國 立 交 通 大 學
土木工程學系
碩 士 論 文
靜態往覆載重實驗加載歷時對
鋼結構同心斜撐構架系統之影響
Effects of Quasi-Static Loading Protocols on
Concentrically Braced Steel Frame
研 究 生：王耀緯
指導教授：陳垂欣 教授
中 華 民 國 一零三 年 一 月
I
靜態往覆載重實驗加載歷時對鋼結構同心斜撐構架系統之影響
國立交通大學土木工程學系碩士班
研究生：王 耀 緯 指導教授：陳 垂 欣 博士
摘 要
過去研究顯示，不同的加載歷時對結構非線性反應、破壞模式及消能行為皆 有影響，而在美國 AISC 耐震規範中（AISC, 2010）訂定了適用於鋼結構抗彎構 架（MRF）梁柱接頭試驗之加載歷時 Loading Sequence for Beam-to-Column Moment Connections、鋼結構偏心斜撐構架（EBF）連桿梁接柱接頭實驗之加載 歷時 Loading Sequence for Link-to-Column Connections，但並未制定適用於鋼結 構同心斜撐構架（CBF）之加載歷時。過去所進行的研究以規範中的加載歷時探 討鋼造構架系統最大變形容量，然而，對鋼結構同心斜撐構架施加抗彎構架或偏 心斜撐構架的靜態往覆載重加載歷時，皆無法精確給予 CBF 在地震作用下的變 形需求，因此需檢討現行規範加載歷時應用於鋼結構同心斜撐構架的適用性，且 需要特別針對鋼結構同心斜撐構架訂定其靜態往覆載重加載歷時。 本研究以構架實驗探討結構系統在位移加載作用下的破壞行為，實驗規劃四 組簡化之同心斜撐構架試體，採用兩種細長比之圓管斜撐，探討兩種不同的靜態 往覆加載歷時 Loading Sequence for Link-to-Column Connections （AISC, 2010）， 以及 Proposed Loading Sequence for CBF (胡懷國 2012 )，對同心斜撐構架行為 的影響。試驗後依據靜態往覆試驗結果，探討各試體之遲滯行為、指標行為強度、 試體指標行為發生點與層間位移角關係、能量消散關係、面外位移量與梁柱開合 量、斜撐及梁之應變歷時以及比較實驗結果與分析模型動力分析結果。研究結果 顯示整體構架斜撐受拉降伏，斜撐受壓挫屈以後進入非線性行為以消散能量。四 組構架之層間位移角至少可達到正負 2%後，斜撐才發生斷裂。且最大之斜撐構 材面外變形量可達到斜撐構材長度之 11.7%。接合板處梁柱之間的開合量顯示， 在實驗過程中接合板產生的受拉變形量大於受壓變形量，表示接合板在梁柱接頭 處所提供的受拉與受壓勁度不同。根據各試體每階段變形範圍誤差累積比較，以 及各試體每階段變形範圍誤差平均比較來看，CBF 斜撐構架由 Proposed Loading Sequence for CBF 的加載結果之誤差值皆較 Loading Sequence for Link-to-Column Connections 小。兩種位移歷時作用下結構物的破壞模式相似，（皆為斜撐降伏、 挫屈與斷裂、梁降伏、柱底降伏、接合板降伏等），儘管如此，在評估 CBF 斜撐 構架之各種變形容量時，兩種加載歷時的差異約為 30％至 60％。.因此，在評估 CBF 斜撐構架之變形與消能容量 Proposed Loading Sequence for CBF 提供較佳的 準確性。因此，在評估 CBF 斜撐構架之變形與消能容量上，Proposed Loading Sequence for CBF，提供了較佳的準確性。關鍵詞：靜態往覆加載實驗、加載歷時、鋼結構同心斜撐構架、構架實驗、構架 梁柱效應
II
Effects of Quasi-Static Loading Protocols on
Concentrically Braced Steel Frame
Student：Yao-Wei Wang Advisor：Chui-Hsin Chen
Department of Civil Engineering
National Chiao Tung University
ABSTRACT
The observations of earlier studies have shown that different loading protocols affect the nonlinear behavior, damage modes and energy-dissipation performance of structures. AISC Seismic Provisions (AISC, 2010) provide the Loading Sequence for Beam-to-Column Moment Connections and Loading Sequence for Link-to-Column Connections, but the loading sequence for concentrically braced steel frame (CBF) is still lacking. The past studies apply the loading sequences in AISC Seismic Provisions to steel structural systems to examine their maximum deformation capacity. However, it is not appropriate to use Loading Sequence for Beam-to-Column Moment Connections and Loading Sequence for Link-to-Column Connections to test the capacity of CBF. A loading sequence for CBF based on its seismic demands is required.
This study extends earlier research (胡懷國 2012), and further investigates the damage and nonlinear behavior of the CBF system under different loading sequences. We tested four specimens with two different pipe sections (and also different slenderness) under two loading sequences, namely Loading Sequence for Link-to-Column Connections and Proposed Loading Sequence for CBF. Based on test observations and data analyses, we discussed the performance parameters of different specimens including the hysteretic behavior, strength, deformation, energy dissipation, specimen behavior indicators, etc. The results showed that the story drift of all specimens reached at least 2% rad. The maximum out-of-plane deformation of the braces is about 11.7% of the brace length. The amount of opening and closing at beam-column connection due to frame action is more obvious when the gusset plate is under tension; the gusset plate provides different tension and compression stiffness to the frame action. The differences between Loading Sequence for CBF and dynamic responses of CBF is smaller than those between Loading Sequence for Link-to-Column Connections and dynamic responses of CBF. The typical damage modes of the specimens are yielding, buckling and rupture of braces, and yielding of beams, column bases, and gusset plates. The damage modes of different specimens under these two loading sequences are similar. Nonetheless, the difference of deformation related
III
capacities estimated from tests under the two loading sequences is about 60% to 30%. Keywords：static cyclic loading, loading protocols, special concentrically braced frames, frame test, frame action
IV
致 謝
