随着中国工程建设的迅猛发展，岩土工程所要解决的难题越来越复杂, 这给经典土力学提出了挑战，对岩土工程师也是很大的考验。例如，挡土墙土压力是土力学的经典课题，但在邻近建筑物外墙时，基坑支护结构的土压力是否还能用经典方法进行计算？在滑动面形状和受力条件比较复杂时，如何区分人们习惯采用的抗滑力和滑动力？计算边坡安全系数时某个力的作用是该加在分子上还是减在分母上？虽然对该力的定性并不存在问题，但由此得到的安全系数值却有所不同。静孔压和超静孔压如何区分？最小安全系数对应的滑动面是否真的是最先发生滑动的滑动面？或者，对于给定的滑动面，土体是否真的有能力调整到其最大抗滑能力？土体会不会在没有达到最大抗滑能力之前就先发生破坏？本文针对这些问题进行探讨，希望对相关概念辨析有一定参考价值。

1 有限土体土压力

Rankine土压力理论和Coulomb土压力理论是常用的土压力计算理论。近年来在基坑工程中，在已有建筑物地下室外墙开挖基坑的情况越来越多，此时按Rankine或Coulomb理论得到的直线破裂面会与地下室相交，即无法充分延伸(图 1)，于是就出现有限土体(或称有限范围/宽度土体)情况下的挡土墙土压力计算问题。

有很多学者对有限土体土压力问题进行了研究^[1-9]，主要采用Coulomb土压力理论进行受力分析，从而得到相应的计算公式，但根据这些公式，当土体宽度b趋近于0时，挡土墙土压力也趋近于0，这种推断其实是错误的，违背土力学常识。比如，在土的黏聚力c=0，而内摩擦角ϕ又非常小，甚至等于0时，土就相当于水，但在b趋近于0时，水对侧向的压力并不会有任何减小。

实际上，如果假定墙背垂直光滑、填土表面水平，有限宽度土体在挡土墙离开土体运动时，并没有背离Rankine极限状态的条件(图 2)^[10]。因此，Rankine土压力理论仍然是适用的。此时，按Rankine主动土压力系数

$ K_{\mathrm{a}}=\tan ^{2}\left(45^{\circ}-\phi / 2\right) $

(1)

计算有限土体的土压力是没有问题的。

进一步用Coulomb理论分析该问题。有限土体的破裂面假定如图 3中折线OAB所示。图 3中：OA上稳定土体对隔离体的法向力为N，切向力为T_f，W为土体自重，挡土墙对土体的法向力E和摩擦力T合力的反作用力就是有限土体对挡土墙的土压力。

在计算中，AB面上的受力E₂是问题的关键。由E₂可以利用AB面为破坏面这个条件得到T₂，而后就可以按常规Coulomb理论的推导来求解土压力。如果忽略了E₂，就得不到正确结果，因为维持AB面保持竖直需要有作用力；如果E₂按静止土压力系数来计算，则可能导致结果偏大，因为E₂只需维持AB面不向右破坏即可，无须维持侧限状态；直接按Rankine土压力系数计算也存在问题，因为AB面和OC面上的受力特征相同，应当服从相同的求解原则。

按类比方法可以给出E₂和E的关系，

$ \frac{E_{2}}{E}=\left(\frac{h-z_{0}}{H-z_{0}}\right)^{2}=\left(\frac{H-b \tan \theta-z_{0}}{H-z_{0}}\right)^{2}. $

(2)

其中：z₀为土体能够自由站立的高度，对无黏性土，c=0，z₀=0；h为AB的长度；H为OC的长度；b为土体宽度，即BC的长度；θ为土体破裂面与水平面的夹角。在类比方法假定下，根据式(2)，土压力沿深度z以平方关系变化，其压强沿深度z为线性分布。

但类比方法只是根据常规挡土墙土压力分布规律直观推广而来的一种假定，对有限土体的适用是有条件的。例如，在类似的筒仓侧压力计算中，常用的Janssen公式为^[11-12]

$ p=\frac{\gamma \rho}{\mu}\left(1-\mathrm{e}^{-\mu K z / \rho}\right). $

(3)

