PREZENTARE PROIECT IMOBIL DE BIROURI “GREEN GATE OFFICE BUILDING” – 4S+P+11E+Eth, BUCUREȘTI

Mandi BRUCHMAIER1),Bogdan GAGIONEA1), Ionel BONTEA 1), Ionel BADEA 1),

Dragoş MARCU 1), Mădălin COMAN 1) Rezumat Prezentul articol descrie soluțiile tehnice utilizate pentru realizarea structurii de rezistență a

imobilului de birouri "GREEN GATE OFFICE BUILDING", situat în B-dul Tudor Vladimirescu, sector 5, București. Pe verticală clădirea este compusă din patru subsoluri, parter, unsprezece etaje şi etaj tehnic retras, înălțimea totală supraterană fiind de aproximativ 52,40 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, a rezultat că soluția optimă de realizare a structurii de rezistență este aceea în care se combină cu un cost redus al elementelor de beton armat în suprastructură şi soluţia de execuţie a infrastructurii în sistem “top-down”.

O importantă reducere încarcarilor din greutate proprie a plaşeelor suprastructurii se poate obţine prin utilizarea soluţiei de placă tip dală post-tensionată.

Abstract This article describes the technical solutions used the structural design of "GREEN GATE

OFFICE BUILDING", located in Bucharest, 5st District, Tudor Vladimirescu Blvd. In elevation the building presents four basements, ground floor, eleven stories and technical level, with a setback at the top floor, reaching to a total height of approx. 52.40 meters.

Taking into account the continuous economic crises over the last years, the developers are trying to reduce to the minimum the investment level. The optimal structures solution for achieving the minimum investment cost is a solution that combine the low cost of reinforced concrete structure and "top-down" execution system of infrastructure.

A significant reduction in self weight of superstructures can be obtained by using the solution of postensioned slab.

1. Introducere

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 "GREEN GATE OFFICE BUILDING" cu regim de înălţime S+P+11E+Eth, situată în B-dul Tudor Vladimirescu, nr. 22, sector 5, București, principalul obiectiv al beneficiarului a fost obținerea unui cost minim al investiţiei, a rezultat că soluția optimă de realizare a structurii de rezistență este aceea în care se combină cu un cost redus al elementelor de beton armat în suprastructură şi soluţia de execuţie a infrastructurii în sistem “top-down”.

1) – inginer diplomat la S.C. POPP & ASOCIAŢII SRL

Proiectul pentru această investiție a fost elaborat în perioada octombrie 2012- octombrie 2013, execuția lucrărilor de fundații speciale fiind realizată în perioada octombrie 2012 – noiembrie 2012, iar lucrările de execuție ale structurii de rezistență întinzându-se pe parcursul a 11 luni din luna noiembrie 2012 până în octombrie 2013. În momentul de față imobilul de birouri este finalizat .

Beneficiarul lucrării este firma S.C.GREENGATE DEVELOPMENT S.R.L. - București.

Antreprenorul General şi Proiectantul General al lucrării este firma S.C.BOG'ART S.R.L. - București.

Proiectantul de arhitectură şi instalaţii este S.C. Alter Ego Concept S.R.L.- București.

Proiectantul de structură este S.C. Popp&Asociaţii S.R.L.- București.

Proiectantul de excavţie şi de susţinere a excavaţiei a fost elaborat împreună cu S.C. Saidel Engineering S.R.L.- București.

2. Prezentarea generală

Proiectul „GREEN GATE OFFICE BUILDING” prevede realizarea unei construcții cu regim de înălțime 4S+P+11E+ETh, cu funcțiunea principală de birouri.

Amplasamentul pe care s-a realizat proiectul este situat în B-dul. Tudor Vladimirescu, nr. 22, sector 5, Bucuresti. Acesta face parte dintr-un teren cu suprafața totală de aproximativ 7000 m2 și se află în proprietatea S.C. INTERNATIONAL BUSINESS CENTRE BUCHAREST S.R.L., sector 1, București.

Suprafata desfășurată totală, incluzând infrastructura este de cca. 52800m2, din care suprafaţa infrastructurii de cca.19300m2 şi a suprastructurii de cca. 33500 m2(cca. 2740m2/nivel).

Fig. 1: Faţada principală

Fig. 2: Faţada laterală

Adâncimea totală a subsolurilor este de aproximativ 15 m (incluzând și radierul) și înălțimea totală supraterană a construcţiei de cca. 52,40m, măsurate în raport cu cota ±0,00. Subsolurile au înalțimea de nivel de 3,15m, cu excepția subsolului 1 care are înalțimea de nivel de 3,40m. Etajul curent al suprastructurii are înalțimea de nivel 3,85m, iar parterul 4,90m. Funcțiunea principală a subsolurilor este cea de garaj, la care se adaugă spații tehnice, de depozitare și rezervoare.

Lucrările de infrastructură s-au realizat la adăpostul unei incinte de pereți mulați. Suprafața construită la sol (suprafața ocupată de infrastructură) este de cca. 4745 m2 (inclusiv incinta de pereți mulați).

Fig. 3: Secţiune longitudinală

În imediata vecinătate nu sunt construcţii care ar fi putut fi 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

3.Descrierea soluţiei de incintă şi de excavaţie

În cazul excavaţiilor adânci cu suprafaţa mare în plan soluţia optimă de realizare a excavaţiei este sistemul “top-down”.

Pentru realizarea excavaţiei în condiţii de siguranţă şi stabilitate s-a proiectat o incintă etanşă realizată din pereţi îngropaţi (pereţi mulaţi) de 60 cm grosime.

