生土砌块墙体地震失效机理试验研究

刘 寅， 袁 康,2， 叶坤祥， 张奋杰

(1.石河子大学 水利建筑工程学院，新疆 石河子 832003； 2.新疆兵团高烈度寒区建筑抗震节能技术工程实验室，新疆 石河子 832003)

采用泥浆与生土砌块砌筑形成的生土砌块结构作为生土结构的主要形式之一，凭借其生态环保、就地取材、工艺简单、造价低廉等优点，在我国西部地区尤其经济欠发达地区分布广泛并仍将长期存在[1-2]。但由于材料强度低、结构整体性差，其抗震性能十分薄弱，在2021年青海玛多7.4级地震[3]、2020年云南巧家5.0级地震[4]、2019年四川九寨沟7.0级地震[5]和新疆塔什库尔干5.5级地震[6]等历次破坏性地震中倒塌现象普遍，是农村地区抗震设防的薄弱环节。

生土砌块墙是生土结构的主要抗侧力构件，其抗震性能对整体结构抗震表现影响显著，国内外学者对此开展了大量研究工作。在探索抗震性能影响因素方面，焦春节等[7-9]研究了墙体尺寸、洞口尺寸、泥浆强度及砌筑方式的影响，Ali等[10]研究了高宽比和竖向应力的影响，研究表明相关因素总体影响规律与砖砌体一致；此外，以提高生土砌块墙抗震承载力和延性为目的的抗震构造措施也广受关注，周铁钢等[11-13]通过对土坯墙设置木柱木梁、混凝土暗柱暗梁、冷弯薄壁型钢等竖向构件约束其侧向变形；谷伟等[14-16]在生土墙外表面覆盖尼龙网、天然棕榈网、合成网格等表面约束提高生土墙的整体性；Angelo等[17-18]在水平灰缝中放置聚合物网格、石膏网等拉结材料增加泥浆与砌块间的粘结作用来提高其抗震性能。综上，目前针对生土砌块墙的研究主要集中在建造方式、施工工艺的影响，以及验证各种构造措施的抗震性能提升效果等方面。

上述研究体现了村镇建筑“因地制宜、简单有效”的抗震原则，对提高生土结构抗震性能有重要指导意义。但对于砌筑泥浆和砌块采用相同材料的生土墙而言，其材料强度及组成与烧结砖砌体有较大不同，在地震作用下的开裂损伤发展及倒塌失效机理认识还远远不够，尤其是生土墙体在倒塌阶段的性能退化规律研究还很少，也导致失效全过程的抗震性能评估指标不完整，基于合理破坏模式的结构抗震设计方法也尚未建立，在抗震规范中也仅有构造层面的设防规定[19]，限制了生土结构的进一步发展。针对上述问题，本文参考实际工程典型尺寸的实体墙、带门洞墙、带窗洞墙等三类墙，进行以加载至倒塌为目标的低周往复水平加载试验，研究不同类型生土砌块墙体的损伤演化规律、破坏模式、倒塌失效机理，建立墙体抗剪承载力计算方法；并结合相关文献进行统计分析，对生土砌块墙基本完好、轻微破坏、中等破坏、严重破坏、墙体倒塌全过程的性能评估指标(层间位移角)量化取值进行探讨，为后续研究生土结构抗震性能化设计方法奠定基础。

1 试验设计

1.1 试件制作

本文设计了3个缩尺比例为1:2.5的生土砌块墙试件，分别为实体墙(RS-1)、带窗洞墙(RS-2)和带门洞墙(RS-3)，墙体尺寸均为1 700 mm×1 100 mm×240 mm，试件整体尺寸及门、窗洞口尺寸设计依据村镇中较为典型的生土建筑，试件设计与试验工况如图1、表1所示。3个墙体试件制作工艺相同，采用人工砌筑，试件砌筑方式为一顺一丁式，每皮砖之间采用与砌块强度相同的素生土泥浆粘结，将墙体直接砌筑于尺寸为3 100 mm×400 mm×400 mm的钢筋混凝土地梁上，地梁配筋见图2。2个开洞墙试件均在洞口顶部设置尺寸为720 mm×240 mm×90 mm、两端伸入墙体各120 mm的过梁。砌筑后对墙体进行刷白处理，记录因灰缝泥浆干缩而产生裂缝的位置，3个砌筑完成的墙体如图3所示。

