基于不同規范設計的現役RC框架損傷分析及可修復性能評估

孫小云，韓建平，黃林杰

(1.南京交通職業技術學院，南京 211188；2.蘭州理工大學甘肅省土木工程防災減災重點實驗室，蘭州 730050；3.南京林業大學土木工程學院，南京 210037)

為提高結構的抗震性能，減少地震中的人員傷亡和經濟損傷，我國建筑結構抗震設計規范進行了多次修訂，逐步建立了“強柱弱梁”、“強剪弱彎”和“強錨固”等利于結構抗震的設計理念[1]，形成了“小震不壞，中震可修，大震不倒”的三水準設防目標[2]，提出并細化了結構性能化的抗震設計要求[3]。然而，在近幾十年來的多次大地震(如2008年的汶川地震、2011年的玉樹地震、2013年的雅安地震和2017年的九寨溝地震)中，大量現役RC框架結構均不同程度地呈現出與現行規范相違背的損傷模式，如填充墻的抗震性能嚴重不足致其整體坍塌[4]、梁柱節點區域的剪切破壞[5]等。

現役RC 框架結構大多是基于GBJ11-1989、GB 50011-2001和GB 50011-2010抗震設計規范所設計。由于經濟和科技發展水平所限，我國抗震設防水準仍普遍低于美國、日本等發達國家[6-7]，并且2008年汶川地震的震害調查結果表明，按照GBJ 11-1989和GB 50011-2001抗震設計規范設計的建筑結構，在大震和特大地震作用下的抗倒塌能力還有待進一步提高[6]。雖然GB 50011-2010抗震設計規范明確指出，當結構遭受相當于本地區抗震設防烈度的地震作用時，可能發生損壞，但經一般修理仍可繼續使用；當結構遭受高于本地區抗震設防烈度的罕遇地震時，不致倒塌或發生危及生命的嚴重破壞[8]，但并未嚴格給出結構遭受超罕遇地震等特大地震作用下的控制指標。而歷次地震表明極震區的烈度可能會遠高于設防烈度甚至大震(罕遇地震)水平，如2008年汶川地震的極震區實際烈度已達特大震水平[6,9]。為滿足建筑的功能需求，基于三次規范設計的部分RC框架結構呈現出底層層高大、上部層高小的形式，這類結構雖然較好地滿足了結構的功能需求，但不可避免地造成結構剛度的豎向不均勻分布。有研究表明“下小上大”剛度分布模式會提高結構發生薄弱層破壞和倒塌的概率[10-11]，故有必要對我國現役“下小上大”剛度分布模式的RC框架結構在中震(設防地震)、大震(罕遇地震)及特大震下的抗震性能進行深入系統的研究。

本文基于OpenSees有限元分析軟件，建立按GBJ 11-1989、GB 50011-2001和GB 50011-2010抗震設計規范設計的8度(0.2g)設防地區實際工程的有限元模型。綜合考慮填充墻等非結構構件、梁柱節點區的剪-彎復雜受力特性、柱端鋼筋粘結滑移、結構構件(梁與柱)的退化等因素，評估現役RC 框架結構的損傷模式、抗震性能及可修復性。首先對三個框架進行低周往復循環推覆分析，以研究結構的耗能能力和延性；其次，選取25條地震動記錄，分別調整至中震、大震和特大震三個水平進行動力分析，以研究結構的損傷模式、變形沿層高的分布特征及可修復性能。

