Torre Espacio. La estructura del edificio Torre Espacio

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Torre Espacio. La estructura del edificioTorre Espacio. Building structure

Julio Martínez Calzón(1) y Miguel Gómez Navarro(2)

(1) Dr. Ingeniero de Caminos, MC-2, Estudio de Ingeniería(2) Dr. Ingeniero de Caminos, MC-2, Estudio de Ingeniería

Persona de contacto / Corresponding author: [email protected]

Hormigón y AceroVol. 59, nº 249, págs. 19-43

julio-septiembre, 2008ISSN: 0439-5689

RESUMEN

El edificio Torre Espacio, con 223 m de altura sobre rasante, ha sido proyectado combinando soportes de hormigón armado ylosas macizas del mismo material. Este planteamiento estructural, condicionado parcialmente por las preferencias de la empre-sa promotora del edificio, permite adaptarse con facilidad a los condicionantes determinados por la variabilidad en planta deledificio, habiéndose diseñado una estructura flexible que se ha podido ejecutar manteniendo un ritmo de entre tres y cuatro plan-tas mensuales. El diseño de la estructura cuenta con la colaboración de su carácter monolítico para aumentar su rigidez horizon-tal al poderse contar con la colaboración de los soportes conectados mediante los forjados a los núcleos. En algunos elementossingulares (losa de cimentación, vigas cargadero, cinturón de rigidez, soportes especiales) se han utilizado elementos metálicos,mixtos o de hormigón pretensado. Las vigas cargadero de 27.8 m de luz resuelven la eliminación de soportes en las zonas de ac-cesos al edificio, mientras que el cinturón de rigidez que conecta el núcleo con los soportes, ha precisado del bombeo de hormi-gón HA-80 a una altura de 130 m sobre la rasante. La colaboración durante la fase de redacción del proyecto de los equipos en-cargados de la ejecución de la obra, ha permitido tener en cuenta de una manera muy ajustada los importantes condicionantesconstructivos asociados a una obra de esta envergadura.

Palabras clave: Edificación de altura, hormigón armado, hormigón de alta resistencia, efectos aerodinámicos, estabilidad fren-te al fuego, cimentaciones especiales, cinturón de rigidez

ABSTRACT

223 m high above ground level, the Torre Espacio was designed by combining reinforced concrete supports and solid slabs ofthe same material. Partially determined by the preferences of the building’s promoter company, this structural approach allowsit to be easily adapted to the conditioning factors determined by the building’s plan variability. A flexible structure was designedwhich could be built at a steady rate of between three and four floors a month. The structure’s design relies on the cooperationof its monolithic nature to increase its horizontal stiffness since the supports connected by the floor slabs to the cores fully co-operated to such end. Steel, composite or prestressed concrete elements were used in some singular elements (foundation slab,load bearing beams, outriggers, special columns). The 27.8 m span load bearing beams solve the problem of the elimination ofcolumns in areas providing access to the building, whilst the outrigger connecting the core to the supports required HA-80 con-crete pumping in to a height of 130 m above ground level. Cooperation from the teams in charge of executing the work duringthe design drafting stage enabled the important construction conditioning factors associated to a project of this size to be takeninto account in a very accurate fashion.

Keywords: High rise building, reinforced concrete, high strength concrete, aerodynamic effects, fire stability, special founda-tions, outrigger

Recibido / Received: 11/12/2007Aceptado / Accepted: 13/02/2008

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Torre Espacio. Estructura del edificioTorre Espacio. Buliding structure

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20 H o r m i g ó n y A c e r o • Volumen 59, no 249 • julio-septiembre, 2008 • Madrid (España) • ISSN: 0439-5689

1. GENERAL

The Torre Espacio building consists ina large, 56 floor tower, 223 m aboveground level, built in Madrid in the ex-tension to the Paseo de la Castellana(Castellana Avenue) following theArchitectural Design as drawn up by thePEI, COBB, FREED & PARTNERS teamof New York [1] and promoted by theTorre Espacio Real Estate Firm of theEspacio Real Estate Group (Figure 1).

The winner of an international com-petition called for by the promotergroup, this Architectural Design initial-ly defined a relatively precise, formal,architectural solution that included asufficiently clear structural arrange-ment to be able to lay down functionaland strength inter-action criteria, witha certain amount of accuracy, thatwould allow a stricter structural ap-proach to commence that would not setthe building’s architectural proposalsagainst its functional ones.

Furthermore, the buil-ding’s owner and promotercompany (Villar Mir Group),which has construction andauxiliary firms amongst itsmembers able to undertakethe building of the structureand other parts of the Tower,laid down starting conditionswhich, whilst not being ab-solute, determined a numberof decisions influencing thestructural design’s deve-lopment and its constructionprocess. These conditioningfactors were basically as fol-lows:

– Use of reinforced con-crete in its different optionsas basic structural material:high strength or normal, de-pending on the requirementsof each element in the over-all. This line is framed withina now consolidated worldtrend in using concrete struc-tures for high rise buildingsas a competitive alternativeto more classic solutions insteel structures [2]

– A construction processwith the maximum efficiencyand speed, with preferenceover slower, more tradition-al systems typical of normalbuilding.

A number of aspects of a varying kindrelating to highly diverse chance cate-gories may be mentioned together withthese conditioning factors:

– Work site located and situated in ahighly influential, well known area ofthe city;

– Quality and image of the buildingin relation to the city and the prestige ofits promoters;

– Complex relations with the sur-roundings, with respect to connectionsand processes involved in its building inthe urban ambience and in the actuallinking of the tower with the car parkdevelopment to which it is attached andbound;

– Various actions of the building onthe environment and, in particular, theaccess areas at ground level with thecity;

1. CONSIDERACIONESGENERALES

El edificio Torre Espacio consiste enuna gran torre de 56 plantas y 223 m dealtura sobre rasante, construido enMadrid en la prolongación del Paseo dela Castellana siguiendo el Proyecto deArquitectura desarrollado por el equipoPEI, COBB, FREED & PARTNERS deNueva York (1) y promocionado por laEmpresa Inmobiliaria Torre Espacio delGrupo Inmobiliaria Espacio (Figura 1).

Dicho Proyecto de Arquitectura,ganador de un concurso internacionalconvocado por el grupo promotor, defi-nió inicialmente una solución formal yarquitectónica relativamente precisa,que incluía una disposición estructuralsuficientemente clara para poder esta-blecer, con cierto ajuste, los criterios deinteracción funcionales y resistentesque permitieran iniciar un planteamien-to estructural más riguroso, que no seenfrentara a las propuestas arquitectó-nicas y funcionales del edificio.

Por otra parte, la empresa propietariay promotora del edificio (Grupo VillarMir), que cuenta entre sus miembroscon empresas de construcción y auxilia-res capaces de llevar a cabo la ejecuciónde la estructura y de otras partes de laTorre, estableció unos condicionantesde partida que, sin ser absolutos, deter-minaban una serie de decisiones influ-yentes en el desarrollo del proyecto es-tructural y de su proceso constructivo.Básicamente, estos condicionantes eranlos siguientes:

– Utilización como material estructu-ral básico el hormigón armado en susdiferentes opciones: de alta resistencia onormal, según las necesidades de cadaelemento del conjunto. Esta línea se en-marca en una tendencia mundial ya con-solidada de emplear estructuras de hor-migón para edificios de altura como unaalternativa competitiva a las solucionesmás clásicas en estructura metálica (2)

– Un proceso constructivo de la má-xima eficacia y rapidez, con preferenciaa sistemas más lentos y tradicionalespropios de la edificación normal.

Junto a estos condicionantes se pue-den señalar una serie de aspectos de ín-dole variada relativos a categorías acci-dentales muy diversas:

Figura 1. Vista general del modelo digital del edificio Torre Espacio

.Figure 1. General view of the Torre Espacio building’s digital model

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– Lugar y situación de la obra en unenclave urbano de gran incidencia y no-toriedad;

– Cualidad e imagen del edificio enrelación a la ciudad y el prestigio de suspromotores;

– Relaciones complejas con el entor-no, en cuanto a conexiones y procesosde su realización en el ámbito urbanísti-co y en la propia vinculación de la Torrecon el complejo de aparcamientos alque se anexa y liga;

– Acciones diversas del edificio so-bre el medio y en particular con las zo-nas de acceso al nivel de la rasante conla ciudad;

– Temporalidad del desarrollo delproyecto, su proceso de ejecución y suinserción en el entorno y especialmentecon el viario próximo.

Y también considerar otros puntos decarácter relativamente obligado comopueden ser:

– La normativa urbanística, funcio-nal y estructural, más o menos definidaen relación a los edificios de gran altu-ra, pero en cualquier caso vinculadas alos criterios de buena práctica de estasconstrucciones: durabilidad, conserva-ción, control, gestión, etc.;

– Limitaciones deformativo-resisten-tes, normativamente no muy precisas,pero sí relativamente vinculadas a unaliteratura técnica especializada que se-ñala circunstancias adecuadas a consi-derar;

– Circunstancias relativas a la inter-acción con diferentes campos y funcio-nes con los que se relaciona el edificio:geotécnicas; instalaciones; acabados,especialmente en sus aspectos de facha-das y pavimentos;

– Consideraciones de carácter espe-cial en relación a circunstancias excep-cionales de: accidente, explosión, vanda-lismo, acciones terroristas, imprevistos,etc., que cada vez, y muy especialmentedesde el 11-S-2001, se están recrude-ciendo;

– Aspectos de carácter económico, ensu planteamiento generalizado que en-globan conceptos de: coste, financieros,imagen, conservación, gestión, etc., yque en ocasiones pueden llevar a decisio-nes ajenas al proceso conceptual en sí;

Todo este conjunto de correlacionesestuvieron parcialmente presentes en elproceso conceptual del proyecto estruc-tural y fueron consideradas ajustada-mente durante la fase del proyecto deconstrucción, con el objetivo de lograrun sistema estructural óptimo para unedificio muy precisamente diseñadocon antelación en su vertiente arquitec-tónica.

2. PLANTEAMIENTOS BÁSICOSPARA EL DISEÑO DE LA

ESTRUCTURA

De una manera clara las líneas funda-mentales de tales planteamientos son:

– Capacidad resistente frente a las di-ferentes acciones que pueden actuar so-bre el edificio, estáticas, dinámicas yexcepcionales;

– Capacidad deformativa para man-tener en todo momento las condicionesde confort y el funcionamiento de todaslas instalaciones y acabados en las si-tuaciones habituales de uso del edificioe incluso en ciertas fases de carácter ex-cepcional;

– Establecimiento de solucionesconstructivas y económicas en tiempo ycostes y en adecuación a las principalesinstalaciones del edificio: ascensores;conducciones y seguridad de evacua-ción.

Y con una menor, aunque interesante,exigencia:

– Conseguir una solución digna e in-teligente que favorezca la imagen du-rante el tiempo de realización;

– Cualificada adecuación al espírituarquitectónico básico que el edificiopropone, en orden a potenciar la cuali-dad general de la obra sin sobrecostesde adaptación o reajuste de tales ade-cuaciones.

3. CONCEPTOS TIPOLÓGICOS Y ESTRUCTURALES BÁSICOS

Las características arquitectónicas ygeométricas del edificio determinan, deforma muy definida, líneas de plantea-miento muy inmediatas de los esquemas

– Timing of the design drafting, itsexecution process and insertion into thesurroundings and especially with thenearby roads and streets.

And also the consideration of otherpoints of a relatively compulsory natureas may be:

– Urban, functional and structuraldevelopment regulations, more or lessdefined in relation to high-rise build-ings but, in any event, linked with goodpractice criteria for these construc-tions: durability, conservation, control,management, etc.;

– Deflection limitations not very pre-cise as regards regulations, but whichare relatively linked to specialised tech-nical literature pointing out suitable cir-cumstances to be considered;

– Circumstances relating to inter-ac-tion with different fields and functionswith which the building is related: geo-technical engineering, installations andfinishes, especially in their façade andpaving aspects;

– Considerations of a special naturein relation to exceptional circumstancesof accident, explosion, vandalism, ter-rorist actions, contingencies, etc., thathave been worsening, most particularlyas from 11-S-2001;

– Financial type aspects, in theirgeneralised approach comprising itemsof: cost, financial, image, conservation,management, etc., which may, on occa-sions, lead to decisions alien to the con-ceptual process in itself.

These overall correlations were par-tially present in the structural design’sconceptual process and were accuratelyconsidered during the construction de-sign phase with the purpose of achiev-ing an optimum structural system for abuilding very precisely designed before-hand in its architectural aspect.

2. BASIC APPROACHES FOR DESIGNING THE STRUCTURE

The fundamental lines to such ap-proaches are clearly:

– Capacity of resistance to the diffe-rent forces that may act on the building:static, dynamic and exceptional;

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– Deflection capacity to at all timesmaintain conditions of comfort and op-eration of all installations and finishesin the building’s normal situations ofuse and even in certain phases of an ex-ceptional nature;

– Laying down construction and eco-nomic solutions in time and costs and inadaptation to the building’s main facili-ties: lifts, piping and safety in evacua-tion.

And, with a lesser though interestingexigency:

– To achieve a worthy, intelligent so-lution favouring the image during con-struction time;

– Cualified matching to the basic ar-chitectural spirit the building proposes,in order to strengthen the work’s gener-al quality with no extra costs involvingadaptation or readjustment of suchmatching.

3. BASIC TYPOLOGY AND STRUCTURAL CONCEPTS

The building’s architectural and geo-metrical features determine very imme-diate lines of approach to the structuralschemes in a highly defined fashion.These lines of approach were initiallytaken into account to then, later, contin-uously with these immediate schemes,give rise to other, more hidden but moreactive and useful alternatives in the fi-nal design. In particular, the continu-ous, regular variation in the building’splan shape throughout its height laidsignificant conditions on both the struc-tural and construction aspects of thetower, calling for flexible but sufficient-ly systematic solutions so as not to giverise to an exaggerated complexity andcost.

The building’s basic structural sche-mes to be dealt with in later sections areas follows (Figure 2):

– A central service and lift core witha hollow box section, with openings oneach storey for accesses, and with about120 m2 of enclosed, ideal section. Wallthicknesses vary, with a maximum of1.50 m and minimum of 0.40 m.

– Two additional lift cores collabo-rating with the foregoing, that ascend

certain storeys to there disappear andbe replaced by standard columns. Inview of structural effectiveness of thesepartial cores, it was decided to makethem in reinforced concrete instead ofusing less expensive masonry solutions.

– Continuous main columns over thewhole height of the building, locatedalong the oval perimeter forming thebuilding’s plan in the high floors, whosedimensions notably vary over thatheight. On a floor close to two thirds ofthe overall height which determines theoptimum configuration for the overallstructure, these supports are influencedby an outrigger which links them on thatfloor to the central core, with great stiff-ness, putting them under load as to hor-izontal stresses, appreciably increasingthe system’s horizontal stiffness. Thelarge number of slab floors correspon-ding to the different storeys also enablethe supports to cooperate, in this sense,on elastically linking them to the core.

– The outside perimeter’s verticalstructure elements do not significantlycollaborate in resisting horizontalforces, fundamentally due to these ele-ments being partly curvilinear and dis-appearing as the tower gains height.

– These columns disappear in two ofthe façades in the building’s low areabecause there is a large entrance Hallcalling for large load bearing beams.

estructurales, que fueron tenidas enconsideración inicialmente para, mástarde, al hilo de estos esquemas inme-diatos, dar lugar a otras variantes másocultas pero muy activas y útiles en eldiseño final. En particular, la variacióncontinua y regular de la forma en plantadel edificio a lo largo de su altura con-dicionaba significativamente tanto losaspectos estructurales, como los cons-tructivos de la torre, necesitándose solu-ciones flexibles, pero suficientementesistemáticas para no dar lugar a unacomplejidad y un coste desmesurados.

Los esquemas estructurales básicosdel edificio que serán desarrollados enlos apartados posteriores, son los si-guientes (Figura 2):

– Disposición de un núcleo central deservicios y ascensores, de sección en ca-jón hueco, con perforaciones en cadaplanta para los accesos, y con unos 120m2 de sección ideal encerrada. Los espe-sores de pared son variables con un má-ximo de 1,50 m y un mínimo de 0,40 m.

– Dos núcleos de ascensores adicio-nales, colaborantes con el anterior, queascienden hasta unas ciertas alturas pa-ra allí desaparecer y ser sustituidos porsoportes tipo. Dada la eficacia estructu-ral colaborante de estos núcleos parcia-les se ha optado por ejecutarlos en hor-migón armado en lugar de emplear

Figura 2. Elementos estructurales básicos.Figure 2. Basic structural elements.

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soluciones más económicas en albañile-ría.

– Soportes principales continuos entoda la altura del edificio, ubicados a lolargo del perímetro oval que forma enlos pisos altos la planta del edificio, ycuyas dimensiones varían notablementea lo largo de dicha altura. Estos soportesreciben, en una planta próxima a los dostercios de la altura total, que determinala configuración más óptima para elconjunto estructural, la incidencia de unsistema “cinturón”, que los vincula congran rigidez en dicha planta con el nú-cleo central, haciéndoles entrar en cargafrente a las solicitaciones horizontales,incrementando apreciablemente la rigi-dez horizontal del sistema. El gran nú-mero de forjados correspondientes a lasdiferentes plantas permite también au-mentar, en este sentido, la colaboraciónde los soportes, al vincularlos elástica-mente al núcleo.

– Los elementos estructurales verti-cales del perímetro exterior de las zonasinferiores no colaboran significativa-mente en la resistencia frente a accioneshorizontales debido, fundamentalmen-te, a que estos elementos son en partecurvilíneos y mueren a medida que latorre va ganando altura

– En dos de las fachadas estos sopor-tes desaparecen en la zona baja del edi-ficio a causa de la presencia de un granHall de entrada que hace necesaria ladisposición de grandes vigas cargadero.

– Forjados en losa maciza de hormi-gón armado con el objetivo de facilitary sistematizar su ejecución, disminu-yendo la necesidad del empleo intensivode grúas. Esto se consigue mediante elempleo de hormigón bombeado distri-buido por una grúa pluma desde el nú-cleo y el empleo de las grúas torre parael transporte de la armadura preelabora-da en taller o a pie de obra siempre quesea posible.

– Forjados fácilmente ejecutables enlos aparcamientos situados en la zonafuera de la Torre, con una solución de lo-sa maciza de hormigón armado y unadisposición de luces moderada (7,5x10).Esta tipología se sustituyó una vez des-arrollado el proyecto por una soluciónenteramente prefabricada desarrolladapor una de las empresas del grupo pro-motor de la torre, que incluía soportes de

más de 18 m de altura fabricados en ta-ller y transportados a obra de una solapieza.

En los siguientes apartados se descri-ben con detalle estos elementos funda-mentales de la estructura sin entrar afondo en los aspectos más concretosvinculados a su ejecución en obra quehan sido tratados en otras publicaciones(3, 4).

4. CIMENTACIÓN

La cimentación de la torre se resuelvemediante una gran losa de 4 m de canto,que tiene un tamaño ligeramente mayoral de la huella de dicha torre, para quelas tensiones medias transmitidas al te-rreno queden por debajo de los límitesadmisibles indicados por el asesor geo-técnico (0,70 MPa). Este valor límite dela tensión media viene determinado porel análisis del hundimiento global del te-rreno frente a las cargas transmitidas porla torre. La excelente capacidad portan-te del terreno de la zona de Madrid en laque se ubica la torre permite utilizar es-ta tipología de cimentación superficial,claramente más favorable que las solu-ciones a base de cimentaciones profun-das con pilotes o pantallas que implicanun mayor coste y plazo de ejecución.Esto se debe, sobre todo, a la necesidadde ejecutar, además de los elementos dela cimentación profunda, el encepadoque los conecta y recoge las cargas quetransmite el edificio, y cuyas dimensio-nes hubieran sido de un orden de magni-tud similar a las correspondientes a lalosa de cimentación proyectada.

Las cargas verticales que actúan en lalosa de cimentación se concentran fun-damentalmente en las bases del núcleocentral y de los soportes principales,que son los más cargados del conjuntode soportes. Para asegurar que se produ-ce una transferencia que uniformice laspresiones actuantes en el terreno de mo-do que las presiones máximas quedenpor debajo del límite marcado por elasesor geotécnico de 1,1 MPa, la losatiene una rigidez considerable y estáfuertemente armada mediante una com-binación de armadura convencional ycables de pretensado. El empleo de ca-bles de pretensado permite reducir elvolumen y el número de capas de aceroa colocar, al mismo tiempo que evita la

– Slab floors in a flat reinforced con-crete slab with the purpose of facilitat-ing and systemising their construction,reducing the need for a heavy use ofcranes. This is achieved by usingpumped concrete distributed by a jibcrane from the core and using towercranes for carrying factory or site pre-assembled reinforcement whenever pos-sible.

– Slab floors easily made in the carparks located in the area outside theTower, using a solution of solid rein-forced concrete slab and an arrange-ment of moderate spans (7.5x10). Oncethe design has been developed, this typewas replaced by a totally precast solu-tion developed by one of the companiesin the group promoting the tower, whichincluded factory made columns morethan 18 m high transported to the site ina single piece.

The following sections describe thesefundamental structure elements in de-tail without delving into the more spe-cific aspects linked to their on site exe-cution which have been dealt with inother publications [3, 4].

4. FOUNDATIONS

The tower’s foundations are resolvedwith a large 4 m deep slab of a sizeslightly larger than the tower’s footprintso that the average pressures transmit-ted to the ground are below the admissi-ble limits indicated by the geotechnicaladviser (0.70 MPa). This average pres-sure limit figure is determined fromanalysing the ground’s ultimate bearingcapacity in the face of tower transmittedloads. The excellent ground bearing ca-pacity in the Madrid area where thetower is located enables this type of sur-face foundation to be used. It is obvi-ously more favourable than deep foun-dations with piles or cut-off wallsinvolving a greater cost and longer con-struction time. Above all, this is due tothe need to execute the capping con-necting them and collecting the buildingtransmitted loads, whose dimensionswould have been in an order of magni-tude similar to those for the foundationslab designed, in addition to the deepfoundation elements.

Vertical loads acting on the founda-tion slab are fundamentally concentrat-

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ed on the bases of the central core andof the main columns, which are those ofthe overall columns bearing the greatestloads. In order to ensure a transfer oc-curs which makes the pressures actingon the ground uniform so that the maxi-mum pressures remain below the 1.1MPa limit as set by the geotechnical ad-viser, the slab is considerably stiffenedand heavily reinforced by a combinationof conventional reinforcement and pre-stressing cables. The use of prestressingcables enables the volume and numberof layers of steel to be placed to be re-duced whilst at once preventing cracksappearing in the concrete face in directcontact with the ground, therefore guar-anteeing a suitable long term perform-ance.

Powerful units with 31 (thirty one)0.6” cords located 0.50 m from eachother were used to facilitate reinforce-ment placing and tensioning and con-creting processes, only occupying theslab’s central area which is the moststressed by bending stresses (Figure 3).The prestressing cables’ active anchor-ages were fitted on the slab’s side faces

which simplified execution comparedwith other alternatives with the anchor-ages fitted on the top face. Passive an-chorages had to be fitted at the ends ofthe cables close to the face in contactwith the perimeter retaining wall.

The strong shear reinforcement need-ed in the areas with the greatest concen-tration of loads is formed by groups ofvertical bars arranged like pillars, lo-cated in a 1.0 x 1.0 m mesh (Figure 4).

aparición de fisuras en la cara de hormi-gón en contacto directo con el terreno,garantizándose por tanto un adecuadocomportamiento a largo plazo.

Con el fin de facilitar la colocación delas armaduras y los procesos de tesadoy hormigonado, se han utilizado unida-des potentes de 31 cordones de 0,6”, si-tuadas a 0,50 m entre sí, ocupando úni-camente la zona central de la losa, quees la más solicitada por los esfuerzos deflexión (Figura 3). Los anclajes activosde los cables de pretensado se han colo-cado en las caras laterales de la losa,simplificándose la ejecución respecto aotras alternativas con los anclajes colo-cados en la cara superior. En los extre-mos de los cables próximos a la cara encontacto con la pantalla perimetral decontención, ha sido necesario disponeranclajes pasivos.

La fuerte armadura de cortante nece-saria en las zonas con mayor concentra-ción de cargas, está formada por gruposde barras verticales dispuestos a modode pilares, situados en una retícula de1,0 x 1,0 m (Figura 4). Estas armaduras,de calibres φ 16 y φ 25, se anclan con-venientemente en las parrillas de arma-dura superiores e inferiores.

Debido al elevado volumen de hormi-gón a verter, esta operación, además dedividirse en nueve zonas en planta, se hallevado a cabo en dos tongadas, siendonecesario disponer armadura de cone-xión a rasante entre las mismas combi-nada con la armadura general de cortan-te. Así mismo, fue necesario analizar elcomportamiento térmico y mecánico dela losa durante el proceso de fraguadodel hormigón para garantizar que no seprodujeran fisuras en el mismo a causadel elevado gradiente térmico entre la

Figura 3. Esquema con la distribución de cables de pretensado en la losa de cimentación.Figure 3. Diagram showing the layout of prestressing cables in the foundation slab.

Figura 4. Imagen general de la losa de cimentación con los grupos de armadura de cortante y los anclajes de pretensado.

Figure 4. General view of the foundation slab with the groups of shear reinforcement and prestressing anchorages.

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superficie en contacto con la atmósferay la zona interior, con más dificultadpara disipar el calor de hidratación delcemento (Figura 5). Este trabajo analíti-co fue complementado con medidas deprotección en obra mediante la humec-tación constante de la superficie delhormigón y la instrumentación de algu-nas zonas representativas con termopa-res para el control de temperaturas, gal-gas para el control de la transferencia detensiones al hormigón y captadores pa-ra medir los movimientos de la losa du-rante el proceso de tesado de los cables.

La puesta en tensión de los cables sellevó a cabo en su totalidad con antela-ción al inicio de la construcción de so-portes y núcleos, siendo necesario pre-ver dispositivos que mantuvieran elcoeficiente de rozamiento del hormigóncon el sustrato inferior, µ, por debajo de0,5 para evitar que se perdiera el efectofavorable del mismo. Estos dispositivosfueron estudiados con detalle con ante-lación a la ejecución de la obra, lleván-dose a cabo ensayos a escala real conbloques de hormigón apoyados sobre elterreno real y con diferentes combina-

ciones de interfaces entre el terreno y elhormigón (Figura 6):

– lámina simple de polietileno

– dos láminas polietileno

– dos láminas de polietileno engrasa-das con jabón líquido entre ellas

Se estudió en detalle la distribuciónde la fuerza concentrada procedente delos núcleos y soportes en la cara supe-rior de la primera tongada de hormigo-nado de la losa, siendo preciso colocararmaduras horizontales de refuerzo bajolos arranques, en forma de parrillas oarmaduras circulares. Estas armadurasson singularmente importantes en losarranques de los soportes principalespróximos a los bordes de la losa, en losque no se puede contar con el efecto delzunchado debido a la compresión tridi-mensional en el hormigón.

La cimentación de los pilares del apar-camiento se resuelve mediante zapatasconvencionales, manteniéndose las ten-siones límites por debajo de los 0,5 MPaindicados por el Informe Geotécnico.

These φ 16 and φ 25 reinforcements aresuitably anchored into the top and bot-tom reinforcement grills.

Due to the high volume of concrete tobe poured, this operation was carriedout in two layers, apart from being di-vided into nine areas in plan, and it wasnecessary to fit connecting reinforce-ment at bottom level between them com-bined with the general shear reinforce-ment. It was also necessary to analysethe slab’s thermal and mechanical per-formance during the concrete’s settingprocess to guarantee that cracks wouldnot appear due to the high thermal gra-dient between the surface in contactwith the atmosphere and the insidearea, with more difficulty in dissipatingheat from the cement’s hydration(Figure 5). This analytical work wassupplemented with on-site protectionmeasures by constantly moistening theconcrete’s surface and the instrumenta-tion of some representative areas withthermocouples for controlling tempera-tures, gauges for controlling the transferof compressive stresses to the concreteand traps for measuring the slab’smovements during the cable tensioningprocess.

Cables were all stressed before theconstruction of columns and cores com-menced and it was necessary to providedevices maintaining the concrete’s coef-ficient of friction with the bottom sub-strate, µ, below 0.5 to prevent itsfavourable effect being lost. These de-vices were studied in detail before thework was executed and real scale testswere carried out with blocks of concretesupported on the actual ground andwith different interface combinationsbetween the ground and the concrete(Figure 6):

– simple sheet of polyethylene

– two sheets of polyethylene

– two sheets of polyethylene soakedwith liquid soap between them

The distribution of the concentratedforce from the cores and supports on thetop face of the slab’s first layer of con-creting was studied in detail and hori-zontal strengthening reinforcements hadto be fitted under the springing points,in the form of grills or circular rein-forcements. These reinforcements aresingularly important at the beginnings

Figura 5. Comportamiento de la losa de cimentación durante el fraguado del hormigón:evolución de temperaturas (a) y tensiones máximas (b).

Figure 5. Foundation slab’s performance during concrete setting: temperature evolution (a)and maximum tensile stresses (b).

a)

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of the main supports close to the edgesof the slab where the effect of confine-ment due to three-dimensional compres-sion in the concrete cannot be used.

The car park pillar foundation wasresolved using conventional footings,and keeping the limit pressures underthe 0.5 MPa as indicated by theGeotechnical Report. Horizontal jointswere arranged between the tower’sstructure and the car park’s using dou-ble supports and thus eliminating theproblem of relative movements betweenthe elements with conventional footingfoundations and those with foundationsin the large slab.

5. THE BUILDING’S HORIZON-TAL FORCE RESISTANT STRUC-

TURE

Appropriate resistance and deforma-bility to horizontal forces are ensuredby a set of suitably connected structuralelements (Figure 7):

– The central core

– The side cores

– The main supports connected to thecore through the outrigger and the slabfloors

5.1. Wind forces

Horizontal actions in the building areonly due to wind, since seismic originforces need not be taken into considera-tion in the Madrid area [5]. These forceswere determined in a process in stagesenabling a representation closer to the

actual performance to be gradually ap-proached as the complexity of the model-ling increased.

Approximate coefficients were firstdetermined from those available in ex-isting regulations and literature. Itshould be pointed out that informationgiven in regulations is not applicable tobuildings of this size. The special shapeof this building in plan and how it variesthroughout its height, enormously hin-der the assumption of coefficients forthem to be sufficiently representative.This is why, once the basic design wascommenced, a wind tunnel test was un-dertaken at the Madrid AeronauticalEngineers University School. Withouttaking the influence of the boundarylayer into consideration, this test didnot allow wind forces on the building to

Entre la estructura de la torre y la delaparcamiento se han dispuesto juntas ho-rizontales, mediante el empleo de doblessoportes, eliminándose de este modo elproblema de los desplazamientos relati-vos entre los elementos cimentados conzapatas convencionales y aquellos ci-mentados en la gran losa.

5. ESTRUCTURA RESISTENTEDEL EDIFICIO FRENTE

A ACCIONES HORIZONTALES

La resistencia y deformabilidad apro-piadas frente a las acciones horizontalesqueda asegurada por un conjunto de ele-mentos estructurales convenientementeconectados (Figura 7):

– El núcleo central

– Los núcleos laterales

– Los soportes principales, conecta-dos con el núcleo a través del cinturónde rigidez y los forjados

5.1. Solicitaciones de viento

Las solicitaciones horizontales en eledificio se deben únicamente al viento,ya que en la zona de Madrid no es pre-ciso considerar solicitaciones de origensísmico (5). Estas solicitaciones se de-terminaron en un proceso por etapasque permitió acercarse gradualmente a

Figura 6. Dispositivos para reducir el rozamiento entre el terreno y la losa de cimentación:colocación de la doble lámina de polietileno (izqda.) y ensayo en verdadera magnitud de su

eficacia (dcha.)Figure 6. Devices to reduce friction between ground and foundation slab: placing the double

polyethylene sheet (left) and real size testing of its effectiveness (right)

Figura 7. Combinación de sistemas estructurales para la respuesta global del edificio frente alas acciones horizontales.

