上海中心大厦结构设计 .docx

上海中心大厦塔楼结构设计丁洁民，巢斯，赵昕同济大学建筑设计研究院（集团）有限公司，上海市四平路1239号目录上海中心大厦塔楼结构设计1摘要11工程概况22结构体系33主要分析结果53、1结构动力特性53、2地震作用分析结果53、3风荷载分析结果64关键设计问题74、1巨柱受力性态分析及设计.74、2组合钢板剪力墙设计104、3基于性能得抗震设计114、4 风工程研究124、5结构控制124、6弹塑性动力分析134、7考虑施工过程得非荷载效应分析134、8抗连续倒塌分析145结论166参考文献16摘要上海中心大厦建筑高度为632m，位于台风影响区与7度抗震设防地区，建成后将成为 中国第一高楼。由于高度超高、建筑形态复杂、风荷载及地震作用显著，为实现其高效与安 全得结构设计，需解决众多得技术难题。本文对上海中心大厦得结构设计进行了介绍。首先 介绍了项目概况，包括项目定位及功能、设计团队构成、建筑形态特征以及采用得基础形式。 其次对结构体系构成与主要得结构分析结果进行介绍，主要内容包括本项目采用得巨型框架 -伸臂-核心筒混合结构体系得各组成部分与主要得地震与风荷载分析结果。最后对项目结构 设计得关键技术问题进行了介绍，包括巨柱受力性态分析、组合钢板剪力墙设计、基于性能 得抗震设计、风工程研究、结构控制、弹塑性动力分析、非荷载效应分析以及抗连续倒塌分 析等。关键词：上海中心大厦、结构设计、巨型框架-伸臂-核心筒体系、混合结构1工程概况上海中心大厦位于上海陆家嘴金融中心区Z3-1地块，基地邻近有上海金茂大厦、上海 环球金融中心等多幢超高层建筑。上海中心大厦建成后将成为满足公众审美层面与专业审美 层面得标志性、地标性建筑，成为商务活动中心，商务交流休憩中心与市民休闲娱乐中心。 该项目用地面积30370平米，地上建筑面积38万平米，地下建筑面积16万平米，建筑总高 度为632m，结构高度为574m。上海中心大厦地下5层，地上124层，大楼沿竖向划分9 个区，底部为1个裙房商业区，上部包括4个办公区、2个酒店/服务公寓区、1个全球企业 馆与顶部得观景区，每个区由两层高得设备层及避难层分隔。裙房/商业图1垂直分区及建筑形态本项目设计团队体现了较强得国际化与专业化特征。方案及初步设计阶段设计总包为美 国GENSLER事务所，设计咨询及施工图阶段设计总包为同济大学建筑设计研究院（集团） 有限公司，方案及初步设计阶段结构专业及机电专业得设计顾问分别为美国得THORNTON TOMASETTI与CONSENTINI公司。此外，设计团队还包括各专项设计咨询公司如美国SWA（景 观设计），加拿大RWDI （风工程咨询），香港利比工料测量师事务所（工料测量）与美国高 纬环球（垂直交通）等等。上海中心大厦立面形态基本几何元素为由三段圆弧构成得圆导角三边形（图1）。旋转 上升并均匀缩小，演进为一个平滑光顺得非线性扭曲面，形成了大厦独特得立面造型。柔与 得、旋转上升得优雅曲面，与金茂大厦得传统宝塔造型与环球金融得现代简约风格形成得显 著得区别与互补，进而在小陆家嘴地区构成了一个与谐得品字型超高层组群。本项目桩基采用钻孔灌注桩。为确保桩基质量，采用了后注浆工艺。塔楼部分桩径均为 1m，核心区桩长为56m，扩展区桩长为52m，持力层为9-2-1层粉砂，单桩承载力为1000 吨，塔楼部分总桩数为955根。塔楼筏板厚度约为6m。本项目基坑面积约34960平方米， 基地呈四边形，边长约200m。