1 分析算例

1.1 三次規范設計的多層RC框架結構

考慮到結構參數(如結構空間布置和樓層高度等)和構件參數(如梁柱尺寸、梁柱配筋和建筑材料等)是規范規定的主要設計參數，其直接決定著結構的抗震性能[12]。所以，本文選取某設計院分別基于GBJ 11-1989、GB 50011-2001和GB 50011-2010抗震設計規范設計的同一地區的三棟小學教學樓(下文簡稱為RCF-1989，RCF-2001，RCF-2010)實際工程為研究對象進行抗震分析。三棟建筑的平面布置如圖1(a)～圖1(c)所示。該地區抗震設防烈度為8度，設計基本地震加速度為0.20g，場地類別為Ⅱ類，設計地震分組為第三組，特征周期為0.45 s。表1給出了三棟結構的基本設計信息。由圖1可見，基于不同規范設計的同類結構在平面布置、梁柱尺寸、樓層高度、混凝土和鋼筋材料、填充墻的構成材料及其在結構中的布置等均呈現一定的差別[6]。由于該類結構的底層層高明顯大于其它層，為降低這種層高突變所致相鄰樓層剛度的差別，三棟結構的底層柱呈現出不同的細部構造，如圖1(d)～圖1(f)所示。相對于RCF-1989，雖然RCF-2001 的柱截面有略微降低，但其配筋率和配箍率均顯著提高。而RCF-2010中柱的配筋率及截面尺寸均明顯高于RCF-1989和RCF-2001。

圖1 三次規范設計的6層框架結構模型Fig.1 Six-story RC frame structuresdesigned by three seismic design codes

表1 三棟建筑設計信息Table1 Design detailsof the three buildings designed w ith different seismic design codes

1.2 三次規范設計多層RC框架結構數值分析模型

以OpenSees有限元軟件為計算分析平臺建立三棟結構的有限元模型。梁柱單元均采用基于纖維截面的非線性梁柱單元(Nonlinear Beam Column Element)模擬其分布塑性，混凝土部分劃分為多個纖維以提高計算精度，每根縱向鋼筋單獨作為一個纖維。其中混凝土纖維選取Concrete02(uniaxial Kent-Park)本構模型[13]，其較好地考慮了混凝土的受拉性能。為模擬箍筋對核心區混凝土的約束加強作用，對核心區混凝土纖維的強度乘以加強系數K[14]，K的定義為K=1+ρvfyv/，其中，ρv為核心區混凝土體積配箍率，fyv和分別為箍筋屈服強度和混凝土軸心抗壓強度。鋼筋本構模型選取可以考慮疲勞、屈曲效應及強度和剛度退化的ReinforcingSteel 本構模型[14]。填充墻采用如圖2所示的纖維離散化的梁柱單元模型[14]，用兩個基于纖維截面的Beam W ith Hingeselements模擬，填充墻面內和面外承載能力的關系如式(1)所示。

圖2 填充墻模型Fig.2 The model of infill walls

式中：ME和ME0分別是填充墻面內有、無作用力時面外的抗彎承載力；PH和PH0分別是面外有、無作用力時等效填充墻單元的軸向承載力。

該等效填充墻單元的截面高度tI取實際墻體的厚度，其寬度bI的表達式為[6,14]：

式中：hC為填充墻外圍柱的截面高度；Ldiag為填充墻的實際對角長度；λ 為等效寬度bI的修正系數，其表達式[14]為：

式中：hI為填充墻的高度；EF和EI分別為主體框架所用混凝土和填充墻砌體的彈性模量；IC為柱的截面慣性矩；θ 為等效填充墻單元與水平方向的夾角。

對該簡化填充墻單元賦予可考慮非線性行為和殘余強度的Uniaxial hysteretic material 本構模型，如圖2(b)所示。有研究表明該填充墻模型中的軟化剛度取初始剛度的20%，殘余強度取峰值強度σp的25%時可以較好反映填充墻對結構滯回性能的影響[14]，σp取填充墻的設計強度。

已有研究表明：柱內鋼筋粘結滑移亦是RC框架的重要破壞形式之一[15-16]。其會導致構件的整體轉動進而加劇構件的變形，造成結構的嚴重破壞[6-7]，故在柱-基礎/柱連接處采用如圖3(a)所示的零長度截面單元模擬鋼筋的粘結滑移效應，零長度截面單元的本構模型如圖3(b)所示，用Bond-Slipmaterial 模擬。