Cota bazei pereţilor mulaţi a fost stabilită la -22,00 m, faţă de cota ±0,00 şi anume la +64,00m RMN. Pentru depresionarea nivelului apei subterane în interiorul incintei s-au folosit cele 25 puţuri de epuizment cu diametrul minim de Ø40 cm. În interiorul incintei, pe perioada de execuție, nivelul apei subterane a fost menţinut la o cotă cu maximum 1 m sub cota excavației pentru fiecare etapă de excavare.

Pereții mulați și piloții foraţi cu diametrul Φ880 mm au fost realizaţi de la cota terenului natural.

3.1. Parametrii geotehnici de calcul

Conform studiului geotehnic întocmit de S.C. GEOTECHNICS ACE S.R.L. în februarie 2009, litologia terenului și parametrii geotehnici de calcul utilizați la dimensionarea incintei din pereți mulați sunt

Tabel 1. Parametri geotehnici de calcul

Nume strat de calcul Adâncime ϒ φ’ c’ E50,ref Eur,ref G0 ϒ0.7

[m] [kN/m3] [ ° ] [kN/m2] [kN/m2] [kN/m2] [kN/m2] [ - ]

00 Umplutură 0,0…-1,8 19 20 15 15000 45000 35000 0.0001

01 Argilă -1,8…-13,5 20 16 30 15000 75000 150000 0.00005

02 Nisip și argilă -13,5…-15,0 20 24 20 25000 75000 200000 0.0001

03 Argilă -15,0…-17,0 20 16 30 20000 80000 200000 0.00005

04 Nisip și pietriș -17,0…-30,0 20 36 1 35000 105000 250000 0.0003

05 Argilă -30,0…-32,5 20 22 45 25000 125000 300000 0.0002

06 Nisip > -32,5 21 38 1 35000 105000 350000 0.0004

Simbolurile utilizate pentru parametrii geotehnici în tabelul de mai sus au următoarele semnificaţii:

- ϒ -greutatea volumetrică în stare naturală a pământului;

- φ’ -unghi de frecare interioară în stare drenată;

- c’ -coeziune în stare drenată;

- 50refE -modul secant de deformație din încercarea standard triaxială în condiții drenate pentru

presiunea de referință de 200 kPa;

- refurE -modul de deformație la descărcare/reîncărcare din încercarea standard triaxială în

condiții drenate pentru presiunea de referință de 200 kPa;

- G0 -modul iniţial de deformație transversală (în domeniul deformațiilor foarte mici,

ϒ<10-6);

- ϒ0.7 -valoarea deformațiilor unghiulare pentru care modulul de deformație transversală G

este redus la 70% din G0;

În perioada executării forajelor geotehnice (februarie 2009), nivelul apei subterane a fost întâlnit între cotele 12...13m. Nivelul apei subterane este practic orizontal pe zona amplasamentului.

Se estimează că stratul acvifer poate avea fluctuații în timp de ±1,00 m, în funcție de volumul precipitațiilor și de condițiile locale (exfiltrațiile din rețelele hidroedilitare din zonă).

Conform precizărilor din studiul geotehnic, în procesul de proiectare a incintei din pereţi mulaţi s-a considerat nivelul apei subterane la cota -11,50 (~74,50m RMN).

3.2. Etapele de execuţie a excavaţiei

În continuare se prezintă etapele de calcul ale incintei de pereți mulați precum şi deformaţiile terenului şi eforturile secţionale în pereţii de incintă.

3.2.1. Etapa 1 - Excavație generală până la cota -7,15m

Fig. 4 – Schema de calcul utilizată pentru etapa 1

Fig. 5 – Deformaţii teren etapa1

Fig. 6 - Excavţie generală pînă -7.15m

3.2.2. Etapa 2 - Execuția planșeului de la cota -6,70m

Fig. 7 – Schema de calcul utilizată pentru etapa 2

Fig. 8 – Deformaţii teren etapa 2

Fig. 9 - Realizare planşeu -6,70m

3.2.3. Etapa 3 - Excavarea până la cota -10,30m

Fig. 10 – Schema de calcul utilizată pentru etapa 3

Fig. 11 – Deformaţii teren etapa 3

Fig. 12 - Realizare excavaţie -10,30m

3.2.4. Etapa 4 - Execuția planșeelor de la cota -9,85m și -3,55m. Planșeul de la cota -3,55 poate fi realizat și după realizarea radierului

