Conservação e Reabilitação de Pontes Metálicas

C O N S E R V A Ç Ã O E R E A B I L I T A Ç Ã O

D E P O N T E S M E T Á L I C A S

N U N O E D U A R D O S A N T O S

Dissertação para obtenção do grau de Mestre

em Estruturas de Engenharia Civil

pela Faculdade de Engenharia

da Universidade do Porto

Sob orientação do Professor

Aníbal Guimarães da Costa

Apoio financeiro da JNICT

Porto, Agosto de 19981ª edição

A elaboração desta dissertação, levantou muitas dessas linhas curvas que tornam o espírito inseguro. Sempre

acreditei na minha teimosia, de resolver essas interrogações, mas de facto a tarefa é ingrata. Não se consegue por termo a

tão vasto poder de querer saber mais. A mesquinhez de querer tudo bem feito, perfeito por ventura, separa-nos cada vez

mais do fim. Há que correr o risco de ser minimalista, e tentar finalizar o que não tem fim, com a consciência de que nada

está acabado. Que me perdoem aqueles, que me apoiaram no pouco que consegui fazer.

Nuno Eduardo Santos

À minha família,

Resumo analítico

Esta dissertação apresenta algumas metodologias de análise e processos de intervenção

directamente ligadas à área de Conservação e Reabilitação de Pontes Metálicas. A apresentação

destas questões é concretizada em três exemplos decorridos com pontes portuguesas, concretamente:

• a Ponte Metálica do Pinhão

• a Ponte Internacional de Valença-Tuy

• a Ponte Luiz I

Estes exemplos particularizam, quer as análises quer as soluções de reforço adoptadas,

resultando daí um método de trabalho globalmente comum a todos eles, e que se pretende seja útil

em análises futuras.

São também apresentadas outras questões de carácter mais geral e que surgem de uma

pesquisa bibliográfica dentro da área aqui referida. Essas questões prendem-se essencialmente com

problemas, metodologias e soluções que mais comunmente vêm sendo exibidas em livros da

especialidade. Juntamente procurou-se investigar junto daqueles cuja ligação profissional a estas

obras, lhes confere um crédito importante e que contribuíram com a sua experiência, para um

aumento de conhecimentos nesta área da engenharia.

Pretendendo-se com os estudos aqui descritos, dotá-los de um carácter prático, optou-se

assim por apresentar uma proposta para uma ficha de inspecção a ser usada neste tipo de projecto e

igualmente salientar as questões mais relevantes com ele relacionadas, decorrentes do envolvimento

e experiência pessoal.

Summary

This thesis presents some methodologies for analysis and intervention processes concerning

Conservation and Rehabilitation of Steel Bridges. This presentation is substantiated with three

examples, that occurred within portuguese bridges, namely:

• Pinhão Steel Bridge

• Valença-Tuy International Bridge

• Luiz I Bridge

These examples detail both the analysis and reinforcement solutions adopted for each case.

This work method, which is common to all of them, is expected to be useful in further developments.

Other general questions related with a bibliographic research done within this area are also

presented. These questions are specially linked to the most common problems, methods and

rehabilitation solutions found in specialised bibliography. Research was also conducted near those

people, whose professional life and experience is a valuable contribution to the knowledge in this

field of engineering.

Being the intent of this presentation to be practical, an inspection checklist is proposed,

meant to be used in this kind of projects and also emphasizing their most relevant issues, based in

my involvement and experience in this type of projects.

Resumé

Cette thèse présent quelques métodologies d’analyse et procès d’intervention liés à la

Conservation et Réhabilitation de Ponts Métalliques.Ces sujets sont adressés en utilisant trois

examples de ponts portugais, à voir:

• Pont Métallique de Pinhão

• Pont Internacional Valença-Tuy

• Pont Luiz I

Ces examples détaillent soit les analyses, soit les solutions de renforcement adoptées, d’y

provenant une métode de travail commune, qu’on prétend soit utile dans le futur.

On présente aussi d’autres questions plus générales, parvenues d’une recherche

bibliographique dans ce domaine. Ces questions adressent surtout les problèmes, métodologies et

solutions plus souvent montreés dans livres spécialisés. En même temps, on a conduit une recherche

auprès de ceux dont la liaison professionelle à ce type d’ouvres, leurs donnent un crédit important et

qui ont contribué, avec leur expérience, à une augmentation de la connaissance dans ce domaine

particulier.

Puisqu’on prétendait doter ces études d’un caractère pratique, on a décidé de présenter une

fiche d’inspection, pour être utilisée dans ce type de projects, et aussi de détailler les questions les

plus importantes parvenues de mon engagement et expérience dans ce type de projets.

Prefácio

Esta dissertação surge como forma de organizar e culminar o trabalho desenvolvido na área

das Pontes Metálicas, concretamente em estudos de reabilitação.

Desde as primeiras referências à construção metálica no curso de engenharia civil, que a

minha sensibilidade e interesse despertaram. Mais concretamente no 5º ano do curso e durante a

parte escolar do mestrado, em que desenvolvi trabalhos baseados em projectos reais de pontes

metálicas sob orientação do Prof. José Mota Freitas.

O início da minha vida profissional coincidiu com o final da licenciatura, ingressando na

equipa de engenheiros civis do Instituto da Construção, que entre 1995 e 1996 desenvolveu o Estudo

da Viabilidade de Utilização da Ponte Luiz I pelo Metro Ligeiro do Porto, estudo esse que serviu de base a

alguns dos desenvolvimentos desta dissertação. Posteriormente e continuando nesta área, participei

no Estudo Prévio de Reforço da Ponte Internacional de Valença-Tuy, e desenvolvo actualmente o projecto:

Ponte Metálica do Pinhão — Inspecção e Reabilitação da Obra de Arte, estando a trabalhar nestes projectos

no G.E.G. - Gabinete de Estruturas e Geotecnia, Lda.

Agora o G.E.G. e no início o I.C. proporcionaram um ambiente de trabalho e meios

disponíveis que permitiram o desenvolvimento dos estudos aqui exibidos, colocando ao meu inteiro

dispor os equipamentos informáticos, bem como bibliografia da especialidade. Facultando-me assim

uma sólida base de trabalho. Deste modo consegui avançar com as minhas intenções no

desenvolvimento do tema proposto, sempre apoiado pelos profissionais que em ambos os gabinetes

integraram as equipas de projecto.

O desenvolvimento de alguns pontos desta dissertação, não são de todo exaustivos, por um

lado as limitações de tempo inerentes a todo o processo de elaboração da dissertação não permitem

uma contínua pesquisa de determinados assuntos, obrigando ao cancelamento de certas ambições de

querer completar tudo o mais possível. Por outro lado a dependência de terceiros, compromete os

rendimentos pretendidos. Houve assim a partir de certa altura, que avançar com a informação

disponível, não podendo esperar mais por resultados e informações prometidas e que não mais

chegaram. Alheio a estes atrasos, vi-me obrigado a avançar com prejuízo de não responder a todas as

questões que me propus inicialmente.

Muitos foram aqueles no entanto, cuja atitude contrária merece não ser esquecida, para esses

me inclino agradecendo o seu esforço.

Agradecimentos

A todos os que contribuíram para a concretização desta dissertação.

Em especial:

Ao Prof. Aníbal Guimarães da Costa, como orientador e grande apoiante desta dissertação,

cuja disponibilidade deve ficar realçada.

Ao Prof. António Campos e Matos, cujo convite para ingressar no G.E.G., me permitiu

participar em projectos de estruturas metálicas que se desenvolvem no seu gabinete. Como

co-orientador, por partilhar os seus conhecimentos nesta área da engenharia civil.

Ao Eng. Vaz Pinto por me colocar o equipamento técnico e informático do G.E.G. à

disposição, e dar um forte apoio a esta dissertação.

Ao Prof. Mota Freitas, por me ter sensibilizado para as estruturas metálicas, pelas suas

excelentes aulas durante o curso, que foram a base de muitos dos desenvolvimentos posteriores. E

também pela sua disponibilidade para trocarmos impressões durante a elaboração desta dissertação.

À Junta Nacional de Investigação Científica e Tecnológica, cujo apoio financeiro foi muito

importante.

Ao Prof. Manuel Azeredo, cujo ímpar sentido crítico, foi imprescindível no estudo efectuado

da Ponte Luiz I.

Ao Prof. Carlos Sousa Oliveira, pela sua preciosa ajuda na elaboração da caracterização

dinâmica da estrutura, disponibilizando a aparelhagem e efectuando os ensaios in situ.

Ao meu amigo José Sena Cruz, que trabalhando comigo no estudo da Ponte Luiz I,

contribuiu de forma decisiva para o sucesso do mesmo.

Aos colegas do gabinete G.E.G. pelas sempre úteis trocas de impressões, em especial ao

Carlos Félix e ao Ricardo Leite com quem desenvolvi o estudo da Ponte Internacional de Valença-

Tuy.

Ao Prof. Fernando de Oliveira do DEMEGI, cujos esclarecimentos relacionados com os

ensaios de materiais foram imprescindíveis na elaboração da secção a eles dedicado nesta

dissertação.

Ao colega Rui Calçada, pelo sua contribuição nos estudos dinâmicos.

Ao Sr. Antero Pinto, pela sua disponibilidade em prestar esclarecimentos sobre a sua

actividade na J.A.E.

Ao Sr. Alberto Borges, contramestre dos núcleos de manutenção da C.P., pelos

esclarecimentos prestados sobre a actividade da C.P., bem como toda a bibliografia que me facultou.

Ao Eng.º. Clemente, por toda a muito útil informação sobre as reabilitações efectuadas pela

C.P.

Ao Eng.º Andrade Gil pelas conversas esclarecedoras.

Ao Eng.º Vítor Damião pelas informações prestadas.

À D. Lúcia Cerca, presidente da Junta de Freguesia do Pinhão, pela informação fornecida

relativamente à Ponte Metálica do Pinhão.

Ao António Alexandre e ao Fernando Vaguinho, pelos desenhos desenvolvidos.

Apoios

JNICT – Junta Nacional de Investigação Científica e Tecnológica

COPISINDE, Centro de Cópias Lda.

Á LVARO MONTANHA Designers, Lda.

Simbologia

ºF – Graus Farenheit

ºC – Graus Celsius

xG – Abcissa do centro de gravidade

yG – Ordenada do centro de gravidade

A – Á rea da secção transversal

Ix – Momento de inércia segundo o eixo dos x

Iy – Momento de inércia segundo o eixo dos y

i – raio de giração

kN – Kilonewton

m3 – metro cúbico

m2 – metro quadrado

m – metro

cm – centímetro

mm – milímetro

MPa – Megapascal

GPa – Gigapascal

Hz – Hertz

M – Momento flector

N – Esforço axial

λ - Coeficiente de esbelteza

ϕ - Coeficiente de encurvadura

σ - Tensão normal

τ - Tensão tangencial

Índice do capítulo 1

CAPÍTULO 1 - INTRODUÇÃO ................................ ................................ ................................ .................. 2

Conservação e Reabilitação de Pontes Metálicas

2

Capítulo 1 - Introdução

As primeiras pontes surgiram por acaso, quando pedras ou árvores se depositavam sobre o

leito dos rios, permitindo o seu atravessamento. Educado pela natureza e orientado pelas suas

necessidades, o homem começa a modelar estas acções do acaso e inicia ele a construção de singelos

0atravessamentos, derrubando ele próprio as árvores e movimentando as pedras. Nasciam assim as

primeiras pontes.

Segundo Theotónio Rodrigues [10], a mais antiga ponte que existe ainda em serviço (isto em

1949) é a Ponte das Caravanas, sobre o rio Meles, em Smyrna. Tem um único vão de 14 metros e

conserva ainda a maior parte da estrutura primitiva. No entanto, a mais antiga de que há menção

surgiu sobre o Nilo, construída por Menés, rei dos egípcios, no ano 2.560 a.c. Mas é na Babilónia,

sobre o rio Eufrates, em 780 a.c., que é construída uma ponte em madeira com pilares de pedra, de 36

metros de vão. Descrita com minúcia por Herodoto, em 484 a.c., é a primeira que é notícia histórica.

Muitas outras pontes surgiram ainda antes da nossa era, mas foi com o império romano que

sofreram grande evolução, nomeadamente as de alvenaria em arco.

A primeira ponte metálica foi construída sobre o rio Severn na Inglaterra em Coalbrookdale,

decorria o ano de 1776. Era feita em ferro fundido, e manteve-se em serviço até à cerca de 50 anos

atrás (ano de referência, 1949) [10]. Ao ferro fundido sucedeu o emprego do aço laminado na

construção de pontes, tendo a primeira sido construída em 1863 em Maastricht na Holanda.

As pontes metálicas em Portugal marcaram uma época, quer ao nível histórico-cultural, quer

ao nível da própria história da engenharia civil portuguesa. Obras como a Ponte Luiz I e D. Maria Pia

no Porto e a Ponte Internacional de Valença-Tuy, em Valença do Minho, para citar alguns exemplos,

constituem autênticas obras de arte, revestindo-se de um elevado valor patrimonial, quer ao nível da

cidade onde se inserem, quer nacional ou mesmo mundialmente, como é o caso da Ponte Luiz I.

A sua reutilização ou manutenção, com a preservação desse valor, deve ser uma prioridade,

conseguindo-se deste modo o prolongamento do seu valor arquitectónico e estrutural. Importa aqui

referir que algumas das mais notáveis pontes metálicas nacionais não foram nem projectadas nem

construídas por portugueses. No entanto, o seu acompanhamento quer ao nível da avaliação dos

projectos, quer da fase de construção, foi efectuada por portugueses. Mais ainda, algumas dessas

pontes, foram alvo de projectos de reabilitação ou alteração elaborados por engenheiros portugueses.

Isto para dizer que o empenho nacional no acompanhamento destas obras faz parte da nossa história.

No entanto, em muitas delas, já passaram alguns anos desde as últimas intervenções de conservação.

Capítulo 1 - Introdução

3

Casos houve em que o total abandono da sua utilização acabou por imperar, caso da Ponte Maria

Pia, actualmente fechada ao trânsito, ou a ponte da Régua (Figura 1.1). Outras há em que não

obstante continuarem em exploração, não são reparadas há diversos anos. É o caso da Ponte Luiz I,

que já possuiu uma equipa permanente, responsável sua conservação, não tem intervenção de

beneficiação há mais de 16 anos [52].

Figura 1.1 – Ponte da Régua, desactivada.

Presentemente o interesse na recuperação das pontes metálicas, quer rodoviárias quer

ferroviárias, tem vindo a ser mais divulgado e a ter lugar, podendo desde já apontar-se exemplos

desse empenho. A Ponte Luiz I foi objecto de estudos entre 1995 e 1996 com vista à sua utilização na

linha do Metro Ligeiro do Porto. No caso da Ponte Internacional de Valença-Tuy está a ser elaborado

um projecto de reabilitação e reforço, com o objectivo de permitir cargas e velocidades de circulação,

ao nível do caminho de ferro, mais elevadas. Outra ponte que também se encontra em fase de

projecto de recuperação é a Ponte Metálica do Pinhão sobre o Rio Douro. Outras há já reabilitadas,

como é o caso da Ponte sobre o Lima em Viana do Castelo, exemplo de uma ponte mista, rodoviária

e ferroviária. Quanto às ferroviárias, citam-se alguns exemplos [50]: Ponte de Alcácer, Ponte de

Padrões, Ponte do Corona na linha do Sado; na linha da Beira Baixa as pontes da Ribeira de Canas,

da Ribeira de Caímbros e de Ulmeiros e na linha do Douro a Ponte de Vargelas e de Arnozelo, a

Ponte do Tua e do Vale do Nudo. Pode ainda dentro das ferroviárias citar-se exemplos das que

foram completamente substituídas mas que se mantiveram metálicas, a ponte de Meimoa na linha da

Beira Baixa e a ponte do Mondego na linha do Norte.

Se por um lado a reabilitação das pontes metálicas pode ter apenas um carácter de

preservação da obra, cujas funções para as quais foi projectada se mantêm, outras há cujas novas

funções para as quais se pretende a sua utilização, acarretam normalmente problemas estruturais de


4

reforço, em resposta ao aumento das cargas actuantes e velocidades de circulação, acompanhadas

pelo cumprimento de novos regulamentos em vigor.

Dentro deste cenário interessa estabelecer critérios e metodologias de trabalho que resultem

numa eficiente intervenção na obra, respondendo com eficácia aos fins em vista. Nisto reside

essencialmente o objectivo da presente dissertação. Todo o processo é acompanhado com exemplos

que demonstram o funcionamento de tais metodologias de análise e processos de intervenção.

Associada à área da reabilitação, aparece a manutenção das obras, logo referida no início

deste trabalho. Não basta recuperar, é necessário manter. Neste ponto residem outras tantas e não

menos importantes questões que não podem deixar de ficar registadas, completando assim as

intenções de todo o processo aqui exibido. Estas questões prendem-se com os métodos, materiais e

equipamentos que têm vindo a ser usados nestas obras. No entanto, a maior experiência nesta área

decorreu há alguns anos atrás, já que ultimamente as questões da manutenção a nível nacional têm-

se esbatido com o decorrer dos anos e a prova está nos exemplos já citados em que as equipas de

manutenção deixaram pura e simplesmente de existir. Pergunta-se então, se hoje a informação

disponível é de facto significativa, se chega a ser inovadora, ou se vamos recuar a tempos passados.

As informações recolhidas nas entidades, responsáveis pelas pontes nacionais, não permitem

afirmar que a manutenção das pontes metálicas é inovadora, quer as técnicas, quer os materiais

utilizados enquadram-se num quadro de evolução que se mistura com o que se fazia há alguns anos

atrás, embora relativamente a estes últimos se possam apontar diferenças.

Constata-se nas diversas vertentes da manutenção, uma diminuição ou mesmo

desaparecimento das equipas de manutenção, ou seja, neste ponto nem aos tempos passados

recaímos, para tristeza de muitos que se interrogam sobre o dia de amanhã. Conforme se verá a

atitude relativa à manutenção das nossas pontes metálicas está longe de atingir os níveis anteriores.

Apesar destas dificuldades e simultaneamente para que nem tudo se desvaneça com o

tempo, ficam registadas algumas das questões ainda hoje tratadas, na área da manutenção das

pontes metálicas e que resultaram duma experiência de vida de vários homens.

Índice do capítulo 2CAPITULO 2 – METODOLOGIAS DE ANÁ LISE E PROCESSOS DE INTERVENÇÃO ................. 7

1 INTRODUÇÃO ...........................................................................................................................................7

2 RECOLHA DE DADOS............................................................................................................................10

3 PROBLEMAS TÍPICOS.............................................................................................................................16

4 CARACTERIZAÇÃO DA PONTE ..........................................................................................................25

4.1 CARACTERIZAÇÃO HISTÓ RICA ..............................................................................................................25

4.2 CARACTERIZAÇÃO GEOMÉTRICA E MECÂNICA ......................................................................................25

5 ACÇÕES E COMBINAÇÕES...................................................................................................................28

5.1 ACÇÕES PERMANENTES.........................................................................................................................28

5.2 ACÇÕES VARIÁ VEIS ...............................................................................................................................29

6 MATERIAIS...............................................................................................................................................32

7 ENSAIOS LABORATORIAIS E IN SITU ................................................................................................35

7.1 ENSAIOS LABORATORIAIS ......................................................................................................................35

7.1.1 Observação da obra ....................................................................................................................35

7.1.2 Escolha das amostras..................................................................................................................36

7.1.3 Obtenção das amostras ..............................................................................................................36

7.1.4 Referenciação das amostras .......................................................................................................36

7.1.5 Escolha dos ensaios ....................................................................................................................37

7.1.6 Escolha dos provetes ..................................................................................................................38

7.1.7 Execução dos ensaios .................................................................................................................38

7.2 ENSAIOS IN SITU....................................................................................................................................39

7.2.1 Equipamento e metodologia......................................................................................................39

8 CÁ LCULO .................................................................................................................................................40

8.1 PROGRAMAS .........................................................................................................................................40

8.2 LIMITAÇÕES DOS PROGRAMAS...............................................................................................................41

8.3 CÁ LCULO MANUAL...............................................................................................................................42

9 RESULTADOS...........................................................................................................................................43

10 CENÁ RIOS DE REFORÇO.....................................................................................................................45

10.1 GENERALIDADES.................................................................................................................................45

10.2 SOLUÇÕES DE REFORÇO .......................................................................................................................46

10.2.1 Alvenarias..................................................................................................................................47


6

10.2.2 Aparelhos de apoio .................................................................................................................. 47

10.2.3 Estrutura metálica .................................................................................................................... 48

11 MANUTENÇÃO..................................................................................................................................... 54

11.1 ALVENARIAS ...................................................................................................................................... 54

11.2 APARELHOS DE APOIO ........................................................................................................................ 55

11.3 ESTRUTURA METÁ LICA ....................................................................................................................... 58

11.3.1 Limpeza e pintura..................................................................................................................... 58

11.3.2 Rebites ....................................................................................................................................... 60

11.3.3 Substituição de elementos........................................................................................................ 61

12 O ESTADO DAS PONTES METÁ LICAS NACIONAIS...................................................................... 63

12.1 A JUNTA AUTÓ NOMA DE ESTRADAS .................................................................................................. 63

12.1.1 A actividade da brigada da Ponte Luiz I................................................................................ 68

12.2 OS CAMINHOS DE FERRO PORTUGUESES ............................................................................................. 72

Capítulo 2 – Metodologias de Análise e Processos de Intervenção

7

Capitulo 2 – Metodologias de análise e processosde intervenção

1 Introdução

As soluções estruturais das pontes metálicas são bastante distintas entre si, assim podemos

deparar com soluções de pontes suspensas, tipo pênsil, atirantadas ou constituídas por um sistema

reticulado de barras simples ou compostas com ligações soldadas, aparafusadas ou rebitadas. Estas

últimas em maior número do que qualquer das restantes, pelo menos no nosso país, apresentam

diversas configurações estruturais das quais se apresentam alguns exemplos na Figura 2.1.

Figura 2.1 – Pontes constituídas por perfis compostos, Ponte do Vale do Nedo (esq. cima), Ponte de Padrões

(dir. cima), Ponte de Valença-Tuy (esq. baixo), Ponte de Garvão durante a substituição (dir. baixo)

As metodologias e processos de intervenção aqui apresentados focalizam essencialmente as

pontes que se caracterizam por soluções estruturais de barras constituídas por perfis compostos, com

ligações rebitadas, em alguns casos aplicáveis a pontes com ligações aparafusadas e soldadas.


8

Grande parte destas estruturas provaram a sua durabilidade e funcionalidade durante

dezenas de anos, algumas com mais de 100 anos continuam em serviço (Ponte Luiz I). Esta

durabilidade e estabilidade estrutural só é possível garantir se houver uma manutenção regular que

contemple inspecções, reparações, reforço e pintura e eventualmente ensaios que permitam avaliar

estados de tensão, fadiga, etc. Se todos estes cuidados forem subtraídos à ponte, serão os agentes

erosivos que determinarão o seu tempo de serviço.

Uma das principais causas da degradação estrutural e funcional destas obras é a corrosão,

que acompanhada de um ambiente propício à oxidação do aço e da falta de pintura, desencadearão

um processo de perda de secção resistente, entre outros fenómenos. Danos provocados por acidentes

com veículos que chocam com elementos da estrutura, ou provocados por catástrofes naturais, como

sismos, tempestades, fogo e a fissuração do próprio material, devido à existência de ciclos de carga e

descarga durante longos períodos, assim como as variações de temperatura que podem provocar

oscilações de algumas dezenas de graus.

O projectista, terá ainda de ter em atenção que podem existir nas imediações da obra

industrias que, devido à libertação de gases ou lançamento de detritos nas proximidades, possam de

algum modo explicar um determinado tipo de degradação que a ponte evidencia.

A título exemplificativo de um factor deste tipo, cita-se o caso da zona central do arco da

Ponte Luiz I, que aloja um elevado número de pombas. Os excrementos destes animais provocam a

corrosão dos aços, que é naquele caso responsável por algumas das anomalias detectadas.

Outra questão que importa referir, diz respeito à evolução das cargas que circulam na ponte.

Muitas destas obras projectadas para determinados valores de carregamento, sofreram ao longo dos

tempos e de forma progressiva, um aumento dos valores das cargas, de acordo com a evolução

natural dos próprios veículos que nela circulam. Esta evolução não foi muitas vezes acompanhada

com estudos de verificação de estabilidade das obras.

Sucederam-se assim, situações em que as pontes foram sofrendo assentamentos diferenciais,

deformações não recuperáveis, fracturação de alguns elementos, enfim, uma degradação gradual do

seu estado que, sem comprometer um possível colapso, lhes diminuiram progressivamente o tempo

de vida.

As decisões de intervenção passam necessariamente pela ponderação entre factores

essencialmente económicos, que ditarão uma recuperação ou um abandono da obra, pelo menos para

os fins em vista inicialmente. De facto em alguns casos, a construção de uma nova ponte que

responda eficazmente às necessidades, é revestida de atractivos económicos e de execução em

detrimento de uma recuperação da ponte existente. Note-se no entanto que, uma ponte sem


9

condições para manter uma circulação ferroviária, pode com uma recuperação eficaz ser usada para

peões, preservando assim o seu valor arquitectónico. Assim se pode afirmar que, o valor patrimonial

das obras pode ser aproveitado quando o abandono parece inevitável. Deste modo se coloca a

primeira grande questão, recuperar ou abandonar? A partir deste ponto desenrola-se um completo

processo de avaliação da capacidade resistente da ponte e das necessidades futuras de capacidade

resistente, concluindo antes de avançar para qualquer projecto de recuperação propriamente dito, do

grau de recuperação necessário.

