는 전단 변형-하중 그래프, 오른쪽 그래프는 등가 전단 패널 모델을 통해 예측된 웨브 및 플랜지의 전단(응력) 기여를 나타낸다. 복부압축파괴가 발생한 Fig. 9(a) 실험체의 경우 가운데 그래프에서 알 수 있듯이 최대강도 도달까지 웨브의 수평 또는 수직 철근의 항복(‘○’ 또는 ‘△’)은 발생하지 않았으며 최대강도 도달 직후 복부압축파괴(‘*’)가 발생하는 것으로 예측되었다. 오른쪽 그래프의 예측 결과에서도 웨브(실선)가 복부압축파괴로 인해 급격한 하중 저하가 발생하였음을 확인할 수 있다. 반면 대각인장파괴가 발생한 Fig. 9(b)의 경우 웨브 균열면의 철근 항복 이후 압축 플랜지의 취성 압축파괴가 관찰되었다. 해석 모델에서도 수직 철근의 항복(‘△’) 이후 압축 플랜지의 파괴로 최대강도가 결정되는 것으로 예측되었다. 오른쪽 그래프에서 압축 플랜지의 파괴 이후 강도 소실로 인해 최대 강도가 결정되는 것을 확인할 수 있다.

Fig. 9 Shear response prediction (a) web crushing failure (b) diagonal tension failure

두 실험체 모두 압축플랜지의 전단 강도 기여가 인장 플랜지보다 큰 것으로 나타났는데 이는 축력의 효과로 인해 압축 플랜지에서 전단 강도가 인장 플랜지보다 더 크게 발휘되었기 때문이다. 등가 전단 패널 모델을 통한 최대 강도 예측 결과($V_{test}$/$V_{pred.}$)는 각각 1.03, 1.17로 실험 강도를 적절히 예측할 수 있는 것으로 나타났다.

4.2 최대 강도 예측

강도 평가 모델의 타당성을 검증하기 위해 벽체 실험 데이터를 수집하고 최대 강도를 해석 모델의 예측 결과와 비교하였다. 전단 파괴된 총 180개의 바벨형 및 플랜지형 벽체 실험 자료를 수집하였다. 실험 데이터는 ^{Gulec and Whittaker(2009)} 및 ^Baek(2017)의 데이터베이스를 기반으로 하였다^{(Kim 2022)}. 수집된 자료 중에서 1단 배근된 두께 70 mm 이하의 벽체(두께 방향 쪼개짐 파괴 모드)와 ACI349 또는 ACI318의 내진 벽체 설계 기준인 최소 철근비(0.25 %)에 현저히 미달되는 철근비 0.2 % 미만의 벽체 실험체는 제외하였다. Table 1에 수집한 실험 데이터의 설계 범위를 요약하였다.

제안한 강도 모델을 통해 예측한 전단강도와 실험 강도를 Fig. 10에 비교하였다. 그림에서 x축은 예측 강도 y축은 실험 강도를 의미하며 콘크리트 압축 강도로 정규화(normalize)하여 표시하였다. 표식 ‘×’와 ‘△’는 형상비가 1.0 이하인 바벨형(BAR) 및 플랜지(FLG)형 벽체를 의미한다. 형상비가 1.0 이상인 바벨형(nsBAR) 및 플랜지형(nsFLG) 벽체는 각각 ‘■’와 ‘▼’로 나타내었으나 여기에 속하는 실험체는 모두 형상비가 2.0 이상이었다. 마지막으로 ‘･’ 표식은 예측 전단강도가 휨 강도보다 큰 경우(FLX, $V_{pred.}$>$V_{f}$)로 이러한 실험체에 대해서는 예측 전단 강도를 휨 강도로 제한하였다.

Fig. 10 Predictions of peak shear strength

형상비가 1.0 이하인 바벨형(‘×’) 및 플랜지형(‘△’) 벽체의 최대 전단강도는 제시한 해석 모델을 통해 합리적으로 예측 가능한 것으로 나타났다(Table 2). 바벨형 벽체의 경우 예측 강도 비($\tau_{test}$/$\tau_{pred.}$)의 평균은 0.982, 표준편차는 0.171, 변동계수 0.174, 최소값 0.717, 최대값 1.496으로 나타났다. 플랜지형 벽체의 경우 예측 강도 비($\tau_{test}$/$\tau_{pred.}$)의 평균은 1.130, 표준편차는 0.172, 변동계수 0.152, 최소값 0.844, 최대값 1.545로 나타났다. 바벨 및 플랜지형 벽체 모두 벽체 강도를 지나치게(1.5배 이상) 과대 평가하거나 과소평가 하는 경우 없이 대체로 균일한 예측 결과를 나타내었다.

