Această lucrare prezintă proiectul de consolidare pentru structura de rezistenţă a Palatului de Justiţie din Bucureşti. Binecunoscuta clădire este unul din cele mai reprezentative edificii din Bucureşti din punct de vedere socio-economic şi arhitectural-istoric. Şi prin prisma structurii de rezistenţă această construcţie prezintă nişte caracteristici speciale. După mai multe studii dar şi lucrări propriu-zise pentru punerea în siguranţă a construcţiei efectuate în trecut de către diferite organisme, firmele SC STRUCTURAL CONEXPERT SRL şi AEDIFICIA M.P. SRL au colaborat la realizarea proiectului de consolidare al structurii acestei clădiri . În cele ce urmează vom prezenta aspectele mai importante legate de această lucrare. Parte din aceste aspecte au mai fost amintite în unele lucrări de specialitate.

Clădirea  PALATULUI  DE  JUSTIŢIE ( foto 1 ), clădire  reprezentativă  pentru  arhitectura  Bucureştiului , construită  în  urmă  cu  circa  100  de  ani , a  suferit , de-a  lungul  timpului , diferite  intervenţii , modificări  şi  adăugiri , a  fost  supusă  procesului  firesc  de  degradare  în  timp  şi  ca  urmare  a  cutremurelor  de  pământ , existând , în   acest  sens , informaţii  certe  numai  cele  referitoare  la  acţiunile  seismice  din  ani  1977 , 1986  şi  1990 . În  ultimele  decenii  procesul  de  degradare  s-a  accentuat  ca  urmare  a  lipsei  unor  lucrări  de  reparaţii ( care  s-au  efectuat  numai  parţial , pe  zone  restrânse ) .

După  cutremurul  din  anul  1977 ( în  foto 2 se poate vedea fracturarea gravă a pilaştrilor din faţadă , zona respectivă găsindu-se în stadiul de pre-colaps) s-au  început  lucrări  de  reparaţii  şi  consolidări    având  caracterul  unor  intervenţii  locale  la  părţile  grav  avariate ( în  special  pe partea  centrală  a  faţadei  principale ) dar  care  au  fost  întrerupte  în  anul  1981 . În  anul  1990  beneficiarul  a  dispus  reînceperea  lucrărilor  întrerupte   având  în  vedere  că , pe  lângă   lucrări  de  restaurare  şi  reparaţii  capitale  să  se  efectueze  şi  lucrări  de  consolidare  structurală . Odată  cu  apariţia  normativului  P100-1992  ( şi , mai  târziu , a  completărilor  la  capitolele  11  şi  12  din  1996 ) care  introducea  şi  reglementări  oficiale  privind  proiectarea  lucrărilor  de  intervenţie  la  construcţiile  ce  prezintă  un  risc  seismic  ridicat , s-a  reluat  elaborarea  documentaţiei  referitoare  la  consolidarea  structurii .

În urma licitaţiei efectuate proiectul de consolidare şi reabilitare a fost comandat unui grup de firme de proiectare sub conducerea  S.C. PACIC  SRL ( proiectant general , proiectant instalaţii). Au mai făcut parte WESTFOURTH ARHITECTURE  SRL ( proiectant arhitectură ) , SC  STRUCTURAL CONEXPERT şi SC AEDIFICIA M.P. SRL ( proiectanţi structură rezistenţă ) .

Clădirea  Palatului  de  Justiţie , acoperă  o  arie  construită  de  aproximativ  8500  m²   şi  o  suprafaţa  desfăşurată    de  aproximativ  27.700  m² .

Având  în  plan  forma  unui  patrulater  neregulat , ansamblul  are  dimensiuni  ce  depăşesc  130 – 140 m  în  sens  longitudinal  şi  70 – 90 m  în  sens  transversal .

Datorită  regimului  de  înălţime  diferenţiat – în  funcţie  de  numărul  de  niveluri  şi  de  înălţimea  acestora – ansamblul  se  împarte  în  3  zone :

• Zona perimetrală  A : desfăşurată  de-a  lungul  laturilor  vest , sud  şi  est , are  4  niveluri  funcţionale ( S+P+M+E ) cuprinzând  în  general  birouri , spaţii  de  circulaţie  şi  scări .
• Zona intermediară  B : alcătuită  dintr–un  grup  de  7  clădiri  distincte , separate  de  curţile  interioare , are  3  niveluri  funcţionale ( S+P+E )  în  zona  celor  14  săli  de  judecată  şi  4  niveluri  funcţionale ( S+P+M+E ) în  zona  din  spatele  sălilor  de  judecată , cuprinzând  birouri , spaţii  de  circulaţie  şi  scări ; această  zonă  mai  include  şi  4  corpuri  de  clădire  secundare  legate  funcţional  de  aceasta .
• Zona centrală  C : care  cuprinde  sala  de  aşteptare  a  justiţiabililor ( sau  Sala  Paşilor  Pierduţi ) , are  un  parter  foarte  înalt  de    16.00 m  cu  o  galerie  de  circulaţie  perimetrală  la  nivelul  etajului ( cota  +8.00 ) .