Para efectuar esta avaliação é necessário proceder a uma correcta avaliação do estado da

ponte. Tal obriga a uma recolha de dados eficiente, e à sua cuidadosa análise, de modo a que seja

possível efectuar um estudo credível, ainda que preliminar da obra. Só assim se depositará confiança

em futuros estudos que venham a ter lugar, e que podem culminar na elaboração de um projecto de

reabilitação para a ponte.

As intervenções de recuperação ou mesmo substituição, terão de ter carácter permanente,

acompanhadas desde o momento em que são concluídas, duma manutenção sistemática das obras

que avalie a sua estabilidade à medida que os carregamentos sofram alterações. Terão assim as

soluções de reabilitação de admitir cenários futuros de carregamento, não se limitando unicamente a

resolver o problema para a solicitação presente.

As questões das novas solicitações acabam no entanto por ser um assunto delicado e de

difícil resposta, já que, a regulamentação nacional ou internacional, não perspectiva grandes

alterações aos valores actuais das acções intervenientes nestes estudos. Convém no entanto, ter

sempre presente que quando estas obras foram projectadas, respeitando regulamentos então em

vigor, pensar-se-ia eventualmente da mesma maneira e afinal, tudo mudou. Parece assim mais lógico

olhar para o futuro da obra.


10

2 Recolha de dados

Sendo uma das fases mais importantes num projecto de reabilitação, a recolha de dados

representa um pilar onde nascerá todo o restante processo de recuperação. Daí, desde já se alertar o

projectista para um investimento cuidado, tanto na recolha como no tratamento de dados. Note-se

que uma deficiente recolha e tratamento de dados, resultarão num ineficaz processo de recuperação,

comprometendo todo o propósito de uma reabilitação.

A recolha de dados, passará obviamente por uma consulta dos documentos disponíveis

relacionados com a ponte: o projecto original; projectos de alterações posteriores, pertencentes ou

não ao mesmo projectista; documentos históricos; artigos de jornais ou revistas, que tenham

retractado acontecimentos particulares da obra, acidentes por exemplo. Estes artigos podem revelar-

se bastante importantes, dado que muitas vezes apresentam informação bastante pormenorizada,

podendo conter informações que documentos oficiais integrantes do projecto não possuem. Nestes

documentos integram-se as folhas de cadastro que os Caminhos de Ferro Portugueses (C.P.)

possuem (ver Figura 2.2), onde se pode encontrar uma vasta informação sobre as obras. A Junta

Autónoma de Estradas (J.A.E.) também possuí este tipo de documentos (Figura 2.3), não se

apresentando no entanto tão completos.

Figura 2.2 – Ficha de cadastro da C.P.


11

Figura 2.3 – Folha de inspecção da J.A.E.

Será oportuno referir que as primeiras dificuldades podem ser encontradas na recolha de

dados, nomeadamente nos que se referem aos documentos escritos anteriormente referidos. Existem

situações, como a da Ponte Metálica do Pinhão, onde praticamente não existem informações sobre o

projecto original, no que se refere à identidade do projectista, se se verificaram intervenções

posteriores, a data do início da construção, etc. Isto porque e segundo indicações dos responsáveis

da J.A.E. [53] todos os documentos que integravam o processo da Ponte Metálica do Pinhão

desapareceram num assalto (ou incêndio, as opiniões divergem) que os arquivos sofreram em

Lisboa. Assim se fica automaticamente entregue ao ponto inicial, não podendo recorrer-se a qualquer

tipo de informação histórica.

Deste modo, há que iniciar um processo de levantamento da obra existente, para prosseguir

com os estudos. Importa salientar a importância de que se revestem as visitas à obra, mesmo

dispondo de um completo processo histórico. Estas visitas permitem efectuar quer uma comparação

entre os dados constantes dos projectos que existem, quer um levantamento das anomalias

existentes. Acompanhando todo este processo com um levantamento fotográfico ou videográfico

eficiente, será possível criar uma base de trabalho em gabinete que evite sucessivas visitas à ponte

para esclarecer dúvidas que vão surgindo. O levantamento fotográfico é de facto

extraordinariamente importante; permite uma consulta sistemática da obra, clarificando muitas


12

dúvidas de geometria, das secções, etc. É um eficaz meio de guardar informação para consulta

futura. Permite deixar registadas muitas das anomalias detectadas, poupando trabalho escrito nunca

tão completo como uma imagem, do observado. Por outro lado, as fotografias podem muitas vezes

servir para determinar, ainda que de forma aproximada, as dimensões de alguns elementos

inacessíveis, pelo menos sem equipamento especializado.

As visitas à obra deverão ter também um carácter comparativo, isto é, apesar de existir o

projecto original ou de posteriores intervenções, devem no entanto efectuar-se algumas medições in

situ, de modo a se poder concluir da exactidão das peças desenhadas disponíveis. De facto, acontece

que a obra existente nem sempre está de acordo com ao projecto disponível.

Na Ponte Luiz I por exemplo, detectaram-se algumas diferenças na geometria entre o

projecto original e a obra que de facto foi construída. Muitas destas diferenças não são detectáveis

por simples observação, há que despender algum investimento num conhecimento profundo da

estrutura, passando por uma contínua observação e comparação das peças desenhadas disponíveis e

da estrutura existente.

Por último, ainda relativamente às visitas efectuadas à obra e fazendo parte do método que

aqui se pretende deixar descrito, acrescentam-se os relatórios que deverão ser elaborados no fim de

cada visita. Prolongando-se por um longo período de tempo, um projecto de recuperação, obriga a

que as observações fiquem registadas periodicamente, evitando-se deste modo que todas as

observações efectuadas se percam, quando se deixa que o tempo passe até se proceder à sua

compilação.

Não nos esqueçamos que as inspecções só por si, não colocam a descoberto todas as

anomalias que uma ponte possa conter. Na realidade algumas surpresas a este nível podem ocorrer

quando se iniciam algumas recuperações nos elementos da estrutura. Quando se levam a cabo acções

de reparação podem surgir situações de anomalias que não tinham sido detectadas anteriormente.

Há portanto, que colocar algumas reservas, relativamente à situação real da obra.

Até esta fase do estudo, pode ainda não se ter concluído sobre a decisão de proceder ou não

a uma recuperação. No entanto, será oportuno proceder a uma primeira avaliação do estado da obra,

especulando acerca da segurança. Se as inspecções levadas a cabo detectam automaticamente

anomalias que se consideram graves, há que alertar rapidamente as entidades responsáveis,

aconselhando o encerramento da ponte ou uma restrição à sua utilização, nomeadamente quanto ao

valor das cargas rolantes e respectiva velocidade de circulação. Não nos esqueçamos que a segurança

das pessoas está em primeiro lugar. Portanto uma avaliação primordial da segurança da obra,

mesmo antes de qualquer análise da potencial reparação, deve ser levada a cabo pelo engenheiro,


13

que deverá tomar medidas adequadas, visando a segurança da obra, que garantam uma anulação do

risco de colapso.

Resumindo, pretende-se que a inspecção seja utilizada no sentido de se avaliar a constituição

e o nível de degradação dos diversos elementos estruturais, que irão permitir um conhecimento

correcto da ponte e também sustentar decisões que visem a escolha das técnicas de reabilitação, ou

em primeira análise, a escolha entre as opções de conservação, demolição parcial ou total da obra ou

ainda a tomada de medidas preventivas de segurança.

Directamente relacionada com as visitas efectuadas à obra, encontra-se a recolha de amostras

para futuros ensaios em laboratório e também ensaios in situ.

Os ensaios laboratoriais são de extraordinária importância, pois só a partir deles é possível

determinar as características do material, químicas e mecânicas, de modo a poder concluir-se sobre a

resistência residual que apresenta, índices de fadiga, etc. Estes ensaios devem ser levados a cabo por

técnicos especializados, garantindo um tratamento estatístico dos resultados, já que serão estes

resultados a base de trabalho para futuros estudos.

A retirada dos provetes para ensaio, reveste-se de alguns critérios [32] que importa deixar

registados. O local escolhido para a retirada da amostra deve ser ponderado. A escolha de elementos

que não careçam de reparação é uma hipótese. No entanto, deve optar-se por elementos que não

comprometam durante a retirada da amostra, a estabilidade da estrutura, e cuja execução seja

facilitada. Os elementos mais esforçados serão porventura os que apresentam, estados de tensão

mais elevados e que consequentemente se encontram mais deteriorados. A substituição dos troços de

elementos retirados é na grande maioria dos casos absolutamente indispensável. Esta substituição é

efectuada com os aços actuais que permitem todo o tipo de ligação, soldada, aparafusada e rebitada.

No entanto, os aços antigos não são tão versáteis, proibindo, devido aos elevados níveis de carbono,

a soldadura. Há portanto que não descurar este facto, optando como medida preventiva pelo uso de

parafusos, de execução mais simples do que os rebites. Colocar-se-á a questão ao nível estético entre

as duas opções anteriores, já que a maioria destas obras antigas eram rebitadas, porém como se está

a tratar de uma questão temporária, este ponto parece ultrapassável sem prejuízo da estética da obra,

pois em fase de execução será de considerar o uso de rebites que é preferível aos parafusos.

Além dos ensaios laboratoriais, outros há a realizar no local que permitem obter informações

bastantes úteis. Podem por exemplo levar-se a cabo medições de frequência próprias da ponte,

utilizando equipamento especializado. Este tipo de ensaios, proporcionam resultados que servem

para calibrar os resultados que se obtêm usando modelações da estrutura em programas de cálculo

automático, permitindo muitas vezes depositar confiança no modelo de cálculo que estamos a

utilizar.


14

A medição de algumas deformações pode e deve sempre que possível ser efectuada, quer

usando ao nível local equipamento que permite medir extensões dos elementos e movimentos dos

aparelhos de apoio, quer ao nível global usando material topográfico para medir flechas,

movimentos transversais e longitudinais.

Outro ensaio in situ de simples execução, permite por exemplo a detecção de fendas nas

peças metálicas, usando por exemplo um líquido corante que evidencia as zonas fendilhadas.

A título conclusivo deste ponto relativo à recolha de dados, importa deixar registados os

itens mais importantes que o engenheiro deve ter em conta quando inicia um projecto de reabilitação

de uma ponte metálica.

1. Recolha de documentos relativos ao projecto original e/ou de posteriores intervenções de

modificação ou mesmo de recuperação. Estes documentos estão normalmente disponíveis

nos arquivos da Junta Autónoma de Estradas no caso das pontes rodoviárias e nos

Caminhos de Ferro Portugueses para as ferroviárias.

2. Recolha de documentos históricos em jornais ou revistas. Estes documentos possuem

muitas vezes informação, como relatos de acidentes por exemplo, sempre útil para uma

correcta caracterização da obra.

3. Consulta dos regulamentos em vigor na altura e que serviram para o dimensionamento

da obra, comparando-os com os regulamentos em vigor actualmente. Esta comparação é

útil para efectuar posteriormente uma comparação dos esforços.

4. Visitas à obra para inspecção de patologias e verificação dos elementos de projecto

disponíveis, devendo ser sempre acompanhadas por um completo levantamento

fotográfico ou videográfico e ainda de relatórios de inspecção. A criação de fichas de

inspecção adequadas a cada caso podem nesta altura ser utilizadas facilitando a recolha

de informação.

O contacto com as populações vizinhas pode vir a demonstrar-se bastante útil, resultando

na recolha de episódios históricos, que podem eventualmente nunca terem ficado

registados a não ser na sua memória.

5. Ensaios in situ usando métodos não destrutivos e em laboratório após retirada de

amostras da ponte. Primeiras informações importantes a reter sobre os materiais

constituintes.


15

6. Compilação das primeiras informações e elaboração de um relatório preliminar sobre o

estado da ponte, podendo adiantar-se já medidas preventivas sobre a sua utilização,

tendo sempre presente a segurança das pessoas.


16

3 Problemas típicos

O engenheiro responsável por um projecto de recuperação de uma ponte metálica, deverá

estar bem atento ao tipo de problemas que pode encontrar, sensibilizando-se progressivamente para

uma eficaz detecção. Até ao momento já foram identificados alguns desses problemas. Pretende-se

no entanto, neste ponto, sem prejuízo de se efectuar repetições exaustivas, deixar registadas as

patologias mais comuns neste tipo de obra.

Corrosão: a corrosão é sem dúvida um dos problemas mais comuns em pontes metálicas, o

tipo de secções compostas de muitas pontes, tipo caixão com um lado semi aberto ou em U,

propiciam a acumulação das águas da chuva e detritos, que acompanhados de um deficiente

escoamento conduzem a um estado progressivo de corrosão dos aços (Figura 2.4).

Figura 2.4 – A configuração do banzo inferior favorece a acumulação de água e detritos

Outro importante meio de corrosão são as águas com algum teor em sal, que contactando

sistematicamente com os aços traduz-se na sua oxidação. Assim as obras que se encontram perto do

mar, estarão obrigatoriamente mais sujeitas a este fenómeno. Mas só a situação de existência de

humidade é suficiente para avançar com o processo, como por exemplo as obras que se encontram

em zonas sujeitas a nevoeiros.

De entre os diversos elementos das partes susceptíveis de serem atacadas por este fenómeno,

encontram-se num estado mais favorável todas aquelas que apresentam esforço de tracção tão

elevado que lhes possam ter provocado micro-fendilhações e que favorecem a aceleração da

corrosão.


17

A Figura 2.5 mostra a “casa” de uma pomba, não mais do que uma das barras do arco da

Ponte Luiz I no Porto. A corrosão provocada pelos excrementos dos animais é nesta obra uma

situação problemática. O elevado número destes animais que se alojam na zona superior do arco,

tem contribuído para o acelerar da corrosão desta obra. Este problema não é único nesta ponte,

outras há que devido à sua estratégica localização, favorecem a fixação destes animais para fazerem

os seus ninhos. É de facto uma situação que só é identificada com visitas pormenorizadas, e não

olhando em termos gerais para a obra. A acessibilidade a estas zonas mais recatadas e normalmente

mais elevadas, onde se encontram os animais, é dificultada, não se detectando à vista desarmada o

estado corrosivo provocado por este fenómeno.

Figura 2.5 – Pomba na Ponte Luiz I

No caso anteriormente apresentado, só foi possível detectar o fenómeno quando se

percorreu o passadiço de visita que atravessa a ponte. Não era perceptível no entanto, por

observação a partir dos terrenos acidentados, devido à elevada altura a que aquela zona se encontra.

No caso de transporte de animais, quer rodoviário quer ferroviário [14], a deposição de

dejectos dos mesmos nas obras não é de todo de ignorar. A situação estende-se a outros

componentes que pelas suas características químicas, ao cairem dos vagões de transporte,

depositam-se sobre as obras, sendo responsáveis por alguns estados de corrosão.

Outra questão importante ligada à corrosão tem a ver com a proximidade de fábricas, pelo

lançamento de vapores na atmosfera, ou resíduos nos cursos de água. Se os fumos ou resíduos forem

corrosívos, podem atacar a estrutura metálica. A passagem de veículos que transportem produtos

com estas características são também de salientar. Bem como a proximidade de zonas de manobras

no caso dos caminhos de ferro.


18

A corrosão manifesta-se pela formação de óxido de ferro (ferrugem) entre as chapas ligadas,

quer pela formação de covas e aberturas, na superfície das chapas. No primeiro caso as chapas

chegam a abrir-se conforme o esquema da Figura 2.6 exemplifica.

Figura 2.6 – Formação de bolsas de ferrugem entre chapas

Figura 2.7 – Alguns exemplos de avançados estados de corrosão [1]

Estes efeitos provêm, em geral, de conservação insuficiente ou de qualquer disposição

defeituosa, o exemplo da Figura 2.6, resulta normalmente por demasiado espaçamento entre rebites,

acompanhado do colapso da pintura. A camada de ferrugem que se forma entre as chapas torna-se

por vezes de grande espessura, chegando a encurvar as chapas e a forçar os rebites, fazendo-lhes

saltar a cabeça [16]. O reduzido espaço entre barras, onde se torna difícil limpar e pintar, é outro

ponto sensível a ser atacado pela corrosão.

A corrosão dos elementos metálicos pode atingir proporções preocupantes (Figura 2.7), que

em muitos casos pode obrigar a trabalhos de reparação imediatos.

É curioso referir uma questão relacionada com a corrosão, de grande especificidade e pouco

falada, que aqui se apresenta por estar relacionada com a Ponte Luiz I. A electrificação da linha de

transporte pública que atravessava o tabuleiro superior da ponte, foi objecto de um estudo [35], onde

se verificou a responsabilidade desta electrificação na corrosão das peças metálicas. A utilização dos


19

carris como circuito de retorno, permitia a ocorrência de fenómenos de circulação de correntes

eléctricas em percursos, que envolviam porções de terreno circundantes e peças metálicas enterradas

nessas zonas. Essas correntes eléctricas vagabundas, podiam dar origem a uma acção electrolítica,

que se traduzia na corrosão violenta das peças metálicas. Cientes deste problema, por todo o mundo

foram sendo criados dispositivos, que minimizassem o fenómeno, muitas vezes por imposições

regulamentares. Mas em Portugal a exigência de medidas preventivas, para evitar este problema,

ainda que consideradas exageradas na altura, foram responsáveis pelo sucesso da solução adoptada

e que evitou o referido fenómeno.

Defeitos de cravação: Os defeitos de cravação são muitas vezes visíveis a olho nu, mas deve

ser sempre efectuada uma verificação com o martelo de verificar rebites. Quando os rebites derem

sinal de estar “leves” ou com a cabeça fendida, descentrada, ou mal apertados contra as chapas

devem ser substituídos. A substituição pode provocar reajustes na ligação entre chapas, ou ainda um

alívio dos rebites vizinhos dos substituídos. Quando um rebite se encontra mal cravado pode

normalmente identificar-se um círculo de oxidação que se forma em torno da sua cabeça. Os defeitos

de cravação são exemplificados na Figura 2.8.

Figura 2.8 – Exemplos de rebites mal cravados.

O esquema 1, mostra um rebite descentrado, a embutideira não foi correctamente colocada

no eixo do rebite, o que provocou o descentrar da cabeça. No caso 2, há uma deficiente aplicação da

embutideira, a cabeça formada é pequena demais e não garante uma boa ligação. Por outro lado,

ferro a mais produz uma cabeça demasiado grande, (ver esquema 3), podendo no entanto não

comprometer a estabilidade do conjunto. Neste caso o material em excesso pode ser retirado com um

corta a frio circular, pois esta zona tenderá a oxidar rapidamente. A última situação refere-se à

existência de rebarbas nas chapas a ligar que dificultam, podendo mesmo impossibilitar, o encosto

da cabeça do rebite [13].

Colisões: Estragos provocados pelas colisões dos veículos, são também um factor a

considerar na degradação de uma ponte metálica. O desgoverno dos veículos nas pontes rodoviárias

ou dos comboios nas ferroviárias, podem vir a provocar colisões com alguns elementos da estrutura,

por vezes elementos importantes que carecem automaticamente de reparação. As embarcações que

navegam em rios ou canais atravessados por pontes, são responsáveis também por alguns estragos


20

nestas obras, quer directamente pelas embarcações, ou pela mastreação. O grau dos estragos é

variável mas pode ser responsável pelo colapso da estrutura, se medidas preventivas de reparação

não forem levadas a cabo. As Figura 2.9 e Figura 2.10 exibem duas situações, a primeira não carece

de reparação, a segunda no entanto evidencia a urgência da reparação efectuada.

Figura 2.9 – Banzo inferior de uma viga embatido por um veículo [1]

Figura 2.10 – Longarina principal reparada após impacto de um veículo, que lhe provocou

a fendilhação total da alma e do banzo inferior [1]

A título de exemplo de problemas por colisão refere-se a Ponte Luiz I onde no tabuleiro

superior, o colapso de algumas guardas, resultou do embate dos veículos [52]. Não sendo elementos

fundamentais em termos estruturais, são-no para quem utiliza o passeio. Houve assim que reparar

imediatamente esses elementos. No tabuleiro inferior os acidentes deste tipo quase não existiram. O

mais grave de que há memória ocorreu à passagem de um barco [52]. Numa altura em que o rio se

encontrava mais cheio, o barco não recolheu a grua, que embateu no tabuleiro inferior e se precipitou

sobre a embarcação. Ao contrário do tabuleiro, a embarcação sofreu grandes danos, acabando


21

mesmo por resultar no seu naufrágio. Este acidente ocorreu em 1972 na altura das cheias, mas não

implicou qualquer tipo de intervenção sobre a obra.

Incêndio: Não sendo uma situação muito comum em pontes metálicas, podem ocorrer casos

em que a temperatura dos elementos devido à ocorrência de um incêndio atinja valores superiores a

1200 ºF (≈ 650 ºC) [1], o que provoca deformações plásticas por aumento da tensão. O grau dos

estragos depende da temperatura máxima a que o aço esteve exposto e da duração da exposição.

Na generalidade quando existem riscos de ocorrência de incêndios, estas obras deverão ser

dotadas de esquemas de protecção. O fogo resulta normalmente quando inadvertidamente veículos

transportando materiais inflamáveis, entram em combustão, por simples fuga do material, ou após

impacto noutros veículos ou na própria ponte. Ocasionalmente pode ocorrer um incêndio a partir de

materiais inflamáveis que existam debaixo ou nas proximidades da obra. Relativamente a estas

últimas situações há que investigar e coordenar estas actividades com as entidades responsáveis

locais.

Não é comum acontecerem incêndios nas pontes metálicas portuguesas, há no entanto pelo

menos um exemplo ocorrido em 1943, quando o tabuleiro de madeira da Ponte da Portela do

Mondego (rodoviária), ardeu, obrigando à substituição da totalidade da obra [52].

Fadiga: A fadiga de um elemento é afectada por numerosos factores, tais como: soldaduras,

buracos de rebites ou parafusos, entalhes, perda de secção e corrosão. Estes factores podem conduzir

a fissuras ou fracturas de um elemento resultando a propagação destas fissuras ao colapso da

estrutura. A fissuração pode muitas vezes ser detectada por simples observação directa dos

elementos, se esta não estiver tapada com tinta nem com detritos.

Ciclos sucessivos de carga e descarga, são responsáveis pelo aparecimento destas fissuras

que podem, quando não visíveis a olho nu, ser detectadas usando métodos não destrutivos,

penetração de tinta corante, partículas magnéticas, ultra-sons e técnicas de raio-X.

Nos elementos constituídos por cantoneiras e chapas rebitadas, as zonas mais propícias à

ocorrência do referido problema, são: as zonas rebitadas dos banzos, ligações, particularmente as das

vigas principais e as efectuadas com goussets. É comum observar-se que a alma das longarinas, a

meio vão, desceu em relação às abas horizontais das cantoneiras do banzo superior, o que denuncia a

ovalização dos furos da ligação das cantoneiras à alma, bem como o alívio dos rebites de ligação da

longarina à carlinga [15].

Flexão desviada: A flexão para fora do plano de um dado elemento é a causa típica de falhas

relacionadas com a fadiga. Os vários elementos de uma ponte deverão ser cuidadosamente

examinados em locais susceptíveis de ocorrer este tipo de flexão. Um exemplo desta situação ocorre


22

quando há excentricidade dos eixos da rótula, em que a alma do perfil composto, sai do seu plano,

conforme se esquematiza na Figura 2.11 [16].

Figura 2.11 – Excentricidade dos eixos da rótula

Assentamentos diferenciais: Os aparelhos de apoio usados antigamente, nomeadamente

aqueles que permitiam movimentos da estrutura, não apresentavam características de durabilidade

que lhes permitissem chegar em perfeitas condições aos dias de hoje. De facto a deterioração de

alguns deles, são responsáveis pelo aparecimento de assentamentos diferenciais. A ocorrência de

variações de temperatura que provoquem deformações para além das admitidas pelos aparelhos de

apoio, podem também provocar esforços secundários na estrutura. A própria ocorrência de um

sismo pode provocar um desalinhamento dos aparelhos de apoio, induzindo esforços por

empenamento da estrutura, ou a simples passagem das cargas rolantes.

As figuras seguintes apresentam alguns tipos de aparelhos, mais comuns nas pontes

metálicas aqui analisadas.

Figura 2.12 – Aparelhos de apoio da Ponte Luiz I, do tabuleiro superior sobre

um pilar de alvenaria (esq.) e do arco (dir.)


23

Figura 2.13 – Aparelho de apoio da Ponte Internacional de Valença-Tuy

Figura 2.14 – Aparelhos de apoio da Ponte Metálica do Pinhão, móvel (esquerda)

e fixo (direita), ambos sobre um dos pilares

A falta de manutenção destes aparelhos, principalmente os móveis, que passa

essencialmente pela sua limpeza e lubrificação, resulta na introdução de esforços na estrutura, por

estes impedirem os seus movimentos. A Figura 2.15 apresenta, esquematicamente, o que pode

acontecer às vigas principais quando o aparelho de apoio se encontra bloqueado, impedindo os

movimentos de dilatação da ponte [16].