其中：p为深度z处侧压力的压强；γ为贮料重度；μ为贮料与仓壁的摩擦系数；ρ为筒仓水平净面积的水力半径，对圆筒仓而言，ρ=R/2，R为筒仓半径；K为侧压力系数。从式(3)可以看出，p不是线性分布的，与式(2)的假定不同。

为了便于说明问题，考虑一种简单的情况：忽略侧壁的摩擦力，即图 3中T和T₂均取0(对应式(3)中μ=0)。在求解过程中，不对E₂进行假定，而采用等量置换。

如图 4所示，假定在AB左侧挡土墙作用下土体内的破坏面在图中AD位置，即ABD可以处于极限平衡状态。将该隔离体ABD镜像到右侧，AB上的土压力则等价于土体ABD′的作用，其中θ_m是相应于A点处破坏面与水平面的夹角。这样就把求解隔离体OABC的问题转换为求解OAD′BC的问题，即寻找合适的θ和θ_m使得OC面上的作用力最大。类比Coulomb理论，有理由认为，当

$ \theta=\theta_{\mathrm{m}}=\theta_{\mathrm{c}} $

(4)

时，OC面上的作用力达到最大。式(4)中θ_c为按Coulomb理论得到的破坏面与水平面的夹角。此时问题又转化为常规Coulomb土压力问题。也就是说，即使从Coulomb理论来考察，至少在μ=0时，有限土体的土压力也应当可以用常规的Rankine和Coulomb理论来求解，不能随b而折减。

如果b比较小，破裂面AD不能直接延伸到BC，而是延伸到OC上，可以继续用上述等量置换的思路进行镜像求解，直到延伸到BC。因此，不管b的大小如何，都不影响上述推理。

也可以从较小的H开始计算，即先考虑H≪b的情况，然后逐步增大H，计算对应的土压力，这也能证明得到的结果与常规Coulomb理论是一致的。事实上，有的筒仓侧压力计算并不排斥Rankine理论^[12]。这里的推理无须采用关于E₂的假设。

对于式(3)，在摩擦力μ极小时可以进行Taylor展开得到

$ p=\gamma_{z K}. $

(5)

式(5)表明此时Janssen公式也能够还原到Rankine或Coulomb土压力理论。

如果采用式(2)的假定，并考虑无黏性土，即针对c=0、z₀=0这种比较简单的情况，可以利用力的平衡得到

$ E=\frac{\gamma b\left(H-\frac{b}{2} \tan \theta\right) \tan (\theta-\phi)}{1-\left(1-\frac{b}{H} \tan \theta\right)^{2}}. $

(6)

表面上看，b→0时，由式(6)可以得到E→0，但这是错误的。对式(6)进一步化简后，可以得到

$ E=\frac{1}{2} \gamma H^{2} \frac{\tan (\theta-\phi)}{\tan \theta}. $

(7)

式(7)中E与b无关。对θ求导的结果仍然还原到Rankine土压力理论。

如果考虑侧壁摩擦的影响，即μ>0，等量置换的结果见图 5。与图 4相比，在AB面需要加上向上的摩擦力T^*(=2T₂)，才能保证置换效果不变。该问题就变换为在常规Coulomb土压力推导中增添了一个向上的力的作用，这相当于减小了重力W，因此也会使计算得到的E有所减小。这个向上的作用力与b和μ的大小有关(由于在推导中没有用到力矩平衡，因此力的作用位置对推导没有影响)。

显然，T^*的参与会改变E和破坏面位置的计算结果，偏离Rankine理论和常规Coulomb理论对应的结果(且小于Rankine土压力)。b越小，μ越大，这种偏离就会越大，进而使得式(2)的误差越大。

对式(3)关于z求微分，可得

$ \frac{\partial p}{\partial z}=\gamma K \mathrm{e}^{-\mu K z / \rho}. $

(8)

可见，当μ/ρ接近于0时，压强p沿深度接近线性分布，此时与式(2)的假定基本一致；但μ/ρ越大，压强p的分布越偏离线性分布，式(2)的假定就越不适用。

从上述分析可以看出，有限土体宽度b对土压力的影响与侧壁摩擦系数μ密切相关，在式(3)和(8)中则直接体现为μ/ρ。如果μ非常小或接近于0，b变化的影响就比较小。如果μ难以确定或取值不可靠，与b有关的计算公式的可靠性也会大打折扣。

