全干法連接裝配式夾芯剪力墻結構抗震性能研究

龔永智，柯福隆，譚?濤，余志武，歐陽潮

全干法連接裝配式夾芯剪力墻結構抗震性能研究

龔永智1，柯福隆1，譚?濤1，余志武1，歐陽潮2

(1. 中南大學土木工程學院，長沙 410075；2. 株洲市市政工程維護中心，株洲 412002)

為拓展全干法螺栓連接裝配式足尺夾芯剪力墻結構抗震性能方面的研究，本文對6片夾芯剪力墻試件(3片單片墻試件、3片拼裝試件)進行了擬靜力試驗，對比分析其破壞形態(tài)、承載能力、滯回性能、延性、剛度退化和耗能能力的差異．研究結果表明：試件破壞形態(tài)表現(xiàn)為彎曲破壞，加載后期一字型試件出現(xiàn)了明顯平面外錯位現(xiàn)象，加載過程中各試件的連接件螺桿均尚未屈服．軸壓比相同時，裝配單片墻試件與現(xiàn)澆試件相比具有更高的承載力和峰值剛度，但延性和耗能能力有所降低．提高單片墻試件的軸壓比時，承載力、剛度和加載后期耗能均有顯著提高，但延性略有降低．拼裝試件的承載力和耗能能力均優(yōu)于相同軸壓比的裝配單片墻試件，延性雖有所降低，但高于配筋砌塊砌體剪力墻試件．裝配單片墻試件的開裂-屈服階段和屈服-峰值階段的剛度退化程度相差較小，而拼裝試件的開裂-屈服階段和屈服-峰值階段的剛度退化程度差異顯著，其剛度退化主要發(fā)生在開裂-屈服階段．采用ABAQUS對單片夾芯剪力墻進行數(shù)值分析，分析結果表明：數(shù)值模擬所得到的混凝土壓縮損傷分布和荷載-位移曲線結果與試驗結果總體吻合較好，數(shù)值模型能夠較好地反映試件的受力響應．可見此建模方式合理可靠，可用于后續(xù)進一步研究．

全干法連接；夾芯剪力墻；拼裝試件；抗震性能；數(shù)值分析

我國綠色建筑行動方案的提出，推進了建筑節(jié)?能[1]和建筑工業(yè)化[2]的發(fā)展進程．預制混凝土夾芯墻板結構同時具備保溫、隔熱及承重功能[3]，故而得到廣泛的推廣．混凝土夾芯墻板(CL墻板[4])是在聚苯板兩面各設置一層鋼筋焊網(wǎng)，并通過焊接斜插筋形成空間骨架，而后在兩側澆筑混凝土形成的集保溫、承重于一體的節(jié)能墻體．國內(nèi)外學者對現(xiàn)澆夾芯墻板結構的軸壓性能[5]、偏壓性能[6]、抗彎性能[7]、剪切連接器受力響應[8-10]以及理論模型開發(fā)[11-13]等已有較多研究．錢稼茹等[3]對7個不同墻厚及邊緣構件豎向配筋形式的噴涂夾芯剪力墻進行擬靜力試驗，結果表明：試件呈現(xiàn)出壓彎破壞和剪切破壞兩種破壞模式，其中增加兩端暗柱的豎向配筋致使構件呈現(xiàn)出剪切破壞形式，壓彎破壞構件耗能能力更佳．薛偉辰等[14]對5片灌漿套筒連接預制夾芯剪力墻試件及1片現(xiàn)澆試件進行擬靜力試驗，發(fā)現(xiàn)預制夾芯剪力墻結構的延性及抗震性能與現(xiàn)澆結構相近，且均為彎曲破壞形式．徐剛等[15]在夾芯剪力墻拼縫處采用干式螺栓連接和后澆混凝土濕式連接，對2個3層1跨縮尺試件進行擬靜力試驗，研究發(fā)現(xiàn)：兩種連接形式呈現(xiàn)出一致的抗震性能，破壞模式均為彎曲破壞，通過試件底部連接處的塑性變形耗能．

