生土砌塊墻體地震失效機理試驗研究

劉 寅， 袁 康,2， 葉坤祥， 張奮杰

(1.石河子大學 水利建筑工程學院，新疆 石河子 832003； 2.新疆兵團高烈度寒區建筑抗震節能技術工程實驗室，新疆 石河子 832003)

采用泥漿與生土砌塊砌筑形成的生土砌塊結構作為生土結構的主要形式之一，憑借其生態環保、就地取材、工藝簡單、造價低廉等優點，在我國西部地區尤其經濟欠發達地區分布廣泛并仍將長期存在[1-2]。但由于材料強度低、結構整體性差，其抗震性能十分薄弱，在2021年青海瑪多7.4級地震[3]、2020年云南巧家5.0級地震[4]、2019年四川九寨溝7.0級地震[5]和新疆塔什庫爾干5.5級地震[6]等歷次破壞性地震中倒塌現象普遍，是農村地區抗震設防的薄弱環節。

生土砌塊墻是生土結構的主要抗側力構件，其抗震性能對整體結構抗震表現影響顯著，國內外學者對此開展了大量研究工作。在探索抗震性能影響因素方面，焦春節等[7-9]研究了墻體尺寸、洞口尺寸、泥漿強度及砌筑方式的影響，Ali等[10]研究了高寬比和豎向應力的影響，研究表明相關因素總體影響規律與磚砌體一致；此外，以提高生土砌塊墻抗震承載力和延性為目的的抗震構造措施也廣受關注，周鐵鋼等[11-13]通過對土坯墻設置木柱木梁、混凝土暗柱暗梁、冷彎薄壁型鋼等豎向構件約束其側向變形；谷偉等[14-16]在生土墻外表面覆蓋尼龍網、天然棕櫚網、合成網格等表面約束提高生土墻的整體性；Angelo等[17-18]在水平灰縫中放置聚合物網格、石膏網等拉結材料增加泥漿與砌塊間的粘結作用來提高其抗震性能。綜上，目前針對生土砌塊墻的研究主要集中在建造方式、施工工藝的影響，以及驗證各種構造措施的抗震性能提升效果等方面。

上述研究體現了村鎮建筑“因地制宜、簡單有效”的抗震原則，對提高生土結構抗震性能有重要指導意義。但對于砌筑泥漿和砌塊采用相同材料的生土墻而言，其材料強度及組成與燒結磚砌體有較大不同，在地震作用下的開裂損傷發展及倒塌失效機理認識還遠遠不夠，尤其是生土墻體在倒塌階段的性能退化規律研究還很少，也導致失效全過程的抗震性能評估指標不完整，基于合理破壞模式的結構抗震設計方法也尚未建立，在抗震規范中也僅有構造層面的設防規定[19]，限制了生土結構的進一步發展。針對上述問題，本文參考實際工程典型尺寸的實體墻、帶門洞墻、帶窗洞墻等三類墻，進行以加載至倒塌為目標的低周往復水平加載試驗，研究不同類型生土砌塊墻體的損傷演化規律、破壞模式、倒塌失效機理，建立墻體抗剪承載力計算方法；并結合相關文獻進行統計分析，對生土砌塊墻基本完好、輕微破壞、中等破壞、嚴重破壞、墻體倒塌全過程的性能評估指標(層間位移角)量化取值進行探討，為后續研究生土結構抗震性能化設計方法奠定基礎。

