中小學校舍暨臨街店舖式住宅之耐震評估與補強研究---子計畫：現存樑柱結構應用鋼斜撐補強實驗與分析(I)

行政院國家科學委員會專題研究計畫 成果報告

中小學校舍暨臨街店舖式住宅之耐震評估與補強研究--子

計畫:現存樑柱結構應用鋼斜撐補強實驗與分析(I)

研究成果報告(完整版)

計 畫 類 別 ： 整合型

計 畫 編 號 ： NSC 95-2625-Z-151-001-

執 行 期 間 ： 95 年 08 月 01 日至 96 年 10 月 31 日

執 行 單 位 ： 國立高雄應用科技大學土木工程系

計 畫 主 持 人 ： 彭生富

計畫參與人員： 碩士班研究生-兼任助理：柯谷霖

處 理 方 式 ： 本計畫涉及專利或其他智慧財產權，2 年後可公開查詢

中 華 民 國 97 年 03 月 19 日

行政院國家科學委員會補助專題研究計畫

■ 成 果 報 告

□期中進度報告

中小學校舍暨臨街店舖式住宅之耐震評估與補強研究-

子計劃：現存梁柱結構應用鋼斜撐補強實驗與分析

計畫類別：□ 個別型計畫 ■ 整合型計畫

計畫編號：NSC95－2625－Z－151－001

執行期間：95 年 08 月 01 日至 96 年 10 月 31 日

計畫主持人：彭生富

共同主持人：邱耀正

計畫參與人員： 柯谷霖

成果報告類型(依經費核定清單規定繳交)：□精簡報告 ■完整報告

本成果報告包括以下應繳交之附件：

□赴國外出差或研習心得報告一份

□赴大陸地區出差或研習心得報告一份

□出席國際學術會議心得報告及發表之論文各一份

□國際合作研究計畫國外研究報告書一份

處理方式：除產學合作研究計畫、提升產業技術及人才培育研究計畫、

列管計畫及下列情形者外，得立即公開查詢

■涉及專利或其他智慧財產權，□一年■二年後可公開查詢

執行單位：

可供推廣之研發成果資料表

■ 可申請專利 □ 可技術移轉

日期：97年01月31日

國科會補助計畫

計畫名稱：現存梁柱結構應用鋼斜撐補強實驗與分析

計畫主持人：彭生富

計畫編號：NSC95－2625－Z－151－001

學門領域：結構應力

技術/創作名稱

建築物斜撐結構

發明人/創作人

彭生富

中文：利用本次實驗所得成果，可證明偏心斜撐可為建物提供一有

效的補強方法。透過有效的設計，在提升建物的強度同時，並且可

提升建物之韌性。達到強度與韌性同時提升的境界。在鋼筋混凝土

補強的領域上，提供一種新的思維。

技術說明

英文：

In this research, an innovative idea was proposed to solve the

problem that the slab connected to the beam in conventional EBF

system frequently failed by large deformation during earthquakes.

This research conducted the experiments of steel-frame single

bracing systems tested under earthquake-type loading. The

experimental results of single bracing systems were compared with

pure frame.

It was proved that the proposed systems are feasible due to their

great improvement of seismic performance (including ductility and

dissipated energy).

Keywords: Eccentrically Bracing Frame Systems, seismic

performance

可利用之產業

及

可開發之產品

本項實驗成果，可利用在建物補強技術產業上。並藉由產學合作來

開發出模組化的補強偏心斜撐設計法，在加強建物的抗震能力之

際，也可同時提升建物韌性。

技術特點

本技術特點為，可發展模組化偏心斜撐構件，可視補強目標物的尺

寸及實際強度，透過成熟的模組化設計流程，可迅速為補強建物提

供一個安全、經濟、迅速且有效的補強方式。

推廣及運用的價值

台灣建物因國人的喜好，大多數為鋼筋混凝土建物，本技術的推

廣，可為鋼筋混凝土建物提供一個更有效的耐震方式，且延長建物

使用年限，並且透過鋼結構造形容易的特點，融和各種藝術的設

計，在提建物的性能同時，並提供建物一個新的風貌。

※ 1.每項研發成果請填寫一式二份，一份隨成果報告送繳本會，一份送 貴單位

研發成果推廣單位（如技術移轉中心）

。

※ 2.本項研發成果若尚未申請專利，請勿揭露可申請專利之主要內容。

※

3.本表若不敷使用，請自行影印使用。

偏心斜撐應用於鋼筋混凝土構架行為之研究

偏心斜撐應用於鋼筋混凝土構架行為之研究

偏心斜撐應用於鋼筋混凝土構架行為之研究

偏心斜撐應用於鋼筋混凝土構架行為之研究

摘要 摘要 摘要 摘要 本研究主旨係利用實驗方法，驗證偏心鋼斜撐系統(EBF，Eccentrically Bracing system)混凝土框架的耐震性能補強。

採用縮小尺寸的鋼筋混凝土構架，施以偏心斜撐(Eccentrically Braced system)， 目的在於可使鋼筋混凝土構造物擁有更高的抗震能力，在地震來臨時，藉由偏心 斜撐中的剪力連桿(Shear-Link)之大量的塑性變形來吸收地震之能量。 根據實驗後所得結果可知，含偏心鋼斜撐系統之鋼筋混凝土構架其勁度增大，而 勁度衰減率之切線斜率較為平緩。剪力連桿可增加鋼筋混凝土構架之消能效果， 其提升效率在本研究中約為 2 倍。同時也推論如果將斜撐的尺寸及連桿梁(LINK) 事先規劃妥善，系統本身的韌性會比預期更佳。根據實驗證明鋼筋混凝土框架之 鋼構偏心斜撐補強系統具有良好的效果及可行性。 關鍵詞：偏心鋼斜撐系統、耐震效能

A Study of Seismic behavior of Eccentric Bracing

applied on RC Frames

Abstract_：：：：

This research aimed at testing Hybrid RC Frame-EBF (Eccentrically Bracing Frame) under earthquake-type loading in Laboratory.

It was found that the proposed systems are feasible. The seismic performance (including ductility and dissipated energy) of RC frames was much improved when RC frames were retrofitted by EBF (Eccentrically Bracing Frame). It was also found that the ductility of the proposed system could be further improved if the arrangement of steel bracing was adequate in relative to the surrounding reinforced concrete frame. Keywords: Eccentrically Bracing Frame Systems, seismic performance

章節目錄 中文摘要……… I 英文摘要……… II 章節目錄……… III 表目錄……… V 圖目錄……… VI 附錄表……… IX 符號定義……… X 第一章 緒論……… 1 1.1 研究動機……… 1 1.2 研究目的……… 2 第二章 文獻回顧……… 3 第三章 試體規劃、製作及實驗過程……… 6 3.1 試驗規劃……… 6 3.1.1 鋼筋混凝土構架……… 6 3.1.2 偏心斜撐規劃……… 7 3.1.3 實驗方法規劃……… 7 3.2 試體製作過程……… 8 3.2.1 實驗場地……… 8 3.2.2 試體設計……… 8 3.2.3 試體制作……… 8 3.2.4 混凝土澆置……… 8 3.2.5 偏心斜撐安裝……… 9 3.3 試驗儀器……… 9 3.3.1 強力地版……… 9 3.3.2 反力牆……… 9 3.3.3 小型油壓千斤頂……… 9 3.3.4 施力系統……… 10 3.3.5 控制接收系統……… 10 3.3.6 量測系統……… 10 3.4 試驗過程……… 10 3.4.1 F01P 試體……… 11

第四章 實驗結果與分析……… 21 4.1 實驗結果……… 21 4.1.1 F01P 分析……… 21 4.1.2 FW01P 分析……… 23 4.1.3 F02BR 分析……… 24 4.1.4 F02BR 構架分析……… 26 4.1.5 F02BR 剪力連桿之變化……… 28 4.1.6 F02BR 斜撐柱變化……… 28 4.2 實驗結果分析……… 29 4.2.1 勁度衰減與韌性比之比較分析……… 29 4.2.2 破壞包絡線比較……… 29 4.2.3 能量消散分析比較……… 30 第五章 結論與建議……… 31 5.1 結論……… 31 5.2 建議……… 32 5.3 未來研究方向與展望……… 32 參考文獻……… 33

表目錄 表 3.1 混凝土抗壓強度……… 35 表 3.2 F01P 力量-傾斜率表……… 35 表 3.3 FW01P 力量-傾斜率表……… 36 表 3.4 F02BR 力量-傾斜率表……… 36 表 4.1 各試體韌性比表……… 37 表 4.2 偏心斜撐、純構架與補強構架分力表……… 37 表 4.3 偏心斜撐、純構架與補強構架之能量消散表……… 37 表 4.4 剪力連桿座標表……… 38 表 4.5 剪力連桿在各階段之剪應變γ之變化……… 38