圖3 鋼筋粘結滑移的模擬Fig.3 Simulation of bond slip behavior of reinforced steels

該模型中假定鋼筋粘結滑移分兩個階段：當應力低于鋼筋屈服應力fy時，應力(fs)-滑移(S)曲線為線性關系；當應力超過fy后，滑移的增長速率大于應力的增長速率[16]。兩階段的表達式如式(4)所示：

式中：dc為縱向鋼筋的直徑；α 為鋼筋的局部粘結滑移系數。

考慮到大震下柱的剪切變形也是導致結構發生破壞的原因之一[6,17]，而現階段基于纖維截面的非線性梁柱單元不能有效模擬結構的這種破壞形態，本文在節點處利用一零長度單元模擬剪切變形，且該剪切變形與柱的彎曲變形是耦合的。該耦合的剪切-彎曲破壞模型如圖4所示，其中水平向的剪切彈簧模擬柱的剪切變形，彎曲變形和軸向變形由纖維梁柱單元模擬。當外部荷載低于抗剪能力Vu時，柱的變形以彎曲變形為主，當外部荷載高于Vu時，柱的變形以剪切變形為主。其中零長度單元的水平方向采用嵌套了剪切極限曲線(Shear Lim it Curve)的Lim it State Material模 擬?？辜裟芰u和剪切極限曲線的表達式分別如式(7)和式(8)所示[17]。

圖4 基于零長度單元的剪切變形模型Fig.4 Shear deformation model based on Zero-length elements

式中：Asv為橫向箍筋的面積；s為箍筋間距；a為柱剪跨段長度；h0為柱截面有效高度；P為柱上的軸向載荷；Ag為柱的總橫截面積；Δs/L為發生剪切破壞時的位移角；為配箍率；ν為名義剪切應力；Kdeg和Vres分別為剪切彈簧的退化剛度和殘余強度。

2 低周往復加載分析

對結構進行基于位移控制的低周往復加載分析，分別將結構推至HAZUS規定的結構臨近倒塌時對應的最大層間位移角(θmax)限值5.3%[18]，滯回曲線如圖5(a)所示。圖5(a)中，剪重比V/W為基底剪力V與建筑等效重量W的比值。為研究結構的耗能能力，圖5(b)也給出了每個加載幅值下的等效黏滯阻尼比ζE，其表達式如式(9)所示[19]。

式中：ET為每圈耗散的總能量；Ks為每圈割線剛度；umax為每圈加載的最大位移。

由圖5(a)可見，RCF-1989和RCF-2001的V/W在θmax小于0.4%時呈線性增長趨勢，且曲線基本重合，這說明θmax在0.4%以內，兩次規范設計的結構均處于彈性范圍，且剛度基本接近，而RCF-2010的剛度明顯高于RCF-1989和RCF-2001。隨著θmax的增大，滯回曲線逐漸呈現出差異，當經歷相同θmax時，RCF-1989、RCF-2001和RCF-2010的V/W依次增大，相對于RCF-1989，RCF-2001和RCF-2010的V/W在峰值處分別增大了41.8%和80.4%。

圖5 結構在循環往復荷載下的分析結果Fig.5 Analytical results of buildingsunder cyclic loading

由圖5(b)可見，當θmax小于1.7%時，三次規范設計結構的等效黏滯阻尼比基本相同，當θmax超過1.7%時，三棟結構的等效黏滯阻尼比呈現較大差別，RCF-2010的等效黏滯阻尼比明顯高于RCF-1989和RCF-2001。RCF-1989在θmax超過3.0%后，等效黏滯阻尼比呈現顯著的降低趨勢，且遠低于RCF-2001和RCF-2010。此外，在經歷較大變形(如θmax達到5.3%)時，RCF-2010的殘余位移角明顯小于RCF-1989和RCF-2001，表明在經歷大變形后，基于GB 50011-2010抗震設計規范設計結構的可修復能力顯著高于基于GBJ 11-1989和GB 50011-2001抗震設計規范設計的結構。