1 試驗設計

1.1 試件制作

本文設計了3個縮尺比例為1:2.5的生土砌塊墻試件，分別為實體墻(RS-1)、帶窗洞墻(RS-2)和帶門洞墻(RS-3)，墻體尺寸均為1 700 mm×1 100 mm×240 mm，試件整體尺寸及門、窗洞口尺寸設計依據村鎮中較為典型的生土建筑，試件設計與試驗工況如圖1、表1所示。3個墻體試件制作工藝相同，采用人工砌筑，試件砌筑方式為一順一丁式，每皮磚之間采用與砌塊強度相同的素生土泥漿粘結，將墻體直接砌筑于尺寸為3 100 mm×400 mm×400 mm的鋼筋混凝土地梁上，地梁配筋見圖2。2個開洞墻試件均在洞口頂部設置尺寸為720 mm×240 mm×90 mm、兩端伸入墻體各120 mm的過梁。砌筑后對墻體進行刷白處理，記錄因灰縫泥漿干縮而產生裂縫的位置，3個砌筑完成的墻體如圖3所示。

表1 試件試驗工況

圖2 地梁配筋圖

(a) RS-1

1.2 材料性能

本次試驗所用生土為石河子郊區的黃黏土。考慮到機制生土砌塊可以減少因材料配比及制作工藝帶來的強度離散性，并提高生產效率，將是生土結構未來發展方向[20]，本文采用尺寸為240 mm×115 mm×90 mm的機制生土砌塊進行試驗，擠塑成型后在通風良好的室外場地覆蓋草墊自然風干。按照農民工匠習慣做法，砌筑泥漿土料與生土砌塊磚一致，為減少墻體養護過程中產生的干縮裂縫，在砌筑泥漿中摻入破碎后的秸稈[21-22]。砌塊和泥漿抗壓強度試驗結果見表2，表3為生土砌體抗壓試驗與抗剪試驗結果。

表2 砌塊和泥漿抗壓強度試驗值

表3 生土砌體抗壓試驗與抗剪試驗結果

1.3 加載及數采方案

本文低周往復水平加載試驗在石河子大學結構試驗室進行。采用量程為1 000 kN的美國MTS公司液壓伺服加載裝置對試件進行水平往復加載，加載制度采用位移加載，每級循環2次。在0～2 mm，加載步長為0.5 mm，加載速度為0.1 mm/s；在2～4 mm，加載步長為1 mm，加載速度為0.1 mm/s；在4～8 mm，加載步長為2 mm，加載速度為0.2 mm/s；在8～16 mm，加載步長為4 mm，加載速度為0.2 mm/s；在16～32 mm，加載步長為8 mm，加載速度為0.2 mm/s；在32 mm至試件倒塌，加載步長為16 mm，加載速度為0.4 mm/s。試驗過程中，當發生大量砌塊掉落、平面外傾倒或喪失豎向承載力，以及其它不能繼續加載的情況時，判定墻體倒塌失效，結束加載。

采用100噸油壓千斤頂對試件進行豎向加載。考慮生土農房多為單層建筑，故試驗豎向應力取值為0.1 MPa。試驗中豎向壓力由千斤頂施加在分配梁上，通過分配梁傳遞到壓梁，在分配梁下設置滑動滾軸實現豎向壓力下的水平往復加載，加載方案如圖4所示。

(a) 試驗現場

3個墻體試件的測點布置位置及數據采集方式一致，主要采集墻體側向變形及水平受力情況。以實體墻為例，位移計1和2、3分別測量墻體上、中、下三個不同位置的水平位移情況，位移計4測量地梁的水平滑移情況。所有位移計及壓力傳感器測量數據由30通道TDS數據采集箱采集，測點布置見圖5。

圖5 測點布置

2 試驗結果及分析

2.1 失效過程

三類墻體試件失效過程基本一致，基于典型高寬比尺寸下，其破壞模式均為剪切破壞，但各自裂縫發展過程有所不同，圖6、圖7和圖8分別為RS-1、RS-2和RS-3三個墻體試件屈服、峰值、破壞和倒塌4個特征點的試驗現象，展示了試件倒塌失效全過程的裂縫發展及損傷演變，其中峰值點和破壞點分別為水平荷載最大時對應的荷載及位移和荷載下降至最大荷載的85%時對應的荷載及位移，屈服點由能量等值法確定[23]。