În  afara  subsolului  general  funcţional , există  şi  un  subsol  tehnic  parţial , cu  o  înălţime  de  1.50 – 2.00 m , care  înglobează  reţelele  de  alimentare  cu  apă , canalizare , încălzire  centrală  şi  instalaţii  electrice . Accesul  în  acest  subsol  se  face  prin  trape  care  comunică  cu  subsolul  curent .

Structura  este  realizată – în  mod  curent – din  pereţi  portanţi  din  zidărie  de  cărămidă  cu  planşee  cu  grinzi  metalice  sau  din  lemn , dar mai ales din beton armat. Acoperişul  este  realizat  din  şarpantă  din  lemn  ecarisat  cu  învelitoare  din  tablă . La  Sala  Paşilor  Pierduţi , structura  este  realizată  din  pereţi  perimetrali  din  zidărie  de  cărămidă  şi  din  pilaştri  din  acelaşi  material , având  acoperişul  realizat  din  ferme  metalice .

Soluţiile  de  intervenţie  sunt  condiţionate  în  mod  decisiv  de  particularităţile  de  bază  ale  clădirii , între  care  trebuie  menţionate : valoarea  ei  ca  monument  de  arhitectură , starea  ei  actuală  şi  funcţiunea  sa .

Valoarea  ca  monument  de  arhitectură  a  clădirii  Palatului  de  Justiţie  este  evidentă , fiind  una  din  clădirile  reprezentative  ale  Bucureştiului . Ea  face  parte  din  patrimoniul  de  arhitectură  recunoscut  şi  ocrotit  prin  dispoziţiile  legale . Făcând  parte  din  această  categorie  foarte  limitată  de  construcţii , efortul  tehnic  şi  financiar  implicat  de  punerea  ei  în  siguranţă , de  conservarea  şi  asigurarea  funcţionalităţii  trebuie  să  fie  pe  măsură .

Starea  actuală  a  clădirii  este  condiţionată , în  principal , de  următoarele :

• uzura implicată  de  funcţionarea  neîntreruptă  timp  de  circa  100  de  ani ;
• lipsa lucrărilor  de  întreţinere  în  ultimele  decenii ;
• lipsa unor  măsuri  corecte  de  intervenţii  pentru  înlăturarea  efectelor  acţiunilor  seismice  repetate  la  care  a  fost  supusă  clădirea ;
• existenţa unor  elemente  structurale  din  lemn  şi  metal  ascunse  de  finisaje ;
• uzura fizică  şi  morală  a  instalaţiilor .

Pe  de  altă  parte , în  ultimul  timp , s-au  executat  lucrări  de  reparaţii  şi  restaurări  care  trebuie  corelate  cu  lucrări  de  consolidare  şi  reabilitare  structurală  absolut  necesară .

În  luna  decembrie  a  anului  1992  firma  PRODOMUS  S.A.  a  predat  o  expertiză  amplă  privind  structura  de  rezistenţă  a  Palatului  de  Justiţie  din  care   în  rezumat  a  rezultat (analiza  s-a  efectuat  pe  trei  zone  considerate  în  model  ca  independente ) :

1. Structura de  rezistenţă  este  din  zidărie  portantă  cu  planşee  parţial  metalice  şi  parţial  din  lemn .
2. Clădirea are  în  plan  forma  unui  patrulater  cu  dimensiuni  generale  de  140 x 90 m  şi  are  demisol , parter , parţial  mezanin  şi  etaj ,  cu  o  înălţime  variabilă  de  cca  20  m  peste  nivelul  terenului .
3. Clădirea este  monument  de  arhitectură  şi  a  fost  încadrată  în  clasa  II  de  importanţă  seismică ( P100-1992 ) .
4. Coeficientul seismic  pe  cele  trei  zone  presupuse  independente  a  variat  de  la  11 %  la  21 % .
5. Gradul de  asigurare  analizat  în  aceeaşi  ipoteză ( zona  A + B + C ) a  variat  de la 10 %  la 27 %  faţă  de  cerinţa  minimală  din  norme  de  60 % .
6. Se deduce  în  consecinţă  necesitatea  consolidării  şi  se  întocmesc  numeroase  studii  de  soluţii  până  în  Octombrie  1997 .

În conformitate cu concluziile expertizei tehnice s-au efectuat propuneri vizând consolidarea structurii , trei dintre ele având acordul Comisiei Tehnice de Protecţie Antiseismică din MLPAT .

