材料弹性模量和泊松比的测定实验最大载荷有什么限制

材料弹性模量和泊松比的测定实验最大载荷限制：为了消除试验机机构之间的空隙与加载机构的间隙，在实验开始时，必须加一定量的初载荷。按有关实验方法的规定，初载荷应为试验机所选度盘量程的10%左右。

测定e时,最大荷载不能超过比例极限,在比例极限内，材料的应变和应力成正比（胡克定律）超过比例极限，应变加大与应力不成正比，胡克定律被破坏，根据拉伸曲线确定即可，最大载荷就是发生在材料达到强度极限的那一时刻。

材料的泊松比

材料沿载荷方向产生伸长(或缩短)变形的同时，在垂直于载荷的方向会产生缩短(或伸长)变形。垂直方向上的应变εl与载荷方向上的应变ε之比的负值称为材料的泊松比。以v表示泊松比，则v=-ε1/ε。在材料弹性变形阶段内，v是一个常数。理论上，各向同性材料的三个弹性常数E、G、v中，只有两个是独立的。

8.2.2.1 试验设计

前已述及，由于振冲砂桩制桩的成本较小，因此在实际设计与施工中应尽量采用小间距以获得更好的挤密效果，但由于此次试验要研究桩间土经振冲挤密后承载力的变化，若桩间距过小则无法通过载荷试验得到桩间土的承载力，同时桩间距过小时也容易发生串桩而使情况变得复杂从而不利于研究，因此振冲砂桩复合地基原位载荷试验中按照1.8m的桩间距制桩，共制桩12根，桩长10m，桩径1m，按三角形形式布置（图8.7）。

图8.7 砂桩复合地基试桩平面布置图

8.2.2.2 原位载荷试验

（1）砂桩天然地基载荷试验

为确定天然地基的承载力特征值（比例极限）及极限承载力，用于对比分析单桩及复合地基的承载力特征值和极限承载力，在天然地基上进行了原位静载荷试验。采用最大堆载50t，载荷板直径为1m，采用50t千斤顶手动加压，按每级荷载增量为25.5kPa加载。试验步骤主要包括场地整平、载荷板及千斤顶的放置、堆载、变形测量装置的安装、加载、现象观察及记录等，试验现场如图8.8所示。

试验过程中，从第6级开始载荷板周围便有轻微裂隙出现，加载到第14级357kPa时，有明显的裂隙与侧向挤土、隆起现象出现（图8.9），P-s曲线出现陡降段（图8.10），此时试验终止。

由图8.10可见，P-s曲线拐点不十分明显，因此可以推断地基破坏形式为局部剪切破坏，根据曲率大小可将P-s曲线分为三个阶段。其中，第一阶段为0～4级，为压密变形阶段，此时承压板上的荷载较小，荷载与沉降基本呈线性关系，对应于近似直线段终点第4级的荷载102kPa即为临塑荷载。这一阶段，地基上只发生竖向压缩，砂土的性质基本呈弹性状态；第二阶段为第4～14级，为局部塑性变形阶段，随着承压板上荷载的逐渐增大，地基的变形与荷载之间不再呈直线关系，说明地基土的性质已不再符合弹性性质，除发生竖向压缩外，还有局部的剪切破坏发生，因而呈现局部塑性状态。P-s曲线拐点出现在第14级载荷处，说明此后地基已进入破坏阶段，由此可判断第14级荷载357kPa即为极限荷载Pu；同时，从试验现象上看，由第15级荷载开始，承压板周围的土出现较明显的侧向挤土与隆起，并且裂隙发育明显，因此从试验现象也可进一步确定第14级荷载（357kPa）为极限荷载（符合规范规定的“当出现承压板周围土明显的侧向挤出时可试验终止，其对应的前一级荷载为极限荷载”）。

图8.8 砂桩天然地基原位载荷试验现场

图8.9 达到极限荷载时载荷板周围的裂隙、侧向挤土及隆起现象

图8.10 风积砂半无限天然地基原位载荷试验P-s曲线

图8.11 砂桩单桩承载力载荷试验振弦式压力盒布设示意图

（2）振冲砂桩复合地基单桩载荷试验

为确定振冲砂桩单桩的承载力特征值（比例极限）及极限承载力，并对砂桩的有效桩长进行研究分析，进行了砂桩单桩承载力原位静载荷试验，采用最大堆载120t，载荷板直径为1m，采用200t千斤顶油泵加压，设计每级荷载增量为102kPa。试验步骤主要包括开挖桩头、场地整平、中心桩桩边钻孔、振弦式压力盒挂装固定及埋设（图8.11）和水坠法回填、载荷板及千斤顶的放置、堆载、变形测量装置的安装、加载、现象观察及记录等。