表1 试件试验工况

图2 地梁配筋图

(a) RS-1

1.2 材料性能

本次试验所用生土为石河子郊区的黄黏土。考虑到机制生土砌块可以减少因材料配比及制作工艺带来的强度离散性，并提高生产效率，将是生土结构未来发展方向[20]，本文采用尺寸为240 mm×115 mm×90 mm的机制生土砌块进行试验，挤塑成型后在通风良好的室外场地覆盖草垫自然风干。按照农民工匠习惯做法，砌筑泥浆土料与生土砌块砖一致，为减少墙体养护过程中产生的干缩裂缝，在砌筑泥浆中掺入破碎后的秸秆[21-22]。砌块和泥浆抗压强度试验结果见表2，表3为生土砌体抗压试验与抗剪试验结果。

表2 砌块和泥浆抗压强度试验值

表3 生土砌体抗压试验与抗剪试验结果

1.3 加载及数采方案

本文低周往复水平加载试验在石河子大学结构试验室进行。采用量程为1 000 kN的美国MTS公司液压伺服加载装置对试件进行水平往复加载，加载制度采用位移加载，每级循环2次。在0～2 mm，加载步长为0.5 mm，加载速度为0.1 mm/s；在2～4 mm，加载步长为1 mm，加载速度为0.1 mm/s；在4～8 mm，加载步长为2 mm，加载速度为0.2 mm/s；在8～16 mm，加载步长为4 mm，加载速度为0.2 mm/s；在16～32 mm，加载步长为8 mm，加载速度为0.2 mm/s；在32 mm至试件倒塌，加载步长为16 mm，加载速度为0.4 mm/s。试验过程中，当发生大量砌块掉落、平面外倾倒或丧失竖向承载力，以及其它不能继续加载的情况时，判定墙体倒塌失效，结束加载。

采用100吨油压千斤顶对试件进行竖向加载。考虑生土农房多为单层建筑，故试验竖向应力取值为0.1 MPa。试验中竖向压力由千斤顶施加在分配梁上，通过分配梁传递到压梁，在分配梁下设置滑动滚轴实现竖向压力下的水平往复加载，加载方案如图4所示。

(a) 试验现场

3个墙体试件的测点布置位置及数据采集方式一致，主要采集墙体侧向变形及水平受力情况。以实体墙为例，位移计1和2、3分别测量墙体上、中、下三个不同位置的水平位移情况，位移计4测量地梁的水平滑移情况。所有位移计及压力传感器测量数据由30通道TDS数据采集箱采集，测点布置见图5。

图5 测点布置

2 试验结果及分析

2.1 失效过程

三类墙体试件失效过程基本一致，基于典型高宽比尺寸下，其破坏模式均为剪切破坏，但各自裂缝发展过程有所不同，图6、图7和图8分别为RS-1、RS-2和RS-3三个墙体试件屈服、峰值、破坏和倒塌4个特征点的试验现象，展示了试件倒塌失效全过程的裂缝发展及损伤演变，其中峰值点和破坏点分别为水平荷载最大时对应的荷载及位移和荷载下降至最大荷载的85%时对应的荷载及位移，屈服点由能量等值法确定[23]。

对于实体墙(RS-1)，当水平位移加载至Δ=6 mm(θ=1/183)时，骨架曲线达到屈服点，墙体表现出明显的塑性变形，墙体表面形成了从墙体两侧顶部延伸至墙底中部的细小V型斜裂缝如图6(a)所示；当加载级数达到Δ=24 mm(θ=1/46)时，骨架曲线达到峰值点，墙体形成X型主裂缝如图6(b)所示，墙体两侧沿灰缝的阶梯型三角型区域明显；当加载位移Δ=32 mm(θ=1/35)时，持荷下降至破坏荷载(峰值荷载的85%)，主裂缝不断加宽，墙体两侧三角型区域将要退出工作如图6(c)所示；继续加载至Δ=48 mm(θ=1/23)时，墙体两侧三角型失效区域向中部核心区域扩展直至完全脱落，墙体宣告倒塌如图6(d)所示。

图6 实体墙试验现象(RS-1)

对于带窗洞墙(RS-2)，当水平位移加载至Δ=3 mm(θ=1/367)时，骨架曲线达到屈服点，墙体出现了明显的塑性变形，窗洞口两侧形成V型细小主斜裂缝如图7(a)所示；当加载级数Δ=12 mm(θ=1/92)时，骨架曲线达到峰值点，墙体主裂缝加宽，墙体两侧形成三角型区域，且裂缝开始向窗洞四角延伸如图7(b)所示；当加载位移Δ=16 mm(θ=1/69)时，持荷下降至破坏荷载，墙体两侧三角型区域基本退出工作，窗洞四角斜裂缝加宽，墙体破坏严重如图7(c)所示；继续加载至Δ=24 mm(θ=1/46)时，窗洞口两侧小三角型区域退出工作，墙体两侧的三角型墙体完全脱开如图7(d)所示，墙体倒塌。