Figura 2.15 – Aparelho de apoio bloqueado


24

A desagregação das alvenarias dos apoios, são também causa da deformação e esforços na

ponte, estas deficiências provocam no plano de assentamento de apoio, um tombamento [16], que

torna aquele plano desnivelado conforme se visualiza na Figura 2.16.

Figura 2.16 – Desagregação das alvenarias dos apoios

Descreveram-se deste modo os problemas mais comuns que ocorrem em pontes metálicas,

para que seja mais fácil durante uma inspecção a procura das anomalias e a razão de ser das

mesmas.


25

4 Caracterização da ponte

4.1 Caracterização histórica

A caracterização histórica é um passo bastante importante na elaboração do projecto de

reabilitação. A compilação de toda a informação recolhida por ordem cronológica ajudará à

compreensão da história da ponte e permitirá ao engenheiro absorver e organizar os dados

recolhidos. Esta caracterização pretende também ser um documento integrante do próprio projecto

de reabilitação e servirá para reunir e deixar registada, para futuras consultas ou desenvolvimentos,

toda a informação encontrada relativa à obra. A sua elaboração deverá assim ser revestida de algum

cuidado na escolha dos textos, e ser tão completa quanto possível, sendo constantemente actualizada

no decorrer do processo, à medida que novas informações vão tendo lugar.

Deve-se procurar investir um pouco de tempo na elaboração da história da ponte que se

estiver a analisar, pois será porventura uma oportunidade de organizar toda a informação que existe

sobre a obra, deixando assim escrito um documento histórico de valor. Principalmente nos casos em

que isso nunca foi feito, ou onde a informação se encontra dispersa, ou simplesmente não existe,

como já se citaram exemplos. Não será assim, nenhum exagero valorizar esta fase do projecto, pois

basta pensar-se nas dificuldades com que se depara, quando se pretende desenvolver um projecto

desta natureza e a informação escasseia. Quanto não seria desejável que anteriormente alguém

tivesse tido esta preocupação.

Há no entanto que distinguir à posteriori o que de facto interessa aos estudos em vista,

organizando um texto apenas com assuntos digamos que estruturais, deixando os culturais de parte.

Este texto não fará parte integrante do projecto, mas será certamente útil para consulta durante o seu

desenvolvimento. Caberá ao engenheiro, decidir a utilidade desta sugestão, deve-se no entanto

salientar o seu interesse, já que pode constituir um resumo organizado de análise, não sendo

necessário procurar os assuntos, dentro do primeiro texto, tornando-se em parte uma perda de

tempo maior, do que na elaboração do segundo.

4.2 Caracterização geométrica e mecânica

A caracterização geométrica e mecânica de uma ponte, passa por uma cuidadosa análise das

peças desenhadas disponíveis, acompanhada de uma interactiva comparação com a estrutura real,

pelo menos nos pontos que apresentem alguma interrogação, no decorrer do processo de análise dos

elementos disponíveis. Esta comparação entre a obra real e o respectivo projecto original, não

servirá apenas para esclarecer dúvidas que possam surgir, mas também para confirmar a confiança a


26

depositar nos elementos de projecto, que não se esqueça, serão a base de trabalho de todo o processo,

a menos que a comparação anterior demonstre o seu carácter obsoleto. Quando isto acontece, ou no

caso de não existirem elementos disponíveis que permitam aferir aquelas informações, há que

proceder a um levantamento da obra, tão completo quanto possível. O uso de equipamento

topográfico é indicado para efectuar o levantamento da geometria geral da obra e terreno adjacente.

Há também que efectuar “à mão” o levantamento das secções das peças, ligações, etc. Um trabalho

bastante moroso, mas que não deve ser minimizado, pois além de ser a base de trabalho para todos

os procedimentos seguintes, irá permitir a elaboração de documentos com valor histórico, já que

serão o testemunho de um projecto que já existiu. Assim, o empenho na elaboração do levantamento

da obra, resultará num desenvolvimento eficaz de documentos e peças desenhadas importantes para

futuras intervenções.

Tal como já se referiu, a necessidade de efectuar estes levantamentos das obras, decorre da

não existência do projecto original ou de projectos posteriores de intervenções, importando a razão

deste desaparecimento a roubos, incêndios, ou outras razões alheias às entidades responsáveis. Isto

porque até agora, tanto a J.A.E. como a C.P. têm como regra a centralização num arquivo só, dos

seus projectos [53]. Cabe assim deixar aqui um alerta, para que se possuam mais cópias das obras

noutros locais. E com as capacidades informáticas, de guardar informação em tão pouco espaço,

parece lógico chamar a atenção, de que será fácil de evitar aquilo que aconteceu com o projecto

original da Ponte Metálica do Pinhão.

Outras dificuldades surgem, durante a caracterização geométrica e mecânica da ponte. Uma

muito comum é a inacessibilidade de alguns elementos, como já se disse, pelo menos sem material

especializado. Para ultrapassar esta dificuldade, pode-se recorrer às fotografias que permitem por

comparação com elementos conhecidos, a caracterização dos desconhecidos. Neste ponto há que

distinguir entre aqueles elementos em que a caracterização, devido à sua importância na estrutura,

deve ser exacta e aqueles em que uma aproximação é aceitável. As aproximações que forem sendo

feitas deverão ser ponderadas de modo a não provocarem alterações nos cálculos a efectuar. Cabe

assim ao projectista a sensibilidade para este problema, avaliando os elementos cuja caracterização

deverá ser exacta, recorrendo aos meios necessários para aferir os dados pretendidos, e aqueles em

que uma aproximação é perfeitamente válida. A decisão passa também pela fase em que o projecto se

encontra, já que à medida que nos aproximamos duma fase de execução, a pormenorização em

princípio é maior.

Sendo a maioria das barras destas obras constituídas por perfis compostos, o cálculo das

características mecânicas não é imediato, o que acontece com a maioria dos perfis simples actuais,

recorrendo-se a tabelas existentes, onde consta toda a informação necessária à sua caracterização.

Assim sendo, é necessário para aqueles elementos compostos, recorrer a folhas de cálculo que


27

facilitam a determinação das características mecânicas das suas secções. Esta opção demonstra-se

bastante útil, já que muitas vezes se verificam, variações de espessuras e número de chapas, mas

geometrias semelhantes entre secções. Consegue-se assim uma grande economia de tempo no cálculo

das características mecânicas das secções e conjuntamente se torna simples efectuar alterações ao

longo do trabalho, obtendo-se instantaneamente as novas características da mesma. Alerta-se no

entanto, que as operações matemáticas, podem envolver um elevado número de células na folha de

trabalho, podendo ocultar erros, que se transportam para outros campos da folha, assim e mais uma

vez se refere a utilidade de efectuar manualmente algumas verificações, garantindo plena confiança

nos passos seguintes.

Não será demais, reforçar novamente, a importância desta fase dos estudos, permitindo ao

mesmo tempo que se prepara a base de trabalho, “entrar na estrutura”, ficar sensibilizado para a sua

constituição, compreender o seu funcionamento e eventualmente as suas necessidades, extrapolar

situações já experimentadas pela mesma, problemas que persistam ou anomalias que se adivinham,

em duas palavras, conhecer a obra.


28

5 Acções e combinações

As acções a considerar têm vindo a sofrer alterações ao longo dos tempos, de uma forma

geral, em termos crescentes, obviamente com efeitos mais gravosos para a estrutura. Assim

verificam-se grandes diferenças, quando se analisam os regulamentos mais antigos, nacionais e

internacionais, nos valores das acções a considerar. Mais, durante muito tempo e já no século XIX se

projectaram obras em que acções como o vento e o sismo não eram consideradas, ignorância ou

dificuldade na sua materialização e quantificação, provocaram a sua omissão nos cálculos então

efectuados. A evolução na engenharia foi acompanhada de um aperfeiçoamento na quantificação das

acções, numa tentativa de aproximar da forma mais real possível, as acções consideradas no cálculo e

aquelas a que a estrutura vai estar sujeita quando posta em serviço.

A evolução natural que as acções foram experimentando, e como já se referiu, não foi

acompanhada de uma adaptação das obras, ficando estas sujeitas a valores de cargas mais elevados,

sem para isso estarem preparadas, pelo menos em termos de projecto. Há assim, que cada vez mais

nos preocuparmos em verificar a segurança destas obras, eventualmente em estudos menos

exaustivos que um projecto de recuperação, mas que permitam avaliar o estado da ponte para as

novas acções que tem vindo a experimentar. Não nos esqueçamos que algumas destas obras

ultrapassam a centena de anos, sem nunca terem sofrido obras de reforço significativas.

5.1 Acções permanentes

Para as acções permanentes, não há grandes considerações a acrescentar, em relação às tidas

no projecto da ponte em causa. Pode-se no entanto alertar o engenheiro para questões que

eventualmente, contribuam para uma melhor eficácia na sua avaliação.

Assim a primeira questão prende-se com o grau de desenvolvimento que o estudo requer,

ou seja, a precisão pretendida. Obrigando a diferentes níveis de avaliação das cargas permanentes.

Uma primeira situação em que uma aproximação àqueles valores é satisfatória, admitindo erros,

para alguns elementos, desde que o seu peso na estrutura global não comprometa os resultados

pretendidos, é aquela em que a sua localização dificulta a determinação exacta das suas

características. No caso do peso desses elementos representarem uma parte importante da acção é

necessário um levantamento exaustivo da obra. Estas questões já foram anteriormente referidas de

forma mais sumária, parecendo-me no entanto, correndo o risco de repetição, deixá-las registadas de

novo. É claro que, as situações anteriores só ocorrem quando os documentos disponíveis, não

permitem uma caracterização completa da obra, de resto situação bastante corrente. Quando esses

elementos estão disponíveis, a avaliação das cargas permanentes é obtida com toda a precisão.


29

Um outro ponto a salientar, prende-se com as intervenções que podem ter ocorrido ao longo

do tempo, e que podem ter resultado, tanto num aumento de carga como numa diminuição. Estas

intervenções foram de facto tendo lugar no nosso país nomeadamente ao nível dos tabuleiros das

pontes rodoviárias. Os primeiros revestimentos usados nestas obras eram travessas de madeira, que

mais tarde foram substituídas por lajes de betão com tapetes betuminosos, mais ou menos por volta

dos anos 50. Na Ponte Luiz I essa substituição foi da responsabilidade do Eng.º Edgar Cardoso, que

segundo documentos da época provocou um aligeiramento significativo no peso dos tabuleiros.

Apesar deste tipo de intervenção parecer ter sido o mais característico, outros podem ter ocorrido,

devendo por isso estar o engenheiro atento a estas questões. Isto porque algumas destas intervenções

não careceram de projectos detalhados, dificultando numa primeira análise a avaliação das cargas

correctas, por exemplo, por não se conseguir detectar a espessura dos tabuleiros, a menos que se

proceda à carotagem dos mesmos.

Por último e ainda relativamente à avaliação das acções permanentes, uma questão que se

coloca é a avaliação do peso de peças digamos de secundárias, como escadas, passadiços de visita,

passeios, guarda-corpos e ainda rebites e pintura. Muitas vezes a avaliação do peso destes elementos

não é de facto imediata, mas também não tem de todo de ser exacta, por isso se tem vindo a utilizar

uma percentagem variável mas que, na maioria dos casos, se concentra entre os 5 e 10% do peso

próprio da estrutura metálica, conforme o número de elementos considerados nessa percentagem.

Quanto aos valores a adoptar para os pesos próprios dos materiais que mais comummente

compõem estas obras, apresenta-se o Quadro 2.1.

Quadro 2.1 – Peso específico dos materiais

material peso específico (kN/ m3)Ferro/aço 77

betão 25betão de enchimento 9

betuminoso 24madeira 8,5

Na eventualidade da ocorrência de outros materiais que não só os aqui apresentados,

aconselha-se a consulta das tabelas técnicas portuguesas, ou outra bibliografia especializada.

5.2 Acções variáveis

A quantificação das acções variáveis, nomeadamente as sobrecargas actuais, são

substancialmente mais gravosas, pelas razões lógicas da evolução das capacidades de carga dos

veículos que nelas circulam. A regulamentação tenta nesta medida responder à actualização dessas

cargas, de forma que as pontes antigas teriam, quanto mais não fosse, para estarem de acordo com os


30

regulamentos actuais, de sofrer esta actualização. Já se disse no entanto, que esta exigência para

algumas obras, obrigaria ao imediato cancelamento do trânsito já que estes cumprimentos não se

verificam. No entanto, se por um lado seria desejável contarmos com essa segurança, por outro não

faria sentido economicamente, reforçar uma obra, que para o papel que desempenha se encontra em

perfeitas condições. Assim parece lógico ponderar esta actualização das sobrecargas para algumas

pontes. Criando talvez para casos pontuais uma verificação não regulamentar, mas sim de acordo

com as necessidades das regiões envolventes da obra. Esta postura tem cabimento se atentarmos ao

facto que, as sobrecargas são de modo geral, acções com valores bem conhecidos ou pelo mesmo de

fácil contabilização. O mesmo não acontece para outras acções variáveis.

Como já se referiu durante alguns anos, as pontes não eram projectadas para resistir, a

acções como o vento, o sismo ou a temperatura, principalmente porque o conhecimento nesta área

carecia de método na sua contabilização. É hoje sabido que alguns problemas de algumas pontes

ocorreram pela não consideração destas acções durante o projecto. E só passados largos anos as

anomalias são detectáveis a olho nu. No entanto estas acções sempre existiram, sempre houve vento

e sempre houveram sismos, hoje em dia no entanto, ajudados pelas tecnologias da informação,

estamos sempre ao corrente de acidentes que tenham ocorrido por estas razões, e daí mais alertados

e conferindo grande importância à contabilização destas acções.

Há assim que perceber se a ponte que está a ser estudada, foi ou não calculada para resistir a

estas acções variáveis, e não só às sobrecargas da altura. Esta análise permitirá avaliar os resultados

esperados, na resposta da estrutura, no estudo proposto para a sua reabilitação. Não se espera à

partida um bom comportamento ao vento se a obra não foi para isso preparada ou vice-versa.

Estando alertado para estas questões, o engenheiro terá um melhor controlo dos resultados, não se

regendo pura e exclusivamente pelo estudo que está a efectuar. Cabe aqui uma palavra aos

regulamentos da época que existindo, possam ser uma grande ajuda na interpretação da obra e na

comparação de resultados. Alguns dos regulamentos que presidiram ao dimensionamento de obras

nacionais não eram portugueses, de facto existem exemplos de regulamentos estrangeiros que foram

usados nesse dimensionamento, cita-se o exemplo da Ponte Internacional de Valença-Tuy que foi

projectada usando o regulamento francês de pontes metálicas, datado de 1891.

A contabilização das acções propriamente dita, deve ser efectuada ou de acordo com a nova

utilização a que a obra será sujeita, ou usando valores regulamentares, ou como já se disse avaliando

as necessidades exigidas à obra, que se inserem à partida numa gama de exigência menor. Esta

última contabilização não está prevista na regulamentação nacional, mas gostaria de deixar mais uma

vez a ideia registada, por parecer ter algum cabimento. Relativamente às duas primeiras, se por um

lado no primeiro caso o engenheiro fica com os valores automaticamente definidos no segundo caso

a situação é bem diferente. Isto porque, hoje em dia além dos regulamentos actuais a união europeia,


31

tenta uniformizar a questão das acções criando regulamentos europeus que se pretende, sejam

usados por todos os estados membros. Além disso, e tal como antigamente aconteceu, o recurso a

regulamentos estrangeiros não é posto de parte. Assim em termos de acções regulamentares, o

horizonte é mais vasto, devendo-se analisar esses regulamentos e não só os nacionais que para

algumas questões são incompletos, ou pelo menos, menos específicos.

De entre todas as acções variáveis, destacam-se as de características dinâmicas,

nomeadamente a acção do comboio-tipo, do vento e do sismo. Nos dimensionamentos correntes, a

contabilização dinâmica das acções é feita dotando os valores das cargas de factores correctivos, que

tentam transmitir à estrutura a componente dinâmica. Parece no entanto evidente que para algumas

obras, o estudo dinâmico deve ser levado a cabo com toda a exactidão já que cada vez mais os meios

de cálculo isso permitem. As acções dinâmicas não eram bem conhecidas há 100 anos e por isso o

estudo destas obras antigas, com estas acções reveste-se de algumas surpresas. As questões

dinâmicas ligadas às pontes ferroviárias são objecto de regulamentação especializada da qual se

destacam as fichas da U.I.C.1, bastante pormenorizadas a este nível e que são referência obrigatória

neste estudo.

Como se sabe as acções dinâmicas são responsáveis pela introdução de vibrações na

estrutura, que aumentam os níveis de fadiga dos elementos e também pela amplificação das acções,

reduzindo-lhe a sua vida útil. Assim parece óbvia a preocupação de pormenorizar estes estudos a

fim de saber o seu impacto na estrutura. Por outro lado outras questões se levantam, relativamente

às acções dinâmicas. Essas questões prendem-se com a utilização da ponte, nomeadamente o

conforto e a confiança dos utentes. Para um utilizador não é agradável sentir vibrações na ponte que

lhe transmitam insegurança, por muito segura que a obra seja, comprometendo também o seu

conforto. Sabemos que antigamente este tipo de exigência não era ponderado. Hoje em dia as

exigências dos utilizadores, aliados a novos padrões de qualidade, obrigam o engenheiro a ter em

conta este tipo de situação, quando procede a projectos de reabilitação.

Os valores a considerar para cada acção variável, estará assim de acordo com as disposições

regulamentares seguidas, Eurocódigo 1, regulamento português (RSAEEP2), ou outros cuja utilização

se justifique.

1 Union Internationale des Chemins de Fer2 Regulamento de Segurança e Acções para Estruturas de Edifícios e Pontes


32

6 Materiais

Quando se fala dos materiais, há que ter sempre presente a distinção entre os que constituem

a obra e os que serão utilizados na sua reabilitação. Relativamente a estes últimos, o engenheiro tem

de uma forma geral um conhecimento das suas características, ou pelo menos tem à sua

disponibilidade imediata, um vasto leque de materiais que poderão ser usados numa reabilitação.

Dentro desta variedade podem no entanto distinguir-se os materiais tradicionais, e os designados

novos materiais, fruto da evolução tecnológica dos mesmos. Pode assim, às vezes surgir por parte do

engenheiro, uma vontade de experimentar novas soluções, fugindo um pouco ao tradicionalismo das

soluções de reforço destas obras, onde se usam os aços actuais. Não querendo desacreditar estes

novos materiais, parece oportuno referir, que este tipo de atitude pode encaminhar para algumas

incertezas no comportamento da obra, principalmente se a experiência que existe nesse campo não

for tão vasta como seria desejável. Se acrescentarmos que as obras de reforço se encontram recheadas

de particularidades que muitas vezes só a experiência ensina, então parece lógico optar, com alguma

ponderação dos custos que lhe estiverem associados, por materiais que tenham já sido

suficientemente testados em situações semelhantes. Não se pretende com esta postura pôr termo à

investigação na área dos novos materiais, e muito menos impor barreiras à sua utilização nas obras

de reforço, pois há que investir também neste ponto. No entanto, parece evidente, que o uso de

novos materiais altera um pouco, ou totalmente a arquitectura da obra, que acima de tudo se

pretende manter. Recai assim, mais uma vez a escolha, para o uso de materiais o mais parecidos

possível com os originais, usados na construção. Os aços actuais, são assim e dentro destes os que

mais vão de encontro a estas exigências, quer pelo completo conhecimento do seu comportamento e

características, quer por mais não serem do que o resultado da evolução dos que se usaram na obra.

Hoje em dia e no nosso país os aços mais utilizados são o Fe360, Fe430 e Fe510. Existem

ainda aços específicos para o uso de pré-esforço de características diferentes dos descritos. As

características de resistências daqueles aços encontram-se exibidas no Quadro 2.2.

Quadro 2.2 – Valores de cálculo das tensões resistentes

Tipos de aço Tensões normais Tensões tangenciais

σrd=fyd (MPa) τrd=1/31/2 fyd (MPa)

Fe 360 235 135

Fe 430 275 160

Fe 510 355 205


33

Novas questões se colocam na caracterização dos aços antigos, afinal um dos objectos de

estudo dum projecto de reabilitação de uma ponte. Os aços que constituem estas obras apresentam

características diferentes dos aços actuais, que só são possíveis de determinar recorrendo a ensaios

especializados para o efeito. Os próprios meios de fabricação dos aços antigamente, conferiram-lhes

uma heterogeneidade que vem agora a ser verificada nos ensaios e que inviabiliza muitas vezes

conclusões generalizantes das suas características resistentes. Cabe assim aqui e mais uma vez o

indispensável papel dos ensaios, que permitem uma correcta caracterização dos materiais existentes

na obra.

Os materiais metálicos usados nas pontes são constituídos por espécies siderúrgicas onde

predomina a composição ferro-carbono [10]. Pode no entanto, e acontece frequentemente, o

aparecimento de mais elementos, que constituem impurezas ou são adicionados intencionalmente, de

modo a conferir ao metal determinadas características de resistência e elasticidade. Esses elementos

juntos propositadamente, são o silício, o manganês, o cromo, o níquel e o vanádio. Como impurezas

podem encontrar-se o arsênio, o enxofre e também o silício. Como breve resumo podem adiantar-se

as principais características que distinguem estes produtos siderúrgicos [12]. Assim, a gusa ou ferro

fundido com alto teor em carbono (>2%), não maleável, sem grande resistência à tracção, nem às

acções dinâmicas, é essencialmente usada em parapeitos, guardas, nos apoios das pontes de pequena

importância e em decorações. Os ferros e os aços, distinguem-se essencialmente pela sua

percentagem em carbono, e pelas alterações que o tratamento de têmpera provoca nas suas

características de resistência e elasticidade. O ferro apresenta normalmente percentagens de carbono

inferiores a 0.4, e quando esta se encontra entre 0.2% e 0.3% é designado de aço macio. Os aços têm

percentagens que podem atingir os 1.7% de carbono, são menos maleáveis que o ferro e são

susceptíveis de caldear e tomar têmpera. No entanto esta distinção não é tão simples, acabando por

se adoptar em Portugal a designação de aços para todas as espécies ferro-carbono, em que o carbono

não ultrapassa os 1.5%, também designados de aços duros.

Existem classificações para os aços, conforme o seu processo de fabrico. O aço laminado,

quando obtido por laminagem, processo mecânico que permite a obtenção de várias formas

perfiladas. O aço forjado, aquecido e martelado na forja e o aço trefilado, usado no fabrico de aços de

alta resistência, por exemplo para pré-esforço. A eliminação do carbono e outras impurezas era nos

finais do séc. XIX, obtida por pudelagem da gusa, queimando-a ou combinando-a com fundentes

para a formação de escórias.

As características de resistência destes aços eram obtidas sujeitando-os a provas de

resistência antes de serem aplicados, única forma de avaliar o sua adequação à obra em vista. Atente-

se ao texto que acompanha um dos documentos da Ponte Luiz I, “...O ferro laminado ou forjado,

destinado à construção da ponte, nas provas das peças isoladas, a que for submetido, deverá suportar, sem


34

quebrar, a tracção de 32 kilogramas por milímetro quadrado de secção. O limite de alongamento será de um

décimo...”.


35

7 Ensaios laboratoriais e in situ

Enaltecendo a elevada importância que os ensaios desempenham em todo o processo, não é

objectivo deste item, o desenvolvimento exaustivo dos métodos de ensaio mais comuns,

vocacionados para este tipo de intervenção, mas sim, dar a conhecer os vários métodos de que

dispomos para uma caracterização da obra. Certamente que alguns não serão mencionados,

esperando-se apesar disso e correndo o risco de deixar este ponto incompleto, referir os suficientes

para uma boa cobertura dos fins em vista. Ao mesmo tempo que se apresenta cada um deles,

pretende-se deixar presente alguns pontos de carácter geral, suficientemente importantes para ter em

conta quando se procedem a ensaios na obra ou de elementos dela. Parte do que aqui se refere, foi

absorvido durante o estudo da Ponte Luiz I.

7.1 Ensaios laboratoriais

Os ensaios laboratoriais vocacionam-se essencialmente para a determinação das

características dos materiais constituintes da obra. Este conhecimento pressupõe a recolha de

amostras, que tal como os ensaios, obedecem a regras de recolha e métodos de execução que não

podem ser descurados. Por este motivo, pretende este ponto definir e dar a conhecer essas regras

básicas bem como o tipo de ensaios que se fazem para a caracterização completa dos materiais.

Assim se definem várias etapas de trabalho [32], aqui direccionadas para os ensaios dos

aços, em todo caso a maioria do material que constitui a ponte.

7.1.1 Observação da obra

A retirada das amostras não será à partida efectuada pelo engenheiro que efectua o estudo

da ponte, mas sim por um especialista nesta área. Este especialista terá pois que se familiarizar com a

obra, apercebendo-se das dificuldades que poderão advir da escolha das amostras em determinados

locais. Cabe assim ao engenheiro encaminhar de certa forma esta observação, que não se deverá

limitar ao gabinete de trabalho, mas sempre acompanhada de visita ao local. Pretende-se que o

especialista fique sensibilizado quanto às limitações na recolha das amostras, encaminhando

soluções, que definam logo de início os locais de mais fácil acesso. Para uma melhor compreensão da

estrutura, e note-se que durante as visitas, a distância física entre o observador e os elementos da

obra pode atingir algumas dezenas de metros, deve também proceder-se a uma interpretação das

peças desenhadas. O técnico que fará os ensaios pode assim aperceber-se de pormenores das peças

que não eram detectáveis durante as visitas.