但是目前對于全干法螺栓連接裝配式足尺夾芯剪力墻結構抗震性能的相關研究較少．已有螺栓連接[16-23]相關成果表明：螺栓連接安裝方便、操作便捷，并且具備良好承載力和耗能能力．為此，本文將高強螺栓連接件應用于預制夾芯剪力墻結構中，通過對6個全干法連接的剪力墻試件進行擬靜力試驗，分析了試件的破壞形態(tài)、承載能力、滯回曲線、骨架曲線、延性、剛度退化及耗能能力等．同時，采用有限元分析軟件ABAQUS對單片夾芯剪力墻試件進行了數(shù)值模擬，以便為該剪力墻結構設計與應用提供參考．

1?試驗概況

1.1?試件設計

圖1為高強螺栓連接裝配式夾芯剪力墻結構示意圖．基于此，本文設計制作6個足尺剪力墻試件，包括3個單片夾芯剪力墻試件W1、W2、W3，3個夾芯剪力墻拼裝試件W4、W5、W6．

圖1?夾芯剪力墻

單片剪力墻試件W1～W3的墻高均為3000mm，墻長1550mm，墻厚200mm(兩側鋼筋混凝土厚度均為50mm，夾芯XPS厚度為100mm)．墻體的受力鋼筋為雙層鋼絲焊網(wǎng)，兩層鋼筋網(wǎng)片間焊接斜插筋，兩端暗柱截面尺寸為200mm×200mm．各試件配筋形式完全一致．W1為現(xiàn)澆試件，W2、W3為螺栓連接試件，墻體與底座間采用水平連接件進行連接，連接件位于墻板兩端，均為10.9級M22高強螺栓連接件，預緊力為190kN．其中，高強螺栓連接件數(shù)量及規(guī)格均依據(jù)兩層砌體結構在地震作用下的層間剪力及課題組前期有關該高強螺栓連接件抗剪性能研究成果[22]進行設置．

在單片墻W2、W3基礎上，進行多個單片墻拼接形成剪力墻拼裝試件W4～W6，分別為一字型、T型、L型．試件W4～W6的單片墻體間采用豎向連接件實現(xiàn)拼接，連接件沿高度方向布置，布置方式一致，均為10.9級M16高強螺栓連接件，預緊力為100kN．墻體與底座間采用水平連接件，連接件規(guī)格、布置方式及位置與W2、W3一致．

試件的混凝土設計強度均為C40，采用平模預制生產(chǎn)．各試件墻板與底座間的縫隙采用德高瓷磚膠TTB-Ⅱ型進行填補．試件W1～W6的基本參數(shù)如表1所示，試件尺寸及配筋如圖2(a)～(e)所示，連接件預埋方式如圖2(f)所示，水平連接件及豎向連接件的詳細構造如圖2(g)和(h)所示．

表1?試件基本參數(shù)

Tab.1?Basic parameters of specimens

1.2?材料性能

混凝土立方體抗壓強度實測平均值為41.6MPa，彈性模量為32.5GPa．鋼筋、高強螺栓的屈服強度y、抗拉強度u及彈性模量的實測結果見表2．

表2?材料性能

Tab.2?Material performance

1.3?加載制度及測點布置

試驗在中南大學高速鐵路建造技術國家工程實驗室進行，按照《建筑抗震試驗規(guī)程》(JGJ 101—2015)[24]開展試驗，先施加軸壓力，再施加水平力，試驗加載示意如圖3(a)～(d)所示．試件通過地錨螺栓固定在靜力臺座上，采用千斤頂施加豎向力，并通過分配梁將豎向壓力均勻分布在試件頂部，其中，W1、W2、W3豎向壓力分別為745kN、745kN、1490kN，W4、W5、W6中每片單墻豎向壓力均為745kN．試驗中采用MTS作動器用來施加水平荷載，作動器加載中心距離墻底2750mm．水平加載采用力和位移協(xié)同控制方式加載，試件豎向鋼筋屈服前采用力控制，按每級10kN加載，每次加載循環(huán)一次，鋼筋屈服后采用屈服位移倍數(shù)值控制，每次加載循環(huán)兩次．試件加載制度如圖3(e)所示．

