Prezentul articol descrie soluțiile tehnice utilizate pentru realizarea structurii de rezistență a imobilului de birouri “UNICREDIT ȚIRIAC BANK”, situat în B-dul Expoziției, sector 1, București. Pe verticală clădirea este compusă din două subsoluri, parter și cincisprezece etaje, ultimul etaj fiind retras, înălțimea totală supraterană fiind de aproximativ 64.00 metri. Pe fondul unei crize economice ce se perpetuează în interiorul țării noastre de câțiva ani buni, principalul obiectiv al oricărui dezvoltator este acela de a obține un cost cât mai redus a investiției lui. Pentru această clădire un factor important l-a reprezentat și durata de execuție, beneficiarul final al clădirii impunând un termen fix pentru predarea imobilului destul de redus, de doar 18 luni. În aceste condiții soluția structurală optimă a fost cea în care scheletul metalic alcătuit din stâlpi și grinzi a fost completat cu pereți și planșee de beton armat. Prin combinarea celor două materiale s-a pus în valoare atât viteza de execuție a structurii metalice, precum și prețul mai mic al elementelor de beton armat. Tot în sensul optimizării structurii de rezistență s-a optat pentru o incintă realizată cu piloți secanți și cu numai un rând de șpraițuri dispus la nivelul grinzii de coronament. O atenție deosebită s-a acordat modului de realizare a prinderii la nivelul infrastructurii a atriumului dezvoltat pe înălțimea primelor șapte etaje. Implementarea conceptelor moderne în cadrul procesului de proiectare și influența acestora asupra performanțelor tehnice și economice sunt prezentate în cadrul articolului.

Așa cum precizam și în cadrul articolului în care am prezentat ansamblu de imobile de birouri “CITY GATE”, aportul costului structurii de rezistență la valoarea totală a unei investiții care vizează realizarea unui imobil cu destinația de birouri are o importanță însemnată, în București în special și în zonele seismice, în general.

Proiectantul trebuie ca prin sistemele structurale alese să obțină o conformare și alcătuire optimă a structurii de rezistență, ajungând astfel la un preț minim ce trebuie plătit de către investitor pentru această componentă de bază a unui imobil, în condițiile menținerii unui nivel de siguranță ridicat.

Numărul mare de niveluri supraterane generează probleme speciale privind sistemul de fundare mai ales în terenul aluvionar cu portanță redusă sau medie pe care este situat orașul București. Ca și proiectant ești pus în fața a două variante de realizare a unei clădiri înalte fie cu structură de beton armat, cu o greutate mare a acesteia, ce trebuie transmisă terenului de fundare, fie o structură metalică, cu o greutate mai mică decât cea a structurii de beton, dar cu un preț mai ridicat.

În cazul clădirii de birouri “UNICREDIT ȚIRIAC BANK”, situată în B-dul Expoziției, sector 1, București, beneficiarul punând ca și condiție nu doar cea a obținerii unui cost minim de execuție dar și o durată redusă a execuției, a rezultat că soluția optimă de realizare a structurii de rezistență este aceea în care se combină viteza de execuție a structurii metalice cu un cost redus al elementelor de beton armat, rezultând o structură mixtă beton armat – oțel laminat.

În cadrul unei structuri mixte, aportul principal la asigurarea rigidității structurii și la preluarea forțelor seismice este asigurat de către pereții de beton armat, în timp ce sarcinile gravitaționale sunt preluate preponderent prin intermediul sistemelor de planșee compozite ușoare și transferate stâlpilor care la rândul lor pot fi fie compoziți fie in oțel laminat.

Proiectul pentru această investiție a fost elaborat în perioada 2010-2011, execuția lucrărilor de fundații speciale fiind realizată în perioada noiembrie 2010 – martie 2011, iar lucrările de execuție ale structurii de rezistență întinzându-se pe parcursul a 9 luni din luna martie 2011 până în decembrie 2012. În momentul de față imobilul de birouri finalizat în proporție de 90%, la 1 iunie 2012 beneficiarul urmând să ocupe clădirea.

Proiectul structurii de rezistență a avut la baza proiectul de arhitectură elaborat de către WESTFOURTH ARCHITECTURE, arh. Vlad ARSENE și arh. Călin NEGOESCU.

Proiectarea instalațiilor a fost asigurată de către MIGA AIRVENT și CONS-ENG Co. S.R.L.

Beneficiarul imobilului este compania S.C. BOG’ART OFFICES S.R.L.

Lucrările de fundații speciale au fost executate de către compania AGISFOR.

Antreprenorul general și al lucrărilor de beton armat pentru această investiție a fost BOG’ART S.A.

Structura metalică a fost fabricată și montată de către S.C. BOG’ART STEEL S.R.L.

Lucrările aferente fațadelor, tip perete cortină, au fost proiectate de către ALUDESIGN S.R.L. și executate de către ALUSYSTEM S.R.L.

Suprafața construită a clădirii este de aproximativ 28000 mp, din care cca. 22000 mp în suprastructură și 6000 mp în cadrul structurii subterane.

Infrastructura se dezvoltă pe înălțimea a două niveluri, cu o înălțime de nivel de 4.00 pentru subsolul 1 și 3.10 pentru subsolul 2.