试验加载到第9级1224kPa时，有明显的裂隙与侧向挤土、隆起现象出现（图8.12），P-s曲线出现陡降段（图8.13），此时试验终止。从P-s曲线上看，曲线拐点不十分明显，因此可以推断地基破坏形式为局部剪切破坏。从0～3级这一阶段曲线趋近于直线，可判定其为压密阶段，第3级所对应的荷载306kPa，定为临塑荷载；从第3～11级，承压板上的荷载逐渐增大，桩的变形与荷载之间不再呈直线关系，说明桩的性质不再符合弹性性质，除发生竖向压缩外，局部发生剪切破坏，因而整体呈现局部塑性状态。P-s曲线拐点出现在第11级载荷处，说明此后地基已进入破坏阶段，由此可判断第11级荷载1122kPa即为极限荷载Pu；同时，从试验现象上看，由第12级荷载开始，承压板周围的土出现较明显的侧向挤土与隆起，并且裂隙发育明显，因此从试验现象也可进一步确定第11级荷载（1122kPa）为极限荷载。

（3）振冲砂桩复合地基单桩有效桩长的确定

在比例极限荷载（第3级，306kPa）作用下，由埋设的压力盒测得的水平附加应力随深度变化曲线如图8.14所示。由图8.14可见，在上部荷载作用下振冲砂桩单桩水平附加应力随地基深度的增加而迅速减小，其中在5m深度范围内水平附加应力急剧减小，在5～7.5m深度时水平附加应力仅在很小的范围内变化，且其值也已经很小。由此可以推断，虽然有效桩长可达7.5m左右，但上部荷载主要由5m以上桩体承担。

（4）振冲砂桩复合地基桩间土载荷试验

为确定振冲砂桩复合地基桩间土极限承载力，对桩间距为1.8m的试桩桩间土进行静载荷试验，测出其极限承载力，采用最大堆载100t，载荷板直径为50cm，采用50t千斤顶手动加压，设计每级荷载增量为51kPa。试验加载到第13级663kPa时，有明显的裂隙与侧向挤土、隆起现象出现（图8.15），P-s曲线出现陡降段（图8.16），继续加载至816kPa试验终止。

从P-s曲线（图8.16）可以看出，地基破坏形式为局部剪切破坏，在第2级荷载102kPa附近出现比例极限。P-s曲线第二拐点出现在第12级载荷处，说明此后地基已进入破坏阶段，由此可判断第12级荷载612kPa即为极限荷载Pu；从试验现象上看，由第13级荷载开始，承压板周围的土出现较明显的侧向挤土与隆起，并且裂隙发育明显，因此从试验现象也可进一步确定第12级荷载（612kPa）为极限荷载，同时，此时的总沉降量已经超过了载荷板直径的6/100，因此极限荷载最终确定为612kPa 。

图8.12 达到极限荷载时载荷板周围的裂隙、侧向挤土及隆起现象

图8.13 振冲砂桩单桩极限承载力

图8.14 荷载为比例极限时振冲砂桩单桩水平附加应力与深度的关系

图8.15 达到极限荷载时载荷板周围的裂隙、侧向挤土及隆起现象

图8.16 振冲砂桩复合地基桩间土极限承载力载荷试验P-s曲线

图8.17 砂桩复合地基载荷试验压力盒布设示意图

（5）振冲砂桩复合地基载荷试验

为了揭示振冲砂桩复合地基中桩土分担荷载的特性，同时对振冲砂桩复合地基的承载力特性进行研究，对试桩进行了复合地基载荷试验，并在载荷板覆盖范围下的桩顶和桩间土表面不同位置埋置土压力盒并编号，虚铺砂土填平，然后放置载荷板，测得载荷试验以及压力盒数据，进行分析。压力盒布置如图8.17所示，压力盒埋设情况如图8.18所示。试验设计堆载150t，采用200t千斤顶油泵加压，圆形载荷板直径为1.89m，按每级荷载增量35.7kPa进行逐级加载。加载前以及每一级测得土压力盒读数，在加到285.6kPa的情况下，由于承力梁向一边倾斜而降低了有效堆载，因此终止试验。

