中华人民共和国国家标准建筑抗震设计规范GB 50011-2001 10
图4.6.1 在dov-vse平面上的Tg等值线图
（用于设计地震第一组，图中相邻Tg等值线的差值均为0.01s）
高层建筑的场地类别问题是工程界关心的问题。按理论及实测，一般土层中的加速度随距地面深度而渐减，日本规范规定地下20m时的土中加速度为地面加速度的1/2～2/3，中间深度则插入。我国亦有对高层建筑修正场地类别(由高层建筑基底起算)或折减地震力建议。因高层建筑埋深常达lOm以上，与浅基础相比，有利之处是：基底地震输入小了；埋深大抗摇摆好，但因目前尚未能总结出实用规律，暂不列入规范，高层建筑的场地类别仍按浅基础考虑。
本条中规定的场地分类方法主要适用于剪切波速随深度呈递增趋势的一般场地，对于有较厚软夹层的场地土层，由于其对短周期地震动具有抑制作用，可以根据分析结果适当调整场地类别和设计地震动参数。
4.1.7 断裂对工程影响的评价问题，长期以来，不同学科之间存在着不同看法。经过近些年来的不断研究与交流，认为需要考虑断裂影响，这主要是指地震时老断裂重新错动直通地表，在地面产生位错，对建在位错带上的建筑，其破坏是不易用工程措施加以避免的。因此规范中划为危险地段应予避开。至于地震强度，一般在确定抗震设防烈度时已给予考虑。
在活动断裂时间下限方面已取得了一致意见：即对一般的建筑工程只考虑1.0万年(全新世)以来活动过的断裂，在此地质时期以前的活动断裂可不予考虑。对于核电、水电等工程则应考虑10万年以来(晚更新世)活动过的断裂，晚更新世以前活动过的断裂亦可不予考虑。
另外一个较为一致的看法是，在地震烈度小于8度的地区，可不考虑断裂对工程的错动影响，因为多次国内外地震中的破坏现象均说明，在小于8度的地震区，地面一般不产生断裂错动。
目前尚有分歧的是关于隐伏断裂的评价问题，在基岩以上覆盖土层多厚，是什么土层，地面建筑就可以不考虑下部断裂的错动影响。根据我国近年来的地震宏观地表位错考察，学者们看法不够一致。有人认为30m厚土层就可以不考虑，有些学者认为是50m，还有人提出用基岩位错量大小来衡量，如土层厚度是基岩位错量的25～30倍以上就可不考虑等等。唐山地震震中区的地裂缝，经有关单位详细工作证明，不是沿地下岩石错动直通地表的构造断裂形成的，而是由于地面振动，表面应力形成的表层地裂。这种裂缝仅分布在地面以下3m左右，下部土层并未断开(挖探井证实)，在采煤巷道中也未发现错动，对有一定深度基础的建筑物影响不大。
为了对问题更深入的研究，由北京市勘察设计研究院在建设部抗震办公室申请立项，开展了发震断裂上覆土层厚度对工程影响的专项研究。此项研究主要采用大型离心机模拟实验，可将缩小的模型通过提高加速度的办法达到与原型应力状况相同的状态；为了模拟断裂错动，专门加工了模拟断裂突然错动的装置，可实现垂直与水平二种错动，其位错量大小是根据国内外历次地震不同震级条件下位错量统计分析结果确定的；上覆土层则按不同岩性、不同厚度分为数种情况。实验时的位错量为1.0～4.Om，基本上包括了8度、9度情况下的位错量；当离心机提高加速度达到与原型应力条件相同时，下部基岩突然错动，观察上部土层破裂高度，以便确定安全厚度。根据实验结果，考虑一定的安全储备和模拟实验与地震时震动特性的差异，安全系数取为3，据此提出了8度、9度地区上覆土层安全厚度的界限值。应当说这是初步的，可能有些因素尚未考虑。但毕竟是第一次以模拟实验为基础的定量提法，跟以往的分析和宏观经验是相近的，有一定的可信度。
本次修订中根据搜集到的国内外地震断裂破裂宽度的资料提出了避让距离，这是宏观的分析结果，随着地震资料的不断积累将会得到补充与完善。
4.1.8 本条考虑局部突出地形对地震动参数的放大作用，主要依据宏观震害调查的结果和对不同地形条件和岩土构成的形体所进行的二维地震反应分析结果。所谓局部突出地形主要是指山包、山梁和悬崖、陡坎等，情况比较复杂，对各种可能出现的情况的地震动参数的放大作用都做出具体的规定是很困难的。从宏观震害经验和地震反应分析结果所反映的总趋势，大致可以归纳为以下几点：①高突地形距离基准面的高度愈大，高处的反应愈强烈；②离陡坎和边坡顶部边缘的距离愈大，反应相对减小；③从岩土构成方面看，在同样地形条件下，土质结构的反应比岩质结构大；④高突地形顶面愈开阔，远离边缘的中心部位的反应是明显减小的；⑤边坡愈陡，其顶部的放大效应相应加大。