În ceea ce privește suprastructura, aceasta se dezvoltă pe înălțimea a șaisprezece etaje, parter și 15 etaje, din care ultimul etaj este retras perimetral.

Înălțimea de nivel a etajelor supraterane este de 5.00m pentru parter și etajul 1 și de 3.90m pentru etajele curente.

În imediata vecinătate nu se găsesc construcţii care să fie afectate de construirea acestui ansamblu.

Conformarea și dimensionarea structurii complexe a ansamblului s-au făcut ținând seama de condițiile geotehnice pe amplasament și de prevederile codului de proiectare seismică P100-1:2006.

Prezentarea soluţiei de fundare

Pe amplasamentul în acre a fost edificată construcția, în esenţă, terenul este alcătuit, până la adâncimea de 15m din straturi nisipoase, la partea superioară a acestor straturi nisipoase existând un strat de umplutură de aproximativ 120cm şi un strat prăfos argilos de aproximativ 260cm. Apa subterană a fost interceptată în două acvifere, unul la o adâncime de cca. 7.60m faţă de cota terenului natural, şi la 21m adâncime pentru al doilea. Referindu-ne la cel din urmă, acesta are un caracter ascensional, nivelul fiind stabilizat la o adâncime de aproximativ 7.60m, din această cauză la elaborarea sistemului de fundare fiind necesară luarea în considerație a acestui aspect.

Pentru dimensionarea sistemului de fundare și al incintei perimetrale executate pentru a permite realizarea excavației de aproximativ 9.50m adâncime, datele furnizate de Studiul geotehnic (grosimile straturilor, parametrii fizici, parametrii rezistenţei la forfecare şi de deformabilitate) au fost analizate, fiind adoptate în calcul valorile prezentate în tabelul de mai jos.

Nivelul apei subterane a fost considerat la -7.50 de la suprafaţa terenului.

Calculul stării de eforturi şi deformaţii în amplasamentul incintei şi în vecinătatea acesteia s-au realizat cu ajutorul programului Plaxis 2D. Pentru efectuarea calculelor prin metoda elementului finit s-a admis ipoteza comportării elasto-plastice a pământului după o lege constitutivă de tipul “hardening soil”. În vecinătatea incintei, la 2.0m de axul peretelui s-a considerat o suprasarcină uniform distribuită de 10kN/m pe o lungime de 10.0m pentru a se ţine seama de eventuala depozitare a unor materiale.

Alcătuirea modelului geotehnic

Pe baza litologiei considerate şi a datelor privind înălţimile celor două subsoluri ale imobilului a fost alcătuit un model geotehnic preliminar al terenului de fundare şi al incintei (Figura 3.4.1).

Cota ±0.00 a imobilului este cota 87.30m RMN iar nivelul terenului natural amenajat este la cota -0.20m.

Analiza sistemului de fundare

Sistemul de fundare a fost conceput ca un radier având o grosime de 80 cm pe zona cuprinsă între ax 8 – ax 11 şi ax A şi 1.80 m sub nucleele clădirii. Sistemul de fundare sub nuclee este conceput ca un radier pe piloţi, grosimea radierului fiind 1.80 m iar piloţii având diametrul de 1.20 m şi lungimea de 23.00 m măsurată de sub radier.

Piloţi de fundare

Radierul este rezemat pe un grup de 97 piloţi foraţi având diametrul nominal de 120 cm și 90 cm. Piloţii au fost astfel dimensionaţi încât să susţină şi solicitări de compresiune dar şi solicitări de întindere semnificative care afectează practic toate zonele de sub radier. Nivelul de analiză utilizat este avansat, iar rezultatele obţinute din calcul care au condus la conformarea sistemului de fundare sunt credibile. Trebuie să facem mențiunea că inițial toți piloții de fundare erau de diametru 120cm și în urma încercărilor de probă numai 45 piloți din totalul de 97 au fost executați cu diametrul inițial, restul fiind reduși la 90 cm diametru, cu o reducere substanțială a costurilor pentru aceste elemente.

Piloţii au fost dispuşi sub nucleul de beton armat, această zonă de radier fiind afectată de solicitări semnificative de întindere, cât şi depăşiri ale limitelor de rezistenţă şi deformaţie ale terenului.

Tasarea medie probabilă a radierului pilotat a rezultat prin calculul construcţiei în ansamblu cu luarea în considerare a efectelor de interacţiune sol-structură, ca fiind cuprinsă între 1.5 şi 2 cm. Tasările diferenţiate nu vor depăşi 0.8 cm, încadrându-se astfel în limitele cerute de norme.

Piloţii au fost foraţi tubat de la cota terenului natural. Pentru asigurarea transmiterii forţei tăietoare de la radier la piloţi, ultimii 5 cm din pilot au fost înglobați în corpul radierului.

Capacitatea portantă a piloţilor de 120 cm a fost determinată conform STAS 2561/3-90, pe baza parametrilor geotehnici ai straturilor. Aceste valori fiind confirmate prin încărcarea de probă a unor piloţi instrumentaţi.

Piloţii de fundare au rezultat dimensionaţi în funcţie de eforturile maxime de compresiune şi întindere din grupările speciale (ce conţin acţiunea seismică). Analiza statică a condus la un efort maxim de compresiune de aproximativ 6800 KN şi un efort maxim de întindere de aproximativ 1800 KN, rezultând astfel piloţi cu diametrul nominal de 120 cm cu o capacitare de 7600 KN la compresiune şi 2000 KN la întindere.

