郭昭勝 賀武斌 劉佳龍 安增軍

(1.太原理工大學(xué)，太原 030024；2.中國(guó)電力科學(xué)研究院有限公司，北京 100192；3.國(guó)網(wǎng)江蘇省電力有限公司經(jīng)濟(jì)技術(shù)研究院，南京 210008；4.國(guó)網(wǎng)江蘇電力設(shè)計(jì)咨詢有限公司，南京 210008)

近十幾年來(lái)，預(yù)應(yīng)力高強(qiáng)混凝土管樁(簡(jiǎn)稱“PHC管樁”)被廣泛地應(yīng)用于我國(guó)各類土木工程基礎(chǔ)建設(shè)中。迄今為止，國(guó)內(nèi)PHC管樁基礎(chǔ)抗震性能一直未經(jīng)過(guò)大震檢驗(yàn)，目前尚未收集到我國(guó)強(qiáng)震下PHC管樁基礎(chǔ)的相關(guān)震害資料。借鑒日本相關(guān)震害調(diào)查成果可知，PHC管樁樁頭與承臺(tái)連接處的破壞大部分為樁頭受剪破壞[1]。PHC管樁樁頭受剪破壞具有明顯的脆性特征，危害嚴(yán)重且難以修復(fù)。

工程建設(shè)中，PHC管樁經(jīng)常存在截樁頭情況。截樁一方面會(huì)直接造成樁頭處混凝土預(yù)壓應(yīng)力損失[2]，另一方面可能導(dǎo)致樁頭體積配箍率下降(如恰好箍筋加密區(qū)被完全或部分截掉)，樁頭混凝土約束程度等級(jí)大幅降低。郭昭勝等證明了直徑400～600 mm的PHC管樁因截樁造成的樁頭抗剪承載力損失率在25%～37%之間，損失比例相當(dāng)可觀[3]。美國(guó)震害資料也顯示截樁后PHC管樁樁頭混凝土在扭力和剪力的作用下會(huì)產(chǎn)生十分嚴(yán)重的震害[4]。因此，必須對(duì)PHC管樁截樁樁頭部位進(jìn)行專門加強(qiáng)。

工程中常用管孔填芯措施以提高PHC管樁樁頭抗剪承載力。凌應(yīng)軒等對(duì)填芯和非填芯的預(yù)應(yīng)力混凝土管樁進(jìn)行了抗剪承載力試驗(yàn)，提出了抗剪承載力公式[5]。鄭剛等基于24個(gè)PHC管樁試件在多種剪跨比下的抗剪承載力試驗(yàn)結(jié)果，綜合考慮剪跨比、箍筋分布、縱筋配筋率、混凝土有效預(yù)壓應(yīng)力、混凝土強(qiáng)度等影響因素，提出考慮剪跨比影響的PHC管樁抗剪承載力公式。同時(shí)，專門針對(duì)工程上截樁及截樁后填芯的情況進(jìn)行試驗(yàn)研究，就截樁及填芯對(duì)管樁抗剪承載力的影響進(jìn)行分析，并給出計(jì)算建議[6]。

在PHC管樁管孔內(nèi)進(jìn)行鋼筋混凝土填芯涉及鋼筋籠加工制作、界面處理、澆注混凝土及養(yǎng)護(hù)等多道工序，消耗工時(shí)較長(zhǎng)，管樁內(nèi)壁界面處理質(zhì)量不可控，不易檢查填芯混凝土澆注質(zhì)量，其抗剪承載力實(shí)際增強(qiáng)效果可靠性較差。為此，郭昭勝等提出在PHC管樁樁頭外部圍裹碳纖維片材(CFRP)的抗剪加固措施。將2～3層CFRP條帶圍繞管樁粘貼成環(huán)形箍，纖維方向應(yīng)與管樁縱軸線垂直，粘貼范圍大致為自承臺(tái)底面起算(2.0～3.0)D(D為樁徑)。碳纖維片材既可為樁頭混凝土直接提供抗剪承載力，又可通過(guò)碳纖維布圍裹約束間接改善樁頭預(yù)應(yīng)力損失和體積配箍率損失的狀況，提高樁頭混凝土的約束程度[3]。

采用CFRP加固后，PHC管樁斜截面受剪承載力由管樁樁身抗剪承載力和外裹碳纖維片材抗剪承載力組成，其中外裹碳纖維片材抗剪承載力項(xiàng)可按式(1)～式(3)的規(guī)定計(jì)算，式內(nèi)符號(hào)詳見文獻(xiàn)[3]。