Primele două soluţii prevedeau împărţirea construcţiei prin rosturi antiseismice în corpuri dreptunghiulare . Aceste propuneri plecau de la necesitatea evidentă ( subliniată în expertiză ) de creare a unei şaibe orizontale din beton armat. Ori , date fiind dimensiunile în plan foarte mari ale construcţiei , introducerea de planşee de beton armat atrage după sine necesitatea de a se crea rosturi de dilataţie – contracţie pe liniile de separaţie între diferitele corpuri de construcţie . Mergând mai departe pe această idee şi anume de a se folosi aceste rosturi de dilataţie şi ca rosturi antiseismice, s-a ajuns la a se propune soluţia de separare în corpuri , atât longitudinal cât şi transversal . În acest sens au existat propuneri de desfacere în 24 de corpuri şi apoi în 16 . De asemenea , s-au prevăzut placări cu beton armat la majoritatea pereţilor portanţi şi de rigidizare din zidărie . Sunt lesne  de înţeles dificultăţile şi inconvenientele din punct de vedere al execuţiei a unei astfel de soluţii .

Urmând recomandările din avizele MLPAT şi Direcţiei Monumentelor Istorice din cadrul Ministerului Culturii care în mod direct sau indirect exprimau dorinţa generală de reducere a numărului de rosturi antiseismice faţă de schema de tronsonare propusă în expertiza tehnică , autorii proiectului ( şi a prezentei lucrări ) au ajuns la concluzia că o rezolvare optimală a problemei în cazul de faţă ar consta în renunţarea completă a tronsonării prin rosturi , asigurându-se o conlucrare spaţială a întregului ansamblu ( conceptul  de MACROSTRUCTURĂ ) , cu concentrarea consolidărilor prin placări cu beton armat  la corpurile de legătură de tip B şi folosind apoi aceste corpuri ca nuclee ( tuburi ) de rigidizare a restului construcţiei . Soluţia de consolidare tubulară nu este nouă . Ea a mai fost propusă de către autorii prezentei lucrări în cazul mai multor lucrări de consolidare ( Athenee Palace Hilton , Banca Română pentru Dezvoltare , etc.) iar în acest sens  se poate vedea şi articolul “ Soluţie tubulară pentru consolidarea construcţiilor afectate de acţiuni seismice “ ( P. Mazilu , T. Popp , Ş. Beţea , D. Marcu – Buletinul AICPS nr.1/1998 ) . Datorită caracterului redus al intervenţiei ( mai bine zis izolat ) care aproape că exclude orice intervenţii care ar afecta părţile de construcţie cu o importanţă deosebită din punct de vedere istoric şi arhitectural , această soluţie a fost agreată de către beneficiar şi de către forurile implicate şi s-a impus ca soluţie de consolidare .

În conformitate cu conceptul enunţat mai sus, s-au analizat două variante posibile şi anume :

1. nucleele să se închidă longitudinal prin pereţi de beton armat la capetele corpurilor de tip B ( la legătura acestora cu corpurile A ) , deci nucleele să îmbrace fiecare corp de tip B ;
2. nucleele să se închidă longitudinal prin pereţi de beton armat situaţi pe liniile legăturilor între curţile de lumină şi corpurile A ( vezi fig. 3 ) astfel ca defapt nucleele să îmbrace contururile curţilor de lumină .

Din aceste două variante prima a trebuit să fie eliminată pentru că necesită operaţii de consolidare în interiorul sălilor de judecată , deci desfaceri şi apoi refaceri ale unor finisaje preţioase, cu rol important în caracterul de monument de arhitectură al clădirii . De aceea a fost aleasă varianta b).

De fapt nucleele respective , care în fig. 3 apar în mod schematizat ca nişte cutii pline , sunt în realitate perforate printr-o mulţime de goluri de ferestre , astfel încât comportarea lor de “tuburi perforate” este intermediară între cea a unor tuburi pline şi cea a unor pereţi structurali cuplaţi prin rigle rigide.

O primă condiţie pentru a se putea folosi această soluţie este să se asigure că în construcţia consolidată să nu existe lungimi mari neîntrerupte de planşee de beton armat, care să necesite prevederea de rosturi de dilataţie . Problema se pune în fapt în special la cele trei corpuri de tip A , care au lungimi mari . De aceea s-a propus schema de înlocuire parţială a planşeelor actuale cu planşee de beton armat cu benzi discontinue ( numai în dreptul legăturilor cu corpurile de tip B ) . Totodată se consideră suficient pentru realizarea conlucrării  spaţiale a structurii ca înlocuirile cu beton armat să se efectueze numai la planşeele peste ultimul nivel . În rest , pe porţiunile unde se menţin planşeele existente metalice , acestea se vor rigidiza prin  contravîntuiri orizontale pentru asigurarea continuităţii şaibelor orizontale. Aceasta este ideea principală pentru asigurarea şaibei orizontale . Vom vedea la punctul 9 că situaţia şi în consecinţă soluţionarea a fost uşor diferenţiată de cele amintite mai sus cu privire la planşee .

