預(yù)應(yīng)力工字型圍護(hù)樁接頭的抗剪性能

趙慧玲, 王振江

(上海大學(xué)土木工程系, 上海 200444)

預(yù)制裝配式結(jié)構(gòu)在國內(nèi)土建領(lǐng)域內(nèi)的應(yīng)用日益廣泛。在基坑圍護(hù)結(jié)構(gòu)中采用預(yù)制裝配式結(jié)構(gòu)，不僅產(chǎn)品質(zhì)量有保障，還可以簡(jiǎn)化現(xiàn)場(chǎng)作業(yè)，減少施工噪聲、振動(dòng)、泥漿等環(huán)境污染.預(yù)制混凝土圍護(hù)樁具有樁身質(zhì)量好、施工速度快、樁身檢測(cè)方便、可工廠化生產(chǎn)、一次性投入、無回收費(fèi)用等優(yōu)點(diǎn)。不同于豎向承載的基礎(chǔ)樁，圍護(hù)樁樁身主要承受水平向水土壓力及內(nèi)支撐的作用力，因此對(duì)預(yù)制圍護(hù)樁重點(diǎn)考察的是其抗剪、抗彎性能[1-2]。預(yù)應(yīng)力工字型預(yù)制樁近年來被開發(fā)應(yīng)用于實(shí)際基坑支護(hù)工程中[3]，縱向配置高強(qiáng)度預(yù)應(yīng)力混凝土(prestressed concrete，PC)鋼棒代替普通鋼筋，具有較高的抗彎承載力。張鵬等[4]通過試驗(yàn)研究了預(yù)應(yīng)力工字型預(yù)制樁的受彎破壞特征、裂縫開展情況和受彎承載力。卓寧[5]進(jìn)行了預(yù)應(yīng)力工字型樁的彎剪試驗(yàn)研究，分析了工字型樁的抗剪性能。劉帆等[6]通過后張法預(yù)應(yīng)力工字型樁的抗彎、抗剪試驗(yàn)，檢驗(yàn)并改進(jìn)了工字型樁力學(xué)性能的理論計(jì)算公式。彭燕偉等[7]探討了鋼筋混凝土預(yù)制樁和組合樁在水平荷載作用下的受荷特征和承載力。

值得注意的是，預(yù)制混凝土圍護(hù)樁為工廠化制作，樁長(zhǎng)為標(biāo)準(zhǔn)化長(zhǎng)度，在基坑支護(hù)工程中需要根據(jù)實(shí)際需求進(jìn)行接樁。在使用中，拼接圍護(hù)樁承受較大的剪力，尤其是內(nèi)支撐的作用力會(huì)引起圍護(hù)樁體的剪力突變，因此接頭處的抗剪強(qiáng)度成為控制圍護(hù)樁安全的關(guān)鍵問題之一。

為改進(jìn)傳統(tǒng)的焊接接頭，本工作提出采用翼緣處錨固的L 型鋼板鋼、連接板及高強(qiáng)螺栓的接頭形式連接預(yù)應(yīng)力混凝土預(yù)制工字型樁端，通過對(duì)這種新型樁接頭進(jìn)行了剪切試驗(yàn)，觀察接頭的破壞過程，分析其剪切破壞特征，得到剪切極限荷載，再對(duì)接頭的受剪過程進(jìn)行了有限元數(shù)值模擬，并對(duì)影響接頭抗剪承載力的參數(shù)進(jìn)行了分析，為改進(jìn)預(yù)制樁接頭形式、優(yōu)化其構(gòu)造提供參考。

1 預(yù)制樁接頭剪切試驗(yàn)

1.1 試件

本試驗(yàn)采用原型預(yù)制工字型樁，樁內(nèi)頂部(迎土層)與底部(迎坑側(cè))分別配置12、14 根與樁身統(tǒng)長(zhǎng)的PC 鋼棒(見圖1(a))。PC 鋼棒錨固于樁端翼緣的L型鋼板。

目前應(yīng)用的預(yù)制樁接頭大多是焊接接頭，即樁身內(nèi)的縱向PC 鋼棒錨固于設(shè)置在樁端上、下翼緣的鋼板，然后再將兩塊鋼板焊接起來[8]。由于焊接操作復(fù)雜，本工將作樁接頭構(gòu)造中原來的上下翼緣端板改為上下翼緣端部L型鋼板，再采用厚度為30 mm 的連接鋼板與兩個(gè)鄰接的L 型鋼板由高強(qiáng)螺栓連接在一起(見圖1(b))。樁身混凝土為C40 混凝土，接頭處的所有鋼板為Q345 鋼。