Pentru verificarea continuității piloților și a capacității portante a acestora s-au executat încercări de probă.

Pentru verificarea capacităţii portante interne sau a continuităţii corpului din beton armat al piloţilor foraţi se vor efectua încercări de carotaj sonic prin metoda impedanţei mecanice (PET – Pile Echo Test). În urma verificărilor efectuate a fost confirmată continuitatea piloților executați, iar acolo unde la partea superioară au fost rezultate neconcludente care semnalau prezența unor posibile discontinuități au fost extrase carote din corpul pilotului.

Pentru confirmarea capacităţii portante estimate prin calcul (conform STAS 2561-3:1990) a piloţilor de fundare, s-au efectuat încărcări de probă pe piloţi conform normativelor NP 045-2000 pentru nivelul de precizie N3.

Așa cum am precizat anterior în sensul optimizării soluției de fundare am solicitat efectuarea unor încercări pe piloți înainte de începerea lucrărilor de execuție a piloților de fundare, aceste încercări de probă urmând a fi executate pe piloți model de un diametru redus, 620mm, instrumentați cu mărci tensiometrice. Din condiții tehnologice, de comun acord cu executantul și beneficiarul au fost executate teste pe piloți de diametru 90 cm. Așa cum se poate observa din diagrama de încărcare a pilotului de 90 cm, acesta a putu fi încărcat până la 9576 kN, ultima treaptă stabilizată, încercarea fiind oprită datorită limitării impuse de presele hidraulice utilizate. S-a obținut astfel o capacitate portantă pe un pilot de 90 cm diametru de 6700 kN la compresiune, la o tasare a pilotului de 66 mm.

Execuția incintei și a sistemului de șpraițuri

Incinta s-a realizat din piloţi secanţi cu diametrul de 90cm şi lungime de 17m, dispuşi la interax de 70cm. Piloţii au fost forați de la cota -1.20m (+86.00m) la cota -18.20m (+69.00m), între două grinzi de ghidaj cu secţiunea 20x80cm. Cota superioară a grinzii de ghidaj este -1.20m (+86.00m). Pereţii de contur ai infrastructurii au o grosime de 30cm. Piloţi secanţi şi pereţii de contur ai infrastructurii sunt legaţi la partea superioară prin grinda de coronament ce în secţiune dimensiunile 1.10×1.20m, tot la acest nivel fiind montat şi orizontul de şpraiţuri. Cota superioară a grinzii de coronament este -0.55m (+86.65m).

În urma calculelor efectuate, s-au determinat eforturile în şpraiţuri pe baza cărora acestea au fost dimensionate. Astfel, au rezultat ţevi de diametru 610mm cu o grosime de 8mm, acestea rezemând direct în grinda de coronament a peretelui de incintă. Prin această măsură s-a obținut o economie importantă pentru costul incintei, prin eliminarea filatelor de pe tot conturul nivelului de șpraițuri.

Pentru reducerea lungimii de flambaj a şpraiţurilor lungi, acestea sunt susţinute de popi metalici din ţeavă Tv323.9x8mm şi contravântuite cu profiluri metalice HEA200. Sistemul de şpraiţuri este prezentat în figura de mai jos:

Principalele etape în realizarea incintei

Pentru realizarea infrastructurii este necesară parcurgerea următoarelor etape:

ETAPA 1

Execuţia piloţilor foraţi secanţi de incintă tip Pi D=0.90m pe întreg conturul incintei în lungime totală de cca. L=260 m. Piloţii se vor executa tubat, sub coloană de apă (pentru asigurarea contrapresiunii in interiorul tubulaturii). Pentru realizarea peretelui, piloţii se vor executa alternativ : piloţi primari (din beton simplu) şi piloţi secundari (armaţi).

Execuţia piloţilor foraţi de fundare tip Pf D=1.20m având cota de betonare -8.35 (+78.85);

Execuţia piloţilor foraţi pentru sprijinirea şpraiţurilor tip Ps D=0.90cm şi lansarea popilor metalici pentru susţinerea şpraiţurilor.

ETAPA 2

Spargerea capetelor piloţilor foraţi de incintă pe 45cm (până la cota
-1.65=+85.55RMN) şi realizarea grinzii de coronament;

Excavaţie la cota -1.55 şi montarea şpraiţurilor metalice din ţeava Tv 610x8mm la cota -1.10.

ETAPA 3

Realizarea excavaţiei la cota -5.70 (+81.50 RMN);

Realizarea a 6 puţuri de epuizment până la cota -18.00 şi a 2 puţuri de piezometrice în exteriorul incintei având o lungime de L=16 m ;

Scăderea nivelului apei subterane în interiorul incintei la cota -10.70 (+76.50RMN).

Deplasarea verticală a suprafeţei terenului în exteriorul incintei pentru situaţia sfârşitului Etapei a 3-a, excavaţie la cota finală -9.50, este redată în Fig. 11. Se observă că deplasările verticale sunt atât de tasare cât şi de umflare datorită relaxării terenului în urma execuţiei excavaţiei. Valoarea umflării maxime este de 5.64mm în apropierea peretelui de incintă.

