基于不同规范设计的现役RC框架损伤分析及可修复性能评估

孙小云，韩建平，黄林杰

(1.南京交通职业技术学院，南京 211188；2.兰州理工大学甘肃省土木工程防灾减灾重点实验室，兰州 730050；3.南京林业大学土木工程学院，南京 210037)

为提高结构的抗震性能，减少地震中的人员伤亡和经济损伤，我国建筑结构抗震设计规范进行了多次修订，逐步建立了“强柱弱梁”、“强剪弱弯”和“强锚固”等利于结构抗震的设计理念[1]，形成了“小震不坏，中震可修，大震不倒”的三水准设防目标[2]，提出并细化了结构性能化的抗震设计要求[3]。然而，在近几十年来的多次大地震(如2008年的汶川地震、2011年的玉树地震、2013年的雅安地震和2017年的九寨沟地震)中，大量现役RC框架结构均不同程度地呈现出与现行规范相违背的损伤模式，如填充墙的抗震性能严重不足致其整体坍塌[4]、梁柱节点区域的剪切破坏[5]等。

现役RC 框架结构大多是基于GBJ11-1989、GB 50011-2001和GB 50011-2010抗震设计规范所设计。由于经济和科技发展水平所限，我国抗震设防水准仍普遍低于美国、日本等发达国家[6-7]，并且2008年汶川地震的震害调查结果表明，按照GBJ 11-1989和GB 50011-2001抗震设计规范设计的建筑结构，在大震和特大地震作用下的抗倒塌能力还有待进一步提高[6]。虽然GB 50011-2010抗震设计规范明确指出，当结构遭受相当于本地区抗震设防烈度的地震作用时，可能发生损坏，但经一般修理仍可继续使用；当结构遭受高于本地区抗震设防烈度的罕遇地震时，不致倒塌或发生危及生命的严重破坏[8]，但并未严格给出结构遭受超罕遇地震等特大地震作用下的控制指标。而历次地震表明极震区的烈度可能会远高于设防烈度甚至大震(罕遇地震)水平，如2008年汶川地震的极震区实际烈度已达特大震水平[6,9]。为满足建筑的功能需求，基于三次规范设计的部分RC框架结构呈现出底层层高大、上部层高小的形式，这类结构虽然较好地满足了结构的功能需求，但不可避免地造成结构刚度的竖向不均匀分布。有研究表明“下小上大”刚度分布模式会提高结构发生薄弱层破坏和倒塌的概率[10-11]，故有必要对我国现役“下小上大”刚度分布模式的RC框架结构在中震(设防地震)、大震(罕遇地震)及特大震下的抗震性能进行深入系统的研究。

本文基于OpenSees有限元分析软件，建立按GBJ 11-1989、GB 50011-2001和GB 50011-2010抗震设计规范设计的8度(0.2g)设防地区实际工程的有限元模型。综合考虑填充墙等非结构构件、梁柱节点区的剪-弯复杂受力特性、柱端钢筋粘结滑移、结构构件(梁与柱)的退化等因素，评估现役RC 框架结构的损伤模式、抗震性能及可修复性。首先对三个框架进行低周往复循环推覆分析，以研究结构的耗能能力和延性；其次，选取25条地震动记录，分别调整至中震、大震和特大震三个水平进行动力分析，以研究结构的损伤模式、变形沿层高的分布特征及可修复性能。

1 分析算例

1.1 三次规范设计的多层RC框架结构

考虑到结构参数(如结构空间布置和楼层高度等)和构件参数(如梁柱尺寸、梁柱配筋和建筑材料等)是规范规定的主要设计参数，其直接决定着结构的抗震性能[12]。所以，本文选取某设计院分别基于GBJ 11-1989、GB 50011-2001和GB 50011-2010抗震设计规范设计的同一地区的三栋小学教学楼(下文简称为RCF-1989，RCF-2001，RCF-2010)实际工程为研究对象进行抗震分析。三栋建筑的平面布置如图1(a)～图1(c)所示。该地区抗震设防烈度为8度，设计基本地震加速度为0.20g，场地类别为Ⅱ类，设计地震分组为第三组，特征周期为0.45 s。表1给出了三栋结构的基本设计信息。由图1可见，基于不同规范设计的同类结构在平面布置、梁柱尺寸、楼层高度、混凝土和钢筋材料、填充墙的构成材料及其在结构中的布置等均呈现一定的差别[6]。由于该类结构的底层层高明显大于其它层，为降低这种层高突变所致相邻楼层刚度的差别，三栋结构的底层柱呈现出不同的细部构造，如图1(d)～图1(f)所示。相对于RCF-1989，虽然RCF-2001 的柱截面有略微降低，但其配筋率和配箍率均显著提高。而RCF-2010中柱的配筋率及截面尺寸均明显高于RCF-1989和RCF-2001。