Figure 7. Combination of structural systems for the building’s overall response to horizontal forces

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una representación más próxima alcomportamiento real a medida que seincrementaba la complejidad de la mo-delización.

En primer lugar se determinaron unoscoeficientes de forma aproximados apartir de los disponibles en la normativay la literatura existentes. Hay que señalarque, además de que la información reco-gida en las normativas no es aplicable aedificios de esta envergadura, la especialforma en planta de este edificio y su va-riabilidad a lo largo de la altura del mis-mo, dificultan enormemente la asunciónde coeficientes de forma que puedan sersuficientemente representativos. Por estarazón, y una vez iniciado el proyecto bá-sico, se llevó a cabo un ensayo en túnelde viento en la Escuela Técnica Superiorde Ingenieros Aeronáuticos de Madrid.Este ensayo, sin consideración de la in-fluencia de la capa límite, no permitió re-presentar de un modo suficientementepreciso las acciones del viento sobre eledificio, en particular la distribución lo-calizada de presiones, cuyos valores re-sulta indispensable conocer para dimen-sionar con un adecuado margen deseguridad los paneles de fachada y sus fi-jaciones a la estructura (6, 7).

Finalmente, se llevó a cabo un segun-do ensayo en túnel de viento, esta vez sícon consideración de la capa límite y,por tanto, de los efectos reales del terre-no y las edificaciones circundantes. Esteensayo, como los llevados a cabo paradimensionar las otras tres torres delcomplejo, se llevó a cabo por elBoundary Layer Wind Tunnel Labo-ratory de la University of Western Onta-rio, Canadá, bajo la dirección delProfesor Alan G. Davenport. El análisispermitió estudiar el comportamiento di-námico de la torre para obtener, combi-nando los resultados del análisis en el tú-nel de viento con el análisis de losmodos propios de la estructura, las ace-leraciones y las velocidades angularesen la última planta habitable de la torre.Estos valores, obtenidos en función dediversos periodos de retorno y coefi-cientes de amortiguación, quedabansiempre por debajo de los valores usual-mente admitidos por las normativas in-ternacionales disponibles para edificiosde oficinas (0,25 m/s2) (8). El empleo deeste control de carácter dinámico basadoen aceleraciones, en lugar del control endeformaciones bajo cargas estáticas usa-do para edificios convencionales o en

las fases de predimensionamiento, per-mite garantizar un adecuado comporta-miento que evite situaciones incómodaspara los usuarios del edificio.

En el momento de llevarse a cabo es-te estudio (Diciembre de 2002), todavíano estaban definidos por completo losproyectos del resto de las torres delcomplejo, en particular la torre vecina,Torre de Cristal, que podía presentaruna mayor incidencia en el comporta-miento frente a viento de Torre Espacio.En consecuencia, se realizó un ensayoen el túnel con un edificio vecino deforma prismática genérica, que se pre-suponía que podía ser la más desfavora-ble (Figura 8). Este ensayo incrementóen un 10 % (valor medio) las solicita-ciones globales debidas al viento sobreTorre Espacio, alcanzándose valores dehasta el 30 % de aumento para los valo-res locales de control de los elementosde la fachada.

Con respecto a las solicitaciones deviento inicialmente consideradas a par-tir de los ensayos realizados sin tener encuenta la influencia de la capa límite,las obtenidas en el ensayo definitivo lle-vado a cabo en Canadá, aumentaron en-tre un 20 y un 40 %, según la direcciónde viento analizada. Del mismo modo,el incremento en los valores locales má-ximos de las presiones y/o succionesentre el primer y el segundo ensayo, fuedel orden del 50 % en valor medio, al-canzándose en algunas localizacionesconcretas de la torre especialmente sen-sibles al efecto del viento, incrementosde hasta el 200 %.

El estudio aerodinámico se completócon el análisis de la incidencia del vien-to sobre los peatones en los alrededoresde la torre, dando como resultado la ne-

be represented sufficiently precisely,particularly the localised pressure dis-tribution the values of which must beknown in order to size the façade panelsand their fixtures to the façade with asuitable margin of safety [6, 7].

Finally, a second wind tunnel test wasundertaken, this time taking the bound-ary layer into consideration and, there-fore, the actual ground effects and sur-rounding buildings also. Like thosecarried out to size the other three tow-ers in the complex, this test was per-formed by the Boundary Layer WindTunnel Laboratory of the University ofWestern Ontario, Canada, under themanagement of Professor Alan G.Davenport. The analysis enabled thetower’s dynamic behaviour to be studiedin order to obtain the angular accelera-tions and velocities on the last inhabita-ble storey of the tower by combining theresults of the analysis in the wind tunnelwith the analysis of the structure’s vi-bration modes. Obtained as a functionof various return periods and dampingcoefficients, these figures were alwaysbelow the values usually accepted byavailable international regulations foroffice buildings (0.25 m/s2) [8]. The useof this dynamic type control based onaccelerations instead of control in de-formations under static loads as usedfor conventional buildings or in pre-siz-ing phases allows for a performanceavoiding uncomfortable situations forthe building’s users to be guaranteed.

At the time this study was made(December, 2002), the designs of the re-maining towers in the complex were notyet completely defined, in particular,the neighbouring tower, Torre deCristal, which could show a greater in-cidence on performance to wind thanthe Torre Espacio. Consequently, a tun-

Figura 8. Estudio en túnel de viento incluyendo la influencia de la capa límite y la torre más próxima.

Figure 8. Wind tunnel study including the influence of the limit layer and closest tower.

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nel test was carried out with a neigh-bouring, generic prism shaped buildingwhich it was surmised might be the mostunfavourable (Figure 8). This test in-creased the overall wind on TorreEspacio by 10 % (average value), andfigures of up to 30 % increase for the lo-cal control figures for the façade’s ele-ments were reached.

With respect to the wind forces initial-ly considered from the tests made with-out taking the boundary layer’s influ-ence into account, those obtained in thefinal test undertaken in Canada, in-creased between 20 and 40 %, depend-ing on the wind direction analysed. Inthe same way, the increase in maximumlocal pressure and/or suction figuresbetween the first and second test was inthe order of 50 % on average, whilst in-creases of up to 200% were reached insome specific locations in the tower,particularly sensitive to the wind effect.

The aerodynamic study was complet-ed with an analysis of the wind’s inci-dence on pedestrians in the tower’s sur-roundings, leading to the need fordampening measures from street furni-ture and trees in order to prevent pedes-trians being annoyed.

5.2. Central core and side cores

The central core runs up the wholeheight of the building and is the maincontributor to the overall horizontalstability (≈ 50 %). A large part of the liftand goods lift systems run up it, as well

as the building’s installations. Its rec-tangular shape provides it with consid-erable stiffness both to bending and totorsion, this latter indispensable if theconsiderable eccentricity of the windforces because of the floor’s asymmetri-cal shape is taken into account.

This element is materialised by meansof a structure of reinforced concrete cut-off walls orthogonal to each other withthicknesses varying between 1.50 m and0.40 m, perforated to allow people andinstallations to pass through. It has apreferential performance direction coin-ciding with that of the worst wind acting,whilst the thicknesses in the two direc-tions were different in each of the crosssections in order to optimise the use ofconcrete and steel. HA-70 concrete isused below level +23.60 which is re-placed by HA-30 at level +51.60, after 7transition floors built with HA-40.

The openings that have to be made inthe core’s short cut-off walls determinelintels of a strict height because of thehigh concentrations of installationapertures that have to cross though thecore to service each of the storeys.Consequently, it was necessary to makea detailed study of the incidence ofthese cavities on the core’s stiffness bymeans of a finite elements model, aswell as to obtain the reinforcements thelintel beams must contain to guaranteestructural stresses will be suitably trans-mitted between the two C half sectionsinto which the core is divided so that theresistant capacity of the item sized as asingle, non-distorting section is not di-minished.

cesidad de disponer medidas amorti-guadoras a base de mobiliario urbano yarbolado con el fin de evitar sensacio-nes molestas a los paseantes.

5.2. Núcleo central y núcleoslaterales

El núcleo central recorre el edificioen toda su altura y es el principal con-tribuyente a la estabilidad horizontaldel conjunto (≈ 50 %). Por él discurrengran parte de los sistemas de comuni-cación vertical (ascensores y montacar-gas), así como las instalaciones del edi-ficio. Su forma rectangular le confiereuna rigidez considerable tanto a flexióncomo a torsión, indispensable esta últi-ma si se tienen en cuenta la considera-ble excentricidad de las solicitacionesde viento a causa de la forma asimétri-ca de la planta.

Este elemento se materializa median-te una estructura de pantallas de hormi-gón armado ortogonales entre sí con es-pesores variables entre 1,50 m y 0,40 mperforadas para permitir el paso de per-sonas e instalaciones. Tiene una direc-ción preferente de comportamiento quecoincide con la del viento actuante pési-mo, habiéndose distinguido en cada unade las secciones transversales los espe-sores en las dos direcciones principalescon el fin de optimizar el consumo dehormigón y acero. Por debajo de la cota+23,60 se emplea hormigón HA-70,que se sustituye por HA-30 en la cota+51,60, tras 7 plantas de transición eje-cutadas con HA-40.

Figura 9. Distribución de solicitaciones entre el núcleo central y los laterales.Figure 9. Stress distribution between the central and side cores.

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Las perforaciones que es preciso lle-var a cabo en las pantallas cortas del nú-cleo determinan unos dinteles de alturaestricta a causa de la elevada concentra-ción de pasos de instalaciones que de-ben atravesar el núcleo para dar servicioa cada una de las plantas. En consecuen-cia, ha sido preciso estudiar detallada-mente mediante un modelo de elemen-tos finitos la incidencia de estosalveolos en la rigidez del núcleo, así co-mo obtener las armaduras que debencontener los dinteles para garantizar laadecuada transmisión de rasantes entrelas dos semisecciones en C en que que-da dividido el núcleo, de modo que nodisminuya la capacidad resistente de lapieza dimensionada como una secciónúnica indeformable.

Los núcleos laterales son más peque-ños y terminan en las plantas en las quelos ascensores que discurren por su inte-rior dejan de existir. Su contribución a larigidez global es menor debido a sus di-mensiones en planta y a que su secciónes abierta. Además, su disposición en laplanta del edificio hace que su aporta-ción en la dirección del viento pésimosea mucho menor que la de la direcciónortogonal. En consecuencia, la mayoríade las pantallas que los forman tienen unespesor de 0,30 m, presentando una dis-tribución en altura de calidades de hor-migón similar a la del núcleo central.

Como se indica más adelante, se utili-zó un modelo de cálculo global para es-tudiar la distribución de esfuerzos entrelos diferentes elementos que resisten lascargas de viento. En particular, este mo-delo sirvió para conocer el reparto decargas entre los tres núcleos y poder portanto dimensionarlos adecuadamente

(Figura 9). Este reparto es muy sensible,por un lado, a la distribución de rigide-ces relativas entre los núcleos, perotambién al trabajo de diafragma que lle-van a cabo los forjados en su plano co-nectando los tres núcleos. Como ejem-plo, en la zona de accesos a la torre, enla que los esfuerzos de viento son con-siderables y los forjados presentan alve-olos muy importantes a causa de los es-pacios en triple altura de los vestíbulos,los esfuerzos de torsión se concentranen el núcleo central disminuyendo sig-nificativamente la contribución de losnúcleos laterales.

5.3. Cinturón de rigidez

Con el fin de aumentar la rigidez y laresistencia de la torre frente a las accio-nes horizontales, se diseñó un cinturónde rigidez que está situado en su posi-ción óptima, a dos tercios de altura deledificio. En esta planta se ubica la se-gunda de las zonas mecánicas del edifi-cio, siendo posible, por tanto, disponercon más facilidad el conjunto de ele-mentos estructurales que permiten ma-terializar la conexión entre soportes ynúcleo que caracteriza al trabajo de loscinturones de rigidez. La disposición deeste elemento rígido permite garantizarel adecuado comportamiento de la torresin necesidad de incrementar las dimen-siones del núcleo central, lo que hubie-ra afectado significativamente a la fun-cionalidad del edificio en sus zonasbajas al reducir el espacio disponiblepara los ascensores y las zonas de circu-lación de personas e instalaciones.

A la altura de esta planta M2 ya handesaparecido los dos núcleos laterales,

The side cores are smaller and end atthe floors where the lifts running insidethem disappear. Their contribution to theoverall stiffness is less because of theirplan dimensions and to their section be-ing an open one. In addition, their posi-tion in the building’s floor plan makestheir contribution in the worst wind’s di-rection much less than that of the orthog-onal direction. Consequently, most of thecut-off walls forming them are 0.30 mthick and display an in-height distribu-tion of concrete qualities similar to thecentral core’s.

As pointed out later, an overall calcu-lation model was used to study thestress distribution between the differentelements withstanding wind loads. Thismodel particularly served for findingthe load share between the three coresand therefore being able to suitably sizethem (Figure 9). This share is very sen-sitive, on the one hand, to the distribu-tion of relative stiffnesses between thecores but also to the diaphragm workthe slab floors carry out in their planeconnecting the three cores. As an exam-ple, torsion stresses are concentrated inthe central core significantly reducingthe contribution of the side cores in thearea giving access to the tower wherewind forces are considerable and theslab floors have very large cavities be-cause of the halls’ triple storey spaces.

5.3. Outrigger

An outrigger was designed with thepurpose of increasing the tower’s stiff-ness and resistance to horizontal forces.It is located in its optimum position, twothirds of the way up the building. Thesecond of the building’s mechanical ar-eas is located on this storey and it istherefore possible to more easily arrangethe overall structural elements enablingthe connection between columns andcore characterising the outrigger’s workto materialise. The arrangement of thisrigid element allows the tower’s perform-ance to be guaranteed without having toincrease the central core’s dimensions,which would have significantly affectedthe building’s functionality in its low ar-eas on reducing the space available forlifts and for people to move around in,and installations.

The two side cores have disappearedby the time this M2 floor is reached as

Figura 10. Entramado de pantallas y forjados en el cinturón de rigidez.Figure 10. Cut-off wall and slab floor framing in the stiffness belt.

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well as the façade columns, and a con-nection between the central core and themain columns only had to be consid-ered. A series of reinforced concrete cut-off walls were designed for this which,combined with the top and bottom slabfloors form a frame of 4 m thick beamsand high rigidity allowing the forces tobe transferred as required between coreand main columns (Figure 10). Twotypes of cut-off walls have to be differ-entiated:

– Two perimeter cut-off walls paral-lel to the façades connecting five maincolumns to each other.

– Four radial cut-off walls connect-ing the foregoing with the core, goingthrough it and forming a stiff, continu-ous element between façades.

The sizing of slab floors and cut-offwalls is very much determined by thegaps through which installations haveto pass. These are particularly abundanton this floor, as well as the heavy stress-es to which they are subjected. The fun-damental features of these elements areas follows:

– Their performance is determinednot only by collaborating against windforces but also by gravitational loadtransmission between the columns andcore because of their high stiffness. The

order of magnitude of these stresses issimilar to those due to wind. Theseloads are transmitted instantaneouslyfrom the storeys situated above the beltand, in a deferred fashion, from thewhole of the building and, therefore, thelatter are to no advantage for sizing thecolumns.

– Both the cut-off walls and slabfloors were designed with HP-70; theconstruction company finally decided touse HP-80 instead so as to have a mar-gin of manoeuvre in view of possiblelosses of strength because of the uncer-tainty associated to the performance ofconcrete with such special featurespumped up to more than 130 m in height.

– Compression stresses and the highdensity of reinforcements made it neces-sary for the slab floors to be 0.43 m,which is greater than that of the remain-ing storeys’.

– The slab floors are reinforced withtop and bottom meshes of φ25/100 mm,combined with prestressing cables of 19φ 0.6” units that follow the route of themain tensile stresses (Figure 11).

– The cut-off walls are between 0.4and 0.8 m thick, with passive reinforce-ment of up to 4φ25/100 (horizontal) anda double frame of φ25/100 (vertical)(Figure 12), and localised use of 50 mmdiameter prestressed bars.

así como los soportes de fachada, plan-teándose la conexión únicamente entreel núcleo central y los soportes princi-pales. Para ello se diseñaron una seriede pantallas de hormigón armado que,combinadas con los forjados superior einferior, forman un entramado de vigasde 4 m de canto y elevada rigidez quepermite llevar a cabo la transferencia deesfuerzos deseada entre núcleo y sopor-tes principales (Figura 10). Es precisodistinguir entre dos tipos de pantallas:

– Dos pantallas perimetrales parale-las a las fachadas que conectan entre sí5 soportes principales.

– Cuatro pantallas radiales que co-nectan las anteriores con el núcleo, atra-vesándolo y formando un elemento rígi-do continuo entre fachadas.

El dimensionamiento de forjados ypantallas está muy condicionado por lapresencia de los huecos necesarios parael paso de las instalaciones especial-mente abundantes en esta planta, así co-mo de las importantes solicitaciones alas que se ven sometidos. Las caracte-rísticas fundamentales de estos elemen-tos son las siguientes:

– Su comportamiento está condicio-nado no sólo por la colaboración frentea las solicitaciones de viento, sino tam-bién por la transmisión de cargas gravi-

Figura 11. Distribución de cables de pretensado en los forjados del cinturón de rigidez, incluyendo los cables necesarios para los desvíos de soportes (izqda.); detalle con la colocación de los cables y sus anclajes en el forjado (dcha.)

Figure 11. Prestressing cable layout in the stiffness belt’s slab floors, including the cables necessary for support diversions (left); detail with the placing of cables and their anchorages in the slab floor (right)

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tatorias entre los soportes y el núcleo acausa de su elevada rigidez. El orden demagnitud de estas solicitaciones es si-milar al correspondiente a las debidas alviento. Estas cargas se transmiten demodo instantáneo desde las plantas si-tuadas por encima del cinturón y de mo-do diferido desde todo el edificio, nodeterminando por tanto estas últimasninguna ventaja para el dimensiona-miento de los soportes.

– Tanto las pantallas como los forja-dos se proyectaron con HP-70; final-mente, la empresa constructora decidióemplear en su lugar HP-80 para dispo-ner de un margen de maniobra ante laeventualidad de bajadas de resistencia acausa de la incertidumbre asociada alcomportamiento de un hormigón de tanespeciales características y bombeado amás de 130 m de altura

– Los esfuerzos de compresión y laelevada densidad de armaduras hacennecesario que el espesor de los forjadossea de 0,43 m, mayor que el del resto delas plantas

– Los forjados van armados con pa-rrillas superior e inferior φ25/100 mm,combinadas con cables de pretensadode 19 unidades φ 0,6” que siguen la tra-yectoria de los esfuerzos principales detracción (Figura 11).

– Las pantallas tienen espesores deentre 0,4 y 0,8 m, con armadura pasivade hasta 4φ25/100 (horizontal) y doblecerco φ25/100 (vertical) (Figura 12), y

empleo localizado de barras pretensa-das de diámetro 50 mm.

Es necesario señalar que la construc-ción de este elemento estructural plan-teó, desde su concepción en el proyecto,importantes interferencias con el proce-so constructivo general. Su singularidadhizo necesario detener todo el procesocíclico planteado con el fin de optimizarla secuencia de construcción por las si-guientes razones:

– los mayores pesos de los forjados yla presencia de las pantallas de cone-xión, modificaban el planteamiento ge-neral de apeo en las plantas inferiores

– era previsible que el tiempo de fe-rrallado de los forjados fuera considera-blemente superior que el de una plantatipo

– la presencia de cables de pretensadocontinuos a lo largo de toda la planta y deuna mayor densidad de armaduras, modi-ficaba así mismo el planteamiento de di-visión por zonas para el ferrallado y elhormigonado de la misma

5.4. Contribución de los soportes

La elevada rigidez de los forjados delosa maciza de hormigón de la torrepermite poner en juego la contribuciónde los soportes del edificio en el meca-nismo global frente a acciones horizon-tales de una manera sencilla y sin exce-sivo coste adicional. Los soportes

It must be pointed out that as from itsdesign conception, constructing thisstructural element involved major inter-ference with the general constructionprocess. Its uniqueness made it neces-sary to stop the whole cyclical processapproached, with the purpose of opti-mising the construction sequence, forthe following reasons:

– the heavier weights of the slabfloors and the presence of connectioncut-off walls altered the general ap-proach to shoring on the lower storeys

– the time involved in reinforcing thefloor slabs would be considerablylonger than for a standard storey

– the presence of continuous pre-stressing cables and a greater density ofreinforcement throughout the wholestorey also amended the idea of divisioninto areas for its reinforcing

5.4. Contribution of the columns

The tower’s high solid concrete slabfloor stiffness allowed the contributionof the building’s supports to be broughtinto play in the overall mechanism asagainst horizontal forces, simply and atno excessive additional cost. The stiffermain supports, closest to the core, con-siderably reduce the flexibility of theunit when being put under load by theslab floors. This contribution representsaround 20% of the total, thus allowingthe core’s dimensions to be adjusted, incombination with the outrigger’s work,in order not to affect the functionality ofthe building’s low areas. It is to bepointed out that wind forces transmittedto the columns do not significantly pe-nalise their sizing since their maximumvalues do not happen at the same timethan the maximum gravitational forces.

Although contributing in a significantfashion, the rest of the pillars’ contribu-tion is affected by their smaller dimen-sions and some of them being interrupt-ed and not connected to the central corein the low part of the building.

6. BUILDING’S VERTICAL FORCERESISTANT STRUCTURE

6.1. Slab floors

The structural system chosen for theslab floors is constituted by solid, rein-

Figura 12. Ferrallado de las pantallas perimetrales del cinturón de rigidez conectadas con lossoportes de la fachada.

Figure 12. Steel reinforcing of the stiffness belt’s perimeter cut-off walls connected to thefaçade supports

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forced concrete slabs. This is due to sev-eral reasons:

– Their suitability for spaces betweenload bearing walls with spans greaterthan the usual ones in building struc-tures (up to 12 m) with complex geome-tries in plan and varying over the wholeheight of the building. They are incom-patible with the comfortable use of pre-stressed solutions or beams (Figure 13).

– The facility in their high up con-struction via concrete pumping and theuse of formwork tables or other indus-trial devices which can be easily movedfrom one floor to another.

– Their low reinforcement require-ments and their flexibility for adaptingto apertures not provided for in the de-sign

– The simplicity of construction de-tails for connection to supports andcores

Alternatives were taken into consider-ation during the tower’s designing butthey were deemed less favourable forthe following reasons:

– Prestressed precast units on a grida precast prestressed beams: high inci-dence on crane use, a crucial factor indesigning and optimising a high riseconstruction.

– Composite slab on a grid of steeland composite beams and joists: contin-uous change in the beam geometrythroughout the storeys to adapt to their

shapes and removal of the collaborationof columns against wind loads.

– “In situ” prestressed slab floors:complexity in routing cables to adapt tothe geometry of the storeys.

– Waffle flat slabs: unfavourable fireperformance, greater complexity informwork element moving operationsand a significant incidence on solid ar-eas because of the storeys’ geometry.

With a view to systemising construc-tion, slab floor thicknesses were limitedto two: 0.28 m for normal storeys and0.35 m for those with loads and/or ex-ceptional geometries. Slab floors form-ing part of the outrigger, whose greaterthicknesses are determined not by theslab floor’s work but by the overall workof this item, are not included in thisgroup.

Because of the owner’s wishes, it waspreferred to use a small base reinforce-ment (5 bars of 12 mm diameter per me-tre for slabs 0.28 m thick and 5 bars of16 mm diameter p.m. for those 0.35 mthick) despite the considerable increasein numbers and the complexity of rein-forcements required. The advantage ofthis choice of base reinforcement is thereduction in the amount of reinforce-ments used, up to 35 %, which figurecan offset the greater use of labour andlonger execution time.

Bending reinforcement is heavily pe-nalised by the abundance and excessivedimensions of the apertures for installa-

principales, más rígidos y próximos alnúcleo, disminuyen considerablementela flexibilidad del conjunto al ser pues-tos en carga por los forjados. Esta con-tribución representa en torno al 20% deltotal, habiendo permitido de este modoajustar las dimensiones del núcleo para,combinado con el trabajo del cinturónde rigidez, no condicionar la funcionali-dad de las zonas bajas del edificio. Esnecesario señalar que los esfuerzostransmitidos a los soportes a causa delviento no penalizan significativamentesu dimensionamiento ya que no sonconcomitantes con las solicitacionesgravitatorias máximas.

La contribución del resto de los pila-res, aunque es significativa, se ve afec-tada por sus menores dimensiones y lainterrupción y falta de conexión de al-gunos de ellos con el núcleo central enla parte baja del edificio.

6. ESTRUCTURA RESISTENTEDEL EDIFICIO FRENTE AACCIONES VERTICALES

6.1. Forjados

El sistema estructural escogido paralos forjados es el de losas macizas dehormigón armado. Ello se debe a variasrazones:

– Su idoneidad para crujías con lucesno moderadas mayores que las habitua-les en estructuras de edificación (hasta12 m) y con geometrías complejas enplanta y variables a lo largo de la alturadel edificio incompatibles con el em-pleo cómodo de soluciones pretensadaso de vigas (Figura 13).

– La facilidad de su construcción enaltura mediante el bombeo de hormigóny el empleo de mesas de encofrado uotros dispositivos industriales fácilmen-te desplazables de una planta a otra.

– Su ajustado consumo de armaduray su flexibilidad para adaptarse a la eje-cución de huecos no previstos en pro-yecto

– La sencillez de los detalles cons-tructivos de conexión con soportes ynúcleos

Durante el proyecto de la torre se con-sideraron otras alternativas que se con-sideraron menos favorables por las ra-zones que se apuntan a continuación:

Figura 13. Esquema con la disposición de apoyos y huecos de paso en un forjado tipo.Figure 13 . Diagram with the layout of supports and openings in a typical slab floor

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– Placas alveolares pretensadas: ele-vado incidencia en el consumo de grúas,factor crucial en el diseño y optimiza-ción de una obra en altura.

– Formado mixto de chapa plegadasobre viguería metálica o mixta: varia-ción continua de la geometría de la vi-guería a lo largo de las plantas paraadaptarse a las formas de las mismas yeliminación de la colaboración de lossoportes frente a las cargas de viento.

– Forjados pretensados: complejidaddel trazado de los cables para adaptarsea la geometría de las plantas.

– Forjados reticulares: comporta-miento poco favorable frente a fuego,mayor complejidad de las operacionesde desplazamiento de los elementos deencofrado, e incidencia significativa dezonas macizadas a causa de la geome-tría de las plantas.

En aras a sistematizar la construcciónse han limitado los valores del canto delforjado a dos: 0,28 m para las plantas

normales y 0,35 m para aquellas concargas y/o geometrías excepcionales.No se incluyen en este grupo los forja-dos que forman parte del cinturón de ri-gidez, cuyos mayores cantos vienen de-terminados no por el trabajo del forjadosino por el trabajo global de esta pieza.

Por deseo de la propiedad se ha prefe-rido utilizar una armadura base pequeña(5φ12 p.m. para las losas con canto 0,28m y 5φ16 p.m. para las de canto 0,35 m)a pesar del aumento considerable delnúmero y de la complejidad de los re-fuerzos que es necesario disponer. Laventaja de esta elección de armadurabase es la reducción del consumo de ar-madura hasta en un 35%, valor que pue-de compensar el mayor empleo de manode obra y tiempo de ejecución.

La armadura de flexión se ve muy pe-nalizada por la abundancia y dimensio-nes excesivas de los huecos para instala-ciones que atraviesan las plantas en laszonas con crujías elevadas. Además, laimposibilidad de disponer vigas alrede-dor de dichos huecos por deberse respe-

tions crossing the floors in areas with alarge distance between load bearingwalls. In addition, the impossibility ofplacing beams around these aperturessince installations passing through falseceiling and false floor have to be re-spected, caused long, considerably rein-forced bands to be used.

As pointed out in the relevant section,the overall slab floors enable the collab-oration of supports to be brought intoplay in resisting horizontal forces. Thisis achieved with a slight additionalbending fundamentally concentrated inthe area where the slab floors are con-nected to the central core. As the maxi-mum bending moment figures of a grav-itational origin and a wind origin arenot concomitant, the maximum rein-forcements required are not added to-gether and the result is moderate figureswhich do not represent a heavy cost in-crease.

The adjusted thickness used for theslab has the need for a more than smallpunching reinforcement as a counter-

Figura 14. Tipos de soportes: principales (en rojo, rectos) y de fachada (en verde, rectos y curvos).Figure 14. Types of supports: main (in red, straight) and façade (in green, straight and curved).

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part. Once work had started, it was de-cided to replace the stirrups reinforce-ment provided for in the original designby an industrialized bolt reinforcement,which allowed on-site erection to bespeeded up thus offsetting the high unitcost of the material used.

As detailed in an article on the execu-tion of this tower’s structure in this samemonographic issue of Hormigón y Acero[4], this structural arrangement in a sol-id reinforced concrete slab allowed for asystematic execution which, despite theincidence of the varying shape of thestoreys, enabled a 3 and 4 floors a monthrate of execution to be maintained.

6.2. Columns

Two families are to be definedamongst the columns (Figure 14):

– The main radial or almond planfootprint columns running from top tobottom of the building.

– The façade columns which disap-pear as the floor’s area reduces;straight and sloped columns must inturn be distinguished as a function ofthe façade in which they are located andthe consequent geometry they display.

Because of the number of floors re-ceiving them and the relative size oftheir area of influence, the maincolumns receive most of the building’svertical forces. Combined with the strict

limitations of the columns dimensions inthe buildings low area as imposed bythe architecture, this fact gives rise tothe need for using the following resist-ant mechanisms:

– High strength concrete (70 N/mm2)combined with HA-40 and HA-30 gradeconcrete in the least stressed areas.

– High amounts of reinforcement in-cluding 32 mm diameter double crownbars .

– S355 steel sections embedded andon occasions reinforced with sheet steelplates.

The optimisation of these three mate-rials’ use is subject to multiple restric-tions of a financial, construction andstrength order:

– Influence of the length of reinforce-ment overlaps if large diameters areused and the building is constructedfloor by floor.

– Details of connection betweenstretches of steel elements and the needto have cavities in the largest, mostdensely reinforced columns to allow theslab floor reinforcements to passthrough the steel profiles.

– Solving interference between sup-ports with higher strength concrete thanthe slab floor’s.

– Unit prices of each material clear-ly favourable to the use of high strengthconcrete supports.

tar el paso de instalaciones tanto por fal-so techo como por falso suelo, ha provo-cado que sea necesario disponer zun-chos de gran longitud y considerablearmado.

Como se ha indicado en el apartadocorrespondiente, el conjunto de forjadospermite poner en juego la colaboraciónde los soportes en la resistencia frente asolicitaciones horizontales. Esto se con-sigue con una ligera flexión adicionalconcentrada fundamentalmente en lazona de empotramiento de los forjadosen el núcleo central. Al no ser concomi-tantes los valores máximos de las solici-taciones de origen gravitatorio y de ori-gen eólico, los refuerzos máximosnecesarios no se suman, dando como re-sultado valores moderados que no re-presentan un incremento de coste im-portante.

El ajustado canto empleado para la lo-sa tiene como contrapartida la necesidadde disponer una armadura de punzona-miento no pequeña. Una vez iniciada laobra se decidió sustituir la armadura decercos prevista en el proyecto originalpor una armadura de pernos industriali-zados, que permitía agilizar el montajeen obra, compensando así el mayor costeunitario del material empleado.