ETAPA 4

Realizarea excavaţiei la cota -9.55. Se va avea grijă ca nivelul depresionat al apei subterane să fie cu min 1m sub nivelul fundului excavaţiei până la execuţia radierului şi a pereţilor de contur din subsolul 2;

Spargerea capetelor piloţilor de fundare tip Pi pe 1.00m până la cota -9.35;

Turnarea stratului de beton de egalizare de 10cm grosime până la cota -9.45.

ETAPA 5

Execuţia radierului, a elementelor structurale verticale din subsolul S2 şi a planşeului peste subsolul S2.

ETAPA 6

Demontarea sistemului de şpraiţuri orizontale şi a popilor metalici;

Încetarea epuizmentelor;

Execuţia elementelor structurale verticale din subsolul S1 şi a planşeului peste subsolul S1.

Deplasarea verticală a suprafeţei terenului în exteriorul incintei pentru situaţia începutului Etapei a 6-a, scoaterea şpraiţurilor de la cota -1.5m, este redată în Fig. 19. Se observă că deplasările verticale sunt de tasare. Valoarea tasării maxime este de 11.40mm în apropierea peretelui de incintă.

Parametrii de calcul pentru elementele sistemului de fundare şi ale incintei de pereţi mulaţi:

Perete de incintă

Rigiditatea la încărcări axiale a peretelui de incintă alcătuit din piloţi secanţi de diametru d=0.90 m şi lungime de 17,0 metri, fundat pană la cota -18.00 (69.00 RNM):

• În regim static de solicitare : Kv = 25000 kN/m/m
• În regim dinamic de solicitare (seismic): K’v = 3xKv = 75000 kN/m/m

Rigiditatea la încărcări orizontale a segmentului de perete de incintă cuprins între talpa radierului şi cota de fundare a peretelui de incintă:

• În regim static de solicitare : Kh = 84000 kN/m/m
• În regim dinamic de solicitare (seismic): K’h = 3xKh = 252000 kN/m/m

Pe peretele de incintă, interacțiunea cu terenul se poate modela considerând un coeficient de pat pe direcție orizontală, ale cărui valori sunt după cum urmează:

• În regim static de solicitare:

kh = 2030 kN/m³ pentru adâncimea h=0.00 – 3.80m

kh = 4370 kN/ m³ pentru adâncimea h=3.80 – 9.50m

• În regim dinamic de solicitare (seismic):

k’h = 3xKh = 6090 kN/ m³ pentru adâncimea h=0.00 – 3.80m

k’h = 3xKh = 13110 kN/ m³ pentru adâncimea h=3.80 – 9.50m

Piloţii de fundare d=1.20m l=23.00m

Sumarizând calculele făcute pe modelele geotehnice, capacităţile portante estimate, ale piloţilor au fost considerate astfel:

• Capacitate portantă la compresiune: Rcd= 7600 kN;
• Capacitate portantă la smulgere (inclusiv greutatea pilotului): Rt=2000 kN;
• Rigiditatea la încărcări axiale pentru piloţii de sub nuclee:
  • În regim static de solicitare: Kv= 210 MN/m
  • În regim dinamic de solicitare (seismic): K’v = 3xKv = 630 MN/m
• Rigiditatea la încărcări axiale pentru piloţii exteriori nucleelor:
  • În regim static de solicitare: Kv= 175 MN/m
  • În regim dinamic de solicitare (seismic): K’v = 3xKv = 525 MN/m
• Rigiditatea la încărcări orizontale (pentru toţi piloţii):
  • În regim static de solicitare: Kh= 17.5 MN/m
  • În regim dinamic de solicitare (seismic): K’h = 3xKv = 52.5 MN/m
• Rigiditatea la încovoiere (pentru toţi piloţii):
  • În regim static de solicitare: Kѳ= 150 MNm/rad
  • În regim dinamic de solicitare (seismic): K’ѳ= 3xKv = 450 MNm/rad

Radier

• Rigiditatea la încărcări axiale pentru zona de sub nuclee:
  • În regim static de solicitare: kv= 15 MN/m3
  • În regim dinamic de solicitare (seismic): k’v = 3xKv = 45 MN/ m3
• Rigiditatea la încărcări axiale pentru zona exterioară nucleelor:
  • În regim static de solicitare: kv= 10 MN/m3
  • În regim dinamic de solicitare (seismic): k’v = 3xKv = 30 MN/ m3
• Rigiditatea la încărcări orizontale (pentru tot radierul):
  • În regim static de solicitare: kh= 5 MN/m3
  • În regim dinamic de solicitare (seismic): k’h = 3xKh = 15 MN/ m3

Lucrări de epuizment şi drenaj

Având în vedere faptul că pe amplasamentul construcţiei, conform studiului geotehnic, nivelul apei subterane este situat la o adâncime de aproximativ -7.50 m sub cota terenului natural, adică cu aproximativ 2.00 metri peste cota finală a excavației a fost necesară realizarea unui epuizment în vederea coborârii nivelului hidrostatic în interiorul incintei etanșe executată din piloți secanți .

Epuizmentul şi monitorizarea apei subterane au fost necesare pe perioada execuţiei lucrărilor de excavaţie şi a infrastructurii (subsolul -2), puţurile de epuizment fiind executate în Etapa a 3-a de realizare a infrastructurii  de la cota -5.70. Au fost executate 6 puţuri de epuizment, cu o lungime de 12.30 m, penetrând întreaga adâncime a acviferului şi fiind încastrate în pachetul argilelor intermediare (pe o adâncime de aproximativ 2.0 m) la cota -18.00.