图1 三次规范设计的6层框架结构模型Fig.1 Six-story RC frame structuresdesigned by three seismic design codes

表1 三栋建筑设计信息Table1 Design detailsof the three buildings designed w ith different seismic design codes

1.2 三次规范设计多层RC框架结构数值分析模型

以OpenSees有限元软件为计算分析平台建立三栋结构的有限元模型。梁柱单元均采用基于纤维截面的非线性梁柱单元(Nonlinear Beam Column Element)模拟其分布塑性，混凝土部分划分为多个纤维以提高计算精度，每根纵向钢筋单独作为一个纤维。其中混凝土纤维选取Concrete02(uniaxial Kent-Park)本构模型[13]，其较好地考虑了混凝土的受拉性能。为模拟箍筋对核心区混凝土的约束加强作用，对核心区混凝土纤维的强度乘以加强系数K[14]，K的定义为K=1+ρvfyv/，其中，ρv为核心区混凝土体积配箍率，fyv和分别为箍筋屈服强度和混凝土轴心抗压强度。钢筋本构模型选取可以考虑疲劳、屈曲效应及强度和刚度退化的ReinforcingSteel 本构模型[14]。填充墙采用如图2所示的纤维离散化的梁柱单元模型[14]，用两个基于纤维截面的Beam W ith Hingeselements模拟，填充墙面内和面外承载能力的关系如式(1)所示。

图2 填充墙模型Fig.2 The model of infill walls

式中：ME和ME0分别是填充墙面内有、无作用力时面外的抗弯承载力；PH和PH0分别是面外有、无作用力时等效填充墙单元的轴向承载力。

该等效填充墙单元的截面高度tI取实际墙体的厚度，其宽度bI的表达式为[6,14]：

式中：hC为填充墙外围柱的截面高度；Ldiag为填充墙的实际对角长度；λ 为等效宽度bI的修正系数，其表达式[14]为：

式中：hI为填充墙的高度；EF和EI分别为主体框架所用混凝土和填充墙砌体的弹性模量；IC为柱的截面惯性矩；θ 为等效填充墙单元与水平方向的夹角。

对该简化填充墙单元赋予可考虑非线性行为和残余强度的Uniaxial hysteretic material 本构模型，如图2(b)所示。有研究表明该填充墙模型中的软化刚度取初始刚度的20%，残余强度取峰值强度σp的25%时可以较好反映填充墙对结构滞回性能的影响[14]，σp取填充墙的设计强度。

已有研究表明：柱内钢筋粘结滑移亦是RC框架的重要破坏形式之一[15-16]。其会导致构件的整体转动进而加剧构件的变形，造成结构的严重破坏[6-7]，故在柱-基础/柱连接处采用如图3(a)所示的零长度截面单元模拟钢筋的粘结滑移效应，零长度截面单元的本构模型如图3(b)所示，用Bond-Slipmaterial 模拟。

图3 钢筋粘结滑移的模拟Fig.3 Simulation of bond slip behavior of reinforced steels

该模型中假定钢筋粘结滑移分两个阶段：当应力低于钢筋屈服应力fy时，应力(fs)-滑移(S)曲线为线性关系；当应力超过fy后，滑移的增长速率大于应力的增长速率[16]。两阶段的表达式如式(4)所示：

式中：dc为纵向钢筋的直径；α 为钢筋的局部粘结滑移系数。

考虑到大震下柱的剪切变形也是导致结构发生破坏的原因之一[6,17]，而现阶段基于纤维截面的非线性梁柱单元不能有效模拟结构的这种破坏形态，本文在节点处利用一零长度单元模拟剪切变形，且该剪切变形与柱的弯曲变形是耦合的。该耦合的剪切-弯曲破坏模型如图4所示，其中水平向的剪切弹簧模拟柱的剪切变形，弯曲变形和轴向变形由纤维梁柱单元模拟。当外部荷载低于抗剪能力Vu时，柱的变形以弯曲变形为主，当外部荷载高于Vu时，柱的变形以剪切变形为主。其中零长度单元的水平方向采用嵌套了剪切极限曲线(Shear Lim it Curve)的Lim it State Material模 拟。抗剪能力Vu和剪切极限曲线的表达式分别如式(7)和式(8)所示[17]。