圖目錄 圖 1.1 補強目標示意圖……… 39 圖 3.1 實驗分析流程圖……… 40 圖 3.2 實驗排程表……… 41 圖 3.3 F01P、FW01P 加載歷時曲線……… 41 圖 3.4 F02BR 加載歷時曲線……… 42 圖 3.5 F01P 遲滯迴圈圖……… 42 圖 3.6 FW01P 遲滯迴圈圖……… 43 圖 3.6 F02BR 遲滯迴圈圖……… 43 圖 4.1 F01P 勁度衰減圖……… 44 圖 4.2 F01P 正向遲滯圈破壞包絡線……… 44 圖 4.3 F01P 試體能量圖……… 45 圖 4.4 F01P 試體總能量圖……… 45 圖 4.5 FW01P 勁度衰減圖……… 46 圖 4.6 FW01P 正向遲滯圈破壞包絡線……… 46 圖 4.7 FW01P 試體能量圖……… 47 圖 4.8 FW01P 試體總能量圖……… 47 圖 4.9 F02BR 勁度衰減圖……… 48 圖 4.10 F02BR 正向遲滯圈破壞包絡線……… 48 圖 4.11 F02BR 試體能量圖……… 49 圖 4.12 F02BR 試體總能量圖……… 49 圖 4.13 F02BR 構架分力圖……… 50 圖 4.14 F02BR 構架能量消散分量圖……… 50 圖 4.15 F02BR 試體光學點位原型圖(單位 mm)……… 51 圖 4.16 F02BR 剪力連桿變形圖(單位 mm)……… 51 圖 4.17 F02BR 斜撐應力-剪力連桿雙座標圖……… 52 圖 4.18 斜撐柱變形圖【1】……… 52 圖 4.19 斜撐柱變形圖【2】……… 53 圖 4.20 試體勁度衰減圖……… 53 圖 4.21 試體遲滯圈破壞包絡線……… 54 圖 4.22 試體能量比較圖……… 54 圖 4.23 試體總能量比較圖……… 55

照片目錄 照片 3.2.1 試體鋼筋組立……… 55 照片 3.2.2 試體模版組立……… 56 照片 3.2.3 試體模版組立……… 56 照片 3.2.4 清洗試體模版……… 57 照片 3.2.5 混凝土坍度實驗……… 57 照片 3.2.6 抗壓試體製作……… 58 照片 3.2.7 試體混凝土澆置【1】……… 58 照片 3.2.8 試體混凝土澆置【2】……… 59 照片 3.2.9 偏心斜撐安裝【1】……… 59 照片 3.2.10 偏心斜撐安裝【2】……… 60 照片 3.2.11 偏心斜撐安裝【3】……… 60 照片 3.3.1 實驗室反力牆……… 61 照片 3.3.2 螺栓預力施加……… 61 照片 3.3.3 MTS 油壓作動器……… 62 照片 3.3.4 MTS 控制器……… 62 照片 3.3.5 MTS 定位【1】……… 63 照片 3.3.6 MTS 定位【2】……… 63 照片 3.4.1 F01P 試體實驗前……… 64 照片 3.4.2 F01P 試體 DR=0.375%開裂階段……… 64 照片 3.4.3 F01P 試體 DR=0.75%降伏階段……… 65 照片 3.4.4 F01P 試體 DR=1.5%左右兩側裂縫……… 65 照片 3.4.5 F01P 試體 DR=2.0%柱下端裂縫……… 66 照片 3.4.6 F01P 實驗完成後照片……… 66 照片 3.4.7 F01P 實驗完成後照片……… 67 照片 3.4.8 FW01P 實驗前照片……… 67 照片 3.4.9 FW01 試體 DR=0.375%開裂……… 68 照片 3.4.10 FW01P 試體 DR=0.5%正面照……… 68 照片 3.4.11 FW01P 試體 DR=0.75%梁柱接頭、牆柱接頭裂縫圖………… 69 照片 3.4.12 FW01P DR=1%牆柱裂縫……… 69 照片 3.4.13 FW01P 試體 DR=1%左右兩側裂縫明顯變大……… 70 照片 3.4.14 FW01P 試體 DR=1.5%左右兩側裂縫延伸……… 70 照片 3.4.15 FW01P 試體 DR=2%，柱牆裂縫向下延伸……… 71 照片 3.4.16 FW01P 試體實驗後梁柱左右兩側……… 71 照片 3.4.17 FW01P 試體實驗後牆柱左右兩側……… 72

照片 3.4.18 F02BR 試體實驗前……… 72 照片 3.4.19 F02BR 試體 DR=0.375%……… 73 照片 3.4.20 F02BR DR=0.75%，剪力連桿向上位移……… 73 照片 3.4.21 F02BR DR=0.75%，裂縫變明顯寬大……… 74 照片 3.4.22 F02BR DR=-2.0%，第二裂縫出現……… 74 照片 3.4.23 F02BR DR=-2.0%(第二循環)……… 75 照片 3.4.24 F02BR DR=2.25%(第一循環)……… 75 照片 3.4.25 F02BR DR=-2.25%(第一循環)……… 76 照片 3.4.26 F02BR 實驗後照片……… 76 照片 3.4.27 F02BR 實驗後照片，試體背面左右兩側……… 77

附錄表

附錄 1 試體計算表……… 78

附錄 2 規範降伏強度計算……… 80

附錄 3 試體設計施工圖……… 82

本文內各種符號之定義如下： 1、傾斜率(DR)=試體總高度(不含基座) × 傾斜百分比。 2、Py=試體降伏載重， 3、Pu=試體極限載重，試體最大載重。 4、Pya=ACI 理論計算試體之降伏載重。 5、Mya=ACI 理論計算試體之降伏彎矩。 6、Pyn=ACI 理論計算試體之極限載重。 7、Myn=ACI 理論計算試體之極限彎矩。 8、Pe=偏心斜撐所受之力量載重。 9、Pf=純鋼筋混凝土構架所受之力量載重 10、總能量(KN-mm)=每一階段遲滯迴圈圖之面積。 11、勁度比率= 每一階段原點與最高點連線之斜率 傾斜率
.%時之原點與最高點連線斜率 12、fc’=混凝土 28 天時之抗壓強度，本文中混凝土強度採 fc’=280kg/cm2 13、fy=SD13、SD10 鋼筋之降伏強度。

第

第

第

第一

一

一

一章

章

章

章、

、

、

、緒論

緒論

緒論

緒論

1.1

研究動機

_研究動機

_研究動機

_研究動機

台灣位於大陸版塊與歐亞版塊虎口交叉處，因版塊的相互推擠，使得台灣地 區處於多震地帶，依據中央氣象局自 1991 ～ 2006 年 16 年的觀測資料顯示， 台灣地區平均每年約發生 185,00 次地震，其中約有 1000 次為有感地震【1】 ﹝中央氣象局﹞。故在多震地帶的台灣，防震與耐震的觀念更凸顯其重要性。 在台灣，鋼筋混凝土構造物占了結構物的大多數，根據中央氣象局資料所示， 1999 年 9 月 21 日 1 時 47 分，南投集集大地震，房屋全毀 53,661 棟，毀損 53,024 棟。其中，鋼筋混凝土公共建築及一般透天厝毀損嚴重，破壞的原因除了地震強 度太強的自然因素外，其餘如設計不良，施工品質不佳，材料老化，等等的其他 因素，直接或間接的造成了鋼筋混凝土構造物的破壞。 建物遭受破壞後，而受小害或中度受損者，應可依照受損程度，施以各種方 式的補強。而那些從外觀看似無受損，但卻已潛藏破壞因子的構造物，更是令人 擔心，是否可以安然的度過下一次的地震，下一次的地震後是否依然可以屹立不 搖，無法得到一個肯定的答案。構造物的興建，其中有一個重要的目的，就是保 護使用者的安全，當潛在的危險埋在構造物中，使用者卻渾然不知，這種危險比 看的見的危險更是令人不寒而慄。 本文的研究動機，就是將針對這些藏有潛在危險的構造物，以縮小尺寸模型 來加以模擬，尋找這看不見危機一套有效的解決之道，來達到保護使用者，增加 建物使用年限的雙贏模式。

1.2

研究目的

_研究目的

_研究目的

_研究目的

在結構補強工法中，一般有三種方式如圖 1.1【2】，一為提高結構物的抗震 強度，以高強度來抵抗地震強度，此方法提在高結構物的強度時韌性並無相對提 升，而當結構物產生破壞時，會有瞬間破壞之虞，無預警效果。另一種為提高結 構物的韌性，以高韌性來針對地震力做消能的行為，而提高韌性時強度並無相對 提升，當在地震來臨時，以較大的變形來抵銷地震力，但是，較大的變形卻會使 用者較無安全感。但此二種方式皆可以提升建築物的耐震能力，且皆為良好的選 擇。 而第三種方式為在提升結構物強度的同時，韌性也跟著提升，此方式為結構 補強中最理想之方式，此方法兼具強度與韌性的提升，使的結構物無瞬間破壞的 可能性的同時，並可以帶給使用者一份安心的感覺。 本文中，針對縮小尺寸的鋼筋混凝土構架，施以偏心斜撐(Eccentrically Braced Frame)來做為補強的方式，目的在於可使鋼筋混凝土構造物擁有更高的抗 震能力，在地震來臨時，藉由偏心斜撐中的剪力連桿(Shear-Link)之大量的塑性 變形來吸收地震之能量。以期可在提升補強結構物的耐震強度同時，也可提升結 構物的韌性，以達到強度與韌性同時提升之效。 本次實驗，以提升結構物的強度來抵抗地震能量為主，印證鋼筋混凝土構架 輔以補強偏心斜撐後，可以提高鋼筋混凝土構架的強度以及耐震能力，使構造物 在下一次的的地震中，可以安然度過。再者也可延緩構造物的破壞，讓使用者有 足夠的預警時間，可以順利逃出，保障人員安全，且兼具延長構造物使用壽命， 提升經濟性之附加價值。