基于以上变化趋势，以突出地形的高差H，坡降角度的正切H／L以及场址距突出地形边缘的相对距离Ll／H为参数，归纳出各种地形的地震力放大作用如下：
λ＝1＋ξα (4.1.8)
式中 λ--局部突出地形顶部的地震影响系数的放大系数；
α--局部突出地形地震动参数的增大幅度，按表4.1.8 采用；
ξ--附加调整系数，与建筑场地离突出台地边缘的距离L1与相对高差H的比值有关。当L1/H＜2.5时，ξ可取为1.0；当2.5≤L1／H＜5时，ξ可取为0.6；当L1／H≥5时，ξ可取为0.3。L、L1均应按距离场地的最近点考虑。
条文中规定的最大增大幅度0.6是根据分析结果和综合判断给出的。本条的规定对各种地形，包括山包、山梁、悬崖、陡坡都可以应用。
4.2 天然地基和基础
4.2.1 我国多次强烈地震的震害经验表明，在遭受破坏的建筑中，因地基失效导致的破坏较上部结构惯性力的破坏为少，这些地基主要由饱和松砂、软弱粘性土和成因岩性状态严重不均匀的土层组成。大量的一般的天然地基都具有较好的抗震性能。因此89规范规定了天然地基可以不验算的范围。本次修订中将可不进行天然地基和基础抗震验算的框架房屋的层数和高度作了更明确的规定。
4.2.2 在天然地基抗震验算中，对地基土承载力特征值调整系数的规定，主要参考国内外资料和相关规范的规定，考虑了地基土在有限次循环动力作用下强度一般较静强度提高和在地震作用下结构可靠度容许有一定程度降低这两个因素。
在本次修订中，增加了对黄土地基的承载力调整系数的规定，此规定主要根据国内动、静强度对比试验结果。静强度是在预湿与固结不排水条件下进行的。破坏标准是：对软化型土取峰值强度，对硬化型土取应变为15％的对应强度，由此求得黄土静抗剪强度指标Cs、φs值。
动强度试验参数是：均压固结取双幅应变5％，偏压固结取总应变为10％；等效循环数按7、7.5及8级地震分别对应12、20及30次循环。取等价循环数所对应的动应力σd，绘制强度包线，得到动抗剪强度指标Cd及φd。
动静强度比为：
近似认为动静强度比等于动、静承载力之比，则可求得承载力调整系数：
式中 Kd、Ks--分别为动、静承载力安全系数；
Rd、Rs--分别为动、静极限承载力。
试验结果见表4.2.2，此试验大多考虑地基土处于偏压固结状态，实际的应力水平也不太大，故采用偏压固结、正应力100～300Kpa、震级7～8级条件下的调整系数平均值为宜。本条据上述试验，对坚硬黄土取ζ＝1.3，对可塑黄土取1.1，对流塑黄土取1.0。
4.2.4 地基基础的抗震验算，一般采用所谓"拟静力法"，此法假定地震作用如同静力，然后在这种条件下验算地基和基础的承载力和稳定性。所列的公式主要是参考相关规范的规定提出的，压力的计算应采用地震作用效应标准组合，即各作用分项系数均取1.0的组合。
4.3 液化土和软土地基
4.3.1 本条规定主要依据液化场地的震害调查结果。许多资料表明在6度区液化对房屋结构所造成的震害是比较轻的，因此本条规定除对液化沉陷敏感的乙类建筑外，6度区的一般建筑可不考虑液化影响。当然，6度的甲类建筑的液化问题也需要专门研究。
关于黄土的液化可能性及其危害在我国的历史地震中虽不乏报导，但缺乏较详细的评价资料，在建国以后的多次地震中，黄土液化现象很少见到，对黄土的液化判别尚缺乏经验，但值得重视。近年来的国内外震害与研究还表明，砾石在一定条件下也会液化，但是由于黄土与砾石液化研究资料还不够充分，暂不列入规范，有待进一步研究。
4，3.2 本条是有关液化判别和处理的强制性条文。
4.3.3 89规范初判的提法是根据建国以来历次地震对液化与非液化场地的实际考察、测试分析结果得出来的。从地貌单元来讲这些地震现场主要为河流冲洪积形成的地层，没有包括黄土分布区及其他沉积类型。如唐山地震震中区(路北区)为滦河二级阶地，地层年代为晚更新世(Q3)地层，对地震烈度10度区考察，钻探测试表明，地下水位为3～4m表层为3.Om左右的粘性土，其下即为饱和砂层，在10度情况下没有发生液化，而在一级阶地及高河漫滩等地分布的地质年代较新的地层，地震烈度虽然只有7度和8度却也发生了大面积液化，其他震区的河流冲积地层在地质年代较老的地层中也未发现液化实例。国外学者Youd和Perkins的研究结果表明：饱和松散的水力冲填土差不多总会液化，而且全新世的无粘性土沉积层对液化也是很敏感的，更新世沉积层发生液化的情况很罕见，前更新世沉积层发生液化则更是罕见。这些结论是根据1975年以前世界范围的地震液化资料给出的，并已被1978年日本的两次大地震以及1977年罗马尼亚地震液化现象所证实。