图4 基于零长度单元的剪切变形模型Fig.4 Shear deformation model based on Zero-length elements

式中：Asv为横向箍筋的面积；s为箍筋间距；a为柱剪跨段长度；h0为柱截面有效高度；P为柱上的轴向载荷；Ag为柱的总横截面积；Δs/L为发生剪切破坏时的位移角；为配箍率；ν为名义剪切应力；Kdeg和Vres分别为剪切弹簧的退化刚度和残余强度。

2 低周往复加载分析

对结构进行基于位移控制的低周往复加载分析，分别将结构推至HAZUS规定的结构临近倒塌时对应的最大层间位移角(θmax)限值5.3%[18]，滞回曲线如图5(a)所示。图5(a)中，剪重比V/W为基底剪力V与建筑等效重量W的比值。为研究结构的耗能能力，图5(b)也给出了每个加载幅值下的等效黏滞阻尼比ζE，其表达式如式(9)所示[19]。

式中：ET为每圈耗散的总能量；Ks为每圈割线刚度；umax为每圈加载的最大位移。

由图5(a)可见，RCF-1989和RCF-2001的V/W在θmax小于0.4%时呈线性增长趋势，且曲线基本重合，这说明θmax在0.4%以内，两次规范设计的结构均处于弹性范围，且刚度基本接近，而RCF-2010的刚度明显高于RCF-1989和RCF-2001。随着θmax的增大，滞回曲线逐渐呈现出差异，当经历相同θmax时，RCF-1989、RCF-2001和RCF-2010的V/W依次增大，相对于RCF-1989，RCF-2001和RCF-2010的V/W在峰值处分别增大了41.8%和80.4%。

图5 结构在循环往复荷载下的分析结果Fig.5 Analytical results of buildingsunder cyclic loading

由图5(b)可见，当θmax小于1.7%时，三次规范设计结构的等效黏滞阻尼比基本相同，当θmax超过1.7%时，三栋结构的等效黏滞阻尼比呈现较大差别，RCF-2010的等效黏滞阻尼比明显高于RCF-1989和RCF-2001。RCF-1989在θmax超过3.0%后，等效黏滞阻尼比呈现显著的降低趋势，且远低于RCF-2001和RCF-2010。此外，在经历较大变形(如θmax达到5.3%)时，RCF-2010的残余位移角明显小于RCF-1989和RCF-2001，表明在经历大变形后，基于GB 50011-2010抗震设计规范设计结构的可修复能力显著高于基于GBJ 11-1989和GB 50011-2001抗震设计规范设计的结构。

3 非线性动力时程分析

3.1 地震动输入

结合三栋结构所在场地条件，从太平洋地震工程研究中心(The Pacific Earthquake Engineering Research Center，PEER)的地震动记录集中选取了25条地震动记录，对应的地震动谱如图6(a)所示。本文分析结构所在地区的设防烈度为8度，我国现行规范给出了其对应的中震(设防地震)和大震(罕遇地震)的相关规定及设防要求。文献[20]将“特大震”定义为比该地震区划烈度提高一度所对应的罕遇地震，且这一规定被大多数学者用于结构的抗震性能研究中，所以，本文以9 度区所对应的罕遇地震水平作为“特大震”。RCF-1989、RCF-2001和RCF-2010的基本周期T1分别为0.79 s、0.84 s和0.81 s，基本接近，对应的设计谱加速度也基本相同，同时，考虑到在相同的地震动强度下对三个结构进行动力响应的对比更具有参考意义。所以，在T1=0.81s处，调整25条地震动记录(图6(a))，使其平均谱加速度Sa(T1,5%)分别等于中震、大震和特大震对应的设计谱加速度(图6(b))，将调整后的地震动记录作为三栋结构的地震动输入进行动力分析。