3 非線性動力時程分析

3.1 地震動輸入

結合三棟結構所在場地條件，從太平洋地震工程研究中心(The Pacific Earthquake Engineering Research Center，PEER)的地震動記錄集中選取了25條地震動記錄，對應的地震動譜如圖6(a)所示。本文分析結構所在地區的設防烈度為8度，我國現行規范給出了其對應的中震(設防地震)和大震(罕遇地震)的相關規定及設防要求。文獻[20]將“特大震”定義為比該地震區劃烈度提高一度所對應的罕遇地震，且這一規定被大多數學者用于結構的抗震性能研究中，所以，本文以9 度區所對應的罕遇地震水平作為“特大震”。RCF-1989、RCF-2001和RCF-2010的基本周期T1分別為0.79 s、0.84 s和0.81 s，基本接近，對應的設計譜加速度也基本相同，同時，考慮到在相同的地震動強度下對三個結構進行動力響應的對比更具有參考意義。所以，在T1=0.81s處，調整25條地震動記錄(圖6(a))，使其平均譜加速度Sa(T1,5%)分別等于中震、大震和特大震對應的設計譜加速度(圖6(b))，將調整后的地震動記錄作為三棟結構的地震動輸入進行動力分析。

圖6 動力分析所選用的地震動Fig.6 Ground motions for nonlinear dynam ic analyses

3.2 基于FEMA356的損傷評估

FEMA356[21]中定義了結構的四個性能水平及其對應的損傷狀態，同時，HAZUS[18]給出了與這四個損傷狀態相對應的最大層間位移角(θmax)限值，如表2所示。其中，結構在嚴重破壞狀態時幾乎沒有殘余強度和剛度，有學者將其作為結構倒塌的判斷依據[6,14]。計算得到了25條地震動記錄調至中震、大震和特大震三個水平下的θmax，如圖7所示，同時得到了三個地震水平下結構相對于4個損傷狀態的超越概率，如表3所示。

表2 結構性能目標及損傷狀態Table2 Performance objectivesand damage states

由圖7可見，在三個地震水平，大多數地震動 激 勵 下θmax呈 現RCF-1989＞RCF-2001＞RCF-2010的趨勢。這說明在遭遇相同地震時，基于GB 50011-2010抗震設計規范設計的框架結構損傷最小，基于GBJ 11-1989抗震設計規范設計的結構損傷最大。RCF-2001與RCF-2010的θmax差別較小，但均低于RCF-1989。這說明相對于GBJ 11-1989抗震設計規范，GB 50011-2001和GB 50011-2010抗震設計規范的修訂過程中在結構損傷控制方面得到了有效改善。

圖7 不同地震強度水平下結構最大層間位移角Fig.7 Maximum inter-story drift ratiosof structuresunder different ground motion intensities

由表3可見，在中震水平，三次規范設計結構對于極輕破壞狀態(P(θmax＞0.33%))的超越概率基本接近，而對于輕微破壞狀態(P(θmax＞0.67%))，RCF-2001和RCF-2010的超越概率相同，且明顯低于RCF-1989；但三棟結構發生中等破壞和嚴重破壞(倒塌)的概率均接近于0。

表3 三個地震強度水平下結構各損傷狀態的超越概率Table3 Damage stateexceedance probabilitiesof the structuresunder three ground motion intensities

在大震水平，RCF-1989、RCF-2001和RCF-2010對于極輕破壞和輕微破壞狀態的超越概率均超過70%；RCF-1989對于中等破壞狀態的超越概率大于RCF-2001和RCF-2010，且高于50%；而三棟結構的倒塌概率均較低，說明RCF-2001和RCF-2010在大震作用下均會大概率發生極輕破壞和輕微破壞，而發生中等破壞和倒塌的可能性均較低，RCF-1989在大震作用下發生中等破壞的可能性較高，發生倒塌的可能性較低。所以，三次規范設計結構基本能夠滿足“大震不倒”的抗震要求。