Como se detalla en un artículo dedi-cado a la ejecución de la estructura estatorre en esta misma monografía (4), es-ta disposición estructural en losa maci-za de hormigón armado ha permitidouna ejecución sistemática que, a pesarde la incidencia de la forma variable delas plantas, ha permitido mantener unritmo de ejecución de entre 3 y 4 plan-tas al mes.

6.2. Soportes

Entre los soportes es preciso definirdos familias (Figura 14):

– Los soportes principales, radiales ode almendra, que recorren el edificio dearriba a abajo.

– Los soportes de fachada, que vandesapareciendo a medida que se reducela superficie de la planta; entre ellos sedebe distinguir a su vez los soportesrectos y los curvos, en función de la fa-chada en la que estén ubicados y la con-siguiente geometría que presenten.

Figura 15. Zunchado de soportes con hormigón de alta resistencia en el cruce con los forjados.

Figure 15. Hooping of supports with high strength concrete where crossing slab floors .

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Los soportes principales, por el núme-ro de plantas que reciben y el tamaño re-lativo de su superficie de influencia, reci-ben la mayor parte de las accionesverticales del edificio. Este hecho, unidoa las estrictas limitaciones de las dimen-siones de los soportes en la zona baja deledificio impuestas por la arquitectura, dalugar a que sea preciso utilizar los si-guientes mecanismos resistentes:

– Hormigones de alta resistencia (70N/mm2) combinados con hormigonesde calidades HA-40 y HA-30 en las zo-nas menos solicitadas.

– Cuantías elevadas de armadura queincluyen barras de diámetro 32 mm endoble corona.

– Perfiles metálicos de acero S355embebidos y en ocasiones reforzadoscon chapas

La optimización del empleo de estostres materiales está sujeta a múltiplesrestricciones de orden económico, cons-tructivo y resistente:

– Influencia de las longitudes de so-lape de las armaduras si se emplean diá-metros grandes y la construcción se eje-cuta planta a planta.

– Detalles de unión entre tramos deelementos metálicos y necesidad de dis-poner alveolos en los soportes másgrandes y más densamente armados pa-ra permitir el paso de las armaduras delforjado a través de los perfiles.

– Resolución de la interferencia en-tre los soportes con hormigón de resis-tencia mayor que la del forjado.

– Precios unitarios de cada material,claramente favorables al empleo de so-portes de hormigón con calidad elevada.

– Dificultades de fabricación, puesta

en obra y control asociadas al hormigónHA-70.

Con todos estos datos se llevó el caboel dimensionamiento de los soportescon los siguientes criterios:

– Minimización del empleo de hor-migón de calidad HA-70 que se fabricócon un control al 100%.

– Empleo de uniones entre elementosmetálicos sin capacidad de transmitiresfuerzos de tracción.

– Zunchado del hormigón HA-30 delforjado en el cruce con soportes de HA-70 con el fin de aumentar su resistencia;este zunchado se llevó a cabo mediantela colocación de 5 cercos circulares φ 25en los casos en los que la geometría delforjado lo permitía (Figura 15).

– Empleo preferente de dobles coro-nas de armadura en lugar de perfilesmetálicos.

– Limitación del uso de empalmesmecánicos entre barras de armadura azonas densamente armadas y con pre-sencia de perfiles metálicos.

Las características de los soportes re-sultantes son las siguientes (Figura 16):

– Soportes bajo rasante: φ, 1200mm; HA-70; As ≈ 3,5 %.

– Soportes zona baja: φ, 1000 mm;H-70; As ≈ 4 %; HEM 500 + 2x390x50.

– Soportes zonas media y alta: φ,600-1000 mm; H-40 ó H-30; As ≈ entre2 y 5 %.

La inclinación de los soportes, espe-cialmente importante en el tercio cen-tral de la torre, no representa un proble-ma mayor para la estructura ya que acausa de la simetría polar de la planta,los desvíos que se producen están equi-librados dos a dos, produciendo única-

– Difficulties in making, on-site plac-ing and control associated with HA-70concrete.

The columns were sized using all thisdata, with the following criteria:

– Minimizing the use of HA-70 gradeconcrete fabricated with 100% qualitycontrol.

– Use of connections between steelelements with no capacity to transmittensile stresses.

– Confinement of the slab floor’s HA-30 concrete at the crossing with HA-70grade supports in order to increasetheir strength; this confinement wascarried out by placing 5 circular φ 25stirrups in those cases where the slabfloor’s geometry so allowed (Figure 15)

– Preferential use of double rein-forcement crowns instead of steel pro-files.

– Limitation of the use of mechanicalsplices between reinforcement bars todensely reinforced areas with steel pro-files.

The features of the columns resultingare as follows (Figure 16):

– Columns under ground level: φ,1200 mm; HA-70; As ≈ 3.5 %

– Low area columns: φ, 1000 mm; H-70; As ≈ 4 %; HEM 500 + 2x390x50

– Mid and high area columns: φ,600-1000 mm; H-40 or H-30; As ≈ be-tween 2 and 5 %

Particularly important in the tower’scentral third, the supports’ inclinationprovides no major problem for thestructure since because of the polarsymmetry of the building’s floor plan,the deviations occurring are balanced

Figura 16. Secciones tipo de los soportes: bajo rasante, zona de accesos a la torre, zonas media y alta.Figure 16. Typical support cross sections: under ground level, tower access areas, mid and high areas.

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Figura 17. Inclinación de soportes de fachada en la zona media del edificio.Figure 17 . Inclination of façade supports in the building’s mid area

Figura 18. Soportes principales en la zonade acceso a la torre (en el sentido de lasagujas del reloj): vista general; perfilmetálico interior reforzado con alveolo parael paso de armaduras en la intersección conel forjado; sección mixta conarmadura 40 φ 32 y perfil metálico HEM 500reforzado con chapas; detalle deintersección con el forjado.Figure 18. Main supports in the tower’saccess area: (clockwise) general view;interior metal section reinforced with gridfor rebars to pass through at theintersection with the slab floor; mixed crosssection with 40 φ 32 reinforcement and steelsheet reinforced HEM 500 metal section;detail of intersection with slab floor.

mente torsiones que el núcleo con susección cerrada es perfectamente ca-paz de asumir (Figura 17).

Del mismo modo que se ha indica-do al hablar de los forjados, la contri-bución de los soportes a la resistenciafrente a las acciones horizontales noincrementa significativamente su ar-madura, ya que los esfuerzos suple-mentarios que aparecen en los mismosson pequeños a causa del elevado bra-zo de palanca respecto al núcleo y lano concomitancia con las accionesverticales máximas.

Es necesario señalar que en la zonabaja del edificio fue preciso extremar

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las condiciones de planificación y eje-cución de los soportes a causa de laconfluencia de los perfiles metálicosreforzados y la elevada densidad de ar-madura, aspectos necesarios ambos pa-ra no aumentar las dimensiones de lossoportes por encima de los límites im-puestos por la funcionalidad del edifi-cio, teniendo en cuenta además la posi-ble inestabilidad de los mismos porpandeo. Se cuidó especialmente la com-posición y granulometría del hormigón,así como sus condiciones de compacta-ción, para poder garantizar en todo mo-mento que se alcanzaban las resisten-cias características de 70 MPa prescritasen el proyecto. Las condiciones de hor-migonado fueron además especialmentecomplejas dado que los soportes de 12m de altura se hormigonaron sin juntasintermedias (Figura 18).

6.3. Vigas cargadero

Entre las Plantas Baja y M1, parte delos pilares de las fachadas sur y oeste seeliminan para mejorar el acceso al edi-ficio y el aspecto exterior de la torre.Para poder apear estos pilares es precisodisponer dos potentes vigas cargaderode 27,8 m de luz y 8 m de canto com-prendidas entre el forjado de la PlantaM1 y el de la Planta 1. Al estar ubicadasen una zona de instalaciones estas pie-zas no interfieren con la funcionalidaddel edificio ni se perciben desde el exte-rior del mismo (Figura 19).

Estas vigas son celosías metálicas for-madas por barras con secciones arma-

das cuadradas o rectangulares de di-mensiones máximas 550x900 mm2 ychapas de espesores comprendidos en-tre 20 y 80 mm, todas ellas de acero decalidad S355 J2G3. Con el fin de mejo-rar el comportamiento de la celosía, laspiezas metálicas se conectan a los forja-dos de hormigón superior e inferior me-diante pernos, constituyéndose así unoscordones mixtos, comprimido y traccio-nado respectivamente, de mayor capaci-dad resistente.

La conexión con los forjados permitematerializar los apoyos laterales necesa-rios a causa de la no planeidad del con-junto formado por la celosía plana y susdos apoyos. El desvío que se producepor esta causa se resuelve mediante unapareja de fuerzas en los forjados indica-dos, siendo necesario disponer cables depretensado en el superior de ellos paraanclar en el núcleo las importantes trac-ciones que se producen. Este pretensadose materializa en unidades de 7 cordo-nes φ 0,6” con trazado recto en alzado.

Las diagonales de las celosías dispo-nen asimismo de cables de pretensadoque permiten, por un lado, reducir lasdimensiones de sus chapas, y por otro,compensar parcialmente las deforma-ciones que va acumulando la celosía porla aplicación de las cargas permanentesdurante la construcción de la torre. Encada diagonal se disponen 2 cables de31 ó 19 φ 0,6”, con anclajes convencio-nales similares a los empleados en es-tructuras de hormigón pretensado. Lapuesta en tensión de estos cables se hallevado a cabo en cuatro etapas distri-buidas uniformemente a lo largo de la

two by two and only torsions occurwhich the core with its closed section isperfectly able to assume (Figure 17).

In the same way as pointed out whendiscussing slab floors, the contributionof the supports to the horizontal forcesresistance does not significantly increasetheir reinforcements since the supple-mentary forces appearing therein aresmall because of the high lever arm withrespect to the core and non concomi-tance with maximum vertical forces.

It must be pointed out that the sup-ports’ planning and execution condi-tions had to be cautiously dealt with inthe building’s low area because of theconfluence of the reinforced steel pro-files and high reinforcement density,both being necessary aspects in ordernot to increase the dimensions of thesupports above the limits as imposed bythe building’s functionality, bearingtheir possible instability through buck-ling in mind also. Special care was tak-en with regard to the concrete’s compo-sition and grain size in order toguarantee at all times that the charac-teristic strengths of 70 MPa prescribedin the design, were reached. Concretingconditions were, in addition, particular-ly complex, since the 12 m high sup-ports were concreted with no intermedi-ate joints (Figure 18).

6.3. Load bearing beams

Part of the south and east façade pil-lars between the Ground and M1 floors

Figura 19. Vigas cargaderos en la zona de accesos al edificio (en el sentido de las agujas del reloj): vista general antes de la instalación de lafachada; detalle con los anclajes inferiores; detalle con los anclajes superiores durante el montaje.

Figure 19 . Load bearing beams in the building’s access area (clockwise): general view before façade installation; detail with bottomanchorages; detail with top anchorages during fitting

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are removed to improve access to thebuilding and the tower’s outside ap-pearance. In order to shore these pil-lars, two potent load bearing beams of27.8 m span and 8 m high had to be fit-ted between the slab floor of the M1storey and the 1st storey. As they are lo-cated in an installation area, theseitems do not interfere with the building’sfunctionality nor are they perceivedfrom outside (Figure 19).

These beams are steel trusses formedby bars with square or rectangular rein-forced cross sections with maximum di-mensions of 550x900 mm2 and steelplates between 20 and 80 mm thick, allof S355 J2G3 quality steel. The steeltrusses connected to the top and bottomconcrete slab floors with the purpose ofimproving the lattice’s performance,and they thus constitute compositeflanges, respectively compressed andtensile stressed, with greater resistantcapacity.

Connection to the slab floors allowsthe side supports to be obtained. Theyare necessary because of the non-flat-ness of the unit formed by the flat trussand its two supports. The deviationscaused by this is resolved by means of acouple of forces in the slab floors indi-cated, and it is necessary to lay pre-stressing cables at the top of them to an-chor the large tensile stresses occurringinto the core. This prestressing materi-alises in units of seven φ 0.6” chordswith a straight routing in elevation.

The trusses’ diagonals also have pre-stressing cables that, on the one hand,allow the dimensions of their sheet steelplates to be reduced and, on the other,to partially offset the deformations thelattice is accumulating from applyingpermanent loads during the tower’sconstruction. Two 31 or 19 φ 0.6” ca-bles are fitted in each diagonal withconventional anchorages similar tothose used in prestressed concretestructures. These cables were put undertensile stress in four stages, uniformlydistributed throughout the tower’s con-struction, with the purpose of reducingthe deformations of the slab floors sup-ported on the lattices to the minimumcompatible with the façade.

6.4. Column deviation blocks

Some columns are horizontally movedin the technical M1 and M2 floors.These columns have to move from thefaçade’s alignments to the radials, in or-der to adapt to the floor’s geometryvariation. These deviations were solvedby means of rigid blocks occupying theenvelope of the space determined by thecolumns in the initial and moved posi-tions (Figure 20). The forces appearingin plan to offset this deviation are bal-anced by compressions in one of theslabs and by tensile stresses in the oth-er, which are transmitted to the centralcore via 12 φ 0.6” prestressing cablesand passive strengthening reinforce-

construcción de la torre, con el fin dereducir las deformaciones de los forja-dos apoyados en las celosías al mínimocompatible con la fachada.

6.4. Bloques de desvío de soportes

En las plantas técnicas M1 y M2 seproduce el desplazamiento horizontalde algunos soportes, que deben pasar delas alineaciones de fachada a las radia-les con el fin de adaptarse a la variaciónde la geometría de la planta. Estos des-víos se han resuelto mediante bloquesrígidos que ocupan la envolvente del es-pacio determinado por los soportes enlas posiciones inicial y desplazada(Figura 20). Las fuerzas que aparecenen planta para compensar este desvíoson equilibradas por compresiones enuno de los forjados y por tracciones enel otro, que son transmitidas al núcleocentral mediante cables de pretensado12 φ 0,6” y refuerzos concentrados dearmadura pasiva. La coincidencia de es-tos desvíos con las vigas cargadero en laPlanta M1 y con el cinturón de rigidezen la Planta M2 complica los detalles deejecución al acumularse capas de arma-dura y refuerzos en el forjado de dife-rentes orígenes.

7. MODELOS DE CÁLCULO

El comportamiento de los forjados dela torre frente a cargas verticales se haestudiado mediante modelos locales deelementos finitos que permiten analizarsu comportamiento de un modo ágil ysistemático, adaptándose fácilmente alos cambios de geometría entre plantas ypermitiendo seguir de un modo sencillolas modificaciones surgidas a la largo dela ejecución de la obra. Se han utilizadoprocedimientos auxiliares desarrolladospor MC2 para simplificar las tareas depre-proceso y post-proceso, orientadas auna automatización intensiva de las tare-as de cálculo que permita mantener, noobstante, el control por parte del proyec-tista del diseño final de la distribución delos refuerzos de armadura.

Además de estos modelos locales seha utilizado un modelo completo y deta-llado de la torre mediante elementos fi-nitos que ha permitido estudiar, entreotros, los siguientes aspectos:

– El reparto de las cargas verticalesentre los diferentes soportes y núcleos,

Figura 20. Bloques de desvío de soportes.Figure 20. Support diversion blocks.

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teniendo en cuenta el hiperestatismoglobal de la estructura.

– El reparto entre los diferentes nú-cleos de las solicitaciones (flexión, cor-tante y torsión) originadas por las accio-nes de viento, así como la contribuciónde los soportes conectados rígidamentea los núcleos a través de los forjados.

– Las solicitaciones sobre el cinturónde rigidez y los soportes de fachada de-bidas al viento, así como las debidas a lascargas gravitatorias que se transfieren alnúcleo a través del cinturón a causa de suelevada rigidez a pesar de no ser ésta lafunción para la que está concebido.

– La deformabilidad estática del edi-ficio bajo cargas de viento para garanti-zar el buen comportamiento de los ele-mentos de la fachada.

– Las frecuencias propias de la es-tructura, necesarias para el control delas aceleraciones en los puntos críticosbajo acciones eólicas.

– Obtener las solicitaciones sobre lasvigas cargadero y analizar la interacciónentre ellas y el resto del edificio, en par-ticular a causa de la diferente deforma-

ments. These deviations coinciding withthe load bearing beams on the M1 floorand with the outrigger on the M2 floorcomplicate the execution details as lay-ers of reinforcements and strengtheningof different origins accumulate in theslab floor.

7. CALCULATION MODELS

The performance of the tower’s slabfloors to vertical loads was studied us-ing local finite element models allowingtheir behaviour to be analysed swiftlyand systematically, easily adapting tothe changes in geometry between floorsand enabling the amendments arisingthroughout the work’s execution to besimply monitored. Auxiliary proceduresdeveloped by MC2 in order to simplifythe pre-process and post-process tasksoriented towards intensive automationof the calculation work whilst neverthe-less enabling the designer to keep con-trol over the final design of the rein-forcement’s strengthening distributionwere used.

bilidad entre las fachadas apeadas enellas y las apeadas en soportes.

Este modelo se desarrolló por etapas,incluyendo en la fase final del proyectola totalidad de los elementos estructura-les afectados.

Los elementos estructurales aisladosmás significativos (núcleo, vigas carga-dero, bloques de desvío de soportes,cinturón de rigidez,...) se estudiaronmediante modelos aislados. En particu-lar, el análisis de los elementos del cin-turón de rigidez se llevó cabo combi-nando diferentes procedimientos decálculo, tendentes a ajustar al máximoel dimensionamiento de este elementocomprometido:

– En primer lugar, como se ha dicho,se determinaron a través del modeloglobal antes indicado, las solicitacionesde origen eólico y gravitatorio sobre elcinturón, ajustadas para tener en cuentael comportamiento diferido.

– En una segunda fase se llevo a ca-bo un modelo local de elementos finitos

Figura 21. Estudio mediante modelos de campos de tensiones del comportamiento de las pantallas del cinturón de rigidez: cargas descendentes (izqda.) y ascendentes (dcha.).

Figure 21 – Study of the performance of the stiffness belt’s cut-off walls using tensile stress field models: descending loads (left) and ascending (right).

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Apart from these local models, a com-plete, detailed model of the tower wasused by means of finite elements thatenabled the following aspects to bestudied, amongst others:

– The vertical load distribution be-tween the different supports and cores,taking the structure’s overall non-deter-minate behaviour into account.

– The distribution of wind forcecaused stresses (bending, shear and tor-sion) amongst the different cores, aswell as the contribution of supportsrigidly connected to the cores throughthe slab floors.

– Stresses on the outriggers andfaçade columns due to the wind, as wellas those due to gravitational loadstransferred to the core through the out-rigger because of its high stiffness de-spite this not being the function forwhich it is conceived.

– The building’s static deformabilityunder wind loads in order to guaranteethe good performance of the façade’s el-ements

– The structure’s vibration frequenciesnecessary for controlling accelerations atcritical points under wind forces.

– Obtaining the stresses on loadbearing beams and analysing the inter-action between them and the rest of thebuilding, in particular because of thedifferent deformability between thefaçades shored up on them and thoseshored up on columns.

This model was developed in stages,including the whole of the structural el-ements affected, in the design’s finalphase.

The most significant, isolated struc-tural elements (core, load bearingbeams, columns deviation blocks, out-rigger, etc.) were studied using isolatedmodels. In particular, the outrigger ele-ments were analysed by combining dif-ferent calculation procedures tending toadjust the sizing of this endangered ele-ment as much as possible:

– Firstly, as stated, stresses on theoutrigger of a wind and gravitationalorigin were determined using the afore-mentioned overall model. They were ad-justed in order to take the long-term be-haviour into account.

– In a second phase, a local finite el-ement model was undertaken that com-prised the two floors affected and theoverall radial and perimeter cut-off

walls; this model was used to initiallyanalyse the flow of stresses through theslab floors and cut-off walls bearing inmind the multiple cavities made therein.

– Detailed sizing was carried outwith the aid of local tensile stress fieldmodels allowing the local reinforcementand prestressing strengthening to be ac-curately determined (Figure 21) [9, 10].

Finally, a further complete but verysimplified model enabled the structure’slong-term behaviour to be studied,analysing the following aspects:

– The tower’s vertical deformation;determined by the unequal distributionof permanent tensile stresses betweenthe cores and the supports, as well asthe relative differences in stiffness be-tween continuous pillars and thoseshored up on the load bearing beamsgiving rise to differential drops betweenthe different points of the slab floorsthat must be kept below figures that donot reduce their resistant capacity noraffect the building’s functionality; thisanalysis took the tower’s real construc-tion time into account which, to a largeextent, enabled final deformations to betaken into account (Figure 22).

– The variation in permanent stress-es in the outrigger and the columns con-nected to it, including an analysis oftheir sensitivity by means of variationsin the rheological parameters inside theranges of most likely figures.

– The floor to floor shortening of thecolumns, which must be limited to pre-vent damage to the façade.

que comprendía las dos plantas afecta-das y el conjunto de pantallas radiales yperimetrales; este modelo fue empleadopara analizar inicialmente el flujo de es-fuerzos a través de los forjados y laspantallas teniendo en cuenta los múlti-ples alveolos dispuestos en ellos.

– Finalmente, el dimensionamientodetallado se realizó con la ayuda de mo-delos locales de campos de tensionesque permitieron determinar de un modopreciso los refuerzos locales de armadu-ra y pretensado (Figura 21) (9,10).

Finalmente, otro modelo de cálculo,completo pero muy simplificado, per-mitió estudiar el comportamiento diferi-do de la estructura, analizando los si-guientes aspectos:

– La deformación vertical de la torre;condicionada por la desigual distribuciónde tensiones permanentes entre los nú-cleos y los soportes, así como las dife-rencias relativas de rigideces entre pila-res continuos y los que apean en las vigascargadero, lo que da lugar a descensosdiferenciales entre los diferentes puntosde los forjados que se deben mantenerpor debajo de valores que no reduzcan lacapacidad resistente de los mismos niafecten a la funcionalidad del edificio;este análisis tuvo en cuenta la temporali-dad real de construcción de la torre, loque permite reducir en gran medida lasdeformaciones finales (Figura 22).

– La variación de los esfuerzos per-manentes en el cinturón de rigidez y lossoportes a él conectados, incluyendo unanálisis de la sensibilidad de los mis-

Figura 22. Descensos diferenciales entre el núcleo central y los soportes principales a lo largo de la vida del edificio.

Figure 22. Differential drops between the central core and the main supports throughout the building’s lifetime.

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mos, mediante variaciones de los pará-metros reológicos dentro de las horqui-llas de valores más probables.

– Los acortamientos planta a plantade los soportes, que se deben limitar pa-ra evitar daños en la fachada

8. ESTRUCTURAS AUXILIARES

8.1. Estructura interior al núcleocentral

La estructura del vestíbulo de ascenso-res del núcleo central se planteó para serconstruida con independencia del con-junto núcleo-pilares-forjados. En lasplantas tipo la estructura de este vestíbu-lo está formada por dos vigas parcial-mente empotradas en los lados cortos delnúcleo y con canto variable para permitirel paso de las instalaciones desde los pa-tinillos. Entre dichas vigas se disponeuna losa de 0,20 m de canto con los opor-tunos alveolos para paso de instalacionescuando sea necesario. La losa fue calcu-lada para ser capaz de resistir las cargasde la pluma de hormigonado y transmi-tírselas a las vigas, aunque finalmente ladisposición empleada para el sistema dedistribución del hormigón en la planta nohizo necesario asumir estas importantessolicitaciones.

El dimensionamiento de esta pieza deluz importante (L= 12,80 m) y cantoajustado (0,88 m), estuvo muy condi-cionado por la funcionalidad de los sis-temas mecánicos de las puertas de losascensores que se apoyan en ella.

8.2. Escaleras helicoidales

Para conectar varias plantas en las zo-nas singulares del edificio (accesos enla parte baja y zona de dirección en laparte alta), se utilizan dos escaleras he-licoidales en hormigón armado. La pri-mera discurre entre la Planta Baja y laEntreplanta E3 (3 tramos), y la segundaentre las plantas 44 y 45 (Figura 23).

Las losas en hormigón armado em-pleadas para estas estructuras son com-pletamente exentas y sólo se apoyan enlos descansillos ubicados en el encuen-tro con las plantas. Se han empleado lo-sas de canto medio 0,24 m, consiguién-dose piezas de gran belleza quecontribuyen a realzar la singularidad deestas zonas.

8.3. Estructuras metálicassecundarias

Para permitir la sujeción del muro cor-tina en las plantas en las que la losa se in-

8. AUXILIARY STRUCTURES

8.1. Inside structure of the centralcore

The central core’s lift hall structurewas planned to be built separately to theoverall core-pillars-slab floors unit.This hall’s structure on the standardfloors is formed by two beams partiallyembedded in the core’s short sides andvarying in depth to allow installationsto pass through from the small patios. A0.20 m thick slab with the due aperturesfor installations to pass through wherenecessary is arranged between thesebeams. The slab was calculated to beable to resist the concreting jib loadsand transmit them to the beams, al-though, in the end, the arrangementused for the concrete’s distribution sys-tem on the storey made it unnecessaryto assume these large stresses.

The sizing of this item with such alarge span (L= 12.80 m) and adjusteddepth (0.88 m), was very much deter-mined by the functionality of the liftdoors’ mechanical systems which aresupported on it.

8.2. Spiral staircases

Two reinforced concrete spiral stair-cases are used to connect several floors

Figura 23. Escalera de caracol en la zona de Dirección del edificio (Plantas 44 y 45).Figure 23. Winding staircase in the building’s Management area (44th and 45th floors).

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in the singular areas of the building (ac-cesses in the low part and executivearea in the high part). The first runs be-tween the Ground Floor and the E3Mezzanine (3 stretches) and the secondbetween the 44th and 45th floors(Figure 23).

The reinforced concrete slabs used forthese structures are completely free-standing and are only supported on thelandings located where the slab floorsmeet. Average 0.24 m thick slabs wereused, obtaining very attractive itemscontributing in emphasising the unique-ness of these areas.

8.3. Secondary steel structures

Secondary steel structures made up oftubes suitably connected to the mainstructure’s pillars are used to allow thecurtain wall to be supported on thosefloors where the slab is interrupted be-fore reaching the façade, in order tocreate spaces with a double height(Figure 24). When necessary, these pil-lars are supplemented with auxiliarysteel pillars which are no higher thanone storey.

Conventional and simple in them-selves, the sizing of these structures wasvery much affected by the strict horizon-tal and vertical deflection conditionsassociated to the curtain wall, com-bined with how adjusted were the di-mensions available for the steel profilesand their connection to the supports.

9. MATERIALS AND FUNDAMEN-TAL MAGNITUDES

–Area built in tower: 10,735 m2 underground level, 67,800 m2 above groundlevel.

– Area built in car park: 34,265 m2

– HA-30 concrete in tower’s slabfloors: 19,851 m3

– Passive B-500 S reinforcement intower slab floors: 3,211 t (161 kg/m3)

– Concrete in tower supports: HA-70, 1,255 m3; HA-40, 2,367 m3; HA-30,798 m3

– Passive B-500 S reinforcement intower supports: 1,864 t (422 kg/m3)

– S 355 J2 G3 steel in tower sup-ports: 160 t

– S 355 J2 G3 steel in load bearingbeams: 268.3 t

– Concrete in cores: HA-70, 2,483m3; HA-40, 1,012 m3; HA-30, 4,136 m3

– Reinforcement in cores: 1,438 t(188 kg/m3)

– Prestressing steel Y 1860 S7: 161.0t (foundation slab), 6.9 t (load bearingbeams), 43.8 t (outrigger)

– Total mass of the structure:101,888 t (including quasi-permanentpart of live loads)

– Total maximum load transmitted tofoundations: 1,300,000 kN (characteris-tic value)

– Maximum wind forces, characteris-tic values at Ground Floor level: Mx,bending of centre line parallel to the longside of the pseudo-ellipse, 3.52•106 kNm,My, bending of centre line parallel toshort side of the pseudo-ellipse, 1.96•106

kNm, Mz, vertical centre line torsion,1.68 105 kNm, for a return period T of100 years and damping equal to 2% ofthe critical

– Maximum acceleration on the lastinhabitable floor with a return period Tof 10 years and damping equal to 2% ofthe critical: 20.7 mg

– Maximum angular velocity on thelast inhabitable floor with a return peri-od T of 10 years and damping equal to2% of the critical: 1.5 10-3 rad/s

terrumpe antes de llegar a la fachada pa-ra crear espacios de doble altura, se dis-ponen estructuras metálicas secundariascompuestas de tubos adecuadamente co-nectados a los pilares de la estructuraprincipal (Figura 24). Cuando es preciso,se complementan estos pilares con pila-res auxiliares metálicos que no tienen al-tura superior a una planta.

Estas estructuras, de por sí conven-cionales y sencillas, se han visto muyafectadas en su dimensionamiento porlas estrictas condiciones de deformabi-lidad horizontal y vertical asociadas almuro cortina, combinadas con lo ajus-tado de las dimensiones disponiblespara los perfiles y su conexión con lossoportes.

9. MATERIALES Y MAGNITUDESFUNDAMENTALES

– Superficie edificada en torre:10.735 m2 bajo rasante, 67.800 m2 sobrerasante

– Superficie edificada en aparca-miento: 34.265 m2.

– Hormigón HA-30 en forjados detorre: 19.851 m3.

Figura 24. Estructura metálicaauxiliar para sujección de lafachada: vista general (izqda.);detalle de conexión con lossoportes (dcha.).Figure 24. Auxiliary metalstructure to secure the façade:general view (left); detail ofconnection to supports (right)

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– Armadura pasiva B-500 S en forja-dos de torre: 3.211 t, 162 (kg/m3).

– Hormigón en soportes de torre:HA-70, 1.255 m3; HA-40, 2.367 m3;HA-30, 798 m3.

– Armadura pasiva B-500 S en so-portes de torre: 1.864 t, 422 (kg/m3).

– Acero S 355 J2 G3 en soportes detorre: 160 t.

– Acero S 355 J2 G3 en vigas carga-dero: 268.3 t

– Hormigón en núcleos: HA-70,2.483 m3; HA-40, 1.012 m3; HA-30,4.136 m3.

– Armadura en núcleos: 1.438 t, 188(kg/m3).

– Acero de pretensar Y 1860 S7:161,0 t (losa de cimentación), 6,9 t (vi-gas cargadero), 43,8 t (cinturón de rigi-dez).

– Masa total de la estructura:101.888 t (Incluyendo parte cuasiper-manente de sobrecargas).

– Carga total máxima transmitida a lacimentación: 1.300.000 kN (valor ca-racterístico).

– Esfuerzos máximos debidos alviento, valores característicos en el ni-vel de Planta Baja: Mx, flexión de ejeparalelo al lado largo de la seudo-elipse,3,52•106 kNm, My, flexión de eje para-lelo al lado corto de la seudo-elipse,1,96•106 kNm, Mz, torsión de eje verti-cal, 1,68 105 kNm, para un periodo deretorno T de 100 años y un amortigua-miento igual al 2% del crítico.

– Aceleración máxima en la últimaplanta habitable con un periodo de re-torno T de 10 años y un amortiguamien-to igual al 2% del crítico: 20,7 mg.

–Velocidad angular máxima en la últi-ma planta habitable con un periodo de re-torno T de 10 años y un amortiguamien-to igual al 2% del crítico: 1,5 10-3 rad/s.

9. REFERENCIASBIBLIOGRÁFICAS

[1] Bruguera Masana, J., “TorreEspacio. Proyecto arquitectónico”, Hor-

migón y acero nº 249, julio-septuembre,2008.