V≤Vc0+Vcf

(1)

Vcf=ψvcffAfh/sf

(2)

Af=2nfbftf

(3)

為驗(yàn)證PHC管樁樁頭圍裹碳纖維片材的實(shí)際增強(qiáng)效果和計(jì)算式的可靠性，設(shè)計(jì)制作了5個(gè)PHC管樁(PHC 400 B 95)抗剪足尺試件，分別采取了內(nèi)填鋼筋混凝土芯和外裹CFRP的樁身抗剪加固措施，完成了抗剪承載力靜載試驗(yàn)。

1 PHC管樁抗剪承載力試驗(yàn)概況

1.1 PHC管樁抗剪試件設(shè)計(jì)與制作

試驗(yàn)采用PHC 400 B 95管樁，外徑400 mm，壁厚95 mm；樁身混凝土抗壓強(qiáng)度等級(jí)為C80，其軸心抗壓強(qiáng)度標(biāo)準(zhǔn)值和設(shè)計(jì)值分別為fck=50.2 MPa和fc=35.9 MPa，軸心抗拉強(qiáng)度標(biāo)準(zhǔn)值和設(shè)計(jì)值分別為ftk=3.11 MPa和ft=2.22 MPa，樁身混凝土有效預(yù)壓應(yīng)力為σce=8.03 MPa，縱筋采用預(yù)應(yīng)力混凝土鋼棒PCB-1420-35-L-BG，抗拉強(qiáng)度標(biāo)準(zhǔn)值fptk=1 420 MPa，預(yù)應(yīng)力縱筋分布圓的直徑Dp=308 mm，箍筋采用冷拔低碳鋼絲φb4，抗拉強(qiáng)度f(wàn)pyk=600 MPa，預(yù)應(yīng)力混凝土鋼棒的張拉控制應(yīng)力為σcon=0.7fptk=994 MPa[7]。

為保證全部試件的截樁狀態(tài)一致，對(duì)PHC管樁均截?cái)嘣诠拷罘羌用軈^(qū)，試件設(shè)計(jì)長(zhǎng)度為1.4 m。取其中1根空心管樁作為比對(duì)抗剪試件，其余試件分別采取內(nèi)填混凝土芯和外裹CFRP的樁身抗剪加固措施。試件設(shè)計(jì)參數(shù)詳見表1。

表1 抗剪試件設(shè)計(jì)參數(shù)Table 1 Design parameters of shear test specimens

PHC管樁填芯混凝土試件制作按照管樁內(nèi)壁界面清洗晾干、綁扎安裝鋼筋籠、澆筑填芯混凝土和覆膜養(yǎng)護(hù)的工序操作，同時(shí)留取一組填芯混凝土標(biāo)準(zhǔn)立方體試塊(同條件養(yǎng)護(hù))。填芯混凝土設(shè)計(jì)抗壓強(qiáng)度等級(jí)為C30。28 d齡期試塊抗壓強(qiáng)度推定值為33.2 MPa。試件填芯縱筋HRB335實(shí)測(cè)屈服強(qiáng)度為394.2 MPa，極限強(qiáng)度為562.5 MPa；試件填芯箍筋HPB300，實(shí)測(cè)屈服強(qiáng)度為351.3 MPa，極限強(qiáng)度為492.8 MPa，縱筋和箍筋最大力下的總伸長(zhǎng)率實(shí)測(cè)值分別為11.2%和11.6%。根據(jù)管樁生產(chǎn)廠家的試驗(yàn)數(shù)據(jù)，管樁樁身混凝土實(shí)測(cè)抗壓強(qiáng)度為92.8 MPa，預(yù)應(yīng)力鋼棒規(guī)定塑性延伸強(qiáng)度檢測(cè)值為1 370 MPa，抗拉強(qiáng)度檢驗(yàn)值為1 475 MPa；螺旋箍筋采用甲級(jí)冷拔低碳鋼絲，抗拉強(qiáng)度檢測(cè)值為682 MPa。

