中华人民共和国国家标准建筑抗震设计规范GB 50011-2001 11
89规范修订过程中，提出了许多简化计算方法，例如，扭转效应系数法，表示扭转时某榀抗侧力构件按平动分析的层剪力效应的增大，物理概念明确，而数值依赖于各类结构大量算例的统计。对低于40m的框架结构，当各层的质心和"计算刚心"接近于两串轴线时，根据上千个算例的分析，若偏心参数ε满足0.1＜ε＜0.3，则边榀框架的扭转效应增大系数η＝0.65＋4.5ε。偏心参数的计算公式是ε＝eySy／(Kφ／Kx)，其中，ey、Sy分别为i层刚心和i层边榀框架距i层以上总质心的距离(y方向)，Kx、Kφ分别为i层平动刚度和绕质心的扭刚度。其他类型结构，如单层厂房也有相应的扭转效应系数。对单层结构，多用基于刚心和质心概念的动力偏心距法估算。这些简化方法各有一定的适用范围，故规范要求在确有依据时才可用来近似估计。
本次修订的主要改进如下：
1 即使对于平面规则的建筑结构，国外的多数抗震设计规范也考虑由于施工、使用等原因所产生的偶然偏心引起的地震扭转效应及地震地面运动扭转分量的影响。本次修订要求，规则结构不考虑扭转耦联计算时，应采用增大边榀结构地震内力的简化处理方法。
2 增加考虑双向水平地震作用下的地震效应组合。根据强震观测记录的统计分析，二个水平方向地震加速度的最大值不相等，二者之比约为1：0.85；而且两个方向的最大值不一定发生在同一时刻，因此采用平方和开方计算二个方向地震作用效应的组合。条文中的地震作用效应，系指两个正交方向地震作用在每个构件的同一局部坐标方向的地震作用效应，如x方向地震作用下在局部坐标xi向的弯矩Mxx和y方向地震作用下在局部坐标xi方向的弯矩Mxy；按不利情况考虑时，则取上述组合的最大弯矩与对应的剪力，或上述组合的最大剪力与对应的弯矩，或上述组合的最大轴力与对应的弯矩等等。
3 扭转刚度较小的结构，例如某些核心筒-外稀柱框架结或类似的结构，第一振型周期为Tθ，或满足Tθ＞0.7Tx1，或Tθ＞0.7Tx1，对较高的高层建筑，0.7Tθ＞Tx2，或0.7Tθ＞Ty2，均应考虑地震扭转效应。但如果考虑扭转影响的地震作用效应小于考虑偶然偏心引起的地震效应时，应取后者以策安全。但二者不叠加计算。
4 增加了不同阻尼比时耦联系数的计算方法，以供高层钢结构等使用。
5.2.4 对于顶层带有空旷大房间或轻钢结构的房屋，不宜视为突出屋面的小屋并采用底部剪力法乘以增大系数的办法计算地震作用效应，而应视为结构体系一部分，用振型分解法等计算。
5.2.5 由于地震影响系数在长周期段下降较快，对于基本周期大于3.5s的结构，由此计算所得的水平地震作用下的结构效应可能太小。而对于长周期结构，地震动态作用中的地面运动速度和位移可能对结构的破坏具有更大影响，但是规范所采用的振型分解反应谱法尚无法对此作出估计。出于结构安全的考虑，增加了对各楼层水平地震剪力最小值的要求，规定了不同烈度下的剪力系数，结构水平地震作用效应应据此进行相应调整。
扭转效应明显与否一般可由考虑耦联的振型分解反应谱法分析结果判断，例如前三个振型中，二个水平方向的振型参与系数为同一个量级，即存在明显的扭转效应。对于扭转效应明显或基本周期小于3.5s的结构，剪力系数取0.2αmax，保证足够的抗震安全度。对于存在竖向不规则的结构，突变部位的薄弱楼层，尚应按本规范第3.4.3条的规定，再乘以1.15的系数。
本条规定不考虑阻尼比的不同，是最低要求，各类结构，包括隔震和消能减震结构均需一律遵守。