各個試件沿墻高布置3個位移計D1～D3，測量墻體在水平荷載下的變形．底座端部布置位移計D4，測量底座滑移，具體如圖3(f)所示．

圖3?加載裝置與測點布置

2?試驗現(xiàn)象

各個試件的破壞形態(tài)均表現(xiàn)為彎曲破壞特征，其中W4在加載后期出現(xiàn)了較大的平面外錯位側移，從而結束了試驗加載，其典型試驗特征如下，試件的破壞現(xiàn)象如圖4所示．

(1) 試件開裂．W1在水平荷載及對應的水平側移(加載點處位移值)為200kN(2.1mm)時，距墻板底部15cm處出現(xiàn)第1條水平裂縫．W2、W3在水平荷載及對應的水平側移分別為120kN(1.9mm)、160kN(1.3mm)時，坐漿層處開裂．可見W1、W3開裂荷載比W2有所提高．W4～W6在水平荷載及對應的水平側移分別為200kN(1.9mm)、160kN(5.2mm)和150kN(3.6mm)時，坐漿層處開裂．可見，相比單片墻W2，拼裝試件的開裂荷載、開裂側移均有所提高．

(2) 試件墻角豎向裂縫．W1～W3在水平荷載及對應的水平側移分別為313kN(15mm)、280kN(14mm)和345kN(8.5mm)時，墻角出現(xiàn)第1條豎向裂縫．此時，W2對應水平荷載低于W1和W3．W4在水平荷載及對應的水平側移為320kN(4.5mm)時，墻角出現(xiàn)第1條豎向裂縫．W5在水平荷載及對應的水平側移為200kN(7.8mm)時，翼緣板中部出現(xiàn)第1條豎向裂縫．W6在水平荷載及對應的水平側移為210kN(8.4mm)時，翼緣板中上部出現(xiàn)第1條豎向裂縫．可見，一字型拼裝試件出現(xiàn)豎向裂縫時荷載比單片墻試件W2有顯著提高，T型、L型拼裝試件出現(xiàn)豎向裂縫時荷載較單片墻試件W2有所降低．

(3) 試件出現(xiàn)平面外傾斜、錯位．W1～W3在水平荷載及對應的水平側移分別為320kN(12.2mm)、280kN(27.5mm)和315kN(8.5mm)時，出現(xiàn)平面外傾斜現(xiàn)象．W4在水平荷載及對應的水平側移為283kN(3.1mm)時，其中一塊墻板突然發(fā)生平面外的錯位，最大錯位位移達到10mm．W5、W6試驗過程中無平面外錯位現(xiàn)象，但試驗過程中豎向接縫處出現(xiàn)摩擦碰撞聲．

(4) 試件最終破壞形態(tài)．W1在水平荷載及對應的水平側移為342kN(19.7mm)時，邊緣縱筋鼓曲，根部混凝土大面積壓碎剝落，承載力迅速下降，試驗結束．W2、W3在水平荷載及對應的水平側移分別為255kN(22.8mm)、341kN(14.6mm)時結束試驗，此時水平連接件錨固筋鼓曲，墻角混凝土被壓潰，但過程中螺桿尚未屈服．W4在水平荷載及對應的水平側移為469.4kN(10.4mm)時，兩墻板間的錯位位移達到30mm，為保證試驗安全，故停止試驗加載．W5、W6在水平荷載及對應的水平側移分別為374.9kN(46.0mm)、306kN(40.3mm)時，水平連接件錨固筋鼓曲，墻角混凝土被壓潰，豎向連接件處混凝土壓潰且螺桿出現(xiàn)不同程度變形，連接件的位置越高，其螺桿變形越大，但過程中水平連接件和豎向連接件處螺桿均未達到屈服．