承蒙恩師 陳垂欣博士在研究所兩年多期間，細心與耐心的教導之下，使得 本論文得以完成。在陳老師的指導過程中，讓學生對領域內的專業知識有了更進 一部的了解，也學習到老師嚴謹的研究精神與處事態度，在此致上最高的敬意以 及十二萬分的感謝。 論文口試期間，承蒙國立交通大學土木工程學系 陳誠直教授與國立交通大 學土木工程學系 林子剛教授對於本論文撥冗審閱，提供許多寶貴的建議與指導， 使得本論文更臻完備，特此謝忱。 感謝國家地震工程研究中心與陳誠直老師研究室出借本研究實驗時所需之 相關輔助實驗儀器。另外也感謝鴻舜機械有限公司團隊協助實驗試體之製作與安 裝。 特別感謝博士班 政億學長與 祖涵學長以及碩士班 懷國學長在實驗過 程中出現困難時的大力幫忙以及提供寶貴的經驗；感謝研究所的同窗好友們冠龍、 詠翔、唐堯、明廉、錦鴻不管是在學業上還是研究上亦或是生活上的相互扶持； 也感謝研究室學第肇楨、易融、翔圩在實驗時不遺餘力的協助。大家都帶給研究 室裡不少的歡樂，有了你們使我在研究所的生活更加多采多姿。 最後，僅將本文獻給我最重要的 父母、哥哥、以及妹妹，感謝你們多年來 的支持與鼓勵，讓我可以心無旁鶩的致力於學業上，且陪伴我度過重重難關，願 你們與我共同分享這份榮耀和喜悅。 耀緯 一百零三年一月V
目錄
摘 要 ...I ABSTRACT ... II 致謝 ... IV 目錄 ... V 表目錄 ... VII 圖目錄 ... VIII 第一章 緒論 ... 1 1.1 研究背景 ... 1 1.2 研究目的 ... 2 1.3 研究方法 ... 3 1.4 報告內容 ... 3 第二章 文獻回顧 ... 5 2.1 斜撐構架行為 ... 5 2.2 靜態往覆加載歷時 ... 9 第三章 靜態往覆加載試驗 ... 11 3.1 實驗靜態往覆加載歷時 ... 113.1.1 Loading Sequence for Link-to-Column Connections （AISC, 2010） ... 11
3.1.2 Proposed Loading Sequence for CBF ... 14
3.2 實驗試體設計 ... 15 3.3 試體組裝 ... 17 3.4 試驗設置與程序 ... 21 3.4.1 施力系統與資料擷取系統 ... 21 3.4.2 量測儀器 ... 21 3.4.3 試驗程序 ... 23 3.5 試體行為 ... 25 3.5.1 試體編號 E65 ... 25 3.5.2 試體編號 C65 ... 34 3.5.3 試體編號 E35 ... 44 3.5.4 試體編號 C35 ... 54 第四章 實驗結果分析與討論 ... 70 4.1 遲滯行為 ... 70 4.2 試體指標行為強度比較 ... 73 4.3 試體指標行為發生點與層間位移角關係 ... 74 4.4 能量消散關係 ... 77 4.5 面外位移量及梁柱開合量 ... 80 4.5.1 斜撐中點面外位移量 ... 80 4.5.2 梁柱開合量 ... 81
VI 4.6 斜撐及梁之應變歷時圖 ... 82 4.7 實驗結果與分析模型動力分析結果 ... 84 第五章 結論 ... 88 參考文獻 ... 91 附錄 實驗試體設計圖 ... 95
VII
表目錄
表 3. 1 各試體編號與加載歷時對照表 ... 15 表 3. 2 實驗試體尺寸列表 ... 16 表 3. 3 實驗試體細長比與規範比較 ... 16 表 3. 4 實驗試體材料性質列表 ... 17 表 4. 1 各試體指標行為之強度與比較列表 ... 73 表 4. 2 試體指標行為發生點之層間位移角記錄列表 ... 75 表 4. 3 試驗後各試體靜態往覆加載歷時目標參數列表 ... 77VIII
圖目錄
圖 3. 1 EBF 之研究模型 10-story（Richards and Uang 2003） ... 12
圖 3. 2 Loading Sequence for Link-to-Column Connections（連桿轉角,γ） （AISC, 2010） ... 12
圖 3. 3 連桿轉角 γ 與層間位移角 θ 之關係圖 ... 13
圖 3. 4 Loading Sequence for Link-to-Column Connections（樓層位移角,θ） .... 13
圖 3. 5 Proposed Loading Sequence for CBF ... 14
圖 3. 6 斜撐構架系統之簡化構架示意圖 ... 16 圖 3. 7 斜撐加勁尺寸設計圖 ... 16 圖 3. 8 梁柱接頭設計圖與實際圖(剛接) ... 17 圖 3. 9 試驗基座定位並施加預力 ... 18 圖 3. 10 柱的吊裝 ... 18 圖 3. 11 柱端側向支撐系統 ... 19 圖 3. 12 梁端側向支撐系統 ... 19 圖 3. 13 斜撐吊裝以及完成焊接作業 ... 19 圖 3. 14 整體構架設計圖與實際組裝圖 ... 20 圖 3. 15 應變計配制圖 ... 22 圖 3. 16 位移計配置圖 ... 22 圖 3. 17 石膏漆分佈圖 ... 23 圖 3. 18 試驗流程圖 ... 24 圖 3. 19 試體 E65 斜撐達到最大抗壓強度 ( DR=0.317% ) ... 26
圖 3. 20 試體 E65 下部接合板面外挫屈之 Dial Gage 發生滑動 ( DR= 0.423% ) ... 26 圖 3. 21 試體 E65 斜撐發生整體挫屈 ( DR= 0.423% ) ... 27 圖 3. 22 試體 E65 上部接合板西側石膏漆開始脫落 ( DR= 0.529% ) ... 27 圖 3. 23 試體 E65 下部接合板西側石膏漆大量脫落(1) ( DR= 0.529% ) ... 28 圖 3. 24 試體 E65 下部接合板西側石膏漆大量脫落(2) ( DR= 0.529% ) ... 28 圖 3. 25 試體 E65 連接梁下部石膏漆脫落脫情形 ( DR= 0.741% ) ... 29 圖 3. 26 試體 E65 上部接合板西側石膏漆嚴重脫落(1) ( DR= 0.741% ) ... 29 圖 3. 27 試體 E65 上部接合板西側石膏漆嚴重脫落(2) ( DR= 0.741% ) ... 30 圖 3. 28 試體 E65 上部接合板東側與斜撐端部石膏漆輕微掉落 ( DR= 0.741% ) ... 30 圖 3. 29 試體 E65 下部接合板東側，石膏漆開始脫落 ( DR= 0.741% ) ... 31 圖 3. 30 試體 E65 接近斜撐中央處發生局部挫屈(1) ( DR= 0.952% ) ... 31 圖 3. 31 試體 E65 接近斜撐中央處發生局部挫屈(2) ( DR= 0.952% ) ... 32 圖 3. 32 試體 E65 連接梁處之鋼板發生槓抬作用(開口約為 5mm) ( DR= 2.116% ) ... 32 圖 3. 33 試體 E65 斜撐斷裂情形(1) ( DR= 2.645% ) ... 33 圖 3. 34 試體 E65 斜撐斷裂情形(2) ( DR= 2.645% ) ... 33
IX 圖 3. 35 試體 C65 斜撐發生整體挫屈 ( DR=0.5% ) ... 35 圖 3. 36 試體 C65 上部接合板東側石膏漆開始脫落 ( DR= 0.5% ) ... 35 圖 3. 37 試體 C65 下部接合板西側石膏漆開始脫落(1) ( DR= 0.5% ) ... 36 圖 3. 38 試體 C65 下部接合板西側石膏漆開始脫落(2) ( DR= 0.5% ) ... 36 圖 3. 39 試體 C65 柱底部南側翼板石膏漆輕微脫落 ( DR= 0.75% ) ... 37 圖 3. 40 試體 C65 連接梁下部石膏漆脫落脫情形 ( DR= 0.75% ) ... 37 圖 3. 41 試體 C65 上部接合板東側石膏漆大量脫落 ( DR= 0.75% ) ... 38 圖 3. 42 試體 C65 下部接合板東側石膏漆大量脫落 ( DR= 0.75% ) ... 38 圖 3. 43 試體 C65 下部接合板西側石膏漆開始脫落(1) ( DR= 0.75% ) ... 39 圖 3. 44 試體 C65 下部接合板西側石膏漆開始脫落(2) ( DR= 0.75% ) ... 39 圖 3. 45 試體 C65 接近斜撐中央處發生局部挫屈(1) ( DR= 1% ) ... 40 圖 3. 46 試體 C65 接近斜撐中央處發生局部挫屈(2) ( DR= 1% ) ... 40 圖 3. 47 試體 C65 柱底部北側翼板石膏漆輕微脫落 ( DR= 0.75% ) ... 41 圖 3. 48 試體 C65 下部接合板面外挫屈之 Dial Gage 發生滑動 ( DR= 1.5% ) .. 41 圖 3. 49 試體 C65 連接梁處之鋼板發生槓抬作用(開口約為 3mm) ( DR= 2% ) ... 42 圖 3. 50 試體 C65 斜撐斷裂情形(1) ( DR= 4% ) ... 42 圖 3. 51 試體 C65 斜撐斷裂情形(2) ( DR= 4% ) ... 43 圖 3. 52 連接梁實際圖與設計圖：(a)實際圖、(b)設計側視圖、(c)設計正視圖 ... 44 圖 3. 53 試體 E35 斜撐達到最大抗壓強度(1) ( DR=0.529% ) ... 45 圖 3. 54 試體 E35 斜撐達到最大抗壓強度(2) ( DR=0.529% ) ... 45 圖 3. 55 試體 E35 連接梁下部石膏漆開始輕微落脫(1) ( DR= 0.741% ) ... 46 圖 3. 56 試體 E35 連接梁下部石膏漆開始輕微落脫(2) ( DR= 0.741% ) ... 46 圖 3. 57 試體 E35 柱底部南側翼板石膏漆輕微脫落 ( DR= 0.741% ) ... 47 圖 3. 58 試體 E35 斜撐發生整體挫屈(1) ( DR= 0.741% ) ... 47 圖 3. 59 試體 E35 斜撐發生整體挫屈(2) ( DR= 0.741% ) ... 48 圖 3. 60 試體 E35 上部接合板東側，石膏漆脫落情形(1) ( DR= 0.741% ) ... 48 圖 3. 61 試體 E35 上部接合板東側，石膏漆脫落情形(2) ( DR= 0.741% ) ... 49 圖 3. 62 試體 E35 下部接合板東側，石膏漆脫落情形(1) ( DR= 0.741% ) ... 49 圖 3. 63 試體 E35 下部接合板東側，石膏漆脫落情形(2) ( DR= 0.741% ) ... 50 圖 3. 64 試體 E35 下部接合板東側，石膏漆脫落情形(3) ( DR= 0.741% ) ... 50 圖 3. 65 試體 E35 接近斜撐中央處發生局部挫屈(1) ( DR= 0.952% ) ... 51 圖 3. 66 試體 E35 接近斜撐中央處發生局部挫屈(2) ( DR= 0.952% ) ... 51 圖 3. 67 試體 E35 連接梁下部石膏漆脫落脫情形(2) ( DR= 1.27% ) ... 52 圖 3. 68 試體 E35 柱底部南側內翼板石膏漆脫落情形 ( DR= 1.27% ) ... 52 圖 3. 69 試體 E35 斜撐斷裂情形(1) ( DR= 2.645% ) ... 53 圖 3. 70 試體 E35 斜撐斷裂情形(2) ( DR= 2.645% ) ... 53 圖 3. 71 試體 C35 斜撐達到最大抗壓強度(1) ( DR=0.5% ) ... 55 圖 3. 72 試體 C35 斜撐達到最大抗壓強度(2) ( DR=0.5% ) ... 55