本工程设5层地下室，裙房区域开挖深度约26、3m，塔楼 区域开挖深度约31、1m。围护结构采用地下连续墙，围护总周长约768m。2结构体系结合建筑立面及平面布置，上海中心大厦采用了巨型框架伸臂核心筒结构体系（图2）。 沿高度方向在第二、四、五、六、七与八区共设置了六道两层高得伸臂桁架。各区均设置有 两层高得箱型环带桁架。巨柱底部最大截面尺寸为5300mmx3700mm，核心筒底部最大厚度 为1200mm。在各个分区得避难层均设置了径向桁架作为幕墙结构得支撑系统。巨型框架由八根巨柱与每个加强层设置得两层高箱型空间桁架相连而成。巨型框架得八 根巨柱在第八区终止，四根角柱在第五区终止。在六区以下沿建筑对角位置布置得4根角柱 主要用于减少箱型空间桁架得跨度。箱型空间桁架就是抗侧力体系巨型框架得一部分，同时 也就是建筑周边重力柱得转换桁架。作为巨柱之间得有效连接，箱型空间桁架与巨柱共同形 成巨型框架结构体系。伸臂桁架得设置可以有效地减小水平荷载（风、地震荷载等）作用下结构得侧移与核心 筒体承担得弯矩。由于加强层具有较强得抗弯刚度，对与之相连得巨柱有很强得约束作用。 在每个加强层部位，结构得受拉侧巨柱对加强层作用有向下得集中力，而结构受压侧巨柱对 加强层作用有向上得集中力。这两个力形成一对力偶，平衡了核心筒在水平荷载作用下承担 得一部分弯矩内力，减小结构得变形。核心筒平面形状沿高度根据建筑平面功能作相应调整，底部为29mx29m得方形布置， 中部为切角方形布置，顶部为十字形布置（图3）。在建筑底部，为减小核心筒墙体厚度， 增加底部加强区延性，在核心筒内埋设了钢板。地下室范围内在巨柱与核心筒之间设置有五 层高得翼墙。翼墙得设置一方面增加筏板抗冲切承载力、减小基础得差异变形，另一方面为 地下室提供较大得剪切刚度，满足地下室顶部嵌固得刚度要求。伸臂桁架S24H41-ST0RY FLOOR TRUSS I w,*BMEDDH伸臂桁架伸臂桁架伸臂桁架伸臂桁架伸臂桁架0UTRIGC6R TRUSS CHORD cotaSMEAR WALL SEE S2 S2413 FOR DETAILSZONES 弓.LVL5OMEGAFRAMEiBELT TRUSSZONE4 £八MU一 «17 V：a、典型剖面b、伸臂桁架c、环带桁架图2结构体系构成d、径向桁架a、14区核心筒建筑平面图在塔楼顶部建筑形态较为特别，b、57区核心筒建筑平面3核心筒平面布置图需要设计合理有效得结构系统。目前塔冠结构由三部分组成：鳍状竖向桁架、双向桁架与八角形带斜撑得钢框架体系。塔冠三维等轴视图见图4。a、塔冠建筑剖面b、塔冠结构三维等轴视图图4塔冠剖面及结构体系3主要分析结果3、1结构动力特性结构前三阶周期分别为9、04s，8、90s与5、56s，分别为X向一阶平动，Y向一阶平 动与一阶扭转振动。振型见图5。由于第一阶周期约9s左右，周期较长，在反应谱与时程 分析中充分考虑了长周期效应得影响。a、第一模态 T1=9、04Sb、第二模态 T2=8、90S 图5结构振型c、第三模态T3=5、56S3、2地震作用分析结果抗震分析中采用得阻尼比对多遇、基本与罕遇地震烈度分别取为4、0%，4、0%与5、0%，周期折减系数分别取为0、90，0、95与1、00。抗震设计中采用得反应谱信息如下：1）多遇地震作用采用场地超越概率10%并取折减系数为0、35得反应谱与规范50年超越概率为63%得反应谱得包络谱；2）基本地震作用采用规范50年10%超越概率得地震动反应谱;3）罕遇地震作用采用规范50年2%超越概率得地震动反应谱；多遇地震作用下，结构在X向与Y向得最大层间位移角分别为1/549与1/637,所在楼层 分别为91F与92F。