在特大震水平，RCF-1989、RCF-2001和RCF-2010對于中等破壞狀態(P(θmax＞2.0%))的超越概率分別為92%、76%和40%，說明三次規范設計的結構在特大震下發生中等破壞的風險均較大，且基于GBJ11-1989 和GB 50011-2001抗震設計規范設計的結構在震后的損傷明顯高于基于GB 50011-2010抗震設計規范設計的結構。對于嚴重破壞狀態(P(θmax＞5.3%))，RCF-1989的超越概率為66%，這說明按GBJ 11-1989抗震設計規范設計的結構在特大震下發生倒塌的可能性較高，RCF-2001的超越概率也達到51%，仍存在倒塌的風險，而RCF-2010對于倒塌防控性能水平的超越概率為16%，說明基于GB 50011-2010抗震設計規范設計的結構在倒塌控制方面明顯優于基于GBJ 11-1989和GB 50011-2001抗震設計規范設計的結構。

3.3 結構薄弱層分析

研究表明，結構某一層或某幾層間發生過大變形或嚴重的局部損傷會引起局部或整體倒塌，而由于建筑功能的需求，部分建筑物底層層高明顯高于其它層，且在歷次地震中均有這類建筑的底層發生薄弱層破壞甚至倒塌[14,22]。為了評估結構層間位移的集中程度和薄弱層位置，分析了各地震水平結構的最大層間位移角沿樓層的分布規律(圖8)和損傷集中系數DCF(表4)。其中，DCF如式(10)所示，DCF越大，表明結構的層間位移集中越嚴重，即結構出現局部薄弱層損傷模式的可能性越高。武大洋和呂西林[22]研究表明，當損傷集中系數超過1.33時，結構會大概率發生薄弱層破壞。

表4 三個地震強度水平下結構的損傷集中系數Table4 Damage concentration factorsof structures under three different ground motion intensities

圖8 最大層間位移角沿樓層分布Fig.8 Maximum inter-story drift ratio along building height

式中：Δroof為結構頂層位移；hn為結構總高度。

在中震水平，由于三次規范設計結構的損傷均較輕，所以，三棟結構的θmax沿樓層分布均較均勻(圖8(a))，損傷集中系數基本接近(表4)，且遠小于1.33。在大震和特大震水平，θmax沿樓層的分布均呈現出一定的不均勻性，且損傷集中系數均明顯增加。對于RCF-1989，層間位移角的最大值在底層，而RCF-2001和RCF-2010分別在第三層和第二層。這是由于相比RCF-1989和RCF-2001，RCF-2010在潛在的薄弱層(底層)增大了柱的截面尺寸和配筋率，且RCF-2010中充分考慮了經濟性和結構薄弱層的加強需求，采用了截面高度大于截面寬度的柱(而非高度和寬度相等的正方形柱)(如圖1(f)所示)，這種方法充分考慮了性能化的抗震要求，有效增加了柱的截面慣性矩進而增大了柱的抗側剛度，同時混凝土和鋼筋的用量不致過高。

在大震水平，RCF-1989底層的θmax明顯高于其它層，損傷集中系數達到了1.36，所以，結構會大概率發生損傷集中于底層的薄弱層破壞。RCF-2001的底層和標準層層高差別最小，RCF-2010的框架柱剛度和承載能力均較高，二者的θmax沿樓層分布雖然呈現出一定的不均勻性，但損傷集中系數均低于1.33。在特大震水平，RCF-1989和RCF-2001的損傷集中系數均超過了1.33，而RCF-2010的損傷集中系數仍低于1.33。這說明GB 50011-2010對于結構潛在薄弱層的加強效果更明顯，發生薄弱層破壞的可能性較低。