În stadiul de după consolidarea zonelor B , corpul C va fi rigidizat după ambele direcţii prin efect spaţial . În această situaţie , ceea ce rămâne necesar de efectuat ca intervenţie de bază la corpul C este introducerea unor contravântuiri metalice cu zăbrele în plan orizontal la nivelul extremităţilor superioare ale pilaştrilor , astfel ca deplasările pe orizontală ale acestora să fie blocate şi totodată ele să asigure transmiterea forţelor seismice proprii ale corpului C la toate corpurile B învecinate .

Complexitatea  acestei clădiri şi implicit a structurii de rezistenţă , atât a celei existente cât mai ales a celei propuse a condus la necesitatea efectuării unor largi studii şi analize cu caracter general şi/sau izolat, analize profunde şi moderne care să surprindă cât mai fidel comportarea structurii în timpul acţiunilor seismice . Pentru o cât mai corectă interpretare şi înţelegere a parametrilor care influenţează comportarea structurii s-a recurs la studii comparative şi analize multiple ( de exemplu calculul pereţilor structurali prin metoda elementului finit – cu elemente de tip shell , în comparaţie cu metoda cadrului înlocuitor – cu elemente de tip bară ) . S-au făcut diverse analize forfetare , statice , modale , dinamice şi de tip time-history , analize elastice şi post-elastice . Analizele au fost însoţite , completate sau făcute (şi) pe baza de multiplele încercări distructive şi nedistructive care au scos în evidenţă calitatea materialelor şi , uneori , modul lor de comportare .

Gradul  de discretizare al structurii pentru analiza globală se poate considera satisfăcător . În mare , pentru fiecare perete al fiecărui tub s-a modelat unul din şpaleţii reprezentativi , însoţit de buiandrugii  adiacenţi . Grosimea peretelui a fost considerată cea dată de grosimea unui element înmulţită cu numărul de şpaleţi de acelaşi tip . Sigur că rezultatele sunt cu atât mai bune cu cât discretizarea e mai fină dar şi o modelare prea rafinată conduce la eforturi nejustificate din punct de vedere timp , muncă şi tehnică de calcul .

Referitor la aceasta din urmă subliniem că am folosit unul dintre cele mai performante programe din lume . Din păcate soft-ul dar mai ales hard-ul existent sunt încă mult în urma unor cerinţe . De pildă numai pentru un simplu element de construcţie , fie el o grindă , sigur , fin descris, analizat în regim dinamic neliniar , au fost necesare câteva zeci de ore de rulare pe un computer de tip PC , performant. Să ne închipuim ce ar însemna o astfel de analiză asupra unei structuri în totalitate sau măcar asupra unui subsistem . Tehnica existentă nu este încă capabilă ( sau are cerinţe nejustificate ) pentru analize complete .

Studiul  spaţial  al  comportării  structurii  de  beton   se  poate  realiza  cu  teoria  lui  Vlasov  generalizată  sau  pe  baza  rezultatelor  date  de  programul  spaţial  elasto – plastic  STARDYNE  din  cadrul  pachetului  de  programe  STAAD / PRO .

Cu  toate  că  această  clădire  are  practic  patru  nivele  distincte ( deci  4 x 3  grade  de  libertate  dinamică ) schemele  de  analiză  vor  fi  de  tip  ”shell”  astfel  încât  în  analiza  dată  de  anexa  3  a  normativului  P100-92  s-au  folosit  mult  mai  multe  forme  proprii ( şi  vectori  proprii ) . Prima  rulare conţine  o  analiză  cu  450  forme  proprii  care  pun  în  evidenţă  şi  efecte  de  vibraţii  locale . Sistemul  de  sumare  este  aritmetic  şi  vectorial ( folosit  în  actualele  rezultate ) sau  o  anumită  combinaţie . O  asemenea  analiză  a permis  nu  numai  o  analiză  generală  a  efectului  cutremurului  ci  şi  evidenţierea  unor  vibraţii  locale  pe  linia  elementelor  sau  perpendicular  pe  acestea . Quantificarea  vibraţiilor  combinate , torsiune  cu  translaţie , ca  şi  o  disipare  locală  sunt  neapărat  necesare  pentru  o  lucrare  de  asemenea  amploare .