對于實體墻(RS-1)，當水平位移加載至Δ=6 mm(θ=1/183)時，骨架曲線達到屈服點，墻體表現出明顯的塑性變形，墻體表面形成了從墻體兩側頂部延伸至墻底中部的細小V型斜裂縫如圖6(a)所示；當加載級數達到Δ=24 mm(θ=1/46)時，骨架曲線達到峰值點，墻體形成X型主裂縫如圖6(b)所示，墻體兩側沿灰縫的階梯型三角型區域明顯；當加載位移Δ=32 mm(θ=1/35)時，持荷下降至破壞荷載(峰值荷載的85%)，主裂縫不斷加寬，墻體兩側三角型區域將要退出工作如圖6(c)所示；繼續加載至Δ=48 mm(θ=1/23)時，墻體兩側三角型失效區域向中部核心區域擴展直至完全脫落，墻體宣告倒塌如圖6(d)所示。

圖6 實體墻試驗現象(RS-1)

對于帶窗洞墻(RS-2)，當水平位移加載至Δ=3 mm(θ=1/367)時，骨架曲線達到屈服點，墻體出現了明顯的塑性變形，窗洞口兩側形成V型細小主斜裂縫如圖7(a)所示；當加載級數Δ=12 mm(θ=1/92)時，骨架曲線達到峰值點，墻體主裂縫加寬，墻體兩側形成三角型區域，且裂縫開始向窗洞四角延伸如圖7(b)所示；當加載位移Δ=16 mm(θ=1/69)時，持荷下降至破壞荷載，墻體兩側三角型區域基本退出工作，窗洞四角斜裂縫加寬，墻體破壞嚴重如圖7(c)所示；繼續加載至Δ=24 mm(θ=1/46)時，窗洞口兩側小三角型區域退出工作，墻體兩側的三角型墻體完全脫開如圖7(d)所示，墻體倒塌。

圖7 帶窗洞墻試驗現象(RS-2)

對于帶門洞墻(RS-3)，當水平位移加載至Δ=3 mm(θ=1/367)時，骨架曲線達到屈服點，墻體形成從兩側頂部延伸至門洞口兩側角部的V型斜裂縫如圖8(a)所示；當加載級數達到Δ=8 mm(θ=1/138)時，骨架曲線達到峰值點，門洞兩側墻肢形成X型主斜裂縫如圖8(b)所示；當加載位移Δ=12 mm(θ=1/92)時，持荷下降至破壞荷載，墻體兩側三角型區域逐漸退出工作如圖8(c)所示；繼續加載至Δ=16 mm(θ=1/69)時，門洞口兩側三角型區域基本退出工作，墻體宣告倒塌如圖8(d)所示。

圖8 帶門洞墻試驗現象(RS-3)

本文3個生土砌塊墻體試件失效過程基本一致，其破壞形態均表現為沿灰縫延伸的剪切破壞，裂縫呈階梯狀，倒塌時均為兩側三角型墻體退出工作。實體墻裂縫發展形態與帶門洞墻兩側墻肢相似，說明門洞使墻體變為兩個獨立墻肢，其受力狀態與實體墻基本一致；帶窗洞墻(RS-2)破壞時窗下墻基本完好，同時，由于窗下墻的約束作用，窗間墻主裂縫不對稱，靠近窗洞處墻體損壞程度低于墻邊，這與孫雪梅等[24]中所描述的開窗洞磚砌體破壞現象一致，而對于開洞率更大的帶門洞墻(RS-3)，洞口使兩側墻體聯系較弱，從而變為兩個獨立墻肢，兩側墻肢裂縫發展趨勢對稱，其破壞形態與實體墻基本一致，這與吳鋒所描述的開門洞生土墻體破壞現象一致，不同的是吳鋒試驗中洞口上側墻體高度較大，受剪產生了沿灰縫45°方向的階梯斜裂縫。

