面对我国人口众多、土地资源匮乏、城市化进程加快的基本国情，推广应用多层冷弯薄壁型钢结构体系更符合绿色装配式建筑的发展方向。冷弯薄壁型钢结构体系由低层向多层发展，急需解决水平抗侧力构件承载能力不足的技术难题。

传统的低层冷弯薄壁型钢组合墙体端柱采用多肢拼合截面柱^[1]，其构造复杂、抗压强度和稳定性不足^[2-3]。同时，组合墙体的抗侧性能主要依靠轻质墙面板的蒙皮效应提供^[4-5]，其抗剪承载力不足。传统的低层组合墙体不适用于多层冷弯薄壁型钢结构房屋的抗震设计要求，而研发具有良好抗剪性能的剪力墙来抵抗风荷载及地震作用是多层轻钢房屋的关键技术问题。YU等^[6-7]对冷弯薄壁型钢薄钢板剪力墙进行了抗震性能试验研究，破坏特征为钢板屈曲和螺钉连接破坏，应采用折减系数2w/h(w和h分别为墙体宽度和高度)以考虑高宽比对墙体承载力的影响。ZHANG等^[8-9]基于冷弯薄壁型钢—压型钢板组合墙体的抗剪试验研究和数值模拟分析，推出了压型钢板蒙皮轻钢组合墙体的水平侧移计算方法。随后，ZHANG等^[10-11]对不同开缝形式的冷弯薄壁型钢—压型钢板组合墙体进行了抗震研究，试验表明：压型钢板开缝可在保证抗剪承载力较高的同时提高冷弯薄壁型钢压型钢板组合墙体的延性。BRIERE等^[12]对新型冷弯薄壁型钢—钢板剪力墙结构进行了拟静力加载试验，结果表明：钢板剪力墙的破坏特征主要为内嵌钢板屈曲形成拉力带，由于边缘构件对钢板的嵌固作用导致端柱发生局部屈曲。叶露等^[13]通过拟静力试验研究，指出冷弯薄壁型钢框架—开缝钢板剪力墙破坏时墙板先于框架破坏，符合“强框架、弱墙板”的抗震设计理念。吴函恒等^[14]、田稳苓等^[15]提出了填充式冷弯薄壁型钢复合墙体的抗剪承载力计算方法，与试验结果吻合较好。

冷弯薄壁型钢—钢板剪力墙作为新型抗侧力结构体系，在钢板屈曲后依然表现出良好的抗剪性能，而国内外研究成果相对较少。基于此，提出钢管端柱蒙皮钢板剪力墙的新型墙体构造形式，可保证“强端柱、弱墙板”的设计原则，避免因水平剪力引起的倾覆力矩产生的拉拔力较大而使端柱发生破坏。通过水平低周往复加载试验，揭示了剪力墙的受力机理和破坏特征，分析了剪力墙的承载能力、抗侧刚度等抗震性能指标。基于剪力墙和自攻螺钉连接的抗剪试验结果，建立了钢管端柱蒙皮钢板剪力墙的抗剪承载力及抗侧刚度计算公式。研究成果可为多层冷弯薄壁型钢结构体系的抗震设计提供科学依据。

1   剪力墙抗剪性能试验研究

1.1   试件设计

设计了2个钢管端柱蒙皮钢板剪力墙试件，构造参数见表1，构造详图见图1。剪力墙高2.4 m，宽1.2 m。两端墙架柱采用Q235级冷弯薄壁型钢方钢管，截面尺寸为□140 mm×140 mm×6 mm，中间墙架柱采用Q345级C型钢C140 mm×40 mm×11 mm×1.2 mm，间距为400 mm。上、下导轨和横撑的规格采用U140 mm×35 mm×1.2 mm。覆面板采用单面Q345级0.8 mm厚钢板。各冷弯薄壁型钢构件间均采用ST4.8自攻螺钉进行连接。SPSW-1试件的周边螺钉间距为150 mm，中间为300 mm，SPSW-2试件的周边螺钉间距为50 mm，中间螺钉间距为300 mm。

表  1  剪力墙构造参数

Table  1.  Structural parameters of shear walls

编号	高×宽/ (mm×mm)	端柱规格/ (mm×mm×mm)	钢板厚度/ mm	钢板强度 等级	螺钉间距/ mm
SPSW-1	2400×1200	□140×140×6	0.8	Q345	150/300
SPSW-2					50/300

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图  1  钢管端柱蒙皮钢板剪力墙构造图　/mm

Figure  1.  Structural diagram of steel tube end studs shear walls covered steel plate

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在方钢管、C形墙架柱和钢板上制作三个板状试样，根据《金属材料 拉伸试验 第1部分：室温试验方法》(GB/T 228.1−2010)^[16]规定的试验方法进行钢材拉伸试验，材性试验结果见表2。