X 圖 3. 73 試體 C35 上部接合板處，柱翼板已發生輕微石膏漆脫落現象 ( DR=0.75% ) ... 56 圖 3. 74 試體 C35 柱底部南側翼板石膏漆輕微脫落(1) ( DR= 0.75% ) ... 56 圖 3. 75 試體 C35 柱底部南側翼板石膏漆輕微脫落(2) ( DR= 0.75% ) ... 57 圖 3. 76 試體 C35 斜撐發生整體挫屈(1) ( DR= 0.75% ) ... 57 圖 3. 77 試體 C35 斜撐發生整體挫屈(2) ( DR= 0.75% ) ... 58 圖 3. 78 試體 C35 上部接合板東側，石膏漆脫落情形(1) ( DR= 0.75% ) ... 58 圖 3. 79 試體 C35 上部接合板東側，石膏漆脫落情形(2) ( DR= 0.75% ) ... 59 圖 3. 80 試體 C35 下部接合板東側，石膏漆脫落情形(1) ( DR= 0.75% ) ... 59 圖 3. 81 試體 C35 下部接合板東側，石膏漆脫落情形(2) ( DR= 0.75% ) ... 60 圖 3. 82 試體 C35 下部接合板東側，石膏漆脫落情形(3) ( DR= 0.75% ) ... 60 圖 3. 83 試體 C65 連接梁下部石膏漆脫落脫情形 ( DR= 0.75% ) ... 61 圖 3. 84 試體 C35 柱底部南側翼板石膏漆輕微脫落(1) ( DR= 1% ) ... 61 圖 3. 85 試體 C35 柱底部南側翼板石膏漆輕微脫落(2) ( DR= 1% ) ... 62 圖 3. 86 試體 C35 接近斜撐中央處發生局部挫屈(1) ( DR= 1% ) ... 62 圖 3. 87 試體 C35 接近斜撐中央處發生局部挫屈(2) ( DR= 1% ) ... 63 圖 3. 88 試體 C35 接近斜撐中央處發生局部挫屈(3) ( DR= 1% ) ... 63 圖 3. 89 試體 C35 上部接合板東側，石膏漆脫落情形(1) ( DR=1% ) ... 64 圖 3. 90 試體 C35 上部接合板東側，石膏漆脫落情形(2) ( DR= 1% ) ... 64 圖 3. 91 試體 C35 下部接合板東側，石膏漆脫落情形 ( DR= 1% ) ... 65 圖 3. 92 試體 C35 下部接合板西側，石膏漆脫落情形(1) ( DR= 1% ) ... 65 圖 3. 93 試體 C35 下部接合板西側，石膏漆脫落情形(2) ( DR= 1% ) ... 66 圖 3. 94 試體 C35 柱底部南側內翼板石膏漆脫落情形(1) ( DR= 1.5% ) ... 66 圖 3. 95 試體 C35 柱底部南側內翼板石膏漆脫落情形(1) ( DR= 1.5% ) ... 67 圖 3. 96 試體 C35 柱底部北側翼板石膏漆輕微脫落(1) ( DR= 2% ) ... 67 圖 3. 97 試體 C65 柱底部北側翼板石膏漆輕微脫落(2) ( DR= 2% ) ... 68 圖 3. 98 試體 C35 斜撐斷裂情形(1) ( DR= 3% ) ... 68 圖 3. 99 試體 C35 斜撐斷裂情形(2) ( DR= 3% ) ... 69 圖 3. 100 試體 C35 斜撐斷裂情形(3) ( DR= 3% ) ... 69 圖 4. 1 試體 E65 斜撐構架側力與層間變位圖 ... 71 圖 4. 2 試體 C65 斜撐構架側力與層間變位圖 ... 71 圖 4. 3 試體 E35 斜撐構架側力與層間變位圖 ... 72 圖 4. 4 試體 C35 斜撐構架側力與層間變位圖 ... 72 圖 4. 5 為各試體指標行為發生點之層間位移角比較圖 ... 76 圖 4. 6 各試體累積變形容量比較圖 ... 77 圖 4. 7 65 系列樓層位移角與累積消能圖 ... 78 圖 4. 8 35 系列樓層位移角與累積消能圖 ... 78 圖 4. 9 各試體斷裂樓層位移角比較圖 ... 79 圖 4. 10 各試體斷裂累積能量比較圖 ... 79 圖 4. 11 E 系列樓層位移角與斜撐中點面外位移量關係比較圖 ... 80
XI 圖 4. 12 C 系列樓層位移角與斜撐中點面外位移量關係比較圖 ... 80 圖 4. 13 各試體之梁柱開合量 ... 81 圖 4. 14 65 系列斜撐之應變歷時圖 ... 82 圖 4. 15 35 系列斜撐之應變歷時圖 ... 82 圖 4. 16 各試體梁之剪應變歷時圖 ... 83 圖 4. 17 試體編號 65 系列實驗結果與分析模型動力分析結果 CDF ( Chen et al. ,2008 )比較圖 ... 85 圖 4. 18 試體編號 65 系列累積變形範圍與每階段變形範圍誤差關係圖 ... 85 圖 4. 19 試體編號 35 系列實驗結果與分析模型動力分析結果 CDF ( Chen et al. ,2008 )比較圖 ... 86 圖 4. 20 試體編號 35 系列累積變形範圍與每階段變形範圍誤差關係圖 ... 86 圖 4. 21 各試體每階段變形範圍誤差累積比較圖 ... 87 圖 4. 22 各試體每階段變形範圍誤差平均比較圖 ... 87
1
第一章 緒論
1.1 研究背景
為精確掌握結構受力與變形行為，結構分析結果常需要經過實驗觀察與驗證， 方能提升對結構行為掌握的準確度。目前常用的結構實驗方法（FEMA 2007）， 主要分為靜態實驗與動態實驗；靜態實驗以單維度往覆加載的方式對實驗試體施 加強度漸增的力量或位移，動態實驗則以震動台對試體基礎輸入動力載重，藉此 了解結構在動力作用下的行為。結構實驗較為理想的狀況為對實尺寸試體進行動 態實驗，並選擇具代表性的地震記錄作為外加載重；但在設計實驗時，需考慮既 有實驗設施的承載力，因此實尺寸試體往往受限於震動台尺度而僅能以靜態方式 進行實驗。由於靜態實驗無法反應出結構在地震作用下所受的加速度、速度等反 應，因此進一步的改進方式是以擬動態的實驗進行，以動力分析方式結合試體於 實驗中的實際量測數值以對試體施加載重與位移，然而這也增加了實驗進行與資 源運用的複雜度。鑑於現有之靜態往覆加載方式較為簡易，又能適度反應結構在 往覆位移作用下的行為，並依此推估結構在地震作用下的行為，且其實驗結果也 易於比較。許多研究採用的靜態實驗位移歷時不盡相同（如Porter 1987, ATC 1992, Clark et al. 1997,Krawinkler et al. 2000a,b），有些靜態實驗位移歷時則已納入標準規範 中（如FEMA 2007, AISC 2005,ASTM 2003, ICBO-ES 2002, ISO 1998），而這些 歷時主要差異在於歷時位移幅度與迴圈數，決定這些歷時的基本概念則大同小異。 現在廣泛採用於鋼結構靜態實驗之往覆加載歷時，為由多迴圈小震幅漸變至少迴 圈大震幅；此加載歷時適用於鋼結構抗彎構架（Monent Resisting Frame, MRF） 梁柱接頭試驗，在美國鋼結構協會AISC 的規定中亦訂定了鋼結構偏心斜撐構架 （Eccentrically Braced Frame, EBF）連桿梁接柱接頭實驗之加載歷時，以及挫屈 束制支撐（Buckling Restrained Braced, BRB）實驗之加載歷時。其中，鋼結構抗 彎構架及偏心斜撐構架梁柱接頭實驗，是以結構系統之動力特性估算較具代表性 的往覆載重加載歷時（Gupta and Krawinkler 1999, Richards and Uang2006）；而 挫屈束制支撐實驗加載歷時，則未特別考慮結構的動力特性。簡言之，加載歷時 決定的邏輯，是對結構物以選定的地震歷時記錄進行動力分析，分析結果以建物 在地震作用下的層間變位大小與數量表示。靜態往覆加載歷時需反應出結構在地 震作用下的累積變形需求，採用的加載歷時之實驗結果需與結構系統的動力分析 結果相符，使結構在靜態往覆加載歷時作用下的破壞累積程度與其動力反應類似， 換言之，實驗中所觀察到的結構產生破壞時之變形大小與破壞模式，需與結構動 力反應一致。經過十多年的實驗研究證實，鋼結構抗彎構架梁柱接頭的靜態實驗
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加載歷時，對於預估該類型結構在地震作用下的破壞行為，具有代表性，但對於 其他結構系統則有待進一步釐清。