进一步考察这个问题。仍然采用式(2)的假定，并设侧壁摩擦系数为μ(为了简化，土的黏聚力c=0)。由图 3力的平衡可以得到

$ E=\frac{\gamma b\left(H-\frac{b}{2} \tan \theta\right) \tan (\theta-\phi)}{1-m+\mu(1+m) \tan (\theta-\phi)} $

(9a)

其中

$ m=\left(1-\frac{b}{H} \tan \theta\right)^{2}. $

(9b)

在b→0时，m→1，式(9a)可简化为与土的内摩擦角无关的解，

$ E=\frac{\gamma b\left(H-\frac{b}{2} \tan \theta\right)}{2 \mu} \approx \frac{\gamma b H}{2 \mu}. $

(10)

式(10)表明，E随b线性减小(进而也会得到E→0)，无法退回到ϕ=0时的静水压力状态。或者说，在μ=0附近，由式(10)得到的土压力E出现了跳跃(不连续)现象。而且，由式(10)可以得到E₂/E≈h/H，这与式(2)的假定矛盾。

实际上，按式(2)的思路，更一般的假定是:

$ E=\xi F(H) $

(11a)

$ E_{2}=\xi F(H-b \tan \theta). $

(11b)

其中ξ为与H无关的待求参数。由图 3力的平衡得到:

$ \xi=\lambda \cdot \gamma b \tan (\theta-\phi) $

(12a)

$ \lambda=\frac{H-\frac{b}{2} \tan \theta}{F(H)-F(H-b \tan \theta)+\mu(F(H)+F(H-b \tan \theta)) \tan (\theta-\phi)}. $

(12b)

由于ξ与H无关，因此式(12)中λ也与H无关。显然，寻找满足该条件的函数F是比较困难的。

式(2)的假定相当于取F(H)=(H-z₀)²，在c=0时有z₀=0，此时要求

$ \begin{array}{l} \lambda = \frac{{H - \frac{b}{2}\tan \theta }}{{{H^2} - {{(H - b\tan \theta )}^2} + \mu \left( {{H^2} + {{(H - b\tan \theta )}^2}} \right)\tan (\theta - \phi )}} = \\ \frac{{H - \frac{b}{2}\tan \theta }}{{2b\tan \theta \cdot \left( {H - \frac{b}{2}\tan \theta } \right) + \mu \left( {{H^2} + {{(H - b\tan \theta )}^2}} \right)\tan (\theta - \phi )}}, \end{array} $

(13)

且与H无关。显然，在μ>0时不能满足λ与H无关的条件，说明在式(2)的假定下得不到自洽的结果。

不同于筒仓填料时的受力变形状态，对于基坑开挖来说，由于挡土结构与土体随着基坑开挖而发生变形，摩擦力难以准确估计，因此按μ=0计算土压力是合适的，也偏于安全。有鉴于此，本文作者建议仍然用Rankine理论计算有限土体土压力，且不能随b而折减。在没有充分依据的情况下对土压力按b来折减不但在理论上存在问题，而且也影响安全。

虽然本文作者推荐仍然用Rankine理论计算土压力，但并不排斥继续研究该问题。借鉴筒仓理论可以给出更加完善和严密的土压力计算公式，但是所推导的公式至少应当保证：

1) 在墙背垂直光滑情况下能够退回到与土体宽度b无关的Rankine土压力理论；

2) 在土体的强度指标c=0、ϕ→0时，不能违背静水压力理论，即能够退回到静水压力计算公式。

此外，即使进行挡土墙的模型试验，也不宜以最终滑塌的面作为破坏面进行挡土墙土压力计算，应当用土体本身处于极限状态时对应的破坏面来计算，因为在挡土墙支护下的极限状态与最终滑塌后的受力情况可能是不同的，这与不能按溃坝后的水流形态来计算静水对坝体的作用力是同样的道理。在挡土墙作用下土体处于极限平衡时，土体水平方向上有力的作用(即等于主动土压力E)，但在滑塌后，侧向力可能有所不同。

