張艷霞，龐占洋，武丙龍，王 彥

(1. 北京建筑大學北京未來城市設計高精尖創(chuàng)新中心，北京 100044；2. 北京建筑大學工程結構與新材料北京市高等學校工程研究中心，北京 100044；3. 北京建筑大學土木與交通工程學院，北京 100044)

近年來，地震災害頻發(fā)，傳統(tǒng)鋼結構建筑震后殘余變形大，修復困難，而自復位結構實現(xiàn)了在震中基于微損，震后無需修復或稍加修復即可繼續(xù)使用，受到國內外學者的廣泛關注。1997 年Garlock[1]率先提出新型的基于角鋼耗能的梁柱節(jié)點，該梁柱節(jié)點通過預應力鋼絞線進行連接，水平荷載作用下，節(jié)點開口并通過角鋼進行耗能，震后在預應力作用下使節(jié)點復位。此后，專家學者們基于不同的耗能裝置進行了研究。Christopoulos[2]首次利用耗能棒代替耗能元件；Rojas[3]提出在梁翼緣外側設置摩擦裝置的節(jié)點構造形式；Clayton等[4?6]提出鋼板剪力墻-自復位結構體系并對該結構體系進行了理論與試驗的一系列研究；Ali 等[7]對提出的一種在梁上下翼緣安裝餅狀耗能器進行耗能的新型自復位梁柱節(jié)點連接方式進行試驗研究，Ahmadreza 等[8]通過ABAQUS 有限元分析軟件對該試驗進行數(shù)值模擬工作；Wang 等[9]對帶豎縫鋼板剪力墻的自復位鋼框架進行試驗研究；李啟才團隊[10]將蝴蝶型鋼板剪力墻應用于自復位結構并完成相關試驗研究；劉學春等[11]提出一種兩邊連接間斷式蓋板鋼板剪力墻連接節(jié)點，并與一個兩邊焊接鋼框架-鋼板剪力墻進行對比試驗研究；劉嘉琳等[12]提出帶自復位耗能支撐鋼板剪力墻，建立有限元模型對其進行詳細研究。通過研究發(fā)現(xiàn)，傳統(tǒng)的自復位結構應用于高層建筑時需要進行高空張拉鋼絞線，施工難度大，效率低。針對這一問題，張艷霞課題組提出裝配式自復位鋼框架結構體系[13?18]，進行一系列相關試驗研究和力學理論分析[19]，提出該體系性能化設計目標、設計方法和設計流程，該體系實現(xiàn)了地面張拉鋼絞線，結構震后殘余變形小，抗震性能好。

在結構跨度較大時，裝配式自復位鋼框架結構難以滿足規(guī)范規(guī)定層間位移角限值[20]，結構塑性變形較大，基于這一問題，張艷霞課題組提出將中間柱型阻尼器應用于裝配式自復位結構中[21]，通過試驗驗證該結構體系各項性能良好。同時，課題組提出另一種解決方案，將鋼板剪力墻應用于裝配式自復位結構中[22]，通過有限元軟件進行變參數(shù)分析，研究了板件開縫情況、厚度和寬度對結構動力性能的影響，結果表明，開縫鋼板剪力墻比不開縫鋼板剪力墻具有更好的耗能能力，且能夠保護主體結構，減少結構塑性損傷，在8 度罕遇地震作用下，層間位移角達到1/45 時，開縫鋼板剪力墻依然具有良好的性能。本文在課題組以往研究的基礎上，設計一榀帶有開縫鋼板剪力墻的裝配式自復位鋼框架并進行擬靜力試驗，研究結構的滯回性能、剛度退化、復位性能以及結構在往復荷載作用下的破壞模式和特征等性能，得到該新型結構的力學性能，為今后理論研究和工程應用提供試驗依據(jù)。

1 結構構造及試件設計

裝配式自復位鋼框架-開縫鋼板剪力墻結構由裝配式自復位鋼框架和開縫鋼板剪力墻兩部分組成，通過高強螺栓進行連接，構造示意圖如圖1所示，中間長梁段腹板在高強螺栓連接位置開長圓孔，并與剪切板之間夾有3 mm 厚的黃銅板，保證摩擦系數(shù)穩(wěn)定。其中裝配式自復位鋼框架由鋼柱和預應力鋼梁組成。在地震作用下，短梁段與長梁段節(jié)點之間產(chǎn)生開口并進行摩擦耗能。當?shù)卣鹱饔媒Y束后，結構在預應力鋼絞線的作用下實現(xiàn)自復位，節(jié)點開口閉合，結構功能恢復。