36

A observação metódica da obra poderá assim, ser uma ferramenta eficaz no planeamento da

retirada das amostras.

7.1.2 Escolha das amostras

A escolha das amostras não é feita de modo aleatório, nem pela maior ou menor facilidade

na obtenção das mesmas, pelo contrário obedece a determinados critérios de escolha, que devem ser

sempre tidos em conta para uma correcta adequação das amostras aos ensaios pretendidos. Deste

modo se apresentam de forma resumida os principais critérios de escolha:

• As amostras devem pertencer, garantidamente a peças que estejam em serviço desde a

construção da ponte.

• As quantidades das amostras devem ser as mínimas possíveis e se necessário,

substituídas imediatamente por elementos de igual resistência.

• Devem ser representativas dos perfis das formas mais comuns que se encontram na obra

e de barras com as maiores e menores espessuras.

• As amostras devem ser retiradas das peças que, ao longo da vida da ponte, tenham

estado submetidas a elevados esforços e outras, que tenham estado submetidas a esforços

reduzidos.

7.1.3 Obtenção das amostras

A obtenção das amostras é um tarefa que terá de ser revestida de alguns cuidados que

evitem alterações no comportamento da estrutura nessa zona localizada, ou seja, a retirada de um

elemento ou de parte dele, não pode comprometer a estabilidade dos restantes. Por isso também,

como já se referiu, a substituição das amostras retiradas deve estar garantida se necessário, fazendo

parte do mesmo processo.

A retirada das amostras deve ser assim efectuada preferencialmente por uma equipa

experiente neste tipo de operação, de modo a que se garanta o sucesso da mesma.

Todo o processo deve ser acompanhado de uma reportagem fotográfica ou videográfica, já

que será parte integrante dos estudos em curso, e ao mesmo tempo servirá como mais um exemplo a

desenvolvimentos futuros.

7.1.4 Referenciação das amostras

Apesar do número de amostras poder não ser tão elevado, de tal modo a comprometer a sua

identificação, é sempre útil proceder à sua referenciação, pois evitar-se-á enganos na sua

identificação, se por exemplo o período de tempo que decorre entre a retirada das amostras e os


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ensaios for grande, ou se simplesmente não for a mesma equipa que faça as duas coisas. Essa

referenciação não obedece a critérios rigorosos, mas adianta-se no entanto um exemplo concreto

(Figura 2.17, Figura 2.18 e Figura 2.19), seguido aquando da referenciação das amostras da Ponte

Luiz I, atribuindo a cada amostra um número e uma letra. Podendo este exemplo servir de

demonstração para o leitor, se confrontado com situações semelhantes.

V.N. GAIA

A

SECÇÃO A325X12

100X100X12

190X12

S1

S2

Figura 2.17 – Localização da diagonal da viga principal donde foram retiradas duas amostras de material [32]

S1

39112

44

Figura 2.18 – Amostra S1 retirada da aba da diagonal da viga principal [32]

39312

67 S2

Figura 2.19 – Amostra S2 retirada da alma da diagonal da viga principal [32]

7.1.5 Escolha dos ensaios

Os tipos de ensaios a realizar dependerão daquilo que se pretende obter. Não seria

interessante estar neste ponto a especular sobre as várias hipóteses de resultados pretendidos e os

ensaios respectivos. O que parece mais útil, é exibir os vários ensaios que normalmente fazem parte

de um estudo deste tipo. Conforme se pode observar cada ensaio é traduzido por uma letra de

referência, usada para referenciar os provetes que serão sujeitos a esses ensaios. Conforme se verá os

provetes são orientados para determinados tipos de ensaios, sendo assim necessário organizar

dentro de cada amostra os vários provetes.

O Quadro 2.3 exibe então os vários ensaios disponíveis e as respectivas letras por que são

referenciados.


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Quadro 2.3 – Ensaios

Ensaio Letra de referênciade tração T

de resiliência CCOD - Crack Opening Displacement Nde propagação de fenda da/dN-DK P

de fadiga de ligação rebitada RMacrografia e dureza M

de impacto instrumentado IAnálise de composição química E

Determinação de características elásticas Q

7.1.6 Escolha dos provetes

Conforme já se referiu a escolha dos provetes depende dos ensaios a efectuar. Assim para

cada ensaio, as dimensões dos provetes variam, e a sua escolha é também ponderada mediante as

amostras disponíveis. É necessário portanto proceder a um planeamento entre os provetes

necessários e as amostras disponíveis, pois é necessário evitar o desperdício de material. Este

planeamento passa por exemplo por desenhar da forma mais eficaz possível, os provetes nas

amostras, conforme exibe a Figura 2.20, ainda referente ao mesmo estudo da Ponte Luiz I. Note-se

também que todos os provetes estão referenciados, pelo código da amostra, pela letra do ensaio a

que se destina e pelo seu número de ordem, ou seja o provete S1P1, é um provete proveniente da

amostra S1, destinado ao ensaio de propagação de fenda, P e é o provete número 1.

S1T1S1P1

S1C1

S1C2

S1C3

S1I1

S1I2

S1I4S1I3 S1Q1S1M1

Figura 2.20 – Localização dos provetes retirados da secção S1 [32]

7.1.7 Execução dos ensaios

A execução dos ensaios será porventura a etapa mais importante, dentro destas etapas de

trabalho que têm vindo a ser descritas. É a partir dos resultados obtidos destes ensaios, que se

formará uma base de confiança para os estudos posteriores de estabilidade da obra. Parece ser razão

suficiente para chamar a atenção de toda a acreditação que é necessário dotar esses mesmos

resultados. Por este motivo, a execução dos ensaios deverá mais uma vez ser efectuada por técnicos

experientes, e ao mesmo tempo usando equipamento adequado e em perfeitas condições para que se

minimizem ao máximo possível os erros na execução. Cada ensaio obedece a determinados métodos

e condições ditas de ensaio, que só estando garantidas permitirão a aplicação das teorias

desenvolvidas em torno destas matérias. Há portanto que contrariar atitudes minimalistas e de

remedeios, que possam comprometer a validade dos resultados.


39

7.2 Ensaios in situ

Os ensaios in situ mais utilizados, pelo menos os que foram realizados na Ponte Luiz I e do

Pinhão consistem, basicamente na medição dos movimentos da estrutura. Conseguindo-se assim a

determinação das frequências da mesma e respectivos modos de vibração associados. A obtenção

destes valores revela-se muito útil para comparação com os valores obtidos com os modelos

matemáticos desenvolvidos, e servem também para a sua calibração. Estes ensaios experimentais

podem ser mais ou menos complexos, com as consequentes alterações dos custos, claramente um

entrave à sua utilização. Os utilizados nas referidas pontes, foram os mais simples e economicamente

mais atractivos [28].

7.2.1 Equipamento e metodologia

Concretizando este ponto com o exemplo anterior, pode referir-se que para a Ponte Luiz I foi

utilizado um instrumento do tipo “strong motion” da marca GSR, munido de três sensores de

aceleração “Terra” com uma dinâmica de 12 bits. Os sensores foram colocados de tal forma a registar

o movimento segundo três componentes ortogonais de translação, um segundo a vertical, outro na

direcção do eixo da ponte e o terceiro perpendicular ao eixo. O sensores do sistema são tipo

“Force-Balanced” os quais estão ligados a uma unidade de aquisição que controla e grava os sinais

recebidos. Esta unidade é programada através de um computador portátil com protocolo de

comunicação com os sensores, onde se podem alterar a hora do disparo, o nível do disparo, etc.

Utilizando software próprio do sistema, os registos são posteriormente transferidos para o

computador portátil, sendo a sua análise e tratamento efectuados seguidamente.

Quanto à forma de excitação, no caso da Ponte Luiz I, recorreu-se ao forte vento que soprava

de Oeste, e ao tráfego que circulava em ambos os tabuleiros. No entanto, poder-se-ia recorrer a

outros procedimentos de excitação: a queda de uma massa previamente agarrada à ponte, por ensaio

com ressalto ou mesmo recorrendo à vibração forçada produzida por vibradores mecânicos. No

entanto, qualquer uma das técnicas anteriormente descritas, tornam a realização do ensaio bastante

mais complexa e de custos bastante mais elevados, obrigando em alguns casos à interrupção

temporária do trânsito. Refira-se que na Ponte do Pinhão foi usada como excitação a passagem de

veículos, que é uma técnica habitual.


40

8 Cálculo

As questões relacionadas com o cálculo, e que são exibidas nesta secção, não pretendem de

forma alguma impor métodos, mas sim expor ideias que decorreram de casos reais e cujas

dificuldades encontradas, soluções adoptadas e resultados obtidos, permitem aqui exemplificar esses

métodos que se entendem sejam úteis em situações semelhantes.

8.1 Programas

Nos dias de hoje, cada vez mais se recorre às potencialidades dos programas de cálculo

automático, para resolver questões cada vez mais complexas, e que usando cálculo manual poderiam

levar dias, enquanto no computador pode demorar algumas horas. Esta ambição pela rapidez, pode

criar alguma cegueira, ou seja, a utilização do computador deve ser acompanhada de duas coisas

bastante importantes, um sentido permanentemente crítico durante todo o processo e tendo em

mente o facto destas obras terem sido calculadas, sem nenhum computador. Pode considerar-se esta

uma posição conservadora e até antiquada, mas a pessoal tem mostrado que não deve ser colocada

de parte. É claro que esta posição não vai de todo em desencontro do uso de computadores, muito

pelo contrário, muito estaria por fazer se não ocorresse a sua evolução.

A escolha do processo de cálculo a utilizar tem recaído sistematicamente e pelas razões já

apontadas pelo uso de programas de cálculo automático, cuja gama no mercado é bastante

diversificada, terá de ser o utilizador a tomar a decisão de escolha, informando-se junto das

empresas vendedoras, daquele que vai mais de encontro às suas necessidades. Não se pretende aqui

apresentar nomes desse programas, com prejuízo de influenciar o utilizador pela escolha dos aqui

referidos e o esquecimento de alguns igualmente eficientes. As referências que são apresentadas a

programas utilizados, encontram-se nos exemplos das três pontes estudadas, apenas como forma de

justificar o aparecimento dos resultados e permitir a sua confirmação por parte do leitor se assim o

entender, estando fora de questão qualquer fim publicitário.

Poderá não ser tarefa fácil a decisão por um programa, até certo ponto existe um certo risco

na sua aquisição, no entanto, hoje em dia cada vez mais, existem as versões demonstração à

disponibilidade de potenciais compradores e que poderão ser a forma mais eficiente para um

primeiro contacto com os mesmos.


41

8.2 Limitações dos programas

Já se enumeraram questões relacionadas com os programas de cálculo automático,

nomeadamente a dificuldade em simular a perda de rigidez de algumas ligações, a fadiga localizada

do material, corrosão pontualizada, para citar alguns exemplos, que não são fáceis, eventualmente

impossíveis de simular. Há que estar alertado para estas limitações. Um exemplo de uma simulação

que foi efectuada na Ponte Luiz I, pela impossibilidade de simular correctamente os apoios entre os

pilares metálicos e o tabuleiro superior, é a que seguidamente se transcreve:

“...os apoios do tabuleiro superior nos pilares metálicos foram definidos usando um conjunto

de barras de configuração estrutural bastante simples, mas que simulam correctamente o seu

funcionamento, (...): as barras verticais de muito elevada rigidez axial e fraca rigidez à flexão

(AB,CD) simulam os apoios, introduzindo-se os contraventamentos (AC,BD) para evitar o

funcionamento à torção das barras (EF,GH) no coroamento dos pilares metálicos...”

Os modelos numéricos de algumas estruturas podem atingir proporções de elevado número

de barras e nós, (1563 nós e 4170 barras foram usados no estudo da Ponte Luiz I), donde resultarão

algumas centenas de números relacionados com os esforços nos elementos, cuja análise será difícil.

Será assim útil para a visualização tanto dos resultados como da introdução de dados, uma eficiente

visualização gráfica, cuja interacção com a base de dados seja rápida, permitindo alterações da

estrutura em ambas as frentes, facilitando a tarefa do utilizador. Alguns programas têm saídas

gráficas deficientes, e que não permitem alterar a estrutura a partir desse ponto, obrigando o

utilizador a, para qualquer alteração, recorrer ao ficheiro de dados. Esta questão é de algum modo

desconfortável pela perda de tempo que gera entre abrir e fechar ficheiros, por isso se deixa aqui esta

referência. Pode assim, este ser mais um ponto a ponderar na escolha de um programa.

A complexidade de alguns programas, apesar de apresentarem performances excelentes,

requerem uma ambientação de bastante tempo até se obter um perfeito controlo das suas

potencialidades, há por isso também que ponderar o factor tempo, em relação à utilização do

programa, é preferível recorrer a um que apesar de não estar especialmente vocacionado para os

estudos em questão, tem o domínio do utilizador, principalmente em erros que possam ocorrer e

cuja detecção só é possível se se estiver habituado ao programa. Esta é uma questão bastante

importante, não basta ter um bom programa, é necessário conhecê-lo e saber utilizá-lo bem.

Podem enumerar-se outras questões relacionadas com os programas, como por exemplo: os

que já trazem bases de dados importantes, como legislação, tabelas de perfis metálicos, ou saídas

gráficas para programas de desenho, isto para falar dos que se enquadram no estudo de pontes

metálicas. Estas questões podem revelar-se muito úteis no desenvolvimento do trabalho, e ser

também um ponto de decisão de um programa em detrimento de outro.


42

As qualidades dum programa também são medidas em termos de cálculo propriamente

dito, e do tipo de análise que faz. Se calcula tensões com encurvadura, análises de segunda ordem,

acções dinâmicas, etc. Pontos muito importantes na sua performance, do que resultará certamente

em resultados mais ou menos completos. As questões dinâmicas são particularmente importantes

nos dias de hoje, como já se referiu, e se exemplificarão mais adiante nos estudos relacionados com

as pontes ferroviárias.

8.3 Cálculo manual

O cálculo automático é sem dúvida uma ferramenta de trabalho muito importante nos dias

de hoje. Cada vez mais rapidamente se consegue fazer cálculos mais complexos, situações que

manualmente pelos processos tradicionais demorariam tempos infinitos. Os problemas do cálculo

estrutural são cada vez mais direccionados para os programas de computador, o que provoca muitas

vezes uma abstracção das formas “tradicionais” de cálculo manual. Esta posição deve ser evitada. Se

já em projectos actuais é importante ter sensibilidade para analisar os resultados de um cálculo

computacional, efectuando à mão algumas verificações desses resultados para ganhar confiança nos

mesmos, então quando se fala de um estudo de uma ponte antiga, esta questão torna-se ainda mais

importante. O cálculo manual deve ser, principalmente para estes casos, evidenciado como

importante meio de verificação dos resultados processados, mas também dos efectuados pelos

projectistas das obras em causa, ou das alterações posteriores. Consegue-se assim uma sensibilidade

com a estrutura, que de outra forma não chegará a existir.

Esta preocupação, devendo estar sempre presente, não tem de se tornar exaustiva e

sistemática durante todo o processo de estudo. O que se pretende são verificações pontuais dos

resultados, que permitam ganhar confiança nos cálculos efectuados ou a efectuar. Não faria sentido,

tornar o processo de verificação, tão exaustivo que comprometesse o tempo disponível. Há que

seleccionar as verificações de modo a rentabilizar esta questão do controlo de resultados. Estas

verificações são úteis pois a dimensão de alguns modelos matemáticos é como já se exemplificou,

elevada, estando sujeita a erros que globalmente se podem tornar imperceptíveis, assim uma

confrontação de alguns resultados, pode ajudar ao seu despiste, garantindo a fiabilidade do modelo.

Não é imediato exemplificar situações típicas a este nível, mas o que se pode dizer é que nos

estudos das três pontes aqui exibidos, situações de erro não foram singulares, detectadas pelos

processos expostos. Barras sobrepostas, características de barras trocadas ou incompletas, condições

de apoio e simetria, muitos seriam os exemplos a dar relacionados com esta problemática. Parecendo

que o mais importante foi dito, deve-se acrescentar a importância de neste ponto estar

constantemente atento.


43

9 Resultados

Este é sem dúvida um dos pontos mais importantes em todo o desenvolvimento de um

estudo de reabilitação. Efectuando uma primeira análise dos resultados é possível concluir, ainda

que de forma preliminar, o nível de reforço necessário, por simples avaliação das tensões instaladas

na estrutura. Certo é que esta aproximação, é um pouco grosseira, carecendo de outras análises, mas

permite obter uma primeira ideia do nível de reforço necessário. Esta questão estende-se à própria

viabilidade da reabilitação, ou seja, como já se referiu a decisão de prosseguir ou abandonar a ideia

de reabilitar a obra, se obviamente o horizonte for apenas a resposta a novas solicitações. A pergunta

é colocada no início de todo o estudo mas, a resposta só é clara nesta fase. Se a análise de resultados

evidencia elevados níveis de reforço, economicamente incomportáveis, o estudo terminará por aqui,

pois a opção será a de construir uma nova ponte, ficando apenas por saber, se se prossegue com uma

recuperação para preservar a obra, mas não para a manter em funcionamento. Em qualquer dos

casos o estudo é encerrado neste ponto. Não é objectivo pôr a questão nestes termos, mas sim

admitir a viabilidade da reabilitação e prosseguir com os estudos.

A análise de resultados pode mostrar-se mais fácil ou mais difícil, conforme a forma com

que os mesmos são apresentados ao engenheiro, ou seja, uma apresentação de resultados eficiente

resultará numa fácil e também eficiente análise de resultados. De facto, muitas podem ser as formas

de apresentar resultados, haverá no entanto algumas que se adaptam melhor ao tipo de análise que

se pretende. Da experiência nesta área, pode-se concluir que a visualização gráfica dos esforços ou

tensões em intervalos de valores, em que para cada intervalo é designada uma cor, ficando a

estrutura colorida conforme os valores dos esforços de cada um dos elementos que a constituem, é

sem dúvida de evidenciar. Este tipo de apresentação foi usada nos três estudos que aqui se

apresentam relativos às três pontes portuguesas. Conforme se verá nesses exemplos a panorâmica de

esforços em toda a obra torna-se bastante fácil de visualizar, tendo-se uma análise de conjunto

eficiente. Aos olhos de alguns, estas questões das apresentações gráficas, são secundárias, o

importante é a fiabilidade do cálculo. Pessoalmente penso que ambas são igualmente importantes,

não adiantando ter bons resultados se a sua análise resultar deficiente e for propícia, por falta de

clareza, a serem cometidos erros. Esta posição fará ainda mais sentido quando se fala numa análise

global da estrutura, quando o número de barras, acções e combinações, complicam a visualização

analítica dos resultados.

Quando os resultados se referem a zonas específicas da estrutura, onde se efectuam análises

locais, muitas vezes planas, o problema já não se coloca, bastando muitas vezes cálculos simples, que

não contemplam a estrutura envolvente, mas apenas determinada barra ou conjunto limitado de


44

barras. Como exemplo citam-se análises estáticas a duas dimensões, das carlingas e longarinas, para

uma primeira avaliação da sua capacidade resistente.

Nas obras adiante apresentadas, além das análises globais, com tratamento gráfico dos

resultados já descritos, também foram efectuadas algumas e não menos importantes análises locais,

que conforme se verá se demonstraram bastante úteis.

Na elaboração dos modelos computacionais procede-se muitas vezes a simplificações na

definição da estrutura quer geométricas quer mecânicas, outras vezes a alterações na estrutura por

necessidade de introdução de barras fictícias. Este tipo de situação conduz muitas vezes a resultados

irreais para alguns elementos, sendo necessário na análise dos resultados ter estas questões sempre

presentes. É preciso no entanto, não esquecer que estas alterações estruturais, geométricas ou

mecânicas, não devem pôr em risco os resultados dos restantes elementos, pois isso deitaria por terra

a confiança que é necessário ter no modelo elaborado para o cálculo. É necessário ponderar portanto,

efectuando eventualmente ensaios com modelos mais simples, variando as características desses

elementos fictícios, de modo a concluir da sensibilidade do modelo a essas variações, podendo assim

confiar-se nos resultados obtidos, não comprometendo desta forma a sua análise.

A análise de resultados como se vê, é uma tarefa complicada, da qual resultará uma ou mais

soluções de reforço para a obra. Encontrada uma ou várias propostas de reforço, é possível

introduzi-las no modelo da estrutura existente, obtendo novos resultados comparáveis com os

anteriores entre soluções de reforço. É assim possível comparar a eficiência das soluções

nomeadamente em termos estruturais, resultando dessas comparações a eventual decisão por

determinada solução de reforço.

Os resultados a que se referem os pontos anteriores, estão condicionados, pela própria

especificidade dos modelos matemáticos, às questões puramente estruturais. É importante não

esquecer, que a solução de reforço, não pretende responder apenas a essas questões, mas também a

um enquadramento estético com a obra. Assim a melhor solução em termos estruturais pode não ser

a que melhor se enquadra com a obra e vice-versa. Propõe-se assim uma discussão entre soluções

que pese estas duas vertentes da reabilitação.


45

10 Cenários de reforço

10.1 Generalidades

Analisados os resultados e distinguidos os elementos da estrutura que carecem de reforço,

há que estabelecer o cenário ou cenários de reforço para esses elementos. Estes cenários podem ainda

dividir-se num reforço local ou global. Isto porque, existem elementos que podem ser encarados de

forma isolada no cálculo estrutural, como por exemplo as carlingas e as longarinas, ou por outro lado

aqueles que são objecto de um estudo de reforço global, o caso das vigas principais quando a opção

de reforço passa por exemplo pelo uso de pré-esforço externo. Esta divisão pode não ser tão clara, ou

mesmo deixar de fazer sentido, quando falamos de reforço por adição de novos elementos, por

substituição de parte ou totalidade de determinada barra ou por reforço dos elementos existentes

com adição de perfis ou chapas adicionais. Estas situações apresentam todas uma interpretação do

reforço de forma localizada, já que cada elemento pode ser estudado separadamente, ainda que

englobado numa estrutura, sabidos os esforços instalados e a sua capacidade resistente inicial.

A interpretação do carácter global ou local da intervenção deve também ser realçado. De

facto, quando se fala em reabilitação, subsiste a ideia duma intervenção geral na estrutura, em que o

reforço é visto como uma intervenção de fundo na mesma, na realidade reabilitação pode significar

intervenções pontuais em determinados pontos críticos da estrutura, podendo confundir-se com a

própria manutenção. Acaba assim por ser delicado estabelecer esta barreira, a partir de que ponto a

manutenção passa a reabilitação. À partida a reabilitação pressupõe estudos, como os que até agora

se têm vindo a propor, cuja solução passa pelo reforço dos elementos, enquanto que a manutenção

pelo seu carácter regular e periódico, não carece de estudos estruturais de estabilidade. Como se

disse a posição no limite não é clara, parecendo no entanto que, uma aproximação pode ser

encontrada na frase anterior, ficando a última análise para o leitor. Acaba assim por ficar a distinção

entre intervenção local ou global nessa fronteira, parecendo ser logicamente associada ao número de

elementos a reabilitar.

Em qualquer das situações que se possa falar, local ou global, existem uma série de factores

que poderão condicionar a escolha da solução de reforço. Podem citar-se alguns exemplos:

• factores económicos, sempre presentes durante todo o estudo e que mais uma vez

desempenham um papel de decisão;


46

• a estética da estrutura que deve tanto quanto possível ser mantida, este ponto têm vindo

a ser defendido desde o início, e parece ser mais uma vez oportuno enfatizar, já que é

como se disse uma imposição saudável, não permitindo dentro de determinados limites,

alterações que mexam com o valor arquitectónico da obra, nem provoquem impactos

ambientais negativos;

• as implicações que a intervenção acarreta em termos de utilização, a interrupção de

trânsito pode não poder ter lugar, obrigando a um planeamento minucioso do processo

de intervenção;

• a exequabilidade da própria solução, deve ser muito bem analisada, a forma de executar

o reforço proposto, os equipamentos necessários, as consequências para a estrutura

durante a execução, etc;

• eficaz planeamento do processo de intervenção, estabelecendo etapas bem definidas e

detalhadas, que garantam a eficácia da reabilitação e que não provoquem paragens

desnecessárias, que se traduzem em custos adicionais;

• instrumentação da obra, para posteriormente se avaliar o seu comportamento real e

avaliar a eficácia, tanto da intervenção como dos modelos de cálculo desenvolvidos.

Ponderados estes e outros factores, que particularmente cada obra fará surgir, é necessário

acompanhar o estudo com os modelos de reforço propostos, e finalmente concluir sobre a melhor

solução, que podendo não cumprir todas as exigências de projecto, é a que melhor se adapta. As

soluções de reforço que vão sendo analisadas no modelo de cálculo desenvolvido, são assim

progressivamente afinadas, culminando o processo na escolha de uma só solução. Mais uma vez se

referem algumas verificações que devem ser feitas manualmente, controlando agora os resultados de

uma nova estrutura reforçada.