表  2  钢材材性试验结果

Table  2.  Test results of steel material properties

取样位置	厚度/ mm	屈服强度 fy/MPa	抗拉强度 fu/MPa	弹性模量 E/(×105 MPa)	断后 伸长率/(%)
方钢管	5.56	309.87	430.50	2.22	29.70
C形墙架柱	1.21	342.83	462.37	2.04	28.80
钢板	0.82	335.63	443.97	1.98	25.00

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1.2   加载方案及测点布置

试验采用液压伺服作动器进行水平往复加载，如图2所示。试件上、下导轨分别与加载顶梁及加载底梁采用间距400 mm的8.8级M12抗剪螺栓及10.9级的M24抗拔螺栓连接。在多层冷弯薄壁型钢结构房屋中，剪力墙仅抵抗水平荷载，不承担竖向荷载，故未对剪力墙试件施加竖向荷载。

图  2  试验加载装置

Figure  2.  Test loading device

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参照《低层冷弯薄壁型钢房屋建筑技术规程》(JGJ 227−2011)^[17]的规定进行位移计布置，见图3。图3中：D1、D2用于测量试件水平位移；D3作为D2的校准值；D4、D5用于测量试件相对地面的竖向位移；D6、D7用于测量试件相对地面的水平位移；D8、D9用于测量加载底梁相对地面的竖向位移；D10用于测量加载底梁相对地面的水平位移。

图  3  位移计测点布置　/mm

Figure  3.  Measuring points arrangement of displacement gauge

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1.3   加载制度

为便于试验设备控制加载，试验全程采用位移控制加载。试验前采用有限元分析方法预估得到试件的屈服荷载及屈服位移，确定加载制度：位移加载以4 mm为增量，单循环加载至屈服位移；随后位移加载以10 mm为增量，三循环至试件破坏；当水平荷载降低至峰值荷载的85%时，结束加载。

1.4   试验现象

1.4.1   试件SPSW-1

试验试件见图4(a)。加载初期，钢板在水平位移较小时发生弹性剪切屈曲。随水平位移增加，钢板形成斜向拉力带，如图4(b)所示。由于钢板屈曲变形较大，试验过程中始终发出声响。当位移加载至30 mm时，由于循环往复荷载作用，钢板出现塑性变形，如图4(c)所示，半波波峰处出现褶皱。因剪力墙周边自攻螺钉受力较大，螺钉连接孔壁受到往复挤压，导致钉孔扩大，钢板发生承压破坏，且损伤不断累积。随位移增加，钢板形成的拉力带逐渐增多，加剧了钢板变形及螺钉失效。当位移加载至40 mm时，墙体角部位置的拉力最大，导致钢板角部与方钢管连接的部分螺钉剪断，钉帽脱落，如图4(d)所示。当位移加载至60 mm时，剪力墙达到峰值荷载约38 kN，钢板角部损伤严重，自攻螺钉与钢板脱离导致角部钢板翘起；上导轨及边部C形墙架柱位置处的自攻螺钉倾斜甚至拔出。当位移达到70 mm时，荷载下降至峰值荷载的85%，试件破坏，如图4(e)所示。

图  4  试件SPSW-1试验现象

Figure  4.  Test phenomenon of specimen SPSW-1

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1.4.2   试件SPSW-2

试验试件见图5(a)。加载初期，钢板出现弹性剪切屈曲，随后沿对角线方向形成斜向拉力带，如图5(b)所示。位移加载至40 mm，当加载位移回零时，钢板周边出现残余变形，见图5(c)。随剪力墙水平位移增大，钢板拉力带条数增多，墙体周边螺钉孔处钢板挤压鼓起。当位移加载至60 mm时，剪力墙下导轨端部翼缘及腹板发生畸变屈曲，如图5(d)所示。当位移加载至80 mm时，因剪力墙周边螺钉间距较小，墙体形成的对角拉力带拉力较大，墙体中间自攻螺钉对钢板屈曲半波起约束作用，而拉力带的约束反力使自攻螺钉从龙骨内拔出，如图5(e)所示。当位移加载至90 mm时，剪力墙达到峰值荷载约63 kN，钢板角部自攻螺钉倾斜，且面外变形严重。当位移加载至110 mm时，墙体周边部分自攻螺钉拔出，导轨端部翼缘严重鼓曲。当位移加载至130 mm时，墙体角部螺钉连接位置钉孔扩大和钢板撕裂导致周边螺钉连接失效，钢板与端部C形墙架柱连接的自攻螺钉从龙骨拔出，荷载降至峰值荷载的85%，试件破坏，见图5(f)。

图  5  试件SPSW-2试验现象

Figure  5.  Test phenomenon of specimen SPSW-2

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1.5   受力机理分析

在水平荷载作用下，钢骨架通过自身变形将荷载通过自攻螺钉传递到覆面板上，钢板在水平剪力较小时即发生弹性剪切屈曲，继而形成斜向拉力带。钢板拉力带的角部螺钉连接受力最大，自墙体角部沿墙体周边自攻螺钉受剪程度依次降低，剪力墙中间自攻螺钉受力最小，试件破坏特征为钢板周边螺钉连接破坏导致覆面板蒙皮作用失效。对比两个剪力墙试件可知，减小剪力墙周边自攻螺钉间距，使钢板与周边钢骨架连接更为紧固，钢板拉力带得到充分发展，在提高墙体抗剪承载力的同时，上、下导轨易发生屈曲，钢板中间自攻螺钉易拔出。

