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Realizaciones y Proyectos Torre Caja Madrid: cálculo de estructuras de un edificio singular de 250 m en Madrid Torre Caja Madrid: structural design of a singular 250 m building in Madrid Gregory Lakota (1) , Arántzazu Alarcón (2) (1) Master Civil Engineering, S.E., P.E. Halvorson and Partners. Chicago (EEUU). (2) Dra. Ingeniera de Caminos. Halvorson and Partners. Chicago (EEUU). Persona de contacto / Corresponding author: [email protected] Hormigón y Acero Vol. 59, nº 249, págs. 181-202 julio-septiembre, 2008 ISSN: 0439-5689 RESUMEN La estrecha colaboración entre Halvorson and Partners y Foster and Partners ha permitido la creación de una asombrosa torre, sin columnas en planta baja, cuyo peso se reparte solamente entre los dos núcleos extremos. La altísima carga que actúa sobre estos últimos permite resistir eficientemente las acciones del viento. Con un índice alto/ancho de 11 a 1 esta torre es “lo último” en eficacia estructural. Para conseguir llevar a cabo esta estructura singular las sobrecargas de uso de las diferentes plantas superiores son conducidas hasta los núcleos por cerchas metálicas intermedias que, además, actúan como vigas en un “mega pórtico” para rigidizar la to- rre. Se ha dado especial importancia a la redundancia estructural y a la robustez de forma que, ante fallos locales de algún elemen- to de las cerchas, pueda seguir garantizándose el nivel de fiabilidad de la estructura. Palabras clave: Edificios altos, Madrid, Cuatro Torres Business Area, Caja Madrid, edificios de oficinas. SUMMARY Working closely with Foster and Partners, an astonishing column free base tower was created by supporting the entire weight of the building on only its two end cores. These heavily loaded cores allow the slender tower to efficiently resist wind loads. With a height to width ratio of 11 to 1, this 250 m tower is the ultimate in structural efficiency (See figure 1). To achieve this unique structure, steel trusses at intermediate mechanical levels channel loads from the floors above to the cores and serve as beams in a ‘mega-frame’to stiffen the tower. Special attention was given to redundancy; insuring structural stability should localized damage fail components of these trusses. Key words: Tall buildings, Madrid, Cuatro Torres Business Area, Caja Madrid, office buildings. Recibido / Received: 30/11/2007 Aceptado / Accepted: 31/01/2008

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Torre Caja Madrid: cálculo de estructuras de unedificio singular de 250 m en Madrid

Torre Caja Madrid: structural design of a singular250 m building in Madrid

Gregory Lakota(1), Arántzazu Alarcón(2)

(1) Master Civil Engineering, S.E., P.E. Halvorson and Partners. Chicago (EEUU).(2) Dra. Ingeniera de Caminos. Halvorson and Partners. Chicago (EEUU).

Persona de contacto / Corresponding author: [email protected]

Hormigón y AceroVol. 59, nº 249, págs. 181-202

julio-septiembre, 2008ISSN: 0439-5689

RESUMEN

La estrecha colaboración entre Halvorson and Partners y Foster and Partners ha permitido la creación de una asombrosa torre,sin columnas en planta baja, cuyo peso se reparte solamente entre los dos núcleos extremos. La altísima carga que actúa sobreestos últimos permite resistir eficientemente las acciones del viento. Con un índice alto/ancho de 11 a 1 esta torre es “lo último”en eficacia estructural.

Para conseguir llevar a cabo esta estructura singular las sobrecargas de uso de las diferentes plantas superiores son conducidashasta los núcleos por cerchas metálicas intermedias que, además, actúan como vigas en un “mega pórtico” para rigidizar la to-rre.

Se ha dado especial importancia a la redundancia estructural y a la robustez de forma que, ante fallos locales de algún elemen-to de las cerchas, pueda seguir garantizándose el nivel de fiabilidad de la estructura.

Palabras clave: Edificios altos, Madrid, Cuatro Torres Business Area, Caja Madrid, edificios de oficinas.

SUMMARY

Working closely with Foster and Partners, an astonishing column free base tower was created by supporting the entire weightof the building on only its two end cores. These heavily loaded cores allow the slender tower to efficiently resist wind loads. Witha height to width ratio of 11 to 1, this 250 m tower is the ultimate in structural efficiency (See figure 1).

To achieve this unique structure, steel trusses at intermediate mechanical levels channel loads from the floors above to thecores and serve as beams in a ‘mega-frame’ to stiffen the tower.

Special attention was given to redundancy; insuring structural stability should localized damage fail components of these trusses.

Key words: Tall buildings, Madrid, Cuatro Torres Business Area, Caja Madrid, office buildings.

Recibido / Received: 30/11/2007Aceptado / Accepted: 31/01/2008

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1. INTRODUCTION

The project site is located on thenorth-west corner at the intersection ofPaseo de la Castellana and Monforte deLemos crossing, the existing CiudadDeportiva del Real Madrid (See Figure2). The development site will consist offour new buildings on parcels P1through P4, with each building reach-ing a height of about 250m. Torre CajaMadrid will be located in parcel P1, thesouthern parcel, and will be the mostvisible structure on the site when ap-proaching from the south along Paseode la Castellana (See Figure 3).

The tower footprint will occupy aboutone third the area of parcel P1, the re-maining area on grade will be plazaspace consisting of trees, vegetationand roads for building tenant drop off.Below the plaza level and encompass-ing the whole area of parcel P1 will befive levels of parking. Access to the

parking levels is at the 1st and 2nd levelsbelow grade through a series of tunnelsalong the South and East sides of thesite.

2. FOUNDATIONS

2.1. Subsurface Exploration

The soil borings, laboratory test andfield tests were conducted by SGSTecnos, S.A. and submitted in a reportSeptember 2002. It included soil bor-ings ranging from 25 to 60 m belowgrade as well as Standard PenetrationTests (SPT) and pressuremeter tests.Soils samples were obtained for the per-formance of conventional size grada-tion, Atterberg Limit, unconfined com-pression tests, consolidation tests anddirect shear. These last ones were per-formed upon the more sandy soils with-in the upper 25m of the soil deposit.

1. INTRODUCCIÓN

El solar está situado en el noroeste deMadrid, en la confluencia del Paseo dela Castellana y de la calle Monforte deLemos, en la antigua Ciudad Deportivadel Real Madrid (véase la figura 2). Elcomplejo consta de cuatro edificiosnuevos, cada uno de aproximadamente250 m de altura, en las parcelas P1 aP4. La Torre Caja Madrid se sitúa en laparcela P1, al sur, siendo la estructuramás visible del complejo al acercarsedesde el sur por el Paseo de la Caste-llana (véase la figura 3).

La torre ocupa aproximadamente untercio de la superficie de la parcela P1,estando el resto destinado a una expla-nada con árboles, plantas y calles parael acceso de los usuarios. Bajo la expla-nada, ocupando toda la superficie de laparcela P1, hay cinco plantas de aparca-miento. El acceso al aparcamiento serealiza desde las plantas primera y se-gunda bajo rasante mediante una seriede túneles que recorren los costados sury este del complejo.

2. CIMENTACIÓN

2.1. Exploración del subsuelo

Los sondeos del suelo y los ensayosen laboratorio y sobre el terreno, reali-zados por SGS Tecnos SA., se presen-taron en un informe en septiembre de2002 en el que se daba cuenta de son-deos del terreno de entre 25 y 60 mbajo rasante, así como de ensayos depenetración estándar (SPT) y ensayospresiométricos. Se obtuvieron mues-tras del suelo para realizar ensayosconvencionales de granulometría, lími-tes de Atterberg, compresión simple,consolidación y corte directo. Estos úl-timos se realizaron en los suelos másarenosos, situados en los 25 m más su-perficiales.

2.2. Condiciones del subsuelo

En el informe de SGS se trata en pro-fundidad el tema de las condiciones delsubsuelo. El perfil del subsuelo hastauna profundidad de 60 m puede divi-dirse en dos grandes categorías: un de-pósito de arenas tosquizas (un suelo are-noso con cantidades considerables dearcilla que la convierten en una capa re-

Figura 1. Vista del edificio antes de la elevación de la estructura del puente de coronación(cortesía de Vistaerea)

Figure 1. Building elevation prior to lifting the plate girder assembly (Courtesy of Vistaerea).

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2.2. Subsurface Conditions

The subsurface conditions were thor-oughly discussed in the SGS report. Thesubsurface profile above a depth of 60m can be divided into two broad cate-gories: the Arena Tosquiza deposit (pri-marily a sandy soil with significantamounts of clay which makes the de-posit relatively impermeable) whichgenerally extends to depths of 15 to 25m below grade and the Tosco formation(clayey soil with some fine sand).Ground water was encountered in theinitial 10 borings at depths rangingfrom 13 to 16 m below ground surfaceand is attributed to seepage into theboreholes from the more permeable lay-ers of Miga sand that is embedded with-in the Tosquiza formation.

2.3. Foundation design

The foundation for the garagecolumns, which is five levels of parkingbelow grade, consists of isolated andcombined spread footings bearing di-rectly on the Tosco clay (See Figure 4).The foundation design for the towerproved to be more challenging since allof the gravity and lateral loads of thetower are carried to the foundationthrough only the two concrete cores.After considering several options, aplain reinforced concrete mat, bearingon the Tosco clay, was chosen as thetower foundation. The original recom-mendation was to use a deep foundationconsisting of drilled piles supporting amat. However, studies of this systemproved that if the deep foundations wereused, the size of the mat on the pileswould be approximately the same sizeas the shallow mat located in the highersoil bearing strata of the Tosco clay.Although settlements for the deep foun-dation system would be less, the antici-pated settlements for the shallow matfoundation system were found to be ac-ceptable. Since the two systems re-quired about the same size mat it wasdecided that the more cost effectiveshallow mat system should be used.

