1 工程概況
上海中心塔樓地上124 層，結構屋面高度580m，建築塔頂高度632m，地下5 層。塔樓採用巨型框架-核心筒-外伸臂結構體系，結構高寬比為7. 0。地上建築面積約38 萬m2 ，地下室建築面積約14 萬m2。建築沿高度共分9 個區，1 ～ 6 區為辦公室，7～ 8區為酒店，建築頂部為觀光層及塔冠。
本工程塔樓結構設計由Thornton Tomasetti 以及同濟大學建築設計研究院承擔。受上海中心大廈建設發展有限公司委託，華東院承擔了結構設計全過程的第三方獨立審核，包括結構概念設計、初步設計和抗震超限審查、施工圖設計以及施工過程的諮詢。第三方獨立審核對結構的安全性、經濟性以及施工可行性進行復核和評價，並提出審核和諮詢意見，供業主和設計方參考。
2 結構體型及體系
對於高度超過400m 的超高層建築，仔細考慮風荷載和地震作用等水平荷載作用對結構的影響是至關重要的。合理的結構體型和結構體系是確保結構安全性和經濟性的前提。
2.1 結構體型
上海中心塔樓結構平面為圓形，沿高度由底部直徑83. 6m 逐漸收進並減小至42m。中央核心筒底部為30m×30m 正方形鋼筋混凝土筒體，從5區開始，核心筒四個角部被削掉，逐漸變化為十字形，直至建築頂部。塔樓外部幕牆呈三角形旋轉上升，每層旋轉1°，共旋轉120°。塔樓結構平面佈置基本對稱、規則，立面均勻變化呈截錐形，有利於結構抗震和結構整體穩定。建築外形呈流線形且螺旋上升，可減小風荷載體型係數。
另外，結構在橫風向的漩渦脫落頻率隨斯脫羅哈數以及建築寬度變化而變化，因此，通過扭轉以及逐漸內收的體型，建築寬度在不斷改變，從而使漩渦脫落不能有效組織起來，可有效降低結構橫風向荷載和橫風向結構頂部加速度。風洞試驗結果表明螺旋扭轉體型可比常規體型降低風荷載40%，10年一遇風荷載作用下頂部加速度為0.08m /s²;而國內另一幢類似結構體系、高度及高寬比的規則體型的超高層建築頂部風振加速度為0.20m/s²。
由於外幕牆結構為附屬結構，不參與抵抗風荷載，主體結構建築體型與結構抗側力體系佈置不對稱，在風荷載作用下結構將產生較大扭轉，在結構抗風設計時應特別重視。
2.2 結構體系
目前國內外建築高度400m 及以上的超高層建築的結構體系主要有巨型空間框架-核心筒-外伸臂結構體系(簡稱體系1)以及巨型框架支撐-核心筒-外伸臂結構體系(簡稱體系2)
結構佈置基本呈現以下特點: 構件超大巨型且周邊佈置，空間結構、抗側力結構與豎向承重結構相結合，儘可能讓抵抗側向力的構件處於軸壓狀態而不是受拉和受彎等。
上海中心大廈是陸家嘴金融區的第三幢高度超過400m 的超高層建築。其結構體系與已建成的金茂大廈、上海環球金融中心有相似之處，如均採用了鋼-混凝土混合結構體系和伸臂桁架系統，核心筒均為鋼筋混凝土剪力牆，巨柱均採用SRC 柱。該結構體系較好地滿足了建築低區辦公、高區酒店的混合建築功能需求，也適應了我國建築材料和施工技術的特點。
工程實踐表明，在高度400m 及以上的超高層建築中普遍採用巨型框架-核心筒-外伸臂結構體系。該體系是超高層建築結構體系發展的趨勢之一，結構效率較高，能適應綜合建築功能的需求，在國內有一定的設計、施工經驗可以借鑑。因此，上海中心大廈結構體系是成熟可行的。
3 風荷載
上海中心結構高度接近600m，高寬比達到7，結構自振週期達到9s，對如此細柔的超高層建築，風荷載是結構控制性荷載之一。風荷載作用下的結構動力響應極其敏感，有必要進行細緻的風洞試驗，並與規範計算風荷載進行對比。
3.1 規範計算的風荷載與風洞試驗結果對比