图6 动力分析所选用的地震动Fig.6 Ground motions for nonlinear dynam ic analyses

3.2 基于FEMA356的损伤评估

FEMA356[21]中定义了结构的四个性能水平及其对应的损伤状态，同时，HAZUS[18]给出了与这四个损伤状态相对应的最大层间位移角(θmax)限值，如表2所示。其中，结构在严重破坏状态时几乎没有残余强度和刚度，有学者将其作为结构倒塌的判断依据[6,14]。计算得到了25条地震动记录调至中震、大震和特大震三个水平下的θmax，如图7所示，同时得到了三个地震水平下结构相对于4个损伤状态的超越概率，如表3所示。

表2 结构性能目标及损伤状态Table2 Performance objectivesand damage states

由图7可见，在三个地震水平，大多数地震动 激 励 下θmax呈 现RCF-1989＞RCF-2001＞RCF-2010的趋势。这说明在遭遇相同地震时，基于GB 50011-2010抗震设计规范设计的框架结构损伤最小，基于GBJ 11-1989抗震设计规范设计的结构损伤最大。RCF-2001与RCF-2010的θmax差别较小，但均低于RCF-1989。这说明相对于GBJ 11-1989抗震设计规范，GB 50011-2001和GB 50011-2010抗震设计规范的修订过程中在结构损伤控制方面得到了有效改善。

图7 不同地震强度水平下结构最大层间位移角Fig.7 Maximum inter-story drift ratiosof structuresunder different ground motion intensities

由表3可见，在中震水平，三次规范设计结构对于极轻破坏状态(P(θmax＞0.33%))的超越概率基本接近，而对于轻微破坏状态(P(θmax＞0.67%))，RCF-2001和RCF-2010的超越概率相同，且明显低于RCF-1989；但三栋结构发生中等破坏和严重破坏(倒塌)的概率均接近于0。

表3 三个地震强度水平下结构各损伤状态的超越概率Table3 Damage stateexceedance probabilitiesof the structuresunder three ground motion intensities

在大震水平，RCF-1989、RCF-2001和RCF-2010对于极轻破坏和轻微破坏状态的超越概率均超过70%；RCF-1989对于中等破坏状态的超越概率大于RCF-2001和RCF-2010，且高于50%；而三栋结构的倒塌概率均较低，说明RCF-2001和RCF-2010在大震作用下均会大概率发生极轻破坏和轻微破坏，而发生中等破坏和倒塌的可能性均较低，RCF-1989在大震作用下发生中等破坏的可能性较高，发生倒塌的可能性较低。所以，三次规范设计结构基本能够满足“大震不倒”的抗震要求。

在特大震水平，RCF-1989、RCF-2001和RCF-2010对于中等破坏状态(P(θmax＞2.0%))的超越概率分别为92%、76%和40%，说明三次规范设计的结构在特大震下发生中等破坏的风险均较大，且基于GBJ11-1989 和GB 50011-2001抗震设计规范设计的结构在震后的损伤明显高于基于GB 50011-2010抗震设计规范设计的结构。对于严重破坏状态(P(θmax＞5.3%))，RCF-1989的超越概率为66%，这说明按GBJ 11-1989抗震设计规范设计的结构在特大震下发生倒塌的可能性较高，RCF-2001的超越概率也达到51%，仍存在倒塌的风险，而RCF-2010对于倒塌防控性能水平的超越概率为16%，说明基于GB 50011-2010抗震设计规范设计的结构在倒塌控制方面明显优于基于GBJ 11-1989和GB 50011-2001抗震设计规范设计的结构。

3.3 结构薄弱层分析

研究表明，结构某一层或某几层间发生过大变形或严重的局部损伤会引起局部或整体倒塌，而由于建筑功能的需求，部分建筑物底层层高明显高于其它层，且在历次地震中均有这类建筑的底层发生薄弱层破坏甚至倒塌[14,22]。为了评估结构层间位移的集中程度和薄弱层位置，分析了各地震水平结构的最大层间位移角沿楼层的分布规律(图8)和损伤集中系数DCF(表4)。其中，DCF如式(10)所示，DCF越大，表明结构的层间位移集中越严重，即结构出现局部薄弱层损伤模式的可能性越高。武大洋和吕西林[22]研究表明，当损伤集中系数超过1.33时，结构会大概率发生薄弱层破坏。

表4 三个地震强度水平下结构的损伤集中系数Table4 Damage concentration factorsof structures under three different ground motion intensities