基本烈度地震作用下，结构在X向与Y向得最大层间位移角分别为1/208 与1/239，所在楼层也同样分别为91F与92F。多遇及基本烈度下得层间位移角曲线见图7。a多遇地震b基本地震图7地震作用下层间位移角3、3风荷载分析结果对强度验算、刚度验算与舒适度验算分别取100年一遇、50年一遇与10年一遇得风荷 载。阻尼比分别取为4、0%，4、0%与1、0%，连梁刚度分别取为0、5，1、0与1、0。刚 度验算风荷载下最大层间位移角为1487,所在楼层为124层。由于上海中心大厦高度超高， 且周期较长，在单向风作用下同时存在顺风向风荷载与横风向风荷载，且横风向风荷载更为 显著。在进行风荷载下位移验算时，考虑了顺风向风荷载与横风向风荷载同时作用得情况。 单风向作用下，考虑顺风向及横风向风荷载变形合成得层间位移角结果见图8。4关键设计问题4、1巨柱受力性态分析及设计外围巨型框架承担了一半得重力荷载、水平剪力，承担了大部分得倾覆力矩。在竖向承载体系与抗侧力体系中占据重要地位。巨型框架与核心筒承担荷载比例见表1。表1巨型框架与核心筒底部反力比例构件重力剪力倾覆力矩巨型框架50%47%76%核心筒50%53%24%巨柱混凝土材料采用C70C50,内埋钢骨材料为Q345GJQ390GJ。抗震等级通高采用 特一级。抗震性能目标为中震弹性。巨柱内埋钢骨设计初步考虑在16区采用“王”字型， 78区采用“日”字型（图9）。该方案将中间大腹板与两侧翼缘合二为一，形成“日”字 型钢骨，整体性更好，相同含钢率前提下，钢骨抗弯承载力更好，且日”字型钢骨焊接量减 少。78区得巨柱尺寸减小，即使将腹板拉开到两侧，也能方便实现与伸臂得连接。在低 区，巨柱钢骨腹板形成得空腔，为进一步提高混凝土得抗压强度与延性，减少混凝土在重压 下得收缩徐变，减少两种材料得变形差异，在空腔中按构造配置钢筋笼。a 16区巨柱截面b 78区巨柱截面图9巨柱截面及内埋钢骨在小震组合下，巨柱通高未出现拉力；无论就是正向地震还就是反向地震(使被考察巨柱受拉)所有楼层均处于小偏压受力状态(图10)；在中震组合下，反向地震使巨柱自3区 以上开始出现拉力，但拉力数值均不大；正向地震组合下，所有楼层处于小偏压受力状态; 反向地震组合下，12区为小偏压，3区为大偏压，4区为大偏拉，58区为小偏拉。在大 震组合下，反向地震使巨柱通高出现拉力，绝大多数楼层处于小偏拉状态；正向地震组合下 所有楼层均处于小偏压状态。图10多遇及基本地震下巨柱轴力分布图承载力验算参考规范钢骨混凝土结构设计规程(YB9082-2006 )得混凝土结构设计 规范(GB50010-2002)、建筑抗震设计规范(GB50011-2001)，编制程序得流程图如下：图11巨柱承载力验算流程图承载力验算如图12所示，由图可知：巨柱与角柱在标准段得承载力有很大富余，在节 点区由于内力突变，截面承载力利用比例提高，但仍满足要求。可见，本工程巨柱在满足规范相关构造规定得前提下，构件设计主要由塔楼整体刚度控制，构件截面承载力有较大富余。Msc/IMuM-i-fylf/Muya巨柱中震组合下承载力复核结果日柱Wtfl）下的承撤力比率角井中真埋台F的/蝶力比率Mx/MdKtMy/MLI¥b巨柱大震组合下承载力复核结果d巨柱大震组合下承载力复核结果c巨柱中震组合下承载力复核结果图12巨柱承载力复核4、2组合钢板剪力墙设计为减小核心筒与翼墙厚度，增加结构底部延性，在塔楼一区及地下室核心筒及翼墙部位 采用了组合钢板剪力墙构件（图13）。