반면 형상비가 2.0 이상인 바벨형(‘■’) 및 플랜지형(‘▼’) 벽체의 경우 제안한 해석 모델이 전단강도를 과대평가하는 것으로 나타났다($\tau_{pred.}$>$\tau_{test}$). 그 이유는 3.2절의 해석 모델은 웨브 벽체가 순수 전단 응력만을 부담하는 것으로 가정하고 있기 때문이다. 형상비가 2.0 이상의 세장한 벽체의 경우 전단뿐만 아니라 휨에 의한 축방향 인장력이 웨브 벽체에 가해지므로 compression softening 효과가 증가하여 의해 웨브가 발휘하는 전단강도가 감소하게 된다. 따라서 형상비가 높은 벽체에 이 해석 모델을 적용하고자 하는 경우 휨에 의해 각 웨브와 플랜지에 발생하는 축력의 효과를 평균 축력으로 등가 패널 모델에서 고려할 수 있다. 세장한 벽체의 경우 휨에 의한 인장 철근의 항복 후 압축대를 통해 콘크리트의 전단 저항이 발휘되므로 ^{Kang et al.(2009)}의 모델을 활용하거나, ^{Eom et al.(2010)}모델과 같이 휨에 의한 웨브의 인장 철근의 변형률을 추가로 고려하여 웨브의 전단 강도 저하 효과를 고려할 수 있다. 하지만 전단 파괴가 발생한 세장한 바벨 및 플랜지형 벽체의 실험체 수가 충분하지 않아 모델의 검증에 한계가 있으므로 이번 연구에서는 고려하지 않았다. 따라서 제안한 해석 모델은 형상비가 1.0 이하인 바벨형 및 플랜지형 벽체에 한하여 적용이 가능하다.

Fig. 11에 예측 강도 비($\tau_{test}$/$\tau_{pred.}$)를 벽체의 주요 설계 변수에 대하여 나타내었다. 표식은 Fig. 10과 동일하며 예측 강도를 (a) 형상비, (b) 벽체 두께/길이 비, (c) 정규화된 웨브 수평철근비, (d) 정규화된 웨브 수직철근비, (e) 웨브단면적 대비 플랜지 단면적 비, (f) 축력비에 대해 나타내었다.

형상비가 1.0 미만인 벽체에 대해 벽체의 형상과 관련된 특정 변수에 대한 편향 없이 대체로 균일한 예측 결과를 나타내었다(Fig. 11(a), (b), (e)). 벽체에 추가적인 축력을 가한 경우에도(Fig. 11(f)) 축력의 크기에 관계없이 대체로 일정한 예측 결과를 나타내었다. 하지만 웨브의 철근비가 감소하는 경우(Fig. 11(c), (d)) 예측 결과의 편차가 증가하는 경향이 나타났다. 이는 두 가지 영향으로 인한 것으로 판단된다. 첫째는 웨브 철근량이 감소함에 따라 벽체 전단강도에 대한 콘크리트 기여도가 증가하기 때문이다. 콘크리트 강도는 철근 대비 강도의 불확실성이 크기 때문에 철근비가 작은 경우 콘크리트 강도의 불확실성의 강도 예측 결과의 불확실성을 증가시킨 것으로 판단된다. 또 하나의 이유는 해석 모델에서 적용한 compression softening 모델의 보수성으로 인한 것이다. 제안 모델에서 적용한 compression softening 모델에 따르면 콘크리트 압축 강도는 주인장 변형률(principal tensile strain)에 반비례하여 감소하게 되는데 이 때 철근량이 적은 경우 콘크리트 강도가 과소평가 되는 경향이 있기 때문이다. 바벨 및 플랜지형 벽체를 모두 포함한 예측 강도 비의 평균은 1.021, 변동 계수는 0.178로 나타나 작은 편차로 벽체의 강도를 잘 예측하는 것으로 나타났다. 따라서 제안 모델은 형상비가 낮은 플랜지형 벽체의 전단 강도를 평가하는데 적합한 것으로 판단된다.

Fig. 11 Shear strength predictions: (a) wall aspect ratio, (b) wall thickness-to-length ratio, (c) normalized horizontal reinforcement ratio, (d) normalized vertical reinforcement ratio, (e) ratio of sectional area of flange to web, and (f) axial force ratio

개발 모델의 강도 예측 결과를 현행 설계 및 내진성능평가 식과 비교하였다. Fig. 12에 형상비가 2.0 미만인 바벨형 및 플랜지형 벽체의 강도 예측 결과를 정규화된 웨브 수평철근비에 따라 나타내었다. 개발 모델의 강도 예측 결과는 현행 ACI 설계 기준 및 지진취약도평가에서 활용하는 강도 모델(ASCE/SEI 43-05 또는 ^{Gulec and Whittaker(2011))}보다 벽체의 전단 강도를 잘 예측하는 것으로 나타났다. ^{Gulec and Whittaker(2011)}의 경험 식이 현행 강도 모델 중에서는 가장 작은 편차를 나타내었으나 세 모델 모두 바벨 및 플랜지형 벽체의 전단 강도를 과소평가하는 것으로 나타났다. 반면 제안 모델(Fig. 12(d))은 실제 벽체의 강도를 높은 정확도로 예측하였다. 하지만 간단한 강도 식을 통해 강도를 예측하는 현행 방법과 달리 제안 모델은 여러 차례의 반복 계산이 요구되는 방법이다. 따라서 실무적인 활용을 위해서는 제안 모델을 기반으로 간단한 단순 식의 개발이 필요하다.

Fig. 12 Comparison of shear strength predictions (a) ACI 318-19, (b) ASCE/SEI 43-05, (c) Gulec and Whittaker (2011), and (d) present study