1.2 試驗(yàn)裝置與加載方案

試件由樁A、B 兩段組成，中間為接頭部分。試件頂部對(duì)應(yīng)于迎土側(cè)，底部為迎坑側(cè)。接頭處的頂部、底部分別布置拉線式位移計(jì)(見圖2(a))。試件A 段采用地錨拉桿固定于剛度很大的型鋼墩上，作動(dòng)器加載端下放置直徑50 mm 的鋼輥軸，輥軸下墊砂層，以避免加載的不均勻性。加載輥軸位于接頭處的L 型鋼板邊緣外側(cè)10 mm，以避免直接加載至鋼板上。接頭處4 個(gè)L 型鋼板的角部各設(shè)置位移計(jì)1、2、3 和4(見圖2(b))，每對(duì)角部的相對(duì)豎向位移為接頭頂?shù)撞康募羟形灰?，即位移?jì)3 和1 的豎向相對(duì)位移為接頭頂部的剪切位移，位移計(jì)4 和2的豎向相對(duì)位移為接頭底部的剪切位移。位移計(jì)5 設(shè)置于B 樁頂部加載點(diǎn)對(duì)應(yīng)的位置，以作為位移加載機(jī)制的控制量。在角部位移計(jì)對(duì)應(yīng)的另一側(cè)相同位置設(shè)置位移計(jì)，以及時(shí)校驗(yàn)加載過程中樁身的平面外穩(wěn)定性，保證其不發(fā)生扭轉(zhuǎn)。在接頭處的頂部連接鋼板表面布置沿樁縱向的應(yīng)變片，用于測(cè)量鋼板的縱向拉伸應(yīng)變，分析鋼板在剪切狀態(tài)下的受力情況。

圖1 預(yù)制工字型樁接頭Fig.1 Joint of the prestressed precast I-piles

圖2 接頭剪切試驗(yàn)裝置示意圖Fig.2 Schematic diagram of joint shear test set-up

加載裝置為200 T 液壓作動(dòng)器，加載方式為單調(diào)靜力加載、荷載與位移混合控制加載。預(yù)加載至50 kN 卸載后，荷載從0 逐級(jí)加載至預(yù)估屈服荷載500 kN，每級(jí)遞增50 kN；然后采用作動(dòng)器加載點(diǎn)處的豎向位移控制加載過程，每級(jí)遞增1 mm，直至接頭破壞。加載過程如圖3 所示。整個(gè)加載過程中，每級(jí)荷載加載完畢，靜置至荷載穩(wěn)定后繼續(xù)加載。

1.3 試件破壞過程

荷載從0 增加至450 kN 時(shí)，接頭部位A 樁試件上出現(xiàn)明顯的斜裂縫，自頂向下延伸。荷載繼續(xù)增加，A樁試件頂部、底部L 型鋼板附近的混凝土出現(xiàn)細(xì)密的橫向裂縫。隨著荷載不斷增大，樁腹板上由構(gòu)件頂部斜向延伸的斜裂縫增多，主斜裂縫加寬，樁頂、底翼緣上的混凝土細(xì)密裂縫愈加顯著。當(dāng)位移增加至15 mm，對(duì)應(yīng)荷載為740 kN 時(shí)，位移發(fā)展較快；位移增加至25 mm，構(gòu)件發(fā)出巨響，頂、底部混凝土明顯壓潰，主斜裂縫加寬，荷載迅速下降，構(gòu)件剪切破壞。構(gòu)件破壞后的裂縫分布情況如圖4 所示。裂縫主要分布在接頭部位的A 樁，最大裂縫寬度為5 mm，發(fā)生在樁腹板中部，試件頂部和底部有壓潰的混凝土剝落。兩塊L型鋼板有明顯的豎向錯(cuò)動(dòng)，連接板向加載端傾斜。接頭處裂縫發(fā)展得較為充分，說明接頭具有一定的延性。