由于无黏性土是颗粒物质(散粒体)而不是连续体，因此用连续体理论来进行计算是有一定适用范围的，不能解决所有问题。很多情况下颗粒物质会表现出连续介质的性质，但在b很小时，土的颗粒属性可能会处于主导地位。黏性土更是介于颗粒物质与连续体之间的更为复杂的材料。

2 是否有必要区分抗滑力和滑动力？

在边坡稳定分析中，“抗滑力”和“滑动力”(根据瑞典条分法，对应的是“抗滑力矩”和“滑动力矩”)^{[10, 13]}是两个常用的概念，边坡安全系数也可以因此写为

$ F_{\mathrm{s}}=\frac{R}{T}. $

(14)

其中：R为抗滑力(或抗滑力矩)，T为滑动力(或滑动力矩)。计算挡土结构的安全系数(如图 6所示)也常沿用此概念，即用抗滑作用除以滑动作用来得到安全系数。

但是，有些情况下很难判断一个力的作用属于抗滑力还是滑动力(下滑力)，即使知道了它的作用，计算时放在式(14)的分子上还是分母上也令人困惑，比如图 6中两侧和底部水压力的作用(U₁，U₂，U₃)。在结构和受力更为复杂时，这种判断就更为困难，也更具争议。

关于边坡安全系数，Bishop给出了一个比较严密的定义：

$ c_{\mathrm{e}}=c / F_{\mathrm{s}}, \tan \phi_{\mathrm{c}}=\tan \phi / F_{\mathrm{s}}. $

(15)

其中：c、c_e分别为折减前后的黏聚力，ϕ、ϕ_e分别为折减前后的内摩擦角，F_s为折减系数。

式(15)是基于强度储备的安全系数定义方法，意味着在土体的强度按式(15)折减后，整个体系将处于极限平衡状态。

在边坡稳定分析的条分法中，对某一土条i来说，土条底部(滑动面)的切向力T_i和抗剪强度对应的切向力满足^[14]

$ T_{i}=c_{\mathrm{e}i} l_{i}+N_{i} \tan \phi_{\mathrm{e} i}. $

(16)

其中：l_i为土条底部的长度，N_i为土条底部所受的法向力。式(16)把极限平衡条件写成等式，将式(16)直接代入平衡方程进行计算，得到的F_s就是对应的安全系数^{[10, 13-14]}。

式(16)把安全系数对应的强度储备通过极限平衡条件直接写成等式进行计算推导，可以很方便地用于复杂的安全系数计算，如Spencer法、Morgenstern-Price方法、有限元强度折减法以及基于加速度的安全系数计算方法等^[15-16]。式(16)也可以很方便地推广到其他稳定分析中，比如验算挡土墙稳定的安全系数，即把土体的强度按上述定义折减后，按极限平衡条件写成等式直接进行推导。这就可以避开判断抗滑力和滑动力的困难，也不存在将该作用力是加/减在分子上，还是减/加在分母上的争议了。

严格来讲，“抗滑力”和“滑动力”只是教科书中为了便于理解相关概念而对相应作用力的一种通俗称谓，不宜用来推导复杂情况下的安全系数。

3 静孔压和超静孔压

与抗滑力和滑动力类似的概念辨析也存在于静孔压和超静孔压的区分上。造成这种困惑的很大一部分原因可能在于两者的名称上。“静孔压”和“超静孔压”更多的只是一种操作性定义，其名称没有反映出两者之间最本质的区别。如果把名称改为“与变形(趋势)无关的孔压”和“与变形(趋势)相关的孔压”，就容易区别了。超静孔压其实是由于土的变形(或变形趋势)而引起的，与土的变形有关，静孔压则与变形无关。

图 7a是一大坝竣工10 a后采用饱和-非饱和流固耦合的孔压等值线计算结果(孔压为0的线即为浸润线); 作为对比，图 7b则是不考虑固结问题，只采用饱和-非饱和渗流得到不同时刻的心墙浸润线^[17]。图 7b中的孔压其实就是静孔压，计算中只采用渗流理论进行计算，没有考虑土的变形。可以看出，在考虑土的变形后，图 7a心墙中的孔压升高比较明显，该孔压扣除图 7b相同时刻对应的静孔压就是超静孔压。