The shallow mat foundation for thetower was initially envisioned to be twoseparate mats, one under each concretecore. With a separate mat below eachcore the possibility of differential settle-ments between each core would in-crease. Although, the analysis provedthat the superstructure had sufficient

Figura 2. Antigua Ciudad Deportiva del Real Madrid.Figure 2. Old practice fields for Real Madrid.

Figura 3. Planta de la CTBA (Cuatro Torres Business Area).Figure 3. Site Plan of CTBA (Cuatro Torres Business Area).

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capacity and would have performedwell, had the anticipated differentialsettlements occurred, the owner and thedesign team agreed to provide theslightly more expensive single mat op-tion, to minimize the differential settle-ments. The one continuous mat for thetwo tower cores is 43x72x5 metersthick. The mat’s maximum settlement atthe center of the core is 5cm with a max-imum soil bearing pressure of 715 kPa.At the edge of mat, the settlement isabout 2.5 cm; therefore a total deflec-tion of the mat is approximately 2.5 cmbetween the center and edge of mat.

The mat foundation was analyzed anddesigned using the finite element soft-ware SAFE; the actual gravity and windload reactions from the ETABS analysisof the full building were used in thefoundation analysis. The total load onthe mat, including the tower and thetributary portion of the garage andplaza is approximately 760 x 103 kN

when considering dead load, superim-posed dead load and live load. The loadcombinations included full dead andlive load plus either wind loads for theeast-west direction, or north-south di-rection.

An inherent redundancy is designedinto the entire foundation system in thatthe mat has been sized to resist all over-turning forces with the assumption thatno lateral loads will be transmitted intothe basement slabs and slurry walls.Although the basement slabs and slurrywalls have also been analyzed and de-signed to resist a portion of the lateralloads, the stiffness of the entire system isdependent on the interaction of the soiland the structure. The interaction of soiland structure is at best an estimate basedon the experience of the geotechnicalconsultants, so the mat and below gradestructure and slurry walls have eachbeen designed for the worse case loadcombination and soil interaction.

lativamente impermeable) que suele lle-gar a profundidades de entre 15 y 25 mbajo rasante, y toscos arenosos (sueloarcilloso con algo de arena fina). En losdiez primeros sondeos se encuentraagua freática en profundidades de entre13 y 16 m bajo superficie. Esto se debea la filtración desde las capas más per-meables de arena de miga, embebidasen las arenas tosquizas, a las perforacio-nes realizadas para los sondeos.

2.3. Proyecto de cimentación

La cimentación para los pilares delaparcamiento subterráneo, que cuentacon cinco plantas bajo rasante, constade zapatas aisladas y corridas que seapoyan directamente sobre los toscosarenosos (véase la figura 4). El proyec-to de cimentación de la torre ha supues-to un gran reto, ya que todas las cargasgravitatorias y laterales de la torre setransmiten a los cimientos mediante tansólo dos núcleos de hormigón. Tras con-siderar las distintas opciones, se eligiópara la cimentación de la torre una sim-ple losa de hormigón armado colocadasobre los toscos. Inicialmente se reco-mendó la ejecución de una cimentaciónprofunda por pilotes perforados que so-portaran una losa, pero los estudios deeste sistema demostraron que, si se usa-ba una cimentación profunda, la losaque debería colocarse sobre los pilotestendría que tener aproximadamente elmismo canto que la superficial situadaen el estrato superior de carga, formadapor los toscos. Aunque los asientos se-rían menores en el caso del sistema decimentación profunda, se consideraronaceptables los previstos para la losa decimentación superficial. Dado que am-bos sistemas precisaban de una losa deaproximadamente el mismo canto, sedecidió utilizar el de la losa superficial,que resultaba más económico.

Inicialmente estaba previsto que la lo-sa de cimentación de la torre estuvieraformada por dos losas independientes,una debajo de cada núcleo de hormigón.Pero esta opción aumentaría la posibili-dad de asientos diferenciales entre losnúcleos. Aunque los estudios demostra-ron que la superestructura tenía capaci-dad suficiente y habría podido resistir losasientos diferenciales previstos, la pro-piedad y el equipo proyectista acordaronadoptar la opción de una sola losa, queera ligeramente más costosa, para mini-

Figura 4. Planta de cimentación.Figure 4. Foundation plan.

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mizar dichos asientos diferenciales. Lalosa continua para los dos núcleos de latorre mide 43 x 72 m en planta y 5 mde canto. El asiento máximo de la placaen el centro del núcleo es de 5 cm, conuna capacidad resistente del suelo máxi-ma de 715 kPa. En el borde de la losa elasentamiento es de unos 2,5 cm, por losu flecha total es de aproximadamente2,5 cm entre el centro y el borde.

Se analizó y calculó la losa de cimen-tación mediante el software de elemen-tos finitos SAFE. Además se emplearonen el estudio de la cimentación las reac-ciones ante las cargas gravitatorias y laacción del viento que resultaron delanálisis ETABS del edificio en su con-junto. La carga total sobre la losa, in-cluidas la torre y la parte correspon-diente del aparcamiento y la explanadaes aproximadamente de 760 x 103 kN,considerando el peso propio, la cargapermanente sobrepuesta y la sobrecargade uso. Las combinaciones de cargas in-cluían todas las cargas estáticas y las deuso, así como las cargas de viento en lasdirecciones este-oeste y norte-sur.

Se ha incorporado en todo el sistemade cimentación una redundancia inhe-rente en el sentido de que la losa se hadimensionado para poder resistir todaslas fuerzas de vuelco, suponiendo queno se transmitan cargas laterales a losforjados del sótano ni a los muros pan-talla. Aunque los forjados del sótano ylos muros pantalla también se han ana-lizado y calculado para resistir una par-te de las cargas laterales, la rigidez detodo el sistema depende de la interac-ción entre el suelo y la estructura. Éstaes, en el mejor de los casos, una estima-ción basada en la experiencia de los ase-sores geotécnicos, de modo que la losade cimentación, la estructura bajo ra-sante y los muros pantalla se han calcu-lado para la situación más desfavorablede la combinación de cargas y su inter-acción con el suelo.

3. CARGAS

El cálculo de estructuras de la torredependía en gran medida del estableci-miento de unos criterios precisos paralas cargas de cálculo. Se aplicaron lasdirectrices mínimas expuestas en elEurocódigo [8], incrementando la capa-cidad cuando así lo solicitaba la propie-dad. Las cargas laterales, producidas

por el viento, se determinaron medianteestudios en túnel de viento para definirde forma precisa la interacción del vien-to con las características dinámicas in-herentes al edificio. Las cargas gravita-torias y laterales empleadas en elproyecto de la torre son las siguientes:

3.1. Cargas gravitatorias típicas(Véase la tabla 1)

Cargas gravitatorias del revestimientoexterior:

Oficina: Muro cortina de cristal yaluminio: 0,75 kPa

Pantallas solares: 0,25 kPa

Núcleo: Se supone 1,25 kPa en lazona revestida.

3.2. Cargas laterales

3.2.1. Cargas sísmicas

Según la “Norma de ConstrucciónSismorresistente” [4] el edificio se con-sidera de “importancia normal”. Segúnesta instrucción, el cálculo sísmico noes obligatorio si la aceleración sísmicadel proyecto es inferior a 0,06 g, comoocurre con esta torre.

3.2.2. Cargas del viento

La norma AE-88 [3] especifica la ve-locidad y la presión mínimas del viento

3. LOADS

The appropriate structural design ofthe tower was highly dependent uponestablishing an accurate design loadcriteria. The minimum guidelines setforth in the Eurocode [8] were used inconjunction with providing additionalcapacity when requested by the owner.The lateral loads, induced by the wind,were determined in conjunction with awind tunnel analysis to accurately de-fine the interaction of the wind with thebuildings inherent dynamic properties.The gravity loads and lateral loads thatwere used in the design of the tower areas follows:

3.1. Typical Gravity Loads.(See Table 1)

Exterior Cladding Gravity Loads:

Office: Glass and Aluminum CurtainWall: 0.75 kPa

Sunscreens: 0.25 kPa

Core: Assume 1.25 kPa on clad area.

3.2. Lateral Loads

3.2.1. Seismic loads

According to “Norma de ConstrucciónSismorresistente” [4] the building isconsidered as “Normal importance”.According to this code, the seismic cal-

NivelLevel

Carga estática (kPa)Dead Load (kPa)

Sobrecarga de uso (kPa)Live Load (kPa)

Aparcamiento / Parking 9,5 4

Oficina típica / Typical Office 4,5 3

Planta técnicaMechanical Plant

12,5 11

Entreplanta técnicaMechanical Mezzanine

7,75 5

Oficina sobre nivel técnicoOffice Above Mech.

9,25 4,5

Núcleos / Cores 13/48 5

Tabla 1. Cargas gravitatorias típicasTable 1. Typical gravity loads

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culation is not mandatory if the DesignSeismic Acceleration is less than 0.06 gwhich is the case with this tower.

3.2.2. Wind loads

AE-88 [3] specified a minimum windspeed and minimum wind pressure to beused when designing the wind force re-sisting system for a building. The mini-mum requirements are based on codespecified 10 minute average wind speed(Table 2).

The average has been chosen inEurope as the mean velocity of the windaveraged over an interval of ten minutesmeasured at a normalized elevation of10 m on a soil with roughness length Z0=0.05 m and having a 50 year mean re-curring interval.

