裝配整體式圈梁構(gòu)造柱約束磚墻擬靜力試驗研究

張春濤，鄧傳力，馬建超，安仁兵

（1.工程材料與結(jié)構(gòu)沖擊振動四川省重點實驗室，四川 綿陽 621010；2.西南科技大學(xué) 土木工程與建筑學(xué)院，四川 綿陽 621010；3.西藏大學(xué)工學(xué)院，西藏 拉薩 850000）

0 引言

汶川、蘆山和九寨溝地震震害調(diào)查均表明農(nóng)房破損最嚴(yán)重，造成了大量財產(chǎn)損失和人員傷亡[1，2]。究其原因，一方面農(nóng)房一般不經(jīng)過正規(guī)單位設(shè)計，使得房屋結(jié)構(gòu)存在安全隱患；另一方面即使部分房屋按要求經(jīng)過設(shè)計院設(shè)計，但是為了節(jié)省工期和造價，部分農(nóng)房仍未按設(shè)計要求進(jìn)行修建（圖1），致使部分災(zāi)后重建農(nóng)房在后續(xù)地震災(zāi)害中仍出現(xiàn)大量破損。

鋼筋混凝土圈梁構(gòu)造柱是提高砌體結(jié)構(gòu)房屋抗震性能最有效的措施[3，4]，但由于施工工藝復(fù)雜，未能在部分農(nóng)房中得到規(guī)范建造。李英民、鄭妮娜等[5]按照結(jié)構(gòu)形式將構(gòu)造柱預(yù)制成空心砌塊，與砌體同時砌筑施工后再在空心內(nèi)澆筑鋼筋混凝土芯柱對墻體形成約束，試驗和數(shù)值計算均表明芯柱式構(gòu)造柱能顯著提高墻體的抗震性能。曹萬林等[6]通過置入豎向構(gòu)造鋼筋形成約束來改善墻體的承載能力和滯回性能，試驗結(jié)果發(fā)現(xiàn)豎向構(gòu)造鋼筋能大幅提高墻體平均耗能。顯然，上述研究對改進(jìn)構(gòu)造柱或豎向抗震設(shè)防措施展開了大量富有成效的研究，至于圈梁建造技術(shù)改良的研究相對較少，目前亦有部分研究者提出采用U型預(yù)制混凝土塊實現(xiàn)圈梁裝配化，但采用U型預(yù)制塊既減小了圈梁的截面又不利于砌體局部抗壓，削弱了圈梁構(gòu)造柱對墻體的約束效應(yīng)。為此，本文將預(yù)制和現(xiàn)澆相結(jié)合，提出一種裝配整體式圈梁構(gòu)造柱建造方法；并對采用此建造方法的磚墻展開抗震性能研究，建立考慮豎向壓力作用的圈梁構(gòu)造柱約束墻體抗剪承載能力計算模型，分析圈梁構(gòu)造柱對墻體的約束效應(yīng)。

圖1 震區(qū)未按規(guī)范要求設(shè)置圈梁構(gòu)造柱的砌體結(jié)構(gòu)農(nóng)房Fig.1 Masonry rural structures without reinforced concrete column-to-beam in the seismic region

1 試驗概況

1.1 試件設(shè)計

考慮部分偏遠(yuǎn)農(nóng)村的運(yùn)輸條件和施工技術(shù)，將裝配整體式圈梁構(gòu)造柱分成兩部分：一是圈梁構(gòu)造柱預(yù)制塊，如圖2（a）所示將圈梁設(shè)計成580mm×240mm×120mm的配筋預(yù)制砌塊，預(yù)制砌塊箍筋向上伸出100mm；如圖2（b） 所示構(gòu)造柱按文獻(xiàn)[7]要求設(shè)計成帶馬牙槎和不帶馬牙槎的中空鋼筋混凝土預(yù)制砌塊，不帶馬牙槎的預(yù)制砌塊的幾何尺寸為240mm×240mm×120mm，中部空芯尺寸為 120mm×120mm×120mm，帶馬牙槎預(yù)制砌塊僅多出60mm×240mm×120mm的馬牙槎，預(yù)制塊的馬牙槎數(shù)量隨構(gòu)造柱設(shè)置在磚墻中部、丁字形連接、十字形連接等位置而變化；圈梁構(gòu)造柱預(yù)制砌塊按照圖2（c）所示方式進(jìn)行連接。二是圈梁構(gòu)造柱現(xiàn)澆部分，圈梁構(gòu)造柱預(yù)制砌塊與墻體同時砌筑好后，在圖2（a）中外露箍筋四角綁扎Φ12mm的通長縱向鋼筋，在圖2（b） 中構(gòu)造柱中部空芯中放入由4Φ12mm縱向鋼筋和Φ6mm箍筋構(gòu)成的鋼筋籠，構(gòu)造柱鋼筋籠應(yīng)與圈梁鋼筋、地圈梁預(yù)埋鋼筋進(jìn)行有效連接；然后，澆筑混凝土形成圈梁構(gòu)造柱現(xiàn)澆整體部分，從而形成裝配整體式鋼筋混凝土圈梁構(gòu)造柱約束體系，如圖3所示。