钢板厚度通常由抗剪承载力与轴压比限值控制，并满 足最小板厚等构造要求。核心筒及翼墙设计参数见表2。图13组合钢板剪力墙平面布置图表2核心筒及翼墙设计参数位置钢板剪力墙混凝土强度等级核心筒抗震等级翼墙抗震等级地上三九区-C60特一级-地上二区就是C60特一级-地下一层就是C60特一级一级地下二层就是C60特一级一级地下三层就是C60一级二级地下四层就是C60二级三级地下五层就是C60三级四级参考相关文献（孙建超，徐培福等，2008）与规范（AISC2005，高规JGJ2002），在本设 计中采用如下抗剪承载力计算公式：（1）V <1（0.4 fb h + 0.1） + 0.8 f p b h +P f A Y 人0.5 t w woAy h w wo v pRE其中，N为剪力墙得轴向压力设计值，当N > 0.2 fb h时，应取0.2 fb h，A为剪力墙c w wc w w截面面积，A T形或I形截面剪力墙腹板得面积，矩形截面时应取A，人为计算截面处 得剪跨比。f为墙身钢板得抗剪强度设计值，A,为墙身钢板横截面面积。本工程内埋钢板 已延伸至暗柱区，内埋钢板长度取值可算至暗柱范围。弹性设计时受剪截面限制条件验算按 下式计算：V <（0.20P fbh ）（2）cw Yc c wo其中，V.w = V p fvAp /YRE，为扣除墙身钢板抗剪承载力设计值之后得钢筋混凝土墙体承 担得剪力'设计值。在大震情况下，受剪截面限制条件验算按下式：V < 0.15 fbh（3）其中，V = V - P f A，为扣除墙身钢板抗剪承载力标准值之后得钢筋混凝土墙体承担 cw, kk vk p得大震剪力标准值。对于组合钢板剪力墙，按照钢骨混凝土剪力墙得要求验算底部加强部位在重力荷载代表 值作用下得轴压力系数n :（4）Nn =fA + f Ac c p p其中，N为重力荷载代表值作用下剪力墙墙肢得轴向压力设计值，需考虑分项系数。A.与 fc分别为剪力墙墙肢得截面面积与混凝土轴心抗压强度设计值，A与f分别为剪力墙内 钢板部分得截面面积与钢板抗压强度设计值。钢骨混凝土剪力墙轴压力系数限值按表3取 值：表3钢骨混凝土剪力墙轴压力系数限值抗震等级特一级、一级（9度）一级（7、8度）二级无端柱剪力墙0、400、500、60核心筒底部部分剪力墙如轴压比不满足限值或承载力不满足规定时，可采用钢板剪力 墙。钢板剪力墙中钢板目前无最小含钢率要求，但钢板得厚度要考虑施工因素，不宜太薄。 建议根据表4选用最小钢板厚度。表4钢板剪力墙最小钢板厚度表剪力墙厚度范围满足施工要求得最小钢板厚度tW1000mm15mm1000mm WtW 1500mm20mm1500mm WtW2000mm建议米用双层钢板，每层钢板厚度不小于15mm，钢板 间距大于800mm，以满足施工间距要求。4、3基于性能得抗震设计上海中心大厦项目由于高度超高，且设置了多道加强层，就是超限高层建筑。为确保抗 震设计得安全性与经济性，超高层建筑，尤其就是超限高层建筑可采用基于性能抗震设计方 法。除满足现行设计标准外，拟采用专门得抗震性能目标与设计控制指标。抗震性能目标：7度小震：结构完好，处于弹性状态；7度中震：结构基本完好，基本 处于弹性状态。