一位专家对某超高建筑边坡变形案例进行了分析，以下是他的PPT的有关部分。
看得出来，这位专家赞同黄润秋先生的观点，强调对超高边坡，必须把强度稳定性分析转变为变形稳定性分析。这是这位专家从这个案例得到的深层的认识。
关于对变形稳定性进行研究并尝试将研究成果用于实际的努力，我表示欢迎，但对这位专家围绕将超高边坡的强度稳定性分析改为变形稳定性分析发表的意见，我有一些不同看法。
1.根据这位专家的转述，黄先生说：“传统的基于极限平衡理论的强度稳定性是变形发展到累进性破裂阶段、滑动面基本形成后的状态,......在变形的初期或一定阶段，滑动面尚未形成，也就不存在所谓的传统的强度稳定性问题。”如果真是如此，那一般边坡也要改用变形稳定性分析了，因为这种说法对一般边坡同样有效。我认为，黄先生的说法值得商榷。
传统的极限平衡法不涉及变形参数，不反映变形破坏演进过程，这是事实。但它并不要求滑动面已经基本形成。广为熟悉和广泛应用的针对圆弧形滑面的瑞典法和简化毕晓普法在实际工程中基本上就是用于滑动面尚未形成的边坡的，其他条分法也不是专门用于滑动面已经基本形成的坡体的，对滑动面未形成的坡体同样适用，其中的一些方法（例如斯宾塞法和摩根斯坦-普赖斯法）对滑动面未形成的坡体还用得更多，只是有的方法（例如传递系数法）因自身合理性的缺陷，未被选择用于圆弧形滑动面未形成的坡体。
由传统的极限平衡法算得的稳定系数是对特定条件下坡体稳定程度的衡量，当稳定系数大于1时，坡体的平衡态离极限平衡状态越远，稳定程度越高，稳定系数越大。在设计工况下坡体的稳定系数还可以小于1，它表示在设计工况出现之前坡体就已经达到极限平衡状态，稳定系数小于1 越多，达到极限平衡状态时的工况距离设计工况越远，极限平衡状态出现越早。
由传统的极限平衡法算得的稳定系数与坡体变形也有一定程度的联系，对于特定条件下的坡体，变形越大，由传统的极限平衡法算得的稳定系数越低。
因此，黄先生的说法不能用作变强度稳定性分析为变形稳定性分析的理由。
2.这位专家说：“对于这种没有明显外倾结构面控制的超高边坡，滑动面尚未形成，采用现行规范判定其破坏模式，按强度稳定性问题考虑，存在明显的不合理。”我认为：
（1）无论是否是超高边坡，无论是否有外倾结构面控制，边坡的由强度控制的稳定程度总是存在的，都可以而且有必要按传统的极限平衡法进行稳定性分析。但像这种高达95米又有68度陡外倾软弱结构面的泥岩边坡，不能局限于按传统的极限平衡法进行稳定性分析，除按传统的极限平衡法进行稳定性分析之外，还应该用数值方法进行分析（包括强度稳定性分析）。现行规范就有变形破坏机制复杂时进行数值极限分析的规定。在变形难以准确预计的情况下，把握住边坡强度稳定是十分必要的，是控制变形的前提。岩质边坡尤其如此，很多陡的岩质边坡没有出现多大变形，很快就垮塌了。总之，对这样的边坡，可以说仅进行强度稳定性分析还不够，但不能说进行强度稳定性分析不合理。
（2）案例中的边坡变形破坏方式是卸荷引起的拉裂，拉裂对局部是破坏，对整体是变形，是有损的变形。拉裂是个总概念，除了单纯的拉裂，还有滑移压致拉裂、塑流拉裂、弯曲拉裂、蠕滑拉裂，拉裂的不均匀还会引起剪切。由于切坡高度达95米，切坡后的坡率与切坡前的原始坡率相差很大，卸荷作用强烈。因有68度陡外倾软弱结构面，有多组裂隙发育，岩性又基本上是泥岩，尽管切坡后的总坡率约为45度，卸荷引起的变形还是很强烈。
施加支护后变形仍不稳定，是因为原有的支护措施还不足以约束拉裂变形。由于PPT提供的信息不全，我推测：设计人在设计支护时是按不低于下限值（42度）的等效内摩擦角进行主动岩石压力计算的。这个等效内摩擦角与约45度的放坡坡角差别很小，使得主动岩石压力强度很小，这是支护强度不足的原因。关于岩质边坡的拉裂变形，在比案例中的边坡工程竣工早四年的2014年，被阻止发布的重庆边坡规范报批稿便已列出，并提供了抗变形支护结构岩土荷载计算方法——静止岩土压力修正法。
根据国标《建筑边坡规范》2013版提供的坡率允许值表（见下表），勘察单位提出的按1:1坡率放坡的建议断不可行，因为IV类岩质边坡8米高度的坡率允许值就可以取1:1了，而案例中的岩质边坡高度是8米的10倍以上。
勘察报告仅说“边坡的破坏方式为顺层滑动”，未提卸荷引起的拉裂。按照勘察报告的这种说法，按1:1坡率放坡不仅不是过陡，而且还过缓，因为外倾层面倾角为68度，如果按55度放坡，既不会发生顺层滑动，也不会发生其他方式的滑动，故也无主动岩压。这是执行思路混乱的现行规范造成的矛盾。早在十年前便已形成的重庆边坡规范报批稿采用失稳和变形双控概念下的边坡治理新思维，消除了这一矛盾以及其他很多矛盾。
这位专家当年是强力阻止发布重庆边坡规范的先锋，至今也不认为阻止错了，却主张用变形稳定性分析取代强度稳定性分析，这思维是不是跳跃得有点厉害。