Dintre rezultate se prezintă în fig. 4 primul mod de vibraţie , care este o torsiune cu perioada de 0.35 sec , iar în fig. 5 modul 2 de vibraţie , translaţie după direcţia transversală cu o perioadă de oscilaţie de 0.33 sec. Aceasta din urmă pune în evidenţă fragilitatea structurii la nivelul acoperişului în zona centrală a faţadei principale .

În cele ce urmează vom face câteva scurte referiri la principalele elemente ale consolidării sau ale diferitor zone ale ansamblului .

Pentru aflarea condiţiilor de teren şi de fundare au fost efectuate ample studii geotehnice . În ceea ce priveşte geometria şi alcătuirea fundaţiilor existente s-au constatat următoarele :

• la pereţii portanţi curenţi , cu lăţimi de 80 cm , fundaţiile sunt din beton simplu , mergând de la nivelul pardoselii subsolului  până  la – 3.55 m cu  aceeaşi  lăţime ca şi peretele de deasupra şi evazându-se apoi cu câte 15 cm de o parte şi de alta ( deci în total 1.10 m ) până la cota – 4.50 m .

Să comentăm aici că sistemul de fundare este unul neaştetat pentru epoca în care s-a construit . Mulţi specialişti au estimat , pe baza similitudinii cu  alte clădiri din aceeaşi zonă şi epocă , că sistemul de fundare ar fi de tip piloţi din lemn . De altfel într-una din secţiunile elaborate în cadrul proiectului iniţial de arhitectul Ballu în anul 1885 sunt surprinse fundaţii masive din beton , duse până la adâncime de cca. – 5.00 m.

• Nivelul apei subterane este în prezent la cota – 4.10 m faţă de nivelul minim al terenului din curţile interioare , deci se constată că a crescut faţă de cel de la data execuţiei , astfel că în prezent fundaţiile existente sunt parţial în apă .

Consolidarea propusă prin placarea pereţilor curţilor interioare cu 35 cm grosime de beton armat ar necesita o lărgire a fundaţiilor existente pentru a putea constitui reazeme şi pentru placările din beton armat . În acest sens , în  conformitate şi cu concluziile şi recomandările studiului geotehnic , sunt de făcut următoarele observaţii :

• după o funcţionare de mai bine de 100 de ani a construcţiei , tasările fundaţiilor existente sub încărcarea lor actuală se pot considera consumate ;
• pentru încărcările suplimentare date de pereţii de placare din beton armat , suplimentul de fundaţie necesar ar trebui să fie astfel stabilit încât şi acesta să fie în timp practic netasabil ca şi fundaţia existentă ;
• o lăţire a fundaţiilor ar presupune executarea parţial la nivelul apei , ceea ce ar fi dificil şi costisitor ;
• de aceea s-a propus ca suplimentul de fundaţie să se realizeze prin piloţi foraţi , cu adâncimea de 10.50 m sub cota minimă a terenului din curţile interioare ;
• finalmente s-a optat pentru realizarea unor piloţi de 35 cm diametru a cărui încărcare capabilă se apreciază a fi 25-30 tone .

Calcul infrastructurii alcatuită din incinte  de piloţi de diametru F35/90 cm dispuşi pe conturul curţilor şi legaţi printr-o grindă de conlucrare s-a realizat în ipoteza de grinzi pe mediu elastic ( Winkler).Distanţele între piloţi sunt distanţe minime (2.5-3d).

In zona colţurilor apar eforturile maxime de compresiune şi  pe zone limitate( 2-4m) de întindere. Pentru a mări capacitatea infrastructurii  şi pentru a rigidiza infrastructura în aceste  zone de colţuri s-a realizat o extindere a grinzii de conlucrare în care s-au amplasat suplimentar 3 piloţi.

Având  rolul  principal  de  legătură  între  diversele  corpuri  ale  clădirii , cu  spaţii  mari , structura  de  rezistenţă  este  alcătuită  din  40  de  pilaştri  din  zidărie  de  cărămidă  şi  3  pereţi  portanţi  perimetrali ( 2  pe  laturile  de  est  şi  vest  şi  unul  pe  latura  sudică )  care  separă  Sala  Paşilor  Pierduţi  de  restul  clădirii . Pilaştrii  din  faţada  principală  sunt  placaţi  cu  blocuri  de  piatră  naturală . Secţiunile  pilaştrilor  variază  între  1.20 m²  şi  7.50 m² , ei  constituind  totodată  şi  elemente  decorative .

În fapt secţiunile pilaştrilor sunt alcătuite dintr-o cămaşă exterioară de cărămidă de 30-40 cm iar la interior spaţiul este umplut cu alicărie .

Pe  direcţia  longitudinală  corpul  de  clădire  are  9  travei  de  6.20 m  iar  pe  direcţia  transversală  are  6  travei  cu  lungimi  ce  variază  între  5.00 m  şi  7.50 m .