剪力墙中间墙架柱可改善覆面薄钢板在受力过程中屈曲的发展进程，从而更好地发挥覆面板的蒙皮效应。因端柱采用方钢管截面，相比多肢拼合冷弯薄壁型钢构件具有壁厚、高强、截面模量大的优点，在水平荷载作用下，刚度较弱的钢板首先发生破坏，可有效避免墙体端柱发生屈曲及局部承压破坏，以实现钢管端柱蒙皮钢板剪力墙“强端柱、弱墙板”的设计原则，且试验中未见端柱压屈的破坏现象，保证了蒙皮钢板受力性能的有效发挥。

2   剪力墙抗剪性能分析

2.1   墙体实际剪切变形

根据《低层冷弯薄壁型钢房屋建筑技术规程》(JGJ 227−2011)^[17]的规定，如图6所示，墙体实际剪切变形δ的计算方法见式(1)：

式中：${\delta _{\text{0}}}$为位移计测点D2考虑高度折减后的数值；${\delta _{\text{l}}}$为墙体的水平滑移，$\delta _{\text{l}} = {\rm{D}7} - {\rm{D}{10}}$；${\delta _\varPhi}$为墙体转动引起的顶部位移，按图7计算：${\delta _\varPhi } = \dfrac{H}{{L + A + B}} \cdot {\delta _\alpha}$，$\delta _\alpha = ({\rm{D}5} - {\rm{D}9}) - ({\rm{D}4} - {\rm{D}8})$，L为墙体长度，H为墙体高度，A、B分别为位移计测点D4、D5距墙体端部的距离，见图3。

图  6  剪力墙实际剪切变形

Figure  6.  Actual shear deformation of shear wall

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图  7  转动位移

Figure  7.  Rotation displacement

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2.2   滞回曲线和骨架曲线

通过式(1)求出剪力墙试件的实际位移Δ，从而得到试件的荷载-位移(P-Δ)曲线，剪力墙试件的滞回曲线和骨架曲线见图8。

图  8  剪力墙试件的滞回曲线和骨架曲线

Figure  8.  Hysteresis curve and skeleton curve of shear wall specimens

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由图8可知：1) 2个试件的滞回曲线形状大致相同，加载初期，试件处于弹性阶段，钢板产生弹性变形，滞回曲线的形状非常饱满。位移增加后，钢板形成拉力带产生塑性变形，试件进入弹塑性阶段，滞回曲线近似为弓形。位移继续增加，因墙体螺钉连接处的钢板承受反复挤压，钢板发生承压破坏，且自攻螺钉发生倾斜，结构进入塑性阶段，滞回环逐步增大，并出现强度和刚度退化现象，滞回曲线向反S形发展，表现出捏缩及滑移现象。加载后期，随着剪力墙周边钢板撕裂及螺钉连接失效，试件表现出显著的“空载滑移”现象，滞回曲线呈Z形，剪力墙的耗能能力逐渐减小。2)剪力墙试件的骨架曲线未表现出明显的屈服点。试件SPSW-2的骨架曲线在推拉两个方向呈现不对称现象，主要原因为剪力墙底部抗拔螺栓和抗剪螺栓与加载底梁螺栓孔之间的间隙不均匀，导致推拉方向剪切位移存在差别。3)减小剪力墙周边自攻螺钉间距可显著提高剪力墙的承载力、抗侧刚度和变形能力。

2.3   承载力和延性分析

基于剪力墙试件的骨架曲线，采用等效弹塑性能量法^[18]确定试件的屈服荷载P_y和屈服位移Δ_y，峰值荷载P_max和峰值位移Δ_max取骨架曲线荷载最大值和相应位移，破坏荷载P_u和破坏位移Δ_u取曲线下降段中荷载值为峰值荷载85%时的荷载及相应位移。剪力墙试件承载力指标见表3，由表3可知：试件SPSW-2的屈服荷载和峰值荷载较试件SPSW-1分别提高67.6%、65.7%，表明减小墙体周边自攻螺钉间距能大幅提高剪力墙的抗剪承载力。不同尺寸及构造的墙体单位长度的抗剪承载力对比见表4，由表4可知：相较于传统低层冷弯薄壁型钢覆轻质面板(如OSB板、石膏板、硅酸钙板等)的组合墙体^[18]，薄钢板剪力墙具备较好的抗剪承载力；相较于覆0.84 mm厚钢板的组合墙体^[19]，钢管端柱蒙皮钢板剪力墙的抗剪承载力约为双肢拼合截面端柱钢板剪力墙的2倍，表现出更好的抗剪性能。