Fig. 13 – Schema de calcul utilizată pentru etapa 4/Extras proiect

Fig. 14 – Deformaţii teren etapa 4

3.2.5. Etapa 5 - Coborârea nivelului apei în interiorul incintei până la -15,10m

Fig. 15 – Schema de calcul utilizată pentru etapa 5

Fig. 16 – Deformaţii teren etapa 5

3.2.5. Etapa 6 - Excavare până la cota finală -14.10m

Fig. 17 – Schema de calcul utilizată pentru etapa 6

Fig. 18 – Deformaţii teren etapa 6

3.2.5. Etapa 7 - Execuţie radier

Fig. 19 – Schema de calcul utilizată pentru etapa 7/Extras proiect

Fig. 20 – Deformaţii teren etapa 7

Fig. 21 – Deformaţii perete mulat etapa 7

3.3.Monitorizarea deplasărilor pereţilor mulaţi

Măsurătorile înclinometrice au fost efectuate în conformitate cu Programul Cadru de Urmărire în Timp a Comportării Construcției, în vederea monitorizării deformațiilor pereților mulați. Au fost realizate 4 seturi de citiri, corespunzătoare următoarelor faze de execuție: 1. Citirea "de zero", inainte de începerea excavației 2. Citire după prima etapa de excavare până la cota -7,15 3. Citire după prima etapa de excavare la cota -10,30 4. Citire după prima etapă de excavare la cota -14,10 În urma analizării rapoartelor de măsurători s-a constatat că peretele mulat a avut deformațiile așteptate pentru diferitele etape de execuție, mărimea deplasărilor fiind mult redusă față de cele estimate prin calcul. Astfel, deformata maximă efectivă la nivelul grinzii de coronament, care este și deformata orizontală maximă a peretelui mulat pentru toate fazele de execuție, nu a depășit 2,00 cm, deformata estimată prin calcul fiind de cca 8,8cm. Evoluția deformațiilor pereților mulați și tasărilor în vecinătatea acestora fiind mult sub limitele avute în vedere la proiectare, execuția infrastructurii s-a desfășurat în bune condiții, fără a fi afectate siguranța lucrărilor și a vecinătăților.

Fig. 22: Diagrama de deplasări pentru înclinometrul I1(deplasarea totală nu a depăşit 20mm)

4.Descrierea structurii de rezistență

Așa cum s-a precizat anterior, construcția are 4 niveluri subterane (cota ultimului subsol fiind -13.00 iar înălțimile de nivel sunt 3,15m, cu excepția subsolului 1 care are Hniv=3,40 sub nivelele supraterane și 2,95m în rest), parter cu înalțimea de nivel Hniv=4,90m, 11 etaje cu Hniv=3,85m şi un etaj tehnic. Structura de rezistență este realizată în cea mai mare parte din beton armat.

4.1.Sistemul de fundare

Soluția de fundare adoptată este cea directă, pe radier general cu grosimea de 2,00m sub pereții puternic solicitați ai suprastructurii și 1,00m în rest. Cotele de fundare sunt -14,00m respectiv -15,00m, în complexul coeziv superior, constând în principal la aceste cote din argilă nisipoasă.

Piloții au fost amplasaţi doar pentru faza de execuţie a săpăturii prin metoda „top-down”, adică susţinerea planşeelor peste subsolurile 4, 3, 2. Executația acestora s-a realizat prin forare sub protecția noroiului bentonitic. Capacitatea portantă la compresiune a piloților forați este Rcd=3750kN, calculată conform NP 123:2010, pe baza parametrilor geotehnici de calcul.

Influența piloților asupra comportării construcției în faza finală de exploatare a fost evaluată, prin considererea lor în modelul de calcul al întregii structuri, acceptând depășirea capacității portante a acestora și apariția unor deformații plastice în teren.

Presiunile efective maxime rezultate din calcul sub radier au fost:

- din gruparea fundamentală: pef, max = 480 kPa

- din grupările speciale: pef, max = 660 kPa

4.2. Subsolurile

Structura de rezistență a subsolurilor este realizată prin continuarea sub cota -0,15 (cota superioară a plăcii peste subsolul 1 sub nivelele supraterane) a elementelor verticale din suprastructură, respectiv a nucleelor și a stâlpilor. În plus, față de elementele verticale menținonate anterior, în infrastructură apar:

- pereți suplimentari care leagă pereții și stâlpii suprastructurii, cu grosimi de 60, 70 și 40cm;

- stâlpi suplimentari care susțin planșeele de subsol, fără corespondență în suprastructură. Acești stâlpi au secțiunea circulară, cu diametre de 90 și 100cm;

- pereți suplimentari din beton armat, care separă diferite funcțiuni (adăpost protecție civilă, pereți de rezervoare), cu grosimea de 40cm;

- pereți perimetrali ai subsolurilor, cu grosimea de 30cm, care dublează pereții mulați ai incintei. Între peretele perimetral al infrastructurii și peretele mulat este prevazut un sistem de hidroizolație tip membrană geotextilă bentonitică.

Plăcile planșeelor peste subsolurile 4, 3 și 2 au grosimea de 35cm și sunt conformate astfel încât să corespundă din punct de vedere al rezistenței, stabilității și deformabilității schemelor de rezemare și solicităților diferite ce apar în faza de execuție top-down și în faza finală de exploatare.

Planșeul peste subsolul 1 este realizat convențional, prin cofrare, în soluția de dală cu capiteluri din beton armat. Grosimea plăcii este de 30cm iar înălțimea capitelurilor de 60cm. Cota superioară a plăcii peste subsolul 1 este -0,15 sub nivelele supraterane și -0,45 în rest. Diferența de nivel între cele două zone este preluată prin realizarea unor grinzi între stâlpii perimetrali ai suprastructurii.

Ținând seama de adâncimea mare a săpăturii, de condițiile de fundare și de vecinătate, săpătura și infrastructura au fost realizate sub protecția unei incinte etanșe din pereți îngropați (mulați) cu grosimea de 60cm.

Fig. 23 - Plan nivel curent infrastructură, faza finală

Preluarea împingerii pământului și a presiunii apei s-a realizat prin planșeele de subsol care au fost executate de sus în jos, pe măsura excavării în interiorul incintei.

Susținerea planșeelor în faza de execuție top-down (TD) s-a făcut pe stâlpii metalici introduși în piloții forați. Stâlpii metalici s-au încastrat la partea inferioară în betonul piloților pe 1,65m, iar conectarea plăcilor de stălpii metalici s-a realizat prin intermediul unor capiteluri metalice sudate de aceștia.