Înălţimile  celor  2  niveluri ( parter  şi  etaj )  sunt  de  cca.  8.00 m  iar  în  zona  centrală  parterul  se  dezvoltă  pe  o  înălţime  de  cca.  16.00 m  terminându-se  cu  un  plafon  general  boltit. Circulaţia  de  la  parter  la  etaj  este  asigurată  de  2  scări  monumentale  cu  un  podest  intermediar  la  cota  +4.00 m .

Planşeele  peste  subsol , parter  şi  etaj  sunt  realizate  din  grinzi  metalice  cu  umplutură  de  bolţişoare  de  cărămidă  sau  plăci  din  beton  simplu . Structura  de  rezistenţă  a  acoperişului  este  alcătuită  din  4  grinzi  cu  zăbrele  ( metalice ) cu  deschideri  de  18.00 m , de  care  este  suspendată  bolta  peste  spaţiul  central  al  sălii . Tavanul  este  mărginit  de  două  luminatoare  în  formă  de  semicerc  care  asigură  iluminare  naturală  a  Sălii  Paşilor  Pierduţi  în  timpul  zilei .

Această zonă este cea mai afectată . După cutremurul din 1977 structura a fost grav avariată ( vezi foto2 ) . În conformitate cu principiile vizând lucrările de consolidare din acea vreme au fost făcute consolidări locale , care s-au concentrat în acest corp de clădire . Pilaştrii au fost reparaţi prin crearea unor şliţuri masive de beton armat , la nivelul podului s-a făcut o legătură cu grinzi metalice şi din beton armat ( care însă nu realizează corespunzător efectul de şaibă ) , la subsol s-au realizat unii pereţi  şi cadre din beton armat , etc . În orice caz intervenţiile sunt locale , nu vizează ansamblul , fie el numai la nivelul corpului C .

Mai mult intervenţiile propuse sunt numai parţial realizate , lucrările  fiind întrerupte la un moment dat , probabil din lipsă de fonduri .

Cu toate intervenţiile efectuate la nivelul pilaştrilor din faţadă , la nivelul acoperişului sunt prezente deformaţii remanente ( vezi foto 6 ) . Deplasarea faţadei  măsurată la faţa locului către exterior în zona centrală a clădirii este de 20 cm .

Explicarea acestui fenomen spectaculos este dificilă . Mai mult pe bază de fler ingineresc s-a presupus că în zona respectivă s-a produs un fenomen de amplificare dinamică , probabil manifestându-se o formă de vibraţie locală cu o perioadă apropiată de perioada cutremurului din anul 1977 . Această formă locală a fost posibilă datorită desprinderii structurii din zona respectivă de restul clădiri  în urma apariţiei articulaţiilor plastice din pereţii de fronton ai Sălii Paşilor Pierduţi, fenomen verificabil prin studierea acestor pereţi care sunt grav fisuraţi . Această ipoteză este mai plauzibilă decât aceea formulată de unii specialişti , anume că în zona respectivă s-ar fi manifestat un fenomen de ciocnire . De altfel , desprinderea e strict locală , la nivelul faţadei ,ea nu cuprinde şi zona adiacentă dinspre interior .

Pentru explicarea acestui fenomen s-au făcut diferite simulări pe calculator . În urma analizei globale , aşa cum am mai amintit ( vezi fig.5) , a reieşit susceptibilitatea ca structura să aibă deformaţii mari în zona respectivă . De aceea am propus întărirea planşeelor în zona respectivă ca şi consolidarea pereţilor avariaţi .

S-a  analizat pe computer numai zona respectivă luându-se în considerare numai structura corpului C . S-a efectuat atât o analiză modală cât şi una de tip time-history sub excitaţia accelerogramei înregistrate la INCERC în 4 martie 1977 , dar şi a unor accelerograme sintetice obţinute pe baza aceluiaşi spectru .

Rezultatele le considerăm spectaculoase . Analiza modală a scos în evidenţă o deplasare maximă a acoperişului , în zona faţadei , de 22 cm iar din analiza time-history a rezultat o deplasare de 19 cm . Ambele valori sunt extrem de apropiate de deplasarea măsurată pe teren .

Perioada fundamentală pentru structura respectivă a rezultat de cca. 1 sec , valoare suficient de apropiată de cea a cutremurului din 1977 , iar ipoteza noastră , anume aceea a unei amplificări dinamice locale , pare corectă .

Aşa cum am mai amintit analiza globală a structurii s-a efectuat pe un model simplificat (dacă se poate numi simplificat un model cu cca. 6000 de noduri şi cam tot atâtea elemente) . Pentru fiecare perete al fiecărui tub s-a modelat unul din şpaleţii reprezentativi , însoţit de buiandrugii  adiacenţi . Grosimea peretelui a fost considerată cea dată de grosimea unui element înmulţită cu numărul de şpaleţi de acelaşi tip .