圖2 裝配整體式圈梁構(gòu)造柱預(yù)制砌塊示意圖Fig.2 Precast reinforced concrete blocks of the integrated monolithic reinforced concrete column-to-beam

圖3 裝配整體式圈梁構(gòu)造柱約束體系Fig.3 The restrained system of integrated monolithic reinforced concrete column-to-beam

1.2 試件制作

為了研究上述裝配整體式圈梁構(gòu)造柱對磚墻抗震性能的改善情況，通過改變約束條件和豎向壓力，展開6片頁巖磚墻的擬靜力試驗研究，試驗工況如表1所示。首先，對不同約束的試件開展擬靜力試驗，對比分析無豎向壓力狀態(tài)下裝配整體式圈梁構(gòu)造柱對磚墻抗震性能的改善情況；然后，按常見多低層砌體農(nóng)房磚墻的實際承重情況對承受不同豎向壓力的裝配整體式圈梁構(gòu)造柱約束磚墻FWS進(jìn)行低周往復(fù)試驗，分析不同豎向壓力作用下上述新型約束體系對磚墻抗震性能的改善情況。試件幾何尺寸均為1800mm×1350mm×240mm，具體尺寸及配筋等如圖4所示，砌筑過程如圖5所示。

表1 墻體試驗工況

圖4 試驗墻體構(gòu)造詳圖Fig.4 Structural details of test walls

圖5 裝配整體式圈梁構(gòu)造柱約束磚墻砌筑過程Fig.5 Construction of integrated monolithic reinforced concrete column-to-beam constrained masonry walls

1.3 試驗加載

1.3.1 試驗裝置

圖6 墻體試驗加載裝置Fig.6 The experimental facility of masonry walls

本試驗在“工程材料與結(jié)構(gòu)沖擊振動”四川省重點實驗室進(jìn)行，如圖6所示。磚墻豎向集中載荷首先由反力架上的千斤頂施加在一個型鋼分配梁，該鋼梁被放置在第二個鋼梁上部，兩根鋼梁之間由2個環(huán)形鋼管分離。其中，鋼梁之間的環(huán)形鋼管是為了允許墻體在承受豎向分布載荷的同時還可以產(chǎn)生橫向位移。箱型鋼梁則均勻施壓于磚墻之上，從而實現(xiàn)磚墻的不同豎向壓力試驗工況。水平往復(fù)荷載由反力墻上的MTS液壓加載系統(tǒng)（MPT793） 施加，磚墻與MTS作動器之間由兩塊60mm厚板鋼板和4Φ32mm強(qiáng)度為HRB400的鋼筋通過高強(qiáng)螺栓連接。

1.3.2 測點布置

試驗中墻體變形主要是測試應(yīng)變和水平位移，測點布置如圖7所示。在墻體兩側(cè)厚度中心線上距墻頂和墻底50mm位置、中部位置對稱布置6個位移計測試墻體水平位移；底梁布置2個豎向和1個水平位移計用于監(jiān)測底梁在墻體低周往復(fù)運(yùn)動過程中發(fā)生的位移。同時，為了解墻體應(yīng)變在加載過程中的變形和開裂過程，沿墻體對角線均勻布置了9個應(yīng)變片，如圖7所示。