5.2.7 由于地基和结构动力相互作用的影响，按刚性地基分析的水平地震作用在一定范围内有明显的折减。考虑到我国的地震作用取值与国外相比还较小，故仅在必要时才利用这一折减。研究表明，水平地震作用的折减系数主要与场地条件、结构自振周期、上部结构和地基的阻尼特性等因素有关，柔性地基上的建筑结构的折减系数随结构周期的增大而减小，结构越刚，水平地震作用的折减量越大。89规范在统计分析基础上建议，框架结构折减10％，抗震墙结构折减15％～20％。研究表明，折减量与上部结构的刚度有关，同样高度的框架结构，其刚度明显小于抗震墙结构，水平地震作用的折减量也减小，当地震作用很小时不宜再考虑水平地震作用的折减。据此规定了可考虑地基与结构动力相互作用的结构自振周期的范围和折减量。
研究表明，对于高宽比较大的高层建筑，考虑地基与结构动力相互作用后水平地震作用的折减系数并非各楼层均为同一常数，由于高振型的影响，结构上部几层的水平地震作用一般不宜折减。大量计算分析表明，折减系数沿楼层高度的变化较符合抛物线型分布，本条提供了建筑顶部和底部的折减系数的计算公式。对于中间楼层，为了简化，采用按高度线性插值方法计算折减系数。
5.3 竖向地震作用计算
5.3.1 高层建筑的竖向地震作用计算，是89规范增加的规定。根据输入竖向地震加速度波的时程反应分析发现，高层建筑由竖向地震引起的轴向力在结构的上部明显大于底部，是不可忽视的。作为简化方法，原则上与水平地震作用的底部剪力法类似，结构竖向振动的基本周期较短，总竖向地震作用可表示为竖向地震影响系数最大值和等效总重力荷载代表值的乘积，沿高度分布按第一振型考虑，也采用倒三角形分布，在楼层平面内的分布，则按构件所承受的重力荷载代表值分配，只是等效质量系数取0.75。
根据台湾921大地震的经验，本次修订要求，高层建筑楼层的竖向地震作用效应，应乘以增大系数1.5，使结构总竖向地震作用标准值，8、9度分别略大于重力荷载代表值的10％和20％。
隔震设计时，由于隔震垫不隔离竖向地震作用，与隔震后结构的水平地震作用相比，竖向地震作用往往不可忽视，计算方法在本规范第12章具体规定。
5.3.2 用反应谱法、时程分析法等进行结构竖向地震反应的计算分析研究表明，对平板型网架和大跨度屋架各主要杆件，竖向地震内力和重力荷载下的内力之比值，彼此相差一般不太大，此比值随烈度和场地条件而异，且当周期大于设计特征周期时，随跨度的增大，比值反而有所下降，由于在目前常用的跨度范围内，这个下降还不很大，为了简化，略去跨度的影响。
5.3.3 对长悬臂等大跨度结构的竖向地震作用计算，本次修订未修改，仍采用78规范的静力法。
5.4 截面抗震验算
本节基本同89规范，仅按《建筑结构可靠度设计统一标准》的修订，对符号表达做了修改，并补充了钢结构的γRE。
5.4.1 在设防烈度的地震作用下，结构构件承载力的可靠指标卢是负值，难于按《统一标准》分析，本规范第一阶段的抗震设计取相当于众值烈度下的弹性地震作用作为额定指标，此时的设计表达式可按《统一标准》处理。
1 地震作用分项系数的确定
在众值烈度下的地震作用，应视为可变作用而不是偶然作用。这样，根据《统一标准》中确定直接作用(荷载)分项系数的方法，通过综合比较，本规范对水平地震作用，确定γRE＝1.2，至于竖向地震作用分项系数，则参照水平地震作用，也取γRE＝1.3。当竖向与水平地震作用同时考虑时，根据加速度峰值记录和反应谱的分析，二者的组合比为1：0.4，故此时γEh＝1.3，γEv＝0.4×1.3≈0.5。
此外，按照《统一标准》的规定，当重力荷载对结构构件承载力有利时，取γG＝1.0。
2 抗震验算中作用组合值系数的确定