The lateral loads used for the designof the tower considered the code re-quired minimum values and the values

that were obtained through a wind tun-nel study.

The Project Design Lateral Loads arethe loads obtained in the wind tunnelcorresponding to a period (T) of T=50years, and damping x=2%, or the re-quired minimums established in AE-88[3], whichever was larger.

The total building base shear and mo-ments due to the wind are approximate-ly 21,000 kN shear and 3,189,000 kN-moverturning moment in the north southdirection and 17,000 kN shear and2,397,000 kN-m overturning moment inthe east west direction.

4. WIND TUNNEL

The wind tunnel studies were per-formed by the Alan G. Davenport WindEngineering Group at the University ofWestern Ontario in Canada (SeeFigure 5).

que deben aplicarse para calcular el es-quema resistente a la fuerza del vientode un edificio. Los requisitos mínimosse basan en la velocidad media durante10 minutos especificada en la norma,según se indica en la Tabla 2.

En Europa la media se ha definido co-mo la velocidad del viento promediadadurante un intervalo de diez minutos,medida a una altura normalizada de 10m sobre un suelo con un coeficiente derugosidad Z0=0,05 m y un intervalo derecurrencia medio de 50 años.

Las cargas laterales utilizadas paraproyectar la torre tenían en cuenta losvalores mínimos exigidos por la normay los valores obtenidos mediante un es-tudio en túnel de viento.

Las cargas laterales de cálculo son lascargas obtenidas en el túnel de vientocorrespondientes a un periodo (T) de 50años y un amortiguamiento x=2 %, olos mínimos exigidos en la norma AE-88 [3], lo que sea mayor.

Según estos cálculos, en la base deledificio la fuerza cortante total debida alviento es de 21.000 kN en dirección nor-te-sur y de 17.000 kN en dirección este-oeste, siendo los momentos totales devuelco de aproximadamente 3.189.000kNm y de 2.397.000 kNm en dichas di-recciones, respectivamente.

4. TÚNEL DE VIENTO

Los estudios en túnel de viento fueronrealizados por el Grupo de Ingeniería deViento Alan G. Davenport de la Uni-versidad de Ontario Occidental deCanadá (véase la figura 5).

Además de determinar las presionesdel viento de cálculo para la torre, el tú-

Altura (m)Height (m)

Velocidad del viento (m/s)Wind Speed (m/s)

Presiones N-S (kPa)N-S Pressures (kPa)

Presiones E-O (kPa)E-W Pressures (kPa)

Más de 100 m / Above 100m 45 1,5 1,56

31-100 m / 31 to 100m 40 1,2 1,25

11-30 m / 11 to 30m 34 0,9 0,936

0-10 m / 0 to 28 0,6 0,624

Tabla 2. Velocidad y presión del vientoTable 2. Wind speed and wind pressures

Figura 5. Modelo para el ensayo en túnel de viento.Figure 5. Wind tunnel proximity model

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nel de viento se utilizó también paraevaluar las velocidades del viento en labase del edificio con el fin de determi-nar los efectos sobre los peatones, laspresiones sobre los revestimientos y lasaceleraciones del edificio con vientosnormales y con vientos con un intervalode recurrencia de 10 años.

Cuando se empezó a proyectar el edi-ficio, se desconocía si los cuatro edifi-cios de Cuatro Torres Business Area seconstruirían de forma simultánea o no;y los efectos del viento en la Torre CajaMadrid podrían variar considerable-mente dependiendo de si había sólo unedificio o estaban ya los cuatro. Porconsiguiente se realizaron ensayos contres supuestos de configuración del en-torno: sólo con la torre, con dos torres(Torre Caja Madrid y Torre Espacio) ycon las cuatro torres y el complejo de-portivo. Para el cálculo, se emplearonlas situaciones más desfavorables decargas y aceleraciones del edificio enlas tres configuraciones.

A la hora de proyectar un rascacielos,el estudio en túnel de viento no sólo esimportante para determinar las cargasestructurales, sino también para deter-minar las aceleraciones de los edificios.Si las aceleraciones son demasiado

grandes, los usuarios del edificio pue-den sentir que el edificio se desplazacuando haya vientos fuertes. Para unedificio de oficinas, las aceleracionessuelen ser aceptables si no superan los20 mG (o el 2 % de la aceleración de-bida a la gravedad) [2]. Las aceleracio-nes de la Torre Caja Madrid se situabanjusto por debajo de 20 mG, por lo queeran aceptables.

Las previsiones de cargas y acelera-ciones se determinaron con un modeloclimático basado en los datos recogidosen el Aeropuerto de Madrid-Barajas en-tre 1973 y 1993 (gradiente medio de lavelocidad del viento en 10 años de 35,2m/s y gradiente medio de la velocidaddel viento en 50 años de 41,3 m/s). Lasdirecciones del viento más importantesen este modelo climático eran OSO yNNO.

5. DESCRIPCIÓN GENERAL DELA ESTRUCTURA

5.1. Torre

La Torre Caja Madrid es un edificiosingular en cuanto que ninguno de lospilares de la estructura de la torre llegahasta los cimientos (véanse las figuras 6

In addition to determining the designwind pressures for the tower, the windtunnel was also used to evaluate thewind speeds at the base of the buildings,to determine the effects on pedestrians;cladding design pressures; and thebuildings accelerations during a typicalwind event and a 10 year reoccurringwind event.

At the time the building design began,it was unknown whether or not all fourbuildings of the Cuatro Torres BusinessArea would be built simultaneously;and wind effects on Torre Caja Madridcould be significantly different if therewas only one building on the site or allfour buildings. Therefore, three config-urations of the surroundings were test-ed: one with the tower alone, anotherwith two towers: Torre Caja Madrid andTorre Espacio and the third with thefour towers and the Sports Arena. Theworst case loads and building accelera-tions for the three configurations wereused in the design.

For tall building design, the wind tun-nel study is important not only to deter-mine the structural loads, but also to de-termine the buildings accelerations. Ifthe accelerations are too large, users ofthe building may sense the buildings

Figura 6. Sección Este-Oeste.Figure 6. Section EW.

Figura7. Sección Norte-Sur.Figure 7. Section NS.

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movements during a wind event. For anoffice building, accelerations are gener-ally acceptable if they do not exceed 20milli-g’s (or 2% of the acceleration dueto gravity) [2]. The accelerations forTorre Caja Madrid were just slightly be-low 20 milli-g’s and therefore acceptable.

The predictions for loads and accel-erations were determined using a cli-mate model based on the 1973-1993 da-ta set for Barajas Airport in Madrid(once in 10 year mean gradient windspeed of 35.2 m/s and a once in 50 yearmean gradient wind speed of 41.3 m/s).The most important wind directions inthis climate model are between WSWand NNW.

5. GENERAL DESCRIPTION OFTHE STRUCTURE

5.1. Tower

Torre Caja Madrid is a unique build-ing in that none of the columns of thetower structure extend down to the foun-dations (See Figures 6 & 7). Allcolumns transfer to the cores before theplaza level, giving the reception / lobbya large open column free space. The

structure of this building consists of twoconcrete cores that are linked togetherat three locations over the height of thebuilding. The links between the coresare a pair of two-story trusses, whichnot only link the cores but also supportthe 11 to 12 floors above each truss.Essentially the building floors are divid-ed into three segments, where each seg-

y 7). Todos los pilares transmiten lascargas a los núcleos antes de llegar alnivel de la explanada, haciendo que elvestíbulo / recepción sea un gran espa-cio diáfano. La estructura de este edifi-cio consta de dos núcleos de hormigónunidos entre sí en tres puntos a lo largodel edificio. Estas uniones entre los nú-cleos constan de un par de cerchas queabarcan dos plantas y que, además deunir los núcleos, soportan las 11 o 12plantas situadas por encima de ellas.Fundamentalmente, las plantas del edi-ficio se dividen en tres bloques, cadauno de los cuales consta de 11 o 12plantas que se apoya en las cerchas queunen los dos núcleos. Todas las plantastécnicas del edificio se encuentran enlos niveles de dos plantas que confor-man estas cerchas.

La planta típica de oficinas mide 32m en dirección este-oeste y 42 m en di-rección norte-sur, y se encuentra situadaentre los dos núcleos, que distan 32 mel uno del otro. Los núcleos miden 23m en dirección norte-sur, de modo queel forjado tiene un vuelo hacia el nortey el sur de 9,5 m respecto a los núcleos.Este forjado se apoya en las cerchas delas plantas técnicas y una vigaVierendeel que hay en cada planta. Elforjado consta de vigas de ala ancha deacero, con una separación típica de 3mentre ejes, en las que se apoya una cha-pa colaborante de 150 mm de espesor.El conjunto del forjado es soportado porcuatro pilares interiores y cuatro exte-riores. Todos estos pilares transmiten las

Figura 8. Planta típica de forjado con indicación de la situación de pilares.Figure 8. Typical floor plan with columns noted.

Figura 9. Cercha Este-Oeste. Las flechas rojas indican la situación de las cerchas Norte-Sur.Figure 9. Truss East-West. Red arrows denote location of Nort-South trusses.

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cargas a los núcleos a través de las cua-tro cerchas que existen en cada una delas plantas técnicas (véase la figura 8).Las cerchas principales que unen losnúcleos en sentido este a oeste soportanlas cerchas secundarias, que se se dispo-nen en dirección de norte a sur. Losocho pilares se apoyan en las cerchassecundarias (véanse las figuras 9 y 10).Todas las cerchas están fabricadas conperfiles armados en chapa S460NL. Enlas uniones atornilladas de las cerchasse empleó tornillería ASTM490 de altaresistencia de 11/2 pulgadas de diáme-tro (véase la figura 11). También fuenecesario utilizar arandelas DTI (indi-cadores directos de tensión) para asegu-rar el control del apriete.