图8.18 试验堆载现场及压力盒埋设

由试验结果得出的P-s曲线如图8.19所示。由图8.19可以看出，从第1级荷载到第4级荷载P-s曲线近乎于直线，表明地基处于压密阶段，其对应的第4级荷载142.8kPa为复合地基的比例极限，此后，地基进入局部塑性变形阶段。由于载荷板直径较大和有效堆载降低两方面原因，地基未发生破坏，因此可以肯定的是，在第4级荷载（比例极限）后直至试验终止（285.6kPa），复合地基一直处于局部塑性变形阶段，而远未达到其理论极限承载力。

图8.19 振冲砂桩复合地基承载力载荷试验P-s曲线

（6）振冲砂桩复合地基桩土分担荷载特性

同天然地基相比，振冲砂桩复合地基中的应力场和位移场均已经发生了变化，因此，在外荷作用下，桩体上产生应力集中；此时桩体和桩间土共同承担上部荷载，二者变形协调。对于复合地基中桩土分担荷载的研究主要有两种途径，一种是通过现场试验，量测桩顶和桩间土的反力；另一种则是进行数值计算。由于复合地基的应力应变关系至今尚未形成统一的认识，而砂土的本构模型也较多，这一现状限制了用数值计算来研究桩土分担荷载特性的精度，相对来说，现场试验得到的数据则更为准确。因此本研究通过现场载荷试验，对复合地基中反映桩土性状的桩土应力比、桩体应力集中系数、桩间土应力减小系数等参数进行了研究。

A.桩土应力比

桩土应力比n是指复合地基中桩顶平均应力与桩间土上平均应力的比值，它是反映复合地基工作性状的一个重要参数。不同的桩体材料，桩土应力比有着不同的变化规律。由于桩间土及桩体应力应变关系的非线性特点，致使至今为止没有一种能够精确计算桩土应力比的公式，因此只有通过载荷试验或在实际工程施工时现场埋设压力盒来实测。

本次试验得出的不同荷载级别下的振冲砂桩复合地基载荷试验桩土应力比值见表8.2，桩土应力比随荷级的变化关系曲线如图8.20所示。由图8.20可见，n值随着荷载的增加而逐渐减小，nP曲线总体上为向上弯曲的凹形曲线。在加荷初期，桩土应力比达到极大值，而当荷载小于某一值时，随着荷载的增加，n值急剧减小（曲线的陡降段）。荷载超过该值后，桩土应力比不再发生较大变化，此时随着荷载的增加，n值变化量较小。

表8.2 不同荷载级别下的振冲砂桩复合地基载荷试验桩土应力比值一览表

注：n1①/②为压力盒在各自相应位置测出的应力比值，余同。

图8.20 振冲砂桩复合地基载荷试验桩土应力比n-P曲线

分析可知，在加荷初期，载荷板上的荷载主要由桩体来承担。不同荷级下桩顶应力及桩间土应力平均值见表8.3，不同荷级下桩和桩间土分担的荷载比值见表8.4，图8.21为桩顶应力及桩间土应力随荷载的变化曲线，图8.22为桩和桩间土分担的荷载比曲线，由图8.22可以看出，随着荷载增加，桩间土所分担的荷载逐渐增加，虽然桩顶的应力也在增加，但桩所分担的荷载比例则逐渐减小，桩土应力比总体表现为逐渐减小的趋势。

表8.3 不同荷级下桩顶应力及桩间土应力平均值一览表

表8.4 不同荷级下桩和桩间土分担的荷载比值一览表

B.桩间土应力分布情况

由振冲桩复合的地基桩土应力比曲线（图8.20）可见，桩间土的应力并非均匀分布，其应力的大小除与上部荷载大小有关外，还主要与距桩心的距离及群桩的侧限情况有关。由图8.23可见，同级荷载下，对于侧限条件相同的桩间土，距离桩心越近则其应力也越高，距离桩心越远则其应力越低。而由图8.24也可以发现，距桩心相同距离的桩间土，由于群桩侧限条件的不同，其应力大小也有明显不同，表现为越靠近最近的两桩心轴线，桩间土应力越高，反之亦然。由此可见，砂桩复合地基在各级荷载作用下，不仅桩体与桩间土之间的应力发生调整，而且桩间土不同部位的应力同时也在发生调整。