鋼結構同心斜撐構架（Special Concentrically Braced Frame, SCBF）與 MRF 及EBF的結構特性迥異；鋼結構同心斜撐構架通常具有較小的結構基本振動週期， 且在很小的樓層位移時，斜撐即有可能挫屈而使結構行為進入高度非線性範圍。 過去研究顯示（Gatto and Uang 2003），不同的加載歷時對結構非線性、破壞及 消能行為皆有影響，因此需檢討抗彎構架靜態實驗加載歷時應用於鋼結構同心斜 撐構架的適用性，且需要特別針對鋼結構同心斜撐構架訂定其靜態往覆載重加載 歷時。由於鋼結構同心斜撐構架的應用日趨廣泛，過去所進行的研究著重於構架 系統最大變形容量，然而，對鋼結構同心斜撐構架施加抗彎構架或偏心斜撐構架 的靜態往覆載重加載歷時，無法精確給予鋼結構同心斜撐構架在地震作用下的變 形需求，因此，以既有的靜態往覆載重加載歷時估算鋼結構同心斜撐構架的最大 變形容量一般而言將過於低估。此外，隨著結構設計的技術與理論的發展，許多 過去進行的研究所未強調的問題，可以利用現有的理論與技術加以探討，也更符 合新一代的設計原理與設計要求（Uriz and Mahin 2008, Chen 2010）。因此，為 有效率地利用資源並兼顧實驗結果的可靠度，本研究擬改善靜態往覆加載方式， 改良往覆載重加載歷時，使靜態實驗結果得以反應結構在動力載重作用下所呈現 的破壞行為。
1.2 研究目的
相較於其他鋼結構建築系統，同心斜撐構架系統在地震作用下，會有更多高 頻率小振幅的振動，雖然這些振動所造成的破壞比大幅度的振動輕微，但是會在 同心斜撐構架中累積破壞程度，破壞程度的差異目前研究缺乏量化比較，本研究 之目的是擬以結構物受震時的累積變形需求，制訂適當的靜態載重加載歷時，使 鋼結構同心斜撐構架進行靜態實驗時所觀測而得的結果更符合真實結構的受震 需求。此外，將考慮如何將實驗結果應用於性能導向地震工程（Performance-Based EarthquakeEngineering），以結合實驗方法與新一代結構設計方法。 本研究延續(胡懷國 2012)研究成果，進一步以構架實驗探討結構系統在位 移加載作用下的破壞行為，(胡懷國 2012)中以斜撐構件為主要研究對象，因單 獨測試斜撐所估得的結構破壞行為，與斜撐構架之破壞行為，將有所不同，故本 研究中將以整體斜撐構架系統為主要研究對象；構架中的斜撐所承受的力量較為 複雜，不只承受軸力，構架也因構架效應（Frame Action）使接頭角隅板承受額 外的張力與壓力，此對斜撐端部與接頭角隅板的破壞行為都有影響。過去研究顯 示(Lin 2010, 蔡青宜等人 2009,Roeder et al. 2007)，斜撐構架的破壞模式包括斜3 撐整體與局部挫屈、斜撐斷裂、斜撐與接合角隅板之接頭破壞、接合角隅板破壞、 接合角隅板接梁柱之接頭破壞等，除了與斜撐破壞直接相關之破壞模式可於前一 年研究中記錄外，與構架破壞相關的破壞行為將與實際結構更相近，需藉由更複 雜的構架實驗觀察記錄，在本研究將對整體構架系統在不同靜態加載歷時作用下 所產生的行為差異進行討論。 本研究之結果，配合之前(胡懷國 2012)研究成果，相互整合，將擬定適用 於同心斜撐構架之靜態實驗往覆加載歷時，此歷時可用於測試斜撐構件及整體構 架，較現有的靜態往覆加載歷時更能精確地代表此類結構物的最大變形需求及累 積變形需求，也才能更精確地估算結構物的變形容量。目前文獻雖然已知現有規 範之靜態往覆加載歷時不適用於鋼結構同心斜撐構架實驗，但仍缺乏對加載歷時 有系統地評估及實驗驗證，因此本研究成果不僅將突破現有的實驗技術，並將提 升評估結構容量的精確度。
1.3 研究方法
本研究規劃四組簡化的同心斜撐構架試體，探討不同靜態往覆加載歷時與斜 撐構材斷面尺寸對同心斜撐構架行為的影響。本次實驗採用兩種不同的靜態往覆 加載歷時，包含鋼結構偏心斜撐構架之靜態往覆加載歷時，以及本研究設計的鋼 結構同心斜撐構架採用之靜態往覆加載歷時。本次試驗斜撐斷面採用(圓管形)， 兩種細長比，依照不同的斜撐斷面尺寸採用不同的接合板尺寸與厚度，梁柱構架 部分每組皆採用同一種尺寸(依強柱弱梁設計)，因此共有四組試體。試驗中將記 錄在各加載歷時下，斜撐構架的最大變形、最大受力、累積變形、累積能量等的 結構破壞行為。試驗後針對斜撐構架與構件的變形、力量、勁度、能量、破壞模 式等個別工程性質及其交互作用進行分析，釐清靜態往覆加載歷時對斜撐構架與 構件行為所造成之主要變異參數，以確認靜態往覆載重加載歷時對結構物消能行 為與破壞模式的關係。1.4 報告內容
本研究報告內容分為以下五個章節 第一章 緒論：介紹研究背景、研究目的、研究方法。 第二章 文獻回顧：彙整斜撐構架行為之相關研究以及過去靜態往覆加載歷時之 研究。 第三章 靜態往覆加載試驗：先介紹本實驗使用之靜態往覆加載歷時，以及實驗 試體之設計、試體組裝與實驗設置，最後將靜態往覆加載試驗之實驗過 程中所發生的現象進行記錄與拍攝。4
第四章 實驗結果分析與討論：對於試驗結果進行討論，以及實驗結果與( Chen et al. 2008 )分析模型動力分析結果進行比較。
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第二章 文獻回顧
本章於 2.1 節中，整理了關於斜撐構架行為之相關研究。2.2 節則是彙整過 去靜態往覆加載歷時之研究，如兩篇已納入 AISC 規範中之靜態往覆加載歷時， Loading Sequence for Beam-to-Column Moment Connections（Krawinkler et al. , 2000）、Loading Sequence for Link-to-Column Connections（Richards 與 Uang, 2003） 以及 Chen et al.（2008）所提出較適合 CBF 之靜態往覆加載歷時。
2.1 斜撐構架行為
Ghanaat (1980) 利用震動台測試三層樓 X 型斜撐構架之耐震行為，實驗中 發現圓型鋼管以及雙角鋼斜撐構架相較於無斜撐之構架，在減少構架的側向變位 有較好效果，以及其所提出之斜撐解析模式以預測構架行為，也準確證實試驗的 結果。 Roeder （1989）對一個六層樓的實尺寸鋼結構同心斜撐構架輸入三種不同 級別的地震歷時。(1)彈性試驗（Elastic Test）：斜撐構件皆在彈性範圍之內。(2) 中度試驗（Moderate Test）：斜撐構材發生有限的降伏與挫屈情形，比較不尋常的 是在二樓梁接頭腹板處開裂成三片，其原因是扭轉和彎翹行為造成。(3)最後試驗 （Final Test）：斜撐構材發生大規模的降伏以及挫屈行為。 Tremblay （2002）對過去的 76 組鋼結構同心斜撐構架靜態往覆加載歷時試 驗數據進行統計與分析，從分析結果利用線性迴歸與非線性回歸方式整理出一些 經驗公式，包括預測斜撐構件最小受壓挫屈強度公式、預測斜撐構件受壓挫屈側 向位移量公式、預測斜撐構件受震韌性容量上限公式等。同時一併提出一些統計 分析後的看法，包括認為斜撐構件最大抗拉強度與測試時的靜態往覆加載歷時有 關、發現斜撐構件挫屈後塑鉸應變量需求隨斜撐構材細長比降低一起遞減等。Aiken et. al. (2002)進行了一次 V 型挫屈束制支撐構架試驗，以及兩次單根斜 撐對角之挫屈束制支撐構架。實驗結果發現，接合板因受梁柱夾合力而產生挫屈， 此研究顯示，構架開合效應亦會使接合板端部產生應力集中現象，造成接合板之 焊道開裂以及因為梁柱的開合造成接合板的挫屈現象。 Tremblay et al. （2003）進行 24 組靜態往覆加載試驗，試驗斜撐構架為 X 型，試體斷面皆為矩形中空鋼管，試驗採用兩種不同種類的靜態往覆加載歷時， 第一種是典型振幅對稱漸增類型，另一種則取自於基本斜撐構架的動力分析結果 所決定的類型。將實驗結果記錄下來做成簡化模型，並設計出經驗公式提供斜撐 構材斷裂前非彈性變形量估算依據。
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Lee and Bruneau （2005）對過去其他學者的試驗資料進行斜撐構件抗震容 量分析，包括：Black et al. （1980）、Zayas et al. （1980）、Jain et al. （1978）、 Astaneh-Asl et al. （1982）、Archambault et al. （1995）、Leowardi 與 Walpole（1996）、 Walpole（1996）等。分析結果顯示在各種斜撐構材斷面中，管狀的斜撐構材（屏 除被認為較高的寬厚比會較容易因局部挫屈較導致斷裂的因素）在受壓時抗壓容 量降低較少並且有較高的消能容量。另外分析結果也顯示 Wide-Flange 的斜撐構 材斷面在細長比值超過 80 之後，第一次挫屈情形發生時的抗壓容量下降較小， 然而一般認為斜撐構材抗震表現在細長比值介於 80-120 較佳的情形，在這次分 析結果中與細長比值介於 120-160 比較並沒有明顯的差異。 Han et al.（2007）對不同大小寬厚比的斜撐構材進行試驗，斜撐構材斷面皆 為 HSS 斷面。從試驗結果得知斜撐構材的寬厚比介於 11 至 18 斜撐構件的應變 分布最均勻，應變分布均勻可增加第一次局部挫屈發生與斜撐構件破壞的層間位 移量，大幅提升整體構架的消能容量，斜撐構材寬厚比若低於 11 會導致應變集 中於斜撐構件兩端導致斜撐開裂，寬厚比大於 18 會導致應變過度集中於斜撐構 件中央，抑會導致斜撐構件提早破壞。 蔡青宜 等人（2008）使用AISC鋼結構構架靜態往覆加載歷時進行試驗與有 限元素分析研究，於國家地震工研究中心(NCREE)進行試驗。此研究為美國華盛 頓大學(University of Washington,UW)、美國加州大學柏克萊分校((University of California,UC)、台灣國家地震工程研究中心及日本與加拿大研究人員之國際合作 研究計畫。其中試驗構架斜撐配置方式為兩層樓X型斜撐構架，進行了三次試驗， (1)H型，八倍接合板厚度橢圓線凹折 (2)方型鋼管，八倍接合板厚度橢圓線凹折 (3)方型鋼管，兩倍接合板厚度線性凹折。試驗結果顯示最大頂層位移角變形容量 接近正負3%，斜撐最大面外變形量可達400 mm，於梁與柱構件上並無明顯的破 壞現象，此構架具有良好的消能能力。且經過實驗後以有限分析軟體ABAQUS進 行構架分析，其分析結果發現，在頂層側位移角小於0.28%弧度之前，斜撐可承 擔90%以上之基底剪力，而當頂層位移角大於2%弧度後，斜撐承受之基底剪力約 為60%，顯示特殊同心斜撐構架主要仍由斜撐承擔大部分之側力。對於斜撐構材 與接合板面外變形以及斜撐局部挫屈行為皆可有效模擬。 繼此試驗後，於2009年同一研究團隊也針對一座三層樓構架進行了三次試驗， 試驗特點為一、二層樓之斜撐排列方式為X形排列，而第三層樓斜撐為倒V形排 列。進行了三次試驗，(1) 採用方型鋼管斜撐，八倍接合板厚度橢圓線凹折 (2)寬 翼型鋼斜撐，八倍接合板厚度橢圓線凹折 (3)方型鋼管斜撐面內挫屈變型試驗。 由於避免當某層樓斜撐發生挫屈後，其他樓層斜撐未發生挫屈行為，特亦使不同 樓層之梁柱接合剛度採用不同接合，二樓採用絞接而三樓則採用鋼接，為求三層