图7 带窗洞墙试验现象(RS-2)

对于带门洞墙(RS-3)，当水平位移加载至Δ=3 mm(θ=1/367)时，骨架曲线达到屈服点，墙体形成从两侧顶部延伸至门洞口两侧角部的V型斜裂缝如图8(a)所示；当加载级数达到Δ=8 mm(θ=1/138)时，骨架曲线达到峰值点，门洞两侧墙肢形成X型主斜裂缝如图8(b)所示；当加载位移Δ=12 mm(θ=1/92)时，持荷下降至破坏荷载，墙体两侧三角型区域逐渐退出工作如图8(c)所示；继续加载至Δ=16 mm(θ=1/69)时，门洞口两侧三角型区域基本退出工作，墙体宣告倒塌如图8(d)所示。

图8 带门洞墙试验现象(RS-3)

本文3个生土砌块墙体试件失效过程基本一致，其破坏形态均表现为沿灰缝延伸的剪切破坏，裂缝呈阶梯状，倒塌时均为两侧三角型墙体退出工作。实体墙裂缝发展形态与带门洞墙两侧墙肢相似，说明门洞使墙体变为两个独立墙肢，其受力状态与实体墙基本一致；带窗洞墙(RS-2)破坏时窗下墙基本完好，同时，由于窗下墙的约束作用，窗间墙主裂缝不对称，靠近窗洞处墙体损坏程度低于墙边，这与孙雪梅等[24]中所描述的开窗洞砖砌体破坏现象一致，而对于开洞率更大的带门洞墙(RS-3)，洞口使两侧墙体联系较弱，从而变为两个独立墙肢，两侧墙肢裂缝发展趋势对称，其破坏形态与实体墙基本一致，这与吴锋所描述的开门洞生土墙体破坏现象一致，不同的是吴锋试验中洞口上侧墙体高度较大，受剪产生了沿灰缝45°方向的阶梯斜裂缝。

2.2 承载力及变形

为进一步分析三类墙体的抗剪承载力和变形能力，将试件的各特征点荷载、位移罗列如表4、表5所示；延性系数μ=Δu/Δy，即为破坏位移与屈服位移之比，各试件延性系数如表6所示。从表4、5及6可以看出：

(1) 实体墙、带窗洞墙和带门洞墙在加载各阶段受荷能力依次递减。以峰值荷载为例，相对实体墙(RS-1)而言，带窗洞墙(RS-2)和带门洞墙(RS-3)分别降低16.12%和32.17%。结果表明开设门窗洞口将实体墙变为联肢墙，其水平抗剪承载力随开洞率增大而显著降低；其次由于试验中RS-2和RS-3洞口宽度一致，而RS-2试件的承载力高出RS-3试件16.05%，表明窗下墙虽不作为承重构件，但对抗剪承载力影响较大。

(2) 实体墙、带窗洞墙和带门洞墙在加载各阶段变形能力依次递减。以倒塌点位移为例，相对于实体墙(RS-1)而言，带窗洞墙(RS-2)和带门洞墙(RS-3)分别降低52.68%和68.70%，表明门窗洞口对墙体刚度的削弱，以及墙体由实体墙变为高宽比更大的窗(门)间墙，会极大程度的降低墙体抵抗地震引起剪切变形的能力；其次，RS-2试件的位移较RS-3试件高出33.85%，表明窗下墙对窗间墙下部的侧向约束，在一定程度可限制窗间墙的变形，对墙体抵抗剪切变形有显著作用。

(3) 实体墙、带窗洞墙和带门洞墙延性系数依次递减。相比实体墙(RS-1)，带窗洞墙(RS-2)和带门洞墙(RS-3)的延性系数分别降低了27.63%和46.32%，表明开洞率越高对墙体的延性越不利，从表6中可获知其原因是开设洞口后墙体屈服位移有所下降，但墙体破坏位移降幅更大。其次，与砖砌体抗震试验数据[25-26]相比，生土砌块墙体延性系数略小于砖砌体。

表4 特征点荷载值

表5 特征点位移值

表6 墙体延性系数

表7 承载力试验值与计算值的比较

2.3 滞回、骨架及刚度退化曲线

各试件滞回曲线和骨架曲线如图9～10所示，骨架曲线由滞回曲线上同向各次加载的荷载极值点相连所得。采用割线刚度K研究墙体的刚度退化现象[27]，各试件的刚度退化曲线对比如图11所示。从图中可以得出以下几点规律：