圖7 墻體測點布置Fig.7 Measuring points distribution on the masonry wall

1.3.3 試驗加載程序

試驗前先計算出各墻體的開裂荷載設(shè)計值Pcr，再按照文獻(xiàn)[7]的相關(guān)規(guī)定對墻體進(jìn)行預(yù)加載，預(yù)加載值為Pcr的10%（不宜大于20%Pcr），循環(huán)兩次。正式加載時首先對磚墻施加豎向壓力，按照級差為5kN分別增加至試驗所需的20kN、40kN和60kN三個豎向壓力。然后，在保持壓力恒定的情況下，按照圖8所示加載制度對墻體施加水平低周往復(fù)荷載，加載過程分為兩個階段：①荷載控制階段，按照級差為10%Pcr對墻體往復(fù)循環(huán)加載1次，加卸載速度應(yīng)保持一致，各級水平荷載施加過程應(yīng)連續(xù)均勻，直到墻體開裂停止荷載控制；②墻體開裂后荷載很難保持穩(wěn)定不變，改為位移控制加載，每級加載量開始為Δcr+1mm，達(dá)到墻體最大荷載值Pmax后級差增至2mm，每級均往復(fù)循環(huán)兩次，直到荷載無法穩(wěn)定或墻體出現(xiàn)過大通縫而停止加載。

圖8 荷載-位移（P-Δ） 雙控加載制度Fig.8 The P-Δdouble control loading system

2 主要試驗現(xiàn)象和結(jié)果分析

2.1 破壞模式

各試驗工況下墻體最終破壞形態(tài)，如圖8所示。無豎向壓力作用下BWS、CWS和FWS1三片墻體的破壞狀態(tài)因邊界約束條件不同存在顯著差異，BWS因無豎向壓力且無圈梁構(gòu)造柱約束底部出現(xiàn)通縫，CWS和FWS1由于在水平荷載循環(huán)加載過程中有不同形式的圈梁構(gòu)造柱約束出現(xiàn)典型的線性、帶裂縫工作和承載力下降破壞三個階段，僅特征荷載值和變形大小程度不同。

BWS在水平荷載增加到22.07kN時墻體一側(cè)底部開始出現(xiàn)微裂紋并向墻體中部發(fā)展；當(dāng)水平荷載為28.76kN時裂縫貫通墻底，破壞形態(tài)如圖9（a）所示。CWS在荷載增加至69.63kN時墻體中部和四角相繼出現(xiàn)裂紋，裂縫產(chǎn)生和發(fā)展速度明顯增快，但是此時圈梁構(gòu)造柱未有明顯裂縫；當(dāng)荷載增加至92.77kN時斜裂縫連同形成對角主裂縫，改用位移控制加載方式，墻體最終破壞形態(tài)如圖9（b） 所示。FWS1采用了裝配整體式圈梁構(gòu)造柱約束磚墻體，破壞過程與CWS大致相同，最終形態(tài)見圖9（c）。

圖9 墻體破壞模式Fig.9 Failure modes of masonry walls

除上述FWS1外其余三片墻體裂縫發(fā)展充分，從開裂到水平荷載達(dá)到最大值經(jīng)歷時間較長，最終墻體和構(gòu)造柱均出現(xiàn)裂縫，但是構(gòu)造柱未發(fā)生顯著破壞。試件破壞過程基本類似，仍經(jīng)歷了三個階段：（1） 從開始加載到墻體出現(xiàn)初始裂縫為第一階段，即裂縫形成階段；（2） 從墻體初開裂到荷載達(dá)到最大值為第二階段，即裂縫發(fā)展階段；（3）從最大荷載到墻體破壞為第三階段，即破壞階段。

2.2 圈梁構(gòu)造柱的作用

BWS最終因磚墻底部出現(xiàn)了通縫發(fā)生破壞，而其他5片墻體的構(gòu)造柱出現(xiàn)了多條水平裂縫，這表明圈梁構(gòu)造柱能約束磚墻發(fā)生過大變形而提高其抗震能力。同時，構(gòu)造柱的最終破壞卻不是因為這些水平裂縫，而是由于磚墻斜向主裂縫發(fā)展受到了圈梁構(gòu)造柱形成的套箍約束阻止主裂縫兩邊磚墻發(fā)生滑移錯動而造成構(gòu)造柱發(fā)生破壞。與傳統(tǒng)現(xiàn)澆圈梁構(gòu)造柱相比，裝配整體式圈梁構(gòu)造柱由于構(gòu)造柱外部預(yù)制砌塊間灰縫砂漿壓碎脫落形成了裂縫，而這些裂縫卻在墻體遭受水平往復(fù)荷載作用時出現(xiàn)了“閉合—滑移—張開”變形耗散了地震作用。