(5) 試件裂縫分布．W1、W2裂縫均分布在距離墻底75cm高度范圍內(nèi)，延伸范圍較小．W3加載高度范圍內(nèi)均有裂縫分布，裂縫分布范圍較廣．W4、W5橫向裂縫及斜裂縫較少，W6兩拼接墻板均出現(xiàn)較多斜向裂縫，均沿45°方向延伸開展．

3?試驗現(xiàn)象

3.1?承載能力

以峰值點荷載值作為試件的承載力．W2的極限點對應的荷載和位移取水平荷載下降至峰值荷載85%時對應的荷載值和位移值．其余試件加載至峰值荷載后，試件即發(fā)生破壞，故其極限點取試件終止試驗時的荷載值和位移值．各試驗試件的特征點所對應的荷載及水平側移如表3所示．

對比W1、W2和W3各項性能指標，由開裂荷載可知，W2的開裂荷載小于試件W1、W3，說明試件彈性剛度越大則坐漿層處的開裂荷載越大．由峰值荷載可知，W2的峰值荷載較W1提高了1.0%，可見相同軸壓比情況下，裝配單片墻試件W2的承載力略高于現(xiàn)澆試件W1．W3峰值荷載相比于W2提高了18.7%，表明在一定軸壓比范圍內(nèi)，增大裝配試件的軸壓比能提高試件的承載力．

對比W2、W4、W5和W6各項性能指標，由開裂荷載可知，W4、W5和W6的開裂荷載比W2分別提高了66.7%、33.3%和25%，均有顯著提高．由峰值荷載可知，W4、W5和W6的峰值荷載比W2分別提高了35.9%、17.5%和10.5%，可見拼裝試件承載力更佳，一字型承載力提高幅度最大，T型和L型承載力提高幅度較小，說明翼緣墻體對其承載力提高有一定的貢獻作用．

表3?試件特征點荷載與位移

Tab.3?Load and displacement of the characteristic points of specimens

3.2?滯回曲線及骨架曲線

圖5為試件W1～W6的荷載-水平側移滯回曲線及骨架曲線．由圖5(a)可知，W1的滯回曲線更飽滿，W2、W3滯回曲線均存在顯著的捏攏現(xiàn)象，且正負向滯回曲線差異顯著，這主要是由于二者均為螺栓連接，連接件的螺桿與連接鋼板洞口間存在間隙，試件在反復拉壓荷載作用下，螺栓向一側發(fā)生了一定的微滑移，且與連接鋼板洞口接觸擠壓時產(chǎn)生的支承力使得一側的承載力高于另一側．

由圖5(b)可知，W4～W6滯回曲線均存在一定的捏攏現(xiàn)象，但相比單片墻試件W2，W5、W6滯回曲線更為飽滿，捏攏現(xiàn)象有所減弱．

對比W1～W3的骨架曲線可知，W1正向承載力和剛度高于W2，但其負向承載力和剛度低于W2，這主要是由于螺栓微滑移所致．W3承載力和剛度均高于W2，可見在一定軸壓比范圍內(nèi)，增大裝配試件的軸壓比能提高試件的承載力及抗側剛度．

對比W2、W4～W6的骨架曲線可知，相同軸壓比時，拼裝試件較單片墻試件的承載力提高，且以一字型、T型最為顯著，L型提高幅度較?。蛔中推囱b試件剛度顯著高于單片墻試件，T型、L型拼裝試件加載初期剛度小于單片墻試件，但后期的剛度有所提高．

3.3?延?性

采用延性系數(shù)表征試件在低周反復加載過程中的延性大小，定義延性系數(shù)為極限位移u與屈服位移y的比值．其中，屈服位移定義方式如圖6所示．經(jīng)計算，各試件的延性系數(shù)如表3所示．

圖6?屈服點定義

由表3可知，W1延性系數(shù)大于3，W2～W6試件的延性系數(shù)均小于3，但高于相同軸壓比的配筋砌塊砌體剪力墻試件[25]的延性系數(shù)值．W1的延性系數(shù)相比于W2提高了75.9%，說明現(xiàn)澆連接比高強螺栓連接具有更好的延性．W2延性系數(shù)比W3提高了3.6%，說明軸壓比提高，試件延性略有降低．