3.4 結構可修復能力評估

FEMA P58[23]中給出了基于結構殘余層間位移角的4種損傷狀態(Damage State,DS)，用以評估結構震后損傷狀態及可修復能力。這四種損傷狀態分別表示為DS1、DS2、DS3和DS4。其中，DS1：結構在震后損傷較小，僅需修復部分非結構構件和少量傳力構件，但無需對結構構件進行修復；DS2：結構的損傷相對于DS1狀態有所加劇，部分結構構件發生損傷，震后的修復工作涉及到結構構件的修復；DS3：重要的結構構件發生了嚴重損傷，結構承載能力出現較大退化，經修復雖可滿足安全儲備和冗余度的要求，但這種修復從經濟和工程操作的角度可行性較低；DS4：幾乎所有結構構件都發生了嚴重損傷，結構不可恢復的變形極大，結構瀕臨倒塌，其修復的可能性極低。同時，DS1、DS2、DS3和DS4的殘余層間位移角限值分別為0.2%、0.5%、1.0%和2.0%。所以，分析了RCF-1989、RCF-2001和RCF-2010在不同地震水平基于4個損傷狀態的分布規律，如圖9和表5所示。

圖9 殘余層間位移角Fig.9 Residual inter-story drift ratio

表5 結構殘余層間位移角的平均值Table5 Average residual inter-story drift ratiosof the structures

由圖9可見，在中震水平，大多數地震動激勵下，RCF-2001和RCF-2010的殘余層間位移角均低于0.2%，且其平均值也低于0.2%；而大多數地震動激勵下，RCF-1989的殘余層間位移角大于0.2%，其平均值為0.24%。這說明中震作用下，GB 50011-2001和GB 50011-2010抗震設計規范設計的結構均處于DS1狀態，震后的修復主要是針對部分非結構構件和少量傳力構件的修復。而基于GBJ 11-1989抗震設計規范設計的結構除修復非結構構件外，還需進行部分結構構件的修復。

在大震水平，RCF-2001和RCF-2010殘余層間位移角的平均值均已超過0.5%，即DS2的限值，但并未超過DS3的限值1.0%，說明基于GB 50011-2001和GB 50011-2010抗震設計規范設計的現役框架在震后需修復部分結構構件后方可恢復正常功能；而對于RCF-1989，殘余層間位移角的平均值為1.1%，表明其重要結構構件的損傷導致結構承載能力出現了較大退化，震后修復雖可滿足安全儲備和冗余度的要求，但其修復從經濟和工程操作的角度可行性較低。

在特大震水平，RCF-2010殘余層間位移角的平均值為0.9%，也基本接近DS3的限值，即對于RCF-2010的修復需要較大的經濟投入。而對于RCF-2001，其殘余層間位移角的平均值為1.2%，并且分別在12條(占25條地震動記錄的48%)地震動記錄下的殘余層間位移角超過了DS4(結構瀕臨倒塌)的限值，這與前述基于FEMA 356的損傷評估分析中，RCF-2001發生51%倒塌概率的分析結論基本一致。而RCF-1989在特大震下的殘余層間位移角平均值為1.8%，基本接近DS4的限值，在14條地震作用下殘余層間位移角均超過了DS4(結構瀕臨倒塌)的限值，發生倒塌的可能性較大，結構修復難度極大。