图 8是针对一滨海软土区地层计算的蠕变和渗流固结共同作用下孔隙水压力沿深度随时间的变化^[18]。由于软土渗透系数较小，蠕变引起的孔压不能很快消散，导致地基中积存一定的超静孔压。此时，如果在该场地施工改变了土的渗透性或渗流途径，就可能使超静孔压迅速消散，会在短时间内引起地面较大范围的变形。

4 哪个滑动面可能最先滑动？

在边坡稳定分析中，计算出最小安全系数的同时也得到了对应的临界滑动面，这里称为安全系数临界滑动面。人们通常认为这个滑动面就是边坡破坏时的滑动面，或者至少是最先发生破坏的滑动面。但是，这种判断存在问题。因为安全系数临界滑动面只代表在该临界滑动面上强度储备(或者受力)最为不利，而不能直接推导出最先沿该面滑动，两者的因果关系并不明确。例如，如果计算得到某边坡最小安全系数为0.996，而另一滑动面对应的最小安全系数为0.998，两者都处于潜在破坏状态，能够推断出0.996对应的临界滑动面最先滑动吗？如果两个滑动面距离和形状比较接近，这种推断还有一些道理。但是，如果0.998对应的滑动面距临空面更近，且滑坡规模更小，就无法判断哪一个面先滑动了。此时，是否需要按安全系数和滑坡规模进行综合判断？

考虑到滑坡规模与滑坡体的质量有关，本文作者认为可以基于失稳加速度来判断临界滑动面^[19-21]。将滑动面以上的土体作为隔离体，由于正常工作状态下它处于平衡状态，因此W、N和T满足

$ \boldsymbol{W}+\boldsymbol{N}+\boldsymbol{T}=\bf{0}. $

(17)

其中：W为将滑体作为隔离体时其所受的外力(包括重力和其他上部荷载)，N为滑动面(滑面)上法向力的合力，T为滑动面上切向力的合力。

将T用T_f代替(T_f为滑动面上抗剪强度τ_f形成的合力)，隔离体就可能不再平衡，由此产生失稳加速度为

$ \mathit{\boldsymbol{a}} = \frac{{\mathit{\boldsymbol{W}} + \mathit{\boldsymbol{N}} + {\mathit{\boldsymbol{T}}_{\rm{f}}}}}{{mg}} = \frac{{{\mathit{\boldsymbol{T}}_{\rm{f}}} - \mathit{\boldsymbol{T}}}}{{mg}}. $

(18)

其中：m为隔离体质量，g为重力加速度。式(18)中除以重力加速度g是为了将加速度量纲归一化。

以失稳加速度指向临空面为正，反之为负。失稳加速度越大表明该滑动面越容易首先滑动。通过在计算域内搜索，可以得到最大失稳加速度，其对应的滑动面这里称为加速度临界滑动面。

式(18)的方法是一种具有普遍性的方法，可以用于常规的极限平衡法，也可以用于基于有限元的方法，并且可以直接推广到地下隧洞的稳定分析中^[22]。实际上，它可以推广到任何有临空面的结构中，包括挡土墙的加速度分析。它为边坡稳定分析提供了一种新的考虑问题的角度，可以与安全系数互为补充。以此思路，可以进一步求取最大失稳角加速度、最大不平衡力等。

5 滑动面能否自行调整到最大抗滑能力？

在边坡稳定分析中，还存在这样的观点：对于某一给定的滑动面，滑动面上的力能够“自行”调整，以发挥最大抗滑能力。这种拟人化的描述尽管符合人们的直觉，但同样需要进一步考察。

从抗剪强度的定义看，抗剪强度是土等摩擦材料抵抗剪切破坏的极限能力。它的量化方式采用的是破坏时破坏面上的剪应力。抗剪强度往往与破坏面上的法向应力相关，这种相关性用线性关系描述，就得到了两个参数，即黏聚力c和内摩擦角ϕ，也就是抗剪强度指标。