表  3  剪力墙抗剪性能指标

Table  3.  Shear performance index of shear walls

试件	加载方向	屈服阶段				峰值阶段				破坏阶段			延性系数μ
		Py/kN	Δy/mm	γy/rad		Pmax/kN	Δmax/mm	γmax/rad		Pu/kN	Δu/mm	γu/rad
SPSW-1	推向	35.53	44.57	1/54		37.88	49.30	1/49		32.20	61.35	1/39	1.38
	拉向	33.45	36.63	1/66		37.81	49.24	1/49		32.14	57.77	1/42	1.58
	平均	34.49	40.60	1/59		37.85	49.27	1/49		32.17	59.56	1/40	1.47
SPSW-2	推向	59.67	54.27	1/44		61.27	88.70	1/27		52.08	115.95	1/21	2.14
	拉向	55.92	69.61	1/34		64.18	90.11	1/27		54.55	92.43	1/26	1.33
	平均	57.80	61.94	1/39		62.73	89.41	1/27		53.32	104.19	1/23	1.68
注：Py、Pmax和Pu分别表示试件的屈服荷载、峰值荷载和破坏荷载；Δy、Δmax和Δu分别表示试件的屈服位移、峰值位移和破坏位移；γy、γmax和γu分别表示试件的屈服层间位移角、峰值层间位移角和破坏层间位移角。

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表  4  墙体抗剪承载力对比分析

Table  4.  Comparative analysis of shear bearing capacity of the walls

试件编号		试件构造					抗剪承载力/ (kN·m−1)
		高宽比	墙架柱/(mm×mm×mm×mm)	端柱/(mm×mm×mm)	覆面板/mm	螺钉间距/mm
文献[18]	BX-2	1.25	C89×44.5×12×1.0，间距600 mm	双肢拼合工字型截面	单面12厚石膏板	150/300	3.69
	BX-4				单面9厚OSB板		10.17
	BX-6				12厚石膏板+9厚OSB板		11.65
	WA2	1.25	C140×41×14×1.6，间距400 mm	双肢拼合工字型截面	单面12厚OSB板	150/300	12.49
	WA4				单面12厚硅酸钙板		15.56
标准[19]		2	钢构件厚度1.09 mm	双肢拼合工字型截面	单面0.84钢板	150/300	15.41
SPSW-1		2	C140×40×11×1.2，间距400 mm	方钢管□140×140×6	单面0.8钢板	150/300	31.54
SPSW-2						50/300	52.28

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延性系数μ=Δ_u/Δ_y体现了试件的塑性变形能力，剪力墙试件的延性结果见表3。由表3可知：试件SPSW-1、SPSW-2的平均延性系数分别为1.47和1.68，墙体周边自攻螺钉间距由150 mm减小为50 mm，延性约提高14.3%，表明加密周边自攻螺钉间距对剪力墙的延性有增强作用，原因与加密螺钉间距对钢板的约束效果增强相关。钢管端柱蒙皮钢板剪力墙的延性低于传统低层冷弯薄壁型钢覆轻质面板的组合墙体^[18]，原因为剪力墙的延性主要取决于钢板与墙体钢骨架之间螺钉连接的变形能力，当试件达到屈服阶段后，钢板的拉力带不断发展，孔壁承受的压力逐步提高，同时钢管端柱限制了墙体钢骨架的整体变形，导致钢板的屈曲变形及孔壁承压破坏愈加严重，降低了墙体的变形能力。

表3定义层间位移角γ为各阶段位移与剪力墙高度H的比值，其中γ_y、γ_max、γ_u分别为屈服层间位移角、峰值层间位移角、破坏层间位移角。2个剪力墙试件的屈服层间位移角平均值分别为1/59和1/39，均超过《冷弯薄壁型钢多层住宅技术标准》(JGJ/T 421−2018)^[19]和《建筑抗震设计规范》(GB 50011−2010)^[20]中多遇地震作用下结构弹性层间位移角限值1/250的要求。2个剪力墙试件的峰值层间位移角平均值分别为1/49和1/27，均超过《建筑抗震设计规范》(GB 50011−2010)^[20]中多、高层钢结构弹塑性层间位移角限值1/50的要求。

2.4   耗能性能分析

剪力墙试件的滞回环面积A_d随位移Δ的变化曲线见图9，面积越大，能量耗散越多。由图9可知：加载初期，试件处于弹性阶段，钢板未发生塑性变形，耗能较少。随加载位移增大，钢板拉力带屈服后进入弹塑性阶段，耗能能力逐步提升。当试件达到峰值阶段时，试件SPSW-1、SPSW-2的滞回环面积分别达到1939 kN·mm、5373 kN·mm。随加载位移继续增加，试件SPSW-1的滞回环面积减小，耗能能力有下降趋势，而试件SPSW-2的A_d-Δ曲线始终保持上升趋势，表明该试件变形能力较为稳定，破坏阶段的捏缩效应并未因加载位移的增大而加剧，试件能够持续通过自身变形耗散能量。对比2个剪力墙试件可知：随着墙体周边自攻螺钉间距减小，螺钉对钢板的约束作用增强，钢板相对更易形成拉力带并发生面外屈曲，故减小周边自攻螺钉间距能够显著提高钢管端柱蒙皮钢板剪力墙的耗能能力。