Pe parcursul execuției nivelul apei subterane a fost menţinut la aproximativ 1.00 m sub nivelul fundului excavaţiei. Datorită geometriei fundului excavaţiei, nivelul apei subterane în interiorul incintei a fost, mai întâi, scăzut general şi apoi local în vecinătatea başelor.

Pentru monitorizarea nivelului apei subterane în afara excavaţiei, pe durata lucrărilor de epuizment, au fost instalate în afara incintei 4 piezometre cu un diametru de 20 cm şi o adâncime de 16.00m.

Monitorizarea deplasărilor peretelui îngropat şi a tasărilor construcţiei

Pentru monitorizarea deplasărilor peretelui de incintă pe perioada execuţiei lucrărilor de infrastructură s-au instalat 4 coloane inclinometrice I1, I2, I3, I4 de 17.00 m lungime. Așa cum se poate observa din cadrul diagramei de mai jos deplasarea orizontală maximă înregistrată a peretelui mulat, pentru diferite faze de execuție, este de 12mm.

Pentru monitorizarea tasărilor construcţiei (conform STAS 2745-1990), pentru clasa de precizie B s-au instalat 3 repere de referinţă în terenul stabil şi 12 de mărci de tasare în structura clădirii.  Pentru faza de exploatare a noii construcţii s-au determinat tasarea radierului acesteia precum şi deplasarea terenului în exteriorul incintei (importantă pentru determinarea zonei de influenţă a construcţiei).

Pe zona nucleelor a fost aplicată o încărcare de 430 kPa (rezultată prin distribuirea încărcării aferente nucleelor 296260 kN) iar pe zona exterioară nucleelor a fost aplicată o încărcare de 123 kPa (rezultată prin distribuirea încărcării aferente zonei exterioare nucleelor 339500 kN). Tasarea maximă a radierului estimată prin calcul este de 32.42mm (Fig. 25).

Diagrama deplasărilor verticale ale suprafeţei terenului în exteriorul incintei este redată în Fig.26. Valoarea tasării maxime este de 15.12mm înregistrată la 1.40m faţă de peretele de incintă. Diagrama deplasărilor orizontale ale terenului la extradosul peretelui incintei este redată în Fig.27. Valoarea deplasării orizontale maxime este de 6.14mm înregistrată la 1.20m adâncime faţă de suprafaţa terenului.

Infrastructura

Alcătuirea fundaţiei construcţiei şi a legăturii acesteia cu suprastructura asigură condiţia ca întreaga clădire să fie supusă unei excitaţii seismice cât mai uniforme.

A fost adoptată infrastructura de tip cutie rigidă şi rezistentă. La proiectarea fundaţiei, forţele transmise de suprastructură sunt cele care corespund mecanismului structural de disipare de energie.

Aceasta soluţie de realizare a structurii de rezistenţă solicită sistemul de fundare cu valori mari ale forţei axiale si de moment astfel  încât terenul de sub acesta depăşeşte limitele de rezistenţă si de deformaţie.  În concluzie, în acest caz a fost exclusă varianta de fundare directă cu  radier general de beton armat.

Planşeul peste subsolul 2 este rezemat pe stâlpi din beton armat, la interior, iar pe contur pe pereţi de beton armat. Placa de peste subsolul 2 este o dală groasă din beton armat de 35 cm grosime.

Planşeul peste subsol 1 (placa peste cota ±0.00) va fi de asemenea tip dală groasă cu o grosime de 35cm, iar pe zona cu deschideri mari şi acces al maşinii de pompieri o grosime de 40cm. În placa de cota ±0.00 există un salt de 35cm care se realizează prin intermediul unei grinzi de 80x70cm.

Adâncimea de fundare va fi la cota -9.45m pe zona de radier de 180cm grosime şi de -8.45m unde grosimea radierului este de 80cm.

Planşeele de subsol au fost dimensionate şi conformate atât pentru transmiterea eforturilor din planul lor (efectul de  şaibă), provenite atât din sarcinile orizontale (seism, vânt, împingerea pământului asupra pereţilor de incintă din infrastructură, presiunea hidrostatică pe peretele de incintă) cât şi din sarcinile verticale. Acestea din urmă provin din:

• componenta verticală a sarcinii seismice;
• încărcări permanente datorate greutăţii proprii a structurii dar şi a straturilor de finisaj (trotuare locale, respectiv straturi alternante din pământ în zonele verzi  şi din beton,  şape, dale de piatră  şi tot ceea ce include zona pietonală din jurul turnurilor);
• încărcări provenite din instalaţii;
• încărcări locale din zonele de spaţii cu destinaţie tehnică, rezervoare, etc.;
• încărcări utile care pentru zonele de parcaje și circulații;
• a fost considerată o sarcină excepţională datorate maşinii de pompieri, de 40 tone, distribuite pe 3 osii (fiecare purtând aproximativ 13.5 tone); pentru o mai mare siguranţă s-a considerat şi un convoi de forţe reprezentând mai multe maşini de pompieri care eventual ar veni pentru intervenţie. Această sarcină a fost luată în calcul doar pe zona carosabilă a plăcii de cota ±0.00.