89规范颁发后，在执行中不断有单位和学者提出液化初步判别中第1款在有些地区不适合。从举出的实例来看，多为高烈度区(10度以上)黄土高原的黄土状土，很多是古地震从描述等方面判定为液化的，没有现代地震液化.与否的实际数据。有些例子是用现行公式判别的结果。
根据诸多现代地震液化资料分析认为，89规范中有关地质年代的判断条文除高烈度区中的黄土液化外都能适用，为慎重起见，将此款的适用范围改为局限于7、8度区。
4.3.4 89规范关于地基液化判别方法，在地震区工程项目地基勘察中已广泛应用。但随着高层及超高层建筑的不断发展，基础埋深越来越大。高大的建筑采用桩基和深基础，要求判别液化的深度也相应加大，89规范中判别深度为15m，已不能满足这些工程的需要，深层液化判别问题已提到日程上来。
由于15m以下深层液化资料较少，从实际液化与非液化资料中进行统计分析尚不具备条件。在50年代以来的历次地震中，尤其是唐山地震，液化资料均在15m以上，图4.3.4中15m下的曲线是根据统计得到的经验公式外推得到的结果。国外虽有零星深层液化资料，但也不太确切。根据唐山地震资料及美国H.B.Seed教授资料进行分析的结果，其液化临界值沿深度变化均为非线性变化。为了解决15m以下液化判别，我们对唐山地震砂土液化研究资料、美国H.B.Seed教授研究资料和我国铁路工程抗震设计规范中的远震液化判别方法与89规范判别方法的液化临界值(Ncr)沿深度的变化情况，以8度区为例做了对比，见图4.3.4。
图 4.3.4 液化临界值随深度变化比较（以8度区为例）
从图4.3.4可以明显看出：在设计地震第一组(或89规范的近震情况，N0＝10)，深度为12m以上时，临界锤击数较接近，相差不大；深度15～20m范围内，铁路抗震规范方法比H.B.Seed资料要大1.2～1.5击，89规范由于是线性延伸，比铁路抗震规范方法要大1.8～8.4击，是偏于保守的。经过比较分析，本次修订考虑到本规范判别方法的延续性及广大工程技术人员熟悉程度，仍采用线性判别方法。建议15～20m深度范围内仍按15m深度处的Ncr值进行判别，这样处理与非线性判别方法也较为接近。目前铁路抗震规范判别液化时N0值为7度、8度、9度时分别取8、12、16，因此铁路抗震规范仍比本规范修订后的Ncr值在15m～20m范围内要大2.2～2.5击；如假定铁路抗震规范N0值8度取10，则比本规范修订后的Ncr值小1.4～1.8击。经过全面分析对比后，认为这样调整方案既简便又与其他方法接近。
考虑到大量的多层建筑基础埋深较浅，一律要求将液化判别深度加深到20m有些保守，也增加了不必要的工作量，因此，本次修订只要求将基础埋深大于5m的深基础和桩基工程的判别深度加深至20m。
4.3.5 本条提供了一个简化的预估液化危害的方法，可对场地的喷水冒砂程度、一般浅基础建筑的可能损坏，做粗略的预估，以便为采取工程措施提供依据。
1 液化指数表达式的特点是：为使液化指数为无量纲参数，权函数ω具有量纲m-1；权函数沿深度分布为梯形，其图形面积，判别深度15m时为100，判别深度20m时为125。
2 液化等级的名称为轻微、中等、严重三级；各级的液化指数(判别深度15m)、地面喷水冒砂情况以及对建筑危害程度的描述见表4.3.5，系根据我国百余个液化震害资料得出的。
4.3.6 抗液化措施是对液化地基的综合治理，89规范已说明要注意以下几点：
1 倾斜场地的土层液化往往带来大面积土体滑动，造成严重后果，而水平场地土层液化的后果一般只造成建筑的不均匀下沉和倾斜，本条的规定不适用于坡度大于10°的倾斜场地和液化土层严重不均的情况；
2 液化等级属于轻微者，除甲、乙类建筑由于其重要性需确保安全外，一般不作特殊处理，因为这类场地可能不发生喷水冒砂，即使发生也不致造成建筑的严重震害；
3 对于液化等级属于中等的场地，尽量多考虑采用较易实施的基础与上部结构处理的构造措施，不一定要加固处理液化土层；
4 在液化层深厚的情况下，消除部分液化沉陷的措施，即处理深度不一定达到液化下界而残留部分未经处理的液化层，从我国目前的技术、经济发展水平上看是较合适的。
本次修订的主要内容如下：