3 抗震性能分析

3.1 滯回曲線

各墻體的荷載-位移（P-Δ） 滯回曲線，如圖10所示。對比分析可知：（1） 無豎向壓力作用下， CWS和FWS1兩類約束墻體的P-Δ滯曲線在開裂前相似均呈梭形，滯回環(huán)狹長。BWS滯回環(huán)相對飽滿，但墻體開裂后便迅速發(fā)生破壞；因圈梁構(gòu)造柱約束，CWS和FWS1開裂后墻體未出現(xiàn)明顯滑移，滯回曲線呈梭形，滯回耗能性能良好；（2）不同壓力作用下，豎向壓力增大了墻體斜裂縫間的摩擦力和機(jī)械咬合力，致使墻體的承載能力顯著提高，滯回環(huán)增多。隨著壓力增大，滯回環(huán)“捏攏”越明顯。

圖10 各墻體P-Δ滯回曲線Fig.10 P-Δhysteretic curves of masonry walls

3.2 骨架曲線

各墻體的骨架曲線，如圖11所示。各墻體的開裂荷載Pcr、開裂位移Δcr、屈服位移Δy、屈服荷載Py、最大位移Δmax和最大荷載Pmax等實測值，如表2所示。其中，Δu為極限位移，極限荷載Pu為墻體達(dá)到Pmax后隨位移增加降至Pmax的85%所對應(yīng)的荷載。對比分析可知：與BWS相比，F(xiàn)WS1的Pcr和Pmax提高了193.52%和229.37%，并且FWS1的最大位移Δmax亦增大了295.87%，反映出文中建議裝配式圈梁-構(gòu)造柱能有效提高磚墻體的承載和變形能力；同時，與CWS相比，F(xiàn)WS1的Pcr和Pmax僅相差了6.97%和21.03%，即本次試驗中無豎向壓力情況下裝配式圈梁構(gòu)造柱約束磚墻的承載能力達(dá)到了現(xiàn)澆鋼筋混凝土圈梁構(gòu)造柱約束磚墻承載能力的75%～80%；但Δmax卻提高了39.18%。究其原因，由于構(gòu)造柱外部裝配式預(yù)制塊為非連續(xù)構(gòu)件，與芯柱亦存在不連續(xù)界面削弱了構(gòu)造柱的抗剪和抗拉能力。豎向壓力從0kN增加到60kN時， FWS1～FWS4的 Pcr和Pmax分別增加了29.73%和114.49%，Δu亦增加了211.16%，均表明在一定范圍內(nèi)的豎向壓力能顯著提圈梁構(gòu)造柱約束墻體的承載和變形能力。

圖11 各工況下墻體骨架曲線Fig.11 Skeleton curves of masonry walls

表2 墻體承載能力實測值

3.3 剛度退化

各工況下墻體在低周往復(fù)荷載作用下的剛度退化曲線，如圖12所示。對比分析可知：（1）不同約束條件下，墻體剛度退化曲線的變化趨勢基本一致。墻體破壞時BWS、CWS和FWS的剛度分別退化了66.45%、36.51%和73.67%；（2） 不同豎向壓力下， FWS的剛度退化速率隨著豎向壓力增加而降低，壓力為0kN的墻體剛度退化了73.67%，當(dāng)壓力達(dá)到60kN時墻體剛度僅退化了52.47%，表明豎向壓力在一定范圍內(nèi)減緩墻體剛度退化，有利于提高墻體抗震性能。

圖12 各工況下墻體剛度退化曲線Fig.12 Stiffness degradation curves of masonry walls

3.4 延性和耗能性能

通過 4 種方法 （μ1=Δmax/Δcr，μ2=Δu/Δcr，μ1=Δmax/Δy和μ2=Δu/Δy）確定出各墻體的延性系數(shù)值[8]，如表3所示。豎向壓力為0kN時FWS1的μ1相對BWS和CWS提高了48.61%和35.44%。不同豎向壓力作用下FWS的延性系數(shù)μ1和μ2均大于2.0，并且壓力在一定范圍內(nèi)有助于提高墻體延性變形能力。

表3 墻體等效黏滯阻尼系數(shù)