Toate aceste valori reprezintă încărcări în faza de exploatare.

Din motive de protecţie la foc, acoperirea cu beton a armăturii este de 4cm după cum urmează: la partea inferioară a planşeului de la cota ±0.00m, la partea inferioară şi superioară a planşeului de peste subsol 2, la conturul exterior al pereţilor de nucleu şi pe ambele feţe ale pereţilor de subsol.

Pereţii de contur (cu o grosime de 30cm) au fost prevăzuți la rosturile de turnare ca şi la rosturile dintre radier şi perete cu elemente bandă cu rol de barieră hidrofugă.

În ceea ce priveşte radierul, acesta a fost turnat în două ploturi orizontale, fără suprapunerea rosturilor verticale dintre ploturi.

Suprastructura

Structura de rezistenţă a clădirii este alcătuită din pereți de beton armat și cadre metalice. Având în vedere faptul că peste 95% din forța seismică este preluată de sistemul de pereți, cadrele metalice au doar rol de a prelua sarcinile gravitaționale.

Pereții de beton armat sunt grupați în trei nuclee dispuse central. S-a dorit ca grosimea pereţilor de beton armat să rezulte cât mai mică, şi din acest motiv s-a folosit un beton de clasă ridicată C40/50 cu rezistenţă mare la întindere.

Pentru a obține un surplus de rezistență la încovoiere, precum și pentru a permite o tehnologie de lucru în care structura metalică se montează înaintea realizării pereților de beton armat, la colțurile nucleelor s-au introdus profile metalice HD320, profile ce sunt conectate cu o centură realizată  din grinzi metalice.

S-a avut în vedere satisfacerea unor condiţii care să confere acestor elemente o ductilitate suficientă, iar pentru structura în ansamblu să permită dezvoltarea unui mecanism structural de disipare a energiei favorabil. Principalele măsuri legate de dimensionarea şi armarea pereţilor structurali prin care se urmăreşte realizarea acestei cerinţe sunt următoarele:

• adoptarea unor valori ale eforturilor de dimensionare care să asigure, cu un grad mare de credibilitate, formarea unui mecanism structural de plastificare cât mai favorabil;
• moderarea eforturilor axiale de compresiune în elementele verticale şi, mai general, limitarea dezvoltării zonelor comprimate ale secţiunilor;
• moderarea eforturilor tangenţiale medii în beton în vederea eliminării riscului ruperii betonului la eforturi unitare principale de compresiune;

Prin moderarea eforturilor tangenţiale medii în beton şi folosirea unei clase ridicate de beton, grosimea pereților de beton armat a rezultat de 65cm pe direcţia longitudinală, iar pe direcţia transversală de 65cm şi 80cm.

În zonele de goluri de uşi ale nucleelor sunt dispuse rigle de cuplare compozite cu înălţimea de 80cm şi grosimi egale cu grosimea pereţilor. În interiorul riglei este înglobat un profil metalic HEB500. Aceste rigle prezintă suficientă rigiditate pentru a realiza conlucrarea pereţilor de beton armat ca nişte nuclee la acţiunea forţelor laterale, fapt confirmat de distribuţia eforturilor de întindere şi compresiune în pereţi la acţiunea seismului în sens V-E şi E-V pe direcţie longitudinală. De asemenea prezenţa riglelor de cuplare este un lucru benefic deoarece sunt elemente suplimentare de disipare a energie seismice.

Prin calculul eforturilor de dimensionare pentru pereţii de beton armat a rezultat că zona de disipare a energiei seismice (zona A) este distribuită pe înălţimea parterului și a etajului 1. De la etajul 2 în sus, precum și în infrastructură, se păstrează o comportare în domeniul elastic de solicitare.

Coeficientul ω (=1.5 pe direcție longitudinală și 1.25 pe direcție transversală) rezultat s-a calculat, conform CR2-1-1.1, ca fiind raportul între eforturile capabile ale secţiunii şi eforturile efective. Prin multiplicarea momentelor şi a forţelor tăietoare cu acest factor şi coeficienţii k_M, k_Q se obține dirijarea articulațiilor plastice către baza pereților de beton armat și se evită producerea unei cedări de tip fragil la acțiunea forței tăietoare.

Stâlpii în cadrul acestui sistem de elemente verticale au rolul de a susţine gravitaţional elementele orizontale. Forţele orizontale sunt aproape integral preluate de pereţi. La stâlpii astfel calculaţi este de aşteptat o comportare elastică realizându-se un calcul şi o verificare în ipoteza acţiunii seismului. Dimensiunile geometrice ale stâlpului au rezultat în funcţie de nivelul de încărcare cu forţă axială atât din gruparea fundamentală cât şi din cea specială dar şi din condiţii tehnologice (înglobarea profilelor metalice cruce de malta necesitând un strat de acoperire de beton mai mare). Pentru dimensionarea stâlpilor s-a folosit curba de interacţiune N-M ca şi în cazul pereţilor. Stâlpii au o încărcare moderată la forţă tăietoare, care este preluată în aproape toate cazurile în proporţie foarte mare de pereţi. Dimensiunile stâlpilor de beton cu armătură rigidă sunt de 75x75cm înglobând 2 profile HEA500. Stâlpii înclinaţi sunt realizați din profile tubulare cu secţiunea RHS500x300x14.2(20).