本规范在计算地震作用时，已经考虑了地震作用与各种重力荷载(恒荷载与活荷载、雪荷载等)的组合问题，在第5.1.3条中规定了一组组合值系数，形成了抗震设计的重力荷载代表值，本规范继续沿用78规范在验算和计算地震作用时(除吊车悬吊重力外)对重力荷载均采用相同的组合值系数的规定，可简化计算，并避免有两种不同的组合值系数。因此，本条中仅出现风荷载的组合值系数，并按《统一标准》的方法，将78规范的取值予以转换得到。这里，所谓风荷载起控制作用，指风荷载和地震作用产生的总剪力和倾覆力矩相当的情况。
3 地震作用标准值的效应
规范的作用效应组合是建立在弹性分析叠加原理基础上的，考虑到抗震计算模型的简化和塑性内力分布与弹性内力分布的差异等因素，本条中还规定，对地震作用效应，当本规范各章有规定时尚应乘以相应的效应调整系数η，如突出屋面小建筑、天窗架、高低跨厂房交接处的柱子、框架柱，底层框架-抗震墙结构的柱子、梁端和抗震墙底部加强部位的剪力等的增大系数。
4 关于重要性系数
根据地震作用的特点、抗震设计的现状，以及抗震重要性分类与《统一标准》中安全等级的差异，重要性系数对抗震设计的实际意义不大，本规范对建筑重要性的处理仍采用抗震措施的改变来实现，不考虑此项系数。
5.4.2 结构在设防烈度下的抗震验算根本上应该是弹塑性变形验算，但为减少验算工作量并符合设计习惯，对大部分结构，将变形验算转换为众值烈度地震作用下构件承载能力验算的形式来表现。按照《统一标准》的原则，89规范与78规范在众值烈度下有基本相同的可靠指标，本次修订略有提高。基于此前提，在确定地震作用分项系数的同时，则可得到与抗力标准值Rk相应的最优抗力分项系数，并进一步转换为抗震的抗力函数(即抗震承载力设计值RdE)，使抗力分项系数取1.0或不出现。本规范砌体结构的截面抗震验算，就是这样处理的。
现阶段大部分结构构件截面抗震验算时，采用了各有关规范的承载力设计值Rd，因此，抗震设计的抗力分项系数，就相应地变为承载力设计值的抗震调整系数γRE，即γ＝Rd/RdE或RdE＝Rd／γRE。还需注意，地震作用下结构的弹塑性变形直接依赖于结构实际的屈服强度(承载力)，本节的承载力是设计值，不可误为标准值来进行本章第5节要求的弹塑性变形验算。
5.5 抗震变形验算
5.5.1 根据本规范所提出的抗震设防三个水准的要求，采用二阶段设计方法来实现，即：在多遇地震作用下，建筑主体结构不受损坏，非结构构件(包括围护墙、隔墙、幕墙、内外装修等)没有过重破坏并导致人员伤亡，保证建筑的正常使用功能；在罕遇地震作用下，建筑主体结构遭受破坏或严重破坏但不倒塌。根据各国规范的规定、震害经验和实验研究结果及工程实例分析，当前采用层间位移角作为衡量结构变形能力从而判别是否满足建筑功能要求的指标是合理的。
本次修订，扩大了弹性变形验算的范围。对各类钢筋混凝土结构和钢结构要求进行多遇地震作用下的弹性变形验算，实现第一水准下的设防要求。弹性变形验算属于正常使用极限状态的验算，各作用分项系数均取1.0。钢筋混凝土结构构件的刚度，一般可取弹性刚度；当计算的变形较大时，宜适当考虑截面开裂的刚度折减，如取0.85EcI0。
第一阶段设计，变形验算以弹性层间位移角表示。不同结构类型给出弹性层间位移角限值范围，主要依据国内外大量的试验研究和有限元分析的结果，以钢筋混凝土构件(框架柱、抗震墙等)开裂时的层间位移角作为多遇地震下结构弹性层间位移角限值。
计算时，一般不扣除由于结构平面不对称引起的扭转效应和重力p-△效应所产生的水平相对位移；高度超过150m或H／B＞6的高层建筑，可以扣除结构整体弯曲所产生的楼层水平绝对位移值，因为以弯曲变形为主的高层建筑结构，这部分位移在计算的层间位移中占有相当的比例，加以扣除比较合理。如未扣除时，位移角限值可有所放宽。