圖1 構造示意圖Fig.1 Structural diagram

式中：Isy為豎直方向加勁肋的截面慣性矩；tw為鋼板剪力墻的厚度；Le為鋼板剪力墻的凈跨度；ν為鋼材的泊松比。

圖2 鋼板剪力墻試件詳圖 /mm Fig.2 Details of steel plate shear wall

經(jīng)過計算，本試驗中開縫鋼板剪力墻兩側加勁肋采用30 mm×90 mm 的矩形鋼板。

開縫鋼板剪力墻和框架梁采用螺栓連接，連接構造應符合《鋼板剪力墻技術規(guī)程》(JGJ/T 380?2015)[23]規(guī)定：

螺栓最大剪力Vmax計算公式如下：

式中：Vh為高強螺栓的水平剪力；M1為板上傾覆力矩；n1為墻板上端或下端高強螺栓個數(shù)；Vv為板上傾覆力矩M1引起的螺栓豎向剪力，各螺栓分擔的剪力按照線性分布。

經(jīng)過計算，連接螺栓采用10.9 級M20 的摩擦型高強螺栓，栓孔直徑為22 mm。

2 試驗方案

2.1 試驗構件拼裝

拼裝過程模擬施工現(xiàn)場工序，首先完成鋼梁的拼接和預應力張拉工作。長梁腹板與焊接在短梁端部的兩塊拼接板通過高強螺栓連接，拼接板與長梁腹板之間插入黃銅板，如圖3(a)所示。在長梁腹板與短梁段橫向加勁肋之間穿入預應力鋼絞線，如圖3(b)所示；在短梁段縱向加勁肋處安裝錨具及調節(jié)螺母，采用45 t 千斤頂對錨固端和張拉端進行預張拉，如圖3(c)所示；然后用30 t千斤頂和調節(jié)螺母配合將索力精確調節(jié)至預定值，如圖3(d)所示，最后在錨具末端安裝防松螺母，預應力鋼梁拼接和張拉工序完成。

圖3 拼裝自復位梁及張拉鋼絞線Fig.3 Assembly of self-resetting beams and tensioned strands

柱腳與試驗室地梁通過壓梁連接以達到實際工程中的固接形式，將預應力鋼梁吊裝到兩柱之間，梁端與柱子采用傳統(tǒng)的栓焊混合連接方式。梁端剪力墻與鋼框架通過高強螺栓進行連接，平面框架安裝完畢后，由于該試件為單榀框架，為了防止發(fā)生構件面外失穩(wěn)，在試件兩側加設4 道側向支撐，最后將作動器與結構加載端進行連接，安裝完畢后如圖4 所示。

2.2 加載裝置

試驗在北京建筑大學結構實驗室水平加載裝置上完成。水平往復加載采用成都邦威8 通道200 t電液伺服控制系統(tǒng)作動器，其一端固定在反力墻上，另一端與梁加載端用4 根M50 高強絲杠連接，豎向荷載通過3 個豎向千斤頂在東、西兩側柱頂和梁跨中位置進行施加，加載裝置見圖5。

圖4 整體結構Fig.4 Overall structure

圖5 試驗裝置圖Fig.5 Test device of specimen

2.3 加載制度

根據(jù)《建筑抗震試驗規(guī)程》(JGJ/T 101?2015)[24]，采用框架的層間位移角進行控制加載，如圖6 所示，試驗的加載歷程為：0.00375 rad，2 個循環(huán)；

0.005 rad， 2 個循環(huán)； 0.0075 rad， 2 個循環(huán)； 0.01 rad，2 個循環(huán)；0.015 rad，2 個循環(huán)；0.02 rad，2 個循環(huán)，由于試驗室設備條件限制，本試驗做到層間位移角1/50 時停止。試驗正式加載前，先在柱頂和梁中分別施加755 kN 和96 kN 的豎向軸力，再進行水平加載，加載速度為15 mm/min。

圖6 加載制度Fig.6 Loading procedure

2.4 測量內容

試驗過程中數(shù)據(jù)的采集主要有以下內容：

1)荷載的測量

試驗過程中的水平和豎向荷載由作動器上的荷載傳感器實時監(jiān)測。

2)預應力鋼絞線索力的測量

鋼絞線索力采用中國航天空氣動力技術研究院生產(chǎn)的BK-1 型傳感器和靜態(tài)應變儀相結合的方式進行監(jiān)測。

3)位移的測量

如圖7 所示，在東西柱柱頂分別布置量程為150 mm 的大位移計記錄柱頂位移，節(jié)點開口處通過4 個直線位移電位計進行監(jiān)測；在鋼板墻上排開縫以及兩排縫中間處的側向位置布置4 個位移計用來測量墻板水平位移，在東、西兩側柱底和鋼板墻底部分別布置2 個位移計監(jiān)測柱腳以及墻板底部的水平滑移量。