Perimetral, planșeele au fost susținute în faza de execuție prin solidarizarea acestora de peretele mulat cu ajutorul unor ancore din oțel beton S500 Φ32 ce au fost înglobate în plăci și fixate în pereții mulați (în găuri forate) cu adeziv de ancorare de înaltă performanță (tip Anchorfix 2, HIT-RE 500SD). Ancorele au fost dimensionate conform datelor de temă, pentru un spațiu între betonul nou și cel existent de maxim 16mm, având în vedere faptul că între betoane a fost prevăzut un strat de hidroizolație de tip membrană geotextilă bentonitică.

Fig. 24 - Plan cofraj planseu cota -6,70 faza top-down

Cu excepția stâlpilor și a pereților din axele 1 și 4, în dreptul pereților ce au continuitate în suprastructură și a celor conectați de aceștia, precum și în dreptul rampei auto din subsolurile 2, 3 și 4, s-au prevăzut goluri mari în plăcile ce se realizează în faza top-down. În golul central poziționat între axele 5-9, datorită eforturilor mari care apăreau în plăcile planșeelor în faza top-down datorită impingerii pământului, a fost necesară prevederea unor șpraițuri orizontale. Similar, în golul din dreptul rampei auto au fost necesare sprijiniri orizontale ale peretelui mulat, în dreptul plăcilor de la cotele -6,70 și -9,85. Aceste sprijiniri s-au menținut până după execuția completă a pereților

subsolului și a rampelor auto. Șpraiturile au fost montate simultan cu execuția plăcilor, înainte de turnarea betonului în acestea.

Pe contur planșeul s-a turnat cu un șir alternant de plinuri-goluri („dinți”). Ancorarea plăcilor de peretele mulat menționată la paragraful anterior a fost făcută numai în dreptul plinurilor („dinților”). Golurile intre „dinți” permit într-o fază ulterioară betonarea și asigurarea continuității armăturilor verticale din pereții perimetrali.

În dreptul pereților interiori ai subsolurilor s-a adoptat o tehnică similară pentru a asigura continuitatea armăturii verticale și betonarea, prin prevederea în lungul pereților a unui șir de plinuri și goluri.

În zonele în care există concentrări de eforturi sau în care prezența unor goluri tehnologice sau de instalații împiedică realizarea unor goluri suplimentare de dimensiuni semnificative, continuitatea armaturilor verticale din pereți s-a realizat prin înglobarea în betonul plăcilor a unor bare verticale (mustăți) ce au la capătul inferior mijloace mecanice de imbinare (cuple). În acest caz au fost prevazute un număr minimal de goluri mici, suficiente pentru realizarea în bune condiții a betonării pereților de sub placi. Acest procedeu s-a aplicat pentru armăturile longitudinale ale tuturor stâlpilor și pentru bulbii pereților care au continuitate în suprastructură.

Fig. 25 - Sprijinirea peretelui de incintă în zona rampei auto la cota -6,70m

Fig. 26 - Planşeu cota -6,70m faza top-down, zona centrală neturnată în acestă fază şi sprijinită cu

spraiţuri orizontale

Fig. 27 - Armare radier şi mustăţi pentru pereţi

Fig. 28 - Bare verticale cu mijloace de îmbinare mecanice la capătul inferior înglobate în placă

4.3.Suprastructura Structura de rezistență supraterană are o formă neregulată în plan, dar monotonă pe verticală,

caracterizată pe toată înălțimea din punct de vedere al dispunerii elementelor structurale de același nivel curent.

Fig. 29 - Plan cofraj nivel curent suprastructură

Structura de rezistență este alcătuită din:

- pereți din beton armat cu grosimi de 70 și 80cm. Aceștia preiau integral încărcările orizontale și sunt în cea mai mare parte pereți independenți (necuplați), cu secțiune simplă dreptunghiulară sau cu secțiuni cumpuse, în formă de tub (nuclee). Nucleele adăpostesc în principal circulațiile verticale ale constricției (casa scărilor, lifturi).

Fig. 30 - Foto armare nuclee de pereţi parter

- la pereții cu secțiune compusă deasupra golurilor de uși se prevăd rigle puternice și rigide, cu înălțimi de 1,50m la nivelul curent și 2,50m la parter și grosime egală cu cea a pereților. Armarea riglelor este realizată cu carcase diagonale, urmărindu-se o comportare în domeniul elastic a acestora sub acțiunea grupărilor de încărcări care includ seismul, inclusiv pentru stări limită ultime. Această comportare permite considerarea mai multor pereți care se intersectează formând un tub (nucleu) ca pe un element structural unic.

Fig. 31 - Foto armare rigle de cuplare

- stâlpii - preiau în principal numai încărcări gravitaționale. Au secțiunea complexă, formată dintr-un dreptunghi central la care se adaugă la capete două semicercuri. Secțiunile stâlpilor astfel constituite au dimensiuni gabaritice 90x100, 90x120 si 90x130 cm. Forma complexă a secțiunii stâlpilor a rezultat din cerințe arhitecturale. În cadrul procesului de proiectare, a fost luată în calcul scoaterea stâlpilor centrali din axele B și H, amplasați lângă nucleele din beton armat. S-a urmărit astfel creșterea forței axiale în nucleele centrale, cu reducerea semnificativă a armăturilor longitudinale. S-a renunțat la această idee datorită faptului că, în zona de rezemare a plăcii pe nuclee au apărut goluri mari de instalații, în condițiile în care deschiderea plăcii se majora la cca. 12,80m.

- plăci tip dale post-tensionate din beton armat, cu grosimea de 22cm.

- grinzi perimetrale izolate, cu dimensiunea secțiunii 60x60cm. Acestea au fost prevăzute în zone pentru a îmbunătăți comportarea dalei la poansonare, adiacent zonelor cu multiple goluri sau ca și colectori ai incărcărilor seismice pentru pereți insuficienți legați de placă.