图8 最大层间位移角沿楼层分布Fig.8 Maximum inter-story drift ratio along building height

式中：Δroof为结构顶层位移；hn为结构总高度。

在中震水平，由于三次规范设计结构的损伤均较轻，所以，三栋结构的θmax沿楼层分布均较均匀(图8(a))，损伤集中系数基本接近(表4)，且远小于1.33。在大震和特大震水平，θmax沿楼层的分布均呈现出一定的不均匀性，且损伤集中系数均明显增加。对于RCF-1989，层间位移角的最大值在底层，而RCF-2001和RCF-2010分别在第三层和第二层。这是由于相比RCF-1989和RCF-2001，RCF-2010在潜在的薄弱层(底层)增大了柱的截面尺寸和配筋率，且RCF-2010中充分考虑了经济性和结构薄弱层的加强需求，采用了截面高度大于截面宽度的柱(而非高度和宽度相等的正方形柱)(如图1(f)所示)，这种方法充分考虑了性能化的抗震要求，有效增加了柱的截面惯性矩进而增大了柱的抗侧刚度，同时混凝土和钢筋的用量不致过高。

在大震水平，RCF-1989底层的θmax明显高于其它层，损伤集中系数达到了1.36，所以，结构会大概率发生损伤集中于底层的薄弱层破坏。RCF-2001的底层和标准层层高差别最小，RCF-2010的框架柱刚度和承载能力均较高，二者的θmax沿楼层分布虽然呈现出一定的不均匀性，但损伤集中系数均低于1.33。在特大震水平，RCF-1989和RCF-2001的损伤集中系数均超过了1.33，而RCF-2010的损伤集中系数仍低于1.33。这说明GB 50011-2010对于结构潜在薄弱层的加强效果更明显，发生薄弱层破坏的可能性较低。

3.4 结构可修复能力评估

FEMA P58[23]中给出了基于结构残余层间位移角的4种损伤状态(Damage State,DS)，用以评估结构震后损伤状态及可修复能力。这四种损伤状态分别表示为DS1、DS2、DS3和DS4。其中，DS1：结构在震后损伤较小，仅需修复部分非结构构件和少量传力构件，但无需对结构构件进行修复；DS2：结构的损伤相对于DS1状态有所加剧，部分结构构件发生损伤，震后的修复工作涉及到结构构件的修复；DS3：重要的结构构件发生了严重损伤，结构承载能力出现较大退化，经修复虽可满足安全储备和冗余度的要求，但这种修复从经济和工程操作的角度可行性较低；DS4：几乎所有结构构件都发生了严重损伤，结构不可恢复的变形极大，结构濒临倒塌，其修复的可能性极低。同时，DS1、DS2、DS3和DS4的残余层间位移角限值分别为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个损伤状态的分布规律，如图9和表5所示。

图9 残余层间位移角Fig.9 Residual inter-story drift ratio

表5 结构残余层间位移角的平均值Table5 Average residual inter-story drift ratiosof the structures

由图9可见，在中震水平，大多数地震动激励下，RCF-2001和RCF-2010的残余层间位移角均低于0.2%，且其平均值也低于0.2%；而大多数地震动激励下，RCF-1989的残余层间位移角大于0.2%，其平均值为0.24%。这说明中震作用下，GB 50011-2001和GB 50011-2010抗震设计规范设计的结构均处于DS1状态，震后的修复主要是针对部分非结构构件和少量传力构件的修复。而基于GBJ 11-1989抗震设计规范设计的结构除修复非结构构件外，还需进行部分结构构件的修复。

在大震水平，RCF-2001和RCF-2010残余层间位移角的平均值均已超过0.5%，即DS2的限值，但并未超过DS3的限值1.0%，说明基于GB 50011-2001和GB 50011-2010抗震设计规范设计的现役框架在震后需修复部分结构构件后方可恢复正常功能；而对于RCF-1989，残余层间位移角的平均值为1.1%，表明其重要结构构件的损伤导致结构承载能力出现了较大退化，震后修复虽可满足安全储备和冗余度的要求，但其修复从经济和工程操作的角度可行性较低。

在特大震水平，RCF-2010残余层间位移角的平均值为0.9%，也基本接近DS3的限值，即对于RCF-2010的修复需要较大的经济投入。而对于RCF-2001，其残余层间位移角的平均值为1.2%，并且分别在12条(占25条地震动记录的48%)地震动记录下的残余层间位移角超过了DS4(结构濒临倒塌)的限值，这与前述基于FEMA 356的损伤评估分析中，RCF-2001发生51%倒塌概率的分析结论基本一致。而RCF-1989在特大震下的残余层间位移角平均值为1.8%，基本接近DS4的限值，在14条地震作用下残余层间位移角均超过了DS4(结构濒临倒塌)的限值，发生倒塌的可能性较大，结构修复难度极大。