(1) 3个试件滞回曲线均呈梭形，形成主裂缝后(加载至峰值荷载的75%左右)，由于裂缝的不断开展及往复错动，滞回环面积逐渐增大，形状愈加饱满，同一加载等级两个循环内强度退化逐渐明显；当墙体两侧三角型区域出现脱离趋势时，滞回环饱满程度降低，试件耗能能力减弱。比较试件RS-1、RS-2、RS-3可见，随着开洞率的增大，其滞回环面积逐渐减小，开设洞口尺寸对墙体的耗能能力有显著影响。

(2) 3个试件的骨架曲线大致由弹性阶段、屈服阶段、破坏阶段，以及倒塌阶段等四个阶段构成。由于生土材料弹性模量相对较低，以及泥浆灰缝存在干缩裂缝，试件骨架曲线中弹性段较短，因开洞影响，RS-1、RS-2、RS-3三者的初始刚度存在差异，弹性段斜率依次递减；在屈服阶段，可以看到试件RS-1骨架曲线斜率较小，曲线较光滑，而试件RS-2、RS-3则因为洞口对变形能力的削弱导致骨架曲线较陡峭，在峰值荷载处产生尖角；当进入破坏和倒塌阶段后，试件RS-2及试件RS-3骨架曲线下降趋势更为陡峭，试件RS-1相对平缓且长度更长，表明经开设洞口削弱的墙体刚度退化更快，进入倒塌状态的速率更快。

(3) 刚度退化曲线反映出与骨架曲线相同的特点。RS-1、RS-2、RS-3试件的初始刚度随洞口尺寸依次减小，当试件表面形成主裂缝后，墙体发生塑性变形，此前，三个墙体试件刚度退化速率基本一致；各试件刚度退化曲线出现拐点后，刚度退化速率减缓，破坏荷载以后试件刚度退化速率进一步减缓，开洞率越大刚度退化速率越快。

(a) RS-1

图10 骨架曲线对比

3 抗剪承载力计算

本文3个墙体试件破坏形态均为裂缝沿灰缝延伸的剪切破坏，其破坏机制符合剪摩破坏理论，其受剪承载力主要影响因素为竖向压应力、泥浆灰缝抗剪强度及洞口尺寸，故在借鉴GB 50003—2011 《砌体结构设计规范》[28]受剪构件承载力计算公式基础上，考虑生土墙体抗剪承载力随开洞率ρ增大呈近似线性降低关系,如图12所示，可得无约束生土墙体抗剪承载力计算公式为

Vk≤η(fvk+μσ0)A

(1)

式中：Vk为墙体承载力标准值；fvk为砌体抗剪强度标准值，fvk=fm-1.645σf，MPa；σ0为竖向压应力，MPa；μ为剪压复合受力影响系数；η为洞口影响系数；fm为砌体的强度平均值，kN；σf为砌体强度的标准差。

文献[29]对两百多个砖砌体剪压试验数据统计分析，确立了砌体的剪压复合受力影响系数的取值，本文中生土砌块墙体破坏现象与砖砌体相似，其剪压复合受力影响系数取值参考砖砌体

(2)

η的计算公式经线性回归分析可得

η=1-1.591 9ρ

(3)

表7为本文试验所得墙体抗剪承载力试验值与上述公式计算值对比。从表7可见，计算结果与试验结果误差均在15%以内。

图12 开洞率对生土墙体抗剪承载力的影响

为验证上述生土墙体抗剪承载力计算公式的适用性，选取吴锋的无约束生土墙体拟静力试验数据进行对比分析。由表8可见，其试验值与计算值相对误差在20%以内，计算值总体略低于试验值。由于生土材料选择、砌块尺寸、砌筑工艺、养护条件等离散性较大，导致试验值和计算值有一定差异，但从两次试验的9组数据比较来看，本文公式总体可用于无约束生土墙抗剪承载力估算。

表8 承载力试验值与计算值的比较

4 抗震性能评估

目前关于生土结构抗震性能评估的研究很少，对不同地震强度下的损伤程度界定缺失，也制约了生土结构抗震设计理论的发展。本文采用我国现行GB 50011—2010 《建筑抗震设计规范》提供的抗震性能目标划分标准，在对本文试验结果及国内外生土墙抗震试验数据统计分析基础上，探讨以层间位移角为指标的无约束生土砌块墙抗震性能评估方法。