10.2 Soluções de reforço

As soluções de reforço são bastante diversificadas, em termos de intervenção geral na

estrutura, existindo entre essas soluções pontos comuns, que interessa aqui deixar registados, já que

de uma forma ou de outra constituem situações típicas que mais vulgarmente se deparam em

soluções de reforço. Essas soluções são escolhidas mediante as necessidades que a obra apresenta,

resultando desta forma, uma equivalência entre problema e reforço associado, ainda que a

versatilidade de algumas soluções permita responder com eficácia a vários problemas.

Tem-se até agora falado quase sempre nas soluções de reforço associadas à estrutura

metálica, eventualmente não referindo com a mesma importância questões relacionadas com as

alvenarias dos encontros, pilares e os aparelhos de apoio. Na realidade, não nos podemos esquecer


47

destas questões, pois sem a sua consideração, a solução de reforço que se encontre, estará sempre

incompleta. Ao mesmo tempo, diga-se que algumas soluções têm implicações directas sobre aqueles

elementos estruturais, sendo preciso dotá-los de capacidades que garantam o seu bom

comportamento.

10.2.1 Alvenarias

Relativamente às alvenarias, as soluções têm passado pela consolidação dos seus elementos,

usando argamassas de alta resistência, que permitem uma melhor interligação entre as pedras que as

constituem. O uso de betão armado no envolvimento, de algumas partes, nomeadamente no

coroamento dos pilares, também se verifica, cujo exemplo se direcciona para a Ponte Internacional de

Valença-Tuy, ao qual a Figura 2.21 se refere. No entanto a grande maioria das soluções adoptadas

para as alvenarias, enquadram-se na rubrica da manutenção e por isso são tratadas na subsecção

11.1.

Figura 2.21 – Coroamento dos pilares com cintas de betão

10.2.2 Aparelhos de apoio

Os aparelhos de apoio destas obras, não aguentam por vezes as novas exigências, ou

simplesmente o seu estado actual, carece de imediata substituição ou importante reparação. Nos dias

de hoje, o conhecimento nesta área e a gama de aparelhos à escolha, é bastante completa, sendo

possível encontrar boas soluções para a obra, que podem resultar na substituição dos mesmos. A

questão dos aparelhos de apoio é fundamental no comportamento da estrutura, estes elementos irão

impedir ou permitir, os deslocamentos associados a acções térmicas, de lacete, de frenagem, enfim

todas as que obrigam a um movimento longitudinal ou transversal da obra. Estas forças podem

resultar também gravosas para os encontros e pilares, sendo função dos aparelhos atenuar, tais

acções nestes elementos. A conjugação da solução a estes níveis, parte duma cumplicidade entre os


48

deslocamentos que se pretende, sejam admissíveis, e que ocorrendo são favoráveis ao

comportamento da estrutura, e aqueles que devem ser impedidos pela mesma razão. A Figura 2.22

apresenta uma solução de substituição dos aparelhos de apoio na ponte de Seiça (ferroviária),

podendo ainda identificar-se no encontro, o negativo para os aparelhos oleodinâmicos de que foi

dotada para responder às acções dinâmicas que poderá vir a estar sujeita.

Figura 2.22 – Novos aparelhos de apoio da Ponte de Seiça

Não adiantaria aqui apresentar soluções específicas a este nível, já que cada situação obriga a

uma análise particular da estrutura. Deixando-se essa exemplificação para os estudos que se

apresentam nos capítulos seguintes. Importa apenas referir e de acordo com a U.I.C., uma última

questão relacionada com os aparelhos de apoio. Para as pontes mais leves, aconselha aquele

organismo, manter os aparelhos de apoio originais, ou substituí-los por semelhantes, isto porque

esses aparelhos são mais indicados para oscilação de cargas significativa, o que acontece sempre que

um comboio passa, o aparelho fica subitamente muito carregado e logo após a passagem

descarregado, sujeito apenas ao peso próprio da ponte. Estas oscilações de carga são nefastas para os

aparelhos de neoprene, além de provocarem a fadiga das pastilhas, obrigando a substituições

periódicas, podem provocar deslocações dos mesmos, por poder não ficar garantida a compressão

mínima dos mesmos. Pelo contrário os aparelhos antigos, pelo seu elevado peso próprio, funcionam

melhor para essas oscilações de carga, garantindo maior durabilidade [56].

10.2.3 Estrutura metálica

Relativamente às soluções de reforço, para a estrutura metálica propriamente dita, podem

apontar-se as que se têm vindo a divulgar de forma mais persistente na bibliografia da especialidade.


49

O uso de novos elementos mais resistentes, por substituição dos existentes, é à partida uma

solução evidente, não fosse muitas vezes a dificuldade da sua execução. Exagerando, esta solução

transportar-nos-ia para a substituição de todos os elementos que apresentam problemas. Na

realidade, este pensamento é inviável, quanto mais não seja pelo seu carácter totalmente

anti-económico. Esta solução é apenas plausível, para alguns elementos, por exemplo,

contraventamentos de algumas peças, em que se torna fácil a sua execução, quer pelo tipo de ligação

que apresentam aos restantes elementos, quer pela sua importância na estrutura. Assim a opção pela

substituição de elementos, passa por ponderar factores económicos, de exequabilidade e

consequências para a circulação na ponte.

Nas situações em que não é possível efectuar esta substituição, e que são a maioria, o

aumento da área das peças, com a adição de perfis comerciais ou chapas, é uma solução adequada e

que tem vindo a ser usada em várias situações. O uso de chapas faz-se sentir de uma forma mais

evidente, em perfis cujo posicionamento e dimensões, não permite o uso de perfis adicionais. As

carlingas e longarinas são um exemplo típico desta situação, o uso de chapas de banzo e de alma é a

solução mais comum que se verifica. O uso de perfis comerciais noutras situações, aparafusados ou

rebitados aos elementos existentes, com o cuidado de não alterar a geometria da obra, é também uma

solução a apontar em termos de melhoramento das característica mecânicas. Para estes exemplos, as

soluções de reforço apresentam-se em termos teóricos como relativamente simples, o que dificulta a

solução é a forma de as colocar em prática, como efectuar a ligação entre elementos, as implicações

em termos de peso próprio para a estrutura, os factores económicos. A resposta não é de todo

imediata, e requer alguma reflexão.

Algumas intervenções de complexidade reduzida, resultam em eficientes melhorias de

resistência e comportamento da estrutura. Como exemplo pode explanar-se o de uma ponte

constituída por vários tramos simplesmente apoiados, com problemas de esforços provocados por

elevado momento flector. A solução pode passar pela alteração para viga contínua, adoptando os

respectivos reforços, ao nível dos apoios e elementos próximos destes. Tal como em qualquer outra

solução, pressupõe-se uma integração estrutural correcta da solução. Conforme adiante se verá

existem outras soluções de carácter pontual, que melhoram significativamente o comportamento de

alguns elementos, prevenindo ou eliminando deficiências.

Outra solução também, bastante comum prende-se com o uso de cabos, pré-esforçados ou

não, cuja configuração geométrica e posicionamento na estrutura, permitem uma significativa

melhoria no seu comportamento. Um exemplo desta solução encontra-se na Ponte do Lima em Viana

do Castelo, onde um conjunto de cabos colocados pelo exterior das vigas principais se ligam a uma

estrutura de suporte secundária, constituída por grelhas de perfis metálicos (carlingas), colocadas

entre pilares por baixo do tabuleiro inferior, conferindo novas zonas de apoio à estrutura e aliviando


50

as cargas transmitidas aos existentes (Figura 2.23). As cargas transmitidas a estas grelhas são por sua

vez transmitidas aos cabos que percorrendo toda a estrutura, são ancorados em maciços localizados

nas traseiras dos encontros. Os cabos furam as alvenarias dos encontros, conforme se exibe na Figura

2.24, para serem ancorados, o que pode estar na origem de algumas fissuras detectadas nas

alvenarias. O resultado estético desta solução é discutível já que a dimensão dos cabos, os torna

perceptíveis na restante estrutura.

Figura 2.23 – Cabos pré-esforçados como solução de reforço (esq.) e carlingas de suporte da estrutura (dir.)


51

Figura 2.24 – Passagem dos cabos pelas alvenarias dos encontros para serem ancorados

A solução de cabos pré-esforçados e escoras igualmente pré-esforçadas que será apresentada

no estudo da Ponte Internacional de Valença-Tuy, é outra a evidenciar pela sua simplicidade e

reduzido impacto visual no conjunto da obra. É uma solução cujo principal objectivo é reduzir os

esforços nos banzos das vigas principais, recorrendo-se ao uso de cabos pré-esforçados no banzo

inferior, diminuindo-se as tracções, e escoras no superior, objectivando a redução das tensões de

compressão, resultando assim o alívio global das tensões que ocorreriam naqueles elementos, por

aumento da carga ferroviária.

As considerações seguintes, apresentam imagens relativas às soluções de alguns problemas,

referentes nomeadamente a pontes ferroviárias [16], mas que também se podem verificar em

rodoviárias, acompanhando as apresentações com as soluções de reparação desses problemas.

Comecemos por apresentar a solução do problema apresentado na Figura 2.11 da subsecção 3 deste

capítulo. A deformação das almas do perfil composto de uma viga principal pode ser impedida ou

reparada, colocando cantoneiras nas extremidades das almas, ligadas por uma treliça de réguas

metálicas, conforme se esquematiza na Figura 2.25. Nas Figuras 2.26 a 2.29 são apresentados alguns

problemas, essencialmente ligados a fissuras em elementos, e as respectivas propostas de reparação.


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Figura 2.25 – Solução de reforço que impede a deformação das almas para fora do seu plano

Figura 2.26 – Ligação das carlingas aos montantes

Figura 2.27 – Ligação das carlingas às vigas principais


53

Figura 2.28 – Ligação das longarinas às carlingas

Figura 2.29 – Reparação de almas fissuradas


54

11 Manutenção

11.1 Alvenarias

As alvenarias dos pilares e encontros quando em contacto sistemático com a água ou

parcialmente submersas carecem de atenção especial. Dever-se-á ter em atenção as subidas das águas

em épocas de cheias que por vezes provocam buracos sensíveis nos pilares. Sempre que possível

dotar os mesmos de protecção que evite a situação anterior, por meio de enrocamentos de protecção

e construção de diques que quebrem as águas [10], também o descalçamento de fundações,

provocado pelas velocidades elevadas que as águas atingem. Estas entre outras deficiências podem

ser minimizadas ou reparadas, adoptando medidas preventivas e de recuperação [15]. Entre essas

medidas salientam-se:

• conservar enrocamentos existentes;

• aperfeiçoar a forma dos pilares;

• consolidação de fundações;

• proteger as pontes descarnadas pelas águas;

• betonagem de cavidades existentes nas alvenarias;

• refechamento de juntas com injecção;

• empregar processos de vigilância, recorrendo a mergulhadores, para as partes submersas.

Para as alvenarias não submersas as considerações são também dignas de nota, assim

situações de infiltrações, formação de estalactites, juntas abertas, fractura dos paramentos, entre

outras, têm causas conhecidas e soluções experimentadas que têm dado respostas satisfatórias a

esses problemas.

As infiltrações, são causadas pela existência de materiais porosos ou fissurados, é

aconselhável o uso de produtos betuminosos que voltem a repor a estanquicidade. As injecções de

cimento, podendo dar bons resultados, não são muito comuns [14].

Quanto às estalactites, resultam do empobrecimento das argamassas, por dissolução devido

às infiltrações de água. Quando a evolução é significativa, a solução a adoptar é idêntica à

anteriormente descrita. O empobrecimento das argamassas, provoca também a abertura das juntas,

as quais devem ser refeitas depois de escavadas 3 a 5 cm.


55

Relativamente à fractura dos paramentos, várias são as razões apontadas para a sua

ocorrência: a formação de gelo em grandes superfícies, passando a solução pela secagem das pedras,

a reconstrução da estanquicidade do paramento. As fracturas podem ainda ocorrer pela existência de

pedras muito porosas ou betão de fraca dosagem ou empobrecido pelas infiltrações, ainda a acção da

água combinada com fumos, provoca o ataque dos materiais devido à formação de ácido sulfúrico

[14]. A reparação consiste em limpar o paramento e refazer a camada de estanquicidade.

Por último refere-se a decomposição do betão que se pulveriza sem coesão, que resulta da

ocorrência de tensões superiores às admissíveis no material. Quando este problema ocorre na pedra,

observa-se também o esmagamento e fracturação da mesma. Ainda o contacto com materiais em

combustão, com águas sulfatadas ou carregadas de dióxido de carbono.

11.2 Aparelhos de apoio

Os aparelhos de apoio destas pontes, já anteriormente exibidos, carecem duma permanente

conservação, que nem sempre é levada a cabo resultando normalmente a introdução de esforços na

estrutura metálica, mas também nas alvenarias onde estes apoiam. Muitos destes aparelhos são de

difícil acesso, o que acaba por provocar a referida falta de manutenção.

Os apoios do tipo fixo, permitem apenas pequenas rotações e impedem os deslocamentos

horizontais. Os de tipo móvel, podem ser de rolos ou de pêndulo, permitindo deslocamentos

horizontais. Hoje em dia não é comum o uso destes aparelhos, mas a necessidade de lidar com os

existentes e de garantir o seu bom funcionamento, justifica a apresentação de algumas considerações

a seu respeito, que poderão ser úteis.

Comecemos por referir algumas questões relativas à manutenção. A limpeza dos aparelhos

deve ser feita a ar comprimido, principalmente os móveis, não devendo durante as pinturas, pintar

as suas articulações, rolos e placas de apoio. Devem, isso sim, ser bem limpos de qualquer tipo de

oxidação e serem lubrificados com frequência. Caso contrário, desenvolve-se atrito entre superfícies

não lubrificadas, provocando o arranque das placas e fissuras nas alvenarias. Os aparelhos de rolos,

mais comuns em obras de grande vão, são propícios a cuidados específicos, nomeadamente: verificar

se algum rolo excedeu a placa inferior, ou embateu na espera respectiva, ficando aí imóvel; ainda se

cada rolo está em contacto com a placa superior ao longo de toda a sua geratriz. Quando não existem

dispositivos de travamento, podem ocorrer deslizamentos transversais dos rolos em relação às

placas superiores. Se isto se verificar, deverá ser providenciada a colocação dos referidos

dispositivos de travamento.

Quando a manutenção é insuficiente, o conjunto de peças que constituem o apoio, começam

a ganhar folgas, que se agravam à medida que vai havendo batimento dos elementos, resultante da


56

circulação das cargas, de choques importantes que tendem a esmagar as placas de chumbo,

provocando desnivelamentos, acentuam-se assim os choques que originam esforços locais

importantes, fazendo deslocar as placas e deteriorando as alvenarias. As vigas devem estar bem

assentes nos apoios e estes nas câmaras, com supressão de qualquer jogo. A colocação do apoio que

recebe os aparelhos e o seu nivelamento requer grande precisão, evitando os choques e as

irregularidades das superfícies de apoio das alvenarias. Para tal podem calçar-se os aparelhos com

barrotes de madeira ou metálicos e usando placas de chumbo. O chumbo pode ainda ser despejado

fervente, pelo que deve haver o máximo cuidado em garantir a ausência de água, nas cavidades do

apoio. Podem ainda empregar-se argamassas de cimento, resina epoxy ou argamassa sem retracção

para calçar os aparelhos.

As placas de chumbo, requerem normalmente renovação frequente e o chumbo despejado

fervente põe em risco a saúde dos trabalhadores, por isso é de investir na mudança para outras

soluções, quer de produtos que substituam o chumbo, ou mesmo os aparelhos por completo. O uso

de aparelhos de apoio actuais, repercute-se em alguns casos em melhoramentos significativos no

comportamento da estrutura metálica e das alvenarias. De facto os apoios actuais, constituídos por

neoprene, evitam o batimento, deslocação dos apoios e fendas nas alvenarias, reduzem vibrações do

tabuleiro e ruídos. Nos casos em que as placas de chumbo estão partidas e existem fendas nas

alvenarias, o neoprene é bastante indicado. As placas de neoprene devem ultrapassar a placa de

apoio metálica, em pelo menos 2 cm para a encastrar. Os aparelhos devem ser nivelados, ajustando a

palmilha de neoprene às alvenarias.

É sem dúvida muito importante o correcto nivelamento dos aparelhos de apoio. Só desta

forma se garante o correcto funcionamento da superestrutura, evitando o problema conhecido por

martelagem. Este problema, como já se descreveu, é provocado pelo facto dos apoios não se

encontrarem de nível. Este fenómeno origina patologias já descritas. Há no entanto uma questão

relacionada com os aparelhos de apoio que merece mais alguma pormenorização. É necessário nos

apoios de rolos que as placas de apoio, estejam em contacto com todos os rolos, se isso não acontece

é porque, ou os rolos têm diâmetros diferentes, ou as placas superiores ou inferiores não estão

perfeitamente planas ou não são paralelas. É possível verificar este fenómeno, retirando as réguas

laterais e tentando deslocar o rolo à mão, se isso acontecer é porque não está carregado. O mesmo se

pode verificar em apoios de pêndulos, retirando as réguas laterais os pêndulos descarregados,

deslocar-se-ão também facilmente ou simplesmente tombam. Quando os rolos estão igualmente

carregados pode ainda acontecer que não girem, por ter ocorrido desgaste na sua superfície, que

deixa de ser perfeitamente cilíndrica, dificultando o seu movimento. A reparação passa por colocar

novos rolos ou tornear os existentes, bem como alisar as placas superiores e inferiores.


57

Há pois que em qualquer dos casos apresentados proceder à reparação das peças

defeituosas, que obriga normalmente ao levantamento do tabuleiro e à retirada do aparelho,

calçando temporariamente a ponte.

A regulação horizontal e vertical dos apoios destas obras é também um ponto a referir. A

regulação horizontal só é efectuada em apoios móveis e é função da temperatura a que o trabalho é

efectuado e dos deslocamentos a que a obra ficará sujeita. A Figura 2.30 mostra esquematicamente o

processo utilizado.

Figura 2.30 – Esquema de colocação de um aparelho de rolos

com x = 2a

a – deslocamento da obra sob influência da temperatura, em relação ao apoio.

x – distância do eixo do conjunto dos rolos aos eixos das placas de apoio superior e inferior

Relativamente à regulação vertical esta divide-se em dois casos. Um primeiro em que as

reacções de apoio não são medidas e no segundo caso em que são. No primeiro os aparelhos de

apoio são colocados sobre calços de madeira, entrepostos com chapas metálicas de pouca espessura,

após o que são selados com argamassa de cimento. No segundo caso são medidas as reacções de

apoio pelo menos para o peso próprio, utilizando macacos munidos de manómetros, cujos valores

lidos são comparados com os calculados [19]. Em obra é assim possível regular as reacções em cada

apoio, garantindo um correcto nivelamento e posterior selagem dos apoios.

Esta técnica de pesagem das reacções de apoio é também usada para nivelar tabuleiros.

Medindo as reacções de apoio existentes é possível determinar os desníveis existentes e proceder ao

nivelamento dos mesmos. O principal cuidado a ter na execução das medições das reacções é a

colocação dos macacos o mais perto possível do apoio, para garantir uma leitura tão correcta quanto

possível.


58

11.3 Estrutura metálica

Já foram apresentados os vários problemas a que as pontes metálicas estão sujeitas. A

solução de alguns deles, passa pelo reforço da obra, quer recorrendo à substituição de elementos

novos, quer pelo aumento das suas características resistentes, ou alívio das tensões instaladas, com

uso de outras estruturas. Por outro lado, existem outros problemas solúveis com o recurso a uma

conservação da obra, eliminando patologias e mantendo uma manutenção sistemática da mesma.

Assim se apresentam de seguida algumas considerações respeitantes à conservação das obras,

respondendo com soluções a alguns problemas anteriormente exibidos, apresentando também mais

alguns exemplos de avarias que podem ocorrer e suas soluções de reparação.

11.3.1 Limpeza e pintura

Como se referiu por diversas vezes, a oxidação dos aços (corrosão) é eventualmente o

principal problema das pontes metálicas. A solução essencial deste problema é a pintura periódica.

No entanto, outras questões se levantam conforme o nível de corrosão instalado. A solução anterior

(pintura) deve ser aplicada após limpeza das partes envolvidas, quando o nível de oxidação é

normal, apenas na superfície do elemento. Quando o estado é mais avançado, por acção de fumos ou

da água em conjunto com o ar, há que dotar a estrutura de protectores de fumos, como madeira ou

fibrocimento, ou mesmo envolvendo em betão algumas das partes [13]. O escoamento das águas

deve pois ser garantido, mantendo em bom funcionamento os dispositivos de escoamento. O uso de

furos no banzo inferior das vigas principais, que pela sua configuração geométrica favorecem

acumulação de água, como já se referiu e demonstrou, é uma técnica comum, mas nem por isso

muito eficaz se não existir uma limpeza frequente, de resto outro ponto importante a registar, a

limpeza da obra. Não havendo limpeza, os detritos que se vão depositando, acabam por obstruir os

furos, impedindo o escoamento das águas. Esses mesmo furos muitas vezes, acabam mesmo por

encaminhar as águas para outros elementos, o que anula de vez com o potencial efeito benéfico dos

mesmos.

As operações de limpeza e pintura, não estão isentas de dificuldades, muitas vezes o

reduzido espaço entre elementos, dificulta estas operações, implicando a necessidade de efectuar

intervenções mais amiudemente do que na restante estrutura, esta situação deve pois ser evitada o

mais possível, entretelando os elementos. Casos há em que a inacessibilidade de alguns deles, não

permite a sua manutenção, esta situação torna-se ainda mais gravosa e caso exista, tal como a

anterior, deve procurar ser eliminada, substituindo as peças cuja manutenção, pelas dificuldades

exibidas, tende a não ser eficiente ou simplesmente não existir.

A pintura é sempre precedida de uma limpeza do ferro, para o que se usam, picadeiras,

raspadeiras e escovas de aço. Após se obter uma superfície lisa, polida e bem limpa, então o ferro


59

bem seco deve ser imediatamente pintado, pois que este exposto ao ar, oxida rapidamente e tanto

mais quanto mais polido estiver e quanto mais húmido for o ar no local de trabalho. Por isso,

também não deve a pintura ser feita com tempo húmido, mas sim em tempo seco e com sol quente.

Quanto mais quente estiver o ferro na altura de aplicação da tinta, melhor. As considerações

anteriores levam a referir o seguinte: nunca se deve deixar o ferro limpo, para se pintar no dia

seguinte, quando isso acontecer, deve o ferro ser polido novamente antes de aplicar a tinta. Esta

aplicação pode ser feita à mão com trinchas ou brochas, ou a ar comprimido. Quando a aplicação é

manual, usam-se três demão de tinta, com cores diferentes para ser possível distinguir cada

aplicação. A primeira demão é normalmente dada com tinta vermelha, sendo uma pintura parcial, a

pintura geral é feita com duas demão de tinta cinzenta, a 1ª demão com tinta escura (nº1) e a segunda

com cinzenta clara (nº2) [13]. A tinta usada é normalmente de base metálica, anti-corrosiva e bastante

pesada. É também referido [15] o uso de 4 demãos em que as duas primeiras são de minium de

chumbo, e as restantes idênticas às anteriormente descritas.

Quando a pintura é efectuada a ar comprimido, é normalmente suficiente uma demão de

tinta cinzenta, porque a camada de pintura é mais espessa, correspondendo às duas demão da

pintura normal. A dificuldade maior desta pintura, é a regulação do jacto e a distância ao elemento, a

fim de garantir que a camada de tinta seja igual e suficiente sem haver desperdício. Este método é

bastante indicado para superfícies largas, como as almas cheias, para certas barras, diagonais por

exemplo, a situação inverte-se, sendo mais indicada a pintura manual. É mesmo necessário fazer

retoques à brocha, em determinados elementos que pela sua posição não foram totalmente cobertos

com a pintura mecânica.

Da mesma forma que se refere a pintura a ar comprimido, também a limpeza, assim pode

ser efectuada. E do mesmo modo é necessário fazê-lo manualmente em partes específicas.

Apesar dos trabalhos descritos pressuporem a remoção da tinta velha, esta é muitas vezes

difícil de remover, tal não é preocupante, pelo contrário, deve deixar-se a tinta antiga que apresente

estar em condições de boa aderência, pois irá contribuir por si só numa boa camada protectora.

As pinturas das pontes metálicas, obedecem a intervalos de tempo variáveis, conforme a

localização da obra e agressividade do meio e ainda das suas necessidades de manutenção. Deste

modo podem as pontes ser sujeitas às designadas, pinturas gerais, de 4 em 4 anos ou atingir

intervalos de 10 anos. Há exemplos de períodos mais apertados, que podem atingir pelo menos

teoricamente a necessidade de serem pintadas total ou parcialmente de dois em dois anos.

Durante a execução de limpeza e pintura da obra, nomeadamente na altura em que os

elementos forem limpos da tinta existente, é possível e aconselhável proceder a uma inspecção dos

mesmos, numa tentativa de identificar anomalias, anteriormente encobertas pela pintura, como é o


60

caso de fissuras. Não se devendo, no caso de isso se verificar, pintar a peça, mas sim proceder

previamente a uma reparação. Uma medida preventiva para parar o prolongamento da fenda é

executar nas suas extremidades furos de 5mm de diâmetro, após o que se procede à colocação de

cobrejuntas ou mesmo à substituição da peça [14].