1 89规范中不允许液化地基作持力层的规定有些偏严，本次修订改为不宜将未加处理的液化土层作为天然地基的持力层。因为：理论分析与振动台试验均已证明液化的主要危害来自基础外侧，液化持力层范围内位于基础直下方的部位其实最难液化，由于最先液化区域对基础直下方未液化部分的影响，使之失去侧边土压力支持。在外侧易液化区的影响得到控制的情况下，轻微液化的土层是可以作为基础的持力层的，例如：
(1)海城地震中营口宾馆筏基以液化土层为持力层，震后无震害，基础下液化层厚度为4.2m，为筏基宽度的1／3左右，液化土层的标贯锤击数N＝2～5，烈度为7度。在此情况下基础外侧液化对地基中间部分的影响很小。
(2)日本阪神地震中有数座建筑位于液化严重的六甲人工岛上，地基未加处理而未遭液化危害的工程实录(见松尾雅夫等人论文，载"基础工"1996年11期，P54)：
1)仓库二栋，平面均为36m×24m，设计中采用了补偿式基础，即使仓库满载时的基底压力也只是与移去的土自重相当。地基为欠固结的可液化砂砾，震后有震陷，但建筑物无损，据认为无震害的原因是：液化后的减震效果使输入基底的地震作用削弱；补偿式筏式基础防止了表层土喷砂冒水；良好的基础刚度可使不均匀沉降减小；采用了吊车轨道调子，地脚螺栓加长等构造措施以减少不均匀沉降的影响。
2)平面为116.8m×54.5m的仓库建在六甲人工岛厚15m的可液化土上，设计时预期建成后欠固结的粘土下卧层尚可能产生1.1～1.4m的沉降。为防止不均匀沉降及液化，设计中采用了三方面的措施：补偿式基础＋基础下2m深度内以水泥土加固液化层＋防止不均匀沉降的构造措施。地震使该房屋产生震陷，但情况良好。
(3)震害调查与有限元分析显示，当基础宽度与液化层厚之比大于3时，则液化震陷不超过液化层厚的1％，不致引起结构严重破坏。
因此，将轻微和中等液化的土层作为持力层不是绝对不允许，但应经过严密的论证。
2 液化的危害主要来自震陷，特别是不均匀震陷。震陷量主要决定于土层的液化程度和上部结构的荷载。由于液化指数不能反映上部结构的荷载影响，因此有趋势直接采用震陷量来评价液化的危害程度。例如，对4层以下的民用建筑，当精细计算的平均震陷值SE＜5cm时，可不采取抗液化措施，当SE＝5～15cm时，可优先考虑采取结构和基础的构造措施，当SE＞15cm时需要进行地基处理，基本消除液化震陷；在同样震陷量下，乙类建筑应该采取较丙类建筑更高的抗液化措施。
本次修订过程中开展了估计液化震陷量的研究，依据实测震陷、振动台试验以及有限元法对一系列典型液化地基计算得出的震陷变化规律，发现震陷量取决于液化土的密度(或承载力)、基底压力、基底宽度、液化层底面和顶面的位置和地震震级等因素，曾提出估计砂土与粉土液化平均震陷量的经验方法如下：
式中 SE--液化震陷量平均值；液化层为多层时，先按各层次分别计算后再相加；
B--基础宽度(m)；对住房等密集型基础取建筑平面宽度；当B≤0.44d1时，取B＝0.44d1；
S0--经验系数，对7、8、9度分别取0.05、0.15及0.3；
d1--由地面算起的液化深度(m)；
d2--由地面算起的上覆非液化土层深度(m)。液化层为持力层取d2＝0；
P--宽度为B的基础底面地震作用效应标准组合的压力(kPa)；
Dr--砂土相对密度(％)，可依据标贯锤击数N取Dr
k--与粉土承载力有关的经验系数，当承载力特征值不大于80kPa时，取0.30，当不小于300kPa时取0.08，其余可内插取值；
ξ--修正系数，直接位于基础下的非液化厚度满足第4.3.3条第3款对上覆非液化土层厚度d11要求，ξ＝0；无非液化层，ξ＝1；中间情况内插确定。
采用以上经验方法计算得到的震陷值，与日本的实测震陷值基本符合；但与国内资料的符合程度较差，主要的原因可能是：国内资料中实测震陷值常常是相对值，如相对于车间某个柱子或相对于室外地面的震陷；地质剖面则往往是附近的，而不是针对所考察的基础的；有的震陷值(如天津上古林的场地)含有震前沉降及软土震陷；不明确沉降值是最大沉降或平均沉降。
鉴于震陷量的评价方法目前还不够成熟，因此本条只是给出了必要时可以根据液化震陷量的评价结果适当调整抗液化措施的原则规定。
4.3.7～4.3.9 在这几条中规定了消除液化震陷和减轻液化影响的具体措施，这些措施都是在震害调查和分析判断的基础上提出来的。
采用振冲加固或挤密碎石桩加固后构成了复合地基。此时，如桩间土的实测标贯值仍低于本规范第4.3.4条规定的临界值，不能简单判为液化。许多文献或工程实践均已指出振冲桩或挤密碎石桩有挤密、排水和增大桩身刚度等多重作用，而实测的桩间土标贯值不能反映排水的作用。因此，89规范要求加固后的桩间土的标贯值应大于临界标贯值是偏保守的。