图  9  剪力墙试件的A_d-Δ曲线

Figure  9.  A_d-Δ curve of shear wall specimens

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2.5   承载力和刚度退化

在水平低周往复荷载作用下，剪力墙的承载力会在同一加载级的循环过程中随往复加载次数的增加而降低，即为承载力退化现象，可用承载力降低系数λ_i来表示，计算方法见式(2)：

在同一加载位移幅值下，λ₁为第2次循环与第1次循环的峰值荷载之比；λ₂为第3次循环与第2次循环的峰值荷载之比。剪力墙试件承载力退化曲线见图10。由图10可知：2个钢管端柱蒙皮钢板剪力墙的承载力降低系数随位移增大而逐渐降低，表明承载力退化程度随往复加载进程而愈发严重。试件SPSW-2在位移加载前期承载力退化缓慢，后期承载力退化明显。试件SPSW-1承载力退化程度高于SPSW-2，表明随着墙体周边自攻螺钉间距的减小，会降低钢管端柱蒙皮钢板剪力墙承载力的退化程度。

图  10  剪力墙试件承载力退化曲线

Figure  10.  Bearing capacity degradation curve of shear wall specimens

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刚度退化表示剪力墙侧向刚度随加载位移的增大而逐渐降低的过程，剪力墙试件在往复循环过程中，各加载级峰值点的割线刚度K_i计算方法见式(3)：

式中：F_i为第i加载级峰值荷载；X_i为第i加载级峰值位移。剪力墙试件侧向刚度-位移变化曲线见图11。由图11可知：试件SPSW-1、SPSW-2的初始抗侧刚度分别为1.30 kN/mm、1.94 kN/mm，当墙体周边自攻螺钉间距由150 mm减小至50 mm时，剪力墙初始抗侧刚度提高49.2%。但钢管端柱蒙皮钢板剪力墙的初始刚度接近于传统低层冷弯薄壁型钢覆轻质面板的组合墙体^[18]，未表现出明显优势。原因为剪力墙的钢板在较小水平荷载作用下即发生剪切屈曲变形，导致剪力墙初期变形较大。同时，剪力墙抗拔件位置处抗拔螺栓发生松动，其竖向变形会引起墙体转动而产生墙体顶部侧移，降低了剪力墙的侧向刚度。试件SPSW-2的抗侧刚度退化速度较快，当层间位移角达到1/250时，其抗侧刚度低于初始刚度的70%。此后试件SPSW-2和SPSW-1的刚度退化曲线趋于平缓，最终降至0.55 kN/mm~0.65 kN/mm。

图  11  剪力墙试件刚度退化曲线

Figure  11.  Stiffness degradation curve of shear wall specimens

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2.6   骨架曲线模型

采用退化四折线型模型简化模拟剪力墙试件的骨架曲线，见图12。剪力墙试件的受力状态可分为4个阶段：1)弹性阶段，定义弹性临界点的荷载为P_e，取0.4P_max^[21]，K₁为弹性阶段的抗侧刚度；2)屈服前阶段，以试件的屈服荷载P_y作为临界点，此阶段抗侧刚度为K₂，剪力墙的抗侧刚度退化程度不明显；3)屈服后阶段，以试件的峰值荷载P_max作为临界点，屈服后阶段的抗侧刚度为K₃，剪力墙塑性变形逐渐增大，抗侧刚度退化严重；4)破坏阶段，以试件的破坏荷载P_u为临界点，抗侧刚度为K₄。由图12可知：退化四折线型曲线与试验骨架曲线结果吻合较好，表明采用退化四折线型模型简化模拟骨架曲线的方法可靠。

图  12  剪力墙试件骨架曲线和退化四折线型曲线对比

Figure  12.  Comparison between skeleton curve of shear wall specimens and degenerated four polyline curve

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3   自攻螺钉连接抗剪性能试验研究

钢管端柱蒙皮钢板剪力墙的抗剪承载力主要取决于钢板的蒙皮效应，而蒙皮效应则依靠钢板与方钢管端柱之间的螺钉连接实现。基于此，进行方钢管与钢板之间的自攻螺钉连接性能试验，为剪力墙的抗剪承载力计算理论提供依据。