7 構架中每層樓之斜撐皆能均勻的發生挫屈。整體構架由於二三樓之樓高大於一樓， 而三樓之梁較一二樓梁為深，故二樓之斜撐最長，三樓斜撐次之一樓斜撐最短。 研前兩次試驗顯示，二樓之斜撐最早產生挫屈 ，底層之斜撐也很快的發生挫屈， 三樓則因為梁柱接頭為剛接關係，樓層側位移角較小，樓層位移角幾乎為一二樓 層之一半。可看出梁柱接合細節對斜撐受力行為影響甚大。第三次試驗性質則與 前兩次不同，屬斜撐面內挫屈變形。 2010年進行了第四次含挫屈束制斜撐擬動態試驗斜撐配置與前三次試驗相 同。千斤頂配置使用三個自由度施以10/50地震力時之擬動態試驗。試驗過程中， 一樓其中一組薄型BRB於試驗中產生局部挫屈後斷裂，其餘試體皆狀況良好。結 果顯示，BRB在構架中承受了七成以上之樓層剪力。
Yoo et al. (2008) 以有限元素分析軟體 ANSYS 進行單斜撐構架分析，定出在 構架中撕裂或開裂的參數。於分析結果中以等值塑性應變 (Equivalent Plastic Strain,PEEQ)來評估接合板與梁或柱之焊道產生開裂以及斜撐挫屈後破裂之指標。 結果顯示，當銲道處 PEEQ 為 0.054~0.065 時：發生初始開裂。斜撐發生挫屈 PEEQ 為 0.271~0.306 時：產生破裂。
Lehman and Roeder et al. (2008) 設計了 13 組試體，進行單斜撐構架試驗， 其設計研究參數為：接合板之厚度、接合板凹折區(2t、橢圓形)、銲道尺寸、錐形 接合板、梁之強度與勁度。實驗結果顯示接合板橢圓凹折區(8t)於抗壓強度上有 較佳的表現。接合板凹折區 2t 之焊道處則有過早破壞的現象。 Fell et al. （2009）進行 18 組實尺寸 CBF 試驗，試驗目地是觀察斜撐構件在 靜態往覆加載歷時加載過程中發生的非彈性挫曲行為與開裂行為，試驗中的控制 參數包括：斜撐構材寬厚比、斜撐構材細長比、斜撐構材斷面(HSS、PIPE、Wide-Flange)、管型斜撐構材內灌漿與否、靜態往覆加載歷時(修改 AISC 鋼結構構架靜 態往覆加載歷時)、靜態往覆加載速率。試驗結果顯示，靜態往覆加載歷時、斜撐 構材寬厚比與斜撐構材細長比都對斜撐構件的韌性行為有很大的影響。Fell et al. 提出在 HSS 與 PIPE 這兩種斜撐構材斷面方面，目前的設計規範容許的最大寬厚 比可能無法滿足實際的斜撐構件的韌性行為需求。同時認為對斜撐構材灌漿可以 對斜撐構件的韌性行為提供適當改善，至於靜態往覆加載速率對斜撐構件的韌性 行為沒有太大影響。 劉家豪 (2010) 探討消能支撐構架中，接合板受梁、柱開合效應下之行為， 並提出一等效支撐概念，以及提出接合板之設計方法，並利用有限分析軟體 ABAQUS 進行構架分析。其於實尺寸一層樓之消能構架進行五組試驗，第一、 二組為單接合板，第三、四、五組為雙接合板，並於第一及第三組之接合板試體 端部加入側邊加勁板，第四、五組則是雙接合板擺放位置的不同。其實驗結果顯
8 示構架梁柱之開合效應，對接合板端部因應及中造成不小的變形量，但接合板側 邊進行加勁之後應變量可有效的降低。而單接合板之應變量又較雙接合板來的高。 經由實驗與分析知結果顯示其研究所提出支等效支撐模型可準確預測接合板在 構架梁柱效應情況下之受力情形。亦驗證其提出之接合板設計方法。 區瑋衡(2010) 由於先前研究顯示傳統斜撐構架之面外變型量可高達 400mm 以上，容易對鄰近的人或物造成破壞。因此，區瑋衡(2010) 採用了刀形板的變形 作用將斜撐挫屈變形轉變為朝面內方向，進形斜撐軸拉壓反覆載重實驗。研究時 利用有限分析軟體 ABAQUS，以有限元素模型分析輔助研究試體之設計，並以 模擬研究試體之反應。刀形板凹折區採用規範建議之三倍板後線性凹折區進行設 計。各試體主要差別在刀形板的形狀、厚度以及與斜撐接合之細節。試驗結果顯 示各試體反應差別不大，最大拉應變為+2.5%、最大壓應變為-2.0%。 各試體皆 於斜撐中央處產生局部挫屈進而發生全斷面破壞。模擬結果由實驗結果驗證下， 也具相當之可信度。 Lai et al. (2010) 於 2010 年進行，兩層樓斜撐構架試驗，第一層斜撐配置為 V 型，第二層樓斜撐配置為倒 V 型，以整體來看即為一菱形的配置方式。試驗變 數包括不同半徑的圓形鋼管斜撐構材斷面以及不同類型之靜態往覆加載歷時。第 一、四組試驗，斜撐構件為圓型斷面，第二組斜撐構件為方形斷面，第三組斜撐 構件則為 H 形斷面；加載方式：第一、二、三組試驗為 Cyclic Loading，第四組 則為 Hybrid Simulation。研究結果顯示在相同的側推力下，圓型鋼管斜撐構件較 方型鋼管斜撐構件有較佳的延展性。第一、二組試驗皆在相同的層間位移量時產 生局部挫屈，並且發現各層樓之層間位移，圓型鋼管斜撐構架相較方型鋼管斜撐 構架有更一致之傾向。 NCREE(2013)有一國際間之合作研究計畫包括，美國華盛頓大學(University of Washington,UW)、美國加州大學柏克萊分校(University of California,UC)、台灣 國家地震工程研究中心，此實驗於國家地震工研究中心(NCREE)進行試驗。此計 畫之實驗構架為兩層樓之構架，斜撐之配置皆為倒 V 型，進行了兩組試驗。第一 組試驗中，由於斜撐受壓力產生挫屈，受拉力產生降伏，中間層之接合板處產生 了極大的不平衡力。第二組試驗則於中間層之接合板處採用了垂直加勁板加勁使 之足以傳遞力量，在第一層樓之斜撐則使用了刀形板連接斜撐與接合板，使斜撐 變形轉變為朝面內方向，可避免非結構性之元素破壞產生危險，亦可達到斜撐受 壓挫屈受拉降伏之耐震性能。
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2.2 靜態往覆加載歷時
Krawinkleret al. （2000） 提出在鋼結構彎矩構架靜態往覆加載歷時作用下， 量化鋼結構彎矩構架損壞的公式：
D = C ∑ (Δ𝛉
Ni=1 i)
c (2.1)C ： 構架性能係數 （ a structural performance parameter that may depend strongly on the type of component and failure mode）
N ： 損壞迴圈圈數（number of damaging cycles）
Δ𝛉i ： 每一迴圈的變形範圍（deformation range of cycle i）
c ： 另一個構架性能係數，通常比 1 大（a structural performance parameter the is usually greater then 1.0）
基於 2.1 式 Krawinkler et al. 認為要制定合理的鋼結構彎矩構架的靜態往覆 加載歷時必須先決定，
(1) 描述參數：Story Drift Angle, θ ： 層間位移角 (2) 目標參數：Nt：往覆總圈數 Np：往覆非彈性圈數 ∑∆𝛉𝐢：累積變形範圍 ∆𝛉max：最大迴圈變形範圍 𝛉max：最大迴圈變形量 透過上述五個目標參數可以將靜態往覆加載歷時編製成趨近分析模型非彈性動 力分析結果，進而達到利用靜態往覆加載模擬結構受震的目的。此研究結果已列 入 AISC（2002）的規範中成為鋼結構抗彎構架靜態往覆加載歷時。
Richards and Uang（2003）延用 Krawinkler et al.的方法制定 Loading Sequence for Link-to-Column Connections，因其認為 Loading Sequence for Beam-to-Column Moment Connections 對於評估鋼結構偏心斜撐構架（Eccentrically Braced Frames, EBFs）行為過於保守。於是 Richards and Uang 將描述參數由層間位移角(Story Drift Angle, θ)改變成連桿旋轉角（Link Rotation, γ），五個目標參數值也全部更新， 其結果與之前比較有幾項改變：(1)減少累積變形範圍 (2)降低非彈性迴圈比例。 此後在（Okazaki et al., 2005）之實驗也證實了 Loading Sequence for Link-to-Column Connections 可以使 EBF 發揮比原本多 50%的變形容量。此研究結果在 2005 年 被列入 AISC 規範中。
Chen et al.（2008）利用 OpenSEES 模擬三層樓高之 CBF 模型，分析結果發 現 CBF 在 Loading Sequence for Beam-to-Column Moment Connections 作用下，對 於 CBF 真實反應有低估情形，且認為 CBF 相較於其他鋼結構構架有較高的勁度，
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受震時會有較多高頻率小振幅的情形發生，對此既有 Loading Sequence for Beam-to-Column Moment Connections 並無法有效反應 CBF 真實行為的需求。認為需要 更多的試驗來驗證，因此提出一條更趨近 OpenSEES 動力分析結果的靜態往覆加 載歷時供後人測試。
