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2011年年初我提出了连梁刚度折减讨论，认为连梁在风荷载组合工况下也折减是不合理的，由此会带来连梁配筋的偏少（风荷载控制工况），参见下帖#13楼：http://okok.org/forum/viewthread.php?tid=227001&extra=page%3D1

2所某同事正在做某苏州超高层建筑的超限分析，使用EPDA做了静力弹塑性分析。我去年参与了安徽某项目的超限分析，马上也要开始另一个苏州超高层建筑的超限分析，所以和同事做了交流。就一些遇到的共同问题我还特别咨询了PKPM的EPDA开发人员，电话沟通记录如下：

那么混凝土的计算长度系数是不是可以按无侧移计算？……

我想整理出一些思路，以此衡量结构布置方案的合理性、结构的经济性，特殊结构体系剪力墙布置的思路（如淮南的转换结构）。

手算或电算抗震墙的方法：
手算：类似壁式框架的方法，刚度计算时抗震墙平面内取全长，另外一个方向取有效宽度（类似翼缘的有效宽度）；
电算：墙元的方法，刚度计算时取纵横墙全部截面；
那岂不是手算和电算的计算结果差异极大？手算时取翼缘的有效宽度得方法恰当嘛？

单片抗震墙如何优化？本篇属于朝花夕拾第三卷系列。

如何判断一个梁是不是连梁？

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但是连梁刚度的折减也是我们面临一个风险：风荷载作用下连梁发生开裂。……

难道我们放任连梁开裂？或者我们接受这样的性能目标？……

26F的剪力墙，下面带2F商业框架结构。请问属于剪力墙结构还是框剪结构？如何界定？

《高规》（送审稿）给出了明确的区分标准：

土里木写作：http://www.tulimu.com/article.asp?id=12

位移计算时连梁刚度折减不折减?其实这是一个很大的问题！

1，风工况，不折减；2，地震工况，折减；除了6度区风较大地区外往往是2控制。

新抗规（2010）的条文说明（6.2.13.2）提出位移计算时可以不折减连梁刚度；这一条和5.5.1条文说明看似矛盾，该条建议考虑混凝土构件开裂时的刚度退化。

一般框剪结构的位移较难控制，而剪力墙结构的位移较容易控制。笔者建议位移计算时考虑连梁刚度折减，因为这样配置下来的剪力墙才合理，如果剪力墙的配置很少，其框剪结构的刚度特征值也不合理，从而导致结构受力不合理。

高层结构可以采用软件（ABAQUS、PFD、SAP2000、EPDA）做静动力弹塑性分析，但是如何去评价弹塑性分析的结果，用于基于性能的抗震设计？

目前确实缺少系统化的评价体系准则，EPDA的技术手册上说性能点对应的层间位移角小于规范限值就可以满足“大震不倒”的要求了，光靠弹塑性层间位移满足规范限制来做性能设计确实显得太天真。需要一个系统的评价体系，从材料级、构件级、整体级来判断。其实可以借鉴民用建筑可靠性鉴定标准对于构件的评价体系，建立类似的大震下的结构从构件到整体的评价体系。

性能点的本质是什么？对于“大震不倒”，在弹塑性非线性分析中如何卡这个时间点？

性能点就是所谓的大震时候结构的反应，是结构对应的大震点，一般来说性能点的Sa比中震(amax)的略大一点，性能点对应了“大震不倒”的时间点。

HiStruct  摘自林海的百度博客 

HiStruct  摘自林海的百度博客

HiStruct  摘自林海的百度博客

HiStruct  摘自林海的百度博客

对于多高层结构：

问：何时考虑偶然偏心？

答：位移比大于1.2；

问：何时考虑双向地震？

答：位移比大于1.3（1.2）；

此条规定不是来源于规范，而是来源于一本审查要点的书。

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