4.4. Principalele materiale utilizate la executarea structurii

Betoanele ce s-au utilizat în structura de rezistenţă sunt următoarele:

Element structural Clasa beton Beton egalizare C8/10 Pereți mulați C25/30 Piloți C25/30 Grinda coronament C25/30 Plăci,radier, rampe infrastructura C30/37 Stâlpi si pereti infrastructură, exclusiv pereții care au continuitate în suprastructură

C30/37

Pereți infrastructură care au continuitate în suprastructură

C40/50

Stâlpi si pereti suprastructură la nivelele P-E3 C40/50 Stâlpi si pereti suprastructură la nivelele E4-E12

C35/45

Plăci suprastructură peste nivelele P-E3

C40/50

Plăci suprastructură peste nivelele E4-E12

C35/45

În elementele subsolurilor în zonele de parcaje s-au utilizat acoperiri/finisaje capabile să protejeze betonul împotriva coroziunii induse de cloruri.

Oțelul beton utilizat este de tip BST500S (S500) clasa C de ductilitate, pentru majoritatea armăturilor de rezistență, PC52 și OB37, cel din urmă exclusiv pentru armătură de montaj (agrafe, capre) .

Oțelul laminat este tip S355JR și S355JO, indicat în normele europene EN 10113-3:1993.

5. Considerații privind calculul structurii

5.1. Încărcări gravitaționale

Calculul structurii de rezistență s-a efectuat atât sub încărcări gravitaționale cât și sub încărcări orizontale. Hotărâtoare la dimensionarea structurii sunt maximele provenite din grupări de încărcări care includ încărcări gravitaționale cu intensitatea corespunzătoare grupării și vântul respectiv seismul. În cazul de față maximele se obțin din grupări de încărcări care includ seismul, acestea dimensionând majoritatea elementelor structurale.

Considerând cota de încastrare cota +0,00, rezultă masa totală a construcției supraterane de cca. 48300 tone (în gruparea de lungă durată).

Suplimentar față de cele prezentate mai sus, în modelul de calcul a fost considerată o încărcare uniformă distribuită perimetral, corespunzătoare închiderilor de tip perete cortină cu greutatea de 80 kg/m2.

Încărcarea utilă avute în vedere pe plăci în faza top-down este de 1,50 kN/m2.

În continuare vom prezenta schematic încărcările distribuite pe plăci pentru nivelul curent, cu valori pentru încarcările cvasipermanente și cele utile.

Fig. 32 - Nivel curent:încărcări cvasipermanente

Fig. 33 - Nivel curent:încărcări utile

5.2.Forţa seismică de proiectare

Forța seismică de proiectare la baza structurii Fb, pentru fiecare direcție orizontală principală considerată în calculul structurii, se determină simplificat cu relația:

Wc

g

W

q

TamTSF gdb 1

111

q

TaTS gd

)()( 1

, unde:

m este masa construcției ;

ga este accelerația la nivelul terenului;

g-este accelerația gravitatională;

q-este factorul de comportare al structurii (factorul de modificare a raspunsului elastic în răspuns inelastic), cu valori în funcție de tipul structurii și capacitatea acesteia de disipare a energiei.

W este greutatea construcției determinată conform normelor și standardelor în vigoare;

1 este factorul de importanța-expunere al construcției, conform tabelului 4.3 din Capitolul 4.4.5 din P100/1-2006;

)( 1TSd este ordonata spectrului de proiectare (spectru de răspuns inelastic) pentru accelerație

corespunzatoare perioadei 1T ( perioada fundamentală de vibrație a clădirii pe direcția pe care este aplicată acțiunea seismică, în secunde);

Clasa de importanță a construcției este clasa a II-a, ceea ce conduce la un coeficient γ=1,2.

Coeficientul ce ţine cont de ductilitatea structurală este considerat cu valoarea q=3,68. Valoarea acestuia s-a ales în conformitate cu prevederile capitolui 5 din codul de proiectare seismică P100-1/2006, Tabelul 5.1: pentru structuri cu mai mulți pereţi independenți și clasa de ductilitate "H", q=4x1,15=4,6. Valoarea astfel obţinută s-a redus cu 20% pentru a ţine cont de neregularităţile în plan pe care le prezintă clădirea:

q=0.8x4,6=3,68.

Factorul de corecţie care ţine seama de contribuţia modului propriu fundamental prin masa modală efectivă asociată acestuia este =0,85, pentru T<Tc.

Coeficientul seismic:

183.085.068.3

75.224.02.1 c

Forţa seismică de calcul:

to

gg

g

W

q

TamTSF gdb 883948300183.085.0

48300

68.3

75.224.02.11

111

Combinaţiile de încărcări luate în considerare au fost conform CR0-2005: „Bazele proiectării structurilor în construcţii”.

5.3.Ipoteze și metode de calcul

Calculul structurii s-a efectuat cu ajutorul programul ETABS dezvoltat la Universitatea Berkeley din California, SUA. Modelarea structurii s-a efectuat pe modele complete, spaţiale cât şi parţiale (de exemplu pentru dimensionarea planșeelor în gruparea fundamentală) pentru diversele calcule şi verificări. S-au elaborat modele considerând cota încastrării ca fiind cota pardoselii etajului 1 dar și modele care includ structura completă (inclusiv infrastructura), cu simularea (rigidității) fundațiilor și a interacțiunii teren-structură.

Fig. 34 - Modelul de calcul cu infrastructură

Programul de calcul folosit permite determinarea automată a greutăţii proprii a structurii. Suplimentar faţă de încărcările induse de greutatea proprie au fost considerate încărcările (definite în cea mai mare parte ca încărcări distribuite pe planşee) .