第

第

第

第二

二

二章

二

章

章

章、

、

、文獻回顧

、

文獻回顧

文獻回顧

文獻回顧

在九二一地震過後，內政部營建署修正了台灣地區建築技術規則之耐震設計， 以期利用新規劃之耐震規範，可以提供建物更高的耐震強度。在新建築物可直接 引用新耐震規範與其他相關性能設計方式來達到提高結構物的耐震能力。但對於 舊有建物來說，則必須以各種補強之方式來達到新的耐震標準，而關於建築物的 補強方式上，剪力牆或是斜撐補強都是一種不錯的選擇。 關於剪力牆，許多學者作過各種之分析與研究。首先關於構架部分，郭雄銘 【3】以牆體高寬比為 0.5 之不具邊界構件之低型剪力牆進行試驗，並以牆體的 鋼筋比、四種不同之靜態載重歷程為主要變數，來探討各試體的能量消耗。余明 松【4】以試體的高寬比(H WT =0.75 及 1)、鋼筋數量為變數，並使用大尺寸試 體進行含邊界構件剪力牆、含邊界構件槽縫剪力牆之實驗研究，建立剪力開裂強 度、撓曲開裂強度、剪力極限強度與撓曲極限強度之計算公式。李嘉泰【5】採 用牆體高寬比 0.5 與 0.75 兩組之試體，以垂直筋之邊界鋼筋與總鋼筋之比值、水 平筋之鋼筋比、及混凝土強度為研究變數，探討這些變數對於極限載重和韌性比 的影響。李威璁【6】探討全尺寸含牆構架的試驗研究。藉由八個不同試體來探 討其耐震行為，利用全尺寸試體來消除縮尺寸效應，並把試驗數據和 ACI 規範 之經驗公式作比較參考，進而推導其經驗公式。 關於應用於鋼骨構架上的剪力牆行為，何俊興【7】探討在鋼骨構架上利用 L 型角鐵、L 形鋼筋與剪力釘三種接合型式的剪力牆之耐震試驗來建立具有耐震 性能以及穩定的接合方試。以上研究皆證明剪力牆為一良好的補強技術之一。 然在生活機能以及最佳化空間設計的觀念下，在舊有建築物加裝剪力牆或許 不易【8】，在這情況下，鋼斜撐之補強或許為另一種可選擇的補強方式。

統(Eccentrically Braced Frames，簡稱 EBF)。而同心斜撐構架系統在抵抗中、弱 震時相當有效，不但結構體自重減輕許多，側移量亦較抗彎系統構架為小，可減 少非結構體之損害，然而在強震狀態下，斜撐容易受在反覆應力下產生挫屈，此 時構架所受地震力僅由抗彎構架承擔，而抗彎構架桿件尺寸因斜撐存在而減少， 遂無法抵抗強震而突然崩坍，為其缺點。 而偏心斜撐抗震能力主要來自於剪力連桿(Shear-Link)，其作用彷彿正體構 架之保險絲(fuse)一般，是強度最弱的桿件。偏心斜撐構架利用剪力連桿可以穩 定且大量消散地震能量，抵抗強震，不致於產生崩坍，若斜撐安排得宜，在中、 弱震時的側位移量與同心斜撐相仿。

關於偏心斜撐(EBF，Eccentrically Braced Frames)之研究報告起於 1978 年首 先由 Roeder 與 Popov 提出【10】，在 1978～1990 年間，EBF 相關的應用與研究 均有具足之成長 Popov and Engelhardt【11】。之後相關研究大部分著重於剪力連 桿(Shear-Link)在地震反應上，同時模擬整個結構的全尺寸實驗也同時進行並提 出了研究成果【12】。在 1991 年 NEHRP(National Earthquake Hazard Reduction Program)將 EBF 正式納入新的建築耐震規範 ICBO【13】【14】。

根據建築物耐震設計規範及解說探討【15】中表示，韌性設計之基本原理為 韌性良好之材料及結構系統可採用較小的設計地震力設計。耐震規範表 1.3，結 構系統韌性容量 R 值中，在抗彎矩構架系統之下，不論鋼造 SMRF 或 RC 造 SMRF 其 R 值為 4.8，樓高也沒有限制，這表示規範認為其二者在大地震時，是具有相 同的變形能力以吸收地震能量。在構架系統之下，鋼造偏心斜撐構架之 R＝4.0； 鋼造特殊同心斜撐構架 R ＝3.6；RC 剪力牆構架 R＝3.2；三者之高度限制均為 75 公尺，這表示規範認為在大地震時，鋼造偏心斜撐構架利用變形以吸收地震 能量之能力，優於鋼造特殊同心斜撐構架，更優於 RC 剪力牆構架。 然 EBF 中剪力連桿變形時，因剪力作用而使剪力連桿產生大量之變形，若 與構架本體直接接觸，將會因斜撐桿帶動剪力連桿之變形反而使構架產生破壞。

一種剪力連桿之型式。在斜撐桿頂端與構架接觸點加入一加勁阻尼裝置，以期在 地震作用力下可使加勁阻尼產生大量變形而不傷害構架本體。而根據彭生富【17】 之研究表示剪力連桿相對長度較小者具有較佳的勁度、韌性及單位載重消能。而 連桿最合適的相對長度(=e/(Mp/Vp))介於 0.8～1.2 之間。剪力連桿在合適的相對 長度下時，可減少處力連桿外端梁段內軸力與彎矩互制作用時之困難【18】。根 據以上偏心斜撐之特點，本研究將針對偏心斜撐應用於鋼筋混凝土構架上來進行 研究。

第

第

第

第三

三

三

三章

章

章

章、

、試體規劃

、

、

試體規劃

試體規劃

試體規劃、

、

、製作及實驗過程

、

製作及實驗過程

製作及實驗過程

製作及實驗過程

根據所訂定的研究目標與方向後，可先訂立研究流程表與實驗進度排程表， 並依此規劃流程表來安排各項工作，以期實驗程序與結果可符合事前預期，實驗 流程表如圖 3.1、3.2。 確定研究目標及方向後，即可著手進行試體規劃及試體的製作，本試驗共製 作 3 個試體，並完成實驗。所以準備工作分為下述 3 項，分別為試驗規劃、試體 製作及試驗儀器。

3.1

_試驗規劃

_試驗規劃

_試驗規劃

_試驗規劃

本次實驗中，針對鋼筋混凝土結構物常因受地震力而破壞的缺點來做改善， 期可在增加混凝土構架強度的同時，並提升構架的整體韌性。以進行縮小尺寸的 鋼筋混凝土構架來進行實驗。當混凝土構造物受水平地震力的破壞前，事先針對 構架施以偏心斜撐構架來進行補強，利用偏心斜撐構架剪力連桿的消能與可受剪 力變形的特性，來探討補強後，混凝土構架在強度、韌性以及勁度上的變化。 本試體規劃時，採以弱梁原則，以梁控制破壞，目的為在地震力下，可以保 持有足夠的緩衝時間可讓人有逃生之機會。試體規劃分為兩部分，第一部分為鋼 筋混凝土構架，第二部分為偏心斜撐與鋼筋混凝土構架之補強。

3.1.1

_{鋼筋混凝土構架}

_{鋼筋混凝土構架}

_{鋼筋混凝土構架}

_{鋼筋混凝土構架}

鋼筋混凝土構架設計時，因須配合場地與配合機具之最大作業效能，以及實 驗場地時間的長短，所以構架設計時，總重量控制在 2.0tof 左右，而且為使試體 與強力地板連接，因強力地板之螺栓孔間距為 1.0m，故試體總長度規劃為 2.5m， 使得試體與強力地版共有 3 個接合點，而每一處接合點以高拉力螺栓施以 50tof

預力，三處接合點共施預力 150tof，而試體與強力地板間之摩擦力為 30.0tof，以 避免千斤頂作用時，試體產生滑動而影響實驗精度。 試體高度配合現場反力牆與接合構件尺寸，總高度規劃為 2.0m，鋼筋混凝 土構架最大水平推力設計為 4.0tof，在確定試體條件後，依所述條件進行試體設 計規劃，詳細試體計算表如附件 1，規範降伏強度計算詳附件 2。

3.1.2

_{偏心斜撐之規劃}

_{偏心斜撐之規劃}

_{偏心斜撐之規劃}

_{偏心斜撐之規劃}

依 據 標 準 鋼 結 構 手 冊 之 資 料 ， 國 內 H 型 鋼 最 小 尺 寸 為 100mm*100mm*6mm*8mm，若需更小尺寸之 H 型鋼，須另行訂做。而訂做之 H 型鋼因尺寸過小，故須由手工焊製，若採訂做之手工焊接 H 型鋼，其施工精度 與品質較一般成形 H 型鋼差，且手工焊製 H 型鋼其殘留應力較無法控制且估計， 為避免因 H 型鋼不確定的因數所影響，故採用本實驗採用 H 型鋼尺寸為 100mm*100mm*6mm*8mm。 H 型鋼與鋼筋混凝土構架接合處，採用預埋螺栓之設計，詳細圖說見附件 3。 根據 SAP200 分析結果，偏心斜撐補強於鋼筋混凝土構架後，可承受之最大水平 力為 20tof，分析計算結果詳附件 4。