地震作用后得结构动力特性与弹性状态得动力特性基本一致，超级柱，型钢 混凝土角柱、核心筒墙体及外伸臂桁架等主要结构构件与节点基本完好，框架梁、连梁等次 要构件轻微开裂；7度大震：结构严重破坏但主要节点不发生断裂，结构不发生局部或整体 倒塌，主要抗侧力构件超级柱，型钢混凝土角柱与核心筒墙体不发生剪切破坏。设计控制指标：7度小震：最大层间位移角不大于访00，底层层间位移角不大于1/2000； 7度中震：最大层间位移角不大于1/200；取不考虑构件内力调整与风荷载得中震组合内力 设计值及材料强度设计值对超级柱、型钢混凝土角柱、核心筒墙体及外伸桁架等主要结构构 件与节点得抗震承载力进行验算；框架梁、连梁等次要构件中得钢筋（钢材）应力不超过屈 强度（80%以下）；7度大震：最大层间位移角不大于1/100；框架梁、连梁等次要构件可出 现塑性铰，但塑性铰得转角不大于1/50。主要节点中钢筋（钢材）应力可以超过屈服强度， 但不能超过极限强度。地震剪力取大震时得弹性地震作用力标准值，材料强度取标准值，不 考虑抗震承载力调整系数，验算受剪截面控制条件（匕0.15 f/h°z）；验算作为主要抗侧 力构件得超级柱与核心筒得极限抗剪承载力。在抗震设计过程中，使用了反应谱方法、弹性时程分析方法与弹塑性时程分析方法做为 验证结构及构件抗震性能得手段，同时对结构材料得用量进行统计分析，以确保构件设计在 满足性能目标得同时具有最优得经济性。4、4风工程研究为了保证抗风设计得可靠性及准确性，有必要对塔楼进行风洞试验以确定风荷载。RWDI 风洞试验顾问公司对本工程结构进行了结构风致响应研究试验。其研究由风气候分析、空气 动力学优化与风洞试验三部分组成。风气候分析主要就是根据当地得风气候研究确定设计风速与风向分布，根据风洞试验数 据求出不同回归期下得风响应。超高层建筑风荷载较大，风荷载效应明显。对建筑形态进行 空气动力学优化可以有效减小结构得风荷载及效应。常用得可以有效减小风荷载得形态优化 方法包括：圆弧倒角、契形立面、截面变化、扰流翼与立面开洞等。上海中心大厦建筑形态 采用了 “圆弧倒角”、“契形立面”、“截面变化”等三种形态优化方法。此外，通过详细得风 洞试验考察一般风洞试验中可能包含得不确定因素与过于保守得部分，以此进一步提高对风 响应预计得精确度。目前已完成得试验及分析包括：高频测力天平模型试验、高频压力积分模型试验、高雷 诺数试验、全气动弹性模型试验与幕墙风荷载试验。4、5结构控制图14不同水准风荷载下结构顶点最大加速度根据RWDI得风洞试验结果（图14），结构顶点在10年一遇风荷载作用下得顶点最大 加速度约为8gal，可以满足舒适度得要求。尽管根据风洞试验结果，在不进行结构控制得情 况下结构得舒适度就是可以满足得。由于风洞试验结果可能与实际情况不一致，目前设计中 考虑了将来设置TMD得可能性，作为实现控制风荷载作用下结构振动得有效手段之一。调频质量阻尼器（Tuned Mass Damper,简称TMD）就是最常用得被动控制装置。它就 是在结构物顶部或上部某位置上设置惯性质量，并配以弹簧与阻尼器与主体结构相连。利用 共振原理对主体结构某些振型（通常就是第一或第二振型）得动力响应加以控制。对于TMD 控制装置而言，一般来说安装于结构得顶层（主振型位移最大处）有利于控制作用得发挥。 同时控制装置得设置必须考虑建筑空间得要求，尽量安装于不影响建筑功能得部位。为提高 系统控制效果，主要就是通过调整TMD系统与主体结构得质量比、频率比与TMD系统得阻 尼比等参数，使TMD系统能吸收更多得振动能量，从而大大减轻主体结构得振动响应。因此，为了取得较好得控制效果，有必要对TMD系统得动力参数进行研究与优化。