圖3 荷載加載過程Fig.3 Loading process of loads

圖4 試件破壞形態(tài)Fig.4 Form of the specimen after damage

接頭試件的加載點(diǎn)荷載-位移曲線及荷載-剪切位移曲線如圖5 所示，其中頂部剪切位移為位移計(jì)3 與位移計(jì)1 的豎向相對(duì)位移，底部剪切位移為位移計(jì)4 與位移計(jì)2 的豎向相對(duì)位移。曲線初始段為線性段，當(dāng)荷載增加至140 kN，進(jìn)入彈塑性曲線段。當(dāng)荷載為740 kN，加載點(diǎn)位移為15 mm 時(shí)，曲線出現(xiàn)明顯的屈服平臺(tái)。隨后加載點(diǎn)位移發(fā)展較快，荷載增加緩慢。極限荷載為774 kN，對(duì)應(yīng)的加載點(diǎn)位移為25 mm 時(shí)，隨即出現(xiàn)下降段，試件破壞。頂部、底部剪切位移曲線出現(xiàn)明顯差異，說明接頭處的混凝土本身發(fā)生了剪切變形，極限荷載對(duì)應(yīng)的頂部、底部剪切位移分別為9 和3 mm。

由圖5 可知，試驗(yàn)得到的接頭極限抗剪承載力為774 kN、屈服抗剪承載力為740 kN，均大于根據(jù)《混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)規(guī)范》[9]計(jì)算得到的樁身抗剪承載力標(biāo)準(zhǔn)值697 kN，說明接頭處抗剪承載力滿足要求。

圖5 荷載-加載點(diǎn)位移及剪切位移曲線Fig.5 Load-loading point displacement and shear displacement curve

2 有限元數(shù)值模擬

2.1 模型建立

圖6 為接頭試件的有限元模型。為實(shí)現(xiàn)精細(xì)化模擬，模型中所有部件均采用三維實(shí)體單元(C3D8)模擬，PC 鋼棒與樁身混凝土間采用內(nèi)置區(qū)域約束，使混凝土與內(nèi)置PC 鋼棒變形協(xié)調(diào)；連接板、L 型鋼板、混凝土三者對(duì)應(yīng)接觸面之間建立面-面接觸，法向?yàn)橛步佑|，切向鋼板之間摩擦系數(shù)取為0.6，鋼板與混凝土之間取為0.65; 連接板、L 型鋼板分別與高強(qiáng)螺栓粘結(jié)；PC 鋼棒端部與L 型鋼板粘結(jié)。由于圍護(hù)樁為地下工程中的臨時(shí)性構(gòu)件，其制作精度要求低于永久性結(jié)構(gòu)構(gòu)件，試驗(yàn)及實(shí)際制作中保證端部鋼板緊密接觸，對(duì)樁端混凝土的接觸不作要求，因此建模時(shí)不考慮混凝土交界面的接觸。模型中接頭左側(cè)A 樁上，距離L型鋼板10 cm以外的頂面與底面區(qū)域的節(jié)點(diǎn)的所有自由度均固定，與試驗(yàn)邊界條件一致。為避免對(duì)點(diǎn)施加集中荷載，接頭右側(cè)的B樁頂部10 cm 寬度區(qū)域面上建立該面與參考點(diǎn)的耦合關(guān)系，通過在參考點(diǎn)上施加位移邊界條件來實(shí)現(xiàn)對(duì)構(gòu)件施加位移荷載，施加的位移大小為25 mm。

圖6 試件有限元模型Fig.6 Finite element model of the specimen

2.2 材料參數(shù)

對(duì)混凝土材料采用混凝損傷塑性(concrete damaged plasticity, CDP)模型來定義其非彈性行為。CDP 模型是連續(xù)的、基于塑性的混凝土損傷模型，可以描述混凝土單調(diào)、循環(huán)或動(dòng)載作用下的塑性損傷效應(yīng)[10]。

混凝土彈性模量E= 32.5 GPa，泊松比取0.2?；炷翐p傷塑性模型中塑性參數(shù)膨脹角取為30，流動(dòng)勢(shì)偏移值取為0.1，雙軸極限抗壓強(qiáng)度與單軸極限抗壓強(qiáng)度比fb0/fc0取為1.16，拉伸子午面上和壓縮子午面上的第二應(yīng)力不變量之比K取為0.666 7，黏性系數(shù)取為0.000 5。