Los dos núcleos son los únicos ele-mentos verticales de la torre que lleganhasta los cimientos. Cada núcleo mide10 m en dirección este-oeste y 23 m endirección norte-sur, con muros de hor-migón cuya resistencia varía entre los55 MPa y los 40 MPa y cuyo grosoroscila entre 1,2 m y 0,30 m. En direc-ción norte-sur cada núcleo resiste suparte de las cargas del viento, mientrasque en la dirección este-oeste los núcle-os están unidos por las cerchas principa-les para resistir las cargas del viento decálculo (figura 12). En los cordones delas cerchas principales se desarrollangrandes fuerzas debido tanto a las car-gas de gravedad de las plantas como a

las cargas del viento. Las cerchas trans-miten las fuerzas verticales y horizonta-les a los muros de los núcleos, por loque se han embebido en cada uno éstosdos pilares de acero (véase la figura13). El pilar de acero embebido permi-te unir directamente las cerchas al nú-cleo. Las cerchas transmiten una grancarga vertical al pilar de acero embebi-

ment is an 11 to 12 story structure thatis supported on trusses that span be-tween the two cores. All mechanicalfloors for the building are located within the two-story truss levels.

The typical office floor of the buildingis 32 m in the east west direction by 42m in the north south direction, and is lo-cated between the two cores which are32 m apart. The cores are 23 m long inthe North South direction, so the floorplate cantilevers 9.5 m to the north andsouth of the cores. The cantileveredfloor plate is supported through thecombination of the cantilever trusses atthe mechanical levels, and a Vierendeelframe at each floor. The floor framingconsists of steel wide flange beams, typ-ically at 3 m on center, with a 150mmcomposite metal deck slab. The floorsare supported on four interior columnsand four exterior columns. All eightcolumns transfer to the cores throughthe four trusses at each mechanical lev-el (See Figure 8). The primary trussesspan East-West between the cores andsupport the secondary trusses that spannorth-south. The eight columns are sup-ported on the secondary trusses (SeeFigures 9 &10). All trusses consist ofbuilt-up steel plate members of S460Mmaterial. The truss connections arefield bolted with 1 1/2 inch diameterA490 high strength bolts (See Figure11). Proper bolt tensioning through the

Figura 10. Cerchas Norte-Sur.Figure 10. Truss Nort-South.

Figura 11. Montaje en taller de cercha principal para asegurar una fabricación adecuada(cortesía de SGS)

Figure 11. Shop assembly of primary truss to ensure proper fabrication (Courtesy of SGS).

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use of direct tension indicators was alsonecessary.

The two cores are the only vertical el-ements of the tower that extend to thefoundation. Each core is 10m in theeast-west direction by 23m in the North-South direction with concrete walls thatvary in strength from 55MPa to 40MPaand thickness from 1.2 m to 0.30 m. Inthe north south direction, each core re-sists its share of the wind load, while inthe east west direction the cores arelinked by the primary trusses to resistthe design winds loads (Figure 12).Large chord forces develop in the pri-mary trusses due to both the floor grav-ity loads and the wind loads. The truss-es induce both vertical and horizontalforces into the core walls; for this rea-son two steel columns are embeddedwith in each core (See Figure 13). Theembedded steel column allows for a di-rect connection of the trusses to thecore. Since the trusses induce a largevertical load to the embedded steel col-umn, shear studs welded to the flangeand web of the columns will transfer thevertical load from the steel column tothe concrete cores.

The horizontal forces from the trussesare a result of several conditions.Under gravity loads only, the trusseswill induce a moment at the cores. The

bottom chord and end diagonal of thetrusses will push the cores apart, whilethe top chords will pull the cores togeth-er. Under wind loads, the moments thetrusses induce in the core walls will re-verse depending on wind direction. Thebottom chord of the trusses is generallyin tension, due to the compressive thrustof the truss end diagonal (See Figures

do, que a su vez la transmite, a través deconectores soldados al ala y alma delmismo, al hormigón de los núcleos.

Las fuerzas horizontales procedentesde las cerchas son el resultado de distin-tos factores. Cuando están solicitadassólo por cargas gravitatorias, producenun momento en los núcleos. El cordóninferior y la diagonal en el extremo delas cerchas separan los núcleos, mien-tras que los cordones superiores losunen. En presencia de cargas del vien-to, los momentos que las cerchas trans-miten a los muros de los núcleos se in-vierten en función de la dirección delviento. El cordón inferior de las cerchasestá por lo general en tracción, debido alempuje de compresión de la diagonaldel extremo de la cercha (véanse las fi-guras 14a y 14b). Con el fin de conse-guir la redundancia frente a las fuerzasde tracción de los cordones inferiores dela cercha, se dispone un postensado anivel del cordón inferior con el fin deunir los núcleos. La combinación delempuje de las cerchas y del postensadoa nivel de los cordones inferiores mini-miza las cargas horizontales totales in-troducidas en el núcleo.

Las cargas horizontales procedentesde las cerchas son excéntricas respectoal centro de gravedad de los núcleos.Para que los muros de los núcleos secomporten como una unidad y resistanlas cargas horizontales de las cerchas, se

Figura 12. Las flechas verdes indican la posición de las cerchas principales y las flechas rojas la de las secundarias.

Figure 12. Green arrows denote location of primary trusses. Red arrows denote secondary trusses

Figura 13.Columnas embebidas con cartelas de montaje a las que se conectan las cerchasprincipales

Figure 13. Embedded columns with gusset plates to receive primary trusses.

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dispone una losa de 1,9 m actuando co-mo diafragma a nivel del cordón supe-rior e inferior de cada cercha (véase la

figura 15). Este diafragma está posten-sado en ambas direcciones para trans-mitir las cargas horizontales a todos los

14a & 14b). To provide redundancy forthe tension forces in the bottom chordsof the truss, post-tensioning is providedalong the bottom chord to pull the corestogether. The combination of the thrustfrom the trusses plus the post-tension-ing at the bottom chords will minimizethe total horizontal loads induced intothe core.

The horizontal loads from the trussesare eccentric to the centroid of the cores.To force the core walls to act as a unitand resist the horizontal truss loads, thecores are tied together with a 1.9 m di-aphragm slab at each top and bottomtruss chord (See Figure 15). The di-aphragm slab is post-tensioned in bothdirections to transfer the horizontalloads to all the core walls (See Figure15). The post-tensioning of the di-aphragm slabs is a sequenced procedurethat progresses as the floors above eachtruss level are constructed. To minimizethe magnitude of moment the trusses in-duce in the core under gravity loads, thebolts in the top chord connection of thetrusses to the core are not fully tighteneduntil all the dead load has been appliedto the truss (See Figure 16).

Creep and shrinkage of the concretecores has been accounted for by allow-ing for vertical movement of two struc-tural components. The Vierendeel frameat the perimeter of every office floor hascolumns that are located adjacent to thecore wall. These columns have been de-tailed to allow for vertical movement atthe mid-height between each floor,

Figura 14a. Conexión del cordón inferior de la cercha principalFigure 14a. Primary truss bottom chord connection.

Figura 14b. Detalle de la conexión del cordón inferior.Figure 14b. Bottom chord connection detail.

Figura 15. Planta del postesado de la placa-diafragma del núcleo al nivel de los cordones.Figure 15. Plan of Post-Tensioning in core slab at truss chord levels.

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while still resisting the shear forcesfrom the frame (See Figure 18 &19).The other location where connectionsare detailed for movement is at the me-chanical levels 2 and 3. The segment offraming between the edge of the me-chanical framing and the exteriorVierendeel frame connects two separate11 or 12 story segments of the towerfloors. Creep of the concrete core willcause the floors segments supported atdifferent truss levels to move differentmagnitudes, so the connection betweeneach is detailed to allow for the move-ment.

5.1.1. Robustness and Redundancy

Since the tower was designed afterSeptember 11 2001, robustness and re-dundancy were included in the design.Each of the 11 or 12 story segments ofthe building is independent of the other.The four interior columns are detailedsuch that the vertical movement of onesegment does not load the other.However, to provide a safe level of re-dundancy in the event that a truss chordor diagonal at one level is destroyed, theother trusses can prevent a completebuilding failure. The trusses and interi-or columns are designed to resist serv-ice level loads of two 11 or 12 story seg-ments of the building. If the first leveltrusses were gone, the first segmentcolumns are designed to hang (columns

Figura 16. Conexión del cordón superior de la cercha.Figure 16. Truss top chord connection.

Figura 17. Modelo del programa SAP de las columnas adyacentes al núcleo.Figure 17. Sap model of columns adjacent to cores.

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muros de los núcleos (véase la figura15). El postensado de los diafragmas esun procedimiento progresivo que avan-za a medida que se construyen las plan-tas por encima de cada cercha. Para mi-nimizar la magnitud del momento quelas cerchas introducen en los núcleospor las cargas de gravedad, la tornilleríade la unión del cordón superior de lascerchas con el núcleo no se aprieta com-pletamente hasta que la cercha entra to-talmente en carga (Véase la figura 16).

Para compensar la fluencia y la retrac-ción de los núcleos de hormigón, se per-mite el desplazamiento vertical relativoentre dos elementos estructurales. La es-tructura Vierendeel que hay en el períme-tro de cada planta de oficinas cuenta conpilares situados junto al muro del núcleo.El diseño de detalle de estos pilares per-mite el desplazamiento vertical a mediaaltura entre cada planta, pero resiste lasfuerzas de cortante procedentes de la es-

in tension) from the second level trussso the second truss would have one seg-ment in compression and one in tension.If the second level truss were gone, thefirst level columns and trusses can sup-port the 12 floors of the second segmentor they could hang from truss 3 so truss3 would have a segment in compressionand one in tension. If truss 3 fails, trusstwo can support 2 segments in compres-sion. (See Figures 20 & 21)

Although each truss system is de-signed to prevent total collapse in thewake of an individual truss failure, thelarge structural deflections associatedwith such an event would render the of-fice floors non-functional.