4)應變的測量

試件在加載過程中通過布置應變片對試件的應變變化進行實時監(jiān)測，在鋼梁翼緣和腹板以及加強板等位置布置應變片，記錄加載過程中鋼梁的應變變化，在東、西兩側柱腳，中部、頂部柱翼緣以及節(jié)點域位置布置應變片和應變花，測量鋼柱的應變變化，在鋼板墻四個角部縫間小柱等處布置應變片和應變花來監(jiān)測鋼板墻的受力性能變化，在墻板兩側的加勁肋上、下位置布置應變片，測量其塑性發(fā)展，試件具體的應變片布置方案如圖7 所示。

圖7 試件測點布置Fig.7 Arrangement of testing points

3 試驗現(xiàn)象

試驗開始后，首先在東西兩側柱頂以及梁跨中位置施加軸力，此后進行水平位移加載。在試件加載初期，在層間位移角0.00375 rad 時，結構無明顯現(xiàn)象。加載到層間位移角0.005 rad 時，鋼板剪力墻四個角部及對角線部位應變增大明顯，其中墻板西側下部應變最大達到2009 με，開始進入塑性，鋼板沿對角線方向產(chǎn)生屈曲變形，如圖8所示，卸載至零點附近時屈曲變形發(fā)生反向變形，但沒有響聲，鋼板墻在對角方向形成了輕微拉力帶。當層間位移角達到0.0075 rad 時，該結構處于彈塑性階段，鋼板剪力墻西側上部應變較大，最大達到了2500 με，縫間短柱沿拉力帶方向開始出現(xiàn)彎扭失穩(wěn)現(xiàn)象，鋼板墻發(fā)生整體面外屈曲變形，拉力帶形成，兩側加勁肋出現(xiàn)輕微面外變形，如圖9 所示，結構位移回到平衡位置附近時，鋼板墻拉力帶以及屈曲變形忽然改變方向并發(fā)出低沉的響聲。鋼梁和鋼柱均處于彈性狀態(tài)。

當層間位移角為0.01 rad 時，鋼板剪力墻全面進入塑性，拉力帶形成愈加明顯，面外屈曲變形加重，墻西側上角部第一排縫間短柱端部出現(xiàn)輕微裂紋，如圖10、圖11 所示。分析開縫處出現(xiàn)裂紋的主要原因是，鋼板墻在往復荷載作用下對角線位置率先形成拉力帶，角部受力最大，因此縫間短柱首先會被撕裂。而鋼梁和鋼柱此時仍然處于彈性階段，梁柱連接節(jié)點產(chǎn)生開口，最大開口達到1.8 mm，對應的開口轉角為0.4%。

圖8 0.005 rad 試驗鋼板剪力墻照片F(xiàn)ig.8 Test photo of steel plate shear wall at 0.005 rad

圖9 0.0075 rad 試驗鋼板剪力墻照片F(xiàn)ig.9 Test photo steel plate shear wall at 0.0075 rad

圖10 0.01 rad 試驗鋼板剪力墻照片F(xiàn)ig.10 Test photo of steel plate shear wall at 0.01 rad

當層間位移角為0.015 rad 時，鋼板墻東上及西下部位的豎縫處也出現(xiàn)輕微撕裂現(xiàn)象，原撕裂部位的裂縫有繼續(xù)開展變大趨勢，如圖12 所示，鋼板在往復荷載作用下，面外變形加重，形成較為清晰的對角拉力帶，鋼板墻兩側加勁肋屈服并出現(xiàn)屈曲。梁柱節(jié)點最大開口達到4.2 mm，對應的開口轉角是0.93%。

圖11 縫間小柱輕微撕裂Fig.11 Slight tearing of short column between seams

當層間位移角達到0.02 rad 時，鋼板墻的面外變形嚴重，縫間短柱均發(fā)生彎扭失穩(wěn)，豎縫部位多處出現(xiàn)裂縫，原有裂縫繼續(xù)擴展，如圖13 所示。鋼板墻兩側加勁肋屈曲變形較大，如圖14 所示，但加勁肋與墻板連焊縫處并未出現(xiàn)斷裂現(xiàn)象，此時，鋼框架僅有東側柱子的柱腳進入塑性，最大應變達到?4000 με，東側短梁段上翼緣應變達到1528 με，梁柱節(jié)點開口為7.4 mm，對應的開口轉角為1.64%，開口如圖15(a)所示。