框架结构试验结果表明，对于开裂层间位移角，不开洞填充墙框架为1／2500，开洞填充墙框架为1／926；有限元分析结果表明，不带填充墙时为1／800，不开洞填充墙时为1／2000。不再区分有填充墙和无填充墙，均按89规范的1／550采用，并仍按构件截面弹性刚度计算。
对于框架-抗震墙结构的抗震墙，其开裂层间位移角：试验结果为1／3300～1／1100，有限元分析结果为1／4000～1／2500，取二者的平均值约为1／3000～1／1600。统计了我国近十年来建成的124幢钢筋混凝土框-墙、框-筒、抗震墙、筒结构高层建筑的结构抗震计算结果，在多遇地震作用下的最大弹性层间位移均小于1／800，其中85％小于1／1200。因此对框-墙、板柱-墙、框-筒结构的弹性位移角限值范围为1／800；对抗震墙和筒中筒结构层间弹性位移角限值范围为1／1000，与现行的混凝土高层规程相当；对框支层要求较严，取1／1000。
钢结构在弹性阶段的层间位移限值，日本建筑法施行令定为层高的1／200。参照美国加州规范(1988)对基本自振周期大于0.7s的结构的规定，取1／300。
5.5.2 震害经验表明，如果建筑结构中存在薄弱层或薄弱部位，在强烈地震作用下，由于结构薄弱部位产生了弹塑性变形，结构构件严重破坏甚至引起结构倒塌；属于乙类建筑的生命线工程中的关键部位在强烈地震作用下一旦遭受破坏将带来严重后果，或产生次生灾害或对救灾、恢复重建及生产、生活造成很大影响。除了89规范所规定的高大的单层工业厂房的横向排架、楼层屈服强度系数小于0.5的框架结构、底部框架砖房等之外，板柱-抗震墙及结构体系不规则的某些高层建筑结构和乙类建筑也要求进行罕遇地震作用下的抗震变形验算。采用隔震和消能减震技术的建筑结构，对隔震和消能减震部件应有位移限制要求，在罕遇地震作用下隔震和消能减震部件应能起到降低地震效应和保护主体结构的作用，因此要求进行抗震变形验算。但考虑到弹塑性变形计算的复杂性和缺乏实用计算软件，对不同的建筑结构提出不同的要求。
5.5.3 对建筑结构在罕遇地震作用下薄弱层(部位)弹塑性变形计算，12层以下且层刚度无突变的框架结构及单层钢筋混凝土柱厂房可采用规范的简化方法计算；较为精确的结构弹塑性分析方法，可以是三维的静力弹塑性(如push-over方法)或弹塑性时程分析方法；有时尚可采用塑性内力重分布的分析方法等。
5.5.4 钢筋混凝土框架结构及高大单层钢筋混凝土柱厂房等结构，在大地震中往往受到严重破坏甚至倒塌。实际震害分析及实验研究表明，除了这些结构刚度相对较小而变形较大外，更主要的是存在承载力验算所没有发现的薄弱部位--其承载力本身虽满足设计地震作用下抗震承载力的要求，却比相邻部位要弱得多。对于单层厂房，这种破坏多发生在8度Ⅲ、Ⅳ类场地和9度区，破坏部位是上柱，因为上柱的承载力一般相对较小且其下端的支承条件不如下柱。对于底部框架-抗震墙结构，则底部是明显的薄弱部位。
目前各国规范的变形估计公式有三种：一是按假想的完全弹性体计算；二是将额定的地震作用下的弹性变形乘以放大系数，即△up＝ηp△ue；三是按时程分析法等专门程序计算。其中采用第二种的最多，本次修订继续保持89规范所采用的方法。
1 89规范修订过程中，根据数千个1～15层剪切型结构采用理想弹塑性恢复力模型进行弹塑性时程分析的计算结果，获得如下统计规律：
1)多层结构存在"塑性变形集中"的薄弱层是一种普遍现象，其位置，对屈服强度系数ξν分布均匀的结构多在底层，分布不均匀结构则在ξy最小处和相对较小处，单层厂房往往在上柱。