5.2. Garage:

The garage and plaza level structureis all reinforced concrete and expands18 m below grade. It consists of a Plazalevel and five levels used for parking.The floor framing below grade is waffleslab construction with a typical depth of0.45 m and a rib spacing of 0.84 m oncenter in each direction. The waffleslab is supported on columns, perimeterwalls and the tower core walls. The

Figura 18. Las cargas gravitatorias del entramado de forjado en voladizo son soportadasmediante una unión a los muros del núcleo simplemente resistente a cortante.

La coacción al momento flector la proporcionan el pilar de acero adyacente al muro del núcleo.

Figure 18. Gravity loads from the cantilevered floor framing are supported by a simple shearconnection to the core walls. Moment restraint is provided by the steel column

adjacent to the core wall.

tructura (véanse las figuras 18 y 19). Elotro punto en que el detalle de las unio-nes permite el desplazamiento se en-cuentra en las plantas técnicas 2 y 3. Eltramo de estructura situado entre el bor-de de la estructura técnica y la estructuraVierendeel exterior une dos bloques in-dependientes de 11 o 12 plantas de la to-rre. La fluencia del núcleo de hormigónprovoca que los bloques de plantas sopor-tados por los distintos niveles de cerchasse desplacen diferencialmente, por lo queel detalle de la unión entre ellos permiteese desplazamiento.

5.1.1. Robustez y redundancia

Al haber sido proyectada la torre conposterioridad al 11 de septiembre de2001, el proyecto incorpora los criteriosde solidez y redundancia. Cada uno delos bloques de 11 o 12 plantas del edifi-cio es independiente de los otros. Los

Figura 19. Columna adyacente al núcleo.Figure 19. Column adjacent to the core.

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cuatro pilares interiores están diseñadosde forma que el desplazamiento verticalde un bloque no cargue los otros. Sinembargo, para conseguir un nivel segu-ro de redundancia, en el caso de que sedestruyera un cordón o una diagonal deun nivel, las demás cerchas pueden im-pedir que se derrumbe todo el edificio.Las cerchas y los pilares interiores estáncalculados para resistir la carga de dosde los bloques de 11 o 12 plantas deledificio. Si desaparecieran las cerchasdel primer nivel, los pilares del primerbloque están proyectados para quedarsuspendidos (pilares en tracción) de lascerchas del segundo nivel, de modo quela segunda cercha tendría un bloque encompresión y otro en tracción. Si des-aparecieran las cerchas del segundo ni-vel, los pilares y cerchas del primer ni-vel pueden soportar las 12 plantas delsegundo bloque, o bien éstas podríanquedar suspendidas de la tercera cercha,de modo que la tercera cercha tendríaun bloque en compresión y otro en trac-ción. Si fallara la tercera cercha, la se-gunda puede soportar 2 bloques encompresión (Véanse las figuras 20 y21).

Aunque cada sistema de cerchas estácalculado para evitar el derrumbe totaltras la rotura de una de ellas, debido alas enormes deformaciones estructura-les ocasionadas en ese caso las plantasde oficinas quedarían inhabilitadas.

5.2. Aparcamiento

La estructura del nivel del aparca-miento y la explanada, que es entera-mente de hormigón armado, llega has-ta 18 m bajo rasante. Consta de unaexplanada y cinco plantas empleadascomo aparcamiento. Los forjados bajorasante conforman una estructura reti-cular de bovedillas con un canto típicode 0,45 m y una distancia entre ejes delos nervios de 0,84 m en cada direc-ción. Estos forjados se apoyan en pila-res, en los muros perimetrales y en losmuros de los núcleos de la torre. Losforjados sobre rasante constan de vigascontinuas de 2 × 0,65 m en direcciónnorte-sur que soportan una losa de 0,3m. Los forjados de la explanada y bajorasante se han calculado para resistirlas cargas gravitatorias y para transmi-tir las cargas laterales desde los murosde los núcleos hasta los perimetrales olos muros pantalla del sótano.

Figura 20. Solidez (¿rigidez?) de las cerchas principales.Figure 20. Robustness of primary trusses.

Figura 21. Solidez (¿rigidez?) de las cerchas secundarias y el entramado Vierendeel Figure 21. Robustness of secondary trusses and Vierendeel frame.

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6. MATERIALES

Los núcleos de la torre se componenprincipalmente de hormigón armado deentre 40 y 55 MPa. Puesto que los nú-cleos soportan las cargas gravitatorias detodo el edificio, el hormigón es el mate-rial adecuado debido a su buen compor-tamiento en compresión. Los núcleosestán armados por lo general con arma-dura pasiva; sin embargo, se usa el pos-tensado a nivel de los cordones de lascerchas a fin de atar todos los elementosde los muros de los núcleos.

El hormigón del edificio es en gene-ral hormigón de densidad normal de en-tre 30 y 55 MPa, aunque en los forjadosde chapa colaborante se utilizó hormi-gón ligero (18 kN/m3). El hormigón li-gero reduce la carga permanente totalsobre la chapa, lo que a su vez reduce lacantidad de acero que se necesita en elforjado.

El acero estructural empleado en eledificio es en general de tipo S355K2G3/G4; en el Apéndice A se ofreceuna relación completa de los tipos deacero especificados en el proyecto. Porlo general no fue necesario utilizar ace-ro de mayor resistencia, aunque sí seutilizó en los cordones superiores e in-feriores de las cerchas principales. Lascerchas pueden resistir las cargas gravi-tatorias generadas por las plantas de ofi-cinas y, de hecho, los elementos se di-mensionaron inicialmente para soportardichas cargas. Sin embargo, resultó másimportante que lo inicialmente previstoel papel de las cerchas como nexo deunión entre los núcleos para resistir lascargas laterales, por lo que, para lograrla rigidez adecuada, se tuvieron que au-mentar la dimensiones de los cordonesy de la primera diagonal de cada cercha.Una vez aumentadas las dimensiones delos cordones para lograr la rigidez nece-saria, se vio que al sustituir el tipo deacero inicial por otro de mayor resisten-cia (460 MPa) se conseguiría un nivelde robustez excepcional en las cerchasprincipales.

6.1. Resistencia al fuego

Las resistencias al fuego exigidas porlos códigos [6] y [7] son:

– Torre: 180 minutos

– Aparcamiento: 120 minutos

– Aparcamiento y explanada: 120minutos

– Muros de los núcleos y armazóndentro de dichos muros (B5-expla-nada): 180 minutos

7. ELEMENTOSESTRUCTURALES Y MÉTODOS

DE ANÁLISIS

7.1. Cerchas

Para analizar y calcular las cerchas seemplearon dos programas de elementosfinitos. En el estudio global del edificiose empleó el software ETABS para de-terminar la respuesta general del mismoa las cargas gravitatorias y laterales (vé-ase la figura 22). Este modelo se utili-zó para determinar las fuerzas de cálcu-lo para las cerchas en los distintos casosde cargas del viento y la carga axial quesoportarían las cerchas en los distintoscasos de cargas gravitatorias. Para de-terminar los momentos flectores de loselementos de las cerchas, se utilizó otromodelo que permitía un análisis más de-tallado de estas estructuras en una de lasplantas técnicas, así como de los ele-mentos de los forjados de dicha planta,de la entreplanta correspondiente y delas plantas típicas de oficinas situadasencima de ellas. Este estudio pormeno-rizado se realizó con el softwareSAP2000. No sólo se determinaron losmomentos flectores, sino que se con-trastaron las fuerzas axiles de los ele-mentos con las fuerzas axiles determi-nadas en el estudio global del edificio.

Otro elemento de las cerchas que de-be tenerse en cuenta es la unión de loscordones superiores a los muros de losnúcleos. El dimensionado de los cordo-nes de las cerchas viene condicionadopor las necesidades de rigidez, por loque la capacidad de éstos es mayor quela que resultaría necesaria para resistirlas cargas que deben soportar. La unióndel cordón superior al núcleo no se cal-culó para agotar toda la capacidad delcordón, sino de modo que la traccióngenerada en el núcleo por el cordón su-perior superase la fuerza de cálculo delcordón sin superar en ningún caso la re-sistencia a cortante o del postensado delas losas y los muros de los núcleos. Alutilizar este tipo de unión se garantizaque, en caso de producirse un fallo gra-ve, las cerchas no sobrecargarán los mu-ros de núcleo (véase la figura 23).

floor framing above grade consists of 2× 0.65 m continuous beams in the north–south direction with a 0.3 m slab span-ning between beams. The plaza and be-low grade floor framing is designed toresist gravity loads and to transfer lat-eral loads from the tower core walls tothe perimeter basement / slurry walls.

6. MATERIALS

The tower cores consist primarily ofreinforced concrete ranging from 40 to55 MPa. Since the cores carry all of thegravity loads for the entire building,concrete is the appropriate choice ofmaterial because it works very well incompression. The cores are reinforcedtypically with mild steel reinforcement;however, post-tensioning is used at thetruss chord levels to tie all the wall ele-ments of the cores together.

All concrete in the building is typical-ly normal weight concrete ranging from30 to 55 MPa, however, light weightconcrete (18 kN/m3) is used for the com-posite metal deck slabs. The lightweight concrete reduces the total deadload on the steel floor framing which inturn reduces the steel required for thefloor framing.