圖13 各工況下墻體累計耗能曲線Fig.13 Accumulative energy dissipation curves of masonry walls

由表3可知：（1） 無壓力作用下，F(xiàn)WS1與CWS和BWS在低周往復(fù)加載過程中耗能能力相差變大。FWS1的累積耗能比BWS提高了562.78%，但是與CWS卻相差了29.02%。使實現(xiàn)了墻體耗能能力的提高；（2）相同約束條件下，F(xiàn)WS的累積耗能隨豎向壓力增加而急劇增大。與FWS1相比，當(dāng)豎向壓力增加到20kN時累積耗能增加了404.17%，當(dāng)增大到40kN時累積耗能增加了599.08%，表明一定范圍內(nèi)的豎向壓力能夠有效提高磚墻的耗能能力。圖13中的累積耗能曲線亦反映出不同工況下磚墻的累積耗能變化趨勢。

4 承載能力計算模型

4.1 裝配整體式鋼筋混凝土圈梁構(gòu)造柱約束磚墻抗剪承載力計算公式推導(dǎo)

墻體抗剪強(qiáng)度驗算是砌體結(jié)構(gòu)設(shè)計中至關(guān)重要的內(nèi)容。按照文獻(xiàn)[7]規(guī)定，文中試驗磚墻的抗剪強(qiáng)度計算公式為：

式中，γRE為承載力抗震調(diào)整系數(shù)，文中試驗墻體按文獻(xiàn)[7]規(guī)定取0.9；A為墻體橫截面積；Ac為構(gòu)造柱橫截面面積；ft為構(gòu)造柱混凝土軸心抗拉強(qiáng)度；Asc為構(gòu)造柱中縱向鋼筋截面總面積；fyc為構(gòu)造柱縱向鋼筋的抗拉強(qiáng)度設(shè)計值；ξc為構(gòu)造柱參與工作系數(shù)，構(gòu)造柱多余一根時取0.4；ηc為墻體約束修正系數(shù)，一般情況取1.0；fvE為砌體沿階梯截面破壞的抗震抗剪強(qiáng)度設(shè)計值，按照文獻(xiàn)[7]規(guī)定取值。

表 4 V 式（1）計算值與試驗值 V t的對比情況（單位：kN）

各裝配整體式圈梁構(gòu)造柱約束磚墻的抗剪強(qiáng)度理論值V式（1）與試驗值Vt的對比情況，如表4所示。V式（1）與Vt的差值ΔV隨σ增加而增大，百分比差ρ達(dá)到了Vt的73.70%，因為式（1）忽略了構(gòu)造柱抗剪承載能力受豎向壓應(yīng)力的影響。

由拉摩強(qiáng)度理論[9]可知，墻體中上部壓力一部分與剪應(yīng)力相抵消降低主拉應(yīng)力，另一部分在墻體中產(chǎn)生摩擦阻力提高墻體的抗剪承載能力，受力情況如圖14所示?？梢?，應(yīng)予以考慮上部壓力的影響。

圖14 豎向壓力作用下磚墻抗剪示意圖Fig.14 Skeleton curves of masonry walls

根據(jù)主拉強(qiáng)度理論，圖13（a）中V1應(yīng)滿足：

式中，ξ為墻體截面剪應(yīng)力不均勻系數(shù)，矩形截面墻體ξ=1.2；η壓力分配系數(shù)，文獻(xiàn)[9]給出的值為0.6；ft為墻體平均主拉應(yīng)力，亦等于墻體平均純剪強(qiáng)度fvm。于是，式（2） 可以變換為：

由式（3） 可以求得：

若墻體平均抗剪強(qiáng)度為fV，圖13（b） 中墻體所受水平作用力應(yīng)滿足：

式中，μ為摩擦系數(shù)，文獻(xiàn)[9]給出值為0.4。由式（5）可以獲得fv的計算式為：

根據(jù)文獻(xiàn)[7]中關(guān)于設(shè)置構(gòu)造柱和芯柱的砌塊墻體截面抗震受剪承載力計算公式，結(jié)合式（1），考慮上部壓力影響的裝配式圈梁構(gòu)造柱約束墻體抗剪承載力計算公式可以改寫為：

式中，Ac為構(gòu)造柱外部裝配式殼體截面面積；Acor為構(gòu)造柱內(nèi)部芯柱橫截面面積；ft，1為構(gòu)造柱外部裝配式殼體混凝土抗拉強(qiáng)度；ft，2為構(gòu)造柱內(nèi)部芯柱混凝土抗拉強(qiáng)度；ξc為構(gòu)造柱抗剪強(qiáng)度受上部壓應(yīng)力的影響系數(shù)。由表4中的ΔV隨變化規(guī)律，可以獲得構(gòu)造柱縱向鋼筋屈服前ξc的表達(dá)式為：