試驗結束卸載后，開縫鋼板剪力墻面外鼓曲且縫間短柱彎扭失穩(wěn)嚴重，兩側加勁肋存在側向變形，如圖16 所示。梁柱節(jié)點最大殘余開口為0.7 mm，開口轉角為0.02%，梁柱基本恢復到初始位置，如圖15(b)所示，實現(xiàn)了震后自復位能力。拆除構件時發(fā)現(xiàn)鋼板剪力墻與鋼框梁連接采用的高強螺栓保持完好，未發(fā)生螺栓滑移現(xiàn)象，說明本試驗中采用的高強螺栓連接墻梁方式是安全可靠的。

圖13 0.02 rad 試驗鋼板剪力墻照片F(xiàn)ig.13 Test photo of steel plate shear wall at 0.02 rad

圖14 加勁肋變形照片F(xiàn)ig.14 Photo of stiffener deformation

圖15 梁柱節(jié)點開口示意圖Fig.15 Gap opening of beam column joint

4 試驗結果分析

4.1 滯回曲線

圖16 試驗結束后鋼板剪力墻照片F(xiàn)ig.16 Photo of steel plate shear wall after test

裝配式自復位鋼框架-開縫鋼板剪力墻結構的滯回曲線見圖17，在加載初期結構剛度較大，并處于彈性加載階段(0.005 rad)，荷載-位移曲線接近線性關系。隨著荷載增加，開縫鋼板剪力墻開始進行屈服耗能，結構剛度發(fā)生退化，滯回曲線的斜率較上一級略有減小，但滯回環(huán)的包絡面積較上一級變大并趨于飽滿。層間位移角達到0.01 rad時，梁柱節(jié)點出現(xiàn)開口并進行摩擦耗能，由于鋼板墻在對角線以及角部位置鼓曲變形加重且鋼板剪力墻在開縫處開始出現(xiàn)裂紋，此時的荷載-位移曲線發(fā)生輕微捏攏，但總體形狀仍飽滿。試件在規(guī)范規(guī)定的彈塑性層間位移角限值1/50[15]時，由于試驗室設備條件限制停止試驗，但是此時試件的承載力并未出現(xiàn)下降，表現(xiàn)出良好的變形能力。

圖17 荷載-位移滯回曲線Fig.17 Load-displacement hysteretic loops of specimens

4.2 骨架曲線

結構的骨架曲線如圖18 所示。結構在初始加載階段，自復位鋼框架和鋼板墻共同抵御外力，隨著側移的增加，鋼板墻縫間短柱率先失穩(wěn)，墻板屈服耗能，導致結構整體剛度減小，但此時墻板仍能提供足夠的剛度和承擔更多的荷載作用。從圖18可以看出，結構的承載力隨著位移的增加而增大，未出現(xiàn)減小現(xiàn)象，骨架曲線表現(xiàn)為穩(wěn)步上升，但上升的速率逐漸減慢。當層間位移角達到1/50時，鋼板墻的塑性發(fā)展比較充分，骨架曲線走向趨于平緩，水平荷載增長越來越慢，此時該結構仍未達到峰值承載力，且還有繼續(xù)增長的趨勢。

圖18 骨架曲線Fig.18 Skeleton curve

4.3 耗能能力

根據(jù)規(guī)范[24]，結構耗能能力的大小可以用能量耗散系數(shù)E來衡量,E越大表明結構的耗能能力越好。通過計算結構第一圈加載的滯回曲線面積得到結構耗散的能量值，如圖19 所示，再求得此時結構的能量耗散系數(shù)，來衡量結構在各個加載級中的耗能能力以及耗能變化趨勢，結構耗能性能的具體數(shù)據(jù)如表1 所示。