(2) Martínez Calzón, J. “Hormigonesde alta resistencia en la edificación degran altura”, Hormigón y acero nº 228-229, 2003.

(3) Martínez Calzón, J., GómezNavarro, M., Ballesteros Molpeceres,B. “Estructura del edificio TorreEspacio. Ejecución del proyecto cons-tructivo”, III Congreso de Puentes yEstructuras de Edificación, pp. 3169-3181, Asociación Científico-Técnicadel Hormigón Estructural, Madrid,2005.

(4) Aguirre Gallego, M., “EdificioTorre Espacio – Aspectos constructivosde ejecución de la estructura”,Hormigón y acero nº xxx, 2008.

(5) NCSE-02, "Norma de construc-ción sismorresistente: parte general yedificación", Ministerio de Fomento,Madrid, 2002.

(6) American Society of CivilEngineers, ASCE, “Wind TunnelStudies of Buildings and Structures,ASCE Manuals and Reports onEngineering Practice, No. 67, Virginia,1999.

(7) Surry, D., “Wind loads on low-ri-se buildings: past, present and future”,Actas de la 10ª Conferencia Interna-cional sobre Ingeniería eólica, ICWE,Copenague, Dinamarca, 1999.

(7) Isyumov, N., “Motion Perception,Tolerance and Mitigation”, 5th WorldCongress of the Council on TallBuildings and Urban Habitat, Ams-terdam, Holanda , Mayo 1995.

(7) Muttoni, A., Schwartz, J.,Thürlimann, B. “Design of ConcreteStructures with Stress Fields”, Birk-häuser, Basilea, 1997.

(10) Fernández Ruiz, M., Muttoni,Aurelio, “Dimensionamiento y verifi-cación del hormigón estructural me-diante el método de los campos de ten-siones”, Hormigón y acero nº 243,2007.

REFERENCES

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[2] Martínez Calzón, J. “Hor-migones de alta resistencia en la edifi-cación de gran altura”, Hormigón yacero nº 228-229, 2003

[3] Martínexz Calzón, J., GómezNavarro, M., Ballesteros Molpeceres,B., “Estructura del edificio TorreEspacio. Ejecución del proyecto con-structivo”, III Congreso de Puentes yEstructuras de Edificación, pp.. 3169-3181, Asociación Científico-Técnicadel Hormigón Estructural, Madrid,2005

[4] Aguirre Gallego, M., “TorreEspacio building: Construction aspectsin building the structure”, Hormigón yacero nº 249, July-September, 2008

[5] NCSE-02, "Norma de construc-ción sismorresistente: parte general yedificación", Ministerio de Fomento,Madrid, 2002

[6] American Society of Civil Engi-neers, ASCE, “Wind Tunnel Studies ofBuildings and Structures”, ASCEManuals and Reports on EngineeringPractice, No. 67, Virginia, 1999

[7] Surry, D., “Wind loads on low-rise buildings: past, present and fu-ture”, Proceedings of the 10th Inter-national Conference on Wind Engi-neering, ICWE, Copenhague, Den-mark, 1999

[8] Isyumov, N., “Motion Percep-tion, Tolerance and Mitigation”, 5thWorld Congress of the Council on TallBuildings and Urban Habitat, Ams-terdam, The Netherlands , May 1995

[9] Muttoni, A., Schwartz, J., Thürli-mann, B., “Design of Concrete Struc-tures with Stress Fields”, Birkhäuser,Basel, 1997

[10] Fernández Ruiz, M., MuttoniAurelio, “Dimensionamiento y verifi-cación del hormigón estructural medi-ante el método de los campos de ten-siones”, Hormigón y acero nº 243,2007, pages. 93-102.

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Torre de Cristal. Proyecto de estructura de un edificio de gran altura

Torre de Cristal. Structural desing for a high rise building

Pedro Juan Blanco Temprano(1), César Herrera Castilla(2)

y José Ignacio Viñals(3)

(1) Dr. Ingeniero Aeronáutico.(2) Ingeniero de Caminos.(3) Ingeniero de Caminos.




RESUMEN

El proyecto de estructura y dirección de Obra de una torre de 250 m de altura es una carrera de fondo, se trata de un proyectorealmente singular, no equiparable a otros proyectos de edificación u obra civil y cuya elaboración tiene sus propios condicio-nantes.

La coordinación entre los distintos proyectos adquiere especial importancia. La estructura tiene unos condicionantes irrenun-ciables a los que se debe adaptar la arquitectura, como es el núcleo central con sus dimensiones y espesores.

Asismismo los patinillos y huecos de instalaciones y los núcleos de comunicación vertical imponen unas necesidades geomé-tricas que deben estar perfectamente coordinadas con la estructura del edificio.

El diseño estructural exige estudiar en profundidad ciertos aspectos que en edificios normales no tienen relevancia alguna; asípues, se realizan ensayos en túnel de viento, estudios dinámicos y de vibraciones, análisis de los acortamientos de los elementosverticales, tanto absolutos como diferenciales.

Por otro lado, reducir el peso de los forjados y minimizar, o eliminar como en este caso, los puntales y encofrados recupera-bles son importantes criterios de diseño.

Un óptimo proceso constructivo es fundamental para el éxito del diseño estructural, que incluye el estudio de los encofradosautotrepantes y de los ciclos que se repiten en cada planta a lo largo de toda la torre.

Finalmente, se debe hacer un ejercicio de imaginación para familiarizarse con el orden de magnitud de los elementos estruc-turales, algunas veces muy distintos de otras estructuras, como sucede en la coronación, donde las escalerillas de la cara Oestenacen a la cota 210,70 m sobre el nivel del suelo y alcanzan una altura 36,26 m, equivalente a un edificio de 12 plantas o en lospoco comunes espesores de las pantallas del núcleo.

Palabras clave: Torre, edificio de gran altura, edificio singular, estructura.

Recibido / Received:30/11/2007Aceptado / Accepted: 25/02/2008

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Torre de Cristal. Proyecto de estructura de un edificio de gran alturaTorre de Cristal. Structural design for a high rise bulding

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INTRODUCTION

The Torre de Cristal is located onMadrid’s Paseo de la Castellana, speci-fically where the former Real MadridSports City once stood, forming part ofwhat is know as Cuatro Torres BusinessArea.

Madrid’s new business centre inclu-des three other high rise buildings, aconvention centre and a ring road pro-viding direct motor vehicle access to thetowers from the second undergroundstorey.

In this apparently rectangular prismwith sides measuring 48.85 × 38.85 m,the corners bevel with height to ultima-tely form an irregular octagon. The 250-m total above grade height is divided in-to 46 office and five machine roomstoreys, two of which are located imme-diately above the main lobby, anotherbetween storeys 31 and 32 and the lasttwo over storey 46. The building crownis located, in fact, at 982 m above sealevel.

The lot itself is rectangular, measu-ring 100 x 75 m, with the shorter sideparallel to the Paseo de la Castellana.While the tower is sited on the southeast

corner, underground, the entire lot isoccupied by a car park.

2. TERRAIN

The terrain on which the tower standsconsists of detrital Pliocene formations(Madrid facies). According to the pro-bes performed, the underlying stratacomprise varying proportions of “tos-quiza” sand (compact fine sand) andsandy “tosco” clay (ranging from sandysilt clay to clayey silt sand).

Perched water tables confined bystrata with a high clay content werefound at different levels, where they sa-turated the sandiest layers. Sight mustnot be lost of the fact that for decadesthis lot was the site of the Real Madrid’straining fields, which were watereddaily, providing a continuous supply ofmoisture.

3. BELOW GRADE UNITS

The six-storey car park reaches adepth of 20 m below grade, where thesurface footing foundations transmit lo-ads of up to 500 kPa to the terrain.

1. INTRODUCCIÓN

La Torre de Cristal se encuentra situa-da en el paseo de la Castellana deMadrid, concretamente en la antiguaCiudad Deportiva del Real Madrid yforma parte del complejo conocido co-mo Cuatro Torres Business Area.

El nuevo centro de negocios deMadrid está formado además por otrostres edificios de gran altura, un centrode convenciones y un anillo distribuidora través del cual los vehículos podránacceder desde distintos puntos de la ciu-dad directamente al sótano segundo decada una de las torres.

Se trata de un edificio en forma deprisma rectangular de lados 48,85 m ×38,85 m cuyas esquinas se van achafla-nando según asciende, dando lugar auna sección tranversal en forma de octó-gono irregular y que corona a 250 m dealtura, a lo largo de los cuales se distri-buyen 46 plantas de oficinas y 5 plantasmecánicas, situadas dos de ellas sobreel vestíbulo de acceso, otra entre lasplantas 31 y 32 y finalmente dos máspor encima del nivel 46. Así pues la co-ronación de la torre alcanza la cota de982 m sobre el nivel del mar.

La parcela tiene forma rectangular dedimensiones 100 m × 75 m, con su lado

ABSTRACT

Structural design and site supervision for a 250-m tower are a long distance race, a truly unique project not comparable toother building or civil works endeavours, and one with its own specific conditioning factors.

Of particular importance in such a building is the coordination of the various designs involved. Its structure is subject to cer-tain imperatives to which the architecture must adapt – the central core with its dimensions and thicknesses, for instance.

At the same time, the service shafts and openings and vertical mobility cores impose geometric needs that must be perfectlycoordinated with the building structure.

The structural design calls for an in-depth study of certain issues that are of little or no relevance in normal buildings; hencethe wind tunnel tests, dynamic and vibration studies, and the analysis of the absolute and differential shortening of vertical mem-bers.

In another vein, reducing floor/ceiling slab weight and minimizing, or in this case eliminating, shoring and reusable formworkare important design criteria.

Optimal construction procedures are essential for the success of the structural design, which includes the study of slipformsand sequences repeated on every storey in the tower.

Finally, some amount of imaginative projection is required to come to grips with the order of magnitude of the structural mem-bers, at times very different from the dimensions of other structures, such as the unusual thickness of the core walls, or the lad-der-like structures on the west side of the crown that spring from an elevation of 210.70 m above grade and rise to a height of32.26 m, equivalent to a 12-storey building.

Key word: Tower, High rise building, structure, singular building.

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menor paralelo al paseo de la Caste-llana. La torre se sitúa en la esquinaSuroeste, mientras que el aparcamientosubterráneo para 1.200 plazas la ocupaen su totalidad.

2. CARACTERÍSTICASDEL TERRENO

El terreno donde se asienta la torre es-tá constituido por formaciones pliocéni-cas detríticas de facies Madrid. De lossondeos realizados se obtiene una con-figuración estratigráfica formada porarenas tosquizas y toscos arenosos endistintas proporciones.

En cuanto al nivel freático se detecta-ron distintos niveles colgados que satura-

ban los estratos más arenosos y quedabanconfinados por estratos más arcillosos.No debemos olvidar que esta parcela haalojado durante décadas los campos deentrenamiento del Real Madrid, los cua-les se regaban a diario, constituyendo unaporte continuo de agua.

3. CUERPOS BAJOS

El aparcamiento consta de seis sóta-nos y alcanza una profundidad de 20 mbajo rasante, donde se ha dispuesto unacimentación superficial mediante zapa-

From the second basement down, theweight of the earth is retained by a 60cm thick diaphragm wall with panels5.0 m wide and two anchorages per pa-nel at two different levels (see Figure 3).

The diaphragm wall delimits a singlespace for the Torre de Cristal and theTorre Espacio basements, to avoid havingto build a diaphragm wall between thetwo properties in addition to a concreteblock party wall.

Subsequently, the Municipal Govern-ment of Madrid Council built the ring

Figura 1. Torre. Vista general.Figure 1. Tower. Overview.

Figura 2. Excavación y muro pantalla.Figure 2. Excavation and diaphragm wall.

Figura 3. Sección tipo de muro pantalla.Figure 3. Standard cross-section and diaphragm wall.

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road along the east and west edges ofthe lot to provide vehicle access to thesecond basement.

The excavation earth was used as afill in the areas where needed and tosupply fill for other works, thereby avoi-ding the environmental impact causedby dumping.

The basement structure, designed andbuilt using in situ concrete only, con-sists of rectangular concrete columnswhose smaller dimension is never lar-ger than 40 cm, while the larger dimen-sion varies. At least one of the sides issemi-circular to facilitate parking andprevent scraping damage to vehicles(see Figure 4).

The horizontal structure consists insolid reinforced concrete slabs withdepths of from 30 to 50 cm dependingon the span as well as the loads invol-ved, which range from 11.0 to 25.0kN/m2.

Two expansion joints were made inthe below grade corpus, one runningform north to south and the other fromeast to west, giving rise to three areas:two below grade units and the tower.

In addition, two Mesnager type joints(Figure 5) were made at the perimeterof the tower slabs by crossing the upperand lower reinforcing bars. The dual ar-ticulation generated was designed toaccommodate possible differential set-tlement of the underground units andthe tower, a problem that did not in factarise.

The standard basement slab depthsand additional loads are 30 cm and3.00 kN/m2 in the first through the fifthstoreys (the sixth is the bottom slab); thefigures for the ground storey, by con-trast, are 40 cm and 25.0 kN/m2, for thisslab must be able to withstand the liveloads generated by a fire fighting vehi-cle.

This posed construction stage diffi-culties, for the ground storey slabweighs 10.0 kN/m2, and construction lo-ads accounted for a further 1.0 kN/m2.This meant shoring up at least three ofthe lower basements, where the additio-nal loads were 3.0 kN/m2, so as not toexceed their design load.

The ground storey design load, on thecontrary, afforded enormous advanta-ges during tower erection, for it was suf-ficiently sturdy to be used for storingmaterials on site, housing workshops,accommodating mobile crane accessthe lower storeys, supporting construc-tion lifts for passengers and goods, andso forth.

tas aisladas que transmiten al terrenouna tensión admisible de 500 kPa.

La contención de las tierras a partirdel sótano segundo se realiza medianteun muro pantalla de 60 cm de espesor ypaneles de 5,0 m de ancho, soportadospor 2 anclajes en 2 niveles por cada pa-nel (ver Figura 3).

El muro pantalla define un volumenúnico con el sótano de Torre Espacio,evitando de esta manera realizar unmuro pantalla en la medianería, paraposteriormente levantar un muro debloques de hormigón entre ambas pro-piedades.

Posteriormente el Ayuntamiento deMadrid ejecutó el anillo distribuidorque discurre a lo largo de los límitesEste y Oeste de la parcela y permite elacceso de vehículos al sótano segundo.

Las tierras resultantes del vaciado dela parcela se utilizaron como materialde relleno en aquellas zonas donde eranecesario y como material de aporta-ción en otras obras, evitando así el im-pacto ambiental que ocasionarían losvertidos.

La estructura de los sótanos se ha di-señado íntegramente en hormigón eje-cutado “in situ” y está formada por pila-res de hormigón rectangulares, cuyadimensión menor no supera nunca los40 cm, siendo la otra dimensión varia-ble. Al menos una de sus caras es semi-circular para facilitar las maniobras deaparcamiento y evitar rozaduras en losvehículos (ver Figura 4).

En cuanto a la estructura horizontal,está formada por losas macizas de hor-

Figura 4. Pilar de Sótano.Figure 4. Basement column.

Figura 5. Junta Mesnager.Figure 5. Mesnager joint.

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migón armado de espesores comprendi-dos entre 30 cm y 50 cm función de lasluces y de las cargas correspondientes,que pueden llegar a ser de 11,0 kN/m2 y25,0 kN/m2 respectivamente.

En los cuerpos bajos se han creadodos juntas de dilatación, una en direc-ción Norte-Sur y otra en dirección Este-Oeste, dando lugar a tres zonas, dos for-madas por los cuerpos bajos y unatercera por la torre.

Además, en el perímetro de las losasde la torre se han dispuesto 2 juntas ti-po Mesnager (Figura 5), que consistenen un cruce de armaduras superior e in-ferior, para crear una doble articulaciónen previsión de posibles asientos dife-renciales entre los cuerpos bajos y latorre, que finalmente no se han produ-cido.

Los espesores y cargas adicionales tipode las losas de los sótanos son de 30 cmy 3,00 kN/m2 en los sótanos quinto aprimero (el sexto es la solera) y 40 cm y25,0 kN/m2 en planta baja, pues debeser capaz de soportar el paso de un ca-mión de bomberos.

Esto supuso una dificultad de ejecu-ción, pues la losa de planta baja pesa10,0 kN/m2 a los que se debe añadir almenos 1,0 kN/m2 de sobrecarga de usodurante su construcción, por lo que fuenecesario apuntalar al menos cuatro só-

tanos inferiores de carga adicional 3,0kN/m2 para no sobrepasar su carga dediseño.

Por otra parte, la carga de diseño deplanta baja ofrece grandes ventajas du-rante la ejecución de la torre, pues per-mite el acopio de materiales, la forma-ción de talleres, el uso de grúas móvilespara acceso a las plantas inferiores, elapoyo de los ascensores y montacargasde obra, etcétera.

4. TOWER FOUNDATIONS

The terrain proved to be highly favou-rable, for while it could be readily exca-vated with no need for special methods,its high consistency and compactnessensured low deformability.

The joint slab-bearing wall founda-tion system designed to support the he-avy loads carried by the tower to the te-rrain featured a number of distinctivecharacteristics (Figure 6).

This deep foundation comprises bea-ring walls 120 cm thick and 20 m long,placed underneath the columns and thewalls forming the central core. These be-aring walls, interconnected by means of60 cm thick transverse walls, transmit lo-ads to the terrain both across the toe andby friction along the shaft (Figure 7).

Special jointing was designed to pre-vent slipping between excavation pitsand thereby ensure that the walls wouldwork as a whole.

These joints consisted in solid ironhalf-rods welded in saw tooth formationto a piece of sheet metal that was in turnattached to the reinforcing steel in thewalls, generating a shear key when thenext layer of concrete was poured .

The non-slip joint covered the wallsup to two thirds of their height, the mi-nimum length strictly necessary. This

Figura 6. Plano en planta de pantallas de cimentación.Figure 6. Plan view of foundation walls.

Figura 7. Ferralla para paneles de pantallas de cimentación.Figure 7. Rebar for foundation walls.

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was because their assembly entailedcertain extra difficulties due to the in-creased weight of the reinforcement thathad to be placed in the excavation andto the shift in its centre of gravity, for the

joint was attached to one of the sidesonly.

The entire set of deep foundationwalls work in conjunction with a foun-

4. CIMENTACIÓN DE LA TORRE

Las características del terreno resulta-ban muy favorables, pues permitía suexcavación sin necesidad de usar me-dios especiales y a la vez, presentabauna elevada consistencia y compacidady reducida deformabilidad.

Para soportar las elevadas cargas quetransmite la torre al terreno se diseñóuna cimentación conjunta losas-panelesportantes con diversos aspectos singula-res (Figura 6).

Se trata de una cimentación profundamediante pantallas portantes de 120 cmde espesor y 20 m de longitud, situadastanto por debajo de los pilares como delos muros que forman el núcleo central,las cuales quedan unidas entre sí me-diante pantallas transversales de 60 cmde espesor, transmitiendo sus esfuerzosal terreno tanto por punta como por fus-te (Figura 7).

Con el objetivo de lograr que dichospaneles se comporten de forma conjun-ta se diseñaron unas juntas especialesque impedían el deslizamiento entre losbataches.

Esta junta estaba formada por unachapa metálica a la que se soldaron me-dios cuadradillos macizos en forma dedientes de sierra, y quedaba fijada a laarmadura de los módulos de pantalla, demanera que al hormigonar el siguientemódulo se crease una llave de cortante.

La junta antideslizante llegaba hastalos dos tercios de la longitud de la panta-lla, que era la longitud mínima estricta-mente necesaria, puesto que su montajegeneraba unas dificultades añadidas de-bido al aumento de peso de la armaduraque se debía introducir en la excavacióny además desplazaba el centro de grave-dad de dicha armadura al estar colocadaúnicamente en uno de sus extremos.

El conjunto de los paneles profundosestaban vinculados a una losa de cimen-tación de 150 cm de espesor, de maneraque junto con la transmisión de carga alterreno a través de los paneles portantesse producía la de las cargas superficia-les a través de la losa (en la Figura 8 seaprecia una foto del conjunto durante elperíodo de ejecución).

El cálculo de la cimentación de la Torrede Cristal se realizó mediante un procedi-

Figura 8. Cimentación. Vista general.Figure 8. Foundations. Overview.

Figura 9. Modelo Estructural en Plaxis 3D.Figure 9. Plaxis 3D structural model.

Figura 10. Modelo del Suelo en Plaxis 3D.Figure 10. Plaxis 3D soil model.

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miento innovador, que fue posible graciasa los últimos avances de la tecnología y aque la empresa Plaxis proporcionó suprograma de elementos finitos para apli-caciones geotécnicas – Plaxis 3D – antesde su lanzamiento comercial, para quefuera utilizado en el análisis estructuralde la misma (Figura 9).

Partiendo de los sondeos realizadosen el estudio geotécnico, se introducenen el programa una serie de perfiles es-tratigráficos en distintas coordenadas Xe Y, para a continuación interpolar entreellos una serie de superficies que cons-tituyen el límite de las diferentes capas(Figuras 10 y 11).

5. ESTRUCTURA VERTICAL.NÚCLEO DE HORMIGÓN

La estructura vertical de Torre deCristal está formada por 18 pilares peri-metrales y un núcleo central de hormi-gón armado que arrancan en cimenta-ción.

El núcleo central de hormigón, ade-más de soportar la mayor parte de lascargas de los forjados, es el encargadode proporcionar la estabilidad del edifi-cio frente a las acciones horizontales, eneste caso los esfuerzos producidos porel viento.

Las dimensiones de los muros queconforman el núcleo central varían en-tre 120 cm en el arranque y 70 cm en lacoronación para los muros longitudina-les y 50 cm en toda su altura en los cua-tro diafragmas transversales a los ante-riores.

Para ejecutar las pantallas del núcleose ha utilizado un encofrado autotre-pante (Figuras 12 y 13) que soportabaun distribuidor de hormigón que a suvez era alimentado por una bomba parala elevación del hormigón y que se pro-ducía en una central instalada a pie deobra.

El análisis del comportamiento deledificio frente a las acciones del vien-to se basó en dos estudios en el túnelde viento: el primero de ellos se reali-zó en el Instituto Universitario de Mi-crogravedad “Ignacio Da Riva” de laUniversidad Politécnica de Madrid y elsegundo ensayo en el túnel de vientocon capa límite de la University ofWestern Ontario, en Canadá.

dation slab 150 cm thick so that, whilecertain loads are carried to the terrainby the bearing walls, surface loads aretransmitted across the slab (the photo inFigure 8 gives an overview of the foun-dations during construction).

The Torre de Cristal foundations wereengineered using an innovative proce-dure, possible thanks to the latest gene-ration of technological advances and tothe fact that Plaxis furnished its finiteelements software for geotechnical ap-plications – Plaxis 3D – for use in thisdesign before it launched the productcommercially (Figure 9).

A series of stratigraphic profilesfound with the geotechnical probes per-

Figura 11. Modelo combinado de suelo y estructura en Plaxis 3D (algunas capas del suelo no se visualizan).Figure 11. Plaxis 3D combined soil and structural model (some of the soil layers are not visible)

Figuras 12 y 13. Encofrado Autotrepante.Figures 12 and 13. Slipforms.

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formed were entered into different X andY coordinates, to interpolate a series ofsurfaces that delimit the various strata(Figures 10 and 11).

5. VERTICAL STRUCTURE.CONCRETE CORE

The vertical structure in the Torre deCristal consists in 18 perimeter co-lumns and a reinforced concrete centralcore, all springing from the foundations.

In addition to supporting the loadsgenerated by the slabs, the central con-crete core affords overall stabilityagainst horizontal forces, in this casewind action.

The depth of the longitudinal wallscomprising the central core varies from120 cm at the base to 70 cm at thecrown, while the four transverse wallsmeasure 50 cm throughout.

The walls forming the core were builtwith slipforms (Figures 12 and 13). Theconcrete hose attached to these formswas fed by a pump that raised the con-crete manufactured at an on site plantto the necessary elevation.

Building behaviour was analyzed onthe basis of two wind tunnel studies: thefirst was conducted at the Polytechnic

University of Madrid’s Ignacio Da RivaUniversity Institute for Microgravity.

6. VERTICAL STRUCTURE.COMPOSITE COLUMNS

The tower columns are circular com-posite members (Figures 14 and 15),measuring 95 cm in diameter at the ba-se and tapering to 70 cm at the top. Thecomponents are 45 MPa characteristiccompression strength and a longitudi-nally embedded S460 steel “HD” typeshape.

This solution was adopted after con-ducting a technical-economic study ofthree possible alternatives: concrete,steel or composite columns.

The reinforced concrete solution wasdisregarded because it was poorly sui-ted to the slab structure, called for alarger column size and generated grea-ter rheological effects.

Moreover, unlike the pure steel solu-tion, the composite column option re-quired no fire protection or architectu-ral facing or finishing, making it fasterand less expensive to erect.

These columns spring from the foun-dation. The first length of each steelshape and the column reinforcementwere shop welded to S460 steel plates

6. ESTRUCTURA VERTICAL.PILARES MIXTOS

Los pilares de la torre son mixtos(Figuras 14 y 15), formados por un almametálica tipo HD de acero de calidadS460 forrado de hormigón HA-45, y desección circular de 95 cm de diámetroen el arranque y que va disminuyendocon la altura hasta los 70 cm.

Esta solución de pilares fue adoptadadespués de un estudio técnico económi-co de tres soluciones posibles: pilaresde hormigón, metálicos o mixtos.

La solución en hormigón armado fuerechazada debido a que es poco adecua-da en relación a la estructura del forja-do, da lugar a un pilar de mayor tamañoy produce mayores efectos reológicos.

Por otro lado, a diferencia de la solu-ción metálica pura, la solución mixtatiene las ventajas de no necesitar protec-ción frente al fuego ni un revestimientoarquitectónico de acabado, por lo queresulta más económica y más rápida suejecución.

Así pues, los pilares nacen en cimen-tación sobre unas placas metálicas deacero de calidad S460 de 1.250 mm dediámetro y 150 mm de espesor, ancla-das mediante 8 pernos Ø45 mm de diá-metro; a las que se soldaron en taller elprimer tramo de alma metálica y la ar-madura del pilar.

Figuras 14 y 15. Pilares metálicos.Figures 14 and 15. Steel columns.

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Las almas metálicas se proyectaron entramos de 3 alturas de forjado (12,60 m)y provistas de unos muñones soldadosen taller para recibir las vigas metálicas(Figuras 16 y 19), lo que facilita su eje-cución y reduce las operaciones de

montaje. Esta tipologíapermite ir colocandolas vigas metálicas delos forjados sin necesi-dad de esperar al fra-guado del forro de hor-migón de los pilares.

La unión entre dostramos se produce me-diante el simple apoyode un tramo de pilar so-bre el siguiente, dispo-niendo una chapa ator-nillada para asegurar laestabilidad del pilar du-rante el montaje.

La longitud de lospilares está incremen-tada en cada tramo apartir del resultado deun estudio teórico delos acortamientos pre-vistos tanto durante laconstrucción de la to-rre como durante losprimeros años de vida,de forma que los ma-yores acortamientos delos pilares frente al nú-cleo central quedancompensados y así seevita disponer elemen-tos tipo viga cinturón,que encarecen y com-plican la ejecución.

Debido a la geometría de la torre, mu-chos de los pilares se quiebran a partir deuna determinada planta para poder seguirla inclinación de la fachada, lo que pro-duce unas fuerzas de desvío que fueron

1250 mm in diameter and 150 mmthick, which were then anchored to thefoundations with eight Ø 45 mm bolts.

The steel shapes were designed to aheight of three storeys (12.60 m) and fit-ted – by shop welds – with gudgeon pinsto receive the respective steel beams(Figures 16 and 19). This arrangementfacilitated construction and reduced as-sembly operations, for the steel beamsthat support the floor slabs could be setinto place with no need to wait for theconcrete cover on the columns to set.

Lengths were joined by simply restingone on top of the other and steadyingthe assembly with a bolted plate.

The results of a theoretical study onestimated shortening both during towererection and in the early years of servi-ce life were used to determine the incre-ase in height needed in each length ofcolumn to offset the greater shorteningin columns than in the central core andavoid the need for costly and complexbelt beam-type members.

Due to tower geometry, many of the co-lumns lean slightly from a given storeyupward to accommodate the slant on thefaçade; the deviation forces generatedwere offset by placing active reinforce-ment between the respective column andthe central core (Figure 17).

All the steel structures were desig-ned to be bolted (Figure 19), with anynecessary welding done primarily inthe shop and on site only where indis-pensable, mainly for secondary mem-bers.

Figura 17. Detalle de armadura activa.Figure 17. Active reinforcement. Detail.

Figura 16. Alzados de un pilar tipo.Figure 16. Elevation views of a standard column.

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TR22, quality 10.9 prestressed boltsfitted with direct tension indicatingwashers were used, for this is the onlysystem that guarantees the proper tigh-tening of prestressed bolts. Bolts withthe same gauge were used in all joints toexpedite on site work and prevent as-sembly errors.

7. HORIZONTAL STRUCTURE.OUTSIDE THE CORE

The distance between storeys is 4.20m (Figure 18), 40 cm of which are takenup by the technical floor, 67 cm by thesuspended ceiling and 27 cm by the flo-or/ceiling slab, in standard storeys.

compensadas con la disposición de ar-madura activa entre el pilar correspon-diente y el núcleo central (Figura 17).

Todas las estructuras metálicas se hanconcebido atornilladas (Figura 19), reali-zándose en taller las soldaduras necesa-rias y en obra únicamente las imprescin-dibles, fundamentalmente para elementossecundarios.

Se han usado tornillos pretensadosTR22 de calidad 10.9, dotados de aran-delas IDT (Indicadores Directos deTensión), por ser éste el único sistemaque garantiza el correcto apriete de lostornillos pretensados. Para facilitar laejecución y evitar errores de montaje seutilizaron tornillos del mismo calibre entodas las uniones.

7. ESTRUCTURA HORIZONTAL.EXTERIOR DEL NÚCLEO

La distancia entre plantas es de 4,20 m(Figura 18), de los cuales 40 cm corres-ponden al suelo técnico, 67 cm al falso te-cho y 27 cm al forjado en una planta tipo.

En lo que respecta a los forjados, de-bemos diferenciar entre las zonas inte-riores al núcleo y las zonas exteriores.

Figura 18. Planta tipo.Figure 18. Standard storey.

Figura 19. Nudo tipo.Figure 19. Standard node.

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La estructura exterior (Figura 20)consta de una viga perimetral (Figura22) dispuesta entre los pilares de facha-da con el canto sobresaliendo por enci-ma del forjado, típicamente un perfilIPE-500, que recibe en su punto mediouna viga metálica que tiene su otro apo-yo en el núcleo central mediante una ca-jera que posteriormente se rellena conmortero sin retracción.

Las vigas perpendiculares a fachadaapoyan alternativamente en un pilar defachada y en la viga perimetral. En esteúltimo caso dispone además de un vue-

lo por fuera de dicha viga para soportarel forjado exterior, pues tanto los pilarescomo la viga perimetral tienen sus ejessituados a 110 cm del borde del forjado.

Estas vigas son tipo IFB, las cuales es-tán formadas por medio perfil HEB-450y una chapa inferior de sección 500 mm× 25 mm, así pues el ala inferior es másancha que el ala superior para permitircon facilidad el apoyo de las placas al-veolares que conforman el forjado de 22cm + 5 cm de capa de compresión, que-dando las vigas parcialmente embebi-das, lo que las protege contra el fuego y

A distinction must be drawn betweenthe floor/ceiling slabs inside and outsi-de the core.