式（8）所表明的構(gòu)造柱抗剪強(qiáng)度在縱向鋼筋屈服前隨σ/fv的變化規(guī)律，如圖15所示。將式（8） 代入式（7） 即可計算出各裝配式墻體試件的抗剪強(qiáng)度理論值V式（7），如表5所示。改進(jìn)后的墻體抗剪承載力計算公式能同時很好地反映上部壓力對構(gòu)造柱和砌體抗剪強(qiáng)度的影響，其計算值V式（7）與Vt非常接近，最大差值ΔV僅占 V式（7）的 1.27%。

圖15 ξc隨σ/f v的變化規(guī)律Fig.15 The curve ofξc with σ/f v

表5 V式（6）計算值與試驗值V t的對比情況（單位：kN）

4.2 裝配整體式鋼筋混凝土圈梁構(gòu)造柱對磚墻的約束效應(yīng)

文獻(xiàn)[10]在將磚墻假定為等效受壓斜撐的基礎(chǔ)上提出了構(gòu)造柱對墻體的約束因子：

式中，As和fy分別為構(gòu)造柱中縱向受拉鋼筋的面積和屈服強(qiáng)度；D為斜撐寬度；t為墻體厚度；θ為受壓斜撐與水平方向的夾角；f’m-θ為θ夾角方向磚墻的抗壓強(qiáng)度。式（9）僅考慮了構(gòu)造柱縱向鋼筋對磚墻的約束情況，忽略了上部壓力以及構(gòu)造柱混凝土強(qiáng)度對磚墻的約束作用。文中建議以水平地震作用下，構(gòu)造柱和砌體承受的剪力比來衡量構(gòu)造柱在磚墻抗震中做出的貢獻(xiàn)。

由式（9） 和式（10） 計算出本次試驗中裝配整體式圈梁構(gòu)造柱對磚墻的約束情況，如表6所示。式（10b）能充分反映構(gòu)造柱在不同豎向壓力作用下對磚墻地震作用的分擔(dān)情況。當(dāng)γ＞1時，構(gòu)造柱承受的剪力較多，磚墻先破壞；當(dāng)γ＜1時，磚墻分擔(dān)剪力較多，構(gòu)造柱先破壞；當(dāng)γ=1時，構(gòu)造柱和磚墻幾乎同時發(fā)生開裂和破壞?；谏鲜龇治?，通過改變構(gòu)造柱的設(shè)置間距或配筋等能有效控制磚墻和構(gòu)造柱在地震作用下的受力和破壞情況。

表6 構(gòu)造柱與墻體的抗剪承載力比值

5 結(jié)論

本文通過擬靜力試驗和理論分析，詳細(xì)研究了裝配整體式圈梁構(gòu)造柱約束磚墻的抗震性能，主要結(jié)論如下：

（1） 往復(fù)荷載作用下裝配整體式圈梁構(gòu)造柱約束磚墻經(jīng)歷了裂縫形成、裂縫發(fā)展和破壞三個階段，裂縫發(fā)展充分，墻體最終破壞形態(tài)為彎剪復(fù)合破壞模式。

（2） 往復(fù)荷載作用下構(gòu)造柱外部裝配式預(yù)制塊之間砌筑砂漿被壓碎形成縫隙，出現(xiàn)“閉合-滑移-張開”變形耗散地震作用，致使滯回曲線出現(xiàn)明顯滑移，從而提高墻體的耗能能力。

（3） 與現(xiàn)澆鋼筋混凝土圈梁構(gòu)造柱約束磚墻相比，裝配整體式圈梁構(gòu)造柱約束磚墻的承載能力和耗能性能均隨壓力增加而提高。

（4） 基于拉摩強(qiáng)度理論建立了考慮豎向壓力影響的裝配整體式圈梁構(gòu)造柱約束磚墻的抗剪承載能力計算公式；探討了圈梁構(gòu)造柱對磚墻的約效應(yīng)，提出了采用構(gòu)造柱和砌體承受的剪力比來衡量構(gòu)造柱在磚墻抗震中的貢獻(xiàn)。