Metoda de calcul folosită pentru determinarea încărcării seismice a fost cea modală cu spectre de răspuns (MRS). Comportarea structurii este reprezentată printr-un model spațial liniar-elastic, iar

acțiunea seismică este descrisă prin spectre de răspuns de proiectare. Aceasta metodă este indicată de normativul P100-1/2006 ca metodă de referință pentru determinarea efectelor seismice.

S-au considerat în calcul două componente orizontale ortogonale a mișcării seismice, orientate după direcțiile principale ale construcțiilor.

Conform cap.4.5.3.6 pct. (2) si (3) din P100-1/2006 s-a ținut cont la stabilirea ipotezelor de calcul de combinarea efectelor componentelor acțiunii seismice. Considerarea acțiunii simultane a două componente ortogonale ale mișcării seismice orizontale estimează în spiritul siguranței valorile probabile ale efectelor altor direcții de acțiune seismică.

Pentru calculul deplasărilor laterale de nivel la SLS și SLU s-a aplicat anexa E din Normativul P100-1/2006, considerănd rigiditățile elementelor structurale egale cu jumătatea valorilor corespunzătoare secțiunilor nefisurate (0,5 x Ec x Ic). Rigiditatea nodurilor grindă-stâlp a fost considerată infinită.

Pentru calculul eforturilor la SLU, în grupări care includ seismul, au fost considerate deasemenea, pentru toate elementele structurale valoarea 0,5 x Ec x Ic. Rezultatele calculului modal sunt date deasemenea pentru aceste rigidități, și considerând secțiunea de incastrare la cota +0,00.

Rigiditățile materialelor și rezistențete de calcul au fost luate conform tipurilor de beton indicate în proiect: C40/50 pentru nivelele P-E3, C35/45 pentru E4-E13.

Pentru calculul suprastructurii s-a considerat ca secțiune de încastrare cota planșeului peste subsolul 1. Acest lucru a fost posibil datorită rigidității laterale substanțial sporite a subsolului fața de suprastructură, prin prezența pereților perimetrali dar și a pereților interiori suplimentari, introduși în acest scop.

5.3.1.Rezultate globale ale analizei structurii.

Rezultatate ale analizei modale. Factori de participare

Așa cum se observă în tabelul de mai sus, primele trei moduri proprii sunt caracterizate de perioade proprii de 1.382; 1.290 și 1.028 secunde. Formele proprii ale acestor moduri proprii de vibrație sunt două translații și torsiune. Factorii de participare din tabelul de mai sus sunt obținuți pe un model în care axa globală X este paralelă cu axul A, iar modul 1 este pe o direcție care face un unghi de cca 69,5 grade cu axa X.

Rotind corespunzător modelul de calcul, rezultă modul propriu 1 pe directia Y, conform tabelului de mai jos:

Formele modurilor proprii pentru modelul rotit este:

Fig. 35 - Modul propriu 1: T1=1.382 sec.; translație pe direcția Y

Fig. 36 - Modul propriu 2: T2=1.290 sec.; translație pe direcția X

Fig. 37 - Modul propriu 3: T3=1.028 sec.; torsiune

Calculul deplasărilor s-a realizat conform Anexei E din P100-1/2006: Procedeu de verificare a deplasărilor laterale a structurilor.

Valorile maxime ale deplasărilor relative de nivel la starea limită de serviciu, obținute sub acțiunea simultană a două componente orizontale ale seismului de calcul (acționând pe direcțiile principale ale construcției) sunt 3,71 ‰ pe direcția X și 4,62‰ pe direcția Y, iar cele la starea limită ultimă sunt 13,43% pe direcţia X şi 16,78% pe direcţia Y.

Deplasările totale la vârf ale structurii sunt DX=19,10 cm și Dy=24,30 cm pentru SLS, respectiv DX=47,84 cm Dy=60,72 cm pentru SLU.

Fig. 38 - Diagrama deplasări relative de nivel pe înalțimea structurii

5.3.2. Distribuţia eforturilor de întindere şi compresiune în pereţi la acţiunea seismului

Fig. 39: Distribuţia eforturilor de întindere şi compresiune în pereţi la acţiunea seismului în

sens XPOZITIV

Fig. 40: Distribuţia eforturilor de întindere şi compresiune în pereţi la acţiunea seismului în sens XNEGATIV

Fig. 41: Distribuţia eforturilor de întindere şi compresiune în pereţi la acţiunea seismului în sens YPOZITIV

Fig. 42: Distribuţia eforturilor de întindere şi compresiune în pereţi la acţiunea seismului în

sens YNEGATIV

După cum se observă din diagramele prezentate ipoteza grinzilor de cuplare rigide şi rezistente este confirmată de distribuţia eforturilor de întindere şi compresiune în nucleele de preţi la acţiunea seismului.

6. Descrierea soluţiei de planşee utilizată în suprastructură

Având în vedere că planșeele reprezintă un procent semnificativ din sursa de masă seismică a unei structuri, reducerea masei acestora prezintă avantaje deosebite pentru structura de rezistență a clădirii. Cerințele arhitecturale, funcționale dar și cele din partea beneficiarului au impus realizarea exclusivă a planșeelor în soluție de tip dală de beton armat; așadar prezentul proiect prevedea, în faza inițială, pentru structura de rezistență a nivelului curent, planșee dală de beton armat cu o grosime de 28cm. Grosimea mare a acestora influența în mod negativ structura principală de rezistență a clădirii, rezultând astfel grosimi foarte mari ale pereților de beton armat, consum sporit de armătură și un sistem de fundare dimensionat în consecință astfel încât să fie capabil să preia și să poată transmite terenului, greutatea foarte mare a structurii. Având în vedere cele de mai sus s-a ales, ca soluție de optimizare, realizarea planșeelor de nivel curent în sistem de planșee de beton armat post-tensionate. Această soluție a permis reducerea grosimii planșeelor de la 28cm la 22cm, reducerea de 6cm reprezentând o reducere a greutății proprii a planșeului cu 21,43% adică s-a redus încărcarea la fiecare 1m2 cu 150kg.