近几年的研究成果与工程实践中，已提出了一些考虑桩身强度与排水效应的方法，以及根据桩的面积置换率和桩土应力比适当降低复合地基桩间土液化判别的临界标贯值的经验方法，故本次修订将"桩间土的实测标贯值不应小于临界标贯锤击数"的要求，改为"不宜"。
4.3.10 本条规定了有可能发生侧扩或流动时滑动土体的最危险范围并要求采取土体抗滑和结构抗裂措施。
1 液化侧扩地段的宽度来自海城地震、唐山地震及日本阪神地震对液化侧扩区的大量调查。根据对阪神地震的调查，在距水线50m范围内，水平位移及竖向位移均很大；在50～150m范围内，水平地面位移仍较显著；大于150m以后水平位移趋于减小，基本不构成震害。上述调查结果与我国海城、唐山地震后的调查结果基本一致：海河故道、滦运河、新滦河、陡河岸波滑坍范围约距水线100～150m，辽河、黄河等则可达500m。
2 侧向流动土体对结构的侧向推力，根据阪神地震后对受害结构的反算结果得到：1)非液化上覆土层施加于结构的侧压相当于被动土压力，破坏土楔的运动方向是土楔向上滑而楔后土体向下，与被动土压发生时的运动方向一致；2)液化层中的侧压相当于竖向总压的1／3；3)桩基承受侧压的面积相当于垂直于流动方向桩排的宽度。
3 减小地裂对结构影响的措施包括：1)将建筑的主轴沿平行河流放置；2)使建筑的长高比小于3；3)采用筏基或箱基，基础板内应根据需要加配抗拉裂钢筋，筏基内的抗弯钢筋可兼作抗拉裂钢筋，抗拉裂钢筋可由中部向基础边缘逐段减少。当土体产生引张裂缝并流向河心或海岸线时，基础底面的极限摩阻力形成对基础的撕拉力，理论上，其最大值等于建筑物重力荷载之半乘以土与基础间的摩擦系数，实际上常因基础底面与土有部分脱离接触而减少。
4.3.11 关于软土震陷，由于缺乏资料，各国都还未列入抗震规范。但从唐山地震中的破坏实例分析，软土震陷确是造成震害的重要原因，实有明确抗御措施之必要。
我国《构筑物抗震设计规范》根据唐山地震经验，规定7度区不考虑软土震陷；8度区fak大于lOOkPa，9度区fak大于120kPa的土亦可不考虑。但上述规定有以下不足：
(1)缺少系统的震陷试验研究资料；
(2)震陷实录局限于津塘8、9度地区，7度区是未知的空白；不少7度区的软土比津塘地区(唐山地震时为8、9度区)要差，津塘地区的多层建筑在8、9度地震时产生了15～30cm的震陷，比它们差的土在7度时是否会产生大于5cm的震陷？初步认为对7度区fk＜70kPa的软土还是应该考虑震陷的可能性并宜采用室内动三轴试验和H.B.Seed简化方法加以判定。
(3)对8、9度规定的fak值偏于保守。根据天津实际震陷资料并考虑地震的偶发性及所需的设防费用，暂时规定软土震陷量小于5cm者可不采取措施，则8度区fak＞90kPa及9度区fak＞lOOkPa的软土均可不考虑震陷的影响。
对自重湿陷性黄土或黄土状土，研究表明具有震陷性。若孔隙比大于0.8，当含水量在缩限(指固体与半固体的界限)与25％之间时，应该根据需要评估其震陷量。对含水量在25％以上的黄土或黄土状土的震陷量可按一般软土评估。关于软土及黄土的可能震陷目前已有了一些研究成果可以参考。例如，当建筑基础底面以下非软土层厚度符合表4.3.11中的要求时，可不采取消除软土地基的震陷影响措施。
4.4 桩 基
4.4.1 根据桩基抗震性能一般比同类结构的天然地基要好的宏观经验，继续保留89规范关于桩基不验算范围的规定。
4.4.2 桩基抗震验算方法是新增加的，其基本内容已与构筑物抗震设计规范和建筑桩基技术规范等协调。
关于地下室外墙侧的被动土压与桩共同承担地震水平力问题，我国这方面的情况比较混乱，大致有以下做法：假定由桩承担全部地震水平力；假定由地下室外的土承担全部水平力；由桩、土分担水平力(或由经验公式求出分担比，或用阴法求土抗力或由有限元法计算)。目前看来，桩完全不承担地震水平力的假定偏于不安全，因为从日本的资料来看，桩基的震害是相当多的，因此这种做法不宜采用；由桩承受全部地震力的假定又过于保守。日本1984年发布的"建筑基础抗震设计规程"提出下列估算桩所承担的地震剪力的公式：