胡懷國 (2012) 提出改善的靜態往覆加載歷時並進行斜撐構件靜態往覆加 載歷時，試驗變數包括兩種不同半徑的圓形鋼管斜撐構材斷面與三種不同類型的 靜態往覆加載歷時(1) Loading Sequence for Beam-to-Column Moment Connections （AISC, 2010） (2) Loading Sequence for Link-to-Column Connections （AISC, 2010） (3) Proposed Loading Sequence for CBF，總計有六組試驗試體。試驗結果顯示 Loading Sequence for Beam-to-Column Moment Connections 並不適合 CBF 靜態往 覆加載試驗，至於在使用 Loading Sequence for Link-to-Column Connections 時斜 撐構件試體累積能量的速率較慢，對於測試 CBF 斜撐構件之變形與韌性容量需 要再評估，而 Proposed Loading Sequence for CBF 在評估 CBF 斜撐構件之變形與 消能容量，則提供較佳的準確性。
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第三章 靜態往覆加載試驗
本章節將介紹實驗之靜態往覆加載歷時，以及實驗試體之設計、試體組裝 與實驗設置，並記錄靜態往覆加載試驗之實驗過程。實驗試體以及相關之側向 支撐系統之設計細部於附錄中所示。3.1 實驗靜態往覆加載歷時
本試驗測試以下兩種加載歷時，(1) Loading Sequence for Link-to-Column Connections （AISC, 2010）(2) Proposed Loading Sequence for CBF。依之前的研 究結果顯示 (胡懷國 2012)，Loading Sequence for Beam-to-Column Moment Connections（AISC, 2010）套用在 CBF 斜撐構架極為不適，因其過大比例的塑性 迴圈比例(100%)與過於快速的累積塑性變形等，皆會導致斜撐構件過早破壞。因 此本次實驗未將 Loading Sequence for Beam-to-Column Moment Connections 納入 本次實驗之中。
3.1.1 Loading Sequence for Link-to-Column Connections （AISC, 2010） 此歷時為 Richards and Uang 參考 Loading Sequence for Beam-to-Column Moment Connections 之設計方法(Krawinkler et al. 2000)，提出較適合 EBF 之 Loading Sequence for Link-to-Column Connections，其研究模型如圖 3.1。於本實 驗中提出來做本試驗的加載歷時，來觀察其在 CBF 上的適用性。Loading Sequence for Link-to-Column Connections 使用的控制參數為連桿轉角（γ）如圖 3.2 所示 (γ：0.00375、0.005、0.0075、0.01 之圈數皆為 6 圈，0.015 為 4 圈，0.02、0.03 為 2 圈，0.04、0.05、0.07、0.09 則為 1 圈)，由於本實驗之控制參數為樓層位移 角（θ），但其研究中之控制參數為連桿轉角（γ），因此實驗規劃時需將 Loading Sequence for Link-to-Column Connections 的 γ 變形量轉換成 θ 變形量以進行試 驗，但其研中各層樓皆採用不同之 e 值，因此本研究將 e 取平均值計算。其關係 式為 γ= Le θ 轉換之關係圖，如圖 3.3。其中 L 為構架跨距， e 為連桿長度， 轉換後的加載歷時結果如圖 3.4 所示，由於將加載歷時延長至 θ = 0.003 rad ，因 此迴圈數較為轉換前多種。
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圖3. 1 EBF之研究模型 10-story（Richards and Uang 2003）
Loading Sequence for Link-to-Column Connections （γ） 變形量（γ） 圈數 0.00375 6 0.005 6 0.0075 6 0.01 6 0.015 4 0.02 2 0.03 2 0.04 1 0.05 1 0.07 1 0.09 1 圖 3. 2 Loading Sequence for Link-to-Column Connections（連桿轉角,γ）
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圖 3. 3 連桿轉角
γ 與層間位移角
θ 之關係圖 δ圖 3. 4 Loading Sequence for Link-to-Column Connections（樓層位移角,θ） (胡懷國 2012)
Loading Sequence for Link-to-Column （θ） Connections（θ） 變形量（θ） 圈數 0.0004 6 0.00053 6 0.00079 6 0.00106 6 0.00159 4 0.00212 2 0.00317 2 0.00423 1 0.00529 1 0.00741 1 0.00952 1 0.0127 1 0.01587 1 0.02116 1 0.02645 1 0.03174 1
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3.1.2 Proposed Loading Sequence for CBF
此加載歷時引用（Chen et al. , 2008）Proposed Loading Sequence for CBF 如 圖 3.5 所示，是本研究提出較符合 CBF 動力行為之靜態往覆加載歷時。根據過去 研究(胡懷國 2012)結果顯示，在每階段與分析模型動力分析結果變形範圍比較 的誤差量中，無論是加總計算或是平均計算 Proposed Loading Sequence for CBF 的加載結果與分析模型之動力分析皆較 Loading Sequence for Beam-to-Column Moment Connections 以及 Loading Sequence for Link-to-Column Connections 為接 近。
過去的研究(胡懷國 2012)僅以斜撐構件進行實驗，本次實驗更進一步以簡 化之斜撐構架系統來進行靜態往覆載重實驗加載歷時之評估。此系列研究中，規 劃四組試體，表 3.1 為各試體編號與加載歷時表，試驗之斜撐斷面分為兩種 65 系 列以及 35 系列，分別以 Loading Sequence for Link-to-Column Connections 以及 Proposed Loading Sequence for CBF 兩種加載歷時試驗。
圖 3. 5 Proposed Loading Sequence for CBF
Proposed Loading Sequence for CBF 變形量（θ） 圈數 0.001 6 0.002 6 0.003 6 0.005 4 0.0075 2 0.01 1 0.015 1 0.02 1 0.03 1 0.04 1
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表 3. 1 各試體編號與加載歷時對照表 Test Specimen Slenderness Ratio
of Brace Loading Sequence E65 65.5 Link-to-Column Connections
C65 65.5 CBF
E35 35.28 Link-to-Column Connections
C35 35.28 CBF
3.2 實驗試體設計
本斜撐構架試驗為簡化之構架實驗，試體設計主要分為斜撐部分、接合板部 分以及梁柱構架部分。是由一根梁、一根柱與一根斜撐組成的簡化構架，如圖 3.6 所示，簡化構架，梁端之部分以絞接型式代替。斜撐設計部分區分為兩種尺寸， 如表 3.2 所示。選擇兩種不同試體斷面與尺寸，使之具有不同的細長比（slender = K ∙ Lb/γy）與寬厚比( Db/ tb )，其中細長比公式中的 K 為彈性挫屈尤拉公式（Euler's formula）中之有效長度的係數（Le=K∙Lb），K 值會因為斜撐兩端的束制情形而改 變，本試驗設計 K 值皆採用 1.0，Lb為斜撐的長度 ，γy是斜撐斷面弱軸的迴轉 半徑，而寬厚比公式中的 Db為斜撐斷面直徑，tb則是斜撐斷面管壁厚度。最後選 擇的結果兩種斜撐細長比與寬厚比，如表 3.3 所示(65 系列：細長比=65.5、寬厚 比=25.4，35 系列：細長比=35.28、寬厚比=31.78)。斜撐構架之設計主要是根據 細長比較小的斜撐構件，預計在受到油壓千斤頂施加 1176 kN 左右拉力的時候斜 撐構件發生斷裂。設計時預期試體在斜撐中央處生發破壞，因此以斜撐斷裂時之 強度設計接合板：包括接合板連接斜撐之焊道所需長度、寬度、檢核接合板之降 伏強度。接合板可凹折區採用兩倍接合板厚度之線性偏移區域，即斜撐末端可凹 折間距為接合板厚度之兩倍。另外斜撐與接合板接合處需要挖掉一塊進行焊接， 此時斜撐之淨斷面會缺少，因此在此處須做加勁設計，用以補足失去之斷面面積， 如圖 3.7 所示。接合板之設計過程參考 AISC2005 規範。接著依照強柱弱梁的方 式去設計梁柱構架，梁柱皆使用寬翼斷面（wide-flange section，WF）。柱斷面尺 寸為(H250x250x9x14)，梁斷面尺寸為(H300x150x6.5x9)。梁柱接頭是採用抗彎接 合（moment connection），實際接合情形，如圖 3.8，於鋼梁端部 45 度開槽與鋼 柱間全滲透焊接。實驗試體各部位之材料性質如表 3.4 所示。16