The outer structure (Figure 20) con-sists of a perimeter beam (Figure 22)positioned in between the facade co-lumns that protrudes upward beyond theslab. The standard beam is an “IPE-500” steel shape that receives anothersteel beam at midpoint. The oppositeend of this second beam rests on a beampocket in the central core, subsequentlyfilled with shrinkage-compensating ce-ment mortar.

The beams perpendicular to the faca-de rest alternately on a facade columnand the perimeter beam. In the secondcase they cantilever beyond the beam tosupport the outer slab, for both the co-lumns and the perimeter beam are posi-tioned 110 cm, centres, inward of theedge of the slab.

These “IFB” type beams, which con-sist of half and “HEB-450” shape, havea steel under plate with a 500 mm × 25mm section. As a result, the bottom wingis wider than the top wing to facilitatethe placement of the hollow-core slabsused to build the 22 cm slab (+ 5 cmtopping). The beams are partially em-bedded for protection against corrosionand fire, with the exception of the lowerwing, which had to be passivated and fi-re-proofed as shown in Figure 21.

The hollow-core slab expedites cons-truction, for it obviates the need for bra-

Figura 20. Estructura Exterior del núcleo.Figure 20. Structure outside the core.

Figura 21. Sección tipo de viga exterior al núcleo.Figure 21. Section of standard beam outside core.

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cing and formwork and, concomitantly,form removal.

Finally, a high strength rib was builtaround the entire perimeter of each storeyto support both the loads from the curtainwall and the self-weight of the storey,while at the same time acting as an edgebeam around the slab as a whole produ-cing a confinement effect (Figure 22).

8. HORIZONTAL STRUCTURE.INSIDE THE CORE

As Figure 23 shows, the core interiorcomprises girders partially embedded

in the slab and secondary joists on theunderside; the former are attached tothe concrete core by means of mortisesand the latter with steel plates. Thejoists support a pleated sheet steel pa-nel that acts as permanent formwork fora lightweight slab with a depth of 20 +7 cm.

While less economical than the outerslab arrangement, this was deemed tobe most suitable solution in light of thelarge number of penetrations in theslab.

The structural system designed avoi-ded the need for centring and formwork,enhancing construction efficiency, as

la corrosión, salvo el ala inferior quedebió ser pasivizada e ignifugada, talcomo se aprecia en el esquema de laFigura 21.

El forjado de placas alveolares permi-te un gran ritmo de construcción, pues noes necesario el uso de puntales ni enco-frados, ni secuencias de desencofrado.

Finalmente se ha dispuesto perime-tralmente a toda la planta un nervio deborde con una gran capacidad mecáni-ca, que soporta las cargas del muro cor-tina además de las cargas propias de suplanta y que produce un efecto de zun-chado perimetral del conjunto del forja-do (Figura 22).

8. ESTRUCTURA HORIZONTAL.INTERIOR DEL NÚCLEO

El forjado del interior del núcleo, talcomo se aprecia en la Figura 23, estáformado por vigas principales parcial-mente embebidas en el forjado y corre-as secundarias por debajo de éste, fija-das al núcleo de hormigón mediantecajeras las primeras, y por placas metá-licas las segundas. Las correas soportanuna chapa metálica plegada que funcio-na como encofrado perdido para una lo-sa aligerada de 20 + 7 cm de canto.

Esta solución, a pesar de ser menoseconómica que la solución del forjadoexterior, se consideró la más apropiadadebido al gran número de huecos exis-tentes en el forjado.

Figura 22. Sección tipo de borde de forjado.Figure 22. Cross-section of the edge of a standard slab.

Figura 23. Estructura Interior del núcleoFigure 23. Structure inside the core.

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Así pues el sistema estructural dise-ñado evita la utilización de cimbras yencofrados, lo que permite obtener unagran eficiencia en el proceso constructi-vo, como se ha podido observar durantela ejecución de la estructura.

9. ESCALERAS

Las escaleras, prefabricadas de hor-migón armado de 20 cm de espesor, in-cluyen el peldañeado y un acabado vis-to.

Esta tipología ha resultado enorme-mente beneficiosa para el ritmo deconstrucción ya que, además de ser suejecución sencilla y rápida (puesto quela operación de montaje consistía única-mente en su colocación, también ha ser-vido como escalera de obra).

La forma de la escalera es tradicional,siendo normalmente de dos tramos, ca-da uno de ellos un módulo prefabricado,que incluye la meseta y el vestíbulo deplanta.

La escalera está apoyada en un extre-mo en una viga principal del forjado yen el lado de la meseta en un perfil me-tálico soldado a una placa embebida enel núcleo.

Los tramos de escaleras prefabricadasiban provistos de unas placas metálicaso angulares que se fijaban mediantecordones discontinuos de soldadura degargantas reducidas a los perfiles deapoyo.

10. CORONACIÓN

La coronación del edificio consiste enuna estructura tridimensional formadapor escalerillas y arriostramientos y porla cubierta, cuyas principales funcionesson dar continuidad al muro cortina unavez que termina la estructura de los for-jados y soportar las góndolas de mante-nimiento de la fachada.

Las últimas plantas de la torre alber-gan las instalaciones necesarias para elfuncionamiento del edificio, las góndo-las para el mantenimiento de la fachada,el Jardín de Invierno, formado por un

observed during the erection of thestructure.

9. STAIRWAYS

The stairways, made of 20 cm thickprecast reinforced concrete, were sup-plied complete with steps and an expo-sed concrete finish.

This typology contributed materiallyto a brisk pace of construction, for inaddition to the simplicity and speed ofassembly (which consisted essentially in

Figura 24. Montaje de un tramo de escalera prefabricada.Figure 24. Assembly of flight of precast stairs.

Figura 25. Cubierta. Vista general.Figure 25. Roof. Overview.

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positioning the elements in place), theresulting member was also usable as aworksite stairway.

As a rule the stairway is designed to atraditional two flight configuration,with a separate precast module, inclu-ding landing and storey lobby, for eachflight.

Each flight of stairs rests on the slabat one end and on a steel shape weldedto a plate embedded in the core on thelanding side.

The precast stairways were fitted withsteel plates or angles that were weldedto the supports using intermittent beadwelding with a reduced throat.

10. CROWN

The building crown, a three-dimen-sional structure made of ladders, bra-cing elements and the roof, is designedprimarily to support the curtain wall inthe space above the slabs, as well as thefaçade maintenance gondolas.

The top storeys of the tower, all builtupward of 210 m from ground level,house the building services, façademaintenance gondolas and the WinterGarden – complete with a grove of treesand a living wall.

The double pitch roof is a steel structu-re that slopes down from the peak at agrade of 26.50º ; on the south side it sup-

ports solar panels embedded in glass pla-tes and on the north a series of louvers.

The roof and façade never actuallytouch, but are spaced at a sufficient dis-tance for the maintenance gondolas torun between them.

11. FORMULATION OF THEDESIGN

The structural design for the Torre deCristal was developed over a period of

muro verde y una zona arbolada; situa-do todo ello a partir de 210 m de alturasobre el nivel del suelo.

La cubierta está formada por una es-tructura metálica a dos aguas con unainclinación de la cumbrera de 26,50ºque soporta paneles solares embebidosen placas de vidrio en su cara Sur y unaserie de lamas en su cara Norte.

La cubierta y la fachada no llegan atocarse, sino que permiten un espacioentre ellas a través del cual circulan lasgóndolas de mantenimiento.

11. DESARROLLO DELPROYECTO

El Proyecto de Estructura de Torre deCristal fue desarrollado durante más deun año y medio en estrecha colabora-ción con los autores de los Proyectos deArquitectura e Instalaciones [1].

Las tipologías estructurales de forja-dos y pilares que finalmente se adopta-ron fueron seleccionadas después de rea-lizar un comparativo técnico-económicoentre todas las soluciones posibles.

Los principales condicionantes fue-ron además de su coste, la planeidad delforjado, el grado de prefabricación, lafacilidad y rapidez de montaje, la au-sencia de encofrados y puntales y la re-

Figura 26. Detalle de Cubierta.Figure 26. Roof detail.

Figura 27. Vista superior de la Cubierta.Figure 27. Upper view of the roof.

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sistencia al fuego (que debía ser REI180 en toda la estructura).

Como aspectos más complejos duran-te el desarrollo del proyecto podemosindicar el armado de los alzados del nú-

cleo, considerando todos los huecosexistentes, y las interferencias con lascajeras y las placas para apoyo de vi-guetas.

De especial dificultad resultó eldesarrollo de la coronación del edifi-cio, que comprende las plantas M4,M5, azotea, cubierta de casetones ycubierta, las escalerillas de fachada,las estructuras de arriostramiento, lasestructuras auxiliares para las góndo-las y para el muro verde.

El hecho de que todas y cada una delas plantas fueran distintas entre sí de-bido a la geometría de la fachada im-plicó un esfuerzo adicional para elequipo redactor del proyecto.

El esquema resistente consiste en unnúcleo central de hormigón armadoque soporta las acciones horizontalesy las cargas gravitatorias y 18 pilaresperimetrales en fachada que sirven deapoyo del forjado exterior del núcleo.

El dimensionado del núcleo se rea-lizó a partir de los resultados obteni-dos en el ensayo en el túnel de vientodel “Instituto de Microgravedad Igna-cio Da Riva” de la ETSI de Inge-nieros Aeronáuticos de la UPM, antescitado.

En el laboratorio serealizó un modelo a es-cala 1:250 y se introdu-jo en el túnel de vientopara obtener los coefi-cientes de fuerza en 7niveles distintos para to-dos los rumbos en inter-valos de 15º.

Además se realizó unsegundo ensayo introdu-ciendo en el túnel juntoa la maqueta de la Torrede Cristal una maquetade Torre Espacio paraque produjera un efectode apantallamiento.

A partir de los resul-tados obtenidos se obtu-vieron los esfuerzos deviento sobre el edificio

según la norma UNE-ENV 1991-2-4 [2].

Debido a la geometríadel núcleo central y deledificio, la Torre resulta

more than 18 months in close coopera-tion with the authors of the architecturaland service designs [1].

The structural typologies for the slabsand columns that were finally adoptedwere selected after conducting a techni-cal-economic study of all the possiblesolutions.

The main conditioning factors in ad-dition to cost were slab levelness, de-gree of prefabrication/precasting, easeand speed of assembly, absence of form-work and shoring, and fire rating (withthe entire structure subject to a 180-mi-nute minimum).

The most complex issues from thestructural standpoint included the rein-forcement of the core walls, in light ofthe many penetrations involved, and theinterference with the mortises and pla-tes that support the joists.

Detailing proved to be particularlydifficult for the building crown, whichincluded storeys M4, M5 and the terra-ce, the coffered roof and roof, the faça-de ladders, the bracing structure andthe ancillary structure for the gondolasand vertical garden.

The fact that each and every one of thestoreys was different from all the rest dueto façade geometry called for additionaleffort on the part of the design team.

Figura 28. Modelo de cálculo de la torre.Figure 28. Model for tower structural

engineering.

Figura 29. Vista general del arranque de la torre.Figure 29. Lower tower, at springing line.

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The structural scheme consists in areinforced concrete central core to sup-port horizontal action and gravitationalloads and 18 perimeter columns on thefaçade that support the slab outside thecore.

The core was dimensioned on thegrounds of the results of the wind tunneltrials conducted at the above-mentionedSchool of Aeronautical Engineering’sIgnacio Da Riva Institute for Microgra-vity, an institution under the aegis of thePolytechnic University of Madrid.

A 1:250 scale model was built in thelaboratory and tested in the wind tunnelto obtain the force coefficients at sevendifferent levels and in all directions, at15º intervals.

A second test was also conducted, inwhich scale models of both Torre deCristal and Torre espacio were placedin the wind tunnel to simulate shielding.

The results obtained were used to findthe wind load on the building pursuant toSpanish standard UNE-ENV 1991-2-4[2].

Due to the geometry of the central co-re and the building, the Tower is muchstiffer in the east-west than in the north-south direction. The ratio between thelonger and shorter sides is 1.53, while

the core stiffness ratio varies from 3.70to 4.50. Therefore, the longer side whe-re inertia is lower receives 53% morewind than the shorter side.

Establishing the maximum allowabledrift in the crown to be 50 cm, a para-metric study of core thicknesses wasconducted. The findings were as follows(Table 1)

The transverse wall thickness is cons-tant throughout, at 50 cm.

The maximum vertical service load inthe core, in turn, is 850,000 kN and thewind-induced bending moment valuesat the base are: 3,600,000 kNm in thelongitudinal direction and 1,600,000kNm in the transverse direction.

mucho más rígida en el sentido Este -Oeste que en el Norte - Sur. La relaciónentre los lados mayor y menor es 1,53,mientras que la relación de rigideces delnúcleo varía entre 3,70 y 4,50. Así puesel lado mayor, de inercia menor, recibeun 53 % más de viento que en la direc-ción transversal.

Considerando un desplazamiento ho-rizontal máximo en la coronación delnúcleo de 50 cm se realizó un estudioparamétrico de los espesores del núcleo,arrojando el mismo los siguientes valo-res (Tabla 1).

Los diafragmas o pantallas transver-sales tienen un espesor constante de 50cm en toda su altura.

En lo que se refiere a esfuerzos, lacarga máxima vertical de servicio en elnúcleo es de 850.000 kN y los esfuerzosde momento flector en la base debidosal viento son: 3.600.000 kNm en senti-do longitudinal y 1.600.000 kNm ensentido transversal.

En cuanto a los pilares, el más carga-do transmite a cimentación 45.000 kN,esfuerzo axil que se distribuye como semuestra en la Tabla 2.

Los periodos de vibración de la es-tructura son los indicados en la Tabla 3.La aceleración máxima que se producees de 11,9 mg.

El cálculo de los elementos estructura-les principales se realizó por duplicadomediante dos métodos distintos, de formaque se limitase al máximo la posibilidadde que existieran errores de cálculo.

Por último se resume en la Tabla 4 lasdistintas tipologías empleadas en elcuerpo de la torre y sus materiales aso-ciados.

Figura 30. Modelo de la estructura de coronación.Figure 30. Model for crown structural engineering.

Nivel Level

Espesor (cm)Thickness (cm)

Sótano-6 hasta M1 (sobre el vestíbulo)Basement-6 to M1 (above lobby)

120

M1 hasta N-18 / M1 to N-18 100

N-18 hasta N-34 / N-18 to N-34 80

A partir de N-34 / From N-34 upward 70

Tabla 1. Espesores del núcleoTable 1. Core thicknesses

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The column with the heaviest loadtransmits 45,000 kN to the foundations,while the axial stress is distributed asshown in the table below (Table 2).

The periods of vibration for the struc-ture are as shown in Table 3. The maxi-mum acceleration is 11.9 mg.

Structural engineering for the mainstructural members was performed twi-ce, using two different methods, to redu-ce the possibility of design error to aminimum.

Finally, Table 4 contains a summaryof the typologies used in the body of thetower and the associated materials.

Tabla 2. Distribución de carga del pilar más cargadoTable 2. Load distribution in the most heavily loaded column

AcciónAction

Parte de la carga (%)Proportion of load (%)

Peso Propio del pilar / Column self-weight 9

Peso de los forjados / Slab weight 37

Carga muerta / Dead load 6

Sobrecarga de uso / Service load 23

Fachada / Façade 8

Estructura de coronación / Crown structure 17

Tabla 3 / Table 3

Modo de vibraciónMode of vibration

Período(s)Period(s)

Primer modo / First mode: 5,47

Segundo modo / Second mode: 2,89

Tercer modo / Third mode: 2,40

CUERPO DE LA TORRE / BODY OF THE TOWER

CIMENTACIÓN / FOUNDATIONS

Cimentación profunda/ Deep foundations Pantallas portantes de 60 o 120 cm de espesor / 60- or 120-cm bearing walls

Hormigón HA-30. Acero B500S / 30 MPa RC. B500S steel

Losa encepado / Capping slab Losa maciza de hormigón e=150 cm / Solid concrete slab, 150 cm thickHormigón HA-30. Acero B500S / 30 MPa RC. B500S steel

ESTRUCTURA VERTICAL / VERTICAL STRUCTURE

Pilares perimetrales / Perimeter columns Hormigón HAC-45, Armadura B500S, Alma Metálica S46045 MPa SCC, B500S reinforcement, S460 steel core

Pilares estructura de coronaciónCrown columns

Acero S275JR / S275JR steel

Núcleo central / Central core Hormigón HAC-45, Armadura B500S 45 MPa SCC, B500S reinforcing steel

ESTRUCTURA HORIZONTAL / HORIZONTAL STRUCTURE

Interior del núcleo / Inside the core Vigas metálicas S275JR parcialmente embebidas en el forjado S275JR steel beams partially embedded in the slab

Correas metálicas S275JR bajo el forjado / S275JR steel joists on slab underside

Chapa colaborante PL 76/383 encofrado perdido /PL 76/383 (permanent formwork) composite steel deck slab

Forjado Losa aligerada hormigón in situ 76 + 200 mm In situ lightweight concrete slab, 76 + 200 mm

Exterior del núcleo (plantas tipo)Outside the core (standard storeys)

Vigas metálicas tipo IFB acero S275JR / S275JR steel “IFB” type beamsForjado placa alveolar 22 + 5 mm / Hollow core slab, 22 + 5 mm

Exterior del núcleo (plantas mecánicas)(Outside the core (machine room storeys)

Vigas metálicas perfiles laminados acero S275JR / S275JR rolled steel shape beamsForjado de placa alveolar 22 + 5 mm / Hollow core slab, 22 + 5 mm

Tabla 4. Cuadro resumen de materiales y tipología / Table 4. Summary of materials and typologies

REFERENCIAS BIBLIOGRÁFICAS

[1] Pelli, C., León, E. y Ortiz, I. Torre de Cristal. Ar-quitectura. Hormigon y Acero, Vol. 59, nº 249, , 3er trimestre,2008.

[2] UNE-ENV 1991-2-4 EUROCÓDIGO 1: Bases de rpo-yecto y acciones en estructuras. Parte 2: Acciones en estructu-ras. Acciones del viento. Mayo, 1998.

REFERENCES

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[2] UNE-ENV 1991-2-4, EUROCODE 1: Basis of designand actions on structures. Part 2-4: Actions on structures. Windactions. May, 1998.

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Torre Sacyr-Vallehermoso. La estructura del edificioTorre Sacyr-Vallehermoso. Building structure

Julio Martínez Calzón(1) y Miguel Gómez Navarro(2)

(1) Dr Ingeniero de Caminos. MC-2, Estudio de Ingeniería.(2) Dr Ingeniero de Caminos. MC-2, Estudio de Ingeniería.




RESUMEN

El edificio Torre Sacyr-Vallehermoso es, con sus 236 m de altura sobre rasante, uno de los cuatro edificios de altura construidosen los terrenos de la antigua Ciudad Deportiva del Real Madrid, en el Paseo de la Castellana de la capital de España. La estructuradel edificio combina forjados mixtos de chapa plegada apoyados en un entramado de viguetas metálicas y/o mixtas con un sistemade soportes mixtos acero-hormigón de alta resistencia. Además de estos elementos básicos se disponen potentes elementos estruc-turales que permiten la eliminación de soportes en la zona baja de la torre, una losa de cimentación en hormigón pretensado, y unnúcleo que resiste las solicitaciones de viento combinado con un cinturón de rigidez. El sistema estructural planteado ha permitidoejecutar una estructura de gran sencillez que aprovecha las ventajas determinadas por la repetitividad geométrica en planta del edi-ficio, combinando la respuesta a los retos que plantea la construcción de una edificio de altura con la optimización necesaria paragarantizar un plazo y coste de ejecución moderados y compatibles con los planteamientos inmobiliarios. La colaboración durante lafase de redacción del proyecto de los equipos encargados de la ejecución de la obra, ha permitido tener en cuenta de una maneramuy ajustada los importantes condicionantes constructivos asociados a una obra de esta envergadura.

Palabras clave: Edificación de altura, estructura mixta, hormigón de alta resistencia, efectos aerodinámicos, estabilidad frenteal fuego, cimentaciones especiales, cinturón de rigidez.

ABSTRACT

At 236 m in height, the Torre Sacyr-Vallehermoso is one of the four high-rise buildings constructed on the site of the formerReal Madrid Sports Complex, in the Paseo de la Castellana of Spain’s capital. The structure of the building combines compos-ite slabs supported on a grid of steel and/or composite joists with a system of high-strength composite steel-concrete supports.Apart from these basic elements, there are also strong structural elements that allow supports in the lower part of the tower tobe eliminated, as well as a foundation mat in prestressed concrete and a core that withstands the wind loads in combination withan outrigger. The structural system established has led to the design of a tremendously simple structure that uses all the advan-tages afforded by the geometric repetition of the floor plan of the building. It combines the answer to the challenges presentedby the construction of a high-rise building and the optimisation needed to ensure that the construction schedule and the costremain moderate and compatible with the objectives of the building. The collaboration during the project preparation stagebetween the teams involved in the execution has allowed the important construction requirements associated to a project of thismagnitude to be monitored closely.

Key words: High-rise building, composite structure, high strength concrete, aerodynamic effects, fire stability, special founda-tions, outrigger.


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1. GENERAL CONSIDERATIONS

The project and the construction ofthe SyV Tower have been developed byTESTA, Inmuebles en Renta, S. A. Thiscompany is part of the Sacyr-Valle-hermoso group, which won the call fortenders from the Madrid Council, theoriginal owner of the site. This buildingis located in site P2 – APR 08.04 SportsComplex, in the Paseo de la Castellanain Madrid. The promoters awarded theproject in April 2003 to architectsCarlos Rubio Carvajal and Enrique Ál-varez-Sala Walther, of the RUBIO &ÁLVAREZ-SALA office, while MC2,Estudio de Ingeniería was appointed inMay 2004 to develop the structuralproject and to act as project managerfrom December 2004.

2. BASIC APPROACH OF THESTRUCTURE

2.1. Architecture

The SyV tower can be divided into twoclearly differentiated parts:

– A 256 m tall building, distributedas 20 m below floor level, 220 m of

storeys above ground level and up to 16additional metres of non-usable spaceat the top with varying heights as afunction of the area (Figure 1)

– An underground area with carparks and hotel services that includessix levels of basement around the tower,with a maximum depth of 20 m

The building has 58 four metre tallstoreys above ground level. Two thirdsof these, approximately, shall be used asa hotel, including accesses, restaurants,meeting rooms, etc, while the other thirdshall be devoted to offices. Additionally,there are three technical areas withvarying heights where the industrialsystems and the main facilities for therunning of the building shall be located.

The ground plan of the building is di-vided into three independent circularareas or sections with maximum floordimensions of 44.7 m. This shape re-mains unchanged throughout the lengthof the tower, thus simplifying the designand construction of the building. Thedistribution of the supports is a key as-pect of the design of the structure and isconditioned by the hotel functionality ofits two lower thirds [1].

1. CONSIDERACIONESGENERALES

El proyecto y la construcción del edi-ficio Torre SyV ha sido promovido porla empresa TESTA, Inmuebles en Renta,S. A. que forma parte de grupo Sacyr-Vallehermoso, vencedora del concursoconvocado por el Ayuntamiento deMadrid, propietario original de la parce-la. Este edificio estará situado en la par-cela P2 – APR 08.04 Ciudad Deportiva,en el Paseo de la Castellana de Madrid.La empresa promotora encargó en abrilde 2003 el proyecto a los arquitectosCarlos Rubio Carvajal y Enrique Álva-rez-Sala Walther del estudio RUBIO&ÁLVAREZ-SALA, mientras que MC2,Estudio de Ingeniería recibió en mayode 2004 el encargo de desarrollar el pro-yecto de la estructura, siendo encargadaasí mismo de las tareas de Dirección deObra a partir de diciembre de 2004.

2. PLANTEAMIENTOS BÁSICOSDE LA ESTRUCTURA

2.1. Arquitectura

El edificio Torre SyV se puede sepa-rar en dos partes bien diferenciadas:

– Edificio de gran altura de 256 m,distribuidos en 20 m de sótanos bajo ra-sante, 220 m del edificio Torre habitablesobre rasante y hasta 16 m adicionalesde un espacio no habitable en corona-ción, aunque con altura variable segúnzonas (Figura 1).

– Zona bajo rasante de aparcamientoy servicios del hotel que comprende 6plantas de sótano en el entorno de laTorre, con una profundidad máxima de20 m.

El edificio Torre dispone de 58 plan-tas sobre rasante, de 4,00 m de alturacada una, que se dedicarán a los si-guientes usos: aproximadamente, dosterceras partes a hotel, incluyendo acce-sos, restaurantes, salas de reunión, etc.,y una tercera parte a oficinas. Asimis-mo, existen 3 zonas de tipo técnico conalturas variables, donde se localizaránlos sistemas industriales y de instalacio-nes principales, necesarias para el fun-cionamiento del edificio.

La forma en planta del edificio estácompuesta por tres zonas o segmentos

Figura 1. Vistageneral de la torreen una faseintermedia de suconstrucción.Figure 1. Generalview of the tower atan intermediatestage ofconstruction.

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circulares independientes, siendo la di-mensión máxima en planta 44,7 m. Estaforma se mantiene invariable a lo largode toda la altura de la torre, simplifican-do enormemente las tareas de proyectoy construcción del edificio. La distribu-ción de los soportes, clave en el diseñode la estructura, está muy condicionadapor la funcionalidad del hotel que ocupasus dos tercios inferiores [1].

En el centro de la planta se disponeun único núcleo, en el que se alojan to-dos los ascensores excepto los de emer-gencias, dejando espacio en las plantasde oficinas para la ubicación de losaseos una vez eliminados los ascenso-res que dan servicio al hotel. Entre elnúcleo y la fachada se disponen radial-mente las habitaciones del hotel, deter-minando que los soportes en la fachadatengan un intereje de aproximadamente5 m que corresponde al ancho mayor dela habitación. La existencia del pasillocircunferencial que recorre la planta yda acceso a las habitaciones permitecolocar una segunda alineación centralde soportes que reduce la luz entre elnúcleo y la fachada a valores usualesen estructuras de edificación (L 7,5m). Esta disposición de soportes semantiene en las zonas ocupadas por lasoficinas, dando lugar a una concentra-ción de elementos verticales en la fa-chada ligeramente más densa que lashabituales en este tipo de edificios(Figura 2).

Las conducciones verticales de lasinstalaciones mecánicas y eléctricas dis-

curren por unos patinillos exteriores alnúcleo pero en contacto con él, lo cualsimplifica enormemente el dimensiona-miento de éste al no ser necesarios alveo-los de paso para transferir los serviciosa las plantas. Por contra, la presencia deeste patinillo no atravesable por las vi-gas de la planta, reduce enormemente elaporte de carga vertical al núcleo, re-dundando negativamente en su dimen-sionamiento a flexocompresión esviada.Por la misma razón se penalizan signifi-cativamente los soportes del anillo cen-tral que reciben una gran proporción dela carga total de la planta.

El edificio de aparcamiento y servi-cios del hotel tiene unas dimensiones de75 x 100 m, a las que hay que descontarla torre, un cuadrado de unos 45 m delado, ocupando por tanto todo el espa-cio disponible en la parcela. Este edifi-cio tiene igualmente 6 niveles, todosellos ubicados por debajo de la rasante,permitiéndose la conexión con el anilloperimetral que rodea las cuatro torres yse vincula con el sistema viario de laciudad.

2.2. Criterios de proyecto

Los criterios básicos considerados pa-ra definir la estructura general o princi-pal han sido los siguientes:

– máxima economía de materialesdentro de las necesidades impuestas porla excepcionalidad de las solicitacionesa resistir a causa de la envergadura del

There is a single core in the centre ofall floors. This core houses all the liftsexcept for the emergency ones, and itleaves enough space in the office floorsto locate the toilets once the lifts thatservice the hotel have been eliminated.The hotel rooms are placed radially be-tween the core and the façade. The spac-ing between the centrelines of the beamsof the façade supports is therefore of ap-proximately 5 m, which corresponds tothe greatest width of the rooms. The exis-tence of a circular corridor around thestoreys to access the rooms allows a sec-ond central row of supports to be in-stalled so as to reduce the span betweenthe core and the façade down to commonlevels in building structures (L 7.5 m).This layout of the supports is maintainedin office areas, so the density of verticalelements on the façade is slightly greaterthan normal in this type of building(Figure 2).

The vertical ducts of mechanical andelectrical facilities run along utilityshafts outside the core but in contactwith it. This makes dimensioning muchsimpler because no feedthroughs areneeded to transfer services from onefloor to the other. On the other hand, theexistence of this utility shaft that cannotbe crossed by the floor beams signifi-cantly reduces the amount of verticalload added to the core, with the subse-quent negative influence on its dimen-sioning under biaxial flexocompression.Similarly, the supports of the centralring receive a large part of the totalload of each floor.

Figura 2. Plantas tipo de hotel (izqda.) y oficinas (dcha.).Figure 2 - Standard hotel floors (left) and office floors (right).

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The dimensions of the hotel serviceand car park building are of 75x200 m,minus the tower (a square with sidesthat are about 45 m long), so all thespace available at the site is used. Thisbuilding has six storeys, all of them be-low grade. They are interconnected witha perimeter ring that surrounds the fourtowers and connects to the network ofstreets of the city.

2.2. Project criteria

The basic criteria considered for thedefinition of the general or main struc-ture are the following:

– Maximum material saving withinthe needs imposed by the exceptionalloads to be supported due to the size ofthe building and the strict deflection re-quirements that must be met because ofthe residential use (see section 6.1)

– Search for the greatest constructivesimplicity while at the same time takinginto account the inherent complexitiesof high-rise construction (pumping ofconcrete, occupancy time of the crane,wind loads, etc) and the structural func-tion of the elements (high density of re-inforcement, interferences between ele-ments that require a three-dimensionalstudy, high loading in special areas, etc)

– Use of the favourable conditionsprovided by the use of standard slabsthroughout the tower. This creates a sys-tematic structure with a high level ofshop prefabrication that benefits fromall possible scale savings

– Fast erection, with the smallestpossible interference between the workon steel and reinforced concrete struc-tures

– Use of conventional solutionswhenever possible so as to limit the costof the structure and reduce the uncer-tainties associated to its executionschedule

2.3. Structural elements

The foundations of the tower areformed by a deep (4 m) prestressed con-crete slab which is slightly larger thanthe footprint of the tower. The excava-tion of the site to the bottom level of the

slab (707.40) or of the floor slab in thecar park area (711.40) was done byplacing perimeter cut-off walls an-chored to the ground. The anchors ofthese walls were provisional and werekept active until the execution of the be-low grade slabs of the tower and carpark was completed. They were then re-leased and rendered useless.

The superstructure of the buildingcombines the following elements:

– Solid concrete slab in below gradefloors, in the access and top areas

– Composite slabs on a grid of steeland composite beams in standard officefloors, hotel floors and technical facili-ty floors

– Composite and reinforced concretesupports, with decreasing concretegrade in higher levels

– A three-lobe central core in rein-forced concrete

– A reinforced concrete outrigger intechnical area T03, at the top of thebuilding

Additionally, there are the followingauxiliary elements:

– Self-supporting staircases in rein-forced concrete. These are formed byprefabricated elements supported on asteel structure of horizontal beams andstrings

– Inner parts of the core, built in re-inforced concrete

The structure of the parking area isdone by means of solid reinforced con-crete slabs of constant depth. Certainpoints of these include excess thicknessor dropped beams, as well as strongsteel beams with a 29 m span connectedto the concrete slab of the floor to freethe convention centre under the toweraccess square of supports.