上述公式主要根据是对地上3～10层、地下1～4层、平面14m×l4m的塔楼所作的一系列试算结果。在这些计算中假定抗地震水平的因素有桩、前方的被动土抗力，侧面土的摩擦力三部分。土性质为标贯值N＝10～20，q(单轴压强)为0.5～1.Okg／cm2(粘土)。土的摩擦抗力与水平位移成以下弹塑性关系；位移≤1cm时抗力呈线性变化，当位移＞1cm时抗力保持不变。被动土抗力最大值取朗金被动土压，达到最大值之前土抗力与水平位移呈线性关系。由于背景材料只包括高度45m以下的建筑，对45m以上的建筑没有相应的计算资料。但从计算结果的发展趋势推断，对更高的建筑其值估计不超过0.9，因而桩负担的地震力宜在(0.3～0.9)V0之间取值。
关于不计桩基承台底面与土的摩阻力为抗地震水平力的组成部分问题：主要是因为这部分摩阻力不可靠：软弱粘性土有震陷问题，一般粘性土也可能因桩身摩擦力产生的桩间土在附加应力下的压缩使土与承台脱空；欠固结土有固结下沉问题；非液化的砂砾则有震密问题等。实践中不乏有静载下桩台与土脱空的报导，地震情况下震后桩台与土脱空的报导也屡见不鲜。此外，计算摩阻力亦很困难，因为解答此问题须明确桩基在竖向荷载作用下的桩、土荷载分担比。出于上述考虑，为安全计，本条规定不应考虑承台与土的摩擦阻抗。
对于目前大力推广应用的疏桩基础，如果桩的设计承载力按桩极限荷载取用则可以考虑承台与土间的摩阻力。因为此时承台与土不会脱空，且桩、土的竖向荷载分担比也比较明确。
4.4.3 本条中规定的液化土中桩的抗震验算原则和方法主要考虑了以下情况：
1 不计承台旁的土抗力或地坪的分担作用是出于安全考虑，作为安全储备，因目前对液化土中桩的地震作用与土中液化进程的关系尚未弄清。
2 根据地震反应分析与振动台试验，地面加速度最大时刻出现在液化土的孔压比为小于1(常为0.5～0.6)时，此时土尚未充分液化，只是刚度比未液化时下降很多，因之建议对液化土的刚度作折减。折减系数的取值与构筑物抗震设计规范基本一致。
3 液化土中孔隙水压力的消散往往需要较长的时间。地震后土中孔压不会排泄消散完毕，往往于震后才出现喷砂冒水，这一过程通常持续几小时甚至一二天，其间常有沿桩与基础四周排水现象，这说明此时桩身摩阻力已大减，从而出现竖向承载力不足和缓慢的沉降，因此应按静力荷载组合校核桩身的强度与承载力。
式(4.4.3)的主要根据是工程实践中总结出来的打桩前后土性变化规律，并已在许多工程实例中得到验证。
4.4.5 本条在保证桩基安全方面是相当关键的。桩基理论分析已经证明，地震作用下的桩基在软、硬土层交界面处最易受到剪、弯损害。阪神地震后许多桩基的实际考查也证实了这一点，但在采用m法的桩身内力计算方法中却无法反映，目前除考虑桩土相互作用的地震反应分析可以较好地反映桩身受力情况外，还没有简便实用的计算方法保证桩在地震作用下的安全，因此必须采取有效的构造措施。本条的要点在于保证软土或液化土层附近桩身的抗弯和抗剪能力。
5 地震作用和结构抗震验算
5.1 一般规定
5.1.1 抗震设计时，结构所承受的"地震力"实际上是由于地震地面运动引起的动态作用，包括地震加速度、速度和动位移的作用，按照国家标准《建筑结构设计术语和符号标准》GB／T50083的规定，属于间接作用，不可称为"荷载"，应称"地震作用"。
89规范对结构应考虑的地震作用方向有以下规定：
1 考虑到地震可能来自任意方向，为此要求有斜交抗侧力构件的结构，应考虑对各构件的最不利方向的水平地震作用，一般即与该构件平行的方向。
2 不对称不均匀的结构是"不规则结构"的一种，同一建筑单元同一平面内质量、刚度布置不对称，或虽在本层平面内对称，但沿高度分布不对称的结构。需考虑扭转影响的结构，具有明显的不规则性。
3 研究表明，对于较高的高层建筑，其竖向地震作用产生的轴力在结构上部是不可忽略的，故要求9度区高层建筑需考虑竖向地震作用。
本次修订，基本保留89规范的内容，所做的改进如下：
1 某一方向水平地震作用主要由该方向抗侧力构件承担，如该构件带有翼缘、翼墙等，尚应包括翼缘、翼墙的抗侧力作用；
2 参照混凝土高层规程的规定，明确交角大于15°时，应考虑斜向地震作用；
3 扭转计算改为"考虑双向地震作用下的扭转影响"。
关于大跨度和长悬臂结构，根据我国大陆和台湾地震的经验，9度和9度以上时，跨度大于18m的屋架、1.5m以上的悬挑阳台和走廊等震害严重甚至倒塌；8度时，跨度大于24m的屋架、2m以上的悬挑阳台和走廊等震害严重。
5.1.2 不同的结构采用不同的分析方法在各国抗震规范中均有体现，底部剪力法和振型分解反应谱法仍是基本方法，时程分析法作为补充计算方法，对特别不规则(参照表3.4.2规定)、特别重要的和较高的高层建筑才要求采用。