PHC管樁外裹CFRP試件碳纖維布粘貼施工工序和質(zhì)量均符合相關(guān)現(xiàn)行國(guó)家標(biāo)準(zhǔn)[8]的要求。所使用的碳纖維片材厚度為0.167 mm，高強(qiáng)度 Ⅰ 級(jí)，抗拉強(qiáng)度設(shè)計(jì)值ff=1 600 MPa，抗拉強(qiáng)度標(biāo)準(zhǔn)值為ffk=3 400 MPa，實(shí)測(cè)抗拉強(qiáng)度為3 687 MPa。

1.2 試驗(yàn)加載裝置與加載制度

將PHC管樁的一端采用特制鋼帽固定，形成固定端約束，在PHC管樁跨中向下施加集中荷載，另一端向上施加集中荷載。試驗(yàn)剪跨比λ為1.0，即剪跨段長(zhǎng)度等于管樁外徑。管樁中部向下的集中荷載值是端部向上的集中荷載值的3.0倍，整個(gè)過(guò)程中集中荷載采用兩臺(tái)2 000 kN液壓千斤頂同步按比例施荷。根據(jù)受力分析，PHC管樁剪跨段樁身剪力為兩臺(tái)千斤頂加荷值的差值。試驗(yàn)加載裝置如圖1所示，試件靜力分析如圖2所示。

圖1 試驗(yàn)加載裝置Fig.1 Test setup

a—受力示意；b—彎矩圖；c—剪力圖。L為剪跨距離；V為豎向剪力。圖2 試件受力分析Fig.2 Static analysis of the specimen

試驗(yàn)參照GB 50152—2012《混凝土結(jié)構(gòu)試驗(yàn)方法標(biāo)準(zhǔn)》[9]規(guī)定的靜力加載制度進(jìn)行試驗(yàn)加載。

1.3 試驗(yàn)測(cè)量方案

使用VP-CSS40靜態(tài)電阻應(yīng)變儀采集樁身混凝土應(yīng)變、填芯鋼筋應(yīng)變和碳纖維布應(yīng)變；利用VP-SSDX50和VP-SSDX100位移計(jì)采集PHC管樁樁身的轉(zhuǎn)角和位移；通過(guò)千斤頂油壓表讀取PHC管樁的開裂荷載、破壞荷載；人工觀測(cè)、拍照記錄和描繪樁身裂縫分布情況。

PHC管樁樁身混凝土應(yīng)變片、位移計(jì)及轉(zhuǎn)角儀的安裝位置如圖3所示。圖3中管樁正面(右側(cè))混凝土應(yīng)變測(cè)點(diǎn)編號(hào)為t1～t7，管樁背面(左側(cè))還對(duì)稱布置了7個(gè)混凝土應(yīng)變測(cè)點(diǎn)，測(cè)點(diǎn)編號(hào)為t8～t14。填芯鋼筋籠應(yīng)變測(cè)點(diǎn)如圖4所示。

圖3 試件測(cè)點(diǎn)布置(管樁正面) mmFig.3 Arrangements of measuring points of the specimen

圖4 填芯鋼筋籠應(yīng)變測(cè)點(diǎn)布置 mmFig.4 Arrangements of reinforcement strain measuring points

2 試驗(yàn)結(jié)果及分析

2.1 試驗(yàn)現(xiàn)象和破壞特征

試件SJ-1：試驗(yàn)時(shí)逐級(jí)加載，當(dāng)加載至樁身剪跨段剪力V=324 kN時(shí)，左側(cè)樁身初裂，裂紋大致呈45°分布，處于中部鋼墊塊和端部鋼帽的連線上；當(dāng)V=372 kN時(shí)，沿樁身中線出現(xiàn)縱向裂縫；當(dāng)V=408 kN時(shí)，樁身跨中底部產(chǎn)生環(huán)向彎曲裂縫，在兩個(gè)鋼墊塊的連線上也出現(xiàn)了剪切斜裂縫，同時(shí)右側(cè)樁身首次出現(xiàn)裂縫，在隨后的加荷中右側(cè)樁身裂紋迅速發(fā)展貫通；當(dāng)V=525 kN時(shí)，樁身斜裂縫處混凝土錯(cuò)動(dòng)，箍筋拉斷發(fā)出脆響，標(biāo)志著管樁發(fā)生極限剪切破壞，該試件最終破壞形態(tài)如圖5a所示。

a—試件SJ-1；b—試件SJ-2；c—試件SJ-3；d—試件SJ-4；e—試件SJ-5。圖5 管樁最終破壞形態(tài)Fig.5 Final failure modes of pipe piles