În continuare vom descrie ce înseamnă și presupune un planșeu de beton armat precomprimat prin post-tensionare. După cum spune și numele precomprimarea elementului se obține prin tensionarea realizată la finalul execuției acestuia (post-tensionare). Un planșeu de beton armat precomprimat prin post-tensionare reprezintă un planșeu clasic de beton armat unde armătura de rezistență (armătură pasivă) este înlocuită în mare parte cu toroane (armătură activă) dispusă după două direcții ortogonale. Toroanele sunt denumite armătură activă deoarece prin dispunerea lor în grosimea plăcii, participă la comprimarea elementului și reducerea săgeții. Toroanele sunt reprezentate de gruparea a 3 sau 5 tendoane (în funcție de necesitate) într-o teacă zincată, tendonul fiind alcătuit din șapte fire împletite în formă de cablu, realizate din oțel de înaltă rezistență (limita de curgere 1860MPa), cele șapte fire fiind protejate anticoroziv individual, iar mănunchiul de șapte fire este protejat printr-un înveliș de plastic. În mod uzual, se folosesc pentru planșeele precomprimate prin post-tensionare, cabluri care au diametrul nominal 12,9mm – denumite generic T13 (aria mănunchiului de fire fiind de aproximativ 100mm2), și cabluri care au diametrul nominal 15,7mm – denumite generic T15 (aria mănunchiului de fire fiind de aproximativ 150mm2). În cadrul grosimii plăcii toroanele sunt montate după o formă parabolică ajungând la partea superioară a plăcii în zonele de reazem și la partea inferioară în zonele de câmp, realizând astfel reducerea săgeții acesteia.

Fig. 43 Ancoraj capăt activ – zonă de tragere a fiecărui tendon pentru precomprimarea plăcii

După cum am menționat, toroanele sunt dispuse de obicei după două direcții ortogonale și anume: pe o direcție se grupează în lungul liniei de descărcare a planșeului (toroane grupate – banded tendons), iar pe cealaltă direcție sunt distribuite la un pas rezultat în urma calculelor (toroane distribuite – distributed tendons). În funcție de deschiderea și încărcarea planșeului rezultă grosimea acestuia și numărul de toroane necesare. O proiectare economică presupune ca toroanele, prin dispunere, forma parabolei și ariei lor, să contrabalanseze aproximativ 80% din greutatea proprie a planșeului și să realizeze o compresiune în beton de peste 0,80MPa. Toroanele prin modul lor de dispunere și montaj constituie și armătură de rezistență pentru placă (armătură superioară în zonele de reazem și armătură inferioară în câmpul plăcii). Prin precomprimarea elementului prin post-tensionare se reduce armătura necesară dispusă la partea inferioară (de obicei rezultând o plasă generală de diametrul mic dispusă la pas 20cm), și se elimină armătura de la partea superioară din câmpul plăcii (necesară în cazul plăcilor în sistem clasic pentru preluarea eforturilor din contracția betonului și limitarea deschiderii fisurilor).

În ceea ce privește proiectul Green Gate, pentru planșeul de nivel curent, acesta a rezultat în urma dimensionării cu o grosime de 22cm, și s-au folosit tendoane T13 grupate câte 3 sau 5 astfel: toroanele distribuite sunt alcătuite din 3 tendoane T13, toroanele fiind dispuse la interax de 1,36m; iar toroanele grupate sunt alcătuite din 5 tendoane T13, toroanele fiind dispuse în număr de patru câte două în stânga și dreapta stâlpilor. Ca armare pasivă a rezultat la partea inferioară a plăcii o plasă generală Ø8 dispusă la pas de 20cm pe două direcții ortogonale, iar la partea superioară în reazemul stâlpilor un „capitel” de armătură cu dimensiuni de 4x4m cu 20 bare Ø16. Este de menționat faptul că armătura din reazemul stâlpilor a rezultat ca necesară nu din calculul la încovoiere pe reazem al plăcii ci din cauza calculului la străpungere conform normelor europene.

Ca și soluție de proiectare/execuție s-a ales ca planșeul să nu fie „legat” prin post-tensionare de nucleele centrale ale clădirii deoarece aceasta ar fi condus la eforturi suplimentare asupra stâlpilor întrucât la post-tensionarea plăcii stâlpii ar fi urmat deformația plăcii către zona nucleului foarte rigid și exista posibilitatea apariției de fisuri importante în zona de conexiune placă-stâlp. S-a

realizat astfel un rost de turnare armat corespunzător în jurul nucleelor centrale, care s-a betonat ulterior procedeului de post-tensionare a plăcii și consumării deformațiilor induse.

Execuția planșeelor post-tensionate s-a realizat în două etape: în prima etapă s-a tras de toroane cu o forță egală cu 20% din forța maximă capabilă a tendonului – această primă etapă realizându-se astfel încât să contracareze apariția fisurilor din contracția betonului la vârste timpurii, iar a doua etapă de tragere la forța maximă de tragere, adică 80% din forța maximă capabilă a tendonului. Pentru prima etapă de tragere, betonul trebuie să prezinte o rezistență minimă de 15MPa pe cub (12MPa pe cilindru), iar la tragerea finală rezistența betonului pe cub trebuie să fie minim 23MPa (18MPa pe cilindru). După măsurarea și verificarea alungirii tendoanelor, se procedează la injectarea de mortar în canale toroanelor.