Refere-se de seguida o tipo de intervenção relativo às bolsas de ferrugem que se formam

entre chapas (ver Figura 2.6). A operação consiste em remover essa ferrugem, raspando bem as

chapas, não hesitando, descravar alguns rebites, se tal se demonstrar útil para a eficácia da acção de

limpeza, após a qual as partes serão pintadas e os espaços entre elas cheios de massa. Quando as

chapas a ligar já se encontram encurvadas pela formação das bolsas, nem sempre é possível eliminar

essa curvatura. Se as bolsas são relativamente pequenas pode recorrer-se ao uso de rebites

intermédios, embora possa disso resultar a fendilhação das chapas, esta operação só deve ter lugar,

após serem efectuados ensaios em amostras de material da ponte [15] a fim de avaliar a sua

fragilidade. Quando as bolsas são grandes a cravação de rebites intermédios está fora de questão. De

facto, o ferro antigo continha bastante percentagem de azoto, o que o torna quebradiço. Ao ser

tentada a cravação em sentido contrário, as chapas podem fissurar. Quando ocorre fissuração, a

cravação não pode ser perfeita, ou porque a ferrugem não saiu completamente, ou porque as chapas,

devido à excessiva deformação não voltam completamente ao sítio. Por estas razões o procedimento

que tem dado melhores resultados é o que se refere nos pontos seguintes [15]:

1. Limpar bem a zona entre chapas;

2. picar cuidadosamente as partes interessadas;

3. fazer penetrar entre as chapas, minium de chumbo fluído com óleo;

4. garantir estanquicidade do intervalo, preenchendo com mastique de minium de chumbo;

5. recobrir toda a zona com uma demão de tinta de minium de chumbo;

6. finalmente aplicar duas camadas de tinta anti-corrosiva.

11.3.2 Rebites

As questões relacionadas com os rebites como elemento isolado, revestem-se de algumas

considerações, merecedoras de referência, até porque são eles os responsáveis pela ligação de todo o

conjunto da estrutura. Assim é necessário verificar se os rebites se encontram bem apertados, ou

como é costume designar, não se encontram leves. Detecta-se se um rebite se encontra leve, pelo

toque ou pelo círculo de ferrugem que se forma em torno da sua cabeça. A existência de rebites

nestas condições, faz com que fiquem fora de serviço, provocando maiores esforços nos vizinhos,

podendo fazer com que estes fiquem também leves. Assim se deve proceder a uma verificação

periódica dos mesmos, substituindo por novos, todos os que apresentarem o referido problema, ou


61

por parafusos de alta resistência com aperto controlado. Durante a operação de substituição, e

devido ao aperto, é preciso verificar se agora os rebites vizinhos não aliviaram. O uso de rebites

novos passa pelos seguintes passos essenciais para uma boa execução [15]:

1. mandrilar os furos;

2. escolher rebites cujo diâmetro a frio, não seja inferior em mais de 1 mm ao do furo

mandrilado;

3. aquecer o novo rebite uniformemente até atingir rubro cereja claro (cerca de 900ºC);

4. efectuar a cravação com equipamento em boas condições de funcionamento,

abandonando o rebite ainda com cor vermelho sombrio, não batendo no rebite já meio

frio.

A simples cravação de rebites em aços mais antigos, devido às características já

apresentadas, partem-nos facilmente quando actuados no sentido perpendicular à laminagem.

Constatam-se fendas na espinha das cantoneiras, fendas nas almas das longarinas e nos banzos em

U, das vigas principais.

O posicionamento de alguns rebites dificulta a sua substituição, pelo pouco espaço

disponível para manobrar o equipamento, recorre-se então ao uso de parafusos.

Entendendo-se que a substituição de alguns elementos da obra, é uma tarefa que se engloba

na secção da manutenção e não no reforço da mesma, optou-se assim por apresentar algumas

considerações ligadas à substituição de elementos.

11.3.3 Substituição de elementos

A substituição de um elemento de uma ponte, seja uma chapa de banzo, uma cantoneira ou

um gousset, além das tarefas directamente associadas, carecem de método específico que tem de ter

em conta a rapidez das operações, já que na maior parte dos casos, principalmente nas pontes

ferroviárias, não se faz interrupção de trânsito. A substituição de uma peça da ponte deve além disso

satisfazer alguns cuidados, que garantam durante o período dos trabalhos o normal funcionamento

da estrutura. Desta forma pretendem os parágrafos seguintes dar a conhecer ao leitor, quer as

tarefas, quer os cuidados a ter na execução de substituição. Podem resumir-se em cinco as acções

essenciais desenvolvidas na substituição de uma peça metálica destas pontes:

1. retirar os rebites existentes;

2. substituir os rebites por parafusos;

3. retirar a peça antiga e colocar no seu lugar a nova;


62

4. refazer as ligações usando parafusos;

5. substituir os parafusos por novos rebites.

A substituição dos rebites, temporariamente por parafusos, tem como fim garantir que a

ligação entre peças não fica enfraquecida. Isto porque, e como se referiu, a circulação na ponte

continua, ao mesmo tempo que se executam os trabalhos. Daquela forma o elemento em causa

mantém-se em funcionamento. Nas pontes ferroviárias o intervalo entre comboios é conhecido, é

assim possível nesse intervalo, trocar o velho pelo novo elemento, estando a ponte sujeita ao seu peso

próprio. Nas pontes rodoviárias não é assim, podendo obrigar a uma interrupção do trânsito.

Nem sempre é necessário substituir todos os rebites retirados por parafusos, isso vai

depender da peça em questão, do estado geral da obra, do tempo em que a ligação fica garantida

apenas pelos parafusos e no caso das pontes ferroviárias do intervalo entre passagem de comboios.

Em algumas peças aconselha-se pela sua importância, na estrutura, à substituição total dos rebites

por parafusos. Como exemplo referem-se as ligações das longarinas às carlingas e destas às vigas

principais.

Os cuidados a ter na colocação dos próprios parafusos são também dependentes das

questões anteriores. Se a circulação na ponte é importante, se os parafusos vão permanecer por

algum tempo até serem cravados novos rebites, então haverá cuidados redobrados na sua colocação,

para não enfraquecer essas ligações, mesmo provisórias. Em qualquer situação porém, nunca deve

deixar-se mais de um furo livre entre parafusos [13]. As mesmas regras se aplicam aquando da

substituição pela peça nova. Relativamente à cravação de novos rebites, além dos pontos já

explanados, há a acrescentar que, caso existam furos livres, esses serão os primeiros a serem

preenchidos, só depois se passa aos restantes. Quando não existem furos livres, a substituição por

rebites deve ser alternada, ou como genericamente se designa, em pé de galinha [52], efectuando a

cravação partindo do centro do elemento em direcção a um e outro lados. Após substituídas as peças

os rebites devem ser pintados de acordo com as prescrições anteriores.


63

12 O estado das pontes metálicas nacionais

A particularização do estado das pontes metálicas nacionais, rodo e ferroviárias, é um ponto

importante a registar. As informações a este respeito foram obtidas junto de funcionários da J.A.E. e

da C.P., aos quais foram colocadas questões relacionadas com a situação das pontes metálicas

nacionais, o seu estado de conservação, as acções que têm sido levadas a cabo no campo da

reabilitação e conservação, as que se encontram em recuperação, enfim, elementos que permitissem

caracterizar o melhor possível a situação, de cada uma das entidades, em relação ao tema em

questão. Procurou também saber-se a evolução ao longo dos tempos da recuperação e manutenção

das obras, como se fazia e como se faz. As equipas que existiam e as que existem agora. Traçando

desta forma as principais linhas históricas nacionais ligadas ao tema da presente dissertação.

Se por um lado era importante incluir nesta dissertação o estado da arte relativo à

reabilitação e conservação das pontes metálicas no contexto nacional, por outro lado era importante

reunir a informação disponível numa forma sucinta e que permita aos interessados nesta matéria

dispor de uma base de trabalho focalizada. Procurando sistematicamente recolher informação que

completasse o melhor possível este item da dissertação, não se encontrou nenhuma bibliografia que

tocasse nestes assuntos e nos que anteriormente se desenvolveram, de forma específica. Grande parte

da informação foi recolhida junto dos que trabalham nestas obras, cujos anos de experiência os

enriqueceu de conhecimentos.

12.1 A Junta Autónoma de Estradas

Longe vão os tempos em que a J.A.E. possuía 4 brigadas ligadas à conservação e manutenção

das pontes metálicas. Segundo indicações do Sr. Antero Pinto [52], homem cuja vida inteira está

ligada às pontes metálicas, particularmente à Ponte Luiz I. As 4 brigadas existentes dividiam-se da

seguinte forma. Existia uma brigada em Vila Franca de Xira com cerca de seis homens, responsável

ou pelo menos mais vocacionada para a zona sul do país. Uma segunda sediada em Almada com

cerca de 10 homens era a responsável pela manutenção da Ponte 25 de Abril. Esta equipa extinguiu-

se por completo, bem como parte da de Vila Franca de Xira, acabando as duas por ficarem agregadas

numa só, hoje em dia a única existente e constituída apenas por 3 homens. Esta equipa é a que ainda

hoje se desloca por todo o país quando é necessária a reparação de alguma obra metálica. É claro que

o âmbito e a grandeza das reparações, como será fácil de concluir, é bastante limitado. Sendo as

intervenções de carácter pontual e envolvendo apenas recursos e tecnologia disponível pela brigada.

As grandes intervenções de limpeza e reabilitação, são entregues a empreitadas por concurso, como

foi o caso da última intervenção na Ponte Luiz I.


64

Uma das outras duas brigadas, constituía o então designado “carro oficina”, formado por

uma equipa de 6 homens que se deslocavam por todo o país para efectuar intervenções. O "carro

oficina” conforme se pode visualizar na Figura 2.31, Figura 2.32 e Figura 2.33, possuía todo o

equipamento necessário às intervenções a efectuar. Este carro encontra-se nos armazéns da J.A.E. na

cidade do Porto, bem como uma série de equipamento a que será feita referência ao longo desta

secção.

Figura 2.31 – O “carro oficina”

Figura 2.32 – Aspecto do interior do “carro oficina”

As figuras apresentadas são actuais e evidenciam o seu excelente estado de conservação,

atendendo a que já têm mais de 50 anos, constituindo uma autêntica peça de museu e é sem dúvida

um elemento de destaque na história das pontes metálicas portuguesas.


65

Figura 2.33 – Outra vista do interior do “carro oficina”

A última equipa que falta referir, merece especial atenção. Esta equipa constituída por 23

homens, era uma equipa permanente que se ocupava quase exclusivamente da Ponte Luiz I.

Chefiada durante os últimos anos da sua existência pelo Sr. Antero Pinto, desapareceu há cerca de 20

anos. Mas durante o seu tempo de funcionamento ocupava-se da conservação daquela ponte. Alguns

dos seus elementos eram ocasionalmente destacados para intervenções noutras obras, quando não

era possível à equipa do “carro oficina” responder a tal pedido. Para isso um conjunto de 6 ou 8

homens deslocavam-se no veículo exibido na Figura 2.34, transportando consigo diverso

equipamento que adiante se exibirá, do qual se destaca o compressor da Figura 2.35.

Figura 2.34 – Veículo de deslocação da equipa da Ponte Luiz I


66

Figura 2.35 – Compressor com reboque

Estes equipamentos, tal como o “carro oficina” e muitos outros, encontram-se guardados,

exaltando-se desde já a necessidade de os colocar em lugares mais dignos, contribuindo de alguma

forma como uma homenagem àqueles cuja vida esteve ou está ligada à conservação e reabilitação de

pontes metálicas.

Desde o fim da existência destas brigadas, das quais apenas resta a de Vila Franca de Xira,

pouco tem sido feito para continuar o trabalho de recuperação das pontes [53]. Não querendo fazer

juízos de valor e tendo em conta apenas as informações prestadas pelos entrevistados, parece que a

postura perante o problema não é a mais atraente. Por outro lado com o desaparecimento das

brigadas, coloca-se a questão da sua continuidade. É certo que existem várias obras em recuperação,

outras com projecto já elaborado. No entanto a sensibilização perante o problema de revitalizar toda

uma atitude, com acções de formação vocacionadas para os problemas específicos da manutenção e

reabilitação das pontes, parece não ter lugar. A experiência pessoal relativamente à Ponte Metálica

do Pinhão, é exemplo dessa falta de empenhamento. A Ponte Luiz I cuja última intervenção teve

lugar em 1980, não tem desde essa altura qualquer tipo de intervenção, a não ser situações de

carácter pontual, quando o Sr. Antero que ainda se encontra vigilante, requer à brigada de Vila

Franca de Xira a necessária intervenção. De facto, parece oportuno sensibilizar todos para esta

questão e manter uma atitude de respeitosa revolta contra todos, cuja responsabilidade está a este

problema ligada.

Cada vez à menos incentivos nesta área da engenharia dentro da J.A.E. [53], acompanhada

da não existência de especialistas na área. Não há um acompanhamento continuado das obras, que

seja transmitido eficazmente pelos que por lá vão passando. Apesar de algumas obras terem vindo a


67

ser recuperadas, não tem havido uma manutenção satisfatória e estudos que permitam recolher

informação a vários níveis, contribuindo para a actualização histórica destas obras.


68

12.1.1 A actividade da brigada da Ponte Luiz I

Falar destas brigadas e não falar da sua actividade, do modo como trabalhavam, deixaria

decerto este ponto bastante incompleto. Assim e como forma de manter viva a história destas

pessoas, satisfazendo a curiosidade daqueles que, não tiveram a oportunidade de contactar de perto

com os equipamentos que se usavam, alguns ainda se usam, nas reabilitações. Assim se procede a

uma breve descrição da sua utilização, acompanhando-a de uma exibição de figuras relativas a esses

equipamentos que muito gentilmente o Sr. Antero permitiu tirar, explicando ao mesmo tempo a

função de cada um.

A brigada chefiada pelo Sr. Antero nas manutenções que levava a cabo, ocupava-se

essencialmente da anulação da corrosão que começava a ter lugar. Esta era sem dúvida a principal

função das manutenções. Assim e em traços gerais, a ideia era descravar as chapas, limpar as zonas

oxidadas, pintar e voltar a cravar as partes. Muito raramente se substituíam peças. De facto apenas

alguns contraventamentos foram substituídos, todos os restantes elementos são os originais, isto na

Ponte Luiz I.

Figura 2.36 – O massacote (1º), os corte a frio (2º e 4º) e o saca rebites (3º)


69

Como é sabido estas obras tinham os seus elementos constituídos por chapas e cantoneiras

rebitadas, formando o que se designa por perfis compostos. A corrosão inicia-se normalmente e

como já foi apontado, entre contactos de chapas. Havia assim a necessidade de descravar as chapas,

usando para tal um tipo de martelos designados por – corte a frio – conforme a Figura 2.36, 2º e 4º da

esquerda para a direita, que se posicionavam junto da cabeça do rebite, quando solicitados por uma

marreta cortavam a cabeça do rebite, este era posteriormente removido com um saca rebites, 3º

elemento da esquerda para a direita da mesma figura.

Descravados e separados os elementos era então possível efectuar a operação de limpeza dos

elementos, que nos casos mais simples era conseguida apenas usando piaçabas e escovas, mas nas

situações mais avançadas, recorria-se ao uso de raspadeira e picadeira, cujos sugestivos nomes,

tornam desnecessários mais detalhes. Após efectuada a limpeza, as partes eram pintadas nas zonas

de contacto e colocados em lugar dos rebites, parafusos de carácter provisório, enquanto se

preparava nova rebitagem. A colocação dos novos rebites era efectuada em pé de galinha, ainda hoje

assim designada, para garantir uma melhor execução e melhor ligação entre elementos constituintes.

A colocação de novos rebites era durante muito tempo feita manualmente, recorrendo apenas à força

física de cada um. O rebite era aquecido numa forja junto, ou o mais próximo possível da zona a

rebitar, uma das cabeças já estava feita conforme se visualiza na Figura 2.37, era então colocado no

furo existente ou em novo furo, os furos novos eram feitos com um saca bocados, exibido na

Figura 2.38. Os furos novos ou existentes eram ainda e quando necessário mandrilados (alargados)

com a máquina de mandrilar Figura 2.39.

Figura 2.37 – Rebites


70

Figura 2.38 – O saca bocados Figura 2.39 – Máquina de mandrilar

O rebite era seguro do lado da cabeça com um massacote de encostar rebites, já exibido na

Figura 2.37, cuja extremidade superior era encaixada na cabeça do rebite, do lado contrário eram

então colocadas as embutideiras que existiam em várias medidas, conforme o tamanho da nova

cabeça a efectuar, estas embutideiras inicialmente manuais encontram-se na Figura 2.40. Malhava-se

nas embutideiras para dar a forma esférica à cabeça do rebite e garantir a ligação das partes. Todo o

trabalho era feito como se disse manualmente, sendo tanto o massacote como as embutideiras

seguros com as mãos dos trabalhadores, estando a garantia da ligação inteiramente ligada à sua força

física.


71

Figura 2.40 – Embutideiras manuais

Só mais tarde o processo foi facilitado quando em vez do malho para as embutideiras se

começou a usar os “revólveres” a ar comprimido, em cuja extremidade se colocavam embutideiras.

Estes revólveres, garantiam uma mais fácil, eficiente e rápida ligação. Conforme se pode visualizar

na Figura 2.41 e Figura 2.42 existiam e existem, já que actualmente estes equipamentos são

semelhantes, vários tamanhos de embutideiras e revólveres.

Figura 2.41 – Revólveres

Figura 2.42 – Embutideiras para revólver

Após completada a rebitagem, ou quando eram introduzidos novos elementos estruturais,

tudo era pintado com as tintas seguintes: uma demão de primário vermelho, uma demão de


72

vermelho 1B, uma demão de cinzento metálico nº1 e por fim uma demão de cinzento metálico nº2.

Eram na altura todas as tintas da marca Esfinge [52].

Procedia-se amiudemente à verificação dos rebites em alguns elementos que evidenciavam

folgas, e também quando se efectuavam novas rebitagens, para tal usava-se um martelo de verificar

rebites. Conforme o barulho que o rebite fazia quando solicitado pelo martelo era possível saber se se

encontrava com folga, de resto procedimento já explicado.

A conservação das pontes passava também pela verificação dos aparelhos de apoio e juntas

de dilatação. Refira-se para o caso concreto da Ponte Luiz I, os aparelhos de apoio e as juntas de

dilatação da ponte são os originais. Ocorreram algumas situações de intervenção ao nível dos

aparelhos de apoio, quando ocorreram desalinhamentos, a ponte foi levantada, alguns milímetros

com macacos, foi calçada temporariamente para a eventualidade dos macacos cederem, enquanto se

efectuava a reparação. As juntas de dilatação também sofreram algumas intervenções principalmente

de reaperto ou substituição dos parafusos de fixação, pois à passagem dos veículos o efeito de

degrau na passagem de aterro para a ponte provoca vibrações suficientes para iniciar o aparecimento

ou mesmo desgaste desses parafusos.

Durante muitos anos assim eram as intervenções na Ponte Luiz I em particular, mas também

em outras tantas obras. Muita história e conhecimentos terão a partilhar os que a elas estiveram

ligados. Trabalhando por vezes a muitos metros de altura em singelos estrados de madeira sem

qualquer protecção, estes homens jogavam a sua vida para trás da dedicação a estas obras. A eles

devemos muito, parecendo ser a melhor forma de os relembrar, continuar o seu trabalho. Espera-se

ter encontrado aqui uma singela forma de homenagem ao seu trabalho e assim perpetuar a sua

memória.

12.2 Os Caminhos de Ferro Portugueses

Actualmente o número de funcionários ligados às pontes metálicas é bastante menor quando

comparado com o que existia há uns anos atrás, altura em que a C.P. procedeu a uma diminuição de

pessoal [55].

Antigamente existiam áreas geográficas de conservação que envolviam todas as

especialidades ligadas à manutenção das obras, nomeadamente especialidades de geotécnia, pontes,

via férrea, construção civil, catenária, etc. Não existia qualquer distinção relativamente às obras

metálicas. Só mais tarde a conservação das pontes metálicas foi destacada, com a formação dos então

designados Cantões de Obras Metálicas, que se dedicavam exclusivamente à conservação e reabilitação

de pontes metálicas. Existiam 13 áreas de influência espalhadas pelo país, cada uma destas áreas

possuía um mínimo de dois Cantões, mas em alguns casos atingia os quatro Cantões.


73

A situação foi evoluindo para cada vez menos pessoal, até que a organização em Cantões

desapareceu, dando lugar à formação de 4 núcleos de manutenção, cada um responsável por uma

zona do país, cujas sedes são nas cidades: do Porto, da Guarda, de Lisboa e de Faro. Cada um destes

núcleos é composto por 4 homens, sendo um deles chefe de brigada. O chefe de brigada comunica,

por intermédio de relatórios de inspecção, toda a informação recolhida nas inspecções efectuadas à

obra e eventuais materiais necessários para qualquer intervenção, ao contramestre dos núcleos de

manutenção, elemento que coordena os quatro núcleos referidos.

A função dos núcleos de manutenção é essencialmente garantir uma vigilância das obras,

procedendo para isso a inspecções periódicas [54]. Estas inspecções têm uma vertente essencialmente

visual, sem grande detalhe. Procedem igualmente à limpeza da obra, à verificação dos aparelhos de

apoio, enfim tarefas que não envolvam nem tecnologia, nem equipamento especializado. Quando as

anomalias detectadas não são de grande importância, os núcleos de manutenção efectuam as

reparações necessárias. Os núcleos podem ainda agrupar-se em situações em que o número de

pessoal é insuficiente para levar a cabo a intervenção, para isso um determinado núcleo é destacado

para outra zona que não a sua.

Quando a escala da intervenção atinge determinada fasquia de tecnologia ou das

necessidades de pessoal, então a obra é feita por empreitada, recorrendo-se a empresas

especializadas nestas área. Actualmente já extinta a oficina de Ovar dava resposta à grande maioria

das intervenções levadas a cabo. Foram efectuadas nesta oficina muitos trabalhos ligados à

reabilitação das pontes metálicas. Extinta há cerca de 3 anos, a oficina de Ovar privou as pontes

metálicas ferroviárias de um forte apoio[55].


74

Figura 2.43 – Oficina de Ovar

Actualmente a C.P. conta com uma oficina bastante mais pequena no Entroncamento, onde

para pequenas tarefas de manutenção vai sendo suficiente.

Um dos grandes objectivos actuais na área das pontes metálicas da C.P., prende-se com a

inspecção das mesmas. É objectivo que os núcleos de manutenção inspeccionem pelo menos uma vez

por ano, as pontes metálicas envolvidas na sua área de influência. Segundo informações dos

responsáveis este objectivo não tem sido completamente satisfeito, pois os núcleos são por vezes

destacados para intervenções em áreas que não a sua, não sendo assim possível proceder a um

trabalho continuado e sistemático nesta área.

A C.P. possui ainda uma brigada específica para efectuar inspecção detalhada, que veio

substituir a antiga brigada de revisão. Esta brigada efectua uma inspecção às obras, bastante mais

detalhada do que os núcleos anteriormente descritos. As inspecções feitas por esta brigada procuram

assim efectuar um levantamento rigoroso das anomalias, do seu grau de gravidade, etc. Constituída

por um contramestre, dois chefes de brigada, três operários, um encarregado geral de obra e um

encarregado de obra, possuí equipamento especializado e a sua actividade estende-se também às

pontes de betão armado e pré-esforçado. Pretende-se com este serviço, conseguir que todas as pontes

sejam sujeitas a uma inspecção rigorosa de 5 em 5 anos. No entanto e segundo informações [55], este

objectivo não tem sido completamente conseguido, em parte pela dificuldade em aceder a algumas

das obras, ou a algumas das suas componentes. Paralelamente a C.P. possui ainda um plano de

observação e instrumentação das obras, para as situações mais delicadas, completando assim o leque

das actividades de conservação e reabilitação.

Foi possível saber a evolução da atitude perante estes assuntos ao longo de todos estes anos

e concretamente a situação actual. Resta agora saber o que o futuro nos reserva.

A C.P. possui actualmente já inseridos nos seus núcleos, alguns elementos que se espera

continuem o trabalho daqueles cuja idade já vai avançada. No entanto, a situação começa a delinear-

se preocupante, já que não há novos elementos a entrarem para esta actividade [56]. Talvez

desincentivados pela vida nómada que estes homens têm, estão em todo o lado e em lado nenhum,

privados maioritariamente da companhia das suas famílias. Parecendo ser esta razão suficiente para

as pessoas rejeitarem tal tarefa. Haverá pois que criar condições, que não fará aqui sentido especular,

mas que contribuam definitivamente para a inversão da situação. Ao mesmo tempo seria de idealizar

acções de formação vocacionada para esta área das estruturas metálicas. A C.P. possui um

organismo, a FERNAVE que realiza acções de formação para o seu pessoal, mas não especificamente

nesta área, o que é pena. Já que muitos dos conhecimentos adquiridos passam de palavra em

palavra, com o iminente risco de alguma informação ficar perdida. Apesar de todas as dificuldades


75

encontradas, a maioria das pontes metálicas com deficiências estruturais têm vindo a ser

recuperadas, nomeadamente as da linha principal e secundária. Uma terceira linha, quase sem

circulação ferroviária, e por isso classificada de desactivada, é a que pela sua prioridade se encontra

em situação mais precária.