W4、W5和W6延性系數(shù)分別為1.3、2.5和2.4，T型與L型拼裝試件的延性系數(shù)差異較小，但均顯著高于一字型拼裝試件．試件W2的延性系數(shù)比W4、W5和W6分別提高了123.1%、16.0%和20.8%，即拼裝試件延性低于單片墻試件W2的延性，說明新增翼緣墻體會削弱其延性．

3.4?剛度退化

低周反復加載試驗中，試件損傷隨著加載周次增加而逐漸積累、發(fā)展，從而致使剛度下降[26]，可采用割線剛度[24]研究試件剛度退化現(xiàn)象．圖7為試件的剛度退化曲線．割線剛度計算式為

式中：F+、F－為第次循環(huán)下正、反向峰值點荷載值；X+、X－為第次循環(huán)下正、反向峰值點對應位移值．

由圖7(a)可知：位移增大，試件的割線剛度下降，加載初期割線剛度衰減速率快于加載后期，總體剛度退化程度較為顯著．W1、W3的剛度衰減趨勢基本類似，均比W2顯著．裝配試件W2加載初期割線剛度低于現(xiàn)澆試件W1，但加載中后期割線剛度差異甚微．W3割線剛度較W2有顯著提高，可見在一定軸壓比范圍內(nèi)，增大裝配試件的軸壓比能提高試件割線剛度．

由圖7(b)可知：W4割線剛度較W2、W5和W6均有顯著提高，其初始剛度為W2的3.3倍；加載初期，W2、W5和W6剛度有所差異，W6最大，W2次之，W5最小，加載后期剛度衰退趨勢相近．由此可知，相較于單片墻W2，一字型拼裝試件能有效提高其割線剛度；T型、L型拼裝試件前期割線剛度低于W2，但后期割線剛度略有提高．

圖7?剛度退化曲線

表4為試件各個特征點的剛度值．對比W1～W3的剛度值可知：W1的開裂階段、屈服階段、峰值階段剛度分別為W2的1.3倍、1.7倍和0.9倍；W3開裂階段、屈服階段、峰值階段剛度分別為W2的2.1倍、1.8倍和1.7倍．開裂-屈服階段、屈服-峰值階段剛度退化如下：W1為28.2%、71.8%，W2為42.7%、45.8%，W3為50.4%、48.5%．可見，現(xiàn)澆試件W1剛度退化主要發(fā)生在屈服-峰值階段，裝配試件W2、W3的開裂-屈服階段和屈服-峰值階段的剛度退化程度相差較?。?/p>

表4?特征點剛度

Tab.4?Stiffness of characteristic points

對比W2、W4～W6剛度值可知：W4各特征點剛度均大于W2，開裂階段、屈服階段、峰值階段剛度分別為W2的1.2倍、1.6倍和2.5倍．W5、W6各特征點剛度均小于W2，即T型、L型節(jié)試件各特征點剛度低于單片墻試件．開裂-屈服階段、屈服-峰值階段剛度退化如下：W4為24.0%、11.8%，W5為49.3%、39.1%，W6為70.1%、34.6%．可見，拼裝試件剛度退化主要發(fā)生在開裂-屈服階段，與單片墻試件W2存在差異．

3.5?耗能能力

利用等效黏滯阻尼系數(shù)eq[24]來評定試件的耗能能力，等效黏滯阻尼系數(shù)eq越大則其耗能能力越好．圖8為各試件的等效黏滯阻尼系數(shù)-位移關系曲線．eq計算簡圖如圖8(b)所示，計算式為