2.2 承載力及變形

為進一步分析三類墻體的抗剪承載力和變形能力，將試件的各特征點荷載、位移羅列如表4、表5所示；延性系數μ=Δu/Δy，即為破壞位移與屈服位移之比，各試件延性系數如表6所示。從表4、5及6可以看出：

(1) 實體墻、帶窗洞墻和帶門洞墻在加載各階段受荷能力依次遞減。以峰值荷載為例，相對實體墻(RS-1)而言，帶窗洞墻(RS-2)和帶門洞墻(RS-3)分別降低16.12%和32.17%。結果表明開設門窗洞口將實體墻變為聯肢墻，其水平抗剪承載力隨開洞率增大而顯著降低；其次由于試驗中RS-2和RS-3洞口寬度一致，而RS-2試件的承載力高出RS-3試件16.05%，表明窗下墻雖不作為承重構件，但對抗剪承載力影響較大。

(2) 實體墻、帶窗洞墻和帶門洞墻在加載各階段變形能力依次遞減。以倒塌點位移為例，相對于實體墻(RS-1)而言，帶窗洞墻(RS-2)和帶門洞墻(RS-3)分別降低52.68%和68.70%，表明門窗洞口對墻體剛度的削弱，以及墻體由實體墻變為高寬比更大的窗(門)間墻，會極大程度的降低墻體抵抗地震引起剪切變形的能力；其次，RS-2試件的位移較RS-3試件高出33.85%，表明窗下墻對窗間墻下部的側向約束，在一定程度可限制窗間墻的變形，對墻體抵抗剪切變形有顯著作用。

(3) 實體墻、帶窗洞墻和帶門洞墻延性系數依次遞減。相比實體墻(RS-1)，帶窗洞墻(RS-2)和帶門洞墻(RS-3)的延性系數分別降低了27.63%和46.32%，表明開洞率越高對墻體的延性越不利，從表6中可獲知其原因是開設洞口后墻體屈服位移有所下降，但墻體破壞位移降幅更大。其次，與磚砌體抗震試驗數據[25-26]相比，生土砌塊墻體延性系數略小于磚砌體。

表4 特征點荷載值

表5 特征點位移值

表6 墻體延性系數

表7 承載力試驗值與計算值的比較

2.3 滯回、骨架及剛度退化曲線

各試件滯回曲線和骨架曲線如圖9～10所示，骨架曲線由滯回曲線上同向各次加載的荷載極值點相連所得。采用割線剛度K研究墻體的剛度退化現象[27]，各試件的剛度退化曲線對比如圖11所示。從圖中可以得出以下幾點規律：

(1) 3個試件滯回曲線均呈梭形，形成主裂縫后(加載至峰值荷載的75%左右)，由于裂縫的不斷開展及往復錯動，滯回環面積逐漸增大，形狀愈加飽滿，同一加載等級兩個循環內強度退化逐漸明顯；當墻體兩側三角型區域出現脫離趨勢時，滯回環飽滿程度降低，試件耗能能力減弱。比較試件RS-1、RS-2、RS-3可見，隨著開洞率的增大，其滯回環面積逐漸減小，開設洞口尺寸對墻體的耗能能力有顯著影響。

(2) 3個試件的骨架曲線大致由彈性階段、屈服階段、破壞階段，以及倒塌階段等四個階段構成。由于生土材料彈性模量相對較低，以及泥漿灰縫存在干縮裂縫，試件骨架曲線中彈性段較短，因開洞影響，RS-1、RS-2、RS-3三者的初始剛度存在差異，彈性段斜率依次遞減；在屈服階段，可以看到試件RS-1骨架曲線斜率較小，曲線較光滑，而試件RS-2、RS-3則因為洞口對變形能力的削弱導致骨架曲線較陡峭，在峰值荷載處產生尖角；當進入破壞和倒塌階段后，試件RS-2及試件RS-3骨架曲線下降趨勢更為陡峭，試件RS-1相對平緩且長度更長，表明經開設洞口削弱的墻體剛度退化更快，進入倒塌狀態的速率更快。