風洞試驗採用的風剖面和《建築結構荷載規範》( GB 50009—2001) ( 簡稱荷載規範)。
根據加拿大RWDI 公司提供的風洞試驗報告，100年迴歸期梯度高度(500m處)的平均風速為50m/s，換算成荷載規範的10min 平均風速約為53.2m/s。
總體上圖2 中兩條曲線變化趨勢相近，數值大小比較接近，可以認為風洞試驗和荷載規範的風剖面是基本吻合的。
但兩者仍存在一定的區別:
1 ) 梯度高度的差異，風洞試驗梯度高度為500m，荷載規範梯度高度為400m; 2) 梯度高度以上，荷載規範風速不再變化，風洞試驗的風速則繼續增大;
3) 大部分高度(0～ 540m) ，風洞試驗的風速比荷載規範的小5%～10%，由於風壓與風速之間為平方關係，風洞試驗的風壓係數將比荷載規範的小10% ～ 20%。上海中心形狀介於截角三角形和圓形之間，假設體型係數取截角三角形和圓形的平均值。考慮到上海中心平面沿高度扭轉120°，對於同一風向，不同高度處體型係數會有所差別，在順風向風荷載計算時，取正反兩個方向(0.89 和0.75)的平均值，即體型係數取0.82。
順風向荷載相差較少，橫風向荷載差異較大，主要原因是複雜體型建築的橫風向作用理論研究尚未成熟，荷載規範的橫風向計算主要針對規則體型。
3.2 阻尼比取值
根據大量超高層建築在風荷載作用下結構阻尼比實測值統計結果來看，高度大於250m 建築結構的阻尼比在0.5%～1%之間，且有隨著結構高度的增加，阻尼比呈逐步下降的趨勢。上海環球金融中心的阻尼比實測值表明，結構前3 階振型的阻尼比分別為0.43%，0.46%和1.08% ，前21 階振型的阻尼比在0.13% ～ 1. 21% 之間。
在結構設計中，由於結構固有阻尼比較難精確估計，因此一般採用較低阻尼比來保守地計算分析結構風荷載以及舒適度，並通過加大結構剛度來滿足動力響應。另一途徑就是增加補償阻尼，如採用TMD 或是其他粘滯阻尼來獲得結構確定的阻尼，減小風荷載作用下的結構動力效應。我國規範建議的混凝土結構阻尼比5%、混合結構阻尼比3. 5%、鋼結構阻尼比2% 僅適用於地震作用，應用在超高層風荷載設計中是不合適的，主要因為在地震作用下結構允許局部破壞吸收能量來獲得阻尼，而風荷載相對持續時間較長，且不允許結構進入塑性變形時間較長從而導致疲勞失效。
原設計採用的100 年一遇、4% 阻尼比( 用於結構承載力計算) ，高估了結構自身的阻尼比。根據風洞試驗結果，4% 阻尼比的風荷載取值與2% 阻尼比相比減小30% 左右，對結構變形控制、強度校核均有不利影響。考慮到我國規範對超高層建築的層間位移等限值要求較嚴，參照北美地區對層間位移的設計要求，對正常使用極限狀態的驗算( 如層間位移計算) ，其阻尼比採用4%是可以接受的。
4 基礎設計
上海中心大廈塔樓採用鑽孔灌注樁，樁基直徑1m，有效樁長51. 2m，樁端入土深度約82m，樁端持力層為層⑨2-1粉細砂層，採用樁端後注漿，單樁承載力特徵值10 000kN，共有955 根樁。塔樓基礎筏板面積8 623m2 ，厚度6m，基礎埋深30. 8m。基礎筏板的沉降和內力分析採用華東院自主研發的《高層建築樁箱、樁筏底板沉降及內力計算高精度有限元程序》( PWMI) 。該軟件在彈性範圍內對樁-土、筏板、上部結構牆體分別採用群樁相互作用理論、厚板理論、樑單元模型模擬進行分析。在結構豎向荷載作用下，最大樁頂沉降為153mm( 核心筒區域) ，最小樁頂沉降為105mm( 角柱邊緣) ; 最大樁頂反力8 310kN( 核心筒區域) ，最小樁頂反力5900kN( 角柱邊緣) 。