3.1   试件设计及加载方案

试验设计3组共9个自攻螺钉连接试件，螺钉端距均为25 mm，具体构造参数见表5和图13。

表  5  自攻螺钉连接试件构造设置

Table  5.  Construction layout of self-tapping screw connection specimens

组号	试件 编号	钢板 厚度/mm	钢板强度 等级	螺钉 数量/颗	螺钉 间距/mm	自攻螺钉 规格/(mm×mm)
第1组	1-1	0.79	Q345	1	−	ST4.8×19
	1-2	0.79
	1-3	0.79
第2组	2-1	0.81		3	50
	2-2	0.80
	2-3	0.78
第3组	3-1	0.79			150
	3-2	0.79
	3-3	0.80

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图  13  自攻螺钉连接试件　/mm

Figure  13.  Self-tapping screw connection specimens

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方钢管的尺寸为140 mm×140 mm×6 mm，高度分别为200 mm、300 mm和500 mm。为了避免方钢管板件在夹持端产生滑移，采用2颗8.8级M10高强螺栓与夹具连接，见图14。自攻螺钉连接抗剪性能试验采用伺服式万能材料试验机进行加载，采用位移控制，加载速率为2 mm/min，当荷载降至峰值荷载的85%时结束试验，加载装置见图14。

图  14  自攻螺钉连接试件破坏现象

Figure  14.  Failure phenomenon of self-tapping screw connection specimens

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3.2   试验现象及破坏特征

第1组试件：加载初期，自攻螺钉受剪，随后方钢管与钢板产生相对位移，钢板孔壁承压导致钢板端部翘起；随加载位移增大，钢板孔壁承压变形，逐步撕裂为长圆孔，自攻螺钉和方钢管始终保持完好，破坏现象如图14(a)所示。第2组试件：加载初期，钢板端部翘起，随后钢板孔壁承压变形，螺钉孔被拉长，自上而下3颗自攻螺钉的钉孔变形依次增大，试件2-2的钢板孔壁被拉长至11.9 mm；随位移增大，在钢板下部夹持端至第3颗自攻螺钉之间，钢板受拉出现颈缩，钢板宽度由45 mm减小至43.1 mm。试件2-3在第3颗自攻螺钉位置处钢板孔壁受拉撕裂，自攻螺钉和方钢管始终保持完好，破坏现象见图14(b)。第3组试件：与第2组试件的试验现象相近，而钢板颈缩程度及螺钉孔壁承压变形长度均低于第2组，原因为钢板的被约束区段较长导致整体变形较小，破坏现象如图14(c)所示。

3.3   自攻螺钉抗剪性能分析

自攻螺钉连接试件的荷载-位移曲线见图15。试件的弹性荷载F_e及弹性位移δ_e取荷载-位移曲线上升段0.4倍的峰值荷载F_m处^[21]，该点的割线刚度定义为弹性刚度；采用等效弹塑性能量法确定屈服荷载F_y及屈服位移δ_y；曲线上的峰值点即为峰值荷载F_m和峰值位移δ_m；破坏荷载F_u及破坏位移δ_u取曲线下降段对应85%的峰值荷载处。延性系数μ为破坏位移与屈服位移之比。自攻螺钉连接试件的荷载及位移结果见表6。由图15和表6可知：1) 第2组试件的屈服荷载、峰值荷载分别为第1组试件的2.33倍、2.40倍，第3组试件的屈服荷载、峰值荷载分别为第1组试件的2.35倍、2.43倍，2组试件均低于第1组试件抗剪承载力的3倍，表明自攻螺钉群的抗剪承载力具有“群体折减效应”；2)当自攻螺钉数量相同时，钢管—钢板螺钉连接试件的抗剪承载力和弹性刚度随自攻螺钉间距的增大无显著变化，因试件破坏均为钢板孔壁承压破坏，抗剪承载力取决于钢板的强度、螺钉数量、螺钉直径，而受自攻螺钉间距影响较小。随自攻螺钉间距由50 mm增大至150 mm，延性降低18.4%，原因为钢板的被约束区段较长而导致整体变形较小。

图  15  自攻螺钉连接试件荷载-位移曲线

Figure  15.  Load-displacement curves of self-tapping screw connection specimens

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表  6  自攻螺钉连接试件抗剪试验结果

Table  6.  Shear test results of self-tapping screw connection specimens

试件编号	弹性荷载Fe/ kN	弹性位移δe/ mm	弹性刚度Ke/ (kN·mm−1)	屈服荷载Fy/ kN	屈服位移δy/ mm	峰值荷载Fm/ kN	峰值位移δm/ mm	破坏位移δu/ mm	延性系数μ
1-1	2.20	1.04	2.12	4.81	3.25	5.50	4.71	7.08	2.18
1-2	2.19	2.04	1.07	5.25	5.29	5.48	5.92	7.31	1.38
1-3	2.24	1.18	1.89	4.95	3.56	5.59	4.84	6.12	1.72
平均值	2.21	1.42	1.55	5.00	4.03	5.52	5.16	6.84	1.70
2-1	5.46	1.74	3.14	12.28	4.94	13.66	9.42	11.47	2.32
2-2	5.13	1.01	5.08	11.12	3.70	12.83	9.49	10.86	2.94
2-3	5.28	0.86	6.13	11.55	3.80	13.19	12.01	12.82	3.37
平均值	5.29	1.20	4.41	11.65	4.15	13.23	10.31	11.72	2.82
3-1	5.16	1.00	5.16	11.11	3.31	12.91	6.47	7.90	2.39
3-2	5.44	1.34	4.06	12.20	3.77	13.60	7.14	8.66	2.30
3-3	5.51	1.08	5.10	11.87	3.50	13.77	6.79	7.76	2.22
平均值	5.37	1.14	4.71	11.73	3.53	13.43	6.80	8.11	2.30