(3) 剛度退化曲線反映出與骨架曲線相同的特點。RS-1、RS-2、RS-3試件的初始剛度隨洞口尺寸依次減小，當試件表面形成主裂縫后，墻體發生塑性變形，此前，三個墻體試件剛度退化速率基本一致；各試件剛度退化曲線出現拐點后，剛度退化速率減緩，破壞荷載以后試件剛度退化速率進一步減緩，開洞率越大剛度退化速率越快。

(a) RS-1

圖10 骨架曲線對比

3 抗剪承載力計算

本文3個墻體試件破壞形態均為裂縫沿灰縫延伸的剪切破壞，其破壞機制符合剪摩破壞理論，其受剪承載力主要影響因素為豎向壓應力、泥漿灰縫抗剪強度及洞口尺寸，故在借鑒GB 50003—2011 《砌體結構設計規范》[28]受剪構件承載力計算公式基礎上，考慮生土墻體抗剪承載力隨開洞率ρ增大呈近似線性降低關系,如圖12所示，可得無約束生土墻體抗剪承載力計算公式為

Vk≤η(fvk+μσ0)A

(1)

式中：Vk為墻體承載力標準值；fvk為砌體抗剪強度標準值，fvk=fm-1.645σf，MPa；σ0為豎向壓應力，MPa；μ為剪壓復合受力影響系數；η為洞口影響系數；fm為砌體的強度平均值，kN；σf為砌體強度的標準差。

文獻[29]對兩百多個磚砌體剪壓試驗數據統計分析，確立了砌體的剪壓復合受力影響系數的取值，本文中生土砌塊墻體破壞現象與磚砌體相似，其剪壓復合受力影響系數取值參考磚砌體

(2)

η的計算公式經線性回歸分析可得

η=1-1.591 9ρ

(3)

表7為本文試驗所得墻體抗剪承載力試驗值與上述公式計算值對比。從表7可見，計算結果與試驗結果誤差均在15%以內。

圖12 開洞率對生土墻體抗剪承載力的影響

為驗證上述生土墻體抗剪承載力計算公式的適用性，選取吳鋒的無約束生土墻體擬靜力試驗數據進行對比分析。由表8可見，其試驗值與計算值相對誤差在20%以內，計算值總體略低于試驗值。由于生土材料選擇、砌塊尺寸、砌筑工藝、養護條件等離散性較大，導致試驗值和計算值有一定差異，但從兩次試驗的9組數據比較來看，本文公式總體可用于無約束生土墻抗剪承載力估算。

表8 承載力試驗值與計算值的比較

4 抗震性能評估

目前關于生土結構抗震性能評估的研究很少，對不同地震強度下的損傷程度界定缺失，也制約了生土結構抗震設計理論的發展。本文采用我國現行GB 50011—2010 《建筑抗震設計規范》提供的抗震性能目標劃分標準，在對本文試驗結果及國內外生土墻抗震試驗數據統計分析基礎上，探討以層間位移角為指標的無約束生土砌塊墻抗震性能評估方法。

4.1 性能水準

本文采用抗震規范中建議的結構抗震性能設計目標，結合本文試驗中生土墻的試驗現象及骨架曲線，將生土砌塊墻體性能水準劃分為5級，并給出生土墻體的性能水準損傷階段描述，其性能水準與對應的損傷演化現象描述如表9所示，各性能水準階段損傷狀態見圖13。

表9 生土砌塊墻體性能水準

4.2 性能評估

考慮到目前結構抗震性能評估指標多采用層間位移角，本文也采用其作為生土墻體的性能評估指標參數。在收集國內現有生土墻體擬靜力抗震試驗數據，結合本文試驗數據的基礎上，對19片無約束構造措施生土砌塊墻片的試驗數據進行統計分析，如表10所示。各特征點層間位移角分布范圍統計如圖14所示，可見試驗數據基本服從正態分布，取每組試驗數據的平均值減去一倍的標準差作為具有90%保證率的評判結果，試驗數據統計結果見表11。由于其他學者所開展的擬靜力試驗均未進行到倒塌階段，故倒塌點取本文3個墻體試件的平均值。