由于抗剪强度本身就是用破坏面上的剪应力来度量的，因此破坏时滑动面上的剪应力对应的就是抗剪强度，但是不能倒因为果。如果说破坏时滑动面上的剪应力都达到了抗剪强度，这是没有问题的，这也是条分法中能够在土条底部引入极限平衡条件的原因，也是式(17)和(18)中用T_f代替T的依据。但是，如果说破坏时滑动面上的剪应力达到了滑动面的最大抗滑能力，就需要慎重一些。在抗剪强度和最大抗滑能力之间不能轻易画等号，而应当从土的材料性质(内因、能力)和滑坡结构体(外因、条件)来综合分析。

土的应力应变主要有两种基本特征(图 9)：1)应变硬化型。在土的应力达到其抗剪强度后，随着变形的发展，其强度能够维持(图 9中材料①)。2)应变软化型，即土应力在达到其峰值后，应力随变形而下降，最后趋于残余强度(图 9中材料②)。应变软化型材料显然更有可能在残余强度发生破坏，而不是在其峰值强度发生破坏。

对于加筋土边坡或加筋土挡墙，情况更为复杂。筋材的性质也有类似的两种类型：1)达到抗拉强度后能够在很大应变范围内维持强度基本不变；2)很快拉断，强度降为0。如果筋材的延伸率不足，在土体破坏之前就拉断，或者筋材延伸率满足要求，但模量不足，在筋材达到其强度之前土体已经因为过大变形而破坏，也就是说，在材料应力应变特性差别较大时，不同材料或结构的不同部分有可能会被“各个击破”，不能同时起作用，此时将不能保证给定滑动面达到其最大抗滑能力。

即使应变硬化材料的滑动面也不一定能调整到最大抗滑能力(以下简称为最大抗力)，这要看整个结构的构成情况。图 10给出了几个简单示例。假定结构沿箭头的方向受力且发生破坏。

图 10a是串联结构，材料A和B最大抗力为R_A+R_B。如果A和B的强度不同，假设A的强度远远大于B，那么在荷载达到R_B时结构就会失稳，A的最大抗力无法发挥。对于图 10b中并联的材料A和B也存在类似问题。

假设材料A和B最大抗力相同，即R_A=R_B，对于图 10c的并联结构，由于外荷载位置不同，会导致两者受力不同。图 10c中B受力较大，因此在B破坏后实际上结构整体已破坏，B破坏瞬间A所受荷载仍然达不到其最大抗力。

如果A和B内部结构为超静定结构，且按图 10将两个超静定结构进行组合，依据上述推理，同样能够发现材料无法发挥最大抗力。可见，上述分析并不仅限于静定结构。

图 11a是一个分层边坡示例，图中虚线是一给定的滑动面。如果下层C2的强度超出上层C1较多且破坏需要的应变较小，下层的破坏就会导致上层的破坏，而无须等到上层的强度充分发挥。上下层破坏不同步，此时整体稳定取决于下层的抗滑能力，而不是两者之和。因此，该给定滑动面整体的抗滑能力不可能达到最大抗滑能力。同样的情况也会发生在图 11b中，如果外侧土体C2强度较高且容易在较小变形下首先破坏，C1依靠C2的支撑保持稳定，强度较低且强度发挥需要的变形较大，C2在外力T和自重作用下沿滑动面(图 11中虚线所示)发生破坏，则C1也会随之发生破坏，此时滑动面整体的抗滑能力等于C2的抗滑能力，而不是两者之和。这可能正是挡土墙计算中将墙的稳定性单独验算的原因之一。

图 11分析的是材料因素的影响。边界条件(滑动面)也会影响抗滑能力的发挥。如图 12a所示，滑动面ABC处于水平位置，在外力T作用下发生破坏，其所能发挥的最大抗力为

$ R_{\mathrm{m}}=c L+W \tan \phi. $

(19)

其中：R_m为最大抗力，L为滑动面ABC的长度，W为滑体的自重。

图 12b中其他条件不变，只是滑动面ABC变为图中的折线。显然，滑动面抗力在数值上等于R_m、方向仍然与T共线才算是发挥了最大抗滑能力。然而，在图 12b情况下，尽管黏聚力c引起的抗滑作用cL的大小没有变化，但由于BC段抗滑力的方向改变了，cL的抗滑作用事实上是不能充分发挥的。与法向力相关的滑动摩擦不但改变了方向，而且数值也减小了，其最大抗滑作用同样不能充分发挥。