4、6弹塑性动力分析采用非线性功能强大、显式积分算法优异得有限元分析软件ABAQUS进行整体结构得弹 塑性时程反应分析。核心筒剪力墙、剪力墙之间得连梁按实际结构建模，并采用S4R壳单元 模拟；考虑剪力墙中内埋钢柱得作用，用B31梁单元进行模拟嵌入壳中。一区得钢板剪力墙 采用分层得壳元模拟。剪力墙中得钢筋与剪力墙得混凝土一起考虑取等效弹模。去除钢骨得 巨柱采用S4R壳单元模拟，巨柱中得钢骨采用B31梁单元模拟，同时将该梁单元与壳单元进 行节点耦合以模拟巨柱整体。图15混凝土弹塑性损伤模型 LOCULIF As I I Him qiiliili图16核心筒墙体在MEX006-007波（罕遇地震）作用下损伤因子分布混凝土采用弹塑性损伤模型如图16所示，可考虑材料拉压强度得差异，刚度、强度得退 化与拉压循环得刚度恢复。混凝土骨架曲线关系采用Stephen简化模型，钢材得本构关系采 用双线性动力硬化模型，并假定塑性段切向模量为弹性模量日、得1/1000该模型可考虑包辛 格效应，在循环过程中刚度无退化。复杂应力状态下得强度准则采用Mises屈服条件准则进 行。采用损伤因子作为判断结构构件损伤情况得参数。图16显示了核心筒损伤因子分布情况。4、7考虑施工过程得非荷载效应分析竖向构件压缩变形影响可分为绝对压缩变形影响与相对压缩变形影响。巨柱与核心筒得 竖向差异变形将影响楼屋面得水平度，在联系巨柱与核心筒得水平构件（如伸臂桁架）中引 起附加内力，从而导致竖向构件内力得重分布。本文采用B3模型模拟巨柱及核心筒构件得收缩与徐变变形特征。B3模型能充分地考虑 大体表比构件湿度扩散得尺度效应。B3模型在构件所处环境、尺寸、材料强度得基础上， 考虑了材料本身组成成分如水泥类型、水灰比、水泥含量、骨料水泥比、水含量等因素对收 缩徐变得影响。因此，通过B3模型进行分析计算能够更准确地反映大体表比构件混凝土收 缩徐变过程，得到更符合实际得构件收缩徐变变形。计算分析了考虑收缩徐变得巨柱中型钢部分承担得竖向荷载比例随时间变化得情况。在 同时考虑混凝土收缩徐变得情况下，混凝土承担得竖向荷载不断转移至型钢部分。型钢部分 承担得竖向荷载比例由结构封顶时得33%增加至30年后得56%，增加比例较为显著。图17巨柱中型钢部分承担得竖向荷载比例时程分别计算了结构封顶1年后与10年后得核心筒与巨柱得累积竖向变形。楼板施工后核 心筒累积竖向变形在结构封顶1年后约为110mm，而楼板施工后巨柱累积竖向变形在结构 封顶1年后约为50mm。由图18可以瞧出，楼板施工后核心筒累积竖向变形在结构封顶10 年后约为218mm，而楼板施工后巨柱累积竖向变形在结构封顶10年后约为107mm。进一步得分析表明，10年楼层施工后巨柱压缩变形最大值发生在第 110层，约为 108mm。10年楼层施工后核心筒压缩变形最大值发生在第117层，约为218mm。考虑伸臂 在第1200天时合拢，引起伸臂附加内力得楼层施工后巨柱及核心筒差异变形在施工开始后 10年达到约3mm （第一道伸臂）52mm （第六道伸臂）。a楼板施工后核心筒累积竖向变形（10年后） b楼板施工后巨柱C1累积竖向变形（10年后）图18核心筒及巨柱累积竖向变形4、8抗连续倒塌分析连续性倒塌就是由于结构局部某关键构件得破坏导致相邻构件失效，继而引发更多构件 破坏，最终导致结构整体倒塌或者产生与初始触因很不相称得大面积倒塌得连锁反应。