图8.21 桩顶及桩间土平均应力随荷载变化曲线

C.砂桩桩体应力集中系数

应力集中系数是指桩体所分担的荷载与作用在复合地基上的总荷载之比，其表达式为：μp＝σp/P＝n/［1＋m（n-1）］，其中m为置换率。根据上述对单桩复合地基桩土应力比的分析，可以绘制应力集中系数μp随荷载的变化曲线。由本次砂桩复合地基载荷试验结果（表8.5）绘制的应力集中系数μp随荷载的变化曲线如图8.25所示，由图8.25可见，在整个加载过程中，应力集中系数随荷载的增加略有减小，其数值在1.63～3.08之间。这种变化的规律与前述桩土应力比的分析结果一致。

图8.22 桩土分担荷载比随荷载变化关系曲线

图8.23 距桩心不同距离的桩间土应力随荷载变化关系曲线（同侧限条件）

图8.24 不同侧限条件的桩间土应力随荷载变化关系曲线

表8.5 不同荷级下砂桩复合地基应力集中系数μp计算结果一览表

图8.25 砂桩复合地基应力集中系数μpP曲线

D.桩间土应力减小系数

应力减小系数（即应力修正系数）是指桩间土所分担的荷载与作用在复合地基上的总荷载之比，其表达式为μs＝σs/P＝n/［1＋m（n-1）］。同样，由本次砂桩复合地基载荷试验结果（表8.6）绘制的桩间土应力减小系数μs随荷载的变化曲线如图8.26所示，由图8.26可见，在整个加载过程中，桩间土应力减小系数随荷载的增加略有增加，其数值在0.19～0.78之间。

表8.6 不同荷级下桩间土应力减小系数μs计算结果一览表

图8.26 砂桩复合地基应力减小系数μs-P曲线

E.桩土应力比的影响因素

振冲砂桩复合地基桩土应力比主要与砂桩桩体与桩间土的相对刚度有关（虽然二者本身刚度均较小），当砂桩相对刚度较大时（相对于桩间土），应力集中程度较高，同级荷载下的桩土应力比较大，反之，当砂桩刚度相对较小时（相对于桩间土），应力集中程度较低，同级荷载下的桩土应力比也相应较小。因此为了使桩体承担更多荷载以提高复合地基整体承载力，砂桩本身的质量就显得特别重要。

除了砂桩桩体与桩间土的相对刚度影响外，桩土应力比还与每级荷载施加后的时间段长短有关。一般，在同一级荷载条件下，n随时间的推移有少许减小，即在同一级荷载下刚开始施加荷载时，荷载主要由桩体承担，但随着时间的推移，荷载逐渐由桩体向桩间土转移，最后趋于稳定的n值，亦即桩土应力比的稳定过程具有一定的时间效应，但总体来说时间效应并不十分明显。另外，桩土应力比及其稳定过程的时间效应也与复合地基的置换率及桩长有关，此方面规律性还有待进一步研究。

一、原位测试技术在工程勘察中的作用

原位测试是在岩土体原来所处的位置基本保持岩土体的天然结构、天然含水量以及天然应力状态下测定岩土的性能。

1.原位测试的优点

1）可以测定难以采取不扰动试样的土层（如碎石土、砂土、流塑淤泥等）的有关工程参数。

2）避免采样过程中应力释放和结构扰动的影响。

3）原位测试的试样体积远比室内试样大，因此代表性也强。

4）试样体受力状态更接近工程实际，试验数据更具合理性。

5）可大大缩短勘探试验的周期。

2.原位测试的不足之处

1）各种原位测试都有其适用条件，如使用不当则会影响其效果。

2）有些原位测试所获得的参数与土的工程性质间的关系往往是建立在统计经验关系上。

3）影响原位测试成果的因素较为复杂（如周围应力场、排水条件等），使得对测量定值的准确判断造成一定的困难。

4）原位测试的主应力方向往往与实际岩土工程问题中的主应力方向并不一致。

5）某些原位测试设备复杂、庞大。

因此，土的室内试验与原位测试，二者各有其技术优势，在全面研究岩土体的各项性状中，二者不可偏废，而应相辅相成。

随着科学技术的进步，原位测试的理论、方法和仪器设备必将有更大的发展和提升，原位测试在工程勘察中将会发挥越来越大的作用，其介入的深度和广度会更加充分。可以说，原位测试手段是工程勘察技术进步的发展方向，也是勘察技术更加成熟的标志。