3. PERIMETER CUT-OFF WALLS

For the excavation of the site where thebelow grade storeys and the foundationsof the building are set it was necessary toinstall retaining walls around theperimeter, except in the common walls tothe south, where the cut-off and retainingwalls had already been completed by thebuilders of the Caja Madrid Tower. A

edificio y los estrictos condicionantesdeformativos de obligado cumplimientoa causa del empleo residencial del mis-mo (ver apartado 6.1)

– búsqueda de la máxima simplici-dad constructiva que tuviera en cuenta,no obstante, las complejidades inheren-tes a la ejecución en altura (bombeo dehormigón, tiempos de ocupación degrúa, solicitaciones de viento,….) y lafunción estructural de los elementos(gran densidad de armadura, interferen-cias entre elementos que necesitan deun estudio tridimensional, elevadas car-gas en zonas especiales,…)

– aprovechamiento de las condicio-nes favorables que determina la no va-riabilidad de forjados a lo largo de la to-rre, creando una estructura sistemáticay con un alto grado de prefabricación entaller que se beneficie de las economíasde escala posibles

– ejecución rápida y con la menor in-terferencia posible entre las labores co-rrespondientes a las estructuras metáli-cas y las vinculadas al hormigón armado

– utilización de soluciones conven-cionales siempre que sea posible con elfin de ajustar los costes de la estructuray reducir las incertidumbres asociadasal plazo de ejecución de la misma.

2.3. Elementos estructurales

La cimentación de la torre está forma-da por una losa de hormigón pretensadode gran canto (4 m), de dimensiones li-geramente superiores a la huella de latorre. Para poder realizar la excavaciónde la parcela hasta la cota de fondo dedicha losa (707,40) o de la solera de lazona del aparcamiento (711,40), se dis-pusieron muros pantalla perimetralesanclados al terreno. Los anclajes de es-tas pantallas eran provisionales y semantuvieron activos hasta que se com-pletó la ejecución de los forjados bajorasante de la torre y el aparcamiento,momento en el que se destesaron que-dando sin uso alguno.

La superestructura del edificio com-bina los siguientes elementos:

– forjados en losa de hormigón maci-za en plantas bajo rasante, en las zonasde acceso y en la coronación

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– forjados mixtos de chapa colabo-rante sobre vigas metálicas y mixtas enplantas tipo de oficinas y hotel y plantasespeciales de instalaciones

– soportes de hormigón armado ymixtos, con hormigones de calidadesdecrecientes con la altura del edificio

– un núcleo central trilobulado dehormigón armado

– un cinturón de rigidez en hormigónarmado en la zona técnica T03 ubicadaen la coronación del edificio.

Además aparecen como elementosauxiliares los siguientes:

– escaleras autoportantes en hormigónarmado constituidas por elementos prefa-bricados apoyados en una estructura me-tálica de zancas y vigas horizontales

– zonas interiores al núcleo, ejecuta-das en hormigón armado.

La estructura de aparcamiento sematerializa mediante losas macizas dehormigón armado, de canto constante,que incluyen, en puntos concretos, so-breespesores o vigas descolgadas, asícomo unas potentes vigas metálicas de29 m de luz conectadas a la losa dehormigón del forjado para liberar desoportes la zona del salón de conven-ciones ubicada bajo la plaza de accesoa la torre.

3 MURO PANTALLAPERIMETRAL

La excavación del recinto en el que sealojan las plantas bajo rasante y la ci-mentación del edificio necesitó del au-xilio de unas pantallas de contención enel perímetro de la parcela excepto en lamedianería Sur en la que se había reali-zado previamente una pantalla y unosmuros de contención por parte de losconstructores de la Torre Caja Madrid.Se propuso por tanto una obra de con-tención previa al vaciado de la parcelamediante la ejecución de pantallas an-cladas. La rasante natural del terreno es-tá a la cota +726,40 en una parte del so-lar (medianería Oeste), y a +730 en otraparte (medianerías Norte y Este). La co-ta de máxima excavación prevista era de+711,55 m en la zona del aparcamiento,y de +708,0 m en la zona de la cimenta-

ción de la Torre a causa de la mayor pro-fundidad de ésta.

Se han dispuesto dos tipos de panta-llas que se diferencian en la profundi-dad de excavación total, y el número defilas de anclajes provisionales – una tie-ne una fila de anclajes, y la otra tienedos. En ambos casos las pantallas sonde 0,60 m de espesor, y su longitud sedeterminó teniendo en cuenta la estabi-lidad lateral de las pantallas. Los ancla-jes provisionales se ejecutan a través dela pantalla continua, y con una separa-ción de 3,0 m en las primeras filas deanclajes en los dos tipos de pantallas yde 1,5 m en la segunda fila de la panta-lla tipo 2.

El terreno consiste en un primer nivelde rellenos antrópicos, los cuales se re-tiran durante la excavación previa a laejecución de las pantallas, y por tantono influyen en el cálculo de las mismas.Subyacente a estos rellenos se encuen-tra el terreno natural constituido por al-ternancias de las típicas facies deMadrid (toscos, arenas de miga etc.)que constituye un excelente sustrato decara a la cimentación de esta singularestructura.

Durante los trabajos de campo se de-tectaron dos niveles freáticos colgadosque podían afectar a la estabilidad de laexcavación. El primero de ellos se en-contró entre las cotas +720 m y +719 m,y el segundo de ellos entre las cotas+717 m y +714 m. De acuerdo con elInforme Geotécnico, se consideró quedurante la construcción de las pantallasestos dos niveles actúan de modo inde-pendiente, mientras que en la situacióndefinitiva (una vez construidos los for-jados) era preciso analizar su influenciaconectados entre sí (un único nivel entrelas cotas +720 m a +714 m).

4. CIMENTACIÓN

4.1. Tipología

La cimentación de la torre se resuelvemediante una gran losa de 4 m de canto,que con un tamaño muy similar aunquealgo mayor al de la huella de la torre,transmite unas presiones medias al terre-no por debajo de los límites admisiblesindicados por el asesor geotécnico (0,75MPa). Esta tensión media viene determi-nada por el análisis del hundimiento glo-

proposal was thus presented for the con-struction of the containment with an-chored cut-off walls prior to the excava-tion of the site. The natural grade level isat elevation +726.40 in part of the site(western common wall) and at +730 in adifferent part (north and east commonwalls). The maximum projected excava-tion level was +711.55 m in the car parkarea and +708.0 m in the tower founda-tion area due to the greater depth of thelatter.

Two different types of cut-off wallshave been used. Their differences lie inthe depth of the total excavation and inthe number of rows of provisional an-chors: one has a single row, whereas theother one has two. In both cases, thethickness of the cut-off walls is of 0.60 m,and their length has been established asa function of the lateral stability of thewalls. The provisional anchors have beenplaced through the continuous cut-offwall with a separation of 3.0 m for thefirst rows in both types of walls and of 1.5m in the second row of the type 2 wall.

The ground is formed by a first levelof anthropic fill, which was removedduring the excavation prior to the exe-cution of the cut-off walls and does nothave any bearing on the calculations ofsaid walls. Below this level is the natu-ral ground, formed by a succession ofthe typical facies found in Madrid(‘tosco’ and 'miga’ sand, etc), which isan excellent substrate for the foundationof this special structure.

During the field works, two water lev-els were detected. These could affect thestability of the works. The first level wasfound between elevations +720 m and+719 m, while the second one was be-tween +717 m and +714 m. In accor-dance with the geotechnical report,these two levels were considered to actindependently during the constructionof the cut-off walls, whereas their influ-ence when connected (a single level be-tween elevations +720 m and +714 m)had to be analysed for the final situa-tion, once the slabs were complete.

4. FOUNDATIONS

4.1. Typology

The foundations of the tower areformed by a large 4 m deep slab. Thisslab is slightly larger than the footprint

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of the tower, so the average stress trans-mitted to the ground is below the admis-sible limits indicated by the geotechni-cal advisor (0.75 MPa). This averagestress is established by the analysis ofthe total sinking of the slab under theloads transmitted by the tower. It hasbeen verified that the values transmitted

by the structure are far enough from theultimate strength with adequate safetycoefficients. The use of this slightly un-usual structural typology, which is sel-dom used in conventional buildings,was backed by its favourable behaviourin the Torre Espacio building [2], wherethis solution proved to be an economi-

bal de la losa frente a las cargas transmi-tidas por la torre, habiéndose comproba-do que los valores transmitidos por la es-tructura quedan suficientemente alejadosde la rotura con adecuados coeficientesde seguridad. El empleo de esta tipologíaestructural no muy usual en edificiosconvencionales venía avalado por su fa-vorable comportamiento en el edificioTorre Espacio [2], en el que esta soluciónmostró ser una alternativa económica yrápida de ejecutar, y que permitía apro-vechar las excelentes cualidades del te-rreno sin necesidad de emplear por tantocimentaciones profundas más caras ycomplejas.

Las cargas actúan en la losa de modoconcentrado en las bases del núcleo y delos pilares más próximos al mismo (queson los más cargados). Para asegurarque se produce una transferencia queuniformice las presiones actuantes en elterreno, la losa está fuertemente armadamediante una combinación de armaduraconvencional pasiva y pretensado. Elempleo de armadura pretensada permitereducir el volumen y el número de ca-pas de acero pasivo a colocar, al mismotiempo que evita la aparición de fisurasen la cara de hormigón en contacto di-recto con el terreno, garantizándose portanto un comportamiento mucho másfavorable a largo plazo.

4.2. Disposiciones constructivas

Con el fin de facilitar la colocación delas armaduras y los procesos de tesadoy hormigonado, se han utilizado poten-tes unidades de 31 cordones de 0,6”, si-tuadas a una distancia relativamentegrande (1 m). Por razones similares, lafuerte armadura de cortante necesariaestá formada por grupos de barras verti-cales dispuestos a modo de pilares y si-tuados en una retícula de 1,0 x 1,0 m,convenientemente ancladas en las parri-llas de armadura superiores e inferiores(Figuras 3 y 4 ). Los anclajes activos delos cables de pretensado se han coloca-do en las caras laterales de la losa queno están en contacto con las pantallasperimetrales. Los anclajes pasivos colo-cados en los extremos opuestos son deltipo compacto a causa del limitado es-pacio disponible en estas zonas de grandensidad de armadura pasiva.

Debido al elevado volumen de hor-migón a verter en la losa de cimenta-ción, esta operación, además de dividir-

Figura 3. Vista general de la losa de cimentación, incluyendo los cables de pretensado y la armadura de cortate.

Figure 3. General view of the foundation mat, including the prestressing cables and the shear reinforcement.

Figura 4. Detalle de la interferencia entre la armadura pasiva de flexión, los cables depretensado y la armadura de cortante.

Figure 4. Detail of the interference between the passive bending reinforcement,the prestressing cables and the shear reinforcement.

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se en nueve zonas en planta, se ha lleva-do a cabo en dos tongadas de 2 m de es-pesor, siendo necesario disponer arma-duras de conexión a rasante entre lasmismas. Así mismo fue necesario anali-zar el comportamiento térmico de la lo-sa durante el proceso de fraguado delhormigón, para garantizar que no se pro-dujeran fisuras en el mismo a causa delelevado gradiente térmico entre la super-ficie en contacto con la atmósfera y lazona interior, con más dificultad para di-sipar el calor de hidratación del cemen-to. Este trabajo analítico fue comple-mentado con medidas de protección enobra mediante la humectación constantede la superficie del hormigón y la instru-mentación de algunas zonas representa-tivas con termopares para el control detemperaturas y galgas para el control dela transferencia de tensiones al hormi-gón durante el proceso de tesado de loscables (Figura 5). El diseño de esta ins-trumentación debió tener en cuenta efec-to de las considerables variaciones detemperatura para separar en la medidabruta de la deformación del hormigón,aquella de origen exclusivamente mecá-nico de la correspondiente a la deforma-ción térmica que no origina ningún va-riación de tensión en el material [3].

La puesta en tensión de los cables sellevó a cabo en su totalidad con antela-ción al inicio de la construcción de so-

portes y núcleos, siendo necesario preverdispositivos que mantuvieran el coefi-ciente de rozamiento del hormigón conel sustrato inferior por debajo de 0,5, pa-ra evitar que se perdiera una parte apre-ciable del efecto favorable del pretensa-do. Estos dispositivos, ya aplicados ycontrastados durante la ejecución similarde la cimentación del edificio TorreEspacio, consistieron en la colocación deuna doble lámina de polietileno sobre elhormigón de limpieza fratasado en el quese apoya la losa de cimentación.

4.3. Arranques de los soportes y elnúcleo

Las armaduras de arranque de los pi-lares se colocaron directamente en lacara superior de la primera tongada porrazones de simplicidad de montaje. Seestudió en detalle la distribución de lafuerza concentrada en la cara superiorde la misma, siendo preciso colocar enalgunos casos cálices de hormigón dealta resistencia similar al previsto paralos soportes (HA-70) y en bastantes ca-sos armaduras horizontales de refuerzobajo los arranques en forma de parrillaso armaduras circulares.

En el caso del núcleo y en el de lossoportes conectados con el cinturón de

cal and quick way of carrying out theexecution and allowed the benefit of theexcellent ground quality without theneed for more expensive and complexdeep foundations.

The loads actuate on the slab, mainlyon the bases of the core and on the pil-lars closest to it (those that withstandthe greatest load). In order to ensure atransfer that distributes the loads actu-ating on the ground, the slab is highlyreinforced with a combination of con-ventional passive reinforcement andprestressing. The use of prestressed re-inforcement allows the volume andnumber of layers of passive steel neededto be reduced, while at the same timepreventing the appearance of cracks inthe concrete surface in direct contactwith the ground. A more favourable longterm behaviour is therefore ensured.

4.2. Construction layout

Powerful units of 31 0.6" cables placedat a relatively large distance (1 m) havebeen used to facilitate the installation ofthe reinforcement as well as the stressingand concreting processes. Similarly thestrong shear reinforcement needed isformed by groups of vertical bars placedas pillars in a 1.0 m x 1.0 m grid and ad-equately anchored to the top and bottomreinforcement grids (Figures 3 and 4).The active anchors of the prestressingcables have been placed on the sides ofthe slab that are not in contact with theperimeter cut-off walls. The dead-endanchors on the opposite ends are of com-pact type because of the limited spaceavailable in these points with high densi-ty of passive reinforcement.

In view of the high volume of concretethat is to be poured in the foundationmat, this operation has been divided intonine floor areas and has been carried outin two 2 m thick lifts, which shear con-nection reinforcement between them. Itwas also necessary to analyse the ther-mal performance of the slab during theconcrete setting process to ensure nocracks appeared because of the highthermal gradient between the surface incontact with the atmosphere and the in-ner area, which does not dissipate theheat of the cement as effectively. This an-alytical task was complemented by pro-tection measures at the site, such as theconstant soaking of the concrete surfaceand the metering of certain representa-

Figura 5. Vista general de la losa de cimentación tras el hormigonado de la segunda tongada,mostrando los arranques de los soportes y núcleos, así como las medidas de protección

durante el curado.Figure 5. General view of the foundation mat after the concreting of the second concrete lift.

The foots of the supports and core, as well as the protection during the curing process, are shown.

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tive areas with thermocouples to monitorthe temperature and with gauges to mon-itor the transfer of stresses to the con-crete during the cable stressing process(Figure 5). The design of these instru-ments took into account the effect of thelarge temperature variations. This al-lowed the mechanical strain and thethermal strain (that does not cause anyvariations in the stress of the material) tobe separated in the gross metering of theconcrete stress [3].

The stressing of the cables was com-pleted before the start of the construc-tion of the supports and cores. Devicesthat maintained the friction factor be-tween concrete and the lower substratebelow 0.5 had to be projected before-hand to avoid losing an important partof the favourable effect of the prestress-ing. These devices had already been ap-plied and contrasted during the execu-tion of the similar Torre Espacio andwere formed by a double layer of poly-ethylene placed on the floated screedwith the foundation mat on top.

4.3. Base of the supports and the core

The reinforcement at the base of thepillars was placed directly on the toppart of the first concrete lift to makeerection simpler. The distribution of thestress on the top part of the lift wasstudied in detail; in some cases it wasnecessary to include some stirrups sim-

ilar to those projected for the high-strength concrete supports (HA-70),and in other cases horizontal reinforce-ment grids or circular reinforcementshad to be installed under the bases.

On the other hand, in the case of thecore and the supports connected to theoutrigger, it was necessary to anchorthe vertical reinforcement to the firstconcrete lift of the slab so as to ade-quately transfer the tensile stress on thecut-off walls under the extreme windloads that are combined with almostpermanent values of vertical actions.Similarly, horizontal reinforcement barswere included under the base of thecores so as to distribute the concentrat-ed stresses. These, however, are lowerthan those of the supports.

4.4. Car park

The foundations of the car park pil-lars were done with conventional foot-ings. The limit stresses were kept underthe 0.45 MPa level indicated in the ge-otechnical report. The interactions be-tween the footings of the car park andthe perimeter cut-off walls and the foun-dation mat of the tower have been stud-ied and adequately solved. These inter-actions appear when these elements areclose together and are mainly caused bythe greater expected deformation of theground under the foundation mat. As setout later, it has therefore been necessary

rigidez, por el contrario, fue preciso an-clar la armadura vertical en la primeratongada de la gran losa para podertransferir convenientemente los esfuer-zos de tracción que aparecen en suspantallas, bajo las solicitaciones extre-mas de viento combinadas con valorescuasi-permanentes de las acciones ver-ticales. Se han dispuesto, igualmente,refuerzos horizontales bajo los arran-ques de los núcleos para distribuir lafuerza concentrada, aunque en este casoson de menor entidad que los corres-pondientes a los soportes.

4.4. Aparcamiento

La cimentación de los pilares del apar-camiento se resuelve mediante zapatasconvencionales, manteniéndose las ten-siones límites por debajo de los 0,45MPa indicados por el Informe Geo-técnico. Se han estudiado y resuelto ade-cuadamente las interacciones entre laszapatas de dicho aparcamiento o las pan-tallas perimetrales y la losa de cimen-tación de la torre. Estas interacciones,que aparecen cuando estos elementos seencuentran muy próximos, se deben fun-damentalmente a la mayor deformaciónesperada del terreno bajo la losa de ci-mentación. A causa de ello ha sido nece-sario, como se explica más adelante, dis-poner interfaces deslizantes o tramosisostáticos biarticulados que eviten laaparición de esfuerzos parásitos entre lasestructuras con diferentes tipos de ci-mentación.

Las mediciones llevadas a cabo en laobra desde el inicio del hormigonado dela losa de cimentación de la torre, con-firmaron los valores de deformaciónmedia del terreno previstas en el infor-me geotécnico ( 5 cm), y la necesidadde las medidas destinadas a la compati-bilización entre el comportamiento delos dos tipos de cimentaciones.

5. SOPORTES

5.1. Generalidades

En los soportes principales de la torrees preciso distinguir tres grupos segúnsu posición en planta (Figura 6):

– los soportes situados en la coronaperimetral del edificio (soportes exte-riores)

Figura 6, Esquema general con disposición de soportes en las plantas tipo.Figure 6. General diagram with the layout of the supports in the standard floors.

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– los soportes situados entre los ante-riores y el núcleo, en las zonas que deli-mitan el pasillo y las habitaciones en lasplantas de hotel (soportes centrales)

– los soportes situados junto al nú-cleo (soportes interiores)

Los soportes exteriores tienen formacircular en la parte baja del edificio quese transforma en rectangular al entrar enlas plantas tipo de hotel. No obstante, enlas zonas próximas a las escaleras, tie-nen formas especiales ajustadas a la ge-ometría requerida para estas áreas de latorre. Los soportes centrales alternanformas circulares y rectangulares, segúnla planta en la que se sitúen, siendo, en-tre éstos, los situados cerca de las esca-leras especialmente comprometidos porel reducido espacio disponible.Finalmente, los soportes interiores tie-nen sección rectangular en toda su altu-ra. Estos soportes arrancan en el NivelN06, apeándose en el núcleo medianteunas bielas inclinadas similares a lasque se emplean para el apeo de los so-portes del resto de las coronas que sedescriben más adelante.

5.2. Soportes en las plantasinferiores

De un modo general es preciso igual-mente distinguir los tramos situados pordebajo del Nivel N04 y los situados en-tre éste y la coronación del edificio.

Los primeros tramos son soportes dehormigón armado con característicasacordes con la envergadura del edificio:

– Hormigón tipo HA-70

– Armaduras φ32 incluso en doblecorona y con cuantías de hasta 5,4 %

– Dimensiones: entre φ 1200 y φ1500 mm (circulares), 1450 x 600 mm2

(rectangulares)

Las elevadas cargas transmitidas porestos soportes (del orden de 5000 t) hanhecho necesario un estudio detalladopara el dimensionamiento de sus arran-ques en la losa de cimentación, así co-mo la disposición de cercos de confina-miento o cálices en el cruce con losforjados cuya calidad de hormigón esinferior.

La interferencia de una pareja de so-portes próximos a las escaleras con el

muro pantalla perimetral, hizo necesariodesviarlos ligeramente combinando paraello un bloque rígido que se extiende porla zona ocupada en planta por el soporteen su posición original y en la desviada.Se dispuso además una potente armadu-ra de cosido del desvío hasta el núcleo,que se adaptó a la presencia de alveolosde dimensiones considerables necesariospara el paso de las escaleras.

Durante el desarrollo de la obra semostró como muy favorable la decisiónde la empresa constructora de disponerde una central propia a pie de obra. Estacentral permitió garantizar los adecuadosprocedimientos de control indispensablespara la fabricación de hormigones de altaresistencia, minimizándose en conse-cuencia las bajas de calidad y las consi-guientes reparaciones, siempre complejasen edificios de esta envergadura en lasque el descenso de resistencia puede serde un orden de magnitud superior a lacarga transmitida al soporte por planta. Elempleo de centrales externas urbanas quefabrican casi únicamente hormigonesconvencionales, hubiera dificultado elempleo de acopios independientes de ári-dos con humedad controlada, indispensa-bles para la fabricación de este tipo dehormigones especiales.

5.3. Soportes en las plantas tipo detorre

Por encima del Nivel N04 los sopor-tes incorporan unos perfiles metálicosembebidos que, como se verá más ade-lante, permiten realizar el montaje de laestructura metálica de los forjados de unmodo sencillo e independiente del hor-migonado de los pilares (Figura 7). Portanto, el empleo de esta tipología de so-portes mixtos, ligeramente más cara quela de soportes de hormigón armado conhormigones de mayores resistencias,quedaba justificada por su combinaciónfavorable con la decisión tomada para latipología de los forjados que se explicamás adelante (forjados mixtos de chapaplegada sobre viguería metálica y/omixta), decisión que tuvo un carácterpreponderante en el diseño y la optimi-zación del conjunto de la estructura.

Estos perfiles metálicos de calibre mo-derado incluidos en los soportes (aceroS355 y dimensiones variables según zo-nas entre HEM 160 y HEM 300, con re-fuerzos laterales de chapas) contribuyen a

to apply sliding interfaces or isostatictwo-pivoted sections to prevent the ap-pearance of parasitic stresses betweenstructures with different foundations.

The measurements taken at the sitefrom the start of the concreting of thetower foundation mat confirmed thevalues of average ground deformationestablished in the geotechnical report ( 50 mm) and the need for the meas-ures aimed making the two types offoundation compatible.

5. COLUMNS

5.1. General

Three groups of main tower supportscan be distinguished as a function of theirposition in the floor plan (Figure 6):

– The supports located in the perime-ter of the building (external supports)

– The supports located between theabove supports and the core, in the ar-eas between the corridor and the hotelrooms (central supports)

– The supports located next to thecore (internal supports)

The external supports are circular atthe level of the first floor and becomerectangular when they reach the hotelfloors. However, in the areas close tothe staircases they have special shapesto fit the geometry required in these ar-eas of the tower. The central supportsalternate between circular- and rectan-gular shaped as a function of the storeywhere they are located. Amongst these,the ones close to the stairs are especial-ly complex because of the lack of space.Finally, internal supports are rectangu-lar throughout their whole length. Thesesupports start at level N06 and they areshored to the core by means of inclinedstruts. These struts are similar to theones used for the shoring of the sup-ports for the rest of the pillar groups de-scribed later.

5.2. Supports in lower floors

As a general rule, it is important todistinguish between the sections locatedbelow level N04 and those located be-tween it and the top of the building. Theformer are reinforced concrete supportswhose characteristics are suitable forthe size of the building:

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– HA-70 concrete

– φ 32 reinforcement, even with dou-ble cover and up to 5.4 % of reinforce-ment crown

– Dimensions: between φ1200 andφ1500 mm (circular), 1450 x 600 mm2

(rectangular)

The high loads transmitted by thesesupports (approximately 50,000 kN)have made it necessary to carry out adetailed study of the dimensioning oftheir bases in the foundation mat and ofthe layout of the stirrups at the pointswhere they cross the slabs with lowerconcrete grade.

It was necessary to slightly changethe position of a pair of supports closeto the staircases because they interferedwith the perimeter cut off wall. For thispurpose, a stiff block that runs along thearea of the floor occupied by the sup-port in the original and modified posi-tions. Additionally, a group of reinforce-ment bars that transfer the deviationforces to the core was placed, and it wasadapted to the existence of large beampockets that were needed for the pas-sage of the staircases.

During the development of the work,the decision of the construction compa-ny of installing an on-site concrete fac-tory proved a good one. This factory en-sured that adequate control procedures,which are indispensable for the manu-facturing of high-strength concrete,were applied. This minimised drops inquality and the subsequent repair work,which is always complex in this type ofbuilding, where a drop in resistance canbe an order of magnitude greater thanthe load transmitted to the support per

floor. The use of external urban factoriesthat manufacture conventional concretealmost exclusively would have made itvery difficult to find an independent pro-curement of aggregate with controlledmoisture, as needed for the manufactureof this type of special concrete.

5.3. Supports in the standard floorsof the tower

Above level N04, the supports incor-porate embedded steel profiles that al-low the assembly of the steel structure ofthe slabs to be easy and independentfrom the concreting of the pillars(Figure 7), as shown later. This compos-ite support typology is slightly more ex-pensive that the one with reinforcedconcrete supports with stronger con-crete, but its use was justified becauseof the favourable combination with thedecision taken for the typology of theslabs that is set out later (compositeslabs on steel and/or composite beams).This decision had an important bearingon the design and optimisation of thewhole structure.

These medium-sized steel profiles in-cluded in the supports (S355 steel withdimensions between HEM 160 and HEM300, depending on the areas, with sideplate reinforcement) contribute to the ul-timate strength of the supports. They al-low the dimensions to be reduced, whichis especially useful in the bottom third ofthe tower since they need to be adjustedbecause of the interaction with the hotelfunctionality. Special attention wasdrawn to the on-site joints between sec-tions of profiles so as to make them assimple as possible. For this purpose, thebending of the composite section was re-

su resistencia en rotura, permitiendo dis-minuir sus dimensiones que en el tercioinferior de la torre necesitan ajustarse deun modo estricto a causa de su interac-ción con la funcionalidad del hotel. Seprestó especial atención a las uniones enobra entre tramos de perfiles, con el finde simplificarlas al máximo. Para ello, eltrabajo de flexión de la sección mixta seconfía exclusivamente al acero de armar,de modo que no es preciso disponer unio-nes entre los perfiles que resistan esfuer-zos de tracción superiores a los que apa-recen a causa del viento en las fases deconstrucción previas al hormigonado delconjunto (Figura 8).

Según la zona y el soporte considera-do, el hormigón utilizado es HA-70,HA-45 ó HA-30. La armadura estáconstituida por barras de φ32 ó φ25 ensu mayor parte, colocadas y agrupadascuidadosamente, de modo que no inter-fieran con las vigas de planta que aco-meten al soporte y que sea posible la co-locación de las armaduras en paquetesdesde las plantas superiores, una vez co-locada toda la estructura metálica de losforjados (Figura 9). En todos los casosse han empleado solapes tradicionalesentre tramos de armadura

Por otro lado, en las plantas situadaspor encima del Nivel 54, los soportesexteriores, que son los únicos que semantienen, necesitan crecer significati-vamente para poder resistir, en ménsulalas elevadas presiones transmitidas porel viento a la fachada exenta. En estasplantas las únicas zonas de forjado exis-tentes son las bandas de forjado quepermiten la circulación de las góndolasde limpieza de la fachada, que crean portanto un arriostramiento muy moderadopara las ménsulas de los soportes.

Figura 7. Secciones tipo de los soportes mostrando el perfil metálico auxiliar empleado para facilitar el montaje de la estructura metálica.Figure 7. Standard section views of the supports, with the auxiliary steel profile used to facilitate the assembly of the steel structure.

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5.4. Apeo de soportes en la zona bajadel edificio

Por debajo del Nivel N06, para mejorarla funcionalidad arquitectónica de las plan-tas de acceso del edificio (fuste), se elimi-na un soporte de cada dos en los gajoscomprendidos entre las escaleras. Esta eli-minación se lleva a cabo para las tres fami-lias de soportes indicadas, siendo precisodisponer bielas inclinadas que conectan,entre las plantas N04 y N06, el soporte quese elimina con aquéllos en los que se va aapear (Figuras 10 y 11). Estas bielas sematerializan mediante una potente combi-nación de hormigón de alta resistencia,perfiles metálicos reforzados y armadurapasiva convencional, habiendo sido nece-sario un estudio detallado de los nudos ex-tremos a causa de la transferencia de es-fuerzos entre los diferentes materiales.Estos desvíos quedan equilibrados me-diante la disposición, en el nivel inferiorN04, de unos potentes tirantes que, segúnlos casos, precisan la colocación de perfi-les metálicos descolgados o embebidos enel forjado, combinados con paquetes de ar-madura convenientemente anclada por de-trás de los soportes que recogen el desvío.

sisted exclusively with the reinforcementsteel so that the joints between the pro-files do not need to withstand tensilestresses greater than those caused bywind during the construction stages pri-or to concreting (Figure 8).

Depending on the area and the sup-port considered, the concrete gradeused is HA-70, HA-45 or HA-30. The re-inforcement is mostly formed by φ32 orφ25 bars, placed and grouped carefullyso that they do not interfere with thefloor beams connected with the supportand they allow the reinforcement to beinstalled in packages from the top floorsonce all the steel structure of the slab isin place (Figure 9). Traditional overlap-ping has been used between sections ofthe reinforcement.

On the other hand, the external sup-ports above Level 54 (the only ones thatare maintained at that height) need to besignificantly larger so they can with-stand the high wind loads on the freefaçade with a cantilever layout. In thesefloors, the only areas with slabs are thestrips for the circulation of the façade-cleaning gondolas, which create a mod-

Figura 9. Soportemixto densamentearmado en la zona

baja de la torrepreparado para la

colocación delencofrado.

Figure 9. Jointsbetween sections of

steel supports,capable of

withstanding thewind loads during

construction.

Figura 8.Uniones entretramos desoportesmetálicos concapacidad pararesistir losesfuerzosdebidos al vientodurante laconstrucción.Figure 8. Jointsbetweensections of steelsupports,capable ofwithstanding thewind loadsduringconstruction.

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erate bracing for the cantilevers of thesupports.

5.4. Shoring of supports in the lowerpart of the building

Below level N06, one support out ofevery two was eliminated in the segmentsbetween the staircases so as to improvethe architectural functionality of thebuilding access floor (stem). This elimi-nation was done for the three types ofsupports. Between levels N04 and N06,inclined struts are needed to connect thesupport that was eliminated to thosewhere the shoring shall be done (Figures10 and 11). These struts are formed by astrong combination of high-strength con-crete, reinforced steel profiles and con-ventional passive reinforcement. A de-tailed study of the end nodes was neededdue to the transfer of stresses between thevarious materials. These deviations arebalanced by installing strong ties in lev-el N04. In some cases, these ties need tohave steel profiles that are eitherdropped or embedded in the slabs andare combined with suitably anchored re-inforcement packages behind the sup-ports that collect the deviation.