混凝土損傷塑性模型中拉伸和壓縮行為如圖7 所示，其中E0為材料的初始彈性模量;dt、dc分別為混凝土單軸拉、壓損傷演化參數(shù)，是彈性應(yīng)變與非彈性應(yīng)變比值的函數(shù)，可以表征混凝土損傷程度，取值范圍0～1，取值越大表示混凝土拉、壓損傷程度越大；σt0為單軸抗拉極限強(qiáng)度，σc0為單軸抗壓屈服強(qiáng)度；σcu為混凝土單軸抗壓極限強(qiáng)度；和分別為等效塑性拉應(yīng)變和等效塑性壓應(yīng)變；和分別為彈性拉應(yīng)變和彈性壓應(yīng)變.

圖7 混凝土單軸應(yīng)力應(yīng)變曲線Fig.7 Uniaxial stress-strain curve of concrete

鋼的應(yīng)力應(yīng)變關(guān)系采用雙線性型，二次強(qiáng)化剛度為彈性模量的1/100。鋼板的彈性模量為200 GPa，泊松比為0.3，屈服強(qiáng)度為370 MPa；預(yù)應(yīng)力鋼棒彈性模量為200 GPa，泊松比為0.3，屈服強(qiáng)度為785 MPa；螺栓彈性模量為200 GPa，泊松比為0.3，屈服強(qiáng)度為1 420 MPa。

2.3 結(jié)果分析

2.3.1 整體分析

有限元數(shù)值模擬可再現(xiàn)構(gòu)件整個(gè)受剪過程中各細(xì)部的力學(xué)性態(tài)發(fā)展。荷載加載至450 kN，接頭左側(cè)A 樁腹板上出現(xiàn)第一條斜裂縫時(shí)，試件接頭部位與相應(yīng)有限元模型的最大主(拉)應(yīng)變?cè)茍D(見圖8(a))。可以看出，腹板上較大的主應(yīng)變分布區(qū)域及走向與試驗(yàn)得到的裂縫相符。試件破壞時(shí)構(gòu)件裂縫與模型的最大主(拉)應(yīng)變?cè)茍D(見圖8(b))。可以看出，腹板上拉應(yīng)變較大的區(qū)域進(jìn)一步擴(kuò)大，靠近翼緣的部位也出現(xiàn)了拉應(yīng)變較大的區(qū)域，與試驗(yàn)得到裂縫區(qū)及裂縫發(fā)展情況相符合。

圖8 試件裂縫發(fā)展與數(shù)值模擬的最大主塑性應(yīng)變?cè)茍D對(duì)比Fig.8 Comparison of the maximum principal plastic strain contour and crack of specimen

圖9 為試件破壞時(shí)構(gòu)件與模型等效塑性應(yīng)變?cè)茍D。試件的破壞表現(xiàn)為主斜裂縫及翼緣與腹板過渡區(qū)的損傷，其中主斜裂縫主要是由于接頭構(gòu)造頂?shù)撞康腖型鋼板使得加載點(diǎn)與固定端有一定距離，加載并非理想的純剪切加載。試件翼緣至腹板的過渡區(qū)域混凝土壓潰剝落，與云圖中塑性應(yīng)變最大的區(qū)域位置相符。翼緣與腹板過渡區(qū)的應(yīng)力較大，但截面卻減小且突變點(diǎn)產(chǎn)生應(yīng)力集中，因此該區(qū)域較多的裂縫集中出現(xiàn)。下翼緣L 型鋼板附近的混凝土壓碎，云圖中相應(yīng)位置也有較大的塑性應(yīng)變分布。對(duì)比圖8 和9 可以看出，本工作中的有限元數(shù)值模擬可較為準(zhǔn)確地再現(xiàn)接頭試件的損傷累積過程及最終破壞形態(tài)。

圖9 試件破壞時(shí)試件與模型等效塑性應(yīng)變?cè)茍DFig.9 Equivalent plastic strain contour of specimen and model when the specimen is damaged