3.1.3

_{實驗方法規劃}

_{實驗方法規劃}

_{實驗方法規劃}

_{實驗方法規劃}

本實驗參考彭生富【18】、何俊興【7】及李威璁【6】所建議之實驗方法。 本實驗過程採取位移控制，主要考慮當混凝土構架開始產生龜裂後，雖然有偏心 斜撐來達到消能作用，唯當試體達到極限降伏應力後，應力應變曲線驟降，將使 MTS 瞬間往前推進，容易發意外，進而使人員受傷或儀器發生故障。所以，當 採位移控制時，實驗過程中機具及人員之安全較容易掌握。且經過多篇文獻所證，

實驗的安全性。

3.2

_{試體製作過程}

試體製作過程

試體製作過程

_{試體製作過程}

3.2.1

_實驗場地

_實驗場地

_實驗場地

_實驗場地

本實驗因學校場地有限，故特請國家地震中心居中協調高雄第一科技大學之 實驗場地，所幸在各方幫助下順利取得實驗場地，以利後續實驗。

3.2.2

_試體設計

_試體設計

_試體設計

_試體設計

本實驗試體分為兩類，第一類為梁柱構架之 RC 構造物，第二類為梁柱 RC 構造，但底下有 30cm 之矮牆，以模擬短柱效應。另在一種類的 RC 構架中加入 偏心斜撐，詳細配筋與偏心斜撐施工圖如附件 4。

3.2.3

_試體製作

_試體製作

_試體製作

_試體製作

試體先於高雄第一科技大學(以下簡稱第一科大)憲章館實驗室前空地進行 模板與鋼筋組立之工作(見照片 3.2.1)，因欲配合偏心斜撐之安裝，所以模板組立 時各部尺寸誤差不得超過 5mm(見照片 3.2.2、3.2.3)，以利後續偏心斜撐之安裝。

3.2.4

_{混凝土澆置}

_{混凝土澆置}

_{混凝土澆置}

_{混凝土澆置}

試體混凝土澆置前，須以清水沖洗模版，以防木屑或其他雜物殘留於模版內 (見照片 3.2.4)。在混凝土澆置時則做取樣的工作，根據試體實驗時間的不同，總 共取 7 組試體(見照片 3.2.5、3.2.6)，分別為 7 天、14 天以及各階段實驗時所需 的試體抗壓強度如表 3.1。 本實驗混凝土採 fc’=280kg/cm2_{之混凝土。混凝土坍度為 20cm，最大粒徑為}

進行確認，由拌合廠直接送達第一科大，並由品管人員對其混凝土品質做完整的 掌握，澆置時以人工搗實以避免試體產生蜂窩(見照片 3.2.7、3.2.8)

3.2.5

_{偏心斜撐安裝}

_{偏心斜撐安裝}

_{偏心斜撐安裝}

_{偏心斜撐安裝}

本次實驗試體之偏心斜撐安裝於試體 F02BR 上，試體製作時於上梁處預埋 M16 F10T 螺栓共 16 根，下方固定底做預埋 M24 F10T 螺栓共 6 根，在混凝土澆 置完成 7 天後，進場安裝偏心斜撐(如照片 3.2.9、3.2.10、3.2.11)。

3.3

_試驗儀器

試驗儀器

試驗儀器

_試驗儀器

本實驗中所需的設備如下：

3.3.1

_強力地版

_強力地版

_強力地版

_強力地版

為防止時驗過程中，試體因 MTS 的作用而產生滑動及轉動，故以 3 根 32mm 之高拉力螺栓貫穿試體並與強力地版)，且並施以 50ton 之預力，使試體與強力 地版緊密結合避免產生滑動與轉動。

3.3.2

_反力牆

_反力牆

_反力牆

_反力牆

當 MTS 作用時，會產生一反方向的作用力，此時則須要有一座反力牆來做 抵抗，故需將 MTS 固定於反力牆上(如照片 3.3.1)，並在固定的螺栓上施以 25ton 之預力(如照片 3.3.2)，以避免 MTS 反覆作用時，MTS 與反力牆中間產生一間隙， 而影響實驗結果。

3.3.3

_{小型油壓千斤頂}

小型油壓千斤頂

小型油壓千斤頂

_{小型油壓千斤頂}

3.3.4

_施力系統

_施力系統

_施力系統

_施力系統

此部分中包含了 MTS 油壓作動器(如照片 3.3.3)、MTS 加載伺服作動器、模 擬控制器(如照片 3.3.4)與液壓冷卻系統等，由使用者針對所需的目標，從模擬控 制器中輸入一訊號，並透過 MTS 加載伺服作動器所接收由模擬控制器收到之訊 號，並針對這訊號再傳送到 MTS 油壓作動器，以達成使用者所需的目標。 而 MTS 油壓作動器，需事先定位至設計高度(如照片 3.3.5、3.3.6)，使作動 器中心與試體中心重合，可避免因作動器中心與試體中心誤差過大，產生偏心力 矩。

3.3.5

_{控制接收系統}

_{控制接收系統}

_{控制接收系統}

_{控制接收系統}

此部分包含電腦設備、NI 控制卡、NI 輸入輸出控制盒與 Labviwe 控制程式， 此系統將使用者所需的指令目標透過 Labviwe 控制程式，作一命令至 NI 控制卡， 並由控制卡輸出至控制盒中，由控制盒連接模擬控制器，後由模擬控制器輸出命 令至施力系統，使施力系統產生之作用力達到試驗者的要求。

3.3.6

_量測系統

_量測系統

_量測系統

_量測系統

本文實驗中，所用的量測系統，除施力系統本身所含之感測器外，蒙第一科 大 施教授協助，採用光學量測系統，在每一階段加載完成後立即拍照，並輔以 電腦程式分析。

3.4

_試驗過程

_試驗過程

_試驗過程

_試驗過程

本文中，試體編號分別為 F01P、FW01P 、F02BR，試體編號中，F=Frame、 P=Pure、W=Wall、B=Brace、R=Retrofi。依先前規劃之實驗排程，實驗順序分別 為 F02BR、F01P、FW01P。

本節依試體編號詳細說明各試體實驗過程與結果。內容主要為針對試體在實 驗過程中開裂、降伏與破壞等階段情形加以說明，並將各加載階段之正、反向載 重及位移一一列出。 本實驗採多週期位移控制反覆循環加載，其加載位移以傾斜率 0.25%為起始 值，除 F02BR 試體外，其餘試體加載傾斜率百分比為 0.25%、0.375%、0.50%、 0.75%、1.0%、1.5%、2.0%、2.5%、3.0%、3.5%、4.0%(如圖 3.3)，加載直至試 體最大負載下降至最大負載 80%，或是體產生明顯且過大之破壞時，實驗即可宣 告終止。 F02BR 試體為偏心斜撐補強之試體，而偏心斜撐與構架接和為預埋螺栓， 因考慮鋼結構勁度過大，若加載位移增量過大，易造成試體突然破壞而損及實驗 儀器，故 F02BR 加載時在傾斜率增量為 0.25%、0.375%、0.50%、0.75%、1.0%、 1.25%、1.5%、1.75%、2.0%、2.25%、2.5%、2.75%、3.0%、3.25%、3.50%、3.75% 及 4.00%(如圖 3.4)。

3.4.1 F01P

_試體

_試體

_試體

_試體

1_{、、實驗過程及結果、、實驗過程及結果實驗過程及結果 實驗過程及結果} (1)實驗開始階段～開裂階段 實驗開始前照片如照片 3.4.1 當試體在在第二週期(0.375%，位移 3.75mm) 反向加載時，再試體之右上角處，產生一裂縫，長度約為 6.0cm，寬度約為 1mm，並由 6 點鐘方向朝 9 點鐘方向往上開始延伸，如照片 3.4.2。 (2)開裂階段～降伏階段 由降伏階段後持續加載至第四週期(0.75%，位移 11.25mm)正向加載時， 試體產生降伏並開始軟化且裂縫開始變大且變寬如照片 3.4.3。

(3)降伏階段～破壞階段 加載至第六周期時(1.5%，位移 22.5mm)時試體正面開始出現明顯之裂縫， 在左右兩側梁柱街頭處裂縫開始延伸，長度各約為 6cm 與 8cm，此時正向力 為 61.833KN，如照片 3.4.4。 持續加載至第七週期(2.0%，30.0mm)，得到最大正向力 65.632KN，後 持續增加加載傾斜率，裂縫持續擴大且寬度增加。當傾斜率達第九週期(3.0%， 45.0mm)時柱下方開始出現裂縫，如照片 3.4.5。而傾斜率增量第十週期時 (3.5%，52.5mm)時正向力下降至 57.384KN，時實驗即停止，此時試體各處 均產生裂縫，如照片 3.4.6、3.4.7。 2_{、、各週期位移與載重資料數據整理、、各週期位移與載重資料數據整理各週期位移與載重資料數據整理 各週期位移與載重資料數據整理} 本試體實驗後之遲滯迴圈圖詳圖 3.5，數據資料如表 3.2，而各週期所整理之 數據資料如下： 第一週期(傾斜率 0.25%，3.75mm) 正向力：16.854 KN， 正向位移：3.49mm 反向力：-19.616 KN， 反向位移：-4.06mm 第二週期(傾斜率 0.375%，5.62mm)，開裂階段 正向力：22.99KN， 正向位移：5.46mm 反向力：-24.942KN， 反向位移：-5.84mm 第三週期(傾斜率 0.50%，7.50mm) 正向力：29.55KN， 正向位移：7.53mm 反向力：-29.994KN， 反向位移：-7.96mm