进行时程分析时，鉴于各条地震波输入进行时程分析的结果不同，本条规定根据小样本容量下的计算结果来估计地震效应值。通过大量地震加速度记录输入不同结构类型进行时程分析结果的统计分析，若选用不少于二条实际记录和一条人工模拟的加速度时程曲线作为输入，计算的平均地震效应值不小于大样本容量平均值的保证率在85％以上，而且一般也不会偏大很多。所谓"在统计意义上相符"指的是，其平均地震影响系数曲线与振型分解反应谱法所用的地震影响系数曲线相比，在各个周期点上相差不大于20％。计算结果的平均底部剪力一般不会小于振型分解反应谱法计算结果的80％。每条地震波输入的计算结果不会小于65％。
正确选择输入的地震加速度时程曲线，要满足地震动三要素的要求，即频谱特性、有效峰值和持续时间均要符合规定。
频谱特性可用地震影响系数曲线表征，依据所处的场地类别和设计地震分组确定。
加速度有效峰值按规范表5.1.2-2中所列地震加速度最大值采用，即以地震影响系数最大值除以放大系数(约2.25)得到。当结构采用三维空间模型等需要双向(二个水平向)或三向(二个水平和一个竖向)地震波输入时，其加速度最大值通常按1(水平1)：0.85(水平2)：0.65(竖向)的比例调整。选用的实际加速度记录，可以是同一组的三个分量，也可以是不同组的记录，但每条记录均应满足"在统计意义上相符"的要求；人工模拟的加速度时程曲线，也按上述要求生成。
输入的地震加速度时程曲线的持续时间，不论实际的强震记录还是人工模拟波形，一般为结构基本周期的5～10倍。
5.1.3 按现行国家标准《建筑结构可靠度设计统一标准》的原则规定，地震发生时恒荷载与其他重力荷载可能的遇合结果总称为"抗震设计的重力荷载代表值GE"，即永久荷载标准值与有关可变荷载组合值之和。组合值系数基本上沿用78规范的取值，考虑到藏书库等活荷载在地震时遇合的概率较大，故按等效楼面均布荷载计算活荷载时，其组合值系数为0.8。
表中硬钩吊车的组合值系数，只适用于一般情况，吊重较大时需按实际情况取值。
5.1.4，5.1.5 弹性反应谱理论仍是现阶段抗震设计的最基本理论，规范所采用的设计反应谱以地震影响系数曲线的形式给出。
89规范的地震影响系数的特点是：
1 同样烈度、同样场地条件的反应谱形状，随着震源机制、震级大小、震中距远近等的变化，有较大的差别，影响因素很多。在继续保留烈度概念的基础上，把形成6～8度地震影响的地震，按震源远近分为设计近震和设计远震。远震水平反应谱曲线比近震向右移，体现了远震的反应谱特征。于是，按场地条件和震源远近，调整了地震影响系数的特征周期Tg。
2 在T≤0.1s的范围内，各类场地的地震影响系数一律采用同样的斜线，使之符合T＝0时(刚体)动力不放大的规律；在T≥Tg时，各曲线的递减指数为非整数；曲线下限仍按78规范取为0.2αmax；T＞3s时，地震影响系数专门研究。
3 按二阶段设计要求，在截面承载力验算时的设计地震作用，取众值烈度下结构按完全弹性分析的数值，据此调整了本规范相应的地震影响系数，其取值与按78规范各结构影响系数C折减的平均值大致相当。
本次修订有如下重要改进：
1 地震影响系数的周期范围延长至6s。根据地震学研究和强震观测资料统计分析，在周期6s范围内，有可能给出比较可靠的数据，也基本满足了国内绝大多数高层建筑和长周期结构的抗震设计需要。对于周期大于6s的结构，地震影响系数仍专门研究。
2 理论上，设计反应谱存在二个下降段，即：速度控制段和位移控制段，在加速度反应谱中，前者衰减指数为1，后者衰减指数为2。设计反应谱是用来预估建筑结构在其设计基准期内可能经受的地震作用，通常根据大量实际地震记录的反应谱进行统计并结合工程经验判断加以规定。为保持规范的延续性，地震影响系数在T≤5Tg范围内与89规范相同，在T＞5Tg的范围，把89规范的下平台改为倾斜下降段，不同场地类别的最小值不同，较符合实际反应谱的统计规律。在T＝6Tg附近，新的地震影响系数值比89规范约增加15％，其余范围取值的变动更小。
3 为了与我国地震动参数区划图接轨，89规范的设计近震和设计远震改为设计地震分组。地震影响系数的特征周期Tg，即设计特征周期，不仅与场地类别有关，而且还与设计地震分组有关，可更好地反映震级大小、震中距和场地条件的影响。
