上海中心大厦结构设计1.docx
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上海中心大厦结构设计1
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
摘要
上海中心大厦建筑高度为632m，位于台风影响区和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，为实现其高效和安全的结构设计，需解决众多的技术难题。
本文对上海中心大厦的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的基础形式。
其次对结构体系构成和主要的结构分析结果进行介绍，主要内容包括本项目采用的巨型框架-伸臂-核心筒混合结构体系的各组成部分和主要的地震和风荷载分析结果。
最后对项目结构设计的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、基于性能的抗震设计、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的标志性、地标性建筑，成为商务活动中心，商务交流休憩中心和市民休闲娱乐中心。
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个全球企业馆和顶部的观景区，每个区由两层高的设备层及避难层分隔。
图1垂直分区及建筑形态
本项目设计团队体现了较强的国际化和专业化特征。
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的设计顾问分别为美国的THORNTONTOMASETTI和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）和美国高纬环球（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的圆导角三边形（图1）。
旋转上升并均匀缩小，演进为一个平滑光顺的非线性扭曲面，形成了大厦独特的立面造型。
柔和的、旋转上升的优雅曲面，与金茂大厦的传统宝塔造型和环球金融的现代简约风格形成的显著的区别和互补，进而在小陆家嘴地区构成了一个和谐的品字型超高层组群。
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、七和八区共设置了六道两层高的伸臂桁架。
各区均设置有两层高的箱型环带桁架。
巨柱底部最大截面尺寸为5300mmx3700mm，核心筒底部最大厚度为1200mm。
在各个分区的避难层均设置了径向桁架作为幕墙结构的支撑系统。
巨型框架由八根巨柱和每个加强层设置的两层高箱型空间桁架相连而成。
巨型框架的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的4根角柱主要用于减少箱型空间桁架的跨度。
箱型空间桁架是抗侧力体系巨型框架的一部分，同时也是建筑周边重力柱的转换桁架。
作为巨柱之间的有效连接，箱型空间桁架与巨柱共同形成巨型框架结构体系。
伸臂桁架的设置可以有效地减小水平荷载（风、地震荷载等）作用下结构的侧移和核心筒体承担的弯矩。
由于加强层具有较强的抗弯刚度，对与之相连的巨柱有很强的约束作用。
在每个加强层部位，结构的受拉侧巨柱对加强层作用有向下的集中力，而结构受压侧巨柱对加强层作用有向上的集中力。
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的一部分弯矩内力，减小结构的变形。
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的方形布置，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和核心筒之间设置有五层高的翼墙。
翼墙的设置一方面增加筏板抗冲切承载力、减小基础的差异变形，另一方面为地下室提供较大的剪切刚度，满足地下室顶部嵌固的刚度要求。
伸臂桁架
伸臂桁架
伸臂桁架
伸臂桁架
伸臂桁架
伸臂桁架
a.典型剖面
b.伸臂桁架
c.环带桁架
d.径向桁架
图2结构体系构成
a.1~4区核心筒建筑平面
b.5~7区核心筒建筑平面
图3核心筒平面布置图
在塔楼顶部建筑形态较为特别，需要设计合理有效的结构系统。
目前塔冠结构由三部分组成：
鳍状竖向桁架、双向桁架和八角形带斜撑的钢框架体系。
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和5.56s，分别为X向一阶平动，Y向一阶平动和一阶扭转振动。
振型见图5。
由于第一阶周期约9s左右，周期较长，在反应谱和时程分析中充分考虑了长周期效应的影响。
a.第一模态T1=9.04S
b.第二模态T2=8.90S
c.第三模态T3=5.56S
图5结构振型
3.2地震作用分析结果
抗震分析中采用的阻尼比对多遇、基本和罕遇地震烈度分别取为4.0%，4.0%和5.0%，周期折减系数分别取为0.90，0.95和1.00。
抗震设计中采用的反应谱信息如下：
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的反应谱和规范50年超越概率为63%的反应谱的包络谱；
2）基本地震作用采用规范50年10%超越概率的地震动反应谱；
3）罕遇地震作用采用规范50年2%超越概率的地震动反应谱；
图6多遇地震反应谱
多遇地震作用下，结构在X向和Y向的最大层间位移角分别为1/549和1/637，所在楼层分别为91F和92F。
基本烈度地震作用下，结构在X向和Y向的最大层间位移角分别为1/208和1/239，所在楼层也同样分别为91F和92F。
多遇及基本烈度下的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、刚度验算和舒适度验算分别取100年一遇、50年一遇和10年一遇的风荷载。
阻尼比分别取为4.0%，4.0%和1.0%，连梁刚度分别取为0.5，1.0和1.0。
刚度验算风荷载下最大层间位移角为1/487，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和横风向风荷载，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和横风向风荷载同时作用的情况。
单风向作用下，考虑顺风向及横风向风荷载变形合成的层间位移角结果见图8。
图8风荷载下层间位移角
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的重力荷载、水平剪力，承担了大部分的倾覆力矩。
在竖向承载体系和抗侧力体系中占据重要地位。
巨型框架和核心筒承担荷载比例见表1。
表1巨型框架和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C70～C50，内埋钢骨材料为Q345GJ～Q390GJ。
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1～6区采用“王”字型，7～8区采用“日”字型（图9）。
该方案将中间大腹板和两侧翼缘合二为一，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。
7～8区的巨柱尺寸减小，即使将腹板拉开到两侧，也能方便实现与伸臂的连接。