第四週期(傾斜率 0.75%，11.25mm)，降伏階段 正向力：40.961KN， 正向位移：11.187mm 反向力：-39.134KN， 反向位移：-11.546mm 第五週期(傾斜率 1.00%，15.00mm) 正向力：49.752KN， 正向位移：14.694mm 反向力：-46.831KN， 反向位移：-15.119mm 第六週期(傾斜率 1.50%，22.5mm) 正向力：61.833KN， 正向位移：22.228mm 反向力：-58.360KN， 反向位移：-27.02mm 第七週期(傾斜率 2.00%，30.00mm) 正向力：65.632KN， 正向位移：29.958mm 反向力：-60.893KN， 反向位移：-30.187mm 第八週期(傾斜率 2.50%，37.50mm) 正向力：64.268KN， 正向位移：37.261mm 反向力：-60.893KN， 反向位移：-37.689mm 第九週期(傾斜率 3.00%，45.00mm) 正向力：61.898KN， 正向位移：44.75mm 反向力：-58.263KN， 反向位移：-45.483mm

第十週期(傾斜率 3.50%，52.50mm)

正向力：57.384KN， 正向位移：51.967mm 反向力：-54.138KN， 反向位移：-52.807mm

3.4.2 FW01P

1_{、、實驗過程及結果、、實驗過程及結果實驗過程及結果 實驗過程及結果} (1)實驗開始～開裂階段 實驗開始前照片詳照片 3.4.8，在第一週期(0.25%，3.75mm)正向加載時， 試體產生第一道裂縫(見照片 3.4.9)，長度約為 10.0cm，在試體右側背面梁柱 接頭處，由 6 點鐘方向向 10 點鐘方向延伸，此時正向應力為 30.917KN。 (2)開裂階段～降伏階段 當傾斜率增量達到第 3 週期(0.50%，7.5mm)時，試體正面右側柱牆接頭 處出現明顯微小裂縫(見照片 3.4.10)。開裂過程後繼續增加傾斜率增量，在 第四週期(0.75%，11.25mm) (見照片 3.4.11)時，試體達到降伏並開始軟化， 而在試體的正面，梁柱接頭及柱牆接頭處，均開始產生明顯的裂縫。 (3)降伏階段～破壞階段 在第五週期(1.0%，15.0mm)，試體下方柱牆接頭處，裂縫明顯變大且延 伸長度為 20cm(見照片 3.4.12)，且試體背面左右兩側的裂縫均明顯可見(見照 片 3.4.13)。 在第六週期時(1.5%，22.50mm)時，見照片 3.4.14，試體裂縫開始向上延 伸且寬度變大，而且試體各處開始產生裂縫，此時正向力為 80.540KN，達 到 FW01P 試體最大載重，後隨著傾斜率持續增加，裂縫開始延伸、變寬且 裂縫變多。從第七週期後(2.0%，30.0mm)後，正向應力持續下降，梁柱接頭 處裂縫變多且也變寬，柱牆處裂縫增多，並且往下延伸(見照片 3.4.15)，當 到達第九週期(3.0%，45.0mm)時，正向力下降至 66.445KN，實驗即停止， 實驗停止照片詳照片 3.4.16、3.4.17。

2_{、、各週期位移與載重資料數據整理、、各週期位移與載重資料數據整理各週期位移與載重資料數據整理 各週期位移與載重資料數據整理} 本試體實驗後之遲滯迴圈圖見圖 3.6，各週期數據如表 3.2，而各週期所整理 之數據資料如下： 第一週期(傾斜率 0.25%，3.75mm) 正向力：30.917KN， 正向位移：3.34mm 反向力：-27.867KN， 反向位移：-4.21mm 第二週期(傾斜率 0.375%，5.26mm)，開裂階段 正向力：41.049KN， 正向位移：5.273mm 反向力：-36.016KN， 反向位移：-5.85mm 第三週期(傾斜率 0.50%，7.50mm) 正向力：49.590KN， 正向位移：7.156mm 反向力：-42.608KN， 反向位移：-7.994mm 第四週期(傾斜率 0.75%，11.25mm) ，降伏階段 正向力：62.970KN， 正向位移：11.037mm 反向力：-53.942KN， 反向位移：-11.534mm 第五週期(傾斜率 1.00%，15.0mm) 正向力：71.511KN， 正向位移：14.869mm 反向力：-68.459KN， 反向位移：-15.057mm

第六週期(傾斜率 1.50%，22.50mm) 正向力：80.540KN， 正向位移：22.16mm 反向力：-68.459KN， 反向位移：-22.705mm 第七週期(傾斜率 2.0%，30.00mm) 正向力：78.007KN， 正向位移：30.019mm 反向力：-68.394KN， 反向位移：-30.029mm 第八週期(傾斜率 2.50%，37.50mm) 正向力：73.038KN， 正向位移：37.229mm 反向力：-66.348KN， 反向位移：-37.855mm 第九週期(傾斜率 3.00%，45.00mm) 正向力：66.445KN， 正向位移：44.536mm 反向力：-62.581KN， 反向位移：-45.146mm

3.4.3 F02BR

F02BR 試體由於是偏心斜撐補強於鋼筋混凝土構架，根據試驗後資料分析， 發現此試體降伏時，鋼筋混凝土構架與剪力連桿(Shear-link)同時產生降伏。 1_{、、實驗過程及結果、、實驗過程及結果實驗過程及結果 實驗過程及結果} (1)實驗開始～開裂階段 F02BR 試體實驗前照片如照片 3.4.18，本試體第一道裂縫出現在第二週 期(0.375%，5.62mm) (見照片 3.4.19)，在試體正面左側，梁柱接頭處，由 6 點鐘方向向 10 點鐘方向延伸，長度約為 3.0cm，此時正向力為 56.347KN。 (2)開裂階段～降伏階段 在第四週期(0.75%，11.25mm)時，試體達降伏，在此階段時剪力連桿向 上位移約 1.0cm(見照片 3.4.20)，此階段正向力為 98.663KN，而裂縫繼續往 10 點鐘方向延伸，且裂縫寬度變大(見照片 3.4.21)。 (3)降伏階段～破壞階段 到達第 8 週期(1.75%，26.25mm)時，試體裂縫延伸約長度約為 12cm， 此時試體正向力為 135.718KN，而反向力達到-151.4KN。當試體到達第 9 週 期(2.0%，30.0mm)時，得到最大正向力 135.783KN，最大反向力為-152.764， 在第九週期的第 1 循環反向作用時(見照片 3.4.22)，在新裂縫由試體左側梁 柱接頭處由 6 點鐘方向往 3 點鐘反向發展 (以下簡稱第 2 裂縫)。 而在第 2 循環時，第二裂縫開始變大變寬(見照片 3.4.23)且迅速往上發 展。第十週期時(2.25%，33.75mm)時，正向力為 131.496KN 時，舊有裂縫明 顯寬大，裂縫長度約為 18cm，寬度最寬處約為 1.0cm(見照片 3.4.24)。在反 向力作用時，第二裂縫迅速貫穿梁，使梁產生破壞(見照片 3.4.25)，此時反 向力為-117.885，實驗後照片如 3.4.26、3.4.27。

2_{、、各週期位移與載重資料數據整理、、各週期位移與載重資料數據整理各週期位移與載重資料數據整理 各週期位移與載重資料數據整理} 本試體實驗後之遲滯迴圈圖詳圖 3.7，而各週期所整理之數據(表 3.3)資料如 下： 第一週期(傾斜率 0.250%，3.75mm) 正向力：30.529KN， 正向位移：3.732mm 反向力：-49.426KN， 反向位移：-4.387mm 第二週期(傾斜率 0.375%，5.625mm)，開裂階段 正向力：56.347KN， 正向位移：5.388mm 反向力：-64.008KN， 反向位移：-6.001mm 第三週期(傾斜率 0.500%，7.5mm) 正向力：77.002KN， 正向位移：7.84mm 反向力：-83.169KN， 反向位移：-8.121mm 第四週期(傾斜率 0.75%，11.25mm)，降伏階段 正向力：98.663KN， 正向位移：10.682mm 反向力：-108.045KN， 反向位移：-11.905mm 第五週期(傾斜率 1.00%，15.0mm) 正向力：109.185KN， 正向位移：14.238mm 反向力：-123.926KN， 反向位移：-15.493mm