Grinzile principale au secţiuni IPE400, IPE500, HEA500 cu prinderi încastrate sau articulate la capetele lor de stâlpii BAR şi pereţii de beton armat.

Planșeele de suprastructură sunt realizate în sistem compozit, unde grinzile secundare, dispuse la distanțe cuprinse între 2.00m și 3.00m conlucrează cu placa de beton armat, rezultând grinzi compozite. Grinzile secundare sunt executate din profile IPE240, IPE300, IPE330. Plăcile de beton armat au o grosime totală de 13cm (folosindu-se o tablă cutată cu o înălţime a cutei de 2cm şi suprabetonare de 11cm). Tabla are doar rol de cofraj pierdut.

Nucleele de beton armat din suprastructură se vor continua până la nivelul fundațiilor, suplimentar în infrastructură fiind introduși pereți, pentru a spori rigiditatea acesteia. Conform calculelor de dimensionare a pereților, a rezultat că anumiți pereți trebuie armați mai puternic în subsol decât la nivelul parterului pentru a putea obține mecanismul de disipare de energie cel mai favorabil, astfel infrastructura rămânând în domeniul elastic pentru solicitarea seismică impusă de către codul de proiectare P100-1-2006.

La dimensionarea structurii s-a luat în considerare posibilitatea de a devansa cu execuţia structurii metalice faţă de structura de beton armat. În urma calculelor a rezultat că structura metalică poate lua un avans de 2 tronsoane (4 etaje).

Ca și particularitate a acestei structuri, clădirea prezintă un atrium care este ‚agăţat’ de structura principală printr-o prindere glisantă la partea inferioară. S-a ales decuplarea stâlpilor înclinaţi, deoarece la acţiunea seismului pe direcţie longitudinală, în sens V-E, prin eforturile mari, lungimea mare de flambaj a stâlpului (cca. 30m) – şi inexistenţa unor legături laterale (deoarece s-a dorit obţinerea unui spaţiu deschis din punct de vedere arhitectural), ar fi rezultat o secţiune foarte mare. Astfel, prin decuplarea stâlpilor, dimensiunea secţiunii a rezultat în urma unui calcul de limitare a vibraţiilor la acţiunea vântului, rezultând pentru stâlpi o secţiune RHS300x500x14.2. De asemenea, din motive estetico-arhitecturale, s-a dorit ca elementele de rezistenţă ale atriumului să aibă aceeaşi secţiune ceea ce conduce la o soluţie uşor neeconomică. Pentru limitarea vibraţiilor, grinzile atriumului au fost rigidizate cu ajutorul grinzi cu zăbrele perimetrale dispuse orizontal.

Pentru decuplarea atriumului la baza celor 4 stâlpi înclinaţi s-a prevăzut inițial utilizarea unor reazeme glisante pe o singură direcţie, care trebuiau să permită rotirea stâlpilor după orice direcție cu ±2°. Aceste dispozitive au fost montate în cadrul structurii și datorită unor defecte de fabricație a acestora s-a constatat că ele pot prelua rotiri decât pe direcție longitudinală. Ca urmare a abaterilor la execuție a structurii metalice  atriumului, anumiți stâlpi prezentau rotiri după direcție transversală, această rotire a stâlpului determinând la rândul ei rotirea dispozitivului de reazem, ducând în unele cazuri la blocarea acestuia.

Având în vedere că înlocuirea aparatelor de reazem neadecvate ar fi însemnat o întârziere a lucrărilor și implicit a termenului de finalizare a clădirii s-a optat pentru înlocuirea acestor dispozitive, furnizate de către un producător specializat, cu un sistem de rezemare care să satisfacă aceleași condiții de rezistență și funcționare. Pentru a permite mișcarea liberă în lungul stâlpilor principali ai atriumului a fost montată la baza acestora o structură de tip dublu articulat, cu blocaje laterale suplimentare.

Ca materiale de construcție s-au utilizat betoane de clase variind de la C25/30, pentru radier, la C35/45 pentru plăci le de subsol, până la C40/50 în pereții nucleelor centrale. Armăturile folosite au fost confecționate atât din PC52, pentru armarea verticală a pereților centrali, S500 pentru radier, plăci subsol și armare orizontală pereți nuclee și SPPB pentru armarea planșeelor de suprastructură.

Îmbinările uzinate ale structurii metalice s-au realizat prin sudură (categoria de acceptanţă B), iar cele din şantier cu şuruburi de înaltă rezistenţă (gr. 8.8 şi 10.9). Acestea din urmă s-au folosit pentru reducerea dimensiunilor îmbinărilor, contându-se pe rezistenţa lor deosebită, nu însă şi pe efectul de pretensionare, pretensionarea lor făcându-se la jumătate din momentul minim de pretensionare.

Calculul structurii de rezistenţă s-a efectuat atât sub sarcini gravitaţionale cât şi sub sarcini orizontale datorate acțiunii seimului și vântului.

Pentru clădirea prezentată, având în vedere rigiditatea relativ mare, solicitarea care dimensionează la sarcini orizontale este seismul.

Programul de calcul utilizat pentru modelarea structurii de rezistență a fost ETABS v9.7, program de calcul dezvoltat de către CSI Berkeley S.U.A.