在層間位移角0.00375 rad 時，結構耗能較小，能量耗散值僅為4542 kN·mm；在層間位移角0.005 rad 時，鋼板墻在對角方向形成輕微拉力帶，鋼板墻部分觀測點開始進入塑性并耗能，能量耗散值為13633 kN·mm；在層間位移角0.0075 rad時，觀測點進入塑性部分增多，鋼板墻在對角線方向形成拉力帶，且縫間短柱沿拉力帶方向開始出現(xiàn)彎扭失穩(wěn)，耗能持續(xù)增加，能量耗散值為26511 kN·mm；在層間位移角0.01 rad 時，鋼板墻面外屈曲變形加重，部分縫間短柱端部出現(xiàn)輕微裂紋，此時梁柱節(jié)點產(chǎn)生開口進行摩擦耗能，與鋼板墻共同耗能，能量耗散值增長至39127 kN·mm；在層間位移角0.015 rad 時，鋼板墻的變形由整體屈曲變形轉變?yōu)榭p間短柱的彎扭變形為主，由于縫間短柱端部新裂縫的出現(xiàn)以及舊裂縫的持續(xù)擴展，梁柱節(jié)點開口繼續(xù)增大，能量耗散值增長迅速，達到81046 kN·mm；在層間位移角0.02 rad時，縫間短柱端部新裂縫出現(xiàn)持續(xù)增加，原有裂縫繼續(xù)擴展，梁柱節(jié)點開口達到最大，此時的能量耗散值增也達到最大，為125994 kN·mm。結構通過開縫鋼板剪力墻屈服耗能和梁柱節(jié)點產(chǎn)生開口耗能，表現(xiàn)出良好的耗能能力。

圖19 能量耗散圖Fig.19 Energy dissipation

表1 能量耗散分析Table 1 Energy dissipation analysis

4.4 承載力和剛度退化

取各個加載級中第二個循環(huán)的峰值荷載與第一個循環(huán)的峰值荷載的比值作為承載力退化系數(shù)。表2 為各個加載級結構承載力退化系數(shù)及剛度，圖20 為試件的承載力退化系數(shù)曲線，其波動均較小，保持在0.9 以上，說明該結構的承載能力較穩(wěn)定。結構剛度反映了結構變形能力，由于試件中墻板產(chǎn)生塑性變形以及梁柱節(jié)點產(chǎn)生開口，剛度會在反復荷載作用下減小。本試驗采用每個加載級在第一個循環(huán)時所對應的割線剛度，從正、負兩個方向反映割線剛度退化程度的不同，試件剛度退化曲線見圖21。結構初始正向和負向剛度大小分別為72098 N/mm 和85357 N/mm。在層間位移角0.005 rad 時，結構的正向和負向剛度分別為63319 N/mm 和73464 N/mm，較初始剛度分別下降了12.18%和13.95%；在層間位移角0.0075 rad 時，結構的正向和負向剛度分別為50363 N/mm 和53649 N/mm，較初始剛度分別下降了30.15%和37.15%，分析原因可知，開縫鋼板墻縫間短柱沿拉力帶方向開始出現(xiàn)彎扭失穩(wěn)現(xiàn)象，開縫鋼板墻發(fā)生整體面外屈曲變形，導致剛度下降；在層間位移角0.01 rad 時，結構的正向和負向剛度分別為42835 N/mm 和42217 N/mm，較初始剛度分別下降了40.58%和50.54%，分析原因可知，此時梁柱節(jié)點產(chǎn)生開口，開縫鋼板剪力墻塑性發(fā)展面積增大且鋼板墻豎縫位置出現(xiàn)裂紋，導致結構剛度降低較多。在層間位移角0.01 rad以后，結構剛度退化曲線越來越趨于平緩，總體來看，結構剛度退化持續(xù)、穩(wěn)定。

表2 結構承載力退化系數(shù)及剛度Table 2 Structural strength and stiffness

圖20 承載力退化系數(shù)曲線Fig.20 Strength degradation curves

圖21 剛度退化曲線Fig.21 Stiffness degradation curve

4.5 應變分析

通過試驗數(shù)據(jù)分析可得到，鋼框架主體結構發(fā)生應變較大位置分別是柱腳、梁柱節(jié)點域位置，其他部位應變值較小、均處于彈性狀態(tài)，構件截面的屈服應變?yōu)?000 με，表3 為構件截面最大應變值，典型部位的應變變化見圖22，本試驗屈服應變?yōu)榧虞d至層間位移角0.0075 rad 時，結構構件均處于彈性狀態(tài)；在層間位移角0.01 rad 時，梁柱節(jié)點域應變最大，接近屈服，應變值為?1726 με，結構構件均處于彈性狀態(tài)；在層間位移角0.015 rad