3.5 结构损伤模式分析

为研究三次规范设计结构的损伤模式，分别分析了特大震下梁和柱的失效率，如图10(a)所示。其中，梁失效的判断依据为梁弯矩超过其抗弯承载力。由前述分析可知，柱可能的失效模式有弯曲破坏、剪切破坏和钢筋粘结滑移破坏三种模式，其判断依据分别为：地震作用下柱的弯矩超过其抗弯承载力，即发生弯曲破坏[17,24]，模拟剪切弹簧的零长度单元内力超过峰值剪力Vu，即发生剪切破坏[17]，模拟钢筋粘结滑移特性的零长度单元内力超过极限强度fu与柱内纵向钢筋面积的乘积，即发生钢筋粘结滑移破坏[16]，当柱发生其中任何一种破坏即认为柱失效。统计出特大震下柱发生各种失效模式的比率，如图10(b)～图10(d)所示。

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

由图10(a)可见，在特大震下，RCF-2010中的结构构件(梁和柱)失效率最低，RCF-1989中的结构构件失效率最高，比如，RCF-1989中柱的损伤率达到57%，明显高于RCF-2001和RCF-2010，这即为基于GBJ11-1989抗震设计规范设计结构的抗倒塌能力明显低于GB 50011-2010和GB 50011-2001抗震设计规范设计结构的主要原因。这说明随着三次规范的逐步修订，结构构件的损伤得到了有效控制，从而提高了结构的抗倒塌能力。

现阶段的研究认为弯曲破坏和滑移破坏均为延性破坏[16,24]，剪切破坏属于脆性破坏。由图10可见，在特大震下，RCF-1989失效的柱中达41%为剪切破坏，而RCF-2001和RCF-2010发生剪切破坏的柱分别为21%和14%。

4 结论

为研究现役RC框架在地震作用下的损伤模式及可修复性能，本文基于OpenSees有限元分析软件，综合考虑填充墙等非结构构件、梁柱节点区的剪-弯复杂受力特性、柱端钢筋粘结滑移、结构构件的退化等因素，对按GBJ 11-1989、GB 50011-2001和GB 50011-2010抗震设计规范设计的三栋8 度(0.2g)设防地区实际工程结构进行了低周往复循环推覆分析及中震、大震和特大震三个水平的非线性动力分析，结果表明：

(1)三次规范设计的现役框架结构均能较好满足“中震可修，大震不倒”的抗震要求，且基于GB 50011-2010抗震设计规范设计结构对损伤与倒塌有较好的控制，特大震下倒塌概率较低。而基于GB 50011-2001和GBJ 11-1989抗震设计规范设计的结构在特大震下的倒塌概率达50%以上。

(2)基于GB 50011-2001和GB 50011-2010抗震设计规范设计的结构对于薄弱层破坏有较好控制，在地震作用下，层间位移角沿楼层分布较均匀，其中，基于GB 50011-2010抗震设计规范设计的结构对于潜在薄弱层的加强效果最明显。基于GBJ11-1989抗震设计规范设计的结构易发生底层位移过大的薄弱层破坏。

(3)中震作用下，基于GB 50011-2001和GB 50011-2010抗震设计规范设计结构的修复主要是部分非结构构件的修复，而基于GBJ 11-1989抗震设计规范设计的结构还需进行少量结构构件的修复；在大震作用下，基于GB 50011-2001和GB 50011-2010抗震设计规范设计的结构在震后需修复部分结构构件方可恢复正常使用功能，而基于GBJ 11-1989抗震设计规范设计的结构经修复虽可满足安全储备和冗余度的要求，但其修复从经济和工程操作的角度可行性较低；在特大震下，基于GB 50011-2010抗震设计规范设计结构的修复需要较大的经济投入，而基于GB 50011-2001与GBJ 11-1989抗震设计规范设计的结构发生倒塌的可能性均较大，结构修复难度极大。

(4)随着三次规范的依次修订，结构构件(梁和柱)的损伤得到了有效控制，基于GB 50011-2001和GB 50011-2010抗震设计规范设计的结构中，柱以延性破坏为主，但基于GBJ11-1989抗震设计规范设计的结构中柱会发生较明显脆性破坏。