試件SJ-2：試驗(yàn)時(shí)逐級(jí)加載，當(dāng)加載至剪跨段樁身剪力達(dá)到V=560 kN時(shí)第一次出現(xiàn)開裂，但由于樁身碳纖維布的圍裹作用，其開裂狀態(tài)與試件SJ-1明顯不同，裂縫出現(xiàn)在管樁截?cái)嗝骓敳亢偷撞?，此時(shí)的剪力值已接近試件SJ-1的極限剪力值，圍裹碳纖維布大大推后了樁身開裂的時(shí)間，改變了樁身開裂的形態(tài)；當(dāng)V=580，640 kN時(shí)，管樁截?cái)嗝嫔狭芽p自上而下逐步連通，斷面縱筋內(nèi)縮趨勢(shì)更加明顯；當(dāng)加載至V=1 020 kN時(shí)，在PHC管樁和固定鋼箍的結(jié)合部位出現(xiàn)了環(huán)向裂縫，即發(fā)生了彎曲破壞，停止加載。由于樁身圍裹碳纖維布，始終未能觀察到樁身斜裂縫的發(fā)展情況。試件破壞最終形態(tài)如圖5b和圖6a所示。

a—試件SJ-2；b—試件SJ-3；c—試件SJ-5。圖6 管樁端面最終破壞形態(tài)Fig.6 Ultimate failure modes of the end faee of pipe piles

試件SJ-3：自逐級(jí)加載開始直到樁身剪跨段剪力V=367 kN時(shí)，首條剪切裂縫沿中部鋼墊塊和鋼帽連線發(fā)生，大體呈45°；當(dāng)V=385 kN時(shí)，跨中樁身混凝土出現(xiàn)環(huán)向彎曲裂縫；V=439 kN時(shí)，從樁身截?cái)嗝嬗^察到填芯混凝土與樁內(nèi)壁有滑移現(xiàn)象，樁身縱筋亦有內(nèi)縮現(xiàn)象；V=457 kN時(shí)，樁身出現(xiàn)縱向開裂，在上下兩加載鋼墊塊之間的連線上也出現(xiàn)了剪切裂縫；隨著逐步加載，剪跨段樁身的多條裂縫逐漸連通，樁身混凝土形成一定寬度的斜向剪切破壞條帶；當(dāng)V=598 kN時(shí)，樁身左右兩側(cè)斜向剪切破壞條帶的混凝土壓碎剝離，該部位交叉的箍筋拉斷，宣告管樁發(fā)生極限破壞。試件破壞最終形態(tài)如圖5c和圖6b所示。

試件SJ-4：樁身剪跨段左側(cè)首先開裂，此時(shí)剪力V=403.5 kN，開裂位置與試件SJ-3類似，V=440.1 kN時(shí)，樁身跨中底部出現(xiàn)了彎曲裂紋；V=495 kN，樁身剪跨段右側(cè)在鋼墊塊和鋼帽之間連線的中部第一次出現(xiàn)剪切裂紋；在V=587 kN時(shí)，樁身斜向裂紋相互連接，在鋼墊塊和鋼帽之間連成一條帶破壞區(qū)域；當(dāng)V=641.4 kN時(shí)，管樁剪跨段左側(cè)混凝土剝離脫落、露出樁身縱筋和箍筋，箍筋拉斷發(fā)出脆響，發(fā)生極限剪切破壞。試件破壞最終形態(tài)如圖5d所示。

試件SJ-5：逐級(jí)加載至V=808.55 kN時(shí)，固定鋼箍與管樁結(jié)合部位頂面出現(xiàn)橫向裂縫，裂縫形式與其他管樁相異。在V=886.7，964.85 kN時(shí)，固定鋼箍與管樁結(jié)合部頂面裂縫分別在右側(cè)和左側(cè)向下環(huán)向延伸；當(dāng)V=1 016 kN時(shí)，樁身跨中出現(xiàn)一條自上而下的環(huán)向彎曲裂紋，觀察到填芯混凝土與管樁界面發(fā)生滑移，并明顯從管樁截?cái)嗝嫱怀?；V=1 043 kN時(shí)，管樁底部預(yù)應(yīng)力縱筋達(dá)到極限抗拉強(qiáng)度，拉斷時(shí)發(fā)生巨響，CFRP隨之破裂，PHC管樁發(fā)生了極限彎曲破壞。試件破壞最終形態(tài)如圖5e和圖6c所示。