Apoi  structura a fost discretizată la nivel mult mai fin , de pildă unul dintre pereţii curţii 5 fiind alcătuit din circa 7000 de elemente finite . Acesta a fost solicitat cu rezultatele  corespunzătoare din analiza globală a structurii . O stare de tensiuni în acest perete poate fi văzută în figura 7 .

În paralel s-a efectuat şi o analiză prin metoda cadrului înlocuitor asupra fiecărui perete în parte . Rezultatele celor două analize  sunt suficient de apropiate ceea ce creează certitudinea că , cel puţin la un anumit nivel , analiza pe model cadru furnizează rezultate satisfăcătoare , cu un efort mult mai mic privind modelarea ( vezi şi articolul “ punerea în siguranţă a clădirilor civile de folosinţă publică expuse acţiunilor seismice “ – R. Agent – Buletinul AICPS nr. 4/1999 ) .

Analiza prin metoda elementului finit îşi dovedeşte imediat utilitatea la calculul şi conformarea armării pereţilor , în special în cazul acestor cadre-diafragmă .  Analiza pe modelul de bară nu poate surprinde concentrările de eforturi care apar la marginea golurilor . În plus modul de incursiune în domeniul plastic , de fapt , de formare a articulaţiilor plastice , în cazul unui  buiandrug  de câţiva metri înălţime ( 1-3 m ) considerăm că este net diferit de cel a unei grinzi de dimensiuni obişnuite ( a cărei comportare poate fi surprinsă corect [şi] de un model de tip bară ) .

Rezumând , o analiză pe un model de element finit de tip shell ( surprinde atât efectul de şaibă cât şi acela de placă încovoiată ) conduce la o înţelegere profundă a comportării peretelui şi dă indicaţii corecte pentru conformarea unui mecanism plastic convenabil .

Eforturile secţionale de calcul ale riglelor  de cuplare şi ale montanţilor s-au determinat corespunzător Metodei de proiectare a capacitaţii de rezistenţă pentru dirijarea formării unui mecanism favorabil de plastificare- în secţiunile de la capetele riglelor şi la baza montanţilor.

Armarea longitudinală a riglelor de cuplare ale  pereţilor din beton armat s-a realizat continuu pe întreaga lungime a pereţilor. Armătura de rezistenţă s-a concentrat la extremităţile secţiunilor  Armarea transversală s-a realizat din bare independente  de F16/20/10 în dreptul golurilor şi etrieri  F10/20 la capetele secţiunii dispuşi pe întreaga lungime a pereţilor ( vezi pl R6).

Armarea longitudinală a montanţilor pereţilor s-a concentrat la extremităţile montanţilor Imbinarea barelor s-a realizat prin petrecere ( 60 F) şi prin sudura la baza montanţilor.

Armarea transversală a montanţilor s-a realizat din   bare independente  de F16/20/10 în dreptul golurilor şi etrieri F8/10 la capetele secţiunii dispuşi pe întreaga înălţime a pereţilor.

Şi aici elementul de tip shell este cel mai nimerit pentru înţelegerea comportării . La asemenea deschideri flexibilitatea şaibelor orizontale nu mai e de neglijat , considerarea ipotezei de solid infinit rigid conducând la eforturi exagerate şi prin urmare conformări de elemente şi armări nejustificate.

Aşa cum am precizat , realizarea unei conlucrări spaţiale a tuturor elementelor verticale este imperios necesară . Prin aceasta , încă de la nivelul expertizei tehnice şi apoi de la fazele incipiente ale proiectului s-a propus realizarea unor planşee  cu rol de şaibă orizontală .

Încercările efectuate de laboratorul de construcţii Bucureşti în planşeele de cotă +/- 0.00 , + 4.00 şi + 8.00 m au scos în evidenţă prezenţa quasi-generală a unor plăci de beton armat de 10 cm grosime la nivelul planşeelor , fie ca planşee propriu-zise , fie ca suprabetonări ale unor planşee din grinzi metalice . Şi aceasta în vădită contradicţie cu expertiza tehnică sau cu alte materiale care făceau referire la planşee metalice sau de lemn . Este neclar cum şi când au putut fi realizate acestea întrucât eforturile datorate contracţiei într-un planşeu de peste 100 m lungime sunt de nepreluat . Nu este cert dacă şi unde există continuitate între corpuri . Probabil că fenomenul de contracţie nu s-a manifestat însemnat datorită faptului că realizarea construcţiei s-a făcut în etape , pe parcursul mai multor ani , iar contracţia s-a consumat pe rând .