Given the curvature of this spatial lac-ing, caused by the circular distribution ofthe pillars on the plan view, the slabs oflevels N04 and N06 also need to have el-ements that transfer the radial horizontaldeviation loads to the core. In the case ofN06, these elements are strong reinforce-ment bars that surround the deviated pil-

lars and are anchored to the core. Onlythe slab is needed to transfer the com-pression in N04 by increasing the con-crete grade to HA 70 instead of HA 30,which is used normally.

6. CORE

6.1. Wind loads

The core is the main element of thestructure that withstands the horizontalstresses caused by the wind loads on the

Dada la no planeidad de estas celosí-as espaciales provocada por la distribu-ción circular de los pilares en planta, enlos forjados de los Niveles N04 y N06es preciso además disponer elementosde transferencia de las fuerzas horizon-tales radiales de desvío al núcleo. Estoselementos consisten, en el caso de N06,en potentes refuerzos de armadura queabrazan los pilares desviados y se an-clan en el núcleo, bastando el forjadopara transmitir la compresión en N04con sólo aumentar la calidad del hormi-gón a HA-70 en lugar de la HA-30 em-pleada habitualmente.

6. NÚCLEO

6.1. Solicitaciones de viento

El núcleo, que aloja en su interior losascensores y los conductos verticales deinstalaciones, representa el elementofundamental de la estructura para resis-tir los empujes horizontales debidos alviento a los que está sometido el edifi-cio. De acuerdo con la normativa vigen-te [4], no ha sido necesario tener encuenta solicitaciones sísmicas.

Las solicitaciones de viento fueron de-terminadas, como en el resto de las torresdel complejo, mediante un ensayo en tú-nel de viento llevado a cabo en laUniversity of Western Ontario, Canadá,

Figura 10. Esquema del apeo necesario por la eliminación de soportes en la zona baja de la torre.

Figure 10. Diagram of the shoring needed because of the elimination of supports in the lowerpart of the tower.

Figura 11. Piezas de desvío de soportes entre los Niveles N04 y N 06.Figure 11. Support bypass parts between levels N04 and N06.

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En primer lugar se llevo a cabo unensayo sobre un modelo rígido a escala1:400 que, combinado con la obtenciónanalítica de los modos propios de la es-tructura, permitió determinar las acele-raciones en la coronación del edificiomediante un análisis dinámico (Figura12). Sin embargo, este ensayo no per-

mitía considerar el efecto,presuntamente favorable,de la fachada exterior rugo-sa y perforada, cuya inci-dencia había sido tenida encuenta de modo aproxima-do en el diseño básico de laestructura. Para tener encuenta éste fue preciso des-arrollar un segundo ensayoa una escala mayor (1:60)que permitiera representarlas dos fachadas de un mo-do realista y estudiar elefecto de la permeabilidadde la exterior, comparandola respuesta del conjuntocon la de una envolventecerrada (Figura 13). A cau-sa de las limitaciones im-puestas por el tamaño deltúnel de viento, el modeloempleado sólo representabael tercio superior del edifi-cio, pudiéndose no obstanteobtener resultados repre-sentativos para la totalidaddel mismo [7].



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por el Boundary Layer Wind TunnelLaboratory bajo la dirección del ProfesorAlan G. Davenport. Este tipo de estudiospermite tener en cuenta de un modo ajus-tado la incidencia del terreno y las edifi-caciones circundantes, así como los efec-tos climáticos locales incluyendo sudistribución temporal [5, 6].

building, and it also serves to house thelifts and vertical shafts for facilities. Inaccordance with current codes [4], noseismic stresses have been taken intoaccount.

As in the case of the rest of the towersof the complex, the wind loads were cal-culated with a wind tunnel test in theUniversity of Western Ontario, Canada,by the Boundary Layer Wind TunnelLaboratory, under the management ofProfessor Alan G. Davenport. This typeof study provides precise input on theimportance of the surroundings and ofneighbouring buildings, as well as of lo-cal weather effects, including their dis-tribution in time [5, 6].

The first test was run on a stiff 1:400scale model. The results from this werecombined with the analytical results ofthe eigenmodes of the structure to deter-mine the accelerations at the top of thebuilding by means of a dynamic analy-sis (Figure 12). However, with this test itwas impossible to take into account thepresumably favourable effect of therough and perforated external façade.An approximate value of this had beenconsidered in the basic design of thestructure. This effect was analysed bymeans of a second test with a largermodel (1:60) that represented bothfaçades realistically and showed the ef-fect of the permeability of the outsidesurface, comparing the response of theassembly with that of a closed envelope(Figure 13). The limitations imposed bythe size of the wind tunnel meant thatthe model only represented the top thirdof the building, but representative re-sults were nevertheless obtained for thewhole structure [7].

The results obtained with the secondmodel focused on the local effects on theglass surfaces of both façades. Theycould not be used to obtain specific con-clusions on the wind loads on the wholeof the façade because, as shown laterwith the numerical analyses, an evenlarger model would have been neces-sary to ensure a good similarity be-tween the model and the real building,and this would have been incompatiblewith the available wind tunnel.Consequently, the final dimensioning ofthe core had to be adapted to the con-servative results available to ensure inall cases that the dimensions of thestructure were enough to maintain the

Figura 12. Imagen del ensayo en túnel de viento de la torre, incluyendo las otras tres torresvecinas ensayadas previamente.

Figure 12. Image of the wind tunnel test on the model, including the other three towerstested previously.

Figura 13. Vista del modelo parcial desarrollado paraestudiar el efecto de la doble fachada en el

comportamiento frente a viento.Figure 13. Image of the partial model developed to studythe effect of the double façade in its behaviour against

the wind.

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accelerations at the top of the buildingbelow the limits generally consideredadmissible in the available literatures(between 0.20 and 0.25 m/s2) [8]. Theuse of this dynamic control based on ac-celerations instead of the control basedon deformations under static loads thatis used in conventional buildings or inthe preliminary dimensioning stagesmeans that an adequate behaviour canbe guaranteed to avoid uncomfortablesituations for the users of the building.

6.2. Dimensioning

The core defined by architectural andfunctional conditionings has a three-lobe design in the plan view. This designis fairly favourable because it has ahigh arm (around 21 m), and the stiff-ness is concentrated on the buttresses atthe end positions (Figure 14). The stiff-ness of these buttresses is complement-ed with the radial cut-off walls and, to asmaller extent, by the cut-off wallsaround the central triangular area.

The internal geometry of the core iskept constant throughout the wholebuilding to facilitate its constructionwith climbing formwork. The thicknessof the cut-off walls and the buttresses isgradually modified in up to five stan-dard sections. The concrete used for thebottom part of the tower is HA 45 be-cause of the high combined values of

axial stresses, caused by gravitationalloads, and of bending stresses, causedby wind. Concrete HA 30, similar tothat used for the slabs, is used abovelevel N34.

The thickness of the core cut-off wallsranges between 0.30 and 0.50 m. As setout above, there are thicker areas thatact as buttresses or pillars that imbri-cate the cut off walls. Most of the rein-forcement is concentrated on the but-tresses, and several layers of it areinstalled, as in the supports with thehighest loads. The connection of thecore and the steel beams linked to it isdone by embedding dowel plates withtheir anchor bolts. These are then weld-ed to the brackets needed for the knuck-le joints of the profiles. They are gener-ally light because of the favourablelayout of the steel structure of the slab.

The main walls of the core have beampockets to allow access for users and fa-cilities from each level of the slab.However, the uniform layout of thesepockets, both in the plan view and theelevation drawing, has made their di-mensioning and construction easier.The main function of the lintels aroundthe pockets is to ensure that the ele-ments into which the core is divided bythe pockets work in unison so that thestiffness of the assembly is not signifi-cantly affected. This reduction in thestiffness has been comprehensivelystudied with finite element models of the

Los resultados obtenidos con el se-gundo modelo se concentraron en losefectos locales sobre los vidrios de lasdos fachadas, no pudiéndose emplearpara obtener conclusiones determinan-tes sobre las acciones globales de vien-to sobre el conjunto de la fachada, yaque, según mostraron los análisis numé-ricos llevados a cabo con posterioridad,hubiera sido necesario un modelo a unaescala todavía mayor, y por tanto in-compatible con el túnel de viento dispo-nible, para obtener valores que pudieranalcanzar una semejanza adecuada entreel modelo y la realidad. En consecuen-cia, el dimensionamiento definitivo delnúcleo se tuvo que ajustar para adaptar-se a los resultados conservadores dispo-nibles, garantizándose que en todos loscasos las dimensiones de la estructuraeran suficientes para que las acelera-ciones en la coronación del edificioquedaran por debajo de los límitesusualmente admitidos en la literaturadisponible (entre 0,20 y 0,25 m/s2) [8].El empleo de este control de carácterdinámico basado en aceleraciones, enlugar del control en deformaciones ba-jo cargas estáticas usado para edificiosconvencionales o en las fases de predi-mensionamiento, permite garantizar unadecuado comportamiento que evite si-tuaciones incómodas para los usuariosdel edificio.

6.2. Dimensionamiento

El núcleo definido por condicionan-tes arquitectónicos y funcionales tieneuna forma trilobular en planta, bastantefavorable por disponer de un brazo ele-vado (en torno a 21 m) en el que la rigi-dez se concentra en las posiciones ex-tremas a modo de machones (Figura14). Completan la rigidez de estos ma-chones la de las pantallas radiales y enmenor medida las pantallas situadas entorno al área triangular central.

La geometría interior del núcleo semantiene constante a lo largo de todo eledificio para facilitar su construcciónmediante encofrado autotrepante, va-riándose gradualmente los espesores delas pantallas y machones en un total dehasta cinco secciones tipo. En la partebaja de la torre el hormigón utilizado esHA-45, a causa de los elevados valorescombinados de esfuerzos axiles, debi-dos a las cargas gravitatorias, y de fle-xión, debidos al viento. Por encima del

Figura 14. Geometría trilobular del núcleo, mostrando los machones en las zonas extremas y los alveolos de paso.

Figure 14. Three-lobe geometry of the core, showing the buttresses at the ends and the feedthroughs.

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Nivel N34 se emplea HA-30, similar alempleado en los forjados.

Los espesores de las pantallas del nú-cleo varían entre 0,30 y 0,50 m, dispo-niéndose, como ya se ha dicho, zonas demayores dimensiones a modo de ma-chones o pilares imbricados con laspantallas. Es en estos machones dondese concentra la mayor parte de la arma-dura, colocándose en varias capas de unmodo similar a como se hace en los so-portes más solicitados. La conexión delnúcleo con las vigas metálicas que aco-meten a él se realiza dejando embebidasplacas de espera con sus garrotas de an-claje, a las que se sueldan posteriormen-te las cartelas necesarias para la uniónarticulada de los perfiles, generalmenteligeros a causa de la favorable disposi-ción del entramado de piezas metálicasdel forjado.

El núcleo presenta alveolos en sus pa-redes principales para permitir el accesode usuarios e instalaciones desde cadanivel de forjado. No obstante, la unifor-midad en la disposición, tanto en plantacomo en alzado de estos alveolos, ha fa-cilitado su dimensionamiento y cons-trucción. Los dinteles que enmarcan es-tos alveolos tienen como misiónfundamental asegurar el trabajo conjun-to de los elementos en que los alveolosdividen al núcleo, sin que la rigidez delconjunto se vea afectada de un modosignificativo. Esta disminución de rigi-dez ha sido estudiada de modo exhaus-tivo mediante un modelo de elementosfinitos del núcleo, completado por el

análisis seccional que permite obtenerlos esfuerzos en los dinteles en la hipó-tesis de que las secciones se considerenindeformables.

La geometría definida para el núcleopor los condicionantes arquitectónicos yfuncionales, si bien presenta una elevadarigidez, plantea también dificultadesconstructivas no desdeñables debidos alos quiebros y zonas angulosas en plantaen las que se ha estudiado cuidadosa-mente la distribución de las armadurastanto horizontales como verticales parano complicar las operaciones de hormi-gonado y permitir, en la medida de la po-sible, el empleo de módulos de armadu-ra prefabricados a pie de obra. Asímismo, el mantenimiento por razonesfuncionales de la forma del núcleo a lolargo de toda la altura de la torre, da lu-gar a que en el tercio superior de la mis-ma el consumo de hormigón y armadurasea excesivo, teniendo en cuenta la esca-sa contribución de estas zonas a la rigi-dez horizontal del conjunto.

7. CINTURÓN DE RIGIDEZ

Con el fin de aumentar la rigidez ho-rizontal del edificio y mantener la de-formabilidad del conjunto dentro de loslímites admisibles (ver apartado 6.1), eltrabajo del núcleo se complementa conel de algunos pilares próximos a él, quese conectan al mismo mediante un cin-turón de rigidez. La colaboración de lospilares frente a los esfuerzos horizonta-

core and completed with the analysis ofthe sections, which shows the stresseson the lintels when the sections are con-sidered unbendable.

The geometry defined for the core byarchitectural and functional factorspresents a high stiffness level, but alsoshows significant constructive chal-lenges due to the number of edges andangled areas in the plan view. The dis-tribution of both horizontal and verticalreinforcements has been studied forthese areas so as to facilitate the con-creting operations and to allow, inas-much as possible, the use at the site ofprefabricated reinforcement modules.Additionally, the preservation, for func-tional reasons, of the shape of the corethroughout the whole length of the tow-er means that the consumption of con-crete and reinforcements in the top thirdof the tower is excessive, consideringthe small contribution of these areas tothe horizontal stiffness of the assembly.

7. OUTRIGGER

In order to increase the horizontalstiffness of the building and maintainthe deformation capacity of the assem-bly within admissible limits (see section6.1), the core is complemented withsome nearby pillars that are connectedto it by means of an outrigger. The col-laboration of the pillars against the hor-izontal wind loads by means of the slabscannot be attained in this building be-cause of their low stiffness and the al-most hinged connection to both the sup-ports and the core itself.

This outrigger has been located at thetop of the building so as to interfere aslittle as possible with the layout of thefacilities, even if it is not the best loca-tion as regards the structural behaviourof the assembly. The outrigger links sixpillars to the core by means of a struc-ture of 0.80 m thick radial cut-off wallsthat take up the space between levelsN54 and N55. This serves to form a net-work of 5 m deep beams, whose flangesare the reinforced concrete slabs of thelift halls and the area of the floor be-tween said supports and the core(Figure 15). Similarly, the layout of theoutrigger at this top area is veryfavourable from the point of view of theexecution of the structure because, un-like what happened during the con-

Figura 15. Cinturón de rigidez en la coronación del edificio.Figure 15. Outrigger at the top of the building.

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struction of a similar part in the TorreEspacio [2], in this case the executionof the outrigger did not interfere withthe general and cyclical construction ofthe standard plants. Additionally, theywere completed once the climbing form-work used for the construction of thecore had been removed.

The outrigger is mainly designed towithstand the various stresses imposedby the wind, so its behaviour is basical-ly symmetrical. However, from an ana-lytical point of view it was necessary tostudy the long-term behaviour of thisstructure because, once the core and thesupports were connected, the latterwere ‘suspended’ due to the high de-layed stiffness of the beam cut-off walls,and gravitational loads were trans-ferred from the supports to the core. Itwas therefore necessary to make theoutrigger slightly oversized (Figure 16).The analysis performed took into ac-count the real temporary nature of thestructure, as well as a reasonable frameof creep and shrinkage factors, whichgreatly define the stresses indicated.The presence of these stresses, togetherwith the reduced value of the gravita-tional loads from the supports, led tosignificant tensile stresses on the parts.This had a strong bearing on their di-mensioning and on the configuration ofthe details of the reinforcements in thiscomplicated area with tight dimensions.

Despite all of this, both the cut-off wallsand the slabs were prepared with con-ventional HA-30 concrete, thus avoid-ing the issues related to shipment andinstallation in a high-rise site that areassociated to the high-strength concreteneeded.

8. SLABS

8.1. Bottom floors of the tower

As with the supports, a distinctionneeds to be made in the case of the slabsbetween those below level N04 andthose above it:

– Between levels S05 and N04, thestructural typology used is a solid rein-forced concrete slab

– Above level N05, the slabs are sim-ilar to those used in the top floors: com-posite slab supported on a structure thatcombines steel and composite beams

The slabs of the floors below gradehave a depth of 35 cm and they join thecomplex structure of supports andvoids, as well as the areas with highloads due to use by personnel or facili-ties, perfectly. As set out above, thespans in these floors are greater (up to13.5 m) because the supports in the ac-cess areas have been eliminated.

les de viento a través de los forjados nose puede alcanzar en este edificio a cau-sa de la escasa rigidez de los mismos ysu conexión prácticamente articulada,tanto con los soportes como con el pro-pio núcleo.

Dicho cinturón de rigidez se ha dis-puesto en la coronación del edificio, apesar de no ser el lugar óptimo de cara alfuncionamiento estructural del conjunto,con el objetivo de interferir funcional-mente lo menos posible con la disposi-ción de las instalaciones. Este cinturónune seis pilares con el núcleo medianteuna estructura de pantallas radiales de0,80 m de espesor, que ocupan el espa-cio comprendido entre los Niveles N54y N55. Se constituye de este modo unentramado de vigas de 5 m de canto, cu-yas cabezas son los forjados de hormi-gón armado de los vestíbulos de ascen-sores y la zona de la planta comprendidaentre los soportes indicados y el núcleo(Figura 15). La disposición del cinturónde rigidez en esta zona superior ha sidoigualmente muy favorable desde el pun-to de vista de la ejecución de la estructu-ra, ya que, a diferencia de lo ocurridodurante la construcción de una pieza si-milar en el edificio Torre Espacio [2], eneste caso la ejecución del cinturón no hainterferido con la secuencia general y cí-clica de la ejecución de las plantas tipo,habiéndose podido llevar a cabo ademásuna vez desmontada la autotrepa utiliza-

Figura 16. Comportamiento del cinturón de rigidez para acciones instantáneas y diferidas.Figure 16 – Outtrigger behaviour for instantaneus and long-term actions.

Solicitaciones horizontalesHorizontal forces

Transferencia de solicitaciones verticalespor fluencia

transfer of vertical forces due to creep

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da para la construcción del núcleo.

El cinturón de rigidez está diseñadofundamentalmente para resistir los es-fuerzos de signo alterno determinadospor el viento, teniendo por tanto uncomportamiento básicamente simétri-co. Sin embargo, desde el punto de vis-ta analítico ha sido necesario estudiarcon detalle el comportamiento a largoplazo de esta estructura, ya que, unavez conectados el núcleo y los sopor-tes, se produce el “cuelgue” de éstos acausa de la considerable rigidez diferi-da de las pantallas del cinturón, transfi-riéndose cargas gravitatorias desde lossoportes hasta el núcleo y siendo nece-sario sobredimensionar el citado cintu-rón (Figura 16). El análisis llevado acabo ha tenido en cuenta la temporali-dad real de la construcción, así comouna horquilla de valores razonablespara los coeficientes de fluencia y re-tracción que determinan en gran medi-da las solicitaciones indicadas. La pre-sencia de estos esfuerzos, unida alreducido valor de las cargas de origengravitatorio propias de los soportes, hadado lugar a esfuerzos de tracción sig-nificativos en las piezas, con conse-cuencias importantes no sólo en el di-mensionamiento de las mismas sinotambién en la configuración de los de-talles de las armaduras en esta zonacomprometida y con dimensiones ajus-tadas. A pesar de todo ello, tanto laspantallas como los forjados han podidoser ejecutados con hormigón conven-cional HA-30, evitando los problemasde transporte y puesta en obra a granaltura, asociados a un hormigón de al-tas prestaciones que hubiera podido sereventualmente necesario.

8. FORJADOS

8.1. Plantas inferiores de la torre

Del mismo modo que ocurre con lossoportes, para los forjados de la torretambién es preciso distinguir entreaquéllos que se sitúan por debajo delNivel N04 y los que están por encimadel mismo:

– entre el Nivel S05 y el N04, la tipo-logía estructural utilizada es la de losamaciza de hormigón armado

– por encima del Nivel N05, los for-jados son similares a los que se emple-

The geometry of the floors betweenlevels N01 and N04 is also complex,particularly because of the areas withtwo, three or four levels of clearance, sotheir construction as solid reinforcedconcrete slabs is more appropriate(Figure 17). In this case, the depth ofthe slabs is of 34 cm to adapt to thegeometry needed in the perimeter areasof the tower because of the design of theouter façade. Dropped beams have beeninstalled in certain areas with largerspans because they do not alter the ar-chitectural needs or the projected flowsof facilities.

8.2. Top floors of the tower

8.2.1. Structural diagram

From slab N05 upwards, the basic ty-pology allows construction to be quickand well adapted to the needs of high-rise construction. The steel beams andjoists that form the structure of the slabare supported without any concretingon the moderately-sized steel profilesembedded in the supports. This alsosimplifies the connections between the

an en las plantas superio-res: mixtos hormigón-acero con chapa plegadacolaborante apoyada enun entramado que combi-na vigas metálicas y mix-tas.

Los forjados de lasplantas bajo rasante tie-nen un canto de 35 cmque se acopla perfecta-mente a la compleja dis-posición de soportes yhuecos, así como a la pre-sencia de zonas con car-gas elevadas, por su usopúblico o de instalacio-nes. En estas plantas, co-mo se ha visto más arriba,las luces son mayores(hasta 13,5 m) a causa dela eliminación de los so-portes en las zonas de ac-ceso.

Las plantas comprendi-das entre los Niveles N01y N04 también presentanuna geometría complejaen particular a causa delas zonas de doble, triple ocuádruple altura, siendo por tanto másaptas para ser construidas como losasmacizas de hormigón armado (Figura17). En este caso el canto utilizado es de34 cm para adaptarse a la geometría ne-cesaria en las zonas perimetrales de latorre a causa del diseño de la fachadaexterior. En zonas puntuales de lucesmayores ha sido necesario descolgar vi-gas que no alteran, no obstante, ni lasnecesidades arquitectónicas ni los flujosde instala-ciones previstos.

8.2. Plantas superiores de la torre

8.2.1. Esquema estructural

A partir del forjado N05 se comienzaa utilizar la tipología básica que ha per-mitido una construcción ágil y rápidabien adaptada a las necesidades de laconstrucción en altura. Apoyándose enlos perfiles metálicos de dimensionesmoderadas que llevan embebidos los so-portes, se disponen, sin necesidad dehormigonar éstos, las vigas y viguetasmetálicas que constituyen el entramadodel forjado. Además, de este modo sesimplifica enormemente la ejecución dela conexión entre soportes y vigas metá-

Figura 17. Forjados de hormigón armado en las zonas de acceso.

Figure 17- Reinforced concrete slabs in the access areas.

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steel beams and supports of the floorbecause they can be done with a con-ventional steel structure. This structuraltypology has been selected for the fol-lowing reasons:

– Easy geometrical standardisationso as to benefit from the repetitive na-ture of the tower on a geometrical level

– Maximum industrialisation to min-imise the work at the site under the un-certain conditions associated to high-rise construction. All potential delays inthe execution of the works, which high-rise buildings are especially sensitiveto, are thus minimised

– Simple execution of the fire protec-tion measures under resistance condi-

tions that are similar to those of rein-forced concrete structures

– Since it is a light solution, the use ofcranes is minimised. This is an essentialissue in high-rise projects; once the mate-rial has been shipped to the floors, it canbe moved around with light cranes in-stalled in the completed storeys

– Economic competitiveness againstsolutions with reinforced concrete be-cause the structure has been designedwith medium spans and conventionaldetails that minimise the execution ofwelds at the site

– Elimination of the need for provi-sional shoring and formwork becausethe solution is freestanding

licas de planta, ya que se pueden resol-ver como usualmente se hace en una es-tructura metálica convencional. Esta ti-pología estructural se ha escogido porlas siguientes razones:

– fácil sistematización geométricaque permite aprovechar las ventajas dela repetitividad geométrica de la torre

– máxima industrialización para mi-nimizar los trabajos en obra en las in-ciertas condiciones asociadas al trabajoen altura, reduciéndose de este modolos posibles retrasos en el ciclo de eje-cución de las plantas a los que una obraen altura es especialmente sensible

– sencilla ejecución de las medidasde protección ignífuga en condicionesde resistencia similares a las estructurasde hormigón armado

– al tratarse de una solución ligera,minimización del tiempo de empleo degrúas, aspecto esencial en una obra enaltura; una vez transportado el materiala las plantas, este se puede desplazarmediante grúas ligeras apoyadas en lasplantas ejecutadas

– competitividad económica frente asoluciones en hormigón armado, al ha-berse diseñado una estructura con lucesmedias y detalles convencionales queminimizan la ejecución de soldadurasen obra

– eliminación de la necesidad de en-cofrados y apeos provisionales por tra-tarse de una solución autoportante

– mejora de las condiciones de traba-jo al disponerse de la plataforma de lachapa plegada

En primer lugar se disponen los tresanillos de vigas principales conectadosa los soportes mediante apoyos simplesatornillados. El anillo central, que reci-be una gran parte de las cargas del for-jado, está constituido por perfiles metá-licos potentes (HEB-320 en las plantastipo), conectados al forjado mixto me-diante los oportunos conectadores(Figuras 18 y 19). Con el fin de dismi-nuir las dimensiones de este perfil se hadispuesto en la viga mixta una continui-dad parcial a través del soporte, fácil-mente conseguible mediante la inser-ción en el forjado de 2 ó 3 barras decalibres 20 ó 25, compensadas con laparte necesaria del ala inferior conve-

Figura 18. Esquema con la estructura metálica de las plantas tipo.Figure 18. Diagram with the steel structure of standard floors.

Figura 19. Sección tipo del forjado mixto.Figure 19. Standard section view of the composite slab.

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nientemente soldada al casquillo deapoyo inferior. Para facilitar la intersec-ción entre los soportes y las vigas prin-cipales, éstas llevan sus alas desmem-bradas al no existir continuidad de laspiezas metálicas a través de los soportes(Figura 20).

El anillo exterior tiene dimensionesmás moderadas a causa de su menor luz(L 4,5 m), pudiendo materializarse me-diante vigas metálicas simplemente apo-yadas de menor entidad (IPE 330 en lasplantas tipo), que permiten el paso sobreellas de las viguetas radiales continuasde mayor luz, que hacen posible la ejecu-ción sencilla del voladizo en el que seubican las dos capas de la fachada y elpasillo de ventilación entre ellas (Figura21). En el resto de los casos las viguetasson simplemente apoyadas, con unionesembrochaladas atornilladas a las vigasmediante tornillos de calidad 8.8 traba-jando a cortadura. Este es el caso tam-bién para la mayoría de las uniones entrepiezas metálicas que se han ejecutado enla obra, reservándose las uniones solda-das a puntos muy localizados y escasa-mente comprometidos.

La mayor parte de las vigas y viguetasvan provistas de conectadores para ase-gurar su trabajo mixto con el forjadoque sustentan y disminuir así las dimen-siones de los perfiles metálicos. Por elcontrario, además de las ya indicadas dela corona exterior, las vigas que se sitúan

en torno a las escaleras y los ascensoresde emergencias no pueden contar con lacolaboración del forjado a causa de lairregular disposición de los huecos ne-cesarios.

El forjado mixto se diseñó utilizandochapas onduladas colaborantes del tipoHaircol 59 (ó similares), con una pro-fundidad de valle de 6 cm y 12 cm de

– Improvement in the working condi-tions thanks to the steel sheeting

Firstly, three rings of main beamsconnected to the supports with simplescrewed supports were put in place. Thecentral ring, which has to withstand alarge part of the loads from the slab, isformed by strong steel profiles (HEB320 in standard plants). They are linkedto the composite slab with appropriateconnections (Figures 18 and 19). In or-der to reduce the dimensions of this pro-file, the composite beam has partialcontinuity through the support. Thiscould be easily attained by insertingtwo or three 20 or 25 diameter bars,compensated with the necessary part ofthe lower flange, that is welded to thelower support neck. To facilitate the in-tersection between the supports and themain beams, the latter have theirflanges cut because the steel partsthrough the supports have no continuity(Figure 20).

The outside ring is smaller because ofits shorter span simply (L 4.5 m). Itwas done with smaller supported steelbeams (IPE 330 in standard floors) sothat the continuous radial joists withgreater spans could be placed on top.This facilitated the simple execution ofthe cantilever where the two skins of thefaçade and the ventilation gap betweenthem are placed (Figure 21). In the rest

Figura 20. Unión atornillada de vigas principales con los soportes metálicos yembrochalamiento de viguetas en vigas principales.

Figure 20 – Bolted joint of the main beams with steel supports and connection between thejoists and the main beams.

Figura 21. Viguetas principales de canto variable embrochaladas en la viga principal centralapoyadas en la viga principal exterior.

Figure 21. Main joists of variable beam depth connected to the main central beam andsupported on the main external beam.

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of cases, the joists were simply support-ed, and their connections were screwedto the beams with 8.8 quality shearbolts. This is applicable to most of thejoints between steel parts performed atthe site. Welded joints were only used inspecific and non-dangerous points.

Most of the beams and joists were fit-ted with connectors to ensure their com-posite work with the slabs they support.The dimensions of the steel profiles canthus be reduced. On the other hand, thebeams around the staircases and emer-gency lifts, as well as the aforemen-tioned beams of the top of the building,cannot rely on the slabs because of theirregular layout of the recesses needed.

The composite slabs were designedwith steel sheeting of Haircol 59 (orsimilar) type, with a depth of 6 cm andan upper layer 12 cm thick. These val-ues are necessary to provide insulationagainst fire (RF-180). The circulargeometry of the slabs leads to a precisebreakdown that combines plates withone span and plates with three spans.The thickness of the plates needed to beincreased for the larger simple spans inthe areas at the ends (Figure 22). Thissystematic and repetitive breakdown didnot cause any problems during its exe-cution at the site.

Once the steel sheeting was in place,the different types of reinforcements thatare needed for the slab could then be in-stalled:

– To provide fire resistance, at thebottom of the valleys

– To control the adverse effects ofshrinkage, as a mesh

– To ensure continuity against hog-ging moments for the plates of morethan one span and for the beams andjoists that require it

– To obtain the necessary resistanceagainst longitudinal shear in the con-nection

Afterwards, the concrete was pumped.Eleven types of floor plans can be dis-tinguished in the project of the structureas a function of the combinations ofgeometries and permanent loads andlive loads that appear in them. However,a similar typology was kept inasmuchas possible:

– The axes of the beams and joistsare fixed in all the building

– The depth of the edge part does notvary so it does not have a bearing onthe design of the façade

– In all cases, except in the slab ofthe swimming pool, the top part of thestructure is 20 cm below the level of thefloor

– Whenever necessary due to clear-ance, H profiles have been used despitetheir greater weight

capa de compresión. Estos valores sonnecesarios por razones de aislamientofrente al fuego (RF-180). La geometríacircular de los forjados da lugar a undespiece preciso que combina chapas de1 vano con chapas de 3 vanos, siendonecesario aumentar el espesor de la cha-pa para los vanos simples en las zonasextremas con mayor luz (Figura 22).Este despiece, muy sistemático y repeti-tivo, no ha planteado ningún problemadurante su ejecución en la obra.

Una vez colocadas las chapas plega-das se pueden colocar las armaduras delos diversos tipos que son necesarios pa-ra el trabajo del forjado para despuésverter el hormigón mediante bombeo:

– para resistencia a fuego, en el fon-do de los valles

– para controlar los efectos adversosde la retracción, en forma de mallazo

– para asegurar la continuidad frentea momentos negativos para las chapasde más de un vano y para las vigas o vi-guetas que lo precisen

– para obtener la resistencia necesa-ria frente a esfuerzos rasantes en la co-nexión.