時，東柱柱腳部分區(qū)域開始進入塑性，最大應變值為?2123 με，其他構件均處于彈性狀態(tài)；在層間位移角0.02 rad 時，東柱柱腳翼緣處部分觀測點最大應變值為?4000 με。梁、柱節(jié)點域翼緣盡管應變值較大，但始終低于屈服應變，處于彈性狀態(tài)。開縫鋼板剪力墻能夠很好的保護自復位鋼框架主體結構，使之在規(guī)范限值層間位移角1/50 時基本處于彈性狀態(tài)。

表3 構件截面最大應變值Table 3 Maximum strains of component section

圖22 典型部位應變變化Fig.22 Variation of strain

4.6 索力與自復位能力

在水平荷載作用下，中間梁段與短梁段連接豎板的接觸面脫開，預應力鋼絞線伸長，索力增大，開口閉合后，預應力索基本恢復到初始長度和初始索力值。本試驗中初始預應力為145 kN，0.25Tu。表4 給出不同層間位移角時鋼絞線最大索力Tmax與極限索力Tu的比值，其中索力1、2、3、7 為中間索，剩余4 根為外側索。在層間位移角為0.01 rad 時，梁柱節(jié)點產(chǎn)生開口，最大開口為1.8 mm，此時最大索力為0.352Tu，0.01 rad 加載結束回到平衡位置時，恢復至初始索力；在層間位移角為0.015 rad 時，梁柱節(jié)點最大開口為4.2 mm，最大索力為0.371Tu；在層間位移角為0.02 rad 時，梁柱節(jié)點開口達到7.4 mm，最大索力達到0.448Tu，索力值為260 kN，遠小于鋼絞線屈服索力。

表4 不同層間位移角時最大索力與極限索力比值Tmax/TuTable 4 Ratio of maximum cable force to limit cable force at different interstory drift ratios

當試驗結束卸載后，最大索力為0.252Tu，索力值為146 kN，最小索力為0.236Tu，索力值為137 kN，鋼絞線索力較初始索力最大降低5.5%，平均索力為142.6 kN，較初始索力平均降低3.3%，索力降低值均在10%以內。梁柱節(jié)點最大殘余開口為0.7 mm，開口轉角為0.02%，基本恢復到初始位置，由此可見結構具有良好的自復位能力，且試驗過程中的最大索力遠小于鋼絞線屈服索力，為結構能夠承受更大地震作用提供良好基礎。

5 結論

通過一榀裝配式自復位鋼框架-開縫鋼板剪力墻結構在低周往復荷載作用下的擬靜力試驗研究，對結構的滯回曲線、骨架曲線、耗能能力等指標進行分析，得出以下結論：

(1)在層間位移角0.005 rad(1/200)時，結構具有較高的初始剛度，開縫鋼板墻開縫部位部分進入塑性并開始耗能；在層間位移角0.0075 rad(1/133)時，由于開縫鋼板墻發(fā)生整體面外屈曲變形，耗能增加，剛度下降。

(2)在層間位移角0.01 rad(1/100)時，梁柱節(jié)點出現(xiàn)開口進行摩擦耗能，由于開縫鋼板墻面外屈曲變形加重且角部豎縫位置產(chǎn)生裂紋，耗能提高，結構剛度繼續(xù)下降，承載力提高。

(3)在層間位移角0.015 rad(1/67)時，開縫鋼板墻的變形由整體屈曲變形轉變?yōu)榭p間短柱的彎扭失穩(wěn)為主，梁柱節(jié)點出現(xiàn)開口增大，此時滯回曲線在平衡位置處略有捏縮，能量耗散值增長迅速，結構剛度下降較為平緩，結構表現(xiàn)出良好的耗能能力。

(4)在層間位移角0.02 rad(1/50)時，開縫鋼板墻縫間短柱均發(fā)生彎扭失穩(wěn)，豎縫部位裂縫持續(xù)增加和擴展，結構耗能增加，承載力并未下降，剛度繼續(xù)平緩下降，裝配式自復位鋼框架仍然基本處于彈性狀態(tài)。

(5)試驗結束回到平衡位置后，結構表現(xiàn)出良好的開口閉合機制，索力降低值和梁柱節(jié)點最大殘余開口均較小，且試驗過程中的最大索力遠小于鋼絞線屈服索力，為結構能夠承受更大地震作用提供良好基礎。

(6)裝配式自復位鋼框架-開縫鋼板剪力墻結構初始剛度高且剛度退化持續(xù)、穩(wěn)定，承載力高，耗能能力優(yōu)，鋼板墻能夠有效的保護主體結構，震后自復位并通過更換鋼板墻恢復主體結構功能。