第六週期(傾斜率 1.25%，18.75mm) 正向力：122.533KN， 正向位移：17.729mm 反向力：-120.321KN， 反向位移：-19.098mm 第七週期(傾斜率 1.50%，22.50mm) 正向力：128.763KN， 正向位移：22.130mm 反向力：-145.814KN， 反向位移：-22.199mm 第八週期(傾斜率 1.75%，26.25mm) 正向力：135.718KN， 正向位移：26.303mm 反向力：-151.400KN， 反向位移：-26.409mm 第九週期(傾斜率 2.00%，30.00mm) 正向力：135.783KN， 正向位移：30.232mm 反向力：-152.764KN， 反向位移：-30.465mm 第十週期(傾斜率 2.25%，33.75mm) 正向力：131.496KN， 正向位移：33.399mm 反向力：-117.185KN， 反向位移：-34.427mm

第

第

第

第四

四

四章

四

章

章

章、

、

、

、實驗結果與分析

實驗結果與分析

實驗結果與分析

實驗結果與分析

本章共分為兩部分來做說明，第一部分為各試體依實驗所得數據，針對勁度 衰減率、遲滯圈破壞包絡線、單位能量消散、韌性比與探討理論強度與實驗強度 之差異，依試體編號 F01P、FW01P 與 F02BR 之順序依序說明，第二部分以各試 體間的差異作總體比較說明。

4.1

_實驗結果

_實驗結果

_實驗結果

_實驗結果

4.1.1 F01P

_分析

_分析

_分析

_分析

1_{、、勁度衰減率、、勁度衰減率勁度衰減率 勁度衰減率} 由圖 4.1 可知，F01P 之勁度衰減率較為和緩，傾斜率 1.5%時，勁度衰減率 達最大為 0.1349，將勁度衰減曲線作線性分析之後，可得 F01P 勁度衰減率曲線 之斜率，其斜率為 y=-22.84+0.956。 由 F01P 的勁度衰減值中可觀察發現，在傾斜率 0.375%與 1.5%時其勁度衰 減率別為 0.1319 與 0.1349，對照實驗數據與實驗照片可發現，傾斜率 0.375%時 為試體開裂狀態，而勁度衰減值為 0.1319。而當傾斜達 1.5%時勁度衰減值為 0.1349，此時試體出現了明顯裂縫，且裂縫寬度與長度也相對變大。 2_{、、遲滯圈破壞包絡線、、遲滯圈破壞包絡線遲滯圈破壞包絡線 遲滯圈破壞包絡線} 圖 4.2 為 F01P 之正向遲滯圈破壞包絡線，由圖可得知，當試體達到極限載 重 Pu(Pu=65.6321kN)後直至試驗停止階段，其載重下降速率較為緩慢，而且也較 為線性，無急速下降之現象，並配合遲滯迴圈圖(圖 3.5)作分析，可知，試體破

由圖 4.2 可知，由原點做一切線時，當切線超過傾斜率 0.75%時，斜率變較 為平緩，故將傾斜率 0.75%時定為此試體之降伏點 Py，此時降伏強度 Py=40.6911 kN。 3_{、、單位能量消散分析、、單位能量消散分析單位能量消散分析 單位能量消散分析} 圖 4.3 為 F01P 試體能量圖，橫軸為加載階段，共 10 階段，縱軸為單位能量 (kN-mm)，由圖得知，當傾斜率為 0.75%時，試體達降伏狀態，其吸收能量為 158.692kN-mm，其後吸收能量明顯增加。而本試體從實驗開始至實驗結束其總 能量共為 7435.775 kN-mm(圖 4.4)。 4_{、、F01P 試體韌性比、、 試體韌性比試體韌性比試體韌性比} 表 4.1 為各試體韌性比資料表，其中 F01P 降伏狀態水平推力為 40.6911kN， 降伏位移為 11.187mm，極限狀態水平推力為 57.384kN，極限位移為 51.976mm， 而韌性比為 4.64。 5_{、、理論降伏強度與實際降伏強度、、理論降伏強度與實際降伏強度理論降伏強度與實際降伏強度 理論降伏強度與實際降伏強度} 根據 ACI-USD 法計算試體降伏應力，可得知，F01P 試體理論降伏強度 Pya=38.906kN，降伏彎矩 Mya=14.582kN-m。而根據本試體之實際降伏強度 Py=40.6911kN，理論強度與實際強度相差 1.7851kN。而根據 SAP2000 分析結果， F01P 試體的降伏強度為 52.385kN，與 ACI 或實際強度相差約為 12.0~14.0kN， 其數值較為接近傾斜率 1.0%時之正向力 49.752kN。 推測試體間分析強度與實際強度差異，規範強度因考慮各種折減係數，故所 得強度較為保守，而 SAP2000 分析強度，考慮因數較無規範保守，所以強度表 現較於規範分析強度高。 而 F01P 實際強度與 SAP2000 分析強度差異超過 10kN，若推敲其原因，可

4.1.2 FW01P

_分析

_分析

_分析

_分析

1_{、、勁度衰減率、、勁度衰減率勁度衰減率 勁度衰減率} 由圖 4.5 可得知，FW01P 之勁度衰減曲線在第二週期與第三週期之間有一小 平台區，再對照 FW01P 之遲滯迴圈圖後可知，此階段增加位移時，由千斤頂所 回傳之資料，出現電壓不穩定之情況，所以才會有此平台區之出現。將 FW01P 之勁度衰減曲線分析後可得曲線之斜率 y=-27.13x+0.860。FW01P 試體在第二週 期(0.375%)時，勁度衰減值達最大為 0.2495。 在 FW01P 試體的勁度衰減率中，以傾斜率 0.375%的 0.2495 以及傾斜率 0.75%的 0.1425 為整座試體勁度衰減率最大的兩處，對照實驗照片以及其他相關 數據所得，在傾斜率 0.375%時，為 FW01P 試體的開裂點。而在傾斜率 0.75%時， 正好為 FW01P 試體的降伏點，且在此階段時試體各處裂縫均明顯可見。 2_{、、遲滯圈破壞包絡線、、遲滯圈破壞包絡線遲滯圈破壞包絡線 遲滯圈破壞包絡線} 圖 4.6 為 FW01P 之正向遲滯圈破壞包絡線，由破壞包絡線可觀察出，當試 體到達極限載重(Pu=80.540kN)後直至試驗停止時，其載重下降率呈緩慢漸降之 行為。配合遲滯迴圈圖可得知，本試體在開始實驗時，有收訊電壓不穩定之狀況， 所以遲滯迴圈圖出現不平滑之現象，而後續之迴圈圖則較為平滑，接收電壓較為 穩定。 由圖 4.6 可知，由原點作一切線而上，當切線斜率超過請斜率 0.75%後，破 壞包絡線之斜率開始變為平緩，故將 FW01P 試體之降伏強度 Py 定為傾斜率 0.75%時所對應之推力，此時降伏強度為 Py=62.907kN。 3_{、、單位能量消散分析、、單位能量消散分析單位能量消散分析 單位能量消散分析}

為 318.278kN-mm，在傾斜率為 1.00%時，能量為 520.641kN-mm，兩者相差 202.363kN-mm。此點與破壞包絡線之降伏點相符。故此點為 FW01P 試體之降伏 點。FW01P 試體由實驗開始至實驗結束，其總能量為 7574.321 kN-mm(圖 4.8)。 4_{、、FW01P 試體韌性比、、 試體韌性比試體韌性比試體韌性比} FW01P 試體在降伏狀態下，降伏水平推力為 62.907kN，降伏位移為 11.037mm，在極限狀態下，極限水平推力為 66.445kN，極限位移為 44.536mm， FW01P 之韌性比為 4.04。 5_{、、理論降伏強度與實際降伏強度、、理論降伏強度與實際降伏強度理論降伏強度與實際降伏強度 理論降伏強度與實際降伏強度} 根據 ACI 規範計算後得知，FW01P，試體淨高為 120cm，以梁控制，所得 之理論降伏載重 Pya=44.10kN，理論降伏彎矩 Mya=13.23kN-m，而試體實際降伏 載重 Py=62.907kN。而根據 SAP2000 分析，FW01P 試體的分析降伏強度為 62.034kN，與實際值相差 0.5kN。

4.1.3 F02BR

_分析

_分析

_分析

_分析

F02BR 為偏心斜撐補強之鋼筋混凝土構架，故本節將就偏心斜撐與鋼筋混 凝土構架之補強行為，與實驗後的數據分析作一說明。 1_{、、勁度衰減率、、勁度衰減率勁度衰減率 勁度衰減率} 圖 4.9 為 F02BR 之勁度衰減圖，圖中，傾斜率在 0.25%之勁度衰減值小於 0.375%之勁度衰減直，推測其原因，與實驗時回傳以電壓不穩定有關，故計算勁 度衰減值時，以傾斜率 0.375%為基準，故圖形會呈現先升後降之現象。 將 F02BR 之勁度衰減曲線作一線性分析後可得到，F02BR 勁度衰減曲線斜 率為 Y=-31.92X+1.007。而當第五週期時(1.0%，1.50mm)，勁度衰減值達 0.1496。 本試體中，勁度衰減值差異最大點分別為傾斜率 0.375%與 1.0%時，衰減值