En el proyecto de la estructura se dis-tinguieron hasta 11 tipos de plantas se-gún las combinaciones de geometrías yde cargas permanentes y sobrecargasque aparecen en ellas, pero se intentómantener una tipología similar entre lasmismas en todo lo posible:

– los ejes de las vigas y viguetas sonfijos en todo el edificio

– el canto de la pieza de borde no va-ría, para no influir en el diseño de la fa-chada

– en todos los casos, excepto en elforjado de la piscina, el nivel superiorde la estructura está 20 cm por debajodel nivel de planta

– en las zonas en las que las necesi-dades de gálibo lo imponían se han uti-lizado perfiles en H a pesar de su mayorpeso.

8.2.2. Montaje

En el proyecto se previó que todas es-tas operaciones de montaje pudieran lle-varse a cabo sin necesidad de que lossoportes de hasta 6 plantas por debajo

Figura 22. Montaje de la chapa plegada del forjado con el despiece adaptado a lageometría radial de la planta.

Figure 22. Erection of the steel sheeting of the slab with the parts adapted to the radialgeometry of the floor plan.

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de la que se está montando estuvieranhormigonados. Con independencia delhormigonado del forjado se podían co-locar, enhebrándolas desde las plantassuperiores, los paquetes de armadura delos soportes, que se complementan me-diante armaduras de piel y cercos decontinuidad desde las plantas inferiores.Por último, unos collarines dispuestosalrededor del soporte en el ámbito delforjado, permitían el hormigonado in-dependiente de ambos elementos, ha-ciendo además innecesarios ningún tipode dispositivos especiales en los casosen los que el soporte y el forjado tienenhormigones de calidades diferentes.Esta disposición prevista en el proyectopermitía liberar los tajos de la estructu-ra metálica y de hormigón, flexibilizan-do la ejecución frente a circunstanciasno previstas en alguno de ellos, ya queademás de permitir el montaje de seisplantas de estructura metálica, el di-mensionamiento de los perfiles metáli-cos de los soportes era suficiente parapoder hormigonar los forjados de tresde ellas sin necesidad de hormigonar lossoportes (Figura 23).

A pesar de estas ventajas, la empresaconstructora prefirió no utilizar este pro-cedimiento de montaje, sustituyéndolopor uno tradicional en el que cada sopor-te se hormigonaba con antelación a la co-locación de la chapa del forjado superior.La razón fundamental de este cambio es-tribaba en la dificultad asociada al des-

8.2.2. Erection

During the project, all the erectionwas designed in such a way that theconcrete of supports up to six storeysbelow the one under construction didnot need to be poured. Regardless of theconcreting of the slab, the reinforcementpackages of the supports could be put inplace from the top floors. These werecomplemented with crack control rein-forcements and continuity stirrups fromthe bottom floors. Finally, several necksplaced around the support within theslab allowed both elements to be con-creted independently, rendering anyother type of device useless wheneverthe concrete grades in the support andthe slab were different. This projectedlayout meant that the work on the steeland concrete structure could be lessstrict. The erection therefore becamemore flexible against unforeseen cir-cumstances because, apart from allow-

Figura 23. Montaje secuencial de los diferentes componentes de la estructura de los forjadosque permite independizar la construcción de la estructura metálica y el vertido del hormigónFigure 23. Sequential erection of the various components of the slab structure that allows

the construction of the steel structure and the concreting to be done independently.

Figura 24. Vista general de la obra en una de las plantas tipo en la que se muestra lasuperposición de las actividades de construcción del núcleo mediante autotrepa y de la

estructura metálica de la planta.Figure 24 . General view of the site in one of the standard floors, showing the overlapping

of the core construction activities by means of a self-climbing formwork and of the steelstructure of the floor

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ing six floors of steel structure to bebuilt, the dimensioning of the steel pro-files of the supports was enough to al-low the concreting of the slabs in threeof them without having to concrete thesupports (Figure 23).

Despite these advantages, the con-struction company opted against thiserection procedure and replaced it witha traditional system whereby each sup-port was concreted before the top plateof the slab was in place. The main rea-son for this change lay in the difficultyassociated to the transport of the form-work of the supports from the lowerstoreys to the top ones, because, oncecompleted, the slabs would firstly haveto be transported to the façade and thenlifted by the tower cranes. The goodscheduling of the various tasks devel-oped by the construction company madethe flexibility margin provided by theprojected structural approach unneces-sary, since at no point was the limit ofsix working days needed for the com-plete construction of a standard floorexceeded [9] (Figure 24).

8.2.3. Interaction with the façade

In the curved outer perimeter of theslab it is necessary to install a stiffenerto avoid the tapping of the joists and theirregularity of the sections between

them and to solve the finish of the com-posite slab in different directions. A spe-cial and partly prefabricated piece wasinstalled combining this structural needwith the architectural need of having astrong concrete element to anchor thesystems that make up the outer and in-ner façades. This part is a cross betweena structural element and a façade ele-ment, and it solves the needs of bothsystems in a coordinated and suitablemanner.

The part in question is formed by asteel caisson with a 0.34 m side. It issupported on the radial joists and actsas composite formwork of the concrete,which is poured at the same time as therest of the slab. In order to reduce theamount of steel used, the stiffenersneeded to maintain the shape of thelower plate during the concreting havebeen reused as connectors in the com-posite stage. Similarly, all the auxiliaryplates needed to facilitate the settingout and anchoring of the skids and therest of the façade elements have beenlaid out on the caisson (Figure 25).

8.2.4. Special Areas

Above level N04 there are some spe-cial areas that have been projected inreinforced concrete. Amongst these it isimportant to note the balcony areas in

plazamiento de los encofrados de los so-portes desde las plantas inferiores a lassuperiores, ya que una vez ejecutado elforjado hubiera sido necesario transpor-tarlos en primer lugar hasta la fachadapara poder ser izados entonces por lasgrúas torre. La buena programación delas diferentes tareas en obra desarrolladapor la empresa constructora, ha hecho in-necesario en cualquier caso aprovecharsedel margen de flexibilidad que permitíael planteamiento estructural previsto, yaque en ningún caso se han superado losseis días laborables para la ejecucióncompleta de una planta tipo [9] (Figu-ra 24).

8.2.3. Interacción con la fachada

En el perímetro curvo exterior del for-jado es preciso disponer un elemento ri-gidizador que evite el tecleo de las vi-guetas y la irregularidad de los tramosentre ellas, además de resolver el rema-te del forjado mixto de chapa plegadaen direcciones variables. Combinandoesta necesidad estructural con la necesi-dad arquitectónica de disponer de unelemento potente en hormigón que per-mitiera anclar los sistemas que constitu-yen las capas de las fachadas exterior einterior, se ha dispuesto una pieza mix-ta especial y parcialmente prefabricada,que se encuentra a medio camino entreun elemento estructural y uno de facha-

Figura 25. Esquema de la viga de borde para remate del forjado y apoyo de la fachada (izqda.) y pieza colocada e obra (dcha.).Figure 25. Diagram of the edge beam for the finish the slab and support the façade (left) and part in place at the site (right).

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da, resolviendo de un modo coordinadoy ajustado las necesidades de ambos sis-temas.

La pieza en cuestión está formada porun cajón metálico de 0,34 m de canto,que se apoya en las viguetas radiales yactúa como encofrado colaborante delhormigón, que se vierte a la vez que elresto del forjado. Con el fin de reducirel empleo de acero, los rigidizadoresnecesarios para mantener la forma de lachapa inferior durante el hormigonadose han reutilizado como conectadoresen la fase mixta. Igualmente, se han dis-puesto en la pieza cajón todas las cha-pas auxiliares necesarias para facilitar eltrabajo de replanteo y fijación de los pa-tines y demás elementos de la fachada(Figura 25).

8.2.4. Zonas especiales

Por encima del Nivel 04 existen algu-nas zonas especiales que se han proyec-tado en hormigón armado. Dentro deellas es necesario destacar las zonas debalcón en el perímetro del edificio enaquellas plantas con grandes huecos ne-cesarios para definir espacios de doblealtura entre el perímetro del edificio ysu núcleo. En todos estos casos se hanutilizado, para unificar la solución deagarre de la fachada, encofrados metáli-cos no colaborantes que necesitan serapeados durante el vertido y fraguadodel hormigón. Igualmente, las plantasubicadas por encima del Nivel 53, sin-gulares por su geometría y distribuciónde cargas, se han ejecutado como losasde hormigón armado del mismo modo

que las plantas en la zona de accesos ala torre.

8.3. Aparcamiento

Los forjados de aparcamiento se handimensionado como losas macizas dehormigón armado. Esta solución seadapta perfectamente a la irregularidadde las tramas arquitectónicas previstas,siendo necesario únicamente aumentarel canto de los 28 cm de las zonas tipo a35 cm en algunas zonas singulares porsus mayores crujías.

Los puntos singulares de los forjadosde aparcamiento son los siguientes:

– las zonas isostáticas dispuestas enla zona próxima a la torre

– el forjado de la planta N00 por suselevadas cargas y la eliminación de so-portes en la cobertura de la sala de con-venciones.

Con el fin de poder absorber losasientos diferenciales entre la gran losade cimentación de la torre y las zapatasde los soportes del aparcamiento máspróximos a ella, se han dispuesto unostramos de forjado con sustentación isos-tática. Estos tramos se ubican entre laúltima crujía del aparcamiento y la pri-mera de torre, disponiéndose pasadoresque, permitiendo la formación de rotu-las, hacen posible la transmisión tantode las cargas gravitatorias (verticales)como de los empujes del terreno (hori-zontales). Los elevados valores de las

the perimeter of the floors with largeopenings that are needed to define dou-ble-clearance spaces between theperimeter of the building and its core.Non composite steel formwork has beenused in all these cases to join the an-choring solution of the façade. Thisformwork needs to be shored during thepouring and setting of the concrete.Similarly, floors located above level 53are unique because of their geometryand load distribution, and they havebeen built as reinforced concrete slabsin the same way as the floors in the tow-er access area.

8.3. Car park

The slabs of the car park have beendimensioned as solid reinforced con-crete slabs. This solution adapts perfect-ly to the irregularities of the projectedarchitectural structures. Thus, the onlychange has been the increase in theirdepth from the 28 cm of the standard ar-eas to 35 cm at some points due to theirgreater spans.

The special points of the car parkslabs are the following:

– Isostatic areas near the tower

– The slab of level N00, due to itshigh loads and the elimination of sup-ports in the roof of the convention cen-tre

Sections of slabs with simply supportedhave been built to absorb the differen-tial settling between the large founda-tion mat of the tower and the footings of

Figura 26. Montaje de las vigas metálicas para el cubrimiento del salón de convenciones.Figure 26. Erection of the steel beams to cover the convention centre.

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the car park supports closest to it. Thesesections are located between the lastspan of the car park and the first one ofthe tower. Dowels have been installed toallow the formation of hinges while atthe same time transmitting both gravita-tional loads (vertical) and earth loads(horizontal). The high values of theloads and the greater number of recess-es make these areas sensitive points inthe slabs of levels S01 and N00.

Additionally, the slab of level N00 is aspecial slab because of the high loadlevels for which it is dimensioned:

– Vehicles of the fire brigade

– Those needed for the developmentof the square, including the necessarysloping for the storm sewer system

Additionally, the presence of a doubleheight convention centre in level S02means that all the pillars in its surfacehave to be eliminated. The resulting 29m spans are solved with strong compos-ite beams with 1.40 m deep steel partsthat are connected to the 0.35 m–deeptop reinforced concrete slab. The slab inthis area is shored so as not to hinderthe dimensions of the steel elements,which are already strict due to the ar-chitectural needs (Figures 26 and 27).

The difference in stiffness betweenthese large special spans and the stan-

dard 7.25 m spans again called for theconstruction of an isostatic area thateliminates the high hogging bendingmoments that would otherwise appearin the transition areas.

9. INTERNAL STRUCTURE OFTHE CORE

The lift halls and the rest of the inter-nal areas of the core were projected inreinforced concrete because their con-struction would be carried out at thesame time, albeit with a slightly differentsequence, as the construction of the coreby means of the climbing formwork.

In order to build the large isostaticspans (approximately 8 m), there are 50cm deep beams that support solid con-ventional slabs. The deformability ofthese beams and slabs is highly condi-tioned by the actuation of the lift dooropening mechanisms. The dimensions ofthese beams must be increased in thespecial floors that support the pits orengine rooms of the lifts and the variouswells within the building.

In levels N54 and N55, this type ofstructure also forms part of the afore-mentioned outrigger, acting as flangesof its beams. Therefore, in these floorsthe dimensioning was subject to stricterrequirements.

cargas y la mayor presencia de huecoshacen de estas zonas puntos especial-mente sensibles en los forjados de losNiveles S01 y N00.

El forjado del Nivel N00 es, por otrolado, un forjado especial por el muy al-to valor de las cargas para las que debeser dimensionado:

– los vehículos de bomberos

– las necesarias a causa de la urbani-zación de la plaza, incluyendo el pen-dienteado necesario para la evacuacióndel agua de lluvia.

Además, la presencia de un salón deconvenciones de doble altura en el NivelS02 hace necesaria la eliminación de pi-lares en toda su superficie. Como resul-tado aparecen unas crujías de 29 m queson resueltas mediante potentes vigasmixtas con piezas metálicas de 1,40 mde canto, conectadas a la losa de hormi-gón armado superior de 0,35 m de espe-sor. El forjado de esta zona se ha ejecu-tado apeado, para no penalizarexcesivamente las dimensiones de loselementos metálicos, estrictas de por sía causa de las necesidades arquitectóni-cas (Figuras 26 y 27).

La diferencia de rigidez entre estasgrandes crujías especiales y las tipo de7,25 m, hace necesaria la ejecución, denuevo, de una zona isostática que elimi-ne los elevados momentos flectores ne-gativos que de otro modo aparecerían enlas zonas de transición.

9. ESTRUCTURA INTERIOR ALNÚCLEO

Los vestíbulos de ascensores y el res-to de las zonas interiores al núcleo, seproyectaron en hormigón armado yaque su construcción se iba a llevar a ca-bo de modo simultáneo, aunque ligera-mente desfasado, al avance de la cons-trucción del núcleo mediante autotrepa.

Para salvar las grandes luces isostáti-cas que aparecen (del orden de 8 m) sedisponen vigas de 50 cm de canto entrelas que se sitúan losas macizas conven-cionales. Estas vigas y losas, muy condi-cionadas en su deformabilidad por la in-cidencia de los mecanismos de aperturade las puertas de los ascensores, debencrecer en las plantas especiales que so-

Figura 27. Estructura de forjados de hormigón armado en las plantas bajo rasante y vigasmetálicas del salón de convenciones.

Figure 27 – Structure of concrete slabs in floors below grade and steel beams of theconvention centre.

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portan los fosos o salas de máquinas delos ascensores, y los diferentes aljibes delos que consta el edificio.

Este tipo de estructuras forma partetambién en los Niveles N54 y N55 delcinturón de rigidez del núcleo descritopreviamente, actuando como cabezas delas vigas que lo conforman. En estasplantas, por tanto, el dimensionamientode los mismos estuvo sometido a exi-gencias mucho más elevadas.

Al haberse construido completamentedisociadas de la estructura del núcleo,hubiera existido la posibilidad, quizámás favorable, de haber empleado en lu-gar de la solución descrita, una soluciónsimilar a la empleada en los forjados abase de vigas mixtas conectadas a unforjado de chapa plegada.

10. ESCALERAS

Del mismo modo que para los sopor-tes y los forjados, es preciso distinguiraquí también entre los elementos situa-dos por encima y por debajo del NivelN05. En todas las zonas la estructura dela escalera viene muy condicionada porla ajustada forma en planta disponible,con tres tiros dispuestos en los lados deun triángulo isósceles con un ánguloagudo muy marcado.

En las zonas inferiores y acorde conla tipología del forjado, la escalera seproyectó como una losa de hormigón ar-mado. A causa de la diferencia de espe-sores de pavimento entre la escalera y elresto de la planta, aparece un salto im-portante entre los Niveles de forjado enla zona de descansillo. Este salto acon-seja la desconexión estructural entreforjados y escaleras, apoyándose éstaúnicamente en los 3 soportes que la en-marcan, siendo necesario resolver lostramos de casi 6 m de luz con losas de0,18 m de canto para respetar las estric-tas condiciones de gálibo definidas porlas condiciones de cabezada.

En las plantas superiores esta estruc-tura se sustituye por un conjunto deplacas prefabricadas de hormigón ar-mado que se apoyan unas en otras, ade-más de hacerlo en una estructura de vi-gas metálicas situadas en el plano delforjado, complementada por unas mén-sulas que se sueldan a los soportes me-

tálicos a la altura de los descansillosintermedios, similar a la de la planta.La compleja geometría arquitectónicade la escalera da lugar a un despieceigualmente complejo de las placas queconsigue, no obstante, respetar los re-quisitos de mínima interferencia con laconstrucción estándar del forjado y mí-nima ocupación del espacio funcional.Dado lo estricto de las dimensiones delespesor de las placas prefabricadas(0,18 m), compatible con la geometríadel forjado mixto de la planta y conunos pesos que permitieran su monta-je, pareció aconsejable realizar unaprueba de carga de las mismas con elobjetivo de verificar la capacidad por-tante de las apoyos a media madera en-tre tramos consecutivos de escalera.Los resultados de este ensayo, llevadoa cabo en la propia obra, dieron resul-tados satisfactorios para los niveles decarga esperables en la estructura. Estaspiezas han sido los únicos elementosde hormigón prefabricados en toda laobra.

Completan el conjunto de las escale-ras de la torre dos escaleras especialesde caracol situadas entre los niveles S01y N00. Con el fin de realzar su aspectoen esta zona especial de accesos del edi-ficio, se han proyectado como elemen-tos volados sin ningún tipo de apeo ensu eje, y conectados únicamente en losforjados de arranque y desembarco. Laslosas de hormigón armado empleadastienen un canto medio de 0,28 m.

11. ESTABILIDAD FRENTE ALFUEGO

La resistencia frente al fuego de la es-tructura queda garantizada por las si-guientes medidas, muy diferentes segúnse trate de zonas de hormigón armado omixtas:

– En los elementos de hormigón ar-mado se disponen los oportunos recu-brimientos mecánicos para la armadura,que en la mayor parte de los casos noson determinantes frente a los necesa-rios por durabilidad a pesar del elevadovalor de la estabilidad al fuego necesa-ria (RF-180). Un caso excepcional sonlos elementos prefabricados empleadosen la escalera de evacuación, en la quetanto el espesor necesario por motivosestructurales como el recubrimiento de-

Since they have been built separatefrom the structure of the core, it mighthave been more favourable to use a sim-ilar solution to the one used in the slabswith composite beams connected to acomposite slab instead of the one ap-plied finally.

10. STAIRCASES

As in the case of the supports and theslabs, it is important to distinguish be-tween elements located above and belowlevel N05. In all the areas, the structureof the staircase is conditioned by thetight shape of the floor plan, with threetroughs on the sides of an isosceles trian-gle with a very small acute angle.

In lower areas, in accordance withthe typology of the slab, the staircasewas projected as a reinforced concreteslab. The difference in paving thicknessbetween the staircase and the rest of thefloor causes a large difference betweenthe slab levels in the landing area.Because of this difference, the structureof the slabs and staircases should beseparated; the staircases should be sup-ported only on the three supportsaround it. The sections with spans of al-most 6 metres in length have to be builtwith 0.18 m deep slabs to respect thestrict clearance requirements defined bythe conditions of headroom.

In the top floors, this structure is re-placed by a set of reinforced concreteprefabricated plates that are supportedon each other and on a structure of steelbeams on the plane of the slab. This, inturn, is complemented by a set of can-tilevers welded to the steel supports inthe intermediate halls, similar to thestructure of the floor. The complex ar-chitectural geometry of the staircaseprovides a similarly complex breakdownof the plates, which nevertheless man-ages to respect the requirements of min-imum interference with the standardslab construction and minimum use ofthe functional space. The strict dimen-sions of the prefabricated plates (0.18m) are compatible with the geometry ofthe composite slab of the floor and theirweights allow their assembly, so itseemed reasonable to carry out a loadtest so as to verify the load-bearing ca-pacity of the shiplap lumber supportsbetween consecutive sections of thestaircases. The results of this on-site test

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were satisfactory for the projected loadlevels of the structure. These parts havebeen the only prefabricated concrete el-ements of the whole project.

The staircase assembly is completedwith two special spiral staircases betweenlevels S01 and N00. These have been pro-jected as suspended elements with noshoring in the axes and with connectiononly to the top and bottom landing slabsso as to highlight the appearance of thisarea with special access to the building.The reinforced concrete slabs used havean average depth of 0.28 m.

11. FIRE STABILITY

The fire stability of the structure isguaranteed by the following measures.These are different depending onwhether the structures are made in rein-forced concrete or composite:

– The reinforced concrete elementshave appropriate mechanical coating forthe reinforcement. Most of these are notvital in view of the ones needed for dura-bility despite the high fire stability re-quired (RF-180). The prefabricated ele-ments used in the emergency staircaseare an exception because both the valuesthat apply for the thickness needed forstructural reasons and the coating for thelong-term behaviour are very strict

– The steel elements of the supportsare adequately protected by the con-crete where they are embedded

– The steel beams and joists of theslabs are covered with projected fire-proof pneumatic mortar (Figure 28)

– The composite slab does not needprotection because a supplementarylight reinforcement has been applied inthe valleys. This compensates for theloss of composition under the excep-tional conditions of a fire

The steel structure used in the mechan-ical areas located at the top of the build-ing are a special element. A special studywas developed for this structure thattakes into account the real layout of themachinery, the real fire loads and thespecial ventilation conditions because ofits status as an open air space. This studyshowed that there is no need for project-ed fire protection, which would havemade the execution of the tramex plat-forms that are directly supported on thesteel structure more complicated.

PARTICIPANTS

– Project management: VallehermosoD. G. T. (Segundo Rodríguez García,Pedro Molina Abad (†), Juan Luis deMiguel Fuente).

– Architecture: R&A-S, Madrid(Carlos Rubio Carvajal, Enrique Ál-varez-Sala Walther, Juan José MateosFernández).

– Facilities: Aguilera Ingenieros,Úrculo Ingenieros.

– Wind engineering: Boundary LayerWind Tunnel Laboratory, London,Ontario, Canada (Nick Isyumov).

– Structure: MC-2, Estudio deIngeniería (Ángel Vidal Vacas, JorgeSantamaría Cases, Luca Ceriani, RamónCampoamor Gómez, Álvaro SerranoCorral, Miguel Gómez Navarro, JulioMartínez Calzón).

bido al comportamiento a largo plazopresenta valores muy estrictos.

– Los elementos metálicos de los so-portes quedan oportunamente protegi-dos por el hormigón en el que quedanembebidos

– Las vigas y viguetas metálicas delos forjados se recubren con mortero ig-nífugo proyectado (Figura 28)

– La chapa plegada colaborante delforjado no necesita protección al haber-se dispuesto una armadura suplementa-ria ligera en los valles, que compensanla perdida de colaboración de aquella enla situación excepcional de incendio.

Como elemento singular, es precisoseñalar la estructura metálica dispuestaen las zonas mecánicas ubicadas en lacoronación del edificio, en las que seha realizado un estudio particular quetiene en cuenta la disposición real delas máquinas, las cargas de fuego real-mente existentes y las condiciones deventilación especiales por tratarse deun espacio abierto a la atmósfera. Esteestudio ha permitido eliminar la nece-sidad de disponer una protección igní-fuga proyectada que hubiera complica-do enormemente la ejecución de lasplataformas de tramex que se apoyandirectamente en la estructura metálica.

INTERVINIENTES

– Dirección de proyecto: Valle-hermoso D. G. T. (Segundo RodríguezGarcía, Pedro Molina Abad (†), JuanLuis de Miguel Fuente)

Figura 28. Vista inferior de un forjado tipo antes y después de aplicar la protección ignífuga a las vigas y viguetas.Figure 28. Bottom view of a standard slab before and after the application of the fire protection on the beams and joists.

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– Arquitectura: R&A-S, Madrid(Carlos Rubio Carvajal, Enrique Álva-rez-Sala Walther, Juan José MateosFernández).

– Instalaciones: Aguilera Ingenieros,Úrculo Ingenieros.

– Ingeniería de viento: BoundaryLayer Wind Tunnel Laboratory, London,Ontario, Canada (Nick Isyumov).

– Estructura: MC-2, Estudio deIngeniería (Ángel Vidal Vacas, JorgeSantamaría Cases, Luca Ceriani, RamónCampoamor Gómez, Álvaro SerranoCorral, Miguel Gómez Navarro, JulioMartínez Calzón).

MATERIALES Y MAGNITUDESFUNDAMENTALES

– Superficie edificada en torre:14.425 m2 bajo rasante, 75.240 m2 sobrerasante

– Superficie edificada en aparca-miento: 38.075 m2

– Hormigón HA-30 en forjados delosa maciza: 11.669 m3

– Armadura pasiva B-500 S en forja-dos de losa maciza: 2.285 t

– Hormigón HA-30 en forjados mix-tos sobre chapa plegada: 9.810 m3

– Armadura pasiva B-500 S en forja-dos mixtos sobre chapa plegada: 480 t

– Estructura metálica S 275 JR enforjados mixtos sobre chapa plegada:2.228 t

– Chapa plegada colaborante FeE320G en forjados mixtos: 53.735 m2

– Hormigón en soportes de torre:HA-70, 3.703 m3; HA-45, 1.264 m3;HA-30, 2.202 m3

– Armadura en soportes de torre:2.137 t (298 (kg/m3)

– Acero S 355 J2 G3 en soportes detorre: 1.132 t

– Hormigón en el núcleo: HA-45,9.320 m3; HA-30, 2.830 m3

– Armadura B-500 S en el núcleo:3.787 t (312 kg/m3)

– Acero de pretensar Y 1860 S7 en lalosa de cimentación: 152 t

– Masa total de la estructura: 110.136t (Incluyendo parte cuasipermanente desobrecargas)

– Carga total máxima transmitida a lacimentación: 1.363.000 kN (valor ca-racterístico)

– Esfuerzos máximos debidos al vien-to, valores característicos en el nivel dePlanta Baja: Mx, flexión de eje este-oes-te, 4,31.106 kNm, My, flexión de eje nor-te-sur, 2,99.106 kNm, Mz, torsión de ejevertical, 4,47 104 kNm, para un periodode retorno T de 100 años y un amortigua-miento igual al 2% del crítico

– Aceleración máxima en la últimaplanta habitable con un periodo de re-torno T de 10 años y un amortiguamien-to igual al 2 % del crítico: 21 mg

– Velocidad angular máxima en la últi-ma planta habitable con un periodo de re-torno T de 10 años y un amortiguamien-to igual al 2 % del crítico: 0,2 10-3 rad/s.

9. REFERENCIASBIBLIOGRÁFICAS

[1] Rubio Carvajal, C., Álvarez-SalaWalther, E., “Proyecto arquitectónicodel edificio Torre Sacyr-Vallehermosoen Madrid”, Hormigón y Acero, nº 249,julio-septiembre 2008.

[2] Martínez Calzón, J., GómezNavarro, M., “La estructura del edificioTorre Espacio en Madrid”, Hormigón yacero, 2008.

[3] Dcret, J.-M. and Lebet, J.-P.,Behaviour of Composite Bridges duringConstruction, Structural EngineeringInternational, Vol. 9, No. 4, pp. 212-218, International Association forBridge and Structural Engineering,Zurich, 1998.

[4] NCSE-02, "Norma de construc-ción sismorresistente: parte general yedificación", Ministerio de Fomento,Madrid, 2002.

[5] American Society of Civil Engi-neers, ASCE, “Wind Tunnel Studies ofBuildings and Structures, ASCEManuals and Reports on EngineeringPractice, No. 67, Virginia, 1999.

MATERIALS AND MAINMAGNITUDES

– Constructed surface in the tower:14,425 m2 below grade, 75,240 m2

above grade

– Constructed surface in car park:38,075 m2

– HA-30 concrete in solid slabs:11,669 m3

– B-500 S passive reinforcement insolid slabs: 2,285 t

– HA-30 concrete in compositeslabs: 9,810 m3

– B-500 S passive reinforcement incomposite slabs: 480 t

– S 275 JR steel in composite slabs:2,228 t

– Fe E320G composite brake-formedplate in mixed slabs: 53,735 m2

– Concrete in tower supports: HA-70, 3,703 m3; HA-45, 1,264 m3; HA-30,2,202 m3

– Reinforcements in tower supports:2,137 t (298 kg/m3)

– S 355 J2 G3 steel in tower sup-ports: 1,132 t

– Concrete in the core: HA-45, 9,320m3; HA-30, 2,830 m3

– B-500 S reinforcement in the core:3787 t (312 kg/m3)

– Y 1860 S7 prestressing steel in thefoundation mat: 152 t

– Total mass of the structure:110,136 t (including almost permanentportion of overloads)

– Total load transmitted to the foun-dations: 1,363,000 kN (characteristicvalue)

– Maximum stresses due to wind,characteristic values at ground floorlevel: Mx, east-west axis bending,4.31.106 kNm, My, north-south axisbending, 2.99.106 kNm, Mz, torsion ofthe vertical axis, 4.47 104 kNm, for a Treturn period of 100 years and a damp-ing equal to 2% of the critical level

– Maximum acceleration in the lasttransitable floor with a T return periodof 10 years and a damping equal to 2%of the critical level: 21 mg

– Maximum angular speed in the lasttransitable floor with a T return periodof 10 years and a damping equal to 2%of the critical level: 0.2 10-3 rad/s

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9. REFERENCES

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[2] Martínez Calzón, J., GómezNavarro, M., “La estructura del edificioTorre Espacio en Madrid”, Hormigón yAcero, nº 249, julio-septiembre 2008.

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[4] NCSE-02, "Norma de construc-ción sismorresistente: parte general yedificación", Ministerio de Fomento,Madrid, 2002.

[5] American Ssociety of Civil Engi-neers, ASCE, “Wind Tunnel Studies ofBuildings and Structures, ASCE Ma-

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[6] Surry, D., “Wind loads on low-risebuildings: past, present and future”,Proceedings of the 10th InternationalConference on Wind Engineering, ICWE,Copenhague, Denmark, 1999.

[7] Inculet, D. R., Gómez Navarro,M.,Isyumov, N. “The effect of an opendouble facade on structural andcladding wind loads”, Proceedings ofthe 12th International Conference onWind Engineering, ICWE, Cairns,Australia, 2007.

[8] Isyumov, N., “Motion Perception,Tolerance and Mitigation”, 5th WorldCongress of the Council on TallBuildings and Urban Habitat, Ams-terdam, The Netherlands , May 1995.

[9] Sánchez Fernández R., RodríguezOrtiz, F. J., “La ejecución de la estruc-tura de la Torre Sacyr-Vallehermoso”,Hormigón y Acero, nº 249, julio-sep-tiembre 2008.

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[7] Inculet, D. R., Gómez Navarro,M., Isyumov, N. “The effect of an opendouble facade on structural and clad-ding wind loads”, Actas de la 12ªConferencia Internacional sobreIngeniería eólica, ICWE, Cairns,Australia, 2007.

[8] Isyumov, N., “Motion Perception,Tolerance and Mitigation”, 5th WorldCongress of the Council on TallBuildings and Urban Habitat, Ams-terdam, Holanda , Mayo 1995.

[9] Sánchez Fernández, R., Rodrí-guez Ortiz, F. J., “La ejecución de laestructura de la Torre Sacyr-Valleher-moso”, Hormigón y acero nº 249,2008.

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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).




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.


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Torre Caja Madrid. Cálculo de estructuras de un edificio singular…Torre Caja Madrid. Structural design of a singular…

G. Lakota y A. AlarcónR

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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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G. Lakota y A. Alarcón

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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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Documents

Torre Espacio. La estructura del edificio Torre Espacio