The steel framing used for the buildingwas typically S355 K2G3/G4; a full list-ing of the steel included in the project isshown in appendix A. Higher strengthsteel was not typically required; however,it was utilized with in the top and bottomchords of the primary trusses. The truss-es had sufficient strength to resist thegravity loads imposed by the office floors,and the members were originally sizedfor these loads. However, the trussesproved to be more important as a link be-tween the cores to resist lateral loads;and in order to provide an appropriatestiffness, the chords and the first diagonalof each truss needed to be increased insize. Once the chords were increase inarea to provide the needed stiffness, itwas decided that by switching to higheryield strength steel, 460 MPa, we couldprovide a unique level of robustness forthe primary trusses.

6.1. Fire resistance

The fire resistances required by codes[6] and [7] are:

– Tower: 180 minutes

– Parking garage: 120 minutes

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– Parking garage & Plaza: 120 min-utes

– Core Walls & Framing inside corewalls (B5 to Plaza): 180 minutes

7. STRUCTURAL ELEMENTS ANDANALYSIS METHODS

7.1. Trusses

The trusses were analyzed and de-signed using two finite element pro-grams. The full building analysis usedthe ETABS software to determine the

global building response to gravity andlateral loads (See Figure 22); thisanalysis model was used to determinetruss design forces for the wind loadcases and the truss axial load due to thegravity loads cases. A second more de-tailed analysis model of the trusses atone mechanical level, which includedthe floor framing members of both themechanical and mezzanine floors andthe typical office floors above, was usedto determine the design bending mo-ments in the truss members. The de-tailed analysis was completed with the

7.2. Losas de núcleo típicas y postesado de las losas de núcleo

Todas las losas típicas de los núcleosse calcularon con el software de ele-mentos finitos SAFE. Se aplicaron lassiguientes cargas: el peso propio de laestructura, la carga muerta de los acaba-dos y tabiquería de las plantas y las so-brecargas de uso exigidas por la norma-tiva. En las plantas típicas, las losas delos núcleos no se veían afectadas por lascargas transmitidas a través de las cer-chas principales.

Para las losas de los núcleos de 1,9 m,el estudio de las cargas gravitatorias y elcálculo también se realizaron con elsoftware SAFE. No obstante, dado quelas cerchas están unidas al núcleo en es-tos niveles, se transmiten a las losas delos núcleos grandes fuerzas de cortanteprocedentes de las fuerzas axiles de loscordones de las cerchas. Las fuerzas delas cerchas se determinaron con el mo-delo ETABS para el conjunto del edifi-cio, mientras que las fuerzas de cortanteen las losas se calcularon a mano. Ladistribución de los tendones de postesa-do se ha calculado de modo que la trac-ción axial o la compresión de los cordo-nes de las cerchas se distribuyera portoda la sección del muro de los núcleos.

Finalmente, las losas de las plantas tí-picas de los núcleos se realizaron en hor-migón HA-30 de densidad normal. Eranecesario disponer armadura de flexiónen ambas direcciones tanto en la partesuperior como en la inferior de la losa.El detalle de unión entre la losa y el nú-cleo permite el empotramiento total delmomento. Para las losas de 1,9 m se uti-liza hormigón HA-55 de densidad nor-mal para lograr la resistencia a cortantenecesaria. El detalle de estas losas prevévarias capas de armadura de cortante ho-rizontal en cada dirección, además de laarmadura de flexión y la del postesado.

7.3. Estructura perimetral

El estudio de la estructura perimetralse ha realizado con el software de cálcu-lo SAP2000. El modelo se construyó apartir de uno de los tres bloques de latorre, ya que cada uno es independientede los otros en lo que respecta a la es-tructura perimetral (véase la figura 17).Las distintas combinaciones de cargasempleadas en el modelo incluían: el pe-so propio de la estructura, las cargas

Figura 22. Modelo de análisis del edificio completo mediante ETABS.Figure 22. ETABS full building analysis model.

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muertas del suelo técnico, la tabiqueríade las oficinas, el peso del techo y de lasinstalaciones mecánicas, así como delrevestimiento exterior. Puesto que elcálculo de la estructura perimetral vienedeterminado por las flechas, se han apli-cado las sobrecargas de uso en distintasconfiguraciones de plantas para deter-minar cuál de los casos analizados afec-taría más al sistema de muro acristala-do. Se han aplicado sobrecargas de usoa todas las plantas de forma simultánea,a plantas alternas, a una sola planta amedia altura y a la planta inferior de ca-da bloque del edificio. Para el muroacristalado, la flecha crítica se producíacuando una planta estaba completamen-te cargada, no habiendo sobrecarga al-guna en las plantas situadas por encimay por debajo de ella.

Las vigas y los pilares de la estructu-ra perimetral constan de perfiles de ace-ro de ala ancha. Las vigas perimetralestienen todas las mismas dimensiones,excepto las del nivel inferior, que sopor-tan cargas ligeramente superiores.Todos los pilares perimetrales situadosjunto a los núcleos son de la misma sec-ción, y los dos pilares exteriores por loslados norte y sur tienen las mismas di-mensiones, excepto en las dos plantasinferiores. La uniformidad dimensionalde estos elementos se debe a que la rigi-dez es el factor determinante en el cál-

culo de la estructura de este edificio.Todos los elementos de la estructura ex-terior son de acero S355 K2G3/G4.

7.4. Sistema de forjado

El sistema estructural para todas lasplantas sobre rasante consta de vigas deacero de ala ancha que soportan unachapa colaborante. En todo el forjado elacero es de calidad S355 K2G3/G4(equivalente aproximadamente alASTM A992). Los forjados de las plan-tas de oficinas constan de una chapa de75 mm más una capa de 75 mm dehormigón ligero. Los forjados de lasplantas de oficinas 1, 12 y 24, que co-rresponden a los cordones superiores delas cerchas principales, se componen deuna chapa de 0,075 m más una capa de0,150 m de hormigón de densidad nor-mal (HA-30) con el fin de minimizar latransmisión de ruidos desde las salas demáquinas.

El forjado se apoya en cuatro pilaresinteriores y otros cuatro exteriores, se-gún se aprecia en la figura 24. Las já-cenas que se apoyan en los pilares en di-rección este-oeste no sólo soportan elforjado, sino que atan los núcleos portracción, junto a los dos elementos dia-gonales que salvan el vano entre cadapilar y los núcleos. Esta solución junto

SAP2000 software; not only were thebending moments determined, the axialforces in the members were checkedagainst the axial forces determined inthe full building analysis.

Another design element of the trussesinvolves the connection of the topchords to the core walls. The size of thetruss chords are controlled by stiffnessand therefore have excess strength ca-pacity for the loads that are imposed.The connection of the top chord to thecore was not designed for the full ca-pacity of the chord member. The con-nection was designed such that the ten-sion imposed by the top chord on thecore will exceed the chord design force,without ever exceeding the post-ten-sioning capacity or the shear capacityof the core slab and walls. The use ofthis fuse connection assures that if anextreme failure event were to occur, thetrusses will not overstress the core walls(See Figure 23).

7.2. Typical Core Slabs & Core SlabPost Tensioning

All of the typical floor core slabs weredesigned using the finite element soft-ware SAFE. The loads applied were thestructures self weight, the dead loadfrom floor finishes and partitions, and

Figura 23. Cercha de transferencia del primer nivelpróxima a su finalización.Figure 23. First transfer truss level nears completion.

Figura 24. Grandes vistas abiertas desde elinterior de una planta de oficinas típica.

Figure 24. Large open views from within typical office floor.

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the code specified live loads. At the typ-ical floors the slabs in core were not af-fected by the loads induced through theprimary trusses.

For the 1.9 m core slabs, the gravityload analysis and design was also com-pleted using the software SAFE.However, since the trusses are connectedto the core at these elevations, there arelarge shear forces induced into the coreslabs from the axial chord forces of thetrusses. The truss forces were determinedfrom the full building model in ETABS,and the shear forces in the slabs were cal-culated by hand. The arrangement of post-tensioning tendons was designed suchthat the axial tension or compression ofthe truss chords was distributed through-out the entire core wall cross section.

The final design of the typical floorcore slabs consisted HA-30 normalweight concrete. Flexural reinforce-ment is required in each direction at thetop and bottom of the slab. The detail ofthe slab to core connection provides fullmoment fixity. For the 1.9 m slabs HA-55 normal weight concrete is used toprovide the required shear strength.These slabs are detailed with multiplelayers of horizontal shear reinforcementin each direction, in addition to the flex-ural reinforcement and post-tensioning.

7.3. Perimeter Frame

The analysis of the perimeter framewas completed with the design softwareSAP2000. The model consisted of one ofthe three portions of the tower since eachsection is independent of the other withrespect to the perimeter frames (SeeFigure 17). The load combinations ap-plied to the model consisted of the struc-tures self weight, dead loads of the raisedfloor, office partitions, ceiling and me-chanical, and the exterior cladding.Since deflections control the design of theperimeter frame, the live loads where ap-plied in various combinations of floors todetermine which case would influence thewindow wall system the greatest. Liveloads were applied on all floors simulta-neously, on alternating floors, on a singlemid-height floor and on the lowest floorlevel of each building section. The criticalframe deflection case for the window walldesign was when one floor was fullyloaded and the floors above and belowhad no live loads.

The perimeter frame beam andcolumns as designed consists of the

steel wide flanges. The perimeter beamsare all the same size, except for the bot-tom level which has slight higher loads.The perimeter columns adjacent to thecore are all the same sections, and thetwo exterior columns on the north andsouth sides are the same size except forthe lowest two floors. The uniformity inmember size is due to the fact that theframe design is controlled by stiffness.All exterior frame members shall befabricated form S 355 K2G3/G4 steel.