2)多层剪切型结构薄弱层的弹塑性变形与弹性变形之间有相对稳定的关系：
对于屈服强度系数ξy均匀的多层结构，其最大的层间弹塑变形增大系数ηp可按层数和ξy的差异用表格形式给出；对于ξy不均匀的结构，其情况复杂，在弹性刚度沿高度变化较平缓时，可近似用均匀结构的Vp适当放大取值；对其他情况，一般需要用静力弹塑性分析、弹塑性时程分析法或内力重分布法等予以估计。
2 本规范的设计反应谱是在大量单质点系的弹性反应分析基础上统计得到的"平均值"，弹塑性变形增大系数也在统计平均意义下有一定的可靠性。当然，还应注意简化方法都有其适用范围。
此外，如采用延性系数来表示多层结构的层间变形，可用μ＝ηp／ξy计算。
3 计算结构楼层或构件的屈服强度系数时，实际承载力应取截面的实际配筋和材料强度标准值计算，钢筋混凝土梁柱的正截面受弯实际承载力公式如下：
4 本次修订过程中，对不超过20层的钢框架和框架-支撑结构的薄弱层层间弹塑性位移的简化计算公式开展了研究。利用DRAIN-2D程序对三跨的平面钢框架和中跨为交叉支撑的三跨钢结构进行了不同层数钢结构的弹塑性地震反应分析。主要计算参数如下：结构周期，框架取0.1N(层数)，支撑框架取0.09N；恢复力模型，框架取屈服后刚度为弹性刚度0.02的不退化双线性模型，支撑框架的恢复力模型同时考虑了压屈后的强度退化和刚度退化；楼层屈服剪力，框架的一般层约为底层的0.7，支撑框架的一般层约为底层的0.9；底层的屈服强度系数为0.7～0.3；在支撑框架中，支撑承担的地震剪力为总地震剪力的75％，框架部分承担25％；地震波取80条天然波。
根据计算结果的统计分析发现：①纯框架结构的弹塑性位移反应与弹性位移反应差不多，弹塑性位移增大系数接近1；②随着屈服强度系数的减小，弹塑性位移增大系数增大；③楼层屈服强度系数较小时，由于支撑的屈曲失效效应，支撑框架的弹塑性位移增大系数大于框架结构。
以下是15层和20层钢结构的弹塑性增大系数的统计数值(平均值加一倍方差)：
上述统计值与89规范对剪切型结构的统计值有一定的差异，可能与钢结构基本周期较长、弯曲变形所占比重较大，采用杆系模型的楼层屈服强度系数计算，以及钢结构恢复力模型的屈服后刚度取为初始刚度的0.02而不是理想弹塑性恢复力模型等有关。
5.5.5 在罕遇地震作用下，结构要进入弹塑性变形状态。根据震害经验、试验研究和计算分析结果，提出以构件(梁、柱、墙)和节点达到极限变形时的层间极限位移角作为罕遇地震作用下结构弹塑性层间位移角限值的依据。
国内外许多研究结果表明，不同结构类型的不同结构构件的弹塑性变形能力是不同的，钢筋混凝土结构的弹塑性变形主要由构件关键受力区的弯曲变形、剪切变形和节点区受拉钢筋的滑移变形等三部分非线性变形组成。影响结构层间极限位移角的因素很多，包括：梁柱的相对强弱关系，配箍率、轴压比、剪跨比、混凝土强度等级、配筋率等，其中轴压比和配箍率是最主要的因素。
钢筋混凝土框架结构的层间位移是楼层梁、柱、节点弹塑性变形的综合结果，美国对36个梁-柱组合试件试验结果表明，极限侧移角的分布为1／27～1／8，我国对数十榀填充墙框架的试验结果表明，不开洞填充墙和开洞填充墙框架的极限侧移角平均分别为1／30和1／38。本条规定框架和板柱-框架的位移角限值为1／50是留有安全储备的。
由于底部框架砖房沿竖向存在刚度突变，因此对框架部分适当从严；同时，考虑到底部框架一般均带一定数量的抗震墙，故类比框架-抗震墙结构，取位移角限值为1／100。