分別為 0.2390 與 0.1496。而當傾斜率 0.375%時勁度衰減差異值為 0.2390，此時 試體為開裂狀態。 而在傾斜率 1.0%時，勁度衰減值為 0.1496，對照相關數據可發現，此階段 為剪力連桿降伏後進入塑性延展平台區，剪力連桿產生較大變形，進而使得 F02BR 試體整體勁度下降。 2_{、、遲滯圈破壞包絡線、、遲滯圈破壞包絡線遲滯圈破壞包絡線 遲滯圈破壞包絡線} 圖 4.10 為 F02BR 之遲滯圈破壞包絡線圖，由圖中可知正向極限強度 Pu=135.783kN，反向極限強度為 Pu’=-152.764kN，而當到達 Pu 後，試體因開始 產生較大之裂縫，所以強度開始下降，到傾斜率 2.25%時，試體則由梁柱接頭處 產生破壞，其破壞方向由梁柱接頭處往梁方向迅速延伸裂縫進而破壞。 根據數據分析，在傾斜率 0.75%時可求得試體之降伏點，此時降伏強度 Py=98.663kN-m。 3_{、、單位能量消散分析、、單位能量消散分析單位能量消散分析 單位能量消散分析} 圖 4.11 為 F02BR 試體能量消散圖，由圖上可知，當試體傾斜率超過 0.50% 時，其能量吸收量開始大量增加，當傾斜率為 0.50%時，其能量為 185.135 kN-mm， 當試體傾斜率為 0.75%時能量為 584.865 kN-mm，後隨著傾斜率增加，所吸收的 能量也大幅增加。F02BR 試體由實驗開始至時驗結束，其總吸收能量為 14558.863kN-mm(圖 4.12)。 4_{、、F02BR 試體韌性比、、 試體韌性比試體韌性比 試體韌性比} 根據數據分析試體 F02BR 在傾斜率 0.75%時降伏，降伏水平推力為 98.663KN，降伏水平位移為 10.682mm，而極限狀態下，極限水平推力為

5_{、、分析降伏強度與實際降伏強度、、分析降伏強度與實際降伏強度分析降伏強度與實際降伏強度 分析降伏強度與實際降伏強度} 根據 SAP2000 分析結果，F02BR 試體在補強後，鋼筋混凝土構架降伏載重 為 107.7706kN，而根據實驗結果所得，F02BR 試體在傾斜率 0.75%時試體降伏， 降伏載重 Py=98.663kN，而在此時鋼筋混凝土構架與斜撐為同時降伏。而根據實 驗強度與分析強度之差異，推測誤差原因，可能為偏心斜撐與試體接合處，因有 施工上的標準擴孔，而導致力量傳遞時，未完全讓偏心斜撐所吸收，所以在 SAP2000 分析結果與實際結果的比較上，有存在其誤差。

4.1.4 F02BR

_構架分析

_構架分析

_構架分析

_構架分析

本節針對偏心斜撐補強之試體 F02BR 之特性作分析說明。將偏心斜撐之應 力曲線與純混凝土構架之力量分別繪出，假設偏心斜撐之力與鋼機混凝土構架之 力，兩者總合為 F02BR 構架所得的實驗強度，故可由此繪出構架分力圖，圖 4.13 為 F02BR 構架分力圖，構架分力表詳表 4.2，表 4.3 為偏心斜撐、純構架與補強 構架之能量消散表，而圖 4.14 為 F02BR 構架能量消散分量圖。 1_{、、構架力量分析、、構架力量分析構架力量分析 構架力量分析} 圖 4.13 為 F02BR 構架分力圖，表 4.2 為構架分力表，圖中偏心斜撐之力量 在傾斜率 0.25%時力量 Ps=13.675kN 略低於純構架力量 Pf=16.854kN，而當傾斜 率在 0.375%時，偏心斜撐之 Ps=33.355kn 高於純構架 Pf=22.992kN，探究其原因， 可能為偏心斜撐組裝時，為使施工順利，故螺栓孔位皆有標準擴孔，而當千斤頂 開始施力時，因偏心斜撐與鋼筋混凝土構架有間隙，而導，故斜撐初始力量略低 於純構架。 當傾斜率 0.75%時，由圖上可觀察出，此時偏心斜撐與純構架皆進入降伏階 段之後斜撐進入塑性區，而純構架之 Pf 繼續往上成長，此時偏心斜撐之 Ps 僅由 0.75%之 Ps=57.972Kn 成長至 1.0%時之 Ps=59.433kN，由此可得知，此時偏心斜

撐之剪力連桿已進入塑性平台區域，開始以大量之變形來吸收能量。 當傾斜率持續增加，此時根據數據來作分析，其斜撐應力增加量與傾斜率 0.75%之前應力增加量來做比較，其應力增加幅度較為緩慢，但所吸收之能量卻 大幅度增加，由此可說明，偏心斜撐確實發揮了良好的消能用途。在傾斜率 2.0% 時，此時純構架之 Pf=65.632kN，偏心斜撐之 Ps=70.151kN。 後因純構架在第十週期產生迅速破壞，故 Ps 無法繼續成長。分析其破壞原 因，應為混凝土之壓裂破壞。根據鋼筋混凝土構架破壞行為觀察(如照片 3.4.25)， 當試體在第九週期，試體產生反向裂縫，而持續加載至第十週期時此裂縫迅速往 上延伸而造成試體迅速破壞。根據其破壞行為分析，破壞行為類似於混凝土之壓 裂破壞。 2_{、、構架能量消散分析、、構架能量消散分析構架能量消散分析 構架能量消散分析} 表 4.3 與圖 4.14 為 F02BR 綜合構架能量消散表，由表中可發現，當傾斜率 0.25%時，斜撐所吸收之能量為 16.206kN-mm，低於純構架 49.399kN，即說明此 時斜撐所受之力小於純構架。而在傾斜率過 0.50%之後，斜撐所吸收之能量開始 迅速增加，在 0.75%～1.00%之間，斜撐所吸收之能量效率約為純構架之 3 倍， 而過 1.25%之後，吸能效率約為 2 倍。意即此時千斤頂所作之功，大部分由斜撐 吸收，對照力量分析圖、剪力連桿座標表(表 4.4)與剪力連桿剪變形表(表 4.5)皆 可發現，斜撐吸收之力量緩慢增加，剪力連桿開始藉由大量變形吸收能量，以達 到消能之效果。 而在試體破壞時(傾斜率 2.25%)，剪力連桿所吸收之能量 2396.370kN-mm， 而純構架為 1209.498 kN-mm。若此時試體無破壞情形發生，試體所吸收之能量 應可再提高。

4.1.5 F02BR

_{剪力連桿之}

_{剪力連桿之變化}

_{剪力連桿之}

_{剪力連桿之}

_變化

_變化

_變化

本次實驗因有高雄第一科大營建工程系施教授協助，使用光學儀器進行測量， 故藉由光學儀器的協助，可觀察到試體的細微變化，本節將針對剪力連桿進行說 明。圖 4.15 為光學量測後經程式計算分析後所得之點位分布圖。 將剪力連桿座標繪成剪力連桿變化圖(圖 4.16)，由圖 4.16 上可觀察得知，剪 力連桿隨著傾斜率的改變，使剪力桿在各階段有不同之變化，表 8 為剪力連桿在 各階段之剪應變γ 之變化。由表可知，當試體在傾斜率 0.75%時，其剪力連桿之 剪應變γ=0.00678 對照 3.4.3 節此點剛好為 F02BR 試體之降伏點，故可說明此實 剪力連桿達剪力降伏階段。當傾斜率 2.00%時，其剪應變 γ=0.01374。後因試體 開始產生大裂縫並破壞，至使剪應變γ 而下降至 γ=0.00503。 將斜撐應力(kN)、連桿剪應變(γ)以及傾斜率三者繪雙座標圖(如圖 4.17)，在 試體傾斜率 0.50%至 1.00%時，為剪力連桿剪應變最大階段，其剪應變由 0.004074 增加至 0.009294，而將此階段加以對照構架分力圖(圖 4.13)，構架分力表 4.2， 與能量消散表與圖表 4.3 與圖 4.14，可明顯發現，在此階段中，剪力連桿由降伏 進入塑性平台區，以變形來吸收能量之特性。

4.1.6 F02BR

_斜撐

_斜撐柱

_斜撐

_斜撐

_柱

_柱

_柱變化

_變化

_變化

_變化

將光學量測結果資料整理後，將各階段斜撐受力變化圖分別繪出(圖 4.18、 4.19)，為方便觀察，在圖中將各階段的斜撐 Y 座標做調整，Y0.25%+20(mm)、 Y0.375%+40(mm)、Y0.50%+60(mm)、Y0.75%+80(mm)，而 Y1.0%+60(mm)、 Y1.50%+90(mm)、Y2.00%+120(mm)以便觀察。 在傾斜率 0.25%至 0.75%之前，由圖上觀察所得，斜撐之變形並不明顯，而 當傾斜率超過 1.0%時，斜撐柱上部 1/3 處，可明顯觀察出變形。 由此可說明，在這實驗中斜撐柱與鋼梁連結處，在受力時，會受較大的應力， 而為避免斜撐因連桿及斜撐間剛接而產生的彎矩所導致的側向挫曲，在斜撐兩端