在低区，巨柱钢骨腹板形成的空腔，为进一步提高混凝土的抗压强度和延性，减少混凝土在重压下的收缩徐变，减少两种材料的变形差异，在空腔中按构造配置钢筋笼。
a1~6区巨柱截面b7~8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；无论是正向地震还是反向地震（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，1～2区为小偏压，3区为大偏压，4区为大偏拉，5～8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）的《混凝土结构设计规范》（GB50010-2002）、《建筑抗震设计规范》（GB50011-2001），编制程序的流程图如下：
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：
巨柱和角柱在标准段的承载力有很大富余，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的前提下，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。
a巨柱中震组合下承载力复核结果
b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
d巨柱大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
为减小核心筒和翼墙厚度，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和轴压比限值控制，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
是
C60
特一级
--
地下一层
是
C60
特一级
一级
地下二层
是
C60
特一级
一级
地下三层
是
C60
一级
二级
地下四层
是
C60
二级
三级
地下五层
是
C60
三级
四级
参考相关文献（孙建超，徐培福等，2008）和规范（AISC2005，高规JGJ2002），在本设计中采用如下抗剪承载力计算公式：
（1）
其中，
为剪力墙的轴向压力设计值，当
时，应取
，
为剪力墙截面面积，
为T形或I形截面剪力墙腹板的面积，矩形截面时应取
，
为计算截面处的剪跨比。
为墙身钢板的抗剪强度设计值，
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：
（2）
其中，
，为扣除墙身钢板抗剪承载力设计值之后的钢筋混凝土墙体承担的剪力设计值。
在大震情况下，受剪截面限制条件验算按下式：
（3）
其中，
，为扣除墙身钢板抗剪承载力标准值之后的钢筋混凝土墙体承担的大震剪力标准值。
对于组合钢板剪力墙，按照钢骨混凝土剪力墙的要求验算底部加强部位在重力荷载代表值作用下的轴压力系数
：
（4）
其中，
为重力荷载代表值作用下剪力墙墙肢的轴向压力设计值，需考虑分项系数。
和
分别为剪力墙墙肢的截面面积和混凝土轴心抗压强度设计值，
和
分别为剪力墙内钢板部分的截面面积和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
0.40
0.50
0.60
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，但钢板的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
满足施工要求的最小钢板厚度
t≤1000mm
15mm
1000mm≤t≤1500mm
20mm
1500mm≤t≤2000mm
建议采用双层钢板，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基于性能的抗震设计
上海中心大厦项目由于高度超高，且设置了多道加强层，是超限高层建筑。
为确保抗震设计的安全性和经济性，超高层建筑，尤其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，拟采用专门的抗震性能目标和设计控制指标。
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。
地震作用后的结构动力特性与弹性状态的动力特性基本一致，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和节点基本完好，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，型钢混凝土角柱和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1/500，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和风荷载的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和节点的抗震承载力进行验算；框架梁、连梁等次要构件中的钢筋（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，但塑性铰的转角不大于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。
地震剪力取大震时的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（
z）；验算作为主要抗侧力构件的超级柱和核心筒的极限抗剪承载力。
在抗震设计过程中，使用了反应谱方法、弹性时程分析方法和弹塑性时程分析方法做为验证结构及构件抗震性能的手段，同时对结构材料的用量进行统计分析，以确保构件设计在满足性能目标的同时具有最优的经济性。
4.4风工程研究
为了保证抗风设计的可靠性及准确性，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、空气动力学优化和风洞试验三部分组成。
风气候分析主要是根据当地的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的风响应。
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的风荷载及效应。
常用的可以有效减小风荷载的形态优化方法包括：
圆弧倒角、契形立面、截面变化、扰流翼和立面开洞等。
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，通过详细的风洞试验考察一般风洞试验中可能包含的不确定因素和过于保守的部分，以此进一步提高对风响应预计的精确度。
目前已完成的试验及分析包括：
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和幕墙风荷载试验。
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的风洞试验结果（图14），结构顶点在10年一遇风荷载作用下的顶点最大加速度约为8gal，可以满足舒适度的要求。
尽管根据风洞试验结果，在不进行结构控制的情况下结构的舒适度是可以满足的。
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的可能性，作为实现控制风荷载作用下结构振动的有效手段之一。