4.1 性能水准

本文采用抗震规范中建议的结构抗震性能设计目标，结合本文试验中生土墙的试验现象及骨架曲线，将生土砌块墙体性能水准划分为5级，并给出生土墙体的性能水准损伤阶段描述，其性能水准与对应的损伤演化现象描述如表9所示，各性能水准阶段损伤状态见图13。

表9 生土砌块墙体性能水准

4.2 性能评估

考虑到目前结构抗震性能评估指标多采用层间位移角，本文也采用其作为生土墙体的性能评估指标参数。在收集国内现有生土墙体拟静力抗震试验数据，结合本文试验数据的基础上，对19片无约束构造措施生土砌块墙片的试验数据进行统计分析，如表10所示。各特征点层间位移角分布范围统计如图14所示，可见试验数据基本服从正态分布，取每组试验数据的平均值减去一倍的标准差作为具有90%保证率的评判结果，试验数据统计结果见表11。由于其他学者所开展的拟静力试验均未进行到倒塌阶段，故倒塌点取本文3个墙体试件的平均值。

表10 无构造措施生土砌块墙体数据信息

(a) 基本完好

(a) 开裂点

由表11可知，生土砌块墙体开裂点变异系数较大，其离散程度相对较大，主要原因为试验现象观测没有统一的标准，对开裂点的界定稍有不同，考虑样本数据均大于1/2 000，建议将1/2 000作为开裂点的层间位移角限值，并作为“基本完好”的层间位移角上限值；屈服点数据通过公式计算获得，其离散程度相对较低，建议将1/350作为“轻微破坏”的层间位移角上限值。从图14可见，生土砌块墙体峰值点分布较为集中且层间位移角整体偏小，建议将1/180作为“中等破坏”的层间位移角上限值；破坏点数据分布相对较为分散且多数层间位移角大于1/100，建议将1/100作为“严重破坏”的层间位移角上限值。上述特征点的层间位移角建议限值在数据统计的基础上考虑试验数据分布特征得到，整体偏于安全。

表11 生土砌块墙体层间位移角统计分析

综合上述分析，得到生土砌块墙体的抗震性能评估指标如表12所示。但目前所收集的墙体试验资料较少，墙体材料、尺寸、施工工艺和试验条件、试验方法的不同对统计结果均有影响，故本文中所提出的生土结构抗震性能量化评估指标是初步的研究成果，适用于高宽比小于1的单层无约束生土砌块承重墙，后续仍需补充试验资料，进一步完善研究成果。

表12 生土砌块墙体抗震性能评估指标

图15为蒋利学等[34]所提出的砖砌体墙与本文生土砌体墙在地震作用下失效全过程各阶段层间位移角限值比较，两种砌体墙失效全过程中层间位移角发展总体趋势一致，开裂点层间位移角相近，墙体开裂前仅有很小的变形，消耗的能量很小，表明两种砌体弹性阶段均较短；开裂后，生土砌体墙的层间位移角限值显著大于砖砌体墙，且其曲线斜率更大，尤其是随着破坏程度加重，层间位移角增幅将逐步加大，表明相对砖砌体墙而言，生土砌体墙虽承载力相对较低，但其在地震作用下裂缝损伤发展更为充分，延性相对更好。

图15 砖砌体与生土砌体各阶段层间位移角限值比较

5 结 论

(1) 三类典型生土砌块墙体在拟静力试验中破坏模式与砖砌体相似，均发生裂缝沿灰缝延伸的剪切破坏，最终当墙体X型主裂缝交汇处生土砌块被压碎，两侧三角型区域砌体脱落，墙体倒塌。带门、窗洞墙X型主裂缝形成及破坏区域集中在窗(门)间墙，窗下墙基本完好。

(2) 开洞对生土砌块墙体各项抗震性能指标影响较大，其承载能力、变形能力、延性、耗能能力随开洞率的增加而逐渐减小。

(3) 生土砌块墙体破坏现象符合剪摩破坏理论，对砖砌体结构抗剪构件承载力计算公式进行修正，得到了适用于无约束生土砌块墙体的抗剪承载力计算公式及影响参数取值方法，可用于生土墙体承载力估算。

(4) 对本文试验及现有无约束生土砌块墙体拟静力试验文献数据进行统计，初步提出了适用于无约束生土砌块墙的抗震性能量化评估指标，给出了生土砌块墙体基本完好、轻微破坏、中等破坏、严重破坏、墙体倒塌5个性能水准的层间位移角上限建议值，分别为1/2 000、1/350、1/180、1/100。