式中：1為第次循環(huán)等效線彈性體系在最大位移處的應變能；2為第次循環(huán)下滯回曲線的耗散能量．

由圖8(a)可知：W1耗能能力優(yōu)于W2．W2及W3進入屈服階段后，耗能均有所增長，說明高強螺栓連接方式具備良好的耗能能力，并且加載中后期W3能量耗散能力相比于W2顯著提高．由圖8(b)可知：W4、W5、W6耗能能力均優(yōu)于W2，可見拼裝試件相比于單片墻試件呈現(xiàn)出更好的耗能性能．加載中期，W5耗能能力顯著高于W4、W6，但加載后期W5、W6耗能基本趨于一致，說明翼緣墻體在加載后期對于試件耗能能力提高的作用有限．

圖8?等效黏滯阻尼系數(shù)-位移曲線

4?有限元模擬

4.1?有限元模型建立

為拓展全干法連接裝配式單片夾芯剪力墻結構性能分析，采用ABAQUS對夾芯剪力墻試件進行非線性分析．建模時忽略夾芯材料的承載能力．混凝土采用實體單元C3D8R，本構模型采用損傷塑性模型，膨脹角為30°，偏心率為0.1，雙軸受壓與單軸受壓極限強度比b0/c0為1.16，不變量應力比為0.6667，黏性參數(shù)為0.005，拉壓本構關系依據(jù)《混凝土結構設計規(guī)范》(GB 50010—2010)進行計算，混凝土強度取用試塊實測強度平均值．鋼筋采用桁架單元T3D2，斜插筋采用梁單元，端板、螺栓采用實體單元C3D8R，本構模型均采用彈性-強化模型，采用鋼筋、鋼材實測屈服強度．

采用“Embedded”將鋼筋內(nèi)置于混凝土中，不考慮二者間的黏結滑移．墻體與底座接觸面、混凝土與連接件鋼板接觸面均采用通用接觸(general contact)，該接觸方式的法向為“Hard”，切向為“Penalty”，摩擦系數(shù)取0.6．底座采用完全固結約束，并將其設置為剛體以加快計算效率．墻體、連接件單元網(wǎng)格尺寸均為50mm，底座單元網(wǎng)格尺寸為100mm．

4.2?混凝土壓縮損傷

圖9、圖10分別為W2、W3有限元分析所得混凝土壓縮損傷示意圖．由圖可知，混凝土壓縮損傷主要集中在墻角兩側，壓縮損傷值分別達到0.98、0.90，宏觀表現(xiàn)為混凝土壓潰，與試驗最終破壞現(xiàn)象一致．W2的混凝土壓縮損傷區(qū)域分布較W3范圍廣，與試驗結束時W2墻角壓潰程度較W3嚴重一致．數(shù)值模擬所得連接件錨固筋出現(xiàn)鼓曲，與試驗現(xiàn)象吻合(如圖4(a)所示)．

圖9?W2壓縮損傷

圖10?W3壓縮損傷

4.3?荷載-位移曲線

圖11為W2、W3有限元分析所得荷載-水平側位移滯回曲線．由圖可知，建模過程中的加載條件和邊界條件設置較為理想，與試驗過程實際條件有所差異，以致不能準確模擬墻體平面外傾斜及螺栓的微滑移現(xiàn)象，因此有限元分析所得曲線與試驗曲線吻合情況存在局部差異，但總體吻合良好．

圖11?荷載-位移曲線對比

5?結?論

(1)所有試件破壞形態(tài)均表現(xiàn)為彎曲破壞，各試件裂縫分布范圍差異顯著，加載后期一字型拼裝試件出現(xiàn)明顯的平面外錯位．試驗過程中連接件螺桿均尚未達到屈服狀態(tài)．

(2) 軸壓比相同時，裝配單片墻試件的承載力略高于現(xiàn)澆試件，且在一定軸壓比范圍內(nèi)，增大裝配試件的軸壓比能提高試件承載力．拼裝試件承載力高于相同軸壓比時的單片墻試件W2，翼緣墻體使試件承載力得到提高，其中一字型試件承載力提高幅度最大，L型試件承載力提高幅度最?。?/p>