圖 3. 6 斜撐構架系統之簡化構架示意圖 表 3. 2 實驗試體尺寸列表
表 3. 3 實驗試體細長比與寬厚比 Test Specimen slender (D/t)exp
65 Series 65.5 25.4 35 Series 35.28 31.78
圖 3. 7 斜撐加勁尺寸設計圖
Test Specimen Db(cm) tb(cm) Lb(cm) A(cm2) Iy(cm4) γy(cm)
65 Series 11.43 0.45 230.4 15.5 234 3.89 35 series 19.07 0.6 254.9 34.8 1490 6.53
17 表 3. 4 實驗試體材料性質列表 Test Specimen Fy （MPa） Py (kN) Fu （MPa） Pu (kN) Fcr （MPa） Pcr (kN) 65 Series 256 396.8 358 554.9 202.1 313.3 35 Series 299 1040.5 459 1597.3 275.5 958.7 Beam(300x150x6.5x9) 315 1474.2 452 2115.4 - - Column(250x250x9x14) 334 3052.8 468 4277,5 - - 圖 3. 8 梁柱接頭設計圖與實際圖(剛接)
3.3 試體組裝
試驗中所有的鋼材構件皆在工廠製作完成，部分構件焊接於工廠先行作業， 如：梁柱接頭、接合板與梁柱之間的焊接。再運送到交大大型結構實驗室進行組 裝。試體組裝順序為試驗基座定位並施加預力，如圖 3.9。接著進行柱的吊裝並 施加預力於柱底板，以及試驗試體與油壓致動器之間的延長段，以確保實驗所需 的行程在油壓致動器的行程範圍之內，如圖 3.10。然後再將柱與試驗基座以 H 型 鋼進行連接，連接的目的主要是將柱底板部分施加的四支預力螺桿( 70 頓/支)與 試驗基座鎖的四支預力螺桿( 65 系列：70 頓/支，35 系列：100 頓/支)進行連接增 加整體的摩擦力，以防止基座發生滑動現象。實驗室地板之磨擦力係數以 0.2 作 計算，估計 65 系列之預力螺桿配置可承受 1099 kN 之側推力，65 系列則可承受 1334 kN 之側推力，估算之 65 系列側推力將達到 588.6 kN；35 系列側推力將達 到 1236.06 kN，摩擦力可承受之側推力皆大於估算之側推力。 由於實驗是針對單方向進行反覆加載，因此，將於柱端架設側向支撐系統提 供其面外勁度，避免產生面外傾倒現象，如圖 3.11。接著安裝梁端的側向支撐，18 調整梁的高度至本實驗所需的高度，確保梁在受力時上下水平及左右側移的穩定， 如圖 3.12。最後再將斜撐構材吊裝，如圖 3.13(a)，以及完成斜撐構材與接合板的 焊接作業，如圖 3.6(b)、3.6(c)，即完成整體構架架設。整體構架設計圖與實際組 裝圖，如圖 3.14。 圖 3. 9 試驗基座定位並施加預力 圖 3. 10 柱的吊裝
19 圖 3. 11 柱端側向支撐系統 圖 3. 12 梁端側向支撐系統 (a) (b) (c) 圖 3. 13 斜撐吊裝以及完成焊接作業
20
21
3.4 試驗設置與程序
3.4.1 施力系統與資料擷取系統
本試驗側向載重系統由一支載重容量為 200 噸(1962kN)、位移容量為 ±600mm 之油壓致動器所構成。試驗之加載速率 E 系列為 0.0697 mm/sec 到 1.39416 mm/sec 之間；C 系列為 0.1756 mm/sec 到 1.17129 mm/sec 之間，試驗時 油壓致動器先拉，此時斜撐構件受拉，位移定義為正，油壓致動器的資料輸出連 接至資料擷取器，由資料擷取器同步接收油壓制動器上輸出之力量與位移。同時 也將所有量測儀器的訊號線連接至此資料擷取器(UCAM-20PC)，以達到資料同 步。取樣頻率為 2.4 sec /次。 3.4.2 量測儀器 本試驗所使用的量測儀器共有三種，可分為：(1)單軸應變計 FLA-5-11(以 S 為標示)，黏貼於斜撐構件長度 1/4 處，用以量測斜撐構件之軸向應變。三軸應變 計 FRA-5-11(以 R 為標示)，黏貼於梁腹板用以量測梁之剪應變分佈並推算出梁 上之力量，如圖 3.15 所示。(2)位移計(LVDT、Dial Gage，以 C1~C4 為標示)，用 於量測梁柱之間的開合量，位移容量為±25mm 和下接合板與斜撐構件端部之面 外變形量，位移容量為±15mm，以及觀察構架是否有發生滑動現象，位移容量為 ±15mm，如圖 3.16 所示。(3)拉線式位移計（String Pot，以 A1~A2 為標示），斜 撐構件之軸力，位移容量為±250mm 以及斜撐構件中點之面外變形量，位移容量 為±500mm，如圖 3.16 所示。
22
圖 3. 15 應變計配制圖
23 3.4.3 試驗程序 試驗前置作業，包含組裝試體、黏貼應變計、塗石膏漆、架設量測儀器與接 數據傳輸線等，完成前置作業後即可進行試體載重試驗。為了能夠即時清楚地觀 察實驗試體在實驗進行中受載重做用時的變形與破壞，實驗試體從斜撐中央向斜 撐兩端各 90 cm 處、接合板向斜撐加勁接合處延伸 20 cm、連接梁短梁部分、南 端柱下部 H/4 和上部 H/4 處，以及北端短柱部分，都均勻塗抹加入乳黃色色母的 石膏漆，藉由塗抹上的石膏漆可直接觀察出其受力，產生降伏或挫屈，石膏漆的 剝落情形，如圖 3.17 所示。前置作業完成後開始進行試驗，實驗進行時在實驗試 體南端輸入靜態加載歷時，試驗全程採位移控制，將軸力透過接合板傳入斜撐構 材，油壓致動器先向南拉再向北推，油壓致動器南拉時斜撐試體受拉，力量與位 移顯示皆為正值，油壓致動器向北時斜撐試體受壓，力量與位移顯示皆為負值。 試驗過程全程錄影，當每個目標層間位移的第 1 迴圈正負峰值(Peak)達到時，試 驗暫停觀察試體變形情況以及拍照，直至斜撐發生斷裂後停止試驗。試驗流程圖 如圖 3.18 所示。 圖 3. 17 石膏漆分佈圖
24 圖 3. 18 試驗流程圖
試體安裝與
準備
•安裝試驗構架 •黏貼應變計與連接應變計之訊號傳輸線 •塗抹石膏漆•架設位移計（String Pot、LVDT、Dial Gage）
試驗與
紀錄
•進行儀器功能測試(試體彈性範圍內) •試驗開始 •每個迴圈第一次拉、壓峰值暫停試 驗，進行試體觀察並紀錄 •試驗斜撐構件試體斷裂試體卸除
•卸除試驗構架 與量測儀器25
3.5 試體行為
3.5.1 試體編號 E65 此試體細長比為 65.5，寬厚比為 25.4，試驗過程施加 EBF 加載歷時，實驗 過程油壓致動器為先拉後壓，於 DR=0.317% 弧度（層間位移為 8.03 mm）受壓 時，斜撐達到最大抗壓強度但肉眼觀察中看不出整體挫屈，如圖 3.19 所示，此時 致動器顯示最大抗壓強度為 366.109 kN。於 DR= 0.423% 弧度（層間位移為 10.707 mm）受拉時，量測下部接合板與斜撐端部面外挫屈之 Dial Gage 發生滑 動(約為 1mm)，如圖 3.20 所示，於此過程中試體發出咚的一聲，判斷為試驗基座 與短柱底板之間螺栓滑動，此後再無發出聲響。受壓時，觀察出斜撐發生整體挫 屈現象，如圖 3.21 所示。DR= 0.529% 弧度（層間位移為 13.384 mm）受壓時， 上部接合板西側，接合板挫屈轉折區域（2tg）石膏漆輕微脫落，如圖 3.22 所示 (開裂範圍約為 30mm，即為 2tg 範圍)。下部接合板西側，接合板挫屈轉折區域 石膏漆大量脫落，如圖 3.23、圖 3.24 所示(開裂範圍約為 30mm)。於 DR= 0.741% 弧度（層間位移為 18.738 mm）受拉時，梁與上部接合板處石膏漆輕微脫落和連 接梁下部加勁處石膏漆亦開始輕微脫落，以及兩者中央處也有些微石膏漆脫落發 生，如圖 3.25 所示。受壓時，上部接合板西側，接合板挫屈轉折區域石膏漆嚴重 脫落，如圖 3.26、圖 3.27，所示(開裂範圍約為 30mm)。上部接合板東側與斜撐 端部石膏漆輕微掉落，如圖 3.28，所示(開裂範圍約為 30mm)。下部接合板東側， 接合板挫屈轉折區域石膏漆開始脫落，如圖 3.29 所示(開裂範圍約為 30mm)。於 DR= 0.952% 弧度（層間位移為 24.091 mm）受壓時，接近斜撐中央處發生局部 挫屈，如圖 3.30、圖 3.31 所示。於 DR= 2.116% 弧度（層間位移為 53.536 mm） 受壓時，連接梁處之鋼板發生槓抬作用(開口約為 5mm)，判斷為鋼板設計厚度不 足造成，如圖 3.32 所示。於 DR= 2.645% 弧度（層間位移為 66.920 mm）受拉 時，斜撐中央局部挫屈處由開裂後直接拉至斷裂，如圖 3.33、圖 3.34 所示。26
圖 3. 19 試體 E65 斜撐達到最大抗壓強度 ( DR=0.317% )
27
圖 3. 21 試體 E65 斜撐發生整體挫屈 ( DR= 0.423% )
28
圖 3. 23 試體 E65 下部接合板西側石膏漆大量脫落(1) ( DR= 0.529% )
29
圖 3. 25 試體 E65 連接梁下部石膏漆脫落脫情形 ( DR= 0.741% )
30
圖 3. 27 試體 E65 上部接合板西側石膏漆嚴重脫落(2) ( DR= 0.741% )
31
圖 3. 29 試體 E65 下部接合板東側，石膏漆開始脫落 ( DR= 0.741% )
32
圖 3. 31 試體 E65 接近斜撐中央處發生局部挫屈(2) ( DR= 0.952% )
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圖 3. 33 試體 E65 斜撐斷裂情形(1) ( DR= 2.645% )