Dimensionarea elementelor de incintă s-a realizat cu ajutorul programului de calcul PLAXIS 2D.

Analiza statică a structurii a fost efectuată atât în ipoteza liniar elastică cât şi neliniară, fiind luată în considerare neliniaritatea comportării radierului la acţiunea seismică  cât şi nelinearitatea datorată construirii în trepte a structurii, precum și o verificare ulterioară bazată pe un calcul static și dinamic neliniar.

Analiza modală a fost realizată atât cu vectori proprii cât şi cu vectori Ritz, pentru a putea surprinde cât mai real dinamica structurii la acţiunea seismică.

Pentru acţiunea seismică s-a folosit alături de analiza bazată pe spectre de răspuns și analiza cu forțe statice echivalente, pentru a putea determina suprapunerea corectă a forțelor din pereții de beton armat.

Factorul de comportare considerat la dimensionarea structurii, conform P100-1-2006, are valoare q=4, aferent unei structuri cu pereți de beton armat.

Greutatea totală a clădirii este de aproximativ 250000 kN, din care greutatea proprie a structurii reprezintă 70%. Valoarea forței seismice de bază rezultată a fost de 42400 kN.

Conform analizei modale efectuată rezultă că primul mod de translaţie este cel transversal şi aportul masei este de aproximativ 67% cu o perioadă de 1.39s. Al doilea mod este translație în sens longitudinal și concentrează 69% din masa structurii şi o perioadă de 1.26s. Modul 3 de vibrație reprezintă torsiune, antrenează 75% din masa structurii și are perioada de 0.95s.

Din punct de vedere al rigidității laterale putem spune că avem de a face cu o structură rigidă, cu o deplasare relativă de nivel corespunzătoare stării limită de serviciu de maxim 4.2‰ pentru direcție longitudinală, respectiv 5.9‰ pentru direcția transversală. La starea limită ultimă valoarea maximă a deplasării relative de nivel este de 1.25%, respectiv 1.8%.

După dimensionarea structurii pe baza spectrelor de răspuns și a forțelor statice echivalente s-a trecut la verificarea structurii cu ajutorul unor metode avansate de clacul de tip static neliniar și dinamic neliniar.

Calculul static neliniar s-a făcut în două ipoteze ale distribuției forțelor orizontale incrementale, triunghiulară și uniformă.

Calculul dinamic neliniar a luat în considerare atât comportarea neliniară datorită apariției articulației plastice la extremitățile elementelor de tip bară (grinzi și stâlpi) precum și comportarea neliniară pe zona plastică potențială a pereților.

Consumul mare de beton şi armătură din infrastructură de datorează în principal faptului că nucleele centrale de pereţi ce coboară din infrastructură nu sunt dezvoltate la nivelul infrastructurii, în jurul acestora fiind dispuse circulaţiile din subsol. În această situaţie toate încărcările provenite din suprastructură sunt transmise la nivelul fundaţiilor pe o arie relativ restrânsă, cu concentrări mari de eforturi pe zona centrală.

În ceea ce priveşte cantitatea de oţel laminat s-a obţinut un consum pentru suprastructură de aproximativ 90 kg/mp, în condiţiile în care o cantitate importantă de oţel laminat, cca. 250 tone, sunt incluse în structura atriumului. Acest consum de redus de oţel laminat s-a obţinut în special prin utilizarea profilelor  de tip IPE în locul celor de tip HE şi prin utilizarea prinderilor de tip articulat în cazul grinzilor longitudinale, grinzi dimensionate strict din condiţii gravitaţionale.

Dacă facem un consum global de oțel beton și oțel laminat ne rezultă o valoarea de 232 kg/mp, incluzând armătura din radier, iar dacă nu se ia în considerare armătura din radier ne rezultă un consum de 190 kg/mp.

Structura de rezistenţă a clădirii de birouri “UNICREDTI ŢIRIAC BANK” se înscrie în parametrii optimi din punct de vedere tehnic şi economic.

Pentru această clădire un factor important, pe lângă condiţiile de cost, un factor important l-a reprezentat și durata de execuție, beneficiarul final al clădirii impunând un termen fix pentru predarea imobilului destul de redus, de doar 18 luni. În aceste condiții soluția structurală optimă a fost cea în care scheletul metalic alcătuit din stâlpi și grinzi a fost completat cu pereți și planșee de beton armat. Prin combinarea celor două materiale s-a pus în valoare atât viteza de execuție a structurii metalice, precum și prețul mai mic al elementelor de beton armat. Tot în sensul optimizării structurii de rezistență s-a optat pentru o incintă realizată cu piloți secanți și cu numai un rând de șpraițuri dispus la nivelul grinzii de coronament.

Conform studiilor efectuate pentru mai multe clădiri a rezultat că soluția optimă din punct de vedere structural cu implicații minime asupra arhitecturii și funcționalității clădirii, este soluția mixtă beton armat – oțel laminat.

În cadrul acestui tip structural pereții de beton armat au rolul principal în preluarea forțelor orizontale provenite din seism, cu un mecanism de plastificare ușor de controlat și o capacitate de dispare a energiei ridicată. Prin conformarea corectă a pereților se obțin valori ale suprarezistenței acestora în zona plastică potențială aproape de 1.00 ceea ce înseamnă un nivel redus al forțelor provenite din acțiunea seismică transmise infrastructurii.