7.4. Floor Framing System

The structural system for all floorsabove grade consists of steel wideflange beams supporting a compositemetal deck slab. All steel floor framingis S355 K2G3/G4 steel (approximatelyequivalent to ASTM A992). The officefloor slabs have 75mm deck plus 75mmof light weight concrete. The officefloor slabs at levels 1, 12 and 24, whichcorrespond to the top chords of the pri-mary trusses, are 0.075 m deck plus0.150 m of normal weight concrete(HA-30); the thicker slab was providedto minimize sound transmission fromthe mechanical rooms.

The floor framing is supported onfour interior and four exterior columnsas shown in Figure 24. The girders thatspan east west between the columns notonly support the floor framing, they al-so provide a tension tie between thecores, along with the two diagonalmembers that span from each column tothe cores. The tension tie provides apositive connection within the floor di-aphragm between the two cores. Sincethe east-west lateral loads induce bend-ing in the cores and the primary trusses,the bending forces ultimately induce ax-ial forces in the floor diaphragms forseveral floors above and below the pri-mary trusses, the tension tie provides aload path for these forces.

The steel floor framing for all floorswas designed using the software RamSteel. The beams were designed to actcompositely with the concrete slab, soshear studs are required on all steel floorframing. Most of the beams will requirecambering to compensate for the deflec-tions that will occur under the wet weightof concrete during construction.

Each floor slab typically has wiremesh reinforcement. In addition to thisreinforcement, continuous reinforcingbars span across the floor plate at two

al diafragma asegura una unión positivaentre los dos núcleos. Puesto que lascargas laterales este-oeste provocan laflexión de los núcleos y de las cerchasprincipales, los esfuerzos de flexión fi-nalmente se traducen en fuerzas axilesen los diafragmas de varias plantas si-tuadas por encima y por debajo de lascerchas principales. El atado por trac-ción proporciona un camino para latransmisión de estas fuerzas.

El acero de los forjados de todas lasplantas se calculó con el software RamSteel. Las vigas se calcularon para ac-tuar en colaboración con la losa de hor-migón, por lo que son necesarios conec-tores de cortante en todos estosforjados. Resultó necesario proyectar lamayoría de las vigas con contraflechapara compensar las flechas producidaspor el peso del hormigón fresco durantela obra.

Los forjados de las plantas llevan ar-madura de mallazo metálico. Ademásde esta armadura, hay barras continuasa lo largo de todo el forjado entre losnúcleos, en dos sitios distintos. Esta ar-madura actúa como un tirante a trac-ción, o camino de canalización de car-gas, manteniendo unidos los dosnúcleos. En presencia de varias combi-naciones de cargas, las fuerzas que sedesarrollan en las cerchas principalestienden a separar los dos núcleos. A pe-sar de que los núcleos están unidos porel cordón inferior de la cercha mediantepostesado, la carga es de magnitud sufi-ciente como para generar tracciones enlas losas de las plantas situadas por en-cima y por debajo de los niveles de lascerchas. La armadura continua de laslosas proporciona la resistencia necesa-ria para resistir dichas fuerzas.

7.5. Viga “pared”

En la parte superior del edificio sedisponen dos vigas “pared” entre losnúcleos; estas vigas soportan tanto laplanta y la entreplanta técnicas superio-res como la cubierta. La parte superiorde la viga “pared” se enrasa con la par-te superior de acero de la cubierta,mientras que su parte inferior coincidecon la parte inferior de acero de la en-treplanta técnica. Las vigas “pared” nopueden sobrepasar el nivel de la entre-planta porque el revestimiento metálicose curva hacia el centro del forjado a esenivel (Véase la figura 25).

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En la parte superior del edificio se dis-ponen vigas “pared” en vez de un siste-ma de cerchas por el reducido canto pre-visto para la estructura y porque sedecidió que la mejor solución para unirlos núcleos en la parte superior del edifi-cio era mediante un elemento horizontalsimplemente apoyado. Un elemento deeste tipo elimina los momentos transmi-tidos a los núcleos, eliminando la necesi-dad del sistema de postesado para trans-mitir dichos momentos a todos los murosde éstos. Además, puesto que los tresconjuntos de cerchas principales de lasplantas inferiores imprimen al edificioresistencia y rigidez suficientes, no re-sultaba necesario poner en la parte supe-rior del edificio una cercha biempotrada.

La dimensión norte-sur del forjado dela planta técnica es menor que la distan-cia entre las dos vigas “pared” de la en-treplanta. Esto se debe a la curvatura delrevestimiento. La planta técnica quedasuspendida por tanto de la entreplantatécnica mediante seis péndolas de alaancha retranqueadas desde el borde delas vigas “pared”. Las péndolas están rí-gidamente unidas a las vigas de apoyoen el nivel de la entreplanta medianteempotramientos y las vigas de apoyo a

su vez están empotradas en los elemen-tos rigidizadores de la viga “pared”.Estas uniones de empotramiento totalde los distintos elementos proporcionanrigidez lateral al sistema de vigas “pa-red”.

Las vigas “pared” se calcularon a ma-no según los procedimientos estableci-dos en la LRFD de la AISC [5] para unaviga “pared” en la que se desarrolla uncampo de tracciones. Este procedimien-to de cálculo permitió minimizar el es-pesor del alma al máximo, para lo quetambién se dispusieron rigidizadores acanto completo con una separación en-tre ejes de 3 m. Las cargas que solici-tan a la viga “pared” se calcularon conel software RAM de análisis y cálculode forjados, contrastando los resultadosposteriormente con cálculos manuales.

El software SAP2000 se utilizó paraanalizar y calcular las estructuras bidi-mensionales situadas a lo largo de la lí-nea de péndolas de la planta técnica.Estas estructuras constan de las péndo-las, las vigas de apoyo de la entreplanta,el elemento rigidizador de la viga “pa-red” y, a nivel de cubierta, las vigas conuniones de empotramiento perfecto.

locations between the cores. This rein-forcement acts as a positive tie, or loadpath, to hold the two cores together.Forces that develop in the primarytrusses tend to push the two cores apartunder various load combinations. Eventhough the cores are tied together at thetruss bottom chord with post-tension-ing, the magnitude of the load is greatenough to cause tensions in the floorslabs above and below the truss levels.The continuous reinforcement in theslabs provides the necessary strength toresist these forces.

7.5. Plate girder

At the top of the building, two plategirders span between the cores and sup-port the upper mechanical and mechan-ical mezzanine floors and the roof. Thetop of the plate girder equals the top ofsteel of the roof and the bottom of theplate girder equals the bottom of steel ofthe mechanical mezzanine level. Theplate girders can not extend below themezzanine level because the profile ofthe metal cladding curves in towards thecenter of the floor plate at the mezza-nine level. (See Figure 25)

Figura 25. Elevación del entramado de vigas pared y arco de coronación a su posición final.Figure 25. Plate girder and arch level framing lifted into final position.

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The plate girders are used at the topof the building instead of a truss systembecause of the shallow depth allowedfor the structure and the decision that asimple span member was the best solu-tion to span between the cores at the topof the building. A simple span membereliminates the moments induced into thecores, and therefore eliminates the needfor the post-tensioning system to trans-fer moments into all the core walls.Also, since the building has sufficientstrength and stiffness with the three low-er sets of primary trusses, it is not nec-essary to provide a fix ended truss at thetop of the building.

The north-south dimension of the me-chanical floor plate is narrower thanthe distance between the plate girders atthe mezzanine level, which is due to thecurvature of the cladding. The mechan-ical floor is therefore hung from the me-chanical mezzanine level by six wideflange hangers which are inset from theline of the plate girders. These hangersare moment connected to the supportbeams at the mezzanine level, and thesupport beams are moment connectedto a stiffened element within the plategirder. The moment connection of thesemembers gives the plate girder systemlateral stiffness.

The plate girders were designed byhand following the AISC-LRFD [5] pro-cedures for a plate girder with tensionfield action; this design procedure al-lowed for the thinnest possible web, withfull depth web stiffeners located at 3m oncenter. The loads on the plate girderwere calculated using the RAM floorframing analysis and design softwareand then checked by hand calculations.

The SAP2000 analysis software wasused to analyze and design the two di-mensional frames located along the lineof the hangers for the mechanical floor.These frames consist of the hangers, thesupport beams at the mezzanine level,the stiffening column section with in theplate girder and the moment connectedbeams at the roof level. All of the con-nections of these members have beendesigned as full moment connections,providing lateral stiffness to the twoplate girders

The girder material is EN 10113/S460M steel, the higher yield strength isrequired to minimize the total weight ofthe section, and the high materialtoughness along with good fabricationpractices will minimize any lamellar

tearing problems at the moment connec-tions. The vertical joint in the placegirder are spliced together with platesand bolts along the web and field weld-ed at the flanges.

8. DEFORMATIONS

Due to lateral loads, in the North-South direction, the maximum drift at thetop of the building is 0.3 m (H/800); inthe East-West direction the maximumdrift at the top of building is 0.19 m(H/1300). A widely acceptable drift crite-rion for a building is H/500 [1]. Thebuilding accelerations vary dependingupon what configuration of the otherthree buildings exists, and the level ofdamping that exists in the tower. For abuilding with a reinforced concrete core,the damping will range from 1.5% to2.0%. When checking accelerations, the1.5% damping will give the more criticalvalues. For the final design of the wallsand trusses, assuming 1.5% damping, thebuilding accelerations will be less thanthe 20-25mg maximum criteria [2].