针对图 12b的情况，如果认为最大抗滑能力不能用式(19)而应当用滑动面上法向应力对应的抗剪强度来计算，这其实相当于又复述了一遍抗剪强度的定义，从而把最大抗滑能力与抗剪强度的概念弄得更加含混不清，进一步导致因果关系的混乱。

类似的例子还可以继续构造出来。虽然给定滑动面并不能一定“自行”调整到其最大抗滑能力，但这并不影响最小安全系数和临界滑动面的搜索结果，因为不合适的滑动面和按最大抗滑能力计算得到的偏大的结果会在搜索中被淘汰掉，不至于影响最终搜索结果。

综上所述，对于给定滑动面，可以得到以下结论：

1) 稳定分析中可以取滑动面上土的抗剪强度来计算对应的安全系数，这是由抗剪强度的定义本身所决定的，而不是因为土体能发挥滑动面的最大抗滑能力。

2) 由于土为散体材料，它对应力变形的调整和适应能力要优于刚体和一般弹性体，在变形和滑动中会进行一定程度的调整，但也不宜过分夸大其调整能力，尤其在用刚体和连续体理论分析的问题中。

3) 滑动面并不一定能够调整到其最大抗滑能力，它至少受限于土(以及与土联合作用的其他材料，如土工合成材料等)的材料性质以及边坡(超静定)结构。一些材料没有自行调整的“能力”，一些结构不能给材料提供充分的调整余地或调整机会，这些都会阻碍最大抗滑能力的发挥。

4) 不管滑动面上的抗剪强度是否对应最大抗滑能力，或者滑动面能否“自行”调整到其最大抗滑能力，一般不会影响对计算域内最小安全系数的搜索结果。

6 结论

根据本文的分析，主要得到以下结论：

1) 目前针对有限土体土压力有很多计算方法，但如果某方法得到的土压力不能退回到Rankine理论或静水压力公式，或者土压力随土体宽度减小而趋近于0，该方法就值得怀疑。在墙背垂直光滑情况下，Rankine极限平衡理论还是适用的，考虑到Rankine理论的计算结果偏于安全，且墙背与土的摩擦角受多种因素影响而难以确定，建议采用Rankine理论计算有限土体土压力。

借鉴筒仓的相关理论以及进行挡土墙的模型试验，有望给出土压力更合理的计算公式，但要考虑筒仓与挡土墙的不同特点、试验中的最终滑塌面与挡土墙作用下极限状态之间的差异，以及颗粒物质与连续体的不同性质。

2) 边坡稳定分析中“抗滑力”和“滑动力”是一种通俗的定性区分，不宜用来推导复杂情况下的安全系数。把边坡安全系数对应的强度储备通过极限平衡条件直接写成等式进行计算推导，是一种具有普遍性的思路。它可以避开判断抗滑力和滑动力的困难，也不存在将该作用力是加/减在分子上还是减/加在分母上的争议。

3) “静孔压”和“超静孔压”只是操作性定义，其名称没有反映出两者的本质区别。超静孔压是由于土的变形(或变形趋势)而引起的，与土的变形有关，静孔压则与变形无关。

4) 最小安全系数对应的临界滑动面为强度储备最不利的面，但不一定是最先滑动的破坏面。最大失稳加速度对应的临界滑动面则更有可能最先滑动。基于失稳加速度的思路为评价边坡、挡土墙、隧洞等具有临空面的结构的稳定性提供了新的思考角度以及分析手段，也不受具体计算方法的制约。

5) 对于给定的滑动面，可以取滑动面上土的抗剪强度计算对应的安全系数，这是由抗剪强度的定义本身所决定的，因为抗剪强度的度量方式就是取破坏时滑动面上的剪应力，但不能因果倒置。

6) 滑坡体的滑动面能否“自行”调整使之发挥最大抗滑能力是值得探讨的，如果材料自身调整的“能力”不足，或结构本身不能提供充分的调整余地和调整机会，最大抗滑能力是难以发挥的。对加筋土边坡或挡墙，这种情况更为突出。