圖10(a)所示為荷載-加載點(diǎn)位移的試驗(yàn)與數(shù)值模擬曲線。對(duì)比結(jié)果顯示：數(shù)值模擬的試件初始剛度與試驗(yàn)吻合，其中數(shù)值模擬的屈服荷載采用雙直線法確定；屈服荷載模擬值與實(shí)測(cè)值分別為730、740 kN，相對(duì)誤差為1%。屈服位移模擬值與實(shí)測(cè)值分別為13、15 mm，相對(duì)誤差為13%。將模擬計(jì)算的屈服荷載作為構(gòu)件的抗剪承載力，抗剪承載力模擬值與實(shí)測(cè)值分別為730、774 kN，相對(duì)誤差為5.6%。圖10(b)所示為荷載與接頭連接鋼板應(yīng)變關(guān)系的試驗(yàn)與數(shù)值模擬曲線?？梢钥闯?，兩條曲線的趨勢(shì)基本一致，屈服荷載對(duì)應(yīng)的應(yīng)變模擬值與實(shí)測(cè)值分別為1 132、1 258 με (με 為微應(yīng)變)，相對(duì)誤差為10%。

圖10 荷載-加載點(diǎn)位移、鋼板縱向應(yīng)變的試驗(yàn)和數(shù)值模擬曲線Fig.10 Experimental and numerical curves of load-displacement and longitudinal strain on steel plate

由前述的對(duì)比可知，數(shù)值模擬結(jié)果與試驗(yàn)結(jié)果吻合較好，表明采用本工作的有限元數(shù)值模擬分析預(yù)制樁接頭剪切作用下的力學(xué)行為可行。

2.3.2 局部分析

采用數(shù)值模擬對(duì)不便在試驗(yàn)中觀測(cè)的試件各部位的受力過程進(jìn)行分析。圖11 所示為整個(gè)加載過程L 型鋼板與連接鋼板的Mises 應(yīng)力變化過程(集中顯示，各鋼板的相對(duì)位置并非實(shí)際位置)。由11 圖可知：應(yīng)力較大的區(qū)域?yàn)轫敳亢偷撞窟B接鋼板的中部、頂部左側(cè)L 型鋼板和底部右側(cè)L型鋼板的角部，最大應(yīng)力位于連接板中部；隨著位移從2 mm 增加至10 mm，接頭處鋼板的最大應(yīng)力分別為147、205、275 MPa；當(dāng)位移為15 mm 時(shí)，底部連接鋼板中部的應(yīng)力達(dá)到屈服強(qiáng)度，底部連接板對(duì)應(yīng)于兩預(yù)制樁接縫處形成條狀塑性區(qū)域，此后隨著位移增加，連接板的屈服區(qū)域逐漸擴(kuò)大。

圖11 不同位移時(shí)L 型鋼板與連接鋼板的Mises 應(yīng)力云圖Fig.11 Mises stress contour of L-shape steel plate and connecting plate at different displacements

圖12為樁內(nèi)縱向PC 鋼棒的Mises 應(yīng)力變化過程。當(dāng)位移為10 mm 時(shí)，框內(nèi)頂部加載及固定區(qū)域?qū)?yīng)的鋼棒的最大應(yīng)力達(dá)到屈服強(qiáng)度，此后隨著位移增加，鋼棒屈服段的長(zhǎng)度逐漸增大。當(dāng)位移為10 mm 時(shí)，框內(nèi)底部固定區(qū)域?qū)?yīng)的邊部鋼棒的最大應(yīng)力達(dá)到屈服強(qiáng)度，此后隨著位移增加，固定區(qū)域處的其余鋼棒屈服，且鋼棒屈服段的長(zhǎng)度逐漸增大。對(duì)比圖12(a)和(b)可知，頂部(迎土側(cè))PC 鋼棒的應(yīng)力大于底部(迎坑側(cè))，塑性發(fā)展也較底部顯著。

3 參數(shù)分析

接頭剪切破壞外觀表現(xiàn)為混凝土裂縫及壓潰。由各部位受力過程分析可知，連接鋼板、頂部PC 鋼棒較先屈服。因此，采用有限元數(shù)值模擬計(jì)算，分析混凝土強(qiáng)度、連接鋼板強(qiáng)度、PC鋼棒數(shù)量作為變量參數(shù)對(duì)樁接頭抗剪承載力的影響是必要的。

3.1 混凝土強(qiáng)度

圖13 為混凝土強(qiáng)度不同時(shí)對(duì)應(yīng)的接頭的荷載-位移曲線。可以看出：混凝土強(qiáng)度分別為C30、C35、C40、C45、C50 等級(jí)時(shí)，接頭的抗剪承載力分別為690、720、730、793、816 kN，即隨著混凝土強(qiáng)度增加，樁接頭的抗剪承載力提高；當(dāng)混凝土強(qiáng)度由試驗(yàn)中使用的C40 混凝土提為C45 時(shí)最為顯著，提高幅度為8.6%。