În ceea ce privește avantajele planșeelor post-tensionate amintim următoarele: realizarea unor plăci tip dală cu grosimi mai mici decât cele dală în sistem clasic – rezultă astfel greutăți mai mici cu beneficii la nivelul structurii principale de rezistență, realizarea rapidă a cofrajului, montare facilă și rapidă a armăturii pasive (armătura de la parte inferioară se poate realiza din plase sudate, lipsa necesarului de armătură la parte superioară în câmpul plăcii), montare rapidă a toroanelor, decofrare mai rapidă. Chiar dacă implică o tehnologie specială de execuție, prin economia de materiale, costurile de realizare ale unui planșeu post-tensionat nu vor depăși costurile de execuție ale unui planșeu realizat în sistem clasic.

Calculul plăcii post-tensionate s-a realizat cu ajutorul programului Adapt Floor PRO, program care furnizează ca și rezultate eforturi de compresiune în planșeu, procentul din greutatea proprie contrabalansată, diagrame de forțe și eforturi în lungul fâșiilor de descărcare a planșeului, săgeata calculată în starea fisurată luând în considerare curgerea lentă a betonului, etc.

Mai jos prezentăm câteva rezultate din modelul de calcul.

Fig. 44 Schemă dispunere toroane

Fig. 45 Montaj toroane

Fig. 46 Model 3D la scară exagerată cu dispunerea toroanelor în placă

Fig. 47 Linii de descărcare a plăcii în direcție longitudinală

Fig. 48 Linii de descărcare a plăcii în direcție transversală

Fig. 49 Discretizarea plăcii în elemente finite

Fig. 50 Elevație reprezentând forma unui toron dispus în placă – se observă forma de parabolă

Fig. 51 Pierderi de tensiune din cauza frecării și lungimii în toronul prezentat mai sus (efortul mediu relativ la efortul ultim nu trebuie să fie mai mic decât 0,60 – pentru acest caz este 0,67) –

când pierderea de tensiune este sub 0,60 post-tensionarea nu este la fel de eficientă (crește săgeata și armătura pasivă)

Fig. 52 Efortul mediu de precomprimare a betonului în direcție longitudinală (uzual trebuie să fie mai mare ca 0,85MPa – zonele cu roz se află sub această valoare)

Fig. 53 Efortul mediu de precomprimare a betonului în direcție transversală (uzual trebuie să fie mai mare ca 0,85MPa – zonele cu roz se află sub această valoare)

Notă: În zona centrală nu există precomprimare din motivele pe care le-am expus mai sus tocmai de aceea programul afișează cu roz aceste zone (este valabil și pentru zona de placă a nucleului din dreapta care s-a realizat în sistem clasic). Celelalte zone marcate cu roz de program se află ca efort mediu de compresiune în jurul valorii de 0,70MPa – asta înseamnă că post-tensionarea în zona respectiva este ușor mai puțin eficientă și este posibil să avem nevoie de mai multă armătură pasivă.

Fig. 54 Diagrama de momente încovoietoare pentru liniile de descărcare în direcție longitudinală

Fig. 55 Diagrama de momente încovoietoare pentru liniile de descărcare în direcție transversală

Fig. 56 Procentul din greutatea proprie contrabalansată (se realizează o medie de 65% în direcție longitudinală)

Fig. 57 Procentul din greutatea proprie contrabalansată (se realizează o medie de 65% în direcție transversală)

Fig. 58 Săgeată din combinație de lungă durată (ține cont de curgerea lentă a betonului) – valoarea maximă este aproximativ 21mm < 32mm (admisibil)

Fig. 59 Rost de turnare între tronsoanele plăcii, cu ancoraje de capăt active, după

faza 1 de pretensionare

Fig. 60 Ancoraje active, după faza 2 de pretensionare

Fig. 61 Detaliu armare în zona stâlpilor: dispunere teci toroane și armătură de poansonare

7. Concluzii

Structura de rezistenţă a clădirii de birouri "GREEN GATE OFFICE BUIDING " se înscrie în parametrii optimi din punct de vedere tehnic şi economic.

Pentru această clădire un factor hotărâtor a fost obţinerea unui cost cât mai redus al investiţiei, simultan cu îmbunătățirea soluției arhitecturale.

Pe baza temei arhitecturale propuse, au fost analizate diferite soluții pentru structura de rezistență a clădirii de birouri. A rezultat că soluția optimă din punct de vedere structural,

funcțional și tehnico-economic, este structura cu pereţi structurali din beton armat, planşee post-tensionate şi execuţia excavaţiei în sistem “top-down”, coroborată cu optimizarea soluției pentru incinta de pereți mulați.

Soluția în sistem "top-down" a permis reducerea costurilor infrastructurii și a termenelor de execuție prin eliminarea lucrărilor aferente sprijinirilor metalice și execuția concomitentă, pe tronsoane, a mai multor nivele de infrastructură.

Folosirea planșeelor tip dală post-tensionată a permis reducerea greutății proprii a suprastructurii și, în consecință, a încărcărilor seimice, amplasarea facilă a traseelor de instalații pe întreaga suprafață a nivelelor supraterane, reducerea semnificativă a termenelor de execuție datorită în principal simplității de realizare a cofrajelor și a armăturii active și pasive.