9. ACKNOWLEDGMENTS

A building as iconic as this would notbe possible without the collaboration ofmany teams of people.

Repsol YPF provided the leadershipfor the whole project team and support-ed the efforts of Foster and Partners asthey developed their vision for thebuilding.

The authors would like to expresstheir gratitude to the teams at Fosterand Partners and GMS for their contin-uous collaboration during the design ofthe structure and Arquing, UTEFCC/Dragados and Gerens during theconstruction phase of the project.Without the help of the talented individ-uals at each of these companies, and themany others noted below, this projectcould not have been a success.

REFERENCES

[1] White, R.N., Salmon C.G.,“Building Structural Design Hand-book”, Ed. John Wiley & Sons, ISBN0471081507, 1987.

[2] Isyumov N., “Motion perception,tolerance and mitigation” Proceedingsof the 5th world Congress of the Councilon Tall Buildings and Urban Habitat,

Todas las uniones de estos elementos seproyectaron como empotramientos per-fectos para así lograr la rigidez lateralde las dos vigas “pared”.

Las vigas “pared” son de acero EN10113/ S460M; el mayor límite elásticode este material es necesario para mini-mizar el peso total de esta estructura.Por otra parte, la elevada tenacidad delmaterial unida a las buenas prácticas defabricación minimizan los problemas dedesgarro laminar en las uniones empo-tradas. Las juntas verticales de las vigas“pared” están materializadas medianteplacas atornilladas a lo largo del alma ysoldadas in situ a las alas.

8. DEFORMACIONES

El desplazamiento horizontal máxi-mo en la parte superior del edificio de-bido a las cargas laterales es de 0,3 m(H/800) en dirección norte-sur y de0,19 m (H/1300) en dirección este-oeste. Generalmente, para un edificiose considera aceptable un desplaza-miento de H/500 [1]. Las aceleracio-nes del edificio varían según la confi-guración de los otros tres edificios y elnivel de amortiguamiento que exista enla torre. Para un edificio con núcleo dehormigón armado, el amortiguamientooscila entre el 1,5% y el 2,0%. Al com-probar las aceleraciones, el amortigua-miento del 1,5% ofrece los valores máscríticos. En el cálculo final de los mu-ros y cerchas, suponiendo un amorti-guamiento del 1,5%, se comprueba quelas aceleraciones del edificio son infe-riores al máximo aceptable de 20-25mg [2].

9. AGRADECIMIENTOS

No sería posible realizar un edificiotan singular como éste sin la colabora-ción de muchos equipos de personas.

Repsol YPF ha proporcionado el lide-razgo para todo el equipo del proyecto yapoyado los esfuerzos de Foster andPartners mientras desarrollaban su dise-ño conceptual para el edificio.

Los autores desean agradecer a losequipos de Foster and Partners y deGMS su continua colaboración durantela fase de cálculo de la estructura, y aArquing, la UTE FCC-Dragados y a

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Gerens la suya durante la de ejecucióndel proyecto. Sin la ayuda de los profe-sionales altamente cualificados de ca-da una de estas empresas, y de otrasmuchas indicadas más abajo, este pro-yecto no se podría haber llevado a buenfin.

REFERENCIAS

[1] White, R.N., Salmon C.G.,“Building Structural Design Hand-book”, Ed. John Wiley & Sons, ISBN0471081507, 1987.

[2] Isyumov N., “Motion perception,tolerance and mitigation” Proceedingsof the 5th world Congress of the Councilon Tall Buildings and Urban Habitat,Amsterdam (The Netherlands) May 14-19, 1995.

[3] Ministerio de Fomento AE-88Acciones en la Edificación. Madrid.

[4] Ministerio de Fomento: Norma deConstrucción Sismorresistente: Partegeneral y Edificación NCSE-94

[5] American Institute of SteelConstruction (AISC). Load andResistance Factor Design Specificationfor Structural Steel Buildings, Chicago,Illinois, 2001.

[6] NBE-CPI/96. Condiciones deProtección contra Incendios en losEdificios

[7] Reglamento de Prevención deIncendios de la Comunidad de Madrid.Madrid. 1999.

[8] UNE-ENV 1991 Eurocódigo 1:Bases de Proyecto y acciones en estruc-turas.

Amsterdam (The Netherlands) May 14-19, 1995.

[3] Ministerio de Fomento AE-88Acciones en la Edificación. Madrid.

[4] Ministerio de Fomento: Norma deConstrucción Sismorresistente: Partegeneral y Edificación NCSE-94

[5] American Institute of SteelConstruction (AISC). Load andResistance Factor Design Specificationfor Structural Steel Buildings, Chicago,Illinois, 2001.

[6] NBE-CPI/96. Condiciones deProtección contra Incendios en losEdificios

[7] Reglamento de Prevención deIncendios de la Comunidad de Madrid.Madrid. 1999.

[8] UNE-ENV 1991 Eurocódigo 1:Bases de Proyecto y acciones en estruc-turas.

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APÉNDICE A / APPENDIX A

CUADRO DE MATERIALES DE ACERO ESTRUCTURAL / (STRUCTURAL STEEL MATERIALS SCHEDULE)

PERFIL /MATERIAL(SECTION/MATERIAL)

GRADO DEL ACERO Y LÍMITE ELÁSTICO(STEEL GRADE AND YIELD STRENGTH)

PERFILES ALAS ANCHAS, W(WIDE FLANGES WT´S)

S 355 K2G3/G4(EQUIVALENT: ASTM A992, Fy= 50 ksi)

OTROS PERFILES LAMINADOS(OTHER ROLLER SHAPED)

S 275 J2G3(EQUIVALENT: ASTM A36, Fy = 36 ksi)

VIGAS ARMADAS + CARTELAS Y PLACAS DE EMPALME DE LAS CERCHAS)

(BUILT-UP SHAPES + SPLICE + TRUSS GUSSET PLATES)EN 10113/S406M

PLACAS DE ANCLAJE DE PILARES (COLUMN BASE PLATES)

S275 J2G3, TIPO S 355 K2G3 DONDE SE INDIQUE (EQUIVALENT: ASTM A36, TYPICAL: ASTM A992 WHERE NOTED)

PLATAS CONTINUAS (CONTINUITY PLATES)

S355 K2G3/G4 S 255 K2G3/G4 (EQUIVALENT: ASTM A992, Fy = 50 ksi)

PLACAS VARIAS DIMENSIONADAS EN LOS PLANOS

(MISCELLANEOUS PLATES SIZED ON DWGS.)

S275 J2G3(EQUIVALENT: ASTM A36 Fy = 36 ksi or

ASTM A 992, Fy = 50 ksi)

DIMENSIONES DE LOS MATERIALES DE UNIÓN SUMINISTRADAS POR EL FABRICANTE DE ACERO

ESTRUCTURALCONNECTION MATERIALS SIZED BY STRUCTURAL

STEEL FABRICATOR

S 275 J2G3 o S 355 K2G3/G4(EQUIVALENT: ASTM A36, Fy = 36 ksi

or ASTM A992, Fy = 50 ksi)

TUBOS HUECOS CUADRADOS Y RECTANGULARESSQUARE AND RECTANGULAR TUBES

ASTM A500, GRADE B, LÍMITE ELÁSTICO = 3234 KG/cm2

(EQUIVALENT: ASTM A500, GRADE B, Fy = 46 ksi)

TUBOS HUECOS REDONDOSROUND TUBES

ASTM A500, GRADE C, LÍMITE ELÁTICO = 3234 kg/cm2)(EQUIVALENT: ASTM A500, GRADE C, Fy = 46 ksi)

TUBERÍAS REDONDASROUND PIPES

ASTM A53, TIPO S, GRADE B, LÍM. ELASTICO = 2530 kg/cm2

ASTM A 53, TIPE S, GRADE B, Fy = 35 ksi)

TORNILLOS DE ANCLAJEANCHOR BOLTS

S 275, J2G3, tipo, S355 K2G3/G4(EQUIVALENT: ASTM A36, TYPICAL: ASTM A992 WHERE NOTED)

TORNILLOS DE ALTA RESISTENCIAHIGH STRENGTH BOLTS

ASTM A325, tipo, ASTM A490 DONDE SE INDIQUE(EQUIVALENT: ASTM A 325, TYPICAL, ASTM A490

WHERE NOTE)

ELCTRODOS DE SOLDADURAWELDING ELECTRODES

AWS E7018, TIPO(EQUIVALENT: AWS E7018, TYPICAL)

TUERCAS Y ARANDELASNUTS WASHERS

ASTM A194, A 563, DH3 INDICADORES DE APRIETE: ARANDELAS ASTM F959M

(EQUIVALENT: ASTM A 194, A 563, DH3 DTI WASHERSASTM F959M)

MATERIALES DEL FORJADO / STEEL DECK MATERIALS SCHEDULE

TIPO DE MATERIALMATERIAL TYPE

GRADO DE MATERIALMATERIAL GRADE

FORJADO DE CHAPA COLABORANTECOMPOSITE STEEL DECK

UNE-EN 10147: 2001; Fy = 3200 kg/cm2

(EQUIVALENT: Fy = 45500 psi)

PERNOS CONDUCTORESHEADED SHEAR STUDS

EQUIVALENTE ASTM A108 φ 19, tipo(EQUIVALENT: ASTM A108 DIAMETER TYPICAL)

CUADRO DE MATERIALES DEL POSTESADO / POST-TENSIONING MATERIALS SCHEDULE

TENDONESTENDONS

ASTM A 416 GRADE 270

BARRAS DEFORMADAS DE POSTESADODEFORMED BARS

ASTM A722 fpu = 150 KSI 0 10,600 kg/sq,cm

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