加上補強鋼板，在本實驗中是有效的。

4.2

_{實驗結果分析}

實驗結果分析

實驗結果分析

_{實驗結果分析}

本節將針對實驗之結果加以分析說明，本節共分為三部分，分別為勁度衰減 與韌性比較分析、破壞包絡線之比較、能量消散比較。

4.2.1

_{勁度衰減與韌性比之比較分析}

_{勁度衰減與韌性比之比較分析}

_{勁度衰減與韌性比之比較分析}

_{勁度衰減與韌性比之比較分析}

圖 4.18 為 F01P、FW01P 與 F02BR 之勁度衰減圖，圖中 F01P 之斜率為 Y=-22.84X+0.956，FW01P 斜率為 Y=-27.13X+0860 以及 F02BR 斜率為 Y=-31.96+1.007，根據勁度衰減曲線所表示及斜率的不同，可知 F01P 之勁度衰 減率最緩和，而 F02BR 勁度衰減率最陡峭，根據此特性對照表 5 試體韌性比， 由兩者比較發現，F01P 試體之韌性比 4.64 為最大，而勁度衰減率曲線最為平緩， 而 F02BR 試體韌性為 3.13 為最小，勁度衰減曲線最為陡峭，而 FW01P 則居中， 故可說明，勁度衰減率與韌性比有一定之關係，勁度衰減率越緩和，則其韌性越 大，而勁度衰減率曲線越陡峭，其韌性比將越低。 F02BR 之韌性 3.13 與 F01P 的韌性 4.46 及 FW01P 之韌性 4.04 相較之下，差 異頗多，探究其影響原因，應為偏心斜撐之勁度大於鋼筋混凝土構架，故使其整 體勁度向上提升。

4.2.2

_{破壞包絡線之比較}

_{破壞包絡線之比較}

_{破壞包絡線之比較}

_{破壞包絡線之比較}

圖 4.19 為三者遲滯圈破壞包絡線比較圖，由圖上可知，F01P 之極限傾斜率 達 3.5%，極限位移為 51.976mm，其曲線再通過傾斜率 2.0%後，曲線為平緩下 降，所以有較大之韌性。FW01P 之 Pu=80.540KN，而其最大極限傾斜率為 3.0%，

而 F02BR 試體之 Pu=135.783KN，為三者試體最大者，但其極限傾斜率僅 2.25%，當 F02BR 傾斜率通過 2.0%後，曲線迅速下降並且試體產生破壞，由此 說明 F02BR 試體較其他兩試體，強度高出許多，但 F02BR 卻為三試體中韌性最 差者。

4.2.3

_{能量消散分析比較}

能量消散分析比較

能量消散分析比較

_{能量消散分析比較}

圖 4.20 與圖 4.21 分別為試體能量比較圖及試體總能量比較圖，圖中可發現， F01P 試體之總能量消散量為 7435.775KN-mm，而 FW01P 試體總能量消散為 7574.321KN-mm，兩者相差僅 138.546KN-mm，但其最終傾斜率卻差了 0.5%， 由此可知，在 FW01P 試體中，30cm 之矮牆並不能提供消能效果，反使其韌性降 低。 由圖中也可發現 F02BR 試體其總能量為 14558.83KN-mm，約為 F01P 與 FW01P 試體總能量之兩倍，故可說明，偏心斜撐補強確實能增加鋼筋混凝土構 架之抗震能力中的能量消散。

第五章

第五章

第五章

第五章 結論與建議

結論與建議

結論與建議

結論與建議

本章節以上述結果與分析作一總結說明，本章節將分為3部分，第一部分為 研究結論、第二部分為研究建議最後以未來研究發展方向與展望作為總結。

5.1

_結論

_結論

_結論

_結論

本研究案依最後之數據分析，以及試體在實驗時的各種特性作一結論說明。 1、 根據分析結果可發現，構架之韌性越大，其勁度衰減率之切線斜率越為平緩。 2、矮牆並不能提供構架一有效之消能效果，反而因短柱效應而增加柱端剪力， 並使構架提早發生破壞，而且構架之韌性降低，消能效率降低。 3、偏心斜撐可提拱一有效的補強效用，而剪力連桿的消能特性可增加鋼筋混凝 土構架之消能效果，並提高鋼筋混凝土構架之整體之勁度，但在韌性方面則 略為不利。 4、根據數據分析，斜撐安裝時的精度，將會影響其受力行為，當位移小於安裝 誤差時，斜撐將不受力。 5、偏心斜撐與鋼筋混凝土構架間預留縫隙，可有效預防剪力連桿變形時會推擠 到混凝土本體。 6、當剪力連桿經降伏階段後，開始產生永久變形，此時斜撐與構架間接合點將 產生殘留應力，使混凝土開始產生壓潰破壞。 7、 當剪力連桿產生降伏後，整體斜撐構架可承受之載重增加效率低於未降伏前， 但剪力連桿藉由大量變形來進行消能作用。

5.2

_建議

_建議

_建議

_建議

根據上述結論，在此提出4點建議。 1、斜撐安裝之精度因為影響其受力行為，故斜撐安裝時之精度應確實掌握。 2、為因應剪力連桿降伏後會產生永久變形，而使斜撐與鋼筋混凝土構架接合處 產生依殘留應力而使混凝土有壓潰破壞之虞，且當偏心斜撐產生變形時會向 上擠壓到混凝土本體。故斜撐與混凝土的接合處，應有一適當的傳力構件， 可將斜撐所受之力分為垂直與水平兩分力，同時由柱與梁分別承受之。 3、剪力連桿因利用大量變形來吸收能量，故剪力連桿之降伏點應在鋼筋混凝土 構架之前。意即由剪力連桿先行降伏後，吸收大量能量來分擔混凝土構架所 承受之能量，後再由混凝土構架達到降伏。 4、選擇適當的偏心斜撐尺寸，可有效提高構架的抗震能力。

5.3

_{未來研究方向與展望}

_{未來研究方向與展望}

_{未來研究方向與展望}

_{未來研究方向與展望}

由本研究內容可知，偏心斜撐為一種有效的補強方試，在提高構架耐震能力 的同時，也可提升整體構架勁度，但在韌性方面則略為不利，而根據本次研究之 結論與建議，在未來的研究與展望上有以下建議： 1、根據上述內容可知，當剪力連桿降伏點早於鋼筋混凝土構架時，剪力連桿以 大量的變形來使構架整體達到消能之效果，而剪力連桿的降伏時機為何？在 何時降伏可替構架帶來最佳的效果？ 2、當剪力連桿達到完全降伏後，其變形之幅度大小為何？在斜撐與構架間應採 多少間隙，才可避免剪力連桿擠壓到混凝土本體。 3、當剪力連桿降伏後，若要快速更換，其剪力連桿的設計應為何？才可達到經 濟與節能的效果。 4、如何選擇適當的斜撐尺寸，以配合鋼筋混凝土構架，才可達到最經濟與最有 效率的結合？

參考文獻 參考文獻 參考文獻 參考文獻 1、中央氣象局。 2、滝本和志，「土木結構物耐震技術」，清水建設建築技術研究所，高雄應用科 技大學專題討論講稿，2007。 3、郭雄銘，「鋼筋混凝土低型剪力牆承受反向重覆載重之行為研究」，成功大學 建築研究所碩士論文，1986。 4、余明松，「低型 RC 剪力牆-構架互制實驗研究」，成功大學土木研究所碩士論 文，2002。 5、李嘉泰，「低型剪力牆之鋼筋配置對其耐震行為之影響」，成功大學建築研究 所碩士論文，1987。 6、李威聰，「含牆鋼筋混凝土構架試驗研究」，成功大學土木研究所碩士論文， 2001。 7、何俊興，「鋼骨構架與鋼筋混凝土剪力牆耐震行為與介面剪力之實驗研究」， 國立高雄應用科技大學土木工程與防災科技研究所碩士論文，2003。 8、張國鎮，「塑鉸搭接高軸力 RC 柱耐震評估與補強研究」，行政院國家科學 委員會專題研究計畫成果報告，計畫編號：NSC 90-2625-Z-002-032 ，90 年 08 月 01 日至 91 年 07 月 31 日。 9、毛昭綱，鋼結構設計，2000 年

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表 3.1 混凝土抗壓強度 試體編號 齡期 F02BR (kg/cm2) F01P(0724) (kg/cm2) FW01P(0725) (kg/cm2) 7 天 226 244 241 14 天 312 329 321 實驗日期 0723 0724 0725 356 352 365 361 349 366 363 363 376 表 3.2 F01P 力量-傾斜率表 傾斜率 0.25% 0.375% 0.50% 0.75% 1.0% 1.50% 2.00% 2.50% 3.00% 3.50% 正向力(kN) 16.854 22.99 29.55 40.961 49.752 61.833 65.632 64.268 61.898 57.384 正向位移(mm) 3.49 5.46 7.53 11.187 14.694 22.228 29.958 37.261 44.75 51.967 反向力(kN) -19.616 -24.942 -29.99 -39.13 -46.831 -58.360 -60.893 -60.893 -58.263 -54.138 反向位移(mm) -4.06 -5.84 -7.96 -11.546 -15.119 -27.02 -30.187 -37.689 -45.483 -52.807