钢筋混凝土结构在罕遇地震作用下，抗震墙要比框架柱先进入弹塑性状态，而且最终破坏也相对集中在抗震墙单元。日本对176个带边框柱抗震墙的试验研究表明，抗震墙的极限位移角的分布为1／333～1／125，国内对11个带边框低矮抗震墙试验所得到的极限位移角分布为1／192～1／112。在上述试验研究结果的基础上，取1／120作为抗震墙和筒中筒结构的弹塑性层间位移角限值。考虑到框架-抗震墙结构、板柱-抗震墙和框架-核心筒结构中大部分水平地震作用由抗震墙承担，弹塑性层间位移角限值可比框架结构的框架柱严，但比抗震墙和筒中筒结构要松，故取1／100。高层钢结构具有较高的变形能力，美国ATC3-06规定，Ⅱ类地区危险性的建筑(容纳人数较多)，层间最大位移角限值为1／67；美国AISC《房屋钢结构抗震规定》 (1997)中规定，与小震相比，大震时的位移角放大系数，对双重抗侧力体系中的框架-中心支撑结构取5，对框架-偏心支撑结构，取4。如果弹性位移角限值为1／300，则对应的弹塑性位移角限值分别大于1／60和1／75。考虑到钢结构具有较好的延性，弹塑性层间位移角限值适当放宽至1／50。
鉴于甲类建筑在抗震安全性上的特殊要求，其层间位移角限值应专门研究确定。
6 多层和高层钢筋混凝土房屋
6.1 一般规定
6.1.1 本章适用范围，除了89规范已有的框架结构、框架-抗震墙结构和抗震墙(包括有一、二层框支墙的抗震墙)结构外，增加了筒体结构和板柱-抗震墙结构。
对采用钢筋混凝土材料的高层建筑，从安全和经济诸方面综合考虑，其适用高度应有限制。框架结构、框架-抗震墙结构和抗震墙结构的最大适用高度仍按89规范采用。筒体结构包括框架-核心筒和筒中筒结构，在高层建筑中应用较多。框架-核心筒存在抗扭不利及加强层刚度突变问题，其适用高度略低于筒中筒。板柱体系有利于节约建筑空间及平面布置的灵活性，但板柱节点较弱，不利于抗震。1988年墨西哥地震充分说明板柱结构的弱点。本规范对板柱结构的应用范围限于板柱-抗震墙体系，对节点构造有较严格的要求。框架-核心筒结构中，带有一部分仅承受竖向荷载的无梁楼盖时，不作为板柱-抗震墙结构。
不规则或Ⅳ类场地的结构，其最大适用高度一般降低20％左右。
当钢筋混凝土结构的房屋高度超过最大适用高度时，应通过专门研究，采取有效加强措施，必要时需采用型钢混凝土结构等，并按建设部部长令的有关规定上报审批。
6.1.2，6.1.3 钢筋混凝土结构的抗震措施，包括内力调整和抗震构造措施，不仅要按建筑抗震设防类别区别对待，而且要按抗震等级划分，是因为同样烈度下不同结构体系、不同高度有不同的抗震要求。例如：次要抗侧力构件的抗震要求可低于主要抗侧力构件；较高的房屋地震反应大，位移延性的要求也较高，墙肢底部塑性铰区的曲率延性要求也较高。场地不同时抗震构造措施也有区别，如Ⅰ类场地的所有建筑及Ⅳ类场地较高的高层建筑。
本章条文中， "×级框架"包括框架结构、框架-抗震墙结构、框支层和框架-核心筒结构、板柱-抗震墙结构中的框架，"×级框架结构"仅对框架结构的框架而言，"×级抗震墙"包括抗震墙结构、框架-抗震墙结构、筒体结构和板柱-抗震墙结构中的抗震墙。
本次修订，淡化了高度对抗震等级的影响，6度至8度均采用同样的高度分界，使同样高度的房屋，抗震设防烈度不同时有不同的抗震等级。对8度设防的框架和框架-抗震墙结构，抗震等级的高度分界较89规范略有降低，适当扩大一、二级范围。
当框架-抗震墙结构有足够的抗震墙时，其框架部分是次要抗侧力构件，可按框架-抗震墙结构中的框架确定抗震等级。89规范要求抗震墙底部承受的地震倾覆力矩不小于结构底部总地震倾覆力矩的50％。为了便于操作，本次修订改为在基本振型地震作用下，框架承受的地震倾覆力矩小于结构总地震倾覆力矩的50％时，其框架部分的抗震等级按框架-抗震墙结构的规定划分。