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4   抗剪承载力和抗侧刚度计算方法

4.1   抗剪承载力计算方法

参考北美规范AISI S400-15^[22]，采用有效条带法计算剪力墙的抗剪承载力。有效条带法模型见图16(a)。图16(a)中墙体抗剪承载力V_u的计算方法见式(4)：

式中：T_u由自攻螺钉连接的承载力和钢板的承载力决定，取二者的较小值；P_n为钢板有效条带宽度范围内自攻螺钉连接承载力；剪力墙水平方向与对角方向夹角α=arctan(h/b)，h为剪力墙高度，b为剪力墙宽度；t_sh和f_ysh分别为钢板的厚度和屈服强度；W_e为有效条带宽度，计算方法见式(5)~式(7)。

式中：有效条带宽度最大值W_max = b/sin α；${\alpha _1} = \dfrac{{{f_{{\text{ush}}}}}}{{310.3}}$；${\alpha _2}{\text{ = }}\dfrac{{{f_{{\text{uf}}}}}}{{310.3}}$；${\beta _1}{\text{ = }}\dfrac{{{t_{{\text{sh}}}}}}{{0.457}}$；${\beta _2}{\text{ = }}\dfrac{{{t_{\text{f}}}}}{{0.457}}$；${\beta _3}{\text{ = }} \dfrac{s}{{152.4}}$；f_ush为钢板的抗拉强度；f_uf和t_f分别为剪力墙轻钢龙骨(导轨和墙架柱)的最小抗拉强度和最小厚度；s为钢板周边自攻螺钉间距；a为剪力墙的高宽比。

有效条带宽度范围内自攻螺钉布置及受力分析^[23]见图16(b)。图16(b)中：s为自攻螺钉间距；P_ns,s为钢板与端墙架柱之间的自攻螺钉连接承载力；l_s为有效条带宽度范围内端墙架柱长度；n_s为有效条带宽度范围内端墙架柱上自攻螺钉数量；P_ns,t为钢板与导轨之间的自攻螺钉连接承载力；l_t为有效条带宽度范围内导轨长度；n_t为有效条带宽度范围内导轨上自攻螺钉数量；P_ns,t&s为剪力墙角部钢板与导轨和端墙架柱三者之间的自攻螺钉连接承载力；n_t&s为剪力墙角部连接钢板与导轨和端墙架柱三者之间的自攻螺钉数量。钢板有效条带宽度范围内自攻螺钉连接承载力P_n的计算方法见式(8)：

式中，单颗自攻螺钉承载力P_ns依据北美规范AISI S100-07^[24]进行计算，见式(9)~式(13)。

当$\dfrac{{{t_2}}}{{{t_1}}} \leqslant 1.0$时，P_ns取式(9)~式(11)的最小值：

当$\dfrac{{{t_2}}}{{{t_1}}} \geqslant 2.5$时，P_ns取式(12)、式(13)的最小值：

当$1.0 \lt \dfrac{{{t_2}}}{{{t_1}}} \lt 2.5$时，P_ns应按线性插值法进行取值。

式中：t₁和f_u1分别为钢板的厚度和抗拉强度；t₂和f_u2分别为方钢管或导轨的厚度和抗拉强度；d为自攻螺钉直径。

采用式(4)~式(13)计算得到试验试件的抗剪承载力理论值V_u的结果见表7。表7中：P_max为剪力墙试件峰值荷载试验值；$V_{\text{u}}'$为计算钢板与端墙架柱之间自攻螺钉连接承载力P_ns,s时，采用表6中第2组和第3组试件的峰值荷载进行取值，计算得到的剪力墙抗剪承载力理论值。由表7可知：钢管端柱蒙皮钢板剪力墙抗剪承载力的理论结果与试验结果的误差小于17%，采用自攻螺钉连接试验测取结果计算得到剪力墙抗剪承载力的理论结果与试验结果的误差小于12%，表明采用有效条带法计算剪力墙的抗剪承载力是合理可靠的。