34 3.5.2 試體編號 C65 本試體之細長比為 65.5，寬厚比為 25.4，試驗過程施加 CBF 加載歷時，實 驗過程中油壓致動器也同樣為先拉後壓，於 DR=0.3% 弧度時（層間位移為 7.59 mm）受壓，此時肉眼觀察看不出斜撐發生整體挫屈，但致動器顯示已達到最大 抗壓強度，最大抗壓強度為 344.822 kN。於 DR=0.5% 弧度（層間位移為 12.65 mm）受壓時，斜撐可觀察出以有明顯的整體挫屈發生，如圖 3.35 所示。同時上 部接合板東側，接合板挫屈轉折區域（2tg）石膏漆輕微脫落，如圖 3.36 所示(開 裂範圍約為 30mm，即為 2tg 範圍)。下部接合板東側，接合板挫屈轉折區域石膏 漆亦輕微脫落，如圖 3.37、圖 3.38 所示(開裂範圍約為 30mm)。於 DR=0.75% 弧 度（層間位移為 18.975 mm）受拉時，柱底部南側翼板石膏漆輕微脫落，如圖 3.39 所示(開裂範圍約為 15mm)。梁與上部接合板處石膏漆輕微脫落和連接梁下部加 勁處石膏漆亦開始輕微脫落，以及兩者中央處也有些微石膏漆脫落發生，如圖 3.40 所示(開裂範圍約為 30mm)。受壓時，上部接合板東側，接合板挫屈轉折區 域石膏漆嚴重脫落如圖 3.41 所示(開裂範圍約為 50mm，大於 2tg 範圍)。下部接 合板東側，接合板挫屈轉折區域石膏漆亦嚴重脫落，如圖 3.42 所示(開裂範圍約 為 50mm)。西側石膏漆亦開始輕微脫落，如圖 3.43、圖 3.44 所示(開裂範圍約為 30mm)。於 DR= 1% 弧度（層間位移為 25.3 mm）受壓時，接近斜撐中央處發生 局部挫屈，如圖 3.45、圖 3.46 所示。柱底部北側翼板石膏漆輕微脫落，如圖 3.47 所示(開裂範圍約為 10mm)。於 DR=1.5% 弧度（層間位移為 37.95 mm）受拉時， 量測下部接合板與斜撐端部面外挫屈之 Dial Gage 發生滑動，如圖 3.48 所示(滑 動量約為 15mm)。於 DR= 2%弧度（層間位移為 50.6 mm）受拉時，於此兩階段 過程中試體揭發出連續咚的聲音，判斷為試驗基座與短柱底板之間螺栓滑動，發 出聲響。受壓時，連接梁處之鋼板發生槓抬作用(開口約為 3mm)，判斷為鋼板設 計厚度不足造成，如圖 3.49 所示。於 DR= 4% 弧度（層間位移為 101.2 mm）受 拉時，於斜撐中央局部挫屈處先發生開裂後，直接拉至斷裂，如圖 3.50、圖 3.51 所示。
35
圖 3. 35 試體 C65 斜撐發生整體挫屈 ( DR=0.5% )
36
圖 3. 37 試體 C65 下部接合板西側石膏漆開始脫落(1) ( DR= 0.5% )
37
圖 3. 39 試體 C65 柱底部南側翼板石膏漆輕微脫落 ( DR= 0.75% )
38
圖 3. 41 試體 C65 上部接合板東側石膏漆大量脫落 ( DR= 0.75% )
39
圖 3. 43 試體 C65 下部接合板西側石膏漆開始脫落(1) ( DR= 0.75% )
40
圖 3. 45 試體 C65 接近斜撐中央處發生局部挫屈(1) ( DR= 1% )
41
圖 3. 47 試體 C65 柱底部北側翼板石膏漆輕微脫落 ( DR= 0.75% )
42
圖 3. 49 試體 C65 連接梁處之鋼板發生槓抬作用(開口約為 3mm) ( DR= 2% )
43
44 3.5.3 試體編號 E35 由於前兩組試體 E65 以及 C65 連接梁處之鋼板皆發生槓抬作用，判斷為連 接梁之鋼板厚度不足造成，因此 E35 以及 C35 在此部分做了加勁。如圖 3.52 所 示，於連接梁處之鋼板上下兩處加角鋼以焊接方式進行加勁。以及試驗基座與短 柱底板間於前兩組試驗有發出聲響，判斷有滑動，故增加其螺栓數目，以此加強 接處面之正向力。 相較於前兩組試體，本試體之細長比較小，即挫屈強度將會較晚發生為，細 長比為 35.3，寬厚比為 31.8，試驗過程施加 EBF 加載歷時，油壓致動器為先拉 後壓，於 DR=0.529% 弧度（層間位移為 13.385 mm）受壓時，斜撐達到最大抗 壓強度，如圖 3.53 圖 3.54 所示，此時致動器顯示最大抗壓強度為 816.781 kN。 於 DR=0.741% 弧度（層間位移為 18.738 mm）受拉時，梁與上部接合板處石膏 漆輕微脫落，如圖 3.55、圖 3.56 所示(開裂範圍約為 20mm)。以及柱底部南側翼 板石膏漆輕微脫落，如圖 3.57 所示(開裂範圍約為 10mm)。受壓時，觀察出斜撐 發生整體挫屈現象，如圖 3.58、圖 3.59 所示。DR= 0.741% 弧度（層間位移為 18.735 mm）受壓時，上部接合板西側，接合板挫屈轉折區域（2tg）石膏漆輕微 脫落，如圖 3.60、圖 3.61 所示(開裂範圍約為 40mm)。下部接合板西側，接合板 挫屈轉折區域石膏漆輕微脫落，如圖 3.62、圖 3.63、圖 3.64 所示(開裂範圍約為 40mm)。於 DR=0.952% 弧度（層間位移為 24.091 mm）受壓時，接近斜撐中央 處發生局部挫屈，如圖 3.65、圖 3.66 所示。於 DR=1.27% 弧度（層間位移為 32.122 mm）受拉時，梁與上部接合板處石膏漆有較明顯的脫落，如圖 3.67 所示。以及 柱底部南側內翼板石膏漆亦開始脫落，如圖 3.68 所示(開裂範圍約為 30mm)。於 DR= 2.645% 弧度（層間位移為 66.920 mm）受拉時，斜撐中央局部挫屈處由開 裂後直接拉至斷裂，如圖 3.69、圖 3.70 所示。 (a) (b) (c) 圖 3. 52 連接梁實際圖與設計圖：(a)實際圖、(b)設計側視圖、(c)設計正視圖
45
圖 3. 53 試體 E35 斜撐達到最大抗壓強度(1) ( DR=0.529% )
46
圖 3. 55 試體 E35 連接梁下部石膏漆開始輕微落脫(1) ( DR= 0.741% )
47
圖 3. 57 試體 E35 柱底部南側翼板石膏漆輕微脫落 ( DR= 0.741% )
48
圖 3. 59 試體 E35 斜撐發生整體挫屈(2) ( DR= 0.741% )
49
圖 3. 61 試體 E35 上部接合板東側，石膏漆脫落情形(2) ( DR= 0.741% )
50
圖 3. 63 試體 E35 下部接合板東側，石膏漆脫落情形(2) ( DR= 0.741% )
51
圖 3. 65 試體 E35 接近斜撐中央處發生局部挫屈(1) ( DR= 0.952% )
52
圖 3. 67 試體 E35 連接梁下部石膏漆脫落脫情形(2) ( DR= 1.27% )
53
圖 3. 69 試體 E35 斜撐斷裂情形(1) ( DR= 2.645% )
54 3.5.4 試體編號 C35 同樣於連接梁處之鋼板進行加勁之後，此處也未發生槓抬作用。本試體細長 比為 35.3，寬厚比為 31.8，試驗過程施加 CBF 加載歷時，實驗過程油壓致動器 為先拉後壓，於 DR=0.5% 弧度（層間位移為 12.65 mm）受壓時，斜撐達到最大 抗壓強度但實驗觀察中未看出整體挫屈，如圖 3.71、圖 3.72 所示，此時至動器 顯示最大抗壓強度為 784.211 kN。於 DR=0.75% 弧度（層間位移為 18.975 mm） 受拉時，上部接合板與柱銲接處旁，柱翼板已發生輕微石膏漆脫落現象，如圖 3.73 所示(開裂範圍約為 10mm)。柱底部南側翼板石膏漆亦產生輕微脫落，如圖 3.74 圖 3.75(開裂範圍約為 12mm)。受壓時，斜撐部分已能夠明顯觀察出整體挫屈現 象，如圖 3.76、圖 3.77 所示。同時上部接合板東側，接合板挫屈轉折區域（2tg） 石膏漆輕微脫落，如圖 3.78、圖 3.79 所示(開裂範圍約為 40mm，即為 2tg 範圍)。 下部接合板東側，接合板挫屈轉折區域石膏漆亦輕微脫落，如圖 3.80、圖 3.81、 圖 3.82 所示(開裂範圍約為 40mm)。梁與上部接合板處石膏漆也有明顯的脫落現 象，如圖 3.83 所示(開裂範圍約為 25mm)。DR=1% 弧度（層間位移為 25.3 mm） 受拉時，柱底部南側翼板石膏漆已有較明顯的脫落現象，如圖 3.84、圖 3.85 所 示(開裂範圍約為 20mm)。受壓時，接近斜撐中央處觀察出明顯的局部挫屈，如 圖 3.86、圖 3.87、圖 3.88 所示。同時上部接合板東側，接合板挫屈轉折區域石膏 漆脫落更加明顯，如圖 3.89、圖 3.90 所示。下部接合板東側，接合板挫屈轉折區 域石膏漆亦明顯脫落，如圖 3.91 所示(開裂範圍約為 75mm，大於 2tg 範圍)。下 部接合板西側，接合板挫屈轉折區域石膏漆則開始輕微脫落，如圖 3.92、圖 3.93 所示(開裂範圍約為 40mm)。DR=1.5% 弧度（層間位移為 37.95 mm）受拉時， 柱底部南側內翼板石膏漆有明顯脫落現象，如圖 3.94、圖 3.95 所示(開裂範圍約 為 30mm)。於 DR= 2% 弧度（層間位移為 50.6 mm）受壓時，柱底部南側柱底部 北側石膏漆有些微脫落，如圖 3.96、圖 3.97 所示(開裂範圍約為 10mm)。於 DR= 4% 弧度（層間位移為 101.2 mm）受拉時，斜撐中央局部挫屈處先發生開裂後， 於相同迴圈直接拉至斷裂，如圖 3.98、圖 3.99、圖 3.100 所示。
55
圖 3. 71 試體 C35 斜撐達到最大抗壓強度(1) ( DR=0.5% )
56
圖 3. 73 試體 C35 上部接合板處，柱翼板已發生輕微石膏漆脫落現象 ( DR=0.75% )
57
圖 3. 75 試體 C35 柱底部南側翼板石膏漆輕微脫落(2) ( DR= 0.75% )
58
圖 3. 77 試體 C35 斜撐發生整體挫屈(2) ( DR= 0.75% )
59
圖 3. 79 試體 C35 上部接合板東側，石膏漆脫落情形(2) ( DR= 0.75% )
60
圖 3. 81 試體 C35 下部接合板東側，石膏漆脫落情形(2) ( DR= 0.75% )
61
圖 3. 83 試體 C65 連接梁下部石膏漆脫落脫情形 ( DR= 0.75% )
62
圖 3. 85 試體 C35 柱底部南側翼板石膏漆輕微脫落(2) ( DR= 1% )
63
圖 3. 87 試體 C35 接近斜撐中央處發生局部挫屈(2) ( DR= 1% )