綜上可知，5個(gè)試件出現(xiàn)了兩種不同破壞形態(tài)：彎曲破壞和剪切破壞。其中，樁身外裹碳纖維布的SJ-2和SJ-5均發(fā)生彎曲破壞，而空心管樁SJ-1和填芯管樁SJ-3和SJ-4均發(fā)生剪切破壞。試驗(yàn)現(xiàn)象表明：圍裹碳纖維布可推遲管樁開裂時(shí)間，有效減少裂紋數(shù)量，改變裂縫的發(fā)展趨勢(shì)和最終破壞形態(tài)，大幅度提高樁身的抗剪承載力。

2.2 樁身抗剪承載力及變形試驗(yàn)特征值分析

將5根PHC管樁抗剪試驗(yàn)的開裂剪力、極限剪力、出現(xiàn)彎曲裂紋時(shí)和極限彎曲破壞時(shí)的剪力試驗(yàn)值和試驗(yàn)終止時(shí)的破壞形式匯總于表2。

表2 抗剪試件設(shè)計(jì)參數(shù)Table 2 Design parameters of shear test specimens kN

表2試驗(yàn)數(shù)據(jù)顯示：相比空心管樁試件SJ-1，各種加固措施都不同程度地提高了空心PHC管樁的開裂剪力和極限剪力；素混凝土填芯試件SJ-3和鋼筋混凝土填芯試件SJ-4相比試件SJ-1的提高幅度分別為15.0%和23.3%；相比填芯加固措施，外裹碳纖維布的試件SJ-2和試件SJ-5(同時(shí)進(jìn)行素混凝土填芯)的加強(qiáng)效果更為明顯，更重要的是，將試件的破壞形態(tài)由剪切破壞改變?yōu)閺澢茐?，?duì)應(yīng)極限剪力分別為試件SJ-1的1.96倍和2.0倍，試件SJ-3的1.71倍和1.74倍，試件SJ-4的1.59倍和1.63倍。

由表3給出的各試件在極限破壞時(shí)的轉(zhuǎn)角和位移可知，各種增強(qiáng)措施均能一定程度地提高空心管樁的延性和承載性能，并抑制樁身混凝土裂紋的發(fā)生和發(fā)展。管樁開裂前，填芯加固措施對(duì)管樁性能的提高并不明顯，但管樁開裂后，鋼筋混凝土填芯可有效提高延性性能。樁身外裹碳纖維布能有效提高管樁的剛度，減小管樁的撓曲，防止發(fā)生剪切破壞。

表3 試件極限破壞時(shí)的轉(zhuǎn)角和位移Table 3 Rotations and displacements of pipe piles in ultimate failure

3 PHC管樁抗剪承載力分析

本文暫不考慮樁身圍裹碳纖維布對(duì)混凝土的約束效果，此時(shí)可認(rèn)為本試驗(yàn)中的試件總抗剪承載力(V)是由樁身混凝土(V1)、樁身箍筋(V2)、填芯混凝土(V3)、填芯箍筋(V4)和碳纖維布(V5)等5部分單項(xiàng)抗剪承載力線性疊加而得到。

文獻(xiàn)[10]給出了管樁填芯部位斜截面受剪承載力計(jì)算公式，見式(4)。

(4)

式中：I為管樁截面慣性矩,mm4；σpc為樁身混凝土預(yù)壓應(yīng)力,MPa；s為填芯箍筋間距;t為管樁壁厚，mm；so為中心軸以上截面對(duì)中心軸的面積矩，mm3；ft為管樁混凝土的軸心抗拉強(qiáng)度設(shè)計(jì)值，MPa；fyv為管樁箍筋抗拉強(qiáng)度設(shè)計(jì)值，MPa；d1為填芯混凝土直徑，mm；Asv為單支箍筋的截面面積，mm2;d為管樁外徑，mm；s為管樁箍筋間距，mm;ft1為填芯混凝土的抗拉強(qiáng)度設(shè)計(jì)值，MPa。