表10 無構造措施生土砌塊墻體數據信息

(a) 基本完好

(a) 開裂點

由表11可知，生土砌塊墻體開裂點變異系數較大，其離散程度相對較大，主要原因為試驗現象觀測沒有統一的標準，對開裂點的界定稍有不同，考慮樣本數據均大于1/2 000，建議將1/2 000作為開裂點的層間位移角限值，并作為“基本完好”的層間位移角上限值；屈服點數據通過公式計算獲得，其離散程度相對較低，建議將1/350作為“輕微破壞”的層間位移角上限值。從圖14可見，生土砌塊墻體峰值點分布較為集中且層間位移角整體偏小，建議將1/180作為“中等破壞”的層間位移角上限值；破壞點數據分布相對較為分散且多數層間位移角大于1/100，建議將1/100作為“嚴重破壞”的層間位移角上限值。上述特征點的層間位移角建議限值在數據統計的基礎上考慮試驗數據分布特征得到，整體偏于安全。

表11 生土砌塊墻體層間位移角統計分析

綜合上述分析，得到生土砌塊墻體的抗震性能評估指標如表12所示。但目前所收集的墻體試驗資料較少，墻體材料、尺寸、施工工藝和試驗條件、試驗方法的不同對統計結果均有影響，故本文中所提出的生土結構抗震性能量化評估指標是初步的研究成果，適用于高寬比小于1的單層無約束生土砌塊承重墻，后續仍需補充試驗資料，進一步完善研究成果。

表12 生土砌塊墻體抗震性能評估指標

圖15為蔣利學等[34]所提出的磚砌體墻與本文生土砌體墻在地震作用下失效全過程各階段層間位移角限值比較，兩種砌體墻失效全過程中層間位移角發展總體趨勢一致，開裂點層間位移角相近，墻體開裂前僅有很小的變形，消耗的能量很小，表明兩種砌體彈性階段均較短；開裂后，生土砌體墻的層間位移角限值顯著大于磚砌體墻，且其曲線斜率更大，尤其是隨著破壞程度加重，層間位移角增幅將逐步加大，表明相對磚砌體墻而言，生土砌體墻雖承載力相對較低，但其在地震作用下裂縫損傷發展更為充分，延性相對更好。

圖15 磚砌體與生土砌體各階段層間位移角限值比較

5 結 論

(1) 三類典型生土砌塊墻體在擬靜力試驗中破壞模式與磚砌體相似，均發生裂縫沿灰縫延伸的剪切破壞，最終當墻體X型主裂縫交匯處生土砌塊被壓碎，兩側三角型區域砌體脫落，墻體倒塌。帶門、窗洞墻X型主裂縫形成及破壞區域集中在窗(門)間墻，窗下墻基本完好。

(2) 開洞對生土砌塊墻體各項抗震性能指標影響較大，其承載能力、變形能力、延性、耗能能力隨開洞率的增加而逐漸減小。

(3) 生土砌塊墻體破壞現象符合剪摩破壞理論，對磚砌體結構抗剪構件承載力計算公式進行修正，得到了適用于無約束生土砌塊墻體的抗剪承載力計算公式及影響參數取值方法，可用于生土墻體承載力估算。

(4) 對本文試驗及現有無約束生土砌塊墻體擬靜力試驗文獻數據進行統計，初步提出了適用于無約束生土砌塊墻的抗震性能量化評估指標，給出了生土砌塊墻體基本完好、輕微破壞、中等破壞、嚴重破壞、墻體倒塌5個性能水準的層間位移角上限建議值，分別為1/2 000、1/350、1/180、1/100。