(3) 軸壓比一致時，現(xiàn)澆試件W1較單片墻試件W2延性、開裂剛度、屈服剛度和耗能均有顯著提高，但峰值剛度有所降低．在一定范圍內(nèi)提高裝配單片墻試件的軸壓比，其剛度、加載后期耗能隨之提高，但延性有所降低．現(xiàn)澆試件剛度退化主要發(fā)生在屈服-峰值階段，裝配單片墻試件W2、W3的開裂-屈服階段、屈服-峰值階段剛度退化程度相差較?。?/p>

(4) 軸壓比相同時，拼裝試件的延性高于配筋砌塊砌體剪力墻試件，其延性低于裝配單片墻試件W2．翼緣墻體使拼裝試件延性有所削弱，但使其呈現(xiàn)出更好的耗能能力．一字型拼裝試件剛度高于單片墻試件W2．T型、L型拼裝試件加載初期割線剛度低于單片墻試件W2，但后期割線剛度略有提高．拼裝試件剛度退化主要發(fā)生在開裂-屈服階段，與W2有所差異．

(5) 采用該建模方法分析所得單片墻試件的混凝土壓縮損傷分布及荷載-位移滯回曲線結果與試驗結果總體吻合良好，具備良好的可靠度，可用于進一步研究全干法連接裝配式夾芯剪力墻結構的抗震性能．

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Seismic Behavior of Assembled Sandwich Shear Wall Structure Connected by Full Dry Method

Gong Yongzhi1，Ke Fulong1，Tan Tao1，Yu Zhiwu1，Ouyang Chao2

(1. School of Civil Engineering，Central South University，Changsha 410075，China；2. Zhuzhou Municipal Administration Project Maintenance Center，Zhuzhou 412002，China)

To expand the research on the seismic performance of fully dry bolted assembled full-scale sandwich shear wall structures，this paper conducted quasi-static tests on six sandwich shear wall specimens，including three single wall specimens and three assembled specimens to compare and analyze the differences in the failure mode，bearing capacity，hysteretic property，ductility，stiffness degradation，and energy dissipation capacity. Results show that the specimen is failed by bending，and the out-of-plane dislocation phenomenon of the straight-line specimen is obvi-ous in the late stage of loading. The connecting screw of each specimen has not yet yielded during the loading process. When the axial compression ratio of the assembled single wall specimens and the cast-in-place specimens is the same，the assembled single wall specimens have higher bearing capacity and peak stiffness than the cast-in-place specimens. In contrast，the ductility and energy dissipation capacity are reduced. With the increase of the axial compression ratio，the bearing capacity，stiffness，and energy dissipation in the later loading stage are significantly improved，while the ductility is slightly reduced. The assembled specimens’ bearing capacity and energy dissipation capacity are better than those of the assembled single wall specimens with the same axial compression ratio. Although reduced，the ductility is higher than that of the reinforced block masonry shear wall specimens. The difference in the degrees of stiffness degradation of the assembled single wall specimens in the cracking-yield stage and the yield-peak stage is minimal. Meanwhile，the difference is significant for the assembled specimens，and the stiffness degradation mainly occurs in the cracking-yielding stage. ABAQUS is used to numerically analyze the single-chip sandwich shear wall. Results show that the concrete compression damage distribution and load-displacement curve obtained from the numerical simulation are generally in good agreement with those of the experimental results. Moreover，the numerical model can better reflect the stress response of the specimens. The reliability of this modeling approach is verified and can be used for further research.

full dry connection；sandwich shear wall；assembling specimens；seismic behavior；numerical analysis

10.11784/tdxbz202105021

TU375

A

0493-2137(2022)05-0451-11

2021-05-08；

2021-06-24.

龔永智（1978—??），男，博士，副教授，gyzcsu@csu.edu.cn.

柯福隆，378965250@qq.com.

國家自然科學基金資助項目(51978662)；湖南省自然科學基金資助項目(2020JJ4705).

Supported by the National Natural Science Foundation of China(No. 51978662)，the Natural Science Foundation of Hunan Province，China(No. 2020JJ4705).

(責任編輯：金順愛)