Pelo menos desde 1989 e até 1995 a C.P. publicou pequenas brochuras relativas às

reabilitações efectuadas em determinado ano pelo seu pessoal ou por empresas que efectuaram os

trabalhos de reabilitação, o que espelha a vontade de manter viva a era do ferro. Algumas dessas

obras são exibidas nas figuras seguintes como forma de exemplificar este empenho.

Figura 2.44 – Reforço da ponte de Vargelas, Linha do Douro, 1991

Figura 2.45 – Reforço da ponte da Ribeira de Canas, Linha da Beira Baixa, 1991


76

Figura 2.46 – Reforço do tabuleiro da ponte de Murça, Linha do Douro, 1990

Figura 2.47 – Reforço da ponte da Ribeira de Nisa, Ramal de Cáceres, 1992


77

Figura 2.48 – Reforço da ponte de Ceira, Ramal da Lousã, 1988

Figura 2.49 – Reforço da ponte da Portela, Ramal da Lousã, 1989


78

Figura 2.50 – Reforço da ponte do Tejo, Linha da Beira Baixa, 1989

Figura 2.51 – Substituição da ponte de Meimoa, Linha da Beira Baixa, 1992

Figura 2.52 – Reforço da Ponte de Espinhaço de Cão, Sado, 1988

Índice do capítulo 3CAPITULO 3 – ESTUDO DA PONTE METÁ LICA DO PINHÃO ................................ ...................... 74

1 INTRODUÇÃO .........................................................................................................................................74

2 RECOLHA DE DADOS............................................................................................................................76

2.1 DOCUMENTAÇÃO .................................................................................................................................76

2.2 INSPECÇÕES ..........................................................................................................................................77

3 CARACTERIZAÇÃO DA PONTE ..........................................................................................................84

3.1 HISTÓ RIA DA PONTE .............................................................................................................................84

3.2 CARACTERIZAÇÃO GEOMÉTRICA E MECÂNICA ......................................................................................85

3.2.1 Caracterização geométrica .........................................................................................................85

3.2.2 Caracterização mecânica ............................................................................................................89

4 ACÇÕES E COMBINAÇÕES...................................................................................................................91

4.1 ACÇÕES PERMANENTES.........................................................................................................................91

4.1.1 Peso próprio da estrutura actual ...............................................................................................91

4.1.2 Peso próprio da nova estrutura.................................................................................................93

4.2 ACÇÕES VARIÁ VEIS ...............................................................................................................................93

4.2.1 Sobrecargas .................................................................................................................................93

4.3 COMBINAÇÕES......................................................................................................................................94

5 MATERIAIS...............................................................................................................................................95

6 ENSAIOS ...................................................................................................................................................96

6.1 ENSAIOS IN SITU....................................................................................................................................96

7 CÁ LCULOS ...............................................................................................................................................97

7.1 CALIBRAÇÃO DO MODELO.....................................................................................................................97

7.2 ESFORÇOS INSTALADOS.........................................................................................................................99

7.2.1 Tensões sem encurvadura..........................................................................................................99

7.2.2 Tensões com encurvadura ....................................................................................................... 101

7.3 ANÁ LISE LOCAL .................................................................................................................................. 103

7.3.1 Estudo das longarinas .............................................................................................................. 103

7.3.2 Estudo das carlingas................................................................................................................. 104

8 ANÁ LISE DOS RESULTADOS ............................................................................................................. 106

9 PROPOSTA DE INTERVENÇÃO.......................................................................................................... 108


74

Capitulo 3 – Estudo da Ponte Metálica do Pinhão

1 Introdução

Este capítulo tem como base o projecto genericamente designado por “Ponte Metálica do

Pinhão – Rio Douro - Inspecção e Elaboração do Estudo de Reabilitação da Obra de Arte” nesta data

ainda em fase de desenvolvimento. Este projecto está a ser desenvolvido pelo G.E.G., tendo-se

iniciado em Setembro de 1996, quando se efectuou a primeira visita à obra. Desde essa altura, os

desenvolvimentos têm sofrido alguns impasses, nomeadamente por falta de documentação que

permita efectuar uma caracterização histórica da obra, permitindo ao mesmo tempo o seu melhor

conhecimento em termos estruturais. A este nível a situação é ainda mais complicada já que, como já

se referiu no início desta dissertação, não se conseguiram até ao momento quaisquer peças

desenhadas da obra. Outra questão que resultou no atraso dos estudos refere-se aos ensaios de

materiais que se pretendem efectuar, os quais são imprescindíveis para o completo conhecimento e

caracterização da obra. Sem estes ensaios efectuados, valores tão importantes como o módulo de

elasticidade e a tensão de cedência do material, não serão possíveis de determinar com toda a

exactidão. A proposta para efectuar os referidos ensaios foi dirigida à J.A.E. em Dezembro de 1996,

mas até à data, não houve qualquer resposta, para se avançar ou não, com a retirada das amostras

que já na altura foram propostas. Foi assim impossível analisar a estrutura com as características

reais dos materiais. No entanto a decisão de avançar com os estudos, pela vontade de os incluir nesta

dissertação, prendeu-se com a experiência da Ponte Luiz I, em que se admitiu inicialmente para as

características dos materiais, os valores preconizados pelo regulamento, quando ainda não se

dispunha dos valores dos ensaios. Conforme se demonstrará no capítulo 5, os valores admitidos

aproximaram-se pelo lado da segurança dos valores obtidos pelos ensaios. Confiando nesta

experiência, e também no relatório de ensaios de várias pontes elaborado pela C.P., de idades

semelhantes, o presente estudo será assim baseado, quanto às características mecânicas dos

materiais, nestas informações.

Relativamente à ausência de peças desenhadas, optou-se por efectuar um levantamento da

obra, de qualquer maneira, a única forma de avançar com os estudos. Este levantamento foi levado a

cabo recorrendo a medições das peças no local, feito à fita métrica e da geometria geral usando

equipamento topográfico. Ao mesmo tempo que se efectuava este levantamento da obra existente,

continuavam as várias tentativas direccionadas para a obtenção de quaisquer documentos, artigos,

etc. relacionados com a ponte. As entidades contactadas foram várias, no entanto as únicas respostas

até ao momento obtidas, foram, da Junta de Freguesia do Pinhão, única fonte de informação história

Capítulo 3 – Estudo da Ponte Metálica do Pinhão

75

e pela Junta Autónoma de Estradas de Vila Real, que enviou escassa informação relativa à geometria

da obra e um relatório de inspecção. Todos os restantes contactos foram em vão, pois todas as

respostas obtidas, se resumiram à inexistência de qualquer informação disponível. Dessas entidades

destacam-se a Casa do Douro, a Câmara Municipal da Régua e a J.A.E. de Lisboa

Demonstrou-se desta forma, como informação mais importante a obtida pelo levantamento

efectuado. Deste levantamento resultou um grande número de peças desenhadas, intencionalmente

pormenorizadas, já que poderão vir a demonstrar-se os únicos documentos desenhados da obra num

futuro próximo. A caracterização histórica por outro lado e pelas razões apresentadas, encontra-se

extraordinariamente difícil de efectuar, acabando por ficar bastante incompleta para o que seria

exigível.

Apesar de todas estas barreiras informativas encontradas, faz todo o sentido avançar os

estudos, contribuindo assim para uma actualização da informação disponível, organizando-a e

complementado-a eventualmente.


76

2 Recolha de dados

Conforme já se referiu a recolha de dados ficou condicionado, pela escassa informação

disponível. Na realidade em termos de documentação encontrada, apenas se obtiveram dois

documentos, nenhum dos quais relativo à época da obra, na realidade bastante recentes e com pouca

informação. Quanto a peças desenhadas de qualquer espécie, são completamente inexistentes.

Foram efectuadas três visitas à obra acompanhadas sempre de inspecção. Estas visitas

serviram também para efectuar o levantamento da obra, como forma de reunir dados suficientes

para iniciar os estudos. A última visita foi ainda acompanhada pela realização de ensaios dinâmicos.

2.1 Documentação

Relembrando o que já se disse, a documentação e peças desenhadas na posse da J.A.E.,

desapareceram dos arquivos em Lisboa, o que dificultou em muito a recolha de dados e a

compreensão da estrutura, bem como a sua definição geométrica. O levantamento efectuado com o

aparelho de topografia e com a fita métrica, permitiu definir com alguma exactidão a geometria da

obra e a maioria dos seus perfis, tendo ficado alguns elementos, nomeadamente do pontão de acesso

e do contraventamento superior, cujo acesso sem equipamento especializado não é possível de ser

efectuado, por medir.

Apesar desta dificuldade, os estudos prosseguiram já que relativamente ao

contraventamento foi possível por comparação com outros elementos estimar as suas dimensões.

Quanto ao pontão de acesso, não foi possível caracterizar com margens de erro reduzidas. Mesmo o

seu estado de conservação não é fácil de avaliar, quer pela configuração estrutural que apresenta,

quer devido à elevada altura a que se encontra, não permitindo visualizar com proximidade

suficiente os seus elementos. Apenas foi possível visualizar melhor as duas vigas de bordadura,

pavimentos, passeios e guardas.

Em termos de documentação, podem referir-se os únicos que fazem parte da disponibilizada

pelas entidades contactadas.

Ficha de identificação, elaborada pela Direcção Geral do Serviço de Pontes da J.A.E. Esta

ficha descreve a geometria geral da obra e caracteriza-se de forma bastante sumária a infra-estrutura

e a superestrutura, exibindo ainda o esboço da ponte. Este documento não se encontra datado,

embora pareça ser da mesma data do que seguidamente se apresenta, refira-se a curiosidade de neste

desenho o esboço da ponte indicar as diagonais com orientação contrária à existente.


77

Ficha de inspecção, elaborada pela Direcção do Serviço de Pontes da J.A.E. Esta ficha datada

de 5 de Agosto de 1992 exibe uma grelha de avarias possíveis de ocorrer, resultando numa espécie

de relatório do estado de conservação da obra, embora com falhas que automaticamente se evidencia

se a análise for pormenorizada. A primeira interrogação que se coloca na análise deste documento,

prende-se com o facto de nele vir referido que este tipo de inspecção deve ser levado a cabo de dois

em dois anos, no entanto e segundo indicações da J.A.E. de Vila Real, entidade que facultou esta

documentação, nada mais existe. Seria de esperar no entanto pelo menos mais duas inspecções até à

data. A dúvida persistirá, até se comprovar o contrário.

Da análise desta ficha conclui-se que a generalidade das partes analisadas, se encontram em

bom estado, relativamente aos encontros e pilares de alvenaria, é verificada a boa verticalidade e

alinhamento, ausência de fissuração ou fendilhação, não havendo sinais de erosão e infra-escavações

e ainda o bom estado das fundações. Relativamente ao tabuleiro a situação repete-se considerando-se

na generalidade em bom estado de conservação, nomeadamente a ausência de deformações ou

flechas, fissuras ou fendas nas peças metálicas, os aparelhos de apoio também em bom estado, ainda

que na coluna das observações se fale da necessidade de efectuar uma inspecção cuidada, que

igualmente se refere para as peças metálicas. Os únicos elementos que são referidos em mau estado

de conservação são as guardas. Não se verifica nenhuma referência ao estado de corrosão dos

elementos. Nas inspecções efectuadas recentemente destacam-se vários sinais de corrosão, passados

portanto cinco anos. Conforme adiante se verá, outras questões se levantam relativamente ao estado

de conservação de alguns elementos, cuja opinião formada nas visitas mais recentes se desvia das

retiradas em 1992.

Carta da Junta de Freguesia do Pinhão , que inclui um excerto de um livro, onde é referida

uma curta resenha histórica da ponte.

Brochura de Turismo do Pinhão, onde pela importância que constituiu para a vila é referida

a Ponte.

2.2 Inspecções

Já foi de alguma forma referido nos pontos anteriores, as características das inspecções

efectuadas. No entanto algo mais há a referir sobre essas três visitas realizadas, onde se verificaram

algumas situações que comprometem a segurança da obra.

A primeira visita efectuada à obra teve lugar no final do mês de Setembro de 1996. A

principal motivação desta deslocação, foi efectuar o levantamento tão pormenorizado quanto

possível, da obra existente, quer da geometria da obra, quer das dimensões dos elementos que

constituem a estrutura. Mediu-se ainda a geometria da via e passeios, caracterizando a sua secção


78

transversal. A medição das secções das peças foi efectuada apenas para as que eram acessíveis, sem

equipamento especializado. Os valores obtidos para a geometria e secções das peças será exibido

mais à frente.

Apesar da preponderância no levantamento do existente, também se orientou esta visita

para o âmbito da inspecção. Assim se verificou relativamente ao estado geral da estrutura, a

ausência de pintura e um estado de oxidação avançado em alguns elementos, nomeadamente no

banzo inferior, cuja secção transversal em caixão favorece a deposição de detritos e humidade que

ajudam o desenvolvimento dessa corrosão, conforme se pode visualizar na Figura 3.1.

Figura 3.1– Deposição de detritos no banzo inferior

Numa tentativa de anular a acumulação de água no banzo, procedeu-se (não se sabe

quando) à efectuação de furos nas chapas inferiores para escoar a água, nestes orifícios é notório o

ataque do material e o colapso da pintura nas imediações, conforme exibe a Figura 3.2.


79

Figura 3.2 – Corrosão no banzo inferior

Um outro local onde a corrosão se destaca é a zona inferior do tabuleiro, junto ao encontro

do lado do Pinhão, de resto a única zona que permite contactar directamente com a estrutura, já que

todas as restantes se encontram a grande altura.

As guardas também se encontram em mau estado, ocorrendo na generalidade a ausência de

pintura, havendo mesmo uma situação de colapso da ligação destes elementos aos elementos

metálicos do passeio, na zona do pontão de acesso como mostra a Figura 3.3.

Figura 3.3 – Colapso da ligação das guardas ao passeio


80

Verificou-se também a existência de parafusos na fixação de algumas chapas nos montantes

de extremidade sobre os pilares e encontros, indicando eventualmente uma intervenção posterior à

construção da ponte, já que todas as restantes ligações são rebitadas.

Uma parte que chamou particular atenção foram as diagonais, que à passagem de veículos

mais pesados oscilavam fortemente. Apesar de se sentir uma vibração global da estrutura, as

diagonais destacam-se pelo facto da observação directa permitir visualizar a deformação que a meio

vão, para um e outro lado da posição de equilíbrio, parecer atingir alguns centímetros. Estas

diagonais encontram-se ligadas ao banzo superior e inferior de painéis consecutivos e ao montante

que os divide (um painel é o espaço entre dois montantes consecutivos). São constituídas por duas

barras iguais em secção e comprimento que se ligam aos banzos, uma pelo interior, outra pelo

exterior das vigas principais, ocorrendo um ponto entre as duas junto aos montantes em que se ligam

por um ferrolho, conforme exibe a Figura 3.4. Apesar de na sua maioria se encontrarem traccionadas,

a elevada esbelteza de muitas delas será responsável pelas vibrações observadas.

Figura 3.4 – Ligação entre diagonais junto dos montantes

A existência de vibrações nestas barras, de algum modo frequentes, já que vários foram os

veículos pesados em circulação durante o período que a equipa permaneceu na ponte, e a existência

deste ponto de ligação entre diagonais, explica a curvatura destas peças junto a esses pontos, não

sendo mais do que o ponto de inflexão da deformada que as barras apresentam, repare-se na

Figura 3.5.


81

Figura 3.5 – Curvatura das diagonais

Repare-se nas chapas de forra que se destacam dos montantes, estas chapas parecem ter sido

soldadas entre montantes e diagonais, não sendo clara a razão de ser, nem mesmo a altura em que

terá sido feita essa intervenção, certo é que em todas estas ligações houve a fracturação do cordão de

soldadura e o destacar das chapas de forra.

Após esta primeira inspecção, foi possível iniciar os estudos de estabilidade da obra, com as

informações recolhidas, surgindo de imediato dúvidas que foram sendo eliminadas com a análise

das fotografias que se obtiveram na visita à obra, que mais uma vez demonstraram a sua grande

utilidade. Outras questões permaneceram sem resposta, que só seria possível de obter recorrendo a

nova visita. Concluiu-se ainda do observado e com o primeiro contacto com a estrutura, que as

anomalias detectadas não eram graves, ainda que a tonelagem dos veículos pesados devesse ser

condicionada, pois a vibração que ocorre na estrutura à sua passagem é bastante prejudicial à sua

estabilidade.

A segunda visita efectuada à obra foi em Outubro de 1996. Com esta segunda deslocação,

pretendeu responder-se a interrogações relacionadas com a geometria da obra e das secções das

peças. Continuou a não ser possível avaliar as dimensões e o estado dos apoios sobre os pilares, pois

o portão de acesso a um dos pilares, tal como da primeira vez, permanecia fechado. Esta visita

coincidiu com as vindimas da região. Foi assim possível visualizar mais uma vez a vibração da ponte

e particularmente das diagonais, desta vez bastante mais forte do que da primeira. O movimento

vertical da obra ainda que não sendo visível, era verificável quando nos mantínhamos imóveis sobre


82

a ponte. Os deslocamentos horizontais também se verificavam quando se observava a junta de

dilatação entre tramos. De facto ainda que pouco perceptível, era possível, colocando um pé em cada

tramo, sentir o movimento horizontal.

Ao mesmo tempo que se efectuou esta segunda visita teve lugar no local uma reunião com o

responsável da J.A.E., sobre alguns pontos ainda por esclarecer relativamente à recuperação da obra.

Dessa reunião salientaram-se três pontos que interessa deixar registados:

• previsão de iluminação para a obra;

• prever caleiras adequadas para a passagem dos cabos, que de momento se encontram no

banzo inferior;

• Alargamento da faixa de rodagem, com passagem dos passeios para o exterior.

O último ponto referido é o que mais interessa em termos estruturais e de estabilidade da

estrutura, já que traduz uma alteração dos valores e do tipo de carregamento.

Com esta segunda visita foram respondidas as questões e esclarecidas as dúvidas levantadas

até então, por forma a se prosseguir com os estudos. No entanto e por razões distintas uma terceira

visita foi levada a cabo.

A terceira e última visita efectuada, apesar de ter contribuído para eliminar novas dúvidas

que surgiram com o desenrolar dos estudos, foi essencialmente vocacionada para a medição das

frequências de vibração dos diferentes modos da estrutura. Os resultados destas medições, serão

adiante exibidos. Estes ensaios, (Figura 3.6) foram efectuados pelos Professores Carlos Sousa Oliveira

e Aníbal Guimarães da Costa.


83

Figura 3.6 – Execução do ensaio expedito de caracterização dinâmica

Com esta tarefa terminaram as visitas à obra, que formaram a base de trabalho fiável para os

estudos em causa, sem as quais nada seria possível. Ao mesmo tempo foram detectadas anomalias

que não sendo graves, comprometem a longo prazo a segurança da obra. Nomeadamente, o

comportamento verificado com as diagonais, que urge ser resolvido. Outra questão diz respeito à

eliminação dos detritos que se acumulam no banzo inferior, responsáveis pela aceleração do

processo de corrosão. O pontão de acesso que apesar de não ter sido possível, por razões já expostas,

avaliar o seu estado de conservação, parece não apresentar problemas ao nível do tabuleiro. O

mesmo não se podendo afirmar relativamente às guardas que ladeiam os passeios, que sendo a única

protecção para os utentes, merece ser melhorada com urgência.


84

3 Caracterização da Ponte

3.1 História da Ponte

Por razões já anteriormente exibidas a documentação disponível, não permite elaborar uma

história completa da Ponte Metálica do Pinhão. Na realidade só será possível referir poucos factos

históricos, que nem sequer contemplam o início da sua construção, o projectista, o construtor. Mas

não querendo que o pouco que existe caia em completo esquecimento, assim se apresenta a história

que se conseguiu reunir.

Esta ponte sobre o rio Douro, encontra-se inserida na E.N. 323 ao km 31.604, único local de

travessia do rio Douro entre as barragens da Régua e da Valeira. A sua construção foi da

responsabilidade da Junta Autónoma de Estradas de Vila Real, apontando-se o ano de 1906 como

ano da sua construção, não se sabendo quanto tempo decorreu e quando foi inaugurada ao trânsito.

A ponte contribui de forma decisiva para a ligação dos concelhos de Tabuaço, S. João da Pesqueira,

Sabrosa e Alijó, assumindo desta forma neste último, o Pinhão, lugar de maior importância.

Figura 3.7 – Vista da Ponte


85

Não se sabendo exactamente quando, existem sinais que evidenciam intervenções

posteriores na obra. O mais evidente é a existência de uma laje em betão com tapete betuminoso, que

terá substituído as travessas de madeira, que eram normalmente usadas na época. O uso de

parafusos e soldadura em algumas ligações, levam também a concluir sobre uma intervenção

posterior. Outra intervenção prende-se com a electrificação da obra, possuindo do lado de montante

alguns lampiões eléctricos, não havendo sinais de ter existido outro tipo de candeeiros noutras

épocas, o que acontecia em algumas das obras, cuja iluminação era efectuada com candeeiros a

petróleo, aos quais era dedicado alguns cuidados na concepção, como é o caso dos da Ponte Luiz I.

Relativamente às intervenções de beneficiação da estrutura metálica como pintura, reforço

ou limpeza, não é sabido quando ocorreram intervenções a esse nível, se é que ocorreram. Certo é

que passados 91 anos da sua construção esta elegante obra merece ser recuperada rapidamente. A

única intervenção confirmada [52] ocorreu há dois ou três anos numa junta de dilatação.


3.2.1 Caracterização geométrica

A caracterização geométrica da obra foi efectuada recorrendo ao levantamento topográfico

efectuado, bem como à medição directa sobre as peças constituintes da estrutura. Só após efectuado

este levantamento, se teve acesso à ficha de identificação da J.A.E., onde constavam algumas

características geométricas, ainda que não totalmente de acordo com as obtidas. Estas diferenças, não

eram significativas, sendo então a ponte considerada constituída por: quatro tramos simplesmente

apoiados, três constituem a ponte principal com cerca de 69.2 m de vão cada, dizendo respeito o

quarto ao pontão de acesso com 12 m de vão, aproximadamente (Figura 3.8). Cada um dos três

tramos referidos é dividido em 16 painéis conforme a Figura 3.9.

Figura 3.8 - Alçado de montante

Figura 3.9 – Alçado de um tramo


86

Esses painéis apresentam comprimentos diferentes, segundo se constatou. Assim os de

extremidade variam entre os 4.20 e 4.21 m de comprimento e os restantes entre 4.29 e 4.31 m. As

vigas principais em arco semi-parabólico, descrevem uma parábola no banzo superior, atingindo a

meio vão os 8.9 m de altura, relativamente ao banzo inferior. Esta configuração parabólica foi obtida

por tratamento das medições efectuadas, tendo-se chegado à seguinte expressão que melhor traduz

essa geometria.

y = 5.24125934542E-3 . x2

A escolha desta expressão foi ponderada de acordo com a explicação que se segue.

As cotas adoptadas para o banzo superior no alinhamento de cada montante, foram obtidas

inicialmente a partir do levantamento topográfico. Nesse levantamento mediu-se a altura entre o

passeio e a zona superior daquele banzo. Note-se que o número de chapas que compõem o banzo

nessa zona variam significativamente de painel em painel. À quela distância adicionou-se a altura do

passeio, do banzo inferior e do espaço entre eles, por modo a se obter a altura total da ponte no

alinhamento do eixo de cada montante. No entanto considerou-se para ambos os banzos apenas uma

chapa. Assim se podem atingir erros de alguns centímetros, mas que à partida não comprometem o

desenvolvimento do estudo em curso, nem os resultados dos cálculos efectuados.

Adivinhando uma configuração parabólica do banzo superior das vigas principais,

efectuou-se uma verificação, esperando conseguir uma equação que regesse essa configuração

geométrica. De facto, isso veio a acontecer confirmando que o banzo superior das vigas principais

apresenta uma configuração parabólica em alçado, representada pela equação anterior.

A escolha desta equação foi ponderada perante 3 situações. A primeira em que se usou as

cotas à esquerda do eixo de simetria, a segunda, as cotas à direita e uma terceira, as cotas médias. A

diferença que existe entre as cotas à esquerda e à direita evidenciou-se no levantamento topográfico

efectuado. Ainda que sejam diferenças reduzidas, justificadas por exemplo pelas imperfeições do

próprio passeio onde se assentou a mira, deformações ao longo do tempo e no próprio

manuseamento do equipamento. Decidiu-se por efectuar a referida comparação com o objectivo de

encontrar a melhor aproximação possível, que garantisse fiabilidade nos futuros desenvolvimentos.

Adianta-se no entanto, que para uma aproximação mais correcta, ter-se-á de num futuro

direccionado para projecto de execução, proceder ao levantamento das variações que as chapas de

banzo apresentam e medir aquelas cotas em ambos os lados da ponte (montante e jusante) e em

todos os tramos. Já que as que foram até agora efectuadas apenas se centraram no 1º tramo do lado

de jusante.