框架承受的地震倾覆力矩可按下式计算：
式中 Mc--框架-抗震墙结构在基本振型地震作用下框架部分承受的地震倾覆力矩；
n--结构层数；
m--框架i层的柱根数；
Vi--第i层j根框架柱的计算地震剪力；
hi--第i层层高。
裙房与主楼相连，裙房屋面部位的主楼上下各一层受刚度与承载力突变影响较大，抗震措施需要适当加强。裙房与主楼之间设防震缝，在大震作用下可能发生碰撞，也需要采取加强措施。
带地下室的多层和高层建筑，当地下室结构的刚度和受剪承载力比上部楼层相对较大时(参见第6.1.14条)，地下室顶板可视作嵌固部位，在地震作用下的屈服部位将发生在地上楼层，同时将影响到地下一层。地面以下地震响应虽然逐渐减小，但地下一层的抗震等级不能降低，根据具体情况，地下二层的抗震等级可按三级或更低等级。
6.1.4 震害表明，本条规定的防震缝宽度，在强烈地震下相邻结构仍可能局部碰撞而损坏，但宽度过大会给立面处理造成困难。因此，高层建筑宜选用合理的建筑结构方案而不设置防震缝，同时采用合适的计算方法和有效的措施，以消除不设防震缝带来的不利影响。
防震缝可以结合沉降缝要求贯通到地基，当无沉降问题时也可以从基础或地下室以上贯通。当有多层地下室形成大底盘，上部结构为带裙房的单塔或多塔结构时，可将裙房用防震缝自地下室以上分隔，地下室顶板应有良好的整体性和刚度，能将上部结构地震作用分布到地下室结构。
8、9度框架结构房屋防震缝两侧结构高度、刚度或层高相差较大时，可在防震缝两侧房屋的尽端沿全高设置垂直于防震缝的抗撞墙，以减少防震缝两侧碰撞时的破坏。
6.1.5 梁中线与柱中线之间、柱中线与抗震墙中线之间有较大偏心距时，在地震作用下可能导致核芯区受剪面积不足，对柱带来不利的扭转效应。当偏心距超过1／4柱宽时，应进行具体分析并采取有效措施，如采用水平加腋梁及加强柱的箍筋等。
6.1.6 楼、屋盖平面内的变形，将影响楼层水平地震作用在各抗侧力构件之间的分配。为使楼、屋盖具有传递水平地震作用的刚度，从78规范起，就提出了不同烈度下抗震墙之间不同楼、屋盖类型的长宽比限值。超过该限值时，需考虑楼、屋盖平面内变形对楼层水平地震作用分配的影响。
6.1.8 在框架-抗震墙结构中，抗震墙是主要抗侧力构件，竖向布置应连续，墙中不宜开设大洞口，防止刚度突变或承载力削弱。抗震墙的连梁作为第一道防线，应具备一定耗能能力，连梁截面宜具有适当的刚度和承载能力。89规范判别连梁的强弱采用约束弯矩比值法，取地震作用下楼层墙肢截面总弯矩是否大于该楼层及以上各层连梁总约束弯矩的5倍为界。为了便于操作，本次修订改用跨高比和截面高度的规定。
6.1.9 较长的抗震墙，要开设洞口分成较均匀的若干墙段，使各墙段的高宽比大于2，避免剪切破坏，提高变形能力。
部分框支抗震墙属于抗震不利的结构体系，本规范的抗震措施限于框支层不超过两层。
6.1.10 抗震墙的底部加强部位包括底部塑性铰范围及其上部的一定范围，其目的是在此范围内采取增加边缘构件箍筋和墙体横向钢筋等必要的抗震加强措施，避免脆性的剪切破坏，改善整个结构的抗震性能。89规范的底部加强部位考虑了墙肢高度和长度，由于墙肢长度不同，将导致加强部位不一致。为了简化抗震构造，本次修订改为只考虑高度因素。当墙肢总高度小于50m时，参考欧洲规范，取墙肢总高度的1／6，相当于2层的高度；当墙肢总高度大于50m时，取墙肢总高度的1／8；当墙肢总高度大于150m时，《高层建筑混凝土结构设计规程》要求取总高度的1／10。为了相互衔接，增加一项不超过15m的规定。