图  16  有效条带法模型受力分析

Figure  16.  Force analysis of effective strip method model

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表  7  剪力墙抗剪承载力理论与试验对比

Table  7.  Comparison between shear capacity theory of shear walls and test

试件编号	Pmax/kN	Vu/kN	Vu/Pmax	$V_{\text{u}}'$/kN	$V_{\text{u}}'$/Pmax
SPSW-1	37.85	44.25	1.17	42.44	1.12
SPSW-2	62.73	69.30	1.10	65.65	1.05
注：Pmax为剪力墙试件峰值荷载试验值；Vu为剪力墙试件抗剪承载力理论值(采用规范计算自攻螺钉连接承载力)；Vu/Pmax为剪力墙试件抗剪承载力理论值(采用规范计算自攻螺钉连接承载力)与试验值的比值；$V_{\text{u}}'$为剪力墙试件抗剪承载力理论值(采用试验获取自攻螺钉连接承载力)；$V_{\text{u}}'$/Pmax为剪力墙试件抗剪承载力理论值(采用试验获取自攻螺钉连接承载力)与试验值的比值。

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4.2   抗侧刚度计算方法

采用《冷弯薄壁型钢多层住宅技术标准》(JGJ/T 421−2018)^[19]中不开洞剪力墙侧向刚度K的计算方法来计算钢管端柱蒙皮钢板剪力墙的抗侧刚度，见式(14)和式(15)。

式中：V_s为作用于剪力墙的水平荷载；$\varDelta _{\rm{w}}$为剪力墙的侧移值；A_c为方钢管端柱截面积；b、h分别为剪力墙的宽度、高度；E_s为钢材的弹性模量；G为钢板的剪变模量；s为剪力墙周边自攻螺钉间距；t₁为钢板的厚度；t₂为墙架柱的厚度；系数ω取$\dfrac{1}{{{\text{540}}}}\sqrt {\dfrac{{{\text{235}}}}{{{f_{\text{y}}}}}}$；$\rho$为钢板厚度修正系数，取0.075。

式(15)考虑了墙体弯曲变形、钢板剪切变形和墙体构造因素引起的墙体顶部侧移，而试验试件的方钢管端柱壁厚、刚度较大，端柱在水平荷载作用下的弯曲变形容易导致抗拔件位置处抗拔螺栓松动，故未考虑抗拔螺栓竖向变形引起墙体转动产生的墙体顶部水平位移。基于此，钢管端柱蒙皮钢板剪力墙顶部侧移值的计算方法见式(16)。

式中：抗拔螺栓的竖向位移δ_v参照图7中δ_α的位移计处理数据进行取值，试件SPSW-1、SPSW-2对应于弹性阶段的δ_α分别取3.3 mm、6.8 mm。

采用式(14)和式(16)计算钢管端柱蒙皮钢板剪力墙的抗侧刚度理论结果与试验弹性抗侧刚度的对比见表8。由表8可知：试验结果与理论分析结果的误差小于10%，表明式(16)适用于计算钢管端柱蒙皮钢板剪力墙的抗侧刚度，结果合理、可靠。

表  8  剪力墙抗侧刚度理论与试验对比

Table  8.  Comparison between lateral stiffness theory of shear wall and test

试件编号	弹性抗侧刚度/(kN·mm−1)		误差/(%)
	试验	理论方法
SPSW-1	0.93	0.933	0.32
SPSW-2	1.01	1.084	7.33

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5   结论

通过对钢管端柱蒙皮钢板剪力墙进行水平低周往复加载抗剪试验研究，以及对方钢管—钢板自攻螺钉连接进行抗剪试验研究，可得到如下结论：

(1) 钢管端柱蒙皮钢板剪力墙试件的最终破坏形式为剪力墙周边钢板与钢骨架之间的自攻螺钉连接破坏，而方钢管端柱未发生屈曲及局部承压破坏。减小剪力墙周边自攻螺钉间距，使钢板拉力带得到充分发展，可提高剪力墙抗剪承载力、抗侧刚度、延性以及耗能能力，并会降低承载力和刚度退化的程度。

(2) 方钢管—钢板自攻螺钉连接试件的破坏特征为钢板的孔壁承压破坏。自攻螺钉群的抗剪承载力具有“群体折减效应”。当螺钉数量相同时，方钢管—钢板自攻螺钉连接试件的抗剪承载力及弹性刚度受螺钉间距的影响较小。

(3) 采用有效条带法计算钢管端柱蒙皮钢板剪力墙的抗剪承载力是合理可靠的。基于冷弯薄壁型钢墙体侧向刚度计算公式，引入抗拔螺栓竖向变形引起墙体转动产生的墙体顶部侧移值，建立了钢管端柱蒙皮钢板剪力墙的抗侧刚度计算方法。

(4) 当冷弯薄壁型钢剪力墙采用钢板作为覆面板材料时，应对墙体端柱进行加强，建议采用方钢管端柱，以较好地实现剪力墙“强端柱、弱墙板”的设计原则。与传统低层冷弯薄壁型钢覆轻质面板的组合墙体相比，钢管端柱蒙皮钢板剪力墙具有良好的抗剪承载力，但延性较低。抗震设计时，可采取减小剪力墙周边自攻螺钉间距的措施，亦可在钢板上开设竖缝以提高剪力墙的延性。