3.2 連接鋼板強(qiáng)度

圖14 為接頭連接鋼板強(qiáng)度不同時(shí)對(duì)應(yīng)的荷載-位移曲線。由圖14 可知，隨著連接鋼板屈服強(qiáng)度提高，接頭抗剪承載力的提高并不明顯，相比于原試件，變化幅度均在5%以內(nèi)。

圖12 PC 鋼棒Mises 應(yīng)力云圖Fig.12 Mises stress contour of the PC steel bar

圖13 混凝土強(qiáng)度不同時(shí)試件的荷載-位移曲線圖Fig.13 Load-displacement curves of specimen under different concrete strengths

3.3 PC鋼棒數(shù)量

試件樁內(nèi)頂部(迎土層)與底部(迎坑側(cè))分別配置12、14 根縱向PC 鋼棒，試件接頭的荷載-位移曲線如圖15 所示。可以看出，隨著頂部PC 鋼棒數(shù)量的減少，接頭抗剪承載力大幅降低。當(dāng)頂部的PC 鋼棒分別減去2、4、6 根時(shí)，對(duì)應(yīng)的抗剪承載力分別為668、529 和499 kN，相比于原試件，降低幅度別為8.5%、27.5%和31.6%。但是，減少底部PC 鋼棒數(shù)量對(duì)承載力的影響并不明顯，相比原試件的降低幅度均小于2%。因此，從接頭抗剪承載力的角度，底部PC 鋼棒數(shù)量可進(jìn)一步優(yōu)化。

圖14 同連接鋼板強(qiáng)度不時(shí)試件的荷載-位移曲線Fig.14 Load-displacement curves of specimen under different strengths of connected steel plate

圖15 PC 鋼棒數(shù)量不同時(shí)試件的荷載-位移曲線Fig.15 Load-displacement curves of specimen under different numbers of PC steel bars

4 結(jié)束語

本工作通過對(duì)翼緣L 型鋼板鋼-連接鋼板-螺栓連接的預(yù)制樁接頭的剪切試驗(yàn)，研究了接頭的破壞特征及極限抗剪承載能力，并采用有限元方法對(duì)接頭的受剪過程進(jìn)行了數(shù)值模擬，對(duì)試件各部位的受力過程進(jìn)行了分析，最后分析了混凝土強(qiáng)度、連接鋼板強(qiáng)度、PC 鋼棒數(shù)量對(duì)樁接頭抗剪承載力的影響。

(1)連接鋼板-螺栓連接的預(yù)制樁接頭的剪切破壞特征為貫通的斜裂縫及頂、底部混凝土壓潰，接頭極限抗剪承載力為774 kN，對(duì)應(yīng)的剪切位移為9 mm，該接頭抗剪延性較好。

(2)隨著剪切荷載的增加，接頭頂、底部的連接鋼板及頂部PC 鋼棒較其他部位先屈服，且其塑性發(fā)展較快。

(3)隨著混凝土強(qiáng)度增加，接頭的抗剪承載力提高，當(dāng)混凝土強(qiáng)度由的C40 提為C45 時(shí)最為顯著，提高幅度為8.6%。

(4)隨著連接鋼板屈服強(qiáng)度提高，接頭抗剪承載力提高并不明顯。

(5)隨著頂部PC 鋼棒數(shù)量的減少，接頭抗剪承載力大幅降低，但減少底部PC 鋼棒數(shù)量對(duì)承載力的影響并不明顯。底部的鋼棒是按照樁的抗彎承載力要求配置的，樁身大部分區(qū)域的底部(迎坑側(cè))需要承受彎矩(水土壓力造成)產(chǎn)生的拉應(yīng)力，底部需配置較多鋼棒，數(shù)量多于頂部。

本研究針對(duì)螺栓連接預(yù)制樁接頭的抗剪性能及其影響因素，為進(jìn)一步改進(jìn)接頭形式提供依據(jù)，實(shí)際PC 鋼棒的數(shù)量及配置尚需結(jié)合接頭抗彎承載力及樁身承載力綜合確定，將在下一步工作中進(jìn)行研究。