带有大底盘的高层抗震墙(包括筒体)结构，抗震墙(筒体)墙肢的底部加强部位可取地下室顶板以上H／8，加强范围应向下延伸到地下一层，在大底盘顶板以上至少包括一层。裙房与主楼相连时，加强范围也宜高出裙房至少一层。
6.1.12 当地基土较弱，基础刚度和整体性较差，在地震作用下抗震墙基础将产生较大的转动，从而降低了抗震墙的抗侧力刚度，对内力和位移都将产生不利影响。
6.1.14 地下室顶板作为上部结构的嵌固部位时，地下室层数不宜小于2层，应能将上部结构的地震剪力传递到全部地下室结构。地下室顶板不宜有较大洞口。地下室结构应能承受上部结构屈服超强及地下室本身的地震作用，为此近似考虑地下室结构的侧向刚度与上部结构侧向刚度之比不宜小于2，地下室柱截面每一侧的纵向钢筋面积，除满足计算要求外，不应小于地上一层对应柱每侧纵筋面积的1.1倍。当进行方案设计时，侧向刚度比可用下列剪切刚度比γ估计。
式中 G0，G1--地下室及地上一层的混凝土剪变模量；
,
A0，A1--地下室及地上一层的折算受剪面积；
Aw--在计算方向上，抗震墙全部有效面积；
Ac--全部柱截面面积；
h0，h1--地下室及地上一层的层高。
6.2 计算要点
6.2.2 框架结构的变形能力与框架的破坏机制密切相关。试验研究表明，梁先屈服，可使整个框架有较大的内力重分布和能量消耗能力，极限层间位移增大，抗震性能较好。
在强震作用下结构构件不存在强度储备，梁端实际达到的弯矩与其受弯承载力是相等的，柱端实际达到的弯矩也与其偏压下的受弯承载力相等。这是地震作用效应的一个特点。因此，所谓"强柱弱梁"指的是：节点处梁端实际受弯承载力和柱端实际受弯承载力之间满足下列不等式：
这种概念设计，由于地震的复杂性、楼板的影响和钢筋屈服强度的超强，难以通过精确的计算真正实现。国外的抗震规范多以设计承载力衡量或将钢筋抗拉强度乘以超强系数。
本规范的规定只在一定程度上减缓柱端的屈服。一般采用增大柱端弯矩设计值的方法。在梁端实配钢筋不超过计算配筋10％的前提下，将承载力不等式转为内力设计值的关系式，不同抗震等级的柱端弯矩设计值有不同程度的差异。
对于一级，89规范除了用增大系数的方法外，还提出了采用梁端实配钢筋面积和材料强度标准值计算的抗震受弯承载力所对应的弯矩值来提高的方法。这里，抗震承载力即本规范5章的RE＝R／γRE，此时必须将抗震承载力验算公式取等号转换为对应的内力，即S＝R／γRE。当计算梁端抗震承载力时，若计入楼板的钢筋，且材料强度标准值考虑一定的超强系数，则可提高框架结构"强柱弱梁"的程度。89规范规定，一级的增大系数可根据工程经验估计节点左右梁端顺时针或反时针方向受拉钢筋的实际截面面积与计算面积的比值λs，取1.1λs，作为弯矩增大系数ηc的近似估计。其值可参考λs的可能变化范围确定。
本次修订提高了强柱弱梁的弯矩增大系数ηc，9度时及一级框架结构仍考虑框架梁的实际受弯承载力；其他情况，弯矩增大系数ηc考虑了一定的超配钢筋和钢筋超强。
当框架底部若干层的柱反弯点不在楼层内时，说明该若干层的框架梁相对较弱，为避免在竖向荷载和地震共同作用下变形集中，压屈失稳，柱端弯矩也应乘以增大系数。
对于轴压比小于0.15的柱，包括顶层柱在内，因其具有与梁相近的变形能力，可不满足上述要求；对框支柱，在第6.2.10条另有规定，此处不予重复。
由于地震是往复作用，两个方向的弯矩设计值均要满足要求。当柱子考虑顺时针方向之和时，梁考虑反时针方向之和；反之亦然。
6.2.3 框架结构的底层柱底过早出现塑性屈服，将影响整个结构的变形能力。底层柱下端乘以弯矩增大系数是为了避免框架结构柱脚过早屈服。对框架-抗震墙结构的框架，其主要抗侧力构件为抗震墙，对其框架部分的底层柱底，可不作要求。