调频质量阻尼器（TunedMassDamper,简称TMD）是最常用的被动控制装置。
它是在结构物顶部或上部某位置上设置惯性质量，并配以弹簧和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（通常是第一或第二振型）的动力响应加以控制。
对于TMD控制装置而言，一般来说安装于结构的顶层（主振型位移最大处）有利于控制作用的发挥。
同时控制装置的设置必须考虑建筑空间的要求，尽量安装于不影响建筑功能的部位。
为提高系统控制效果，主要是通过调整TMD系统与主体结构的质量比、频率比和TMD系统的阻尼比等参数，使TMD系统能吸收更多的振动能量，从而大大减轻主体结构的振动响应。
因此，为了取得较好的控制效果，有必要对TMD系统的动力参数进行研究和优化。
4.6弹塑性动力分析
采用非线性功能强大、显式积分算法优异的有限元分析软件ABAQUS进行整体结构的弹塑性时程反应分析。
核心筒剪力墙、剪力墙之间的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的作用，用B31梁单元进行模拟嵌入壳中。
一区的钢板剪力墙采用分层的壳元模拟。
剪力墙中的钢筋和剪力墙的混凝土一起考虑取等效弹模。
去除钢骨的巨柱采用S4R壳单元模拟，巨柱中的钢骨采用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
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的差异，刚度、强度的退化和拉压循环的刚度恢复。
混凝土骨架曲线关系采用Stephen简化模型，钢材的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
的1/100。
该模型可考虑包辛格效应，在循环过程中刚度无退化。
复杂应力状态下的强度准则采用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的参数。
图16显示了核心筒损伤因子分布情况。
图16核心筒墙体在MEX006-007波（罕遇地震）作用下损伤因子分布
4.7考虑施工过程的非荷载效应分析
竖向构件压缩变形影响可分为绝对压缩变形影响和相对压缩变形影响。
巨柱和核心筒的竖向差异变形将影响楼屋面的水平度，在联系巨柱和核心筒的水平构件（如伸臂桁架）中引起附加内力，从而导致竖向构件内力的重分布。
本文采用B3模型模拟巨柱及核心筒构件的收缩和徐变变形特征。
B3模型能充分地考虑大体表比构件湿度扩散的尺度效应。
B3模型在构件所处环境、尺寸、材料强度的基础上，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的影响。
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，得到更符合实际的构件收缩徐变变形。
计算分析了考虑收缩徐变的巨柱中型钢部分承担的竖向荷载比例随时间变化的情况。
在同时考虑混凝土收缩徐变的情况下，混凝土承担的竖向荷载不断转移至型钢部分。
型钢部分承担的竖向荷载比例由结构封顶时的33%增加至30年后的56%，增加比例较为显著。
图17巨柱中型钢部分承担的竖向荷载比例时程
分别计算了结构封顶1年后和10年后的核心筒和巨柱的累积竖向变形。
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可以看出，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。
进一步的分析表明，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，引起伸臂附加内力的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
连续性倒塌是由于结构局部某关键构件的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和初始触因很不相称的大面积倒塌的连锁反应。
由于结构倒塌破坏将会引起灾难性后果，如大量的人员伤亡和巨大的生命财产损失，因此，在上海中心大厦的结构设计中引入连续倒塌分析从而防止灾难性事件的发生。
爆炸荷载作用下结构的连续倒塌主要是因为结构关键部位（如主要承重柱及核心筒）遭到破坏引起的，因此，采用LS-DYNA软件对爆炸荷载作用进行了分析，考察主要承重柱和核心筒的抗爆能力，进而分析结构的抗连续倒塌能力。
角柱抗爆分析模型见图19。
a箍筋模型
b型钢模型
c纵筋模型
图19角柱模型示意图
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，而其最大位移和转角都在规定范围内，从而可以避免弯曲破坏的发生。
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，此角柱有足够的抗爆能力抵抗给定的爆炸荷载。
对爆炸荷载作用下剪力墙抵抗爆炸荷载的能力进行了分析，在分析过程中，选取单肢墙长度相对较小的墙肢（位于轴线F.2与轴线10.7的相交处）进行抗爆研究。
核心筒抗爆分析模型见图20。
a整体模型图
b箍筋及水平分布筋模型图
图20剪力墙模型示意图
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的单元面积很少，因此不会在约束处发生剪切破坏，而其最大位移和转角都在规定范围内，从而可以避免弯曲破坏的发生。
由于冲击波超压峰值高，作用时间较短，因此，剪力墙的最大反应持续时间很短，在爆炸荷截作用后整体剪力墙的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）失效后的抗连续倒塌分析。
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的竖向位移，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。
对不同的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的方式提供竖向承载能力。
抽柱位置
图21抗连续倒塌分析结果
5结论
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。
由于水平荷载显著，如何控制结构在风和地震作用下结构的强度、刚度及振动是设计的重点。
由于高度超高，且设置伸臂桁架提高抗侧能力，竖向构件的累积变形差异也会对结构的施工和使用产生重要影响。
此外，由于结构的重要性较高，如何提高结构在偶然荷载下的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和关键的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的抗震抗风分析结果结构在水平荷载下的性态进行了分析。
对关键的结构抗侧力构件（包括巨柱和核心筒）的性态分析和构件设计进行了详细分析和讨论。
由于水平荷载显著，设计过程中对风工程和地震工程领域内与高层建筑相关的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
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