式(4)等號(hào)右邊第1項(xiàng)中的0.7是按照剪跨比3.0保守考慮確定的，而本試驗(yàn)中剪跨比明確為1.0，不必折減，故計(jì)算樁身混凝土抗剪承載力項(xiàng)V1時(shí)將0.7換成1.0。對(duì)于填芯箍筋項(xiàng)V4，采用式(4)中的樁身箍筋抗剪承載力項(xiàng)(V2)進(jìn)行計(jì)算，其中fyv按照填芯箍筋材料參數(shù)取值，本試驗(yàn)中d,s分別為210 mm和200 mm。對(duì)碳纖維片材抗剪承載力項(xiàng)V5，則按照式(2)和式(3)的規(guī)定計(jì)算。

考慮到各試件達(dá)到極限破壞時(shí)，樁身和填芯混凝土均開裂，管樁箍筋和填芯箍筋部分拉斷，故式(4)中混凝土和鋼筋的材料強(qiáng)度指標(biāo)均按照前述材料試驗(yàn)結(jié)果取值。實(shí)測(cè)碳纖維布應(yīng)變未達(dá)到極限拉應(yīng)變，故采用其設(shè)計(jì)強(qiáng)度指標(biāo)進(jìn)行計(jì)算。本試驗(yàn)管樁試件各項(xiàng)抗剪承載力計(jì)算見表4。

表4 試件抗剪承載力計(jì)算結(jié)果Table 4 Calculation results of shear capacity of specimens

由表4可看出：

1)各試件的總抗剪承載力計(jì)算值均小于實(shí)測(cè)抗剪承載力值。當(dāng)增強(qiáng)措施項(xiàng)越多時(shí)，總抗剪承載力就越高，其中填芯混凝土及填芯箍筋項(xiàng)占比較小，而碳纖維布項(xiàng)占比較大。

2)比較試件SJ-1、SJ-3和SJ-4數(shù)據(jù)，填芯措施對(duì)空心管樁的提高幅度相對(duì)較小。3個(gè)試件的試驗(yàn)值與公式計(jì)算值較為接近，兩者比值范圍在1.07～1.14之間，說(shuō)明對(duì)于試件極限破壞狀態(tài)下的材料強(qiáng)度取值較為符合試驗(yàn)情況，已有抗剪承載力公式可滿足設(shè)計(jì)安全要求。

3)在無(wú)填芯和有填芯兩種情況下，采取了外裹碳纖維片材措施的試件SJ-2和試件SJ-5的樁頭抗剪承載力實(shí)測(cè)結(jié)果分別是相應(yīng)計(jì)算結(jié)果的1.28倍和1.26倍。實(shí)際上實(shí)測(cè)結(jié)果對(duì)應(yīng)的是彎曲破壞形態(tài)，并非剪切破壞形態(tài)，這說(shuō)明采用式(2)和式(3)計(jì)算的碳纖維片材抗剪承載力項(xiàng)V5結(jié)果是偏于安全可靠的。

基于以上試驗(yàn)數(shù)據(jù)和承載力公式計(jì)算分析可知，對(duì)于無(wú)填芯管樁情況，當(dāng)采用碳纖維圍裹加固措施時(shí)，其樁頭抗剪承載力計(jì)算可按式(5)計(jì)算。對(duì)于有填芯管樁情況，當(dāng)采用碳纖維圍裹加固措施時(shí)，其樁頭抗剪承載力計(jì)算可按式(5b)計(jì)算。式(5a)和式(5b)內(nèi)符號(hào)含義詳見文獻(xiàn)[3-9]。

(5a)

(5b)

其中Af=2nfbftf

4 結(jié)束語(yǔ)

1)相比PHC管樁管孔內(nèi)填鋼筋混凝土芯的措施，采用外裹碳纖維布措施的試件的抗剪加強(qiáng)效果非常明顯。外裹碳纖維布的試件SJ-2和試件SJ-5對(duì)應(yīng)極限剪力分別為試件SJ-1的1.96倍和2.0倍、試件SJ-3的1.71倍和1.74倍、試件SJ-4的1.59倍和1.63倍。

2)外裹碳纖維布加固PHC管樁樁頭使樁頭剪切破壞形態(tài)改變?yōu)閺澢茐男螒B(tài)，提高了樁頭抗剪承載力，推遲了樁頭混凝土開裂，防止混凝土破碎，改善了混凝土構(gòu)件延性。

3)提出外裹碳纖維布加固PHC管樁樁頭的抗剪承載力計(jì)算公式。經(jīng)試驗(yàn)數(shù)據(jù)驗(yàn)證，公式計(jì)算結(jié)果偏于安全，可以用于工程設(shè)計(jì)。