4 为了适当调整和提高结构的抗震安全度， Ⅰ、Ⅱ、Ⅲ类场地的设计特征周期值较89规范的值约增大了0.05s。同理，罕遇地震作用时，设计特征周期 值也适当延长。这样处理比较符合近年来得到的大量地震加速度资料的统计结果。与89规范相比，安全度有一定提高。
5 考虑到不同结构类型建筑的抗震设计需要，提供了不同阻尼比(0.01～0.20)地震影响系数曲线相对于标准的地震影响系数(阻尼比为0.05)的修正方法。根据实际强震记录的统计分析结果，这种修正可分二段进行：在反应谱平台段(α＝αmax)，修正幅度最大；在反应谱上升段(T＜Tg)和下降段(T＞Tg)，修正幅度变小；在曲线两端(0s和6s)，不同阻尼比下的α系数趋向接近。表达式为：
上升段： [0.45＋10(η2-0.45)T]αmax
水平段： η2αmax
曲线下降段： (Tg／T)γη2αmax
倾斜下降段： [0.2γη2-η1(T-5Tg)]αmax
对应于不同阻尼比计算地震影响系数的调整系数如下，条文中规定，当η2小于0.55时取0.55；当η1小于0.0时取0.0。
6 现阶段仍采用抗震设防烈度所对应的水平地震影响系数最大值。一，多遇地震烈度和罕遇地震烈度分别对应于50年设计基准期内超越概率为63％和2％～3％的地震烈度，也就是通常所说的小震烈度和大震烈度。为了与中国地震动参数区划图接口，表5.1.4中的。一除沿用89规范6、7、8、9度所对应的设计基本加速度值外，特于7～8度、8～9度之间各增加一档，用括号内的数字表示，分别对应于设计基本地震加速度为0.15g和0.30g。
5.1.6 在强烈地震下，结构和构件并不存在最大承载能力极限状态的可靠度。从根本上说，抗震验算应该是弹塑性变形能力极限状态的验算。研究表明，地震作用下结构和构件的变形和其最大承载能力有密切的联系，但因结构的不同而异。本次修订继续保持89规范关于不同的结构应采取不同验算方法的规定。
1 当地震作用在结构设计中基本上不起控制作用时，例如6度区的大多数建筑，以及被地震经验所证明者，可不做抗震验算，只需满足有关抗震构造要求。但"较高的高层建筑(以后各章同)"，诸如高于40m的钢筋混凝土框架、高于60m的其他钢筋混凝土民用房屋和类似的工业厂房，以及高层钢结构房屋，其基本周期可能大于Ⅳ类场地的设计特征周期Tg，则6度的地震作用值可能大于同一建筑在7度Ⅱ类场地下的取值，此时仍须进行抗震验算。
2 对于大部分结构，包括6度设防的上述较高的高层建筑，可以将设防烈度地震下的变形验算，转换为以众值烈度下按弹性分析获得的地震作用效应(内力)作为额定统计指标，进行承载力极限状态的验证，即只需满足第一阶段的设计要求，就可具有与78规范相同的抗震承载力的可靠度，保持了规范的延续性。
3 我国历次大地震的经验表明，发生高于基本烈度的地震是可能的，设计时考虑"大震不倒"是必要的，规范增加了对薄弱层进行罕遇地震下变形验算，即满足第二阶段设计的要求。89规范仅对框架、填充墙框架、高大单层厂房等(这些结构，由于存在明显的薄弱层，在唐山地震中倒塌较多)及特殊要求的建筑做了要求，本次修订增加了其他结构，如各类钢筋混凝土结构、钢结构、采用隔震和消能减震技术的结构，进行第二阶段设计的要求。
5.2 水平地震作用计算
5.2.1 底部剪力法视多质点体系为等效单质点系。根据大量的计算分析，89规范做了如下规定，本次修订未做修改：
1 引入等效质量系数0.85，它反映了多质点系底部剪力值与对应单质点系(质量等于多质点系总质量，周期等于多质点系基本周期)剪力值的差异。
2 地震作用沿高度倒三角形分布，在周期较长时顶部误差可达25％，故引入依赖于结构周期和场地类别的顶点附加集中地震力予以调整。单层厂房沿高度分布在第9章中已另有规定，故本条不重复调整(取δn＝0)。对内框架房屋，根据震害的总结，并考虑到现有计算模型的不精确，建议取δn＝0.2。
5.2.2 对于振型分解法，由于时程分析法亦可利用振型分解法进行计算，故加上"反应谱"以示区别。为使高柔建筑的分析精度有所改进，其组合的振型个数适当增加。振型个数一般可以取振型参与质量达到总质量90％所需的振型数。
5.2.3 地震扭转反应是一个极其复杂的问题，一般情况，宜采用较规则的结构体型，以避免扭转效应。体型复杂的建筑结构，即使楼层"计算刚心"和质心重合，往往仍然存, 在明显的扭转反应，因此，89规范规定，考虑结构扭转效应时，一般只能取各楼层质心为相对坐标原点，按多维振型分解法计算，其振型效应彼此耦连，组合用完全二次型方根法，可以由计算机运算。