二、原位测试方法

岩土体的原位测试方法很多。随着岩土工程技术和计算机技术的不断发展，新的原位测试理论、仪器设备和试验方法不断出现，使得岩土工程原位测试技术在工程实践中越来越受到重视。

在工程中经常采用的原位测试方法见表2-2-69至表2-2-71。

表2-2-69 岩体原位测试方法

表2-2-70 土体原位测试方法

表2-2-71 水文地质原位测试方法

续表

由于原位测试是勘察工作的重要和必不可少的技术手段，所以有关工程勘察的规程规范，都有关于原位测试的技术要求和工作方法。不同的原位测试方法适用于不同的工程和地质条件，取得的岩土参数也有侧重。表2-2-72为部分测试方法的适用范围。

表2-2-72 原位测试方法适用范围

三、原位测试在深圳地区的应用

自建立特区始，原位测试一直是深圳工程勘察的一个重要手段。1980年，便有专门的原位测试队随勘察队伍进入深圳，在大量工程勘察项目中使用原位测试手段。1983年，航空部综合勘察单位用原位测试手段对花岗岩残积土进行了系统的研究，得出了花岗岩残积土的含水量、变形模量的确定方法，揭示了花岗岩残积土本应具有的较高承载力。1985年，地质矿产部“深圳市区域稳定性评价”编写组在区内多处进行地应力测量，为区域稳定性分析提供了可靠资料。而后的二十多年中，深圳市的勘察单位在软土地基勘察中使用十字板剪切、静力触探、旁压、螺旋板载荷试验等方法测定软土特性，用标准贯入试验判定花岗岩风化程度、砂土液化，用平板载荷试验判定地基加固处理的效果等等。近年来引进扁铲侧胀试验等新方法。可以说，原位测试是工程勘察工作常规的、不可缺少的手段。

（一）金城大厦挖孔桩孔底平板载荷试验

罗湖区金城大厦共6栋26层塔式住宅楼，建筑面积约58000m2，采用框架剪力墙结构体系。每座塔楼总荷重达2万余吨，基底压力达50t/m2。拟建场地地质条件复杂，有数条高倾角破碎带通过，局部破碎带深度40～50m，勘察工作进行于1981年。

时值特区建设初期，罗湖区开始动工兴建的几栋高层建筑均采用1.0m直径的冲孔灌注桩，以微风岩为桩端持力层。如果金城大厦采用此类桩型，不仅桩距过密且不少桩长超过50m。经过详细的技术方案比较，金城大厦决定采用大直径挖孔灌注桩基础，以强风化岩为桩端持力层。由于当时国内对强风化岩的桩端承载力的取值并无成功经验可以参考，仅就强风化岩的原位载荷试验的资料也不多，可资利用的资料极少。为了准确获取强风化岩的极限承载力和变形模量作为桩基设计参数，由深圳市勘察设计联合公司设计四室提出要求，深圳市房地产公司资助，在市建委总工程师室、罗湖工程建设指挥部的直接领导下，委托冶金部建筑研究单位进行强风化岩的载荷试验工作。

试验在工程桩内进行，以桩孔护壁加反力梁作为反力装置，采用遥控高压加荷，应变自动记录系统和闭路电视监视现场试验情况。圆形压板面积1225mm2和1250mm2。

1982年4月开始试验挖孔施工，5月5日开始安装试验设备，5月15日完成2个桩位、3种深度的强风化岩的载荷试验，试验结果见表2-2-73。

表2-2-73 金城大厦强风化岩载荷试验成果

（二）罗湖山风化岩平板载荷试验

1983年11月，受深圳火车站建设有限公司的委托，根据香港胡应湘设计事务所对拟建联检大楼挖孔桩底强-中风化千枚岩作载荷试验的要求，以研究其承载力及变形特征，深圳市勘察设计联合公司勘察经理部在罗湖山（现已挖平）进行了4处平板载荷试验。

试验在罗湖山工事洞内进行，以洞顶作为反力装置，采用FQ100型分离式油压千斤顶施加垂直压力，加荷压力值由标准压力表观测，沉降值由百分表量测。圆形压板面积800cm2，试验结果见表2-2-74。

表2-2-74 罗湖山强-中风化千枚岩平板载荷试验成果

通过上述两处7点的载荷试验结果，对强风化岩和中风化岩能否作为桩基持力层及其承载能力和变形特性有了新的认识。编制提出了深圳特区不同风化程度基岩的桩基容许端承力表（表2-2-75）。该表在1984年开始试行的《深圳地区钢筋混凝土高层建筑结构设计试行规程》（SJG 1-84）被采纳编入规程中，后继续编入《深圳地区建筑地基基础设计试行规程》（SJG 1-88）中。