根據PWMI 計算得到的樁頂反力與位移，可以初步反算得到每根樁的彈簧剛度。為了便於計算，將其取值進行歸併後分為兩個區域，即核心筒區和其他區域( 圖4) ，
兩個區域的樁基彈簧剛度分別為55，65kN /mm。原設計採用的樁基彈簧剛度分別為97. 5，152kN /mm，其最大樁頂沉降為72mm。第三方獨立審核採用的樁基彈簧剛度比原設計偏小，導致基礎沉降以及筏板彎矩值偏大。筆者建議基礎底板沉降計算採用規範沉降計算經驗係數，並參考與本工程樁長和樁端持力層接近的實際工程的沉降實測值。
5 巨型框架
巨型框架由8 根巨柱( 結構6 區以下增加4 根角柱) 和位於設備層的環帶桁架組成，是塔樓抗側力結構體系和承重結構體系的重要一環。巨型框架由於構件截面巨大，長度( 或跨度) 較大，與常規樑柱剛接的框架結構受力有較大區別，其構件的佈置與設計也有其特殊性。
5．1 巨型框架承擔內力
由巨柱組成的巨型框架在結構的抗側力體系中貢獻較大，巨型框架在風荷載、地震作用下承擔的基底剪力與傾覆彎矩佔到總內力的50% 與70% 以上。多遇地震作用下各層剪力值及其分配
值得注意的是地震作用下的剪力分配，由於採用地震反應譜分析所得內力結果恆為正值，故選取反應譜分析所得地震剪力按靜力施加於結構各層得到各層剪力分配。本工程巨型框架底層承擔的基底剪力佔總剪力的50%左右，與常規框架-核心筒結構中框架承擔剪力比例不到10% 相比，差異顯著。主要原因有以下兩點:
1) 外框巨柱總的截面面積與核心筒剪力牆的截面面積基本相當，兩者抗剪剛度相差無幾;
2)由於6 道伸臂桁架的作用，巨柱在水平荷載作用下產生較大軸力。以底層巨柱為例，多遇地震下巨柱的軸力為100MN 左右。巨柱傾斜角度為86.7°，巨柱軸力由於柱子傾斜分解產生的水平分力約為樓層水平總剪力值的28% ～ 43%。因此，巨型框架承擔的水平剪力主要為傾斜巨柱的軸力貢獻量。
5.2 巨柱設計
5.2.1 巨柱受力特點
在水平荷載或豎向荷載作用下，巨柱以承受豎向軸力為主，
1) 在重力荷載(恆載+ 活載) 作用下，在各區環形桁架處由於上部轉換荷載的增加，巨柱軸力突然增加;
2 ) 在小震組合下，由於伸臂桁架
的協同作用，巨柱軸力在加強層處也突然增大;
3 )在小震組合下，巨柱均未出現受拉情況;
4 ) 在中震組合下，自2 區開始巨柱出現受拉情況，但拉力與截面抗拉承載力的比例基本小於0. 5; 5 ) 巨柱截面分別採用線單元與Solid 實體單元模擬，對塔樓的受力性能如剛度、內力分佈等差別不大，在整體結構分析時可以簡化。
5.2.2 承載力校核
巨柱採用型鋼混凝土矩形截面(SRC柱)截面尺寸由下至上從3. 7m × 5.3m 至1. 9m×2.4m 逐漸變化。
由三個H型鋼通過兩塊腹板連接，形成“目字形”截面，巨柱含鋼率約為4%～5%。巨柱在水平荷載組合下為雙向偏壓構件，承載力校核時直接採用承載力三維空間曲面進行校核。以樓板提供的側向剛度作為巨柱的彈性約束，對巨柱進行彈性屈曲分析，根據計算得到的屈曲荷載反算巨柱的計算長度。計算結果表明，有限的樓板剛度對巨柱平動提供的側向約束，雖不能保證巨柱的計算長度取為樓層高度，但可滿足巨柱臨界計算長度的剛度要求。因此，承載力校核時不考慮軸向力的偏心距增大系數，即取η = 1. 0;但按《型鋼混凝土組合結構技術規程》(JGJ 138—2001)中6. 1. 5 條的規定考慮兩個受彎方向的附加偏心距ea。巨柱內力按照有關規範要求進行了內力調整，如結構重要性係數、樓層剪力調整係數等。
從校核結果可以得出如下結論:
1)中震組合下的巨柱內力一般均大於風荷載、小震組合下的內力;
2)每區的底層柱由於軸力較大，考慮
附加偏心距後的彎矩也較大，承載力要求比每區的頂層柱高;
3)風荷載、小震與中震組合下的巨柱內力點均位於其三維空間承載力面內，巨柱的承載力
基本滿足要求。
5. 3 環帶桁架佈置
塔樓從下至上在每個區的設備層均設置了環帶桁架。環帶桁架主要有兩個作用: 1) 作為結構次框架柱的轉換桁架以及設備層徑向桁架的支點;
2) 與外側巨柱一起形成巨型框架，參與抵抗水平荷載。
塔樓結構平面為圓形，巨柱與角柱之間的環帶桁架為環形，最大跨度為25m。計算分析表明，在各荷載組合中，環帶桁架杆件的內力中豎向荷載作用佔較大的比例，且環帶桁架存在較大扭矩。原設計的環帶桁架採用雙榀桁架的佈置方式，以形成空間作用。該佈置形式一方面加強環帶桁架的抗扭剛度和承載力，提高豎向荷載下的結構冗餘度，另一方面也增強了環帶桁架參與抗側力結構體系的作用。但其雙榀空間桁架的負面作用也是顯而易見的:
1) 各區的次框架柱支承於外側環帶桁架，對整體空間桁架而言有較大的偏心作用，反而形成更大的扭矩;
2)由於雙榀桁架間距僅為1. 5m，為了形成空間作用，在兩榀桁架上下弦以及腹杆之間設置連接鋼板，節點構造和施工極其複雜，且影響了設備層的建築使用空間。
筆者認為，對本工程來說採用單榀環帶桁架更為合理，受力更加明確連接構造簡潔，也可以節約桁架用鋼量上千噸，主要基於以下考慮:
1)由於在塔樓底下6 個區域增加了4根角柱，環帶桁架跨度大為減少，在豎向荷載作用下的桁架扭矩也相應減小;
2) 在塔樓抗側力體系中，對抗側剛度貢獻最大的是巨柱、核心筒以及伸臂桁架系統，環帶桁架僅起虛擬伸臂作用，作用相對較小。加強環帶桁架剛度對提高整體結構的抗側剛度作用效率不高。計算表明，雙榀環帶桁架與單榀環帶桁架相比，結構自振週期以及結構頂點位移的變化在5% 以內;
3 ) 單榀環帶桁架與上下弦樓蓋共同作用也可以形成空間作用，共同抵抗扭矩。對上述兩個不同結構佈置形式的環帶桁架進行豎向荷載下的對比分析。其中模型1 在內外側環形桁架的上下弦杆以及豎腹杆之間設置了30mm 厚的鋼板，使內外圈桁架能夠形成箱體，抵抗扭矩的作用; 模型2 僅設外側桁架，去除了內側桁架。
分析結果表明，在桁架上弦與桁架下弦( 桁架跨中位置) 沿徑向水平變形差異很小，而桁架上弦的豎向變形相差大約30%。此對比結果說明桁架的扭轉變形差異較小，豎向變形差異較大主要是桁架抗彎剛度的區別，
6 鋼桁架節點連接
本工程伸臂桁架、環帶桁架以及徑向桁架等鋼構件截面大，鋼板厚度超100mm，給構件的製作、運輸和現場安裝帶來了極大難度。原設計要求桁架杆件的現場連接節點均採用高強螺栓連接。如伸臂桁架斜杆採用H 形截面，最大的截面尺寸為H1000×1600×100 ×100。現場拼接採用雙剪形式的摩擦型高強螺栓連接( 高強螺栓為M30，10.9 級，摩擦係數0. 5) 。按杆件設防烈度地震內力要求，節點軸力設計值約為90 000kN，需設置高強螺栓240個;按杆件屈服強度的1. 2 倍設計需設置高強螺栓257 個( 高強螺栓抗剪承載力取極限承載力).節點連接板長度接近2000mm。筆者認為,高強螺栓連接可靠性較好，施工速度快，施工質量易保證且易檢驗，在構件板厚適中的前提下是應優先考慮的節點形式。但在本工程桁架構件分段較多、構件板厚超厚的情況下，有以下幾個問題需要探討:
1) 上述節點連接板與板件的總厚度為330mm，大於螺栓直徑的10 倍，應用經驗較少，按《鋼結構設計規範》(GB 50017—2003)要求，宜在工程中進行試驗以確定施工時的相關技術參數( 高強螺栓預緊力、摩擦面的處理和摩擦係數) 以及螺栓抗剪承載力的取值。螺栓群的剪力分佈和傳力機制需詳細研究;
2) 高強螺栓數量較多時，孔前摩擦力傳遞較少，需考慮螺栓孔對杆件截面的削弱作用，容易造成杆件淨截面的承載力不足，需對杆件進行淨截面的強度校核，或對杆件加厚板厚;
3)大量超長、超厚連接板的用鋼量大幅增加，同時節點區的增大使杆件的截面特性發生變化，從而對結構剛度和內力傳遞產生影響;
4)本工程現場拼接節點數多、螺栓連接數量巨大、螺栓施工空間小等特點對鋼結構加工、安裝精度要求較高，施工較為困難。
由於上述原因，筆者認為在板厚較厚的節點採用焊接形式更為合理。造船技術廣泛採用焊接，鳥巢( 國家體育場) 、CCTV 新臺址大樓以及上海環球金融中心等工程的厚板焊接技術和經驗可以借鑑和參考。當然，焊接殘餘變形、應力等對節點的延性、施工質量影響，高空焊接以及易受天氣因素制約等也需要仔細考慮。最終桁架節點連接採用了焊接和螺栓混合應用，在板件厚度較厚時採用焊接，板件厚度較小時採用螺栓連接，取得了保證施工質量、施工速度、可靠性和結構造價的平衡。
7 結論
上海中心大廈的抗側力結構體系成熟可行，豎向承重結構荷載傳力途徑明確清晰，結構體型有利於減小風荷載。總體而言，結構設計安全、合理可靠。從第三方獨立審核的角度，筆者認為以下幾點可以進一步探討:
(1)複雜的超高層建築體型是雙刃劍。本工程特殊的建築外形在減小風荷載的同時增加了幕牆支撐結構設計和施工的難度、建築能耗以及造價，需要慎重平衡。
(2)現行規範中用於風荷載計算分析的阻尼比取值對於超過400m高度的超高層建築偏於不安全。大量的研究和實測結果表明類似結構阻尼比為2%是合適的。風洞試驗結果建議得到有關方面的認可和審核。
(3)基礎筏板的沉降和內力分析建議採用規範沉降計算經驗係數，且參考與本工程樁長和樁端持力層接近的實際工程的沉降實測值。
4)雙層帶狀桁架的設置加強了結構的空間整體性和抗扭性能，但帶來了豎向荷載作用下的額外偏心和桁架節點連接的複雜性。單層帶狀桁架通過上下弦的樓蓋作用形成空間作用，抗扭受力性能與雙層桁架相當。
(5)巨型框架受力性能有其特殊性，如地震作用下外框承擔的傾覆力矩和剪力比例等。巨柱等構件的剛度模擬、承載力設計以及構造與常規尺寸的構件有區別，如計算假定、手段和計算長度等。
(6)第三方獨立審核在國外工程界應用較廣，而在國內應用相對較少。在上海中心大廈的建設過程中，結構第三方獨立審核的部分建議得到了設計方和業主的採納，如風荷載取值、桁架連接節點形式以及巨柱的設計等，審核結果也大多驗證了結構設計的合理性和可靠性。儘管由於種種原因，有些建議未被接受，但為今後類似工程的設計提供了依據和基礎。
(7)在重大工程中，在原設計的基礎上採用第三方獨立審核是必要也是有意義的。上海中心大廈結構第三方獨立審核的經驗對今後重大工程的設計也可起到一定借鑑作用。筆者參與審核全過程超過三年，體會良多，對如何開展第三方獨立審核提幾點建議:
1)審核單位應具有廣闊的國際視野和豐富的工程經驗和業界聲望;
2)越在設計前期參與第三方審核，審核的效果越好，對業主和設計團隊的幫助越大;
3)如條件許可，審核單位與設計單位可多溝通和交流，避免背靠背的工作;
4)審核單位應充分尊重原設計團隊的成果，取長補短、求同存異，實現項目的最大利益化是第三方獨立審核工作的出發點和價值所在。
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