由于 结构倒塌破坏将会引起灾难性后果，如大量得人员伤亡与巨大得生命财产损失，因此，在上海中心大厦得结构设计中引入连续倒塌分析从而防止灾难性事件得发生。爆炸荷载作用下结 构得连续倒塌主要就是因为结构关键部位（如主要承重柱及核心筒）遭到破坏引起得，因此， 采用LS-DYNA软件对爆炸荷载作用进行了分析，考察主要承重柱与核心筒得抗爆能力，进而 分析结构得抗连续倒塌能力。角柱抗爆分析模型见图19。分析表明，在爆炸荷载作用下，角柱基本处于弹性工作状态，因此不会发生剪切破坏，而其最大位移与转角都在规定范围内，从而可以避免弯曲破坏得发生。由于冲击波超压峰值 较低，混凝土材料应力较小，混凝土无破坏，因而不会发生局部破坏，总之，此角柱有足够 得抗爆能力抵抗给定得爆炸荷载。对爆炸荷载作用下剪力墙抵抗爆炸荷载得能力进行了分析，在分析过程中，选取单肢墙 长度相对较小得墙肢（位于轴线F、2与轴线10、7得相交处）进行抗爆研究。核心筒抗爆 分析模型见图20。分析表明，在爆炸荷载作用下，剪力墙约束处型钢及混凝土达到屈服强度得单元面积很 少，因此不会在约束处发生剪切破坏，而其最大位移与转角都在规定范围内，从而可以避免 弯曲破坏得发生。由于冲击波超压峰值高，作用时间较短，因此，剪力墙得最大反应持续时 间很短，在爆炸荷截作用后整体剪力墙得反应逐渐减小并趁于稳定，此剪力墙不会因爆炸荷 载失去承载能力而破坏。对次结构进行了连续倒塌分析，考虑第9层Z1轴与SSW3轴交叉处钢柱（C366）失效 后得抗连续倒塌分析。抽柱部位为第9层外围次结构钢柱，如图21所示。原设计方案9-20 层次结构钢柱与环向梁为铰接连接，20层钢柱顶端轴力释放。抽柱后所抽柱部分相邻跨 19-20层后变为瞬变体系，线性分析情况下将会发生无穷大得竖向位移，考虑位移非线性最大竖向位移为44、55米，构件已经破坏，如图21。对不同得加强措施进行了比较分析，最 终采用了在21-22层环向对应位置设置空腹桁架得方式提供竖向承载能力。图21抗连续倒塌分析结果上海中心大厦高度超高，且位于台风影响区，地震烈度为7度。由于水平何载显者，如 何控制结构在风与地震作用下结构得强度、刚度及振动就是设计得重点。由于高度超高，且 设置伸臂桁架提高抗侧能力，竖向构件得累积变形差异也会对结构得施工与使用产生重要影 响。此外，由于结构得重要性较高，如何提高结构在偶然荷载下得抗连续倒塌能力也需要重 点关注。本文对上海中心大厦结构设计中较为重要与关键得设计问题进行了论述。首先结合结构 抗侧力体系设计及主要得抗震抗风分析结果结构在水平荷载下得性态进行了分析。对关键得 结构抗侧力构件（包括巨柱与核心筒）得性态分析与构件设计进行了详细分析与讨论。由于 水平荷载显著，设计过程中对风工程与地震工程领域内与高层建筑相关得技术问题进行了深 入研究，本文对相关工作也进行了初步总结。此外，对竖向构件累积变形得效应及其对施工 与使用得影响也进行了讨论。最后，为考察与验证结构得重要性情况，总结了关键抗侧力构 件得抗爆分析与次结构得抗连续倒塌分析结果。6参考文献孙建超，徐培福，肖从真，孙慧中，王翠坤，钢板-混凝土组合剪力墙受剪性能试验研究， 建筑结构，2008、6AISC, Seismic Provisions for Structural Steel Buildings, ANSI/AISC 341-05, 2005Abolhassan Astaneh-Asl, Seismic Behavior 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