表2-2-75 深圳特区桩基基岩容许端承力表 kPa

应该注意到，两处载荷试验的圆形压板面积都不大，试验点板下平面直径远大于压板直径的3倍。所以说，两处载荷试验机理仍属于浅层载荷板试验，试验结果一般用于天然地基的计算，用于桩端承载力的确定，理论上是偏安全的。

（三）花岗岩残积土的试验研究

花岗岩残积土用常规土工试验所得到的孔隙比大、压缩系数大、压缩模量小的特征，从而出现按常规程试验指标查表求承载力偏低的结果，与实际情况相差较大。在特区建立伊始，就开始了利用原位测试手段对花岗岩残积土的研究。首先由航空部综合勘察单位将原位测试手段运用在上步工业区、上海宾馆和白沙岭住宅区的勘察工程中，继而有华新小区花岗岩残积土的试验研究。在这些项目的勘察研究中，除钻探、取样外，采用了一定数量的平板载荷、旁压、标准贯入和静力触探等试验。华新小区的载荷试验在井内进行，以井孔护壁加钢梁作反力装置，油压千斤顶施加垂直荷载，位移传感器量测沉降值。圆形压板面积为2500 cm 2，试验井旁另设降水井。综合各项试验成果，见表2-2-76，77。

应该说明，下表仅说明采用多种原位测试手段可以更全面地了解土的特性。表中数值不宜作为具体工程引用。

通过数个工程的试验研究，证实花岗岩残积土具有较高承载能力和总体变形较小。航空部综合勘察单位提出了花岗岩残积土变形模量（Eo）与标准贯入击数的关系式：

Eo=2.2N(MPa)

上式被《深圳地区建筑地基基础设计试行规程》（SJG 1-88）采用，并列入规程条文中。根据大量标准贯入击数与现场土的状态及矿物风化程度的对比，深圳市勘察测量单位提出以标贯击数50击（修正后）作为花岗岩残积土和强风化岩的界线标准。这一标准也列入SJG 1-88规程中。此后，通过大量工程实践，现行《岩土工程勘察规范》（G B 50021-2001）规定花岗岩类岩石按标准贯入击数（不修正）划分风化程度，N大于等于50为强风化岩；N小于50，大于等于30为全风化岩；N小于30为残积土。

表2-2-76 上步工业区残积土砾质黏性土原位测试综合简表（1983年）

表2-2-77 华新村残积土砾质黏性土原位测试综合简表（1985年）

（四）地应力测量

1985年，地质矿产部“深圳市区域稳定性评价”编写组，为了取得区内地应力状态的资料，采用压磁电感法和水压致裂法，进行了区内地应力测量。压磁电感法使用SYL-2数字压磁应力代和卧式围压率定机等设备，水压致裂法使用定向印模器确定压裂方向。测量结果见表2-2-78，2-2-79。

表2-2-78 1985年深圳市压磁电感法地应力测量结果一览表

表2-2-79 1985～1986年深圳经济特区水压致裂法地应力测量结果一览表

（五）软土地基勘察的原位测试

因为软土（淤泥和淤泥质土）很难取得保持自然状态的试样，更难以保证试样在运输、保存和试验过程中不被扰动破坏，所以用原位测试手段（主要是静力触探和十字板剪切）来确定软土的工程特性，并与室内试验结果互为补充和印证，就显得尤为重要。特别是由于软土的不均匀性，常夹有薄层的粉细砂，采用静力触探试验方法，可以从上而下获得连续的贯入（强度）参数。深圳有大面积的软土分布，在保税区、深圳机场、后海前海填海工程等大面积开发区域，工程勘察单位在软土地基上作了数量可观的原位测试工作，获得了大量试验数据，为软基的加固处理提供较为准确的设计参数。以后海深港西部通道工程勘察为例，在采取大量土样进行室内试验，获得了淤泥的物理指标和力学特性（抗剪强度、固结系数等）的同时，进行了相当数量的静力触探和十字板剪切试验。试验结果见表2-2-80，2-2-81。

表2-2-80 淤泥静力触探试验结果

表2-2-81 淤泥十字板剪切试验结果

在大面积软基加固处理的工程中，处理前和处理后原位测试工作更是不可缺少的，并以此判断加固处理的时效和质量。

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