În orice caz chiar dacă condiţia de şaibă orizontală se presupune satisfăcută parţial sau total la nivelele inferioare , rămâne ca necesară asigurarea unui efect similar şi  la cota + 16.00 m . Iar acest lucru se va realiza cu planşee din beton armat pe unele corpuri intercalate cu planşee metalice între ele . Se creează astfel , constructiv , nişte macrorosturi de dilataţie . Realizarea planşeelor de legătură metalice dintre porţiunile de planşee de beton armat se va face după consumarea contracţiei betonului .

O problemă specială o ridică Sala Paşilor Pierduţi care beneficiază de plafon numai la cota + 16.00 m şi nici aceasta nu este în plan orizontal . Indiscutabil că această zonă trebuie să se integreze cu restul structurii ( am văzut că cele mai mari avarii se întâlnesc la acest corp care suferă de lipsa de conlucrare cu corpurile adiacente ) iar acest lucru se poate realiza bine numai la ultimul nivel . Pe conturul Sălii Paşilor Pierduţi se întâlnesc planşee plane din grinzi metalice ( parţial ) contravântuite . Ce este defavorabil este faptul că aceste planşee prezintă câteva “sărituri” importante de la capete către centru . În dreptul Sălii Paşilor Pierduţi plafonul este arcuit , el fiind realizat din grinzi cu zăbrele dispuse în plan vertical , legate între ele la partea de jos , dar în nici un caz nu poate fi vorba de contravântuire . Prin urmare în această zonă se va realiza o contravântuire generală , care va fi de fapt o grindă cu zăbrele spaţială . În zonele plane soluţia metalică va fi înlocuită de planşee de beton armat . Această situaţie a ridicat probleme deosebite la conceperea soluţiei ca şi la imaginarea detaliilor . În mod cert şi la execuţie dificultăţile vor fi mari şi va atrage necesitatea unui executant înalt calificat .

Un alt aspect important a fost faptul că , datorită concentrării în zone restrânse ale elementelor de rezistenţă verticale , eforturile care se transmit la planşeu în aceste zone sunt foarte mari . În unele cazuri este vorba de 700 – 800 de tone iar pentru preluarea acestor forţe s-au conceput soluţii metalice complexe din care nu lipsesc profilele mari ( de pildă I300 sau U300 ) . În principiu soluţia constă în : în pereţi , la nivelul planşeelor , sunt încastrate cu ajutorul unor conectori din oţel laminat sau din oţel beton , profile metalice de mare capacitate care apoi difuzează efortul în placa de beton armat prin mai multe “dopuri” realizate tot din oţel înglobat în placa de beton în găuri carotate cu diametrul de 35 cm sau găuri de 60 cm diametru realizate prin spargerea plăcii . Nu peste tot este nevoie de profile puternice , de multe ori amplasarea unor platbande ( de exemplu 300 x 10 ) în contravântuiri , la nivelul planşeelor , fiind suficientă . În acest fel se realizează în acelaşi timp şi legătura dintre corpuri . Desigur că , şi în acest caz , imaginarea unor astfel de detalii , care să fie şi realizabile a necesitat un efort considerabil iar la execuţie va ridica unele probleme .

O alternativă elegantă la această soluţie ar fi utilizarea fibrelor de carbon în locul profilelor şi platbenzilor metalice , după aceeaşi geometrie , ancorate în pereţii şi în plăcile de beton prin folosirea aceloraşi “dopuri” metalice înglobate în beton . Aceste fibre pot prelua eforturi de întindere de 8 ori mai mari decât oţelul OL 37 şi pot fi mult mai lesne montate . Ele ar urma să preia eforturile de întindere , în timp ce compresiunile ar fi preluate de planşeele de beton armat .

Clădirea Palatului de Justiţie din Bucureşti este o clădire deosebită atât din punct de vedere social şi arhitectural cât şi din punct de vedere al structurii de rezistenţă .

În urma diverselor studii şi expertize s-a ajuns la concluzia că această construcţie trebuie urgent pusă în siguranţă . Firmele de proiectare SC STRUCTURAL CONEXPERT şi SC AEDIFICIA MP SRL au colaborat pentru realizarea proiectului de consolidare .

Amploare şi diversitatea construcţiei au atras după sine probleme deosebite la realizarea proiectului de consolidare . Conceperea şi fundamentarea soluţiei , realizarea dimensionărilor şi a detaliilor a reclamat un efort considerabil din partea proiectanţilor .

Aceştia au prezentat în acest articol câteva din cele mai importante considerente legate de realizarea acestui proiect . Nu sunt singurele aspecte deosebite întâlnite . Parte dintre ele au mai fost surprinse în alte lucrări de specialitate .

Probabil că unele dintre ele vor face obiectul unor viitoare comunicări căci sursa este bogată, iar subiectul constituie un excelent exemplu de tratare a consolidării unei asemenea clădiri .