3.5 結構損傷模式分析

為研究三次規范設計結構的損傷模式，分別分析了特大震下梁和柱的失效率，如圖10(a)所示。其中，梁失效的判斷依據為梁彎矩超過其抗彎承載力。由前述分析可知，柱可能的失效模式有彎曲破壞、剪切破壞和鋼筋粘結滑移破壞三種模式，其判斷依據分別為：地震作用下柱的彎矩超過其抗彎承載力，即發生彎曲破壞[17,24]，模擬剪切彈簧的零長度單元內力超過峰值剪力Vu，即發生剪切破壞[17]，模擬鋼筋粘結滑移特性的零長度單元內力超過極限強度fu與柱內縱向鋼筋面積的乘積，即發生鋼筋粘結滑移破壞[16]，當柱發生其中任何一種破壞即認為柱失效。統計出特大震下柱發生各種失效模式的比率，如圖10(b)～圖10(d)所示。

圖10 梁柱失效模式分析Fig.10 Failure modeof columnsand beams

由圖10(a)可見，在特大震下，RCF-2010中的結構構件(梁和柱)失效率最低，RCF-1989中的結構構件失效率最高，比如，RCF-1989中柱的損傷率達到57%，明顯高于RCF-2001和RCF-2010，這即為基于GBJ11-1989抗震設計規范設計結構的抗倒塌能力明顯低于GB 50011-2010和GB 50011-2001抗震設計規范設計結構的主要原因。這說明隨著三次規范的逐步修訂，結構構件的損傷得到了有效控制，從而提高了結構的抗倒塌能力。

現階段的研究認為彎曲破壞和滑移破壞均為延性破壞[16,24]，剪切破壞屬于脆性破壞。由圖10可見，在特大震下，RCF-1989失效的柱中達41%為剪切破壞，而RCF-2001和RCF-2010發生剪切破壞的柱分別為21%和14%。

4 結論

為研究現役RC框架在地震作用下的損傷模式及可修復性能，本文基于OpenSees有限元分析軟件，綜合考慮填充墻等非結構構件、梁柱節點區的剪-彎復雜受力特性、柱端鋼筋粘結滑移、結構構件的退化等因素，對按GBJ 11-1989、GB 50011-2001和GB 50011-2010抗震設計規范設計的三棟8 度(0.2g)設防地區實際工程結構進行了低周往復循環推覆分析及中震、大震和特大震三個水平的非線性動力分析，結果表明：

(1)三次規范設計的現役框架結構均能較好滿足“中震可修，大震不倒”的抗震要求，且基于GB 50011-2010抗震設計規范設計結構對損傷與倒塌有較好的控制，特大震下倒塌概率較低。而基于GB 50011-2001和GBJ 11-1989抗震設計規范設計的結構在特大震下的倒塌概率達50%以上。

(2)基于GB 50011-2001和GB 50011-2010抗震設計規范設計的結構對于薄弱層破壞有較好控制，在地震作用下，層間位移角沿樓層分布較均勻，其中，基于GB 50011-2010抗震設計規范設計的結構對于潛在薄弱層的加強效果最明顯?；贕BJ11-1989抗震設計規范設計的結構易發生底層位移過大的薄弱層破壞。

(3)中震作用下，基于GB 50011-2001和GB 50011-2010抗震設計規范設計結構的修復主要是部分非結構構件的修復，而基于GBJ 11-1989抗震設計規范設計的結構還需進行少量結構構件的修復；在大震作用下，基于GB 50011-2001和GB 50011-2010抗震設計規范設計的結構在震后需修復部分結構構件方可恢復正常使用功能，而基于GBJ 11-1989抗震設計規范設計的結構經修復雖可滿足安全儲備和冗余度的要求，但其修復從經濟和工程操作的角度可行性較低；在特大震下，基于GB 50011-2010抗震設計規范設計結構的修復需要較大的經濟投入，而基于GB 50011-2001與GBJ 11-1989抗震設計規范設計的結構發生倒塌的可能性均較大，結構修復難度極大。

(4)隨著三次規范的依次修訂，結構構件(梁和柱)的損傷得到了有效控制，基于GB 50011-2001和GB 50011-2010抗震設計規范設計的結構中，柱以延性破壞為主，但基于GBJ11-1989抗震設計規范設計的結構中柱會發生較明顯脆性破壞。