Transversalmente a ponte apresenta aproximadamente 4.60 m de faixa de rodagem e 1.40 m

repartidos em passeios de 0.70 m de largura em ambos os lados. Esta configuração transversal


87

mantém-se aproximadamente na zona dos encontros e no pontão de acesso, ainda que este último

seja em curva. A largura total medida pelo extradorso dos banzos é de aproximadamente 7.0 m. A

Figura 3.10 apresenta o corte transversal da ponte.

Figura 3.10 – Corte transversal

A ponte encontra-se a uma altura aproximada de 13 m do nível médio das águas na quase

totalidade, ficando apenas parte do 1º tramo sobre a margem direita, a alturas que diminuem à

medida que nos aproximamos do encontro do lado do Pinhão (ver Figura 3.8).

Em termos de desenvolvimento longitudinal total, admitindo para as juntas de dilatação um

valor médio de 20 cm, temos para os três tramos entre encontro e pilar-encontro, 208 m de

comprimento. Se adicionarmos o pontão de acesso e o pilar-encontro da margem esquerda, resultam

cerca de 225 m de comprimento total.

Os pilares de alvenaria, cujas dimensões não foram determinadas de forma precisa,

apresentam duas configurações geométricas distintas. Os dois primeiros inteiramente localizados no

rio, apresentam uma configuração próxima da oval, mas com dois lados rectos paralelos entre si, o

terceiro, pilar-encontro, tem uma forma próxima da prismática. A Figura 3.11 pretende esclarecer a

visualização do que foi descrito, exibindo uma planta simplificada da estrutura.


88

Figura 3.11 – Planta superior

O tabuleiro de betão armado, apoia-se numa grelha de carlingas e longarinas. Existindo uma

carlinga no alinhamento de cada montante, espaçadas deste modo das medidas já referidas para os

painéis. As longarinas são cinco, afastadas entre si de um metro, de secção composta, tal como as

carlingas, com cantoneiras e chapas em forma de I. Os banzos das vigas principais igualmente

compostos por chapas e cantoneiras, são em forma de U, em que o superior é ainda reforçado por

uma treliça de chapas pelo lado inferior. O banzo inferior por seu lado é totalmente aberto. As

chapas de banzo destes elementos são em número variável, não sendo possível definir o máximo

número que ocorre, tendo-se pelo menos identificado 5 chapas. Os montantes são caracterizados por

um perfil I composto, de alma rota, composta por chapas em zig-zag (ver Figura 3.10). As diagonais

são na sua maioria de secção rectangular, bastante variável, apresentando secção em cantoneiras

apenas as diagonais centrais.

Formam-se desta forma uma série de secções tipo que se repetem entre tramos e dentro do

próprio tramo, existindo simetria transversal e longitudinal. A Figura 3.12 apresenta as algumas

secções identificadas na estrutura de cada viga principal e que serão usadas nos cálculos de

estabilidade a efectuar.


89

Figura 3.12– Secções tipo, banzos superior e inferior, montantes e diagonais

Relativamente ao pontão de acesso não foi possível, como já se disse, determinar as

dimensões dos perfis metálicos que compõem as longarinas. O que se pode concluir é que os perfis

são do tipo IPE, em número de 8, contraventados por 2 chapas cruzadas de secção rectangular. A

obtenção das dimensões destes perfis foi obtida usando comparação fotográfica com outras peças

conhecidas, tendo-se obtido como perfil provável um IPE550 ou IPE600. Transversalmente a estas

longarinas estão dispostas chapas quinadas, do mesmo tipo das usadas na ponte, que recebem a laje

de betão. A laje do tabuleiro apresenta uma espessura que varia entre os 32 e 22.8 cm, conforme

medidas retiradas no local, tendo-se considerado um valor médio de 27.5 cm para efeitos de cálculo.

Exibem-se ainda as secções das carlingas e longarinas dos tramos principais na Figura 3.13,

que serão objecto de um estudo local na secção 7.

Figura 3.13 – Secções das carlingas (esq.) e longarinas (dir.)

3.2.2 Caracterização mecânica

A caracterização mecânica das secções tipo foi obtida recorrendo à programação em folhas

de cálculo do tipo da apresentada na Figura 3.14, que permitem alterações nas dimensões das peças

recalculando de forma automática, as características respectivas das secções compostas.


90

xG yG A IxG IyGnº de chapas (m) (m) (m2) (m4) (m4)

1 0,25 0,1213 2,0150E-02 3,9238E-04 2,0593E-042 0,25 0,1074 2,4650E-02 4,5065E-04 2,5281E-043 0,25 0,0991 2,9150E-02 4,9830E-04 2,9968E-044 0,25 0,0942 3,3650E-02 5,4016E-04 3,4656E-045 0,25 0,0916 3,8150E-02 5,7889E-04 3,9343E-04

Banzo superior e banzo inferior

xG yG A IxG IyGdiagonal nº (m) (m) (m2) (m4) (m4)

4 0,0075 0,1750 5,2500E-03 5,3594E-05 9,8438E-086 0,0075 0,2100 6,3000E-03 9,2610E-05 1,1813E-077 0,0055 0,1500 3,3000E-03 2,4750E-05 3,3275E-089 0,0050 0,1200 2,4000E-03 1,1520E-05 2,0000E-08

11 0,0055 0,0925 2,0350E-03 5,8040E-06 2,0520E-0812 0,0045 0,0750 1,3500E-03 2,5313E-06 9,1125E-0913 0,0045 0,0675 1,2150E-03 1,8453E-06 8,2013E-0914 0,0053 0,0500 1,0500E-03 8,7500E-07 9,6469E-0915 0,0045 0,0450 8,1000E-04 5,4675E-07 5,4675E-0917 0,0045 0,0500 9,0000E-04 7,5000E-07 6,0750E-09

Diagonais

xG yG A IxG IyGperfil tipo secção nº (m) (m) (m2) (m4) (m4)

Carlingas 18 0,1250 0,3050 1,6510E-02 1,0594E-03 3,6260E-05Longarinas 19 0,0735 0,2000 7,5600E-03 1,9281E-04 4,8572E-06Montantes 5 0,0950 0,1375 6,2000E-03 8,2552E-05 1,0370E-05Montantes 8 0,0850 0,1375 4,9200E-03 6,7842E-05 6,6359E-06Montantes 10 0,0750 0,1375 3,7600E-03 5,3869E-05 3,9859E-06

Carlingas, longarinas e montantes

Figura 3.14 – Folhas de cálculo das características mecânicas das secções

Como já se referiu algumas dessas secções são aproximadas, por impossibilidade de

confirmação directa das suas dimensões. Esta situação ocorre numa minoria de elementos e as

opções efectuadas garantem a fiabilidade dos resultados.


91


Embora desejável, não foi possível saber as acções consideradas no dimensionamento desta

obra, nenhum dos poucos documentos disponíveis, fazia referência a esse facto. Por este motivo não

foi possível avaliar o nível de tensões para as quais a ponte foi projectada e consequentemente o

coeficiente de segurança. As questões colocam-se essencialmente ao nível das sobrecargas, já que o

peso próprio, à parte da laje do tabuleiro, será essencialmente o mesmo.


As acções permanentes dividem-se entre peso da estrutura metálica, constituída pelas

barras, a laje do tabuleiro em betão, passeios em betão com chapa estriada e guarda corpos.

Consideraram-se os valores usuais dos pesos específicos dos materiais aço e betão,

respectivamente 77 kN/m3 e 25 kN/m3. Será discutível este valor, ao nível dos passeios onde se tem

vindo a considerar 9 kN/m3. A questão dos passeios e da consideração do seu peso próprio,

encontra-se ainda com alguma indefinição, visto haver a vontade por parte da J.A.E., de os transpor

para o lado exterior das vigas principais, permitindo um maior conforto quer para peões, quer para

os condutores, devido ao consequente alargamento da faixa de rodagem. Partindo desta base de

trabalho acabou por se considerar a existência de um passadiço exterior em ambos os lados e o

alargamento da faixa de rodagem. O dimensionamento desse passadiço não será objecto deste

trabalho, não se podendo garantir a aceitação da sua concessão, já que não será provável a avaliação

a curto prazo do mesmo pela J.A.E. No entanto e pela importância de obter uma estimativa do peso

destes passadiços e respectivas acções a transmitir à ponte, foi necessário proceder a uma hipotética

idealização do mesmo, garantindo igualmente a sua exequabilidade. Relativamente ao tabuleiro,

manter-se-á uma laje de betão de espessura semelhante à existente.

A avaliação da massa actual da estrutura é igualmente importante, para o cálculo das

frequências e modos de vibração da estrutura existente, com o modelo de cálculo elaborado para a

determinação automática desses valores, para posterior comparação com os valores desta grandezas

obtidas nos ensaios efectuados in situ.

4.1.1 Peso próprio da estrutura actual

O peso próprio da estrutura actual apresenta-se no Quadro 3.1 para um tramo, já que sendo

uma estrutura de 3 tramos independentes, com características de uma viga simplesmente apoiada

bastará analisar apenas um.


92

Quadro 3.1– Peso próprio de um tramo

Designação quant. secção l g p.p/m peso total(m2) (m) (kN/m3) (kN/m) (kN)

laje de betão 1 1.287000 69.200 25 32.175 2226.510betuminoso 1 0.280800 69.200 24 6.739 466.353

contrav. inferior 32 0.003840 7.300 77 0.296 69.071longarinas 5 0.007560 69.200 77 0.582 201.414carlingas 17 0.017100 6.200 77 1.317 138.780

longarinas dos passeios 4 0.002350 69.200 77 0.181 50.087chapas dos passeios 2 0.007000 69.200 77 0.539 74.598guardas 2 69.200 1.000 138.400

diagonais 4 4 0.005250 4.300 77 0.404 6.953diagonais 6 4 0.006300 8.200 77 0.485 15.911diagonais 7 4 0.003300 8.900 77 0.254 9.046diagonais 9 4 0.002400 9.600 77 0.185 7.096diagonais 11 4 0.002035 10.400 77 0.157 6.519diagonais 12 4 0.001350 10.900 77 0.104 4.532diagonais 13 4 0.001215 11.400 77 0.094 4.266diagonais 14 4 0.001050 11.800 77 0.081 3.816diagonais 15 4 0.000810 12.000 77 0.062 2.994diagonais 16 4 0.000940 12.000 77 0.072 3.474diagonais 17 4 0.000900 12.000 77 0.069 3.326

banzo inferior 2 0.029150 69.200 77 2.245 310.646banzo superior 2 0.029150 69.200 77 2.245 310.646

cantoneiras dos montantes5 4 0.006200 4.098 77 0.477 7.8268 4 0.004920 5.361 77 0.379 8.124

10 4 0.003760 6.430 77 0.290 7.44610 4 0.003760 7.305 77 0.290 8.46010 4 0.003760 7.985 77 0.290 9.24710 4 0.003760 8.471 77 0.290 9.81010 4 0.003760 8.763 77 0.290 10.14810 2 0.003760 8.860 77 0.290 5.130

1 4 0.028212 2.675 77 2.172 23.244chapas dos montantes 2 111.036 77 0.072 15.960

chapas+cantoneiras dobanzo superior

P1 4 4.300 77 0.197 3.389P2 4 4.500 77 0.197 3.546P3 4 4.450 77 0.197 3.507P4 4 4.400 77 0.197 3.467P5 4 4.350 77 0.197 3.428P6 4 4.350 77 0.197 3.428P7 4 4.300 77 0.197 3.389P8 4 4.300 77 0.197 3.389

contravaventamentotransversal superior

1 2 6.200 77 0.365 4.5262 2 6.200 77 0.486 6.0213 2 6.200 77 0.495 6.1384 2 6.200 77 0.458 5.6795 2 6.200 77 0.467 5.7916 1 6.200 77 0.467 2.895

sub total (kN) 4218.42610% de peso total para diversos pintura e ligações 0.1 421.843

Peso total (kN) 4640.268


93

4.1.2 Peso próprio da nova estrutura

A nova estrutura não está ainda definida, pois não estão previstas ainda quaisquer soluções

de reforço, a única questão que interessa avançar, refere-se aos passeios pelo exterior e ao

consequente alargamento da faixa de rodagem. Deste modo interessa também analisar em termos de

estabilidade, a estrutura alterada, respondendo assim com a solução de reforço às novas exigências

de utilização. Deste modo e mediante o dimensionamento da nova estrutura para os passeios, o seu

peso próprio é de 351 kN e a laje de betão passou a pesar mais 11.6 kN/m. O peso total de um tramo

passou assim de 67 kN/m para 80 kN/m.


Numa análise mais completa dever-se-ía considerar todas as acções variáveis intervenientes

num dimensionamento vocacionado para um projecto de execução, as sobrecargas, vento e sismo.

No entanto atendendo ao tipo de estudo efectuado apenas se considerou a acção das sobrecargas.

As sobrecargas consideradas são as regulamentares para pontes rodoviárias da classe I.

4.2.1 Sobrecargas

As sobrecargas consideradas são:

• Sobrecarga uniformemente distribuída na faixa de rodagem de 4kN/m2, adicionada de

uma carga transversal de 50 kN/m também aplicada na faixa de rodagem.

• Ou, veículo-tipo cujas características geométricas e de carga já foram anteriormente

exibidas.

• Sobrecarga uniformemente distribuída nos passeios de 3 kN/m2 ou carga concentrada de

20 kN.


94

4.3 Combinações

As combinações consideradas admitiram para todas as acções coeficientes de segurança de

1.5, tendo-se efectuado as seguintes:

Combinação 1: 1.5 × (cargas permanentes + sobrecargas distribuídas)

Combinação 2: 1.5 × (cargas permanentes + veículo-tipo)

Combinação 3: 1 × (cargas permanentes) + 0.4 × (sobrecargas distribuídas)

Para ambas as combinações C1 e C2, tanto a carga transversal de 50 kN/m ou o veículo-tipo

foram colocados para a apresentação dos resultados na secção 7, a meio vão da viga, provocando os

máximos esforços de flexão e consequentemente os máximos esforços axiais nos banzos. Para a

obtenção das tracções máximas nas diagonais e montantes, aquelas forças têm de percorrer toda a

estrutura entre apoios. Mas este estudo exaustivo justificar-se-ía se outras considerações de detalhe

tivessem sido efectuadas, ou se os estudos estivessem direccionadas para um projecto de execução.

Para os estudos propostos e dentro de uma pormenorização simplista, apenas se verificaram

algumas posições daquelas acções, exibindo-se na secção 7, a título de exemplo a posição já

explanada. As restantes posições avaliadas, conduziam a uma assimetria correspondente na

distribuição das tensões, mas os valores das mesmas não se traduziam em acréscimos ou

decréscimos significativos nas barras, apenas na zona central se deparou com a inversão em algumas

barras das tensões de compressão para tracção.


95

5 Materiais

Não existem documentos que permitam aferir os materiais que constituem a ponte e

consequentemente as suas características de resistência. Admite-se que apresentam valores de

acordo com os aços usados na altura e perante este princípio foi desenvolvido o estudo em causa. A

única forma de caracterizar o aço que constitui a obra, seria com o recurso a ensaios com provetes

retirados da ponte, permitindo assim uma análise mais rigorosa. No entanto e apesar desta lacuna na

informação, decidiu-se avançar admitindo, de acordo com bibliografia especializada, um módulo de

elasticidade idêntico ao dos aços actuais (200 GPa) e para a tensão de cálculo (160 MPa) o que

equivale a uma tensão de serviço de aproximadamente 105 MPa, de resto uma metodologia

igualmente seguida no estudo da Ponte Luiz I.


96

6 Ensaios

No início dos estudos desta obra, estavam previstos ensaios de caracterização dos materiais,

do mesmo tipo dos efectuados para a Ponte Luiz I. No entanto e até ao momento não houve uma

resposta da J.A.E. que permitisse avançar com os mesmos, estando mesmo neste momento o projecto

temporariamente parado. Assim e como já se referiu, sem a sua autorização não é possível efectuar a

retirada das amostras para caracterizar o material, o mesmo é dizer que não foram efectuados

quaisquer ensaios laboratoriais.

Quanto a ensaios in situ, foi possível efectuar um ensaio expedito de caracterização dinâmica

com as mesmas características do efectuado na Ponte Luiz I.

6.1 Ensaios in situ

O ensaio foi efectuado no dia 24 de Julho de 1997, altura em que além da ausência de vento,

circulava tráfego moderado na ponte, de resto uma observação comum em todas as visitas

efectuadas à obra.

Foram usadas duas estações em simultâneo, que efectuaram medições em três pontos

diferentes. A primeira estação mediu as vibrações a meio e ao quarto do vão do tramo central e a

segunda também a meio vão dos tramos central e do lado do Pinhão. O Quadro 3.2 exibe

resumidamente as frequências medidas e as direcções predominantes. O objectivo destas medições

além de permitir uma caracterização complementar da estrutura foi também útil para comparar com

um breve estudo dinâmico efectuado, conforme adiante se mostrará. De resto este estudo também foi

efectuado nas outras duas obras aqui exibidas.

Quadro 3.2 – Frequências do tramo central

Frequências Direcção (Hz) predominante Modo

2.26-2.73 vertical simétrico5.8 vertical anti-simétrico5.2 vertical parcial

1.66-1.72 transversal simétrico3.2 transversal anti-simétrico5.8 transversal simétrico


97

7 Cálculos

Se os estudos desta obra não estivessem dependentes de um projecto real, com

caracterização geométrica e mecânica da estrutura, da caracterização dos seus materiais, da alteração

de utilização da obra, enfim, de um projecto real de reabilitação, os caminhos seguidos teriam sido

diferentes, tentando um aprofundamento das análises de estabilidade da obra, para além dos que

aqui serão exibidos. De facto, quando se optou por apresentar a Ponte Metálica do Pinhão, como

mais um exemplo de um estudo de reabilitação de uma ponte metálica, não se imaginava que o

processo se arrastasse por tanto tempo e muito menos que parasse por completo. Apenas por

vontade própria se decidiu avançar com um estudo simplificado e em tudo hipotético, o que não era

de todo o objectivo. Não servindo como um exemplo real a seguir. Servirá certamente para ilustrar

algumas dificuldades inerentes a um estudo com estas características.

Assim e dentro do que foi referido, decidiu-se efectuar uma análise da obra que englobasse

várias questões diferentes e não apenas vocacionado para a solução de reforço. Optou-se antes por

efectuar uma análise bidimensional das vigas principais em três aspectos:

• Avaliar as tensões instaladas nas barras para as acções regulamentares sem alterar a

geometria das peças;

• Analisar a estrutura modificada, com passeios exteriores e faixas de rodagem mais largas

e calcular o aumento das tensões instaladas;

• Calcular cargas compatíveis com a estrutura existente.

Procurar ainda efectuar uma análise local das longarinas e das carlingas, de forma tanto a

obter tensões instaladas para as actuais cargas regulamentares, como também para determinação das

características máximas de carregamento admissível, no caso das tensões medidas ultrapassarem as

máximas.

No estudo efectuado foi utilizado o programa de cálculo automático ROBOT V6.

7.1 Calibração do modelo

O primeiro cálculo realizado teve como principal objectivo a calibração do modelo de cálculo

desenvolvido. Assim e admitindo a geometria obtida no levantamento efectuado e calculadas as

características mecânicas das secções, determinaram-se os deslocamentos resultantes do peso próprio

da estrutura existente em dois modelos distintos nas condições de apoio. Isto porque apesar da

estrutura existente apontar para vigas simplesmente apoiadas, nem sempre os aparelhos de apoio

móveis de que são dotadas permitem a obtenção desse funcionamento estrutural. As razões


98

prendem-se com o bloqueamento que pode ocorrer (ver capítulo 2) impedindo os deslocamentos

horizontais, acabando por funcionar o aparelho, como fixo. Ainda as reacções verticais

desenvolvidas, podem também ser responsáveis pelo desenvolvimento de atritos que provoquem

este funcionamento.

O interesse desta análise de duas condições de apoio para a estrutura (simplesmente apoiada

ou duplamente), foi orientada para o cálculo das frequências. Verificou-se que a primeira frequência

calculada com a estrutura munida de apoios duplos, aproximou-se das medidas no ensaio expedito.

Admitindo a estrutura exibida na Figura 3.15 (a preto), foram calculados os deslocamentos

para o peso próprio da estrutura existente, também exibidos na mesma figura, bem como a

respectiva deformada (a vermelho).

Figura 3.15 – Deslocamentos devidos ao peso próprio

O modelo matemático para o cálculo das frequências, foi o de uma barra com as mesmas

condições de apoio, em que os deslocamentos calculados no modelo determinam para a viga simples

uma rigidez equivalente que traduza o comportamento da viga real. No caso de uma viga

semi-parabólica, como esta, a aproximação a uma barra é um pouco grosseira, não permitindo

determinar com rigor todas as frequências. Para isso o modelo deverá ser discretizado da mesma

forma que para o cálculo estrutural. Não foi viável esta tarefa, mas fica certamente um ponto

interessante em aberto, para um futuro desenvolvimento.

As frequências medidas no ensaio já foram exibidas no Quadro 3.2, as calculadas

encontram-se no Quadro 3.3. Como se verifica pela sua comparação, apenas a primeira frequência é

concordante, por razões já apresentadas no parágrafo anterior. De qualquer modo é possível

depositar confiança no modelo obtido para o cálculo automático.

Quadro 3.3 – Frequências calculadas

Modo Frequência (Hz)1 2.4832 9.9343 22.352


99

Os respectivos modos de vibração associados às frequências apresentam-se nas figuras

seguintes.

Figura 3.16 – Primeiro modo de vibração

Figura 3.17 – Segundo modo de vibração

Figura 3.18 – Terceiro modo de vibração

7.2 Esforços instalados

Apesar do modelo com apoios duplos se ter demonstrado como mais real com a estrutura

existente, admite-se após uma verificação do apoio que este volte a funcionar correctamente. Assim

nos cálculos dos esforços na estrutura devidos à acção das cargas permanentes (peso próprio) e

variáveis (sobrecargas) optou-se pela consideração de um apoio móvel e um apoio fixo.

Para as combinações consideradas foram calculados os esforços nas barras da estrutura

admitindo que o fenómeno da encurvadura não existe, de resto situação comum, quando estas obras

eram projectadas. Não é um procedimento regulamentar actualmente, mas pretende-se mostrar a

influência da consideração da encurvadura no modelo. Assim se calculou posteriormente as tensões

com encurvadura. As comparações que se pretendem efectuar relativamente ao existente e aos novos

carregamentos é válida para ambas as situações, já que o aumento dos esforços será proporcional.

7.2.1 Tensões sem encurvadura

O primeiro cálculo foi efectuado para a estrutura existente, tal qual como está, sem qualquer

alteração. O resultado esquematiza-se graficamente na Figura 3.19 e Figura 3.20 e foi obtido

directamente do programa de cálculo automático utilizado, referindo-se as figuras respectivamente

às tracções e compressões.


100

Figura 3.19 - Tracções nas barras da estrutura existente

Figura 3.20 - Compressões nas barras da estrutura existente

Conforme se verifica, as tensões atingem praticamente os 160 MPa máximos admissíveis, não

esquecendo no entanto que estes valores não contabilizam a encurvadura para as barras

comprimidas, o que agravará aqueles valores nomeadamente as diagonais e montantes de grande

esbelteza.

Os resultados anteriores são igualmente úteis para se verificar que eliminando o problema

da encurvadura, a estrutura respeitará aproximadamente as cargas regulamentares, a menos que o

estudo das longarinas e carlingas traga alterações.

Analisando agora a situação hipotética de alterar a estrutura existente, colocando os passeios

no exterior das vigas principais e alargando a faixa de rodagem, depara-se obviamente com um

aumento de cargas e consequentemente aumento das tensões. Verificou-se que esse valores

aumentaram cerca de 25%, o que torna a estrutura existente, mesmo eliminando os problemas de

encurvadura, incompatível com as alterações que se propõem fazer. Os resultados destes valores são

exibidos na Figura 3.21 e na Figura 3.22.


101

Figura 3.21 - Tracções nas barras da nova estrutura

Figura 3.22 - Compressões nas barras da nova estrutura

7.2.2 Tensões com encurvadura

Para os elementos comprimidos é importante ainda avaliar, o valor real das tensões. Estes

valores são exibidos no Quadro 3.4, tendo sido foi contabilizados, para as cargas regulamentares e

para a estrutura existente.

Quadro 3.4 – Comparação das tensões com e sem encurvadura em algumas barras

barra i mínimo comprimento λ ϕ Á rea A*ϕ Nsd σ s/ enc. σ c/ enc.(m) (m) (m2) (m2) (kN) (MPa) (MPa) %

2º montante 0,0409 3,60 88 0,548 0,00620 0,003399 518 84 152 823º montante 0,0367 5,00 136 0,259 0,00492 0,001275 190 39 149 2864º montante 0,0326 4,20 129 0,289 0,00376 0,001085 98 26 90 247

diagonal 0,0026 6,00 2309 0,001 0,00081 0,000001 2,5 3 3428 110965diagonal 0,0026 6,00 2309 0,001 0,00090 0,000001 15 17 18511 110965

banzo sup. 0,1011 4,30 43 0,850 0,02015 0,017135 3018 150 176 18banzo sup. 0,1013 4,50 44 0,838 0,02465 0,020651 3913 159 189 19banzo sup. 0,1014 4,45 44 0,841 0,02915 0,024526 4319 148 176 19banzo sup. 0,1015 4,40 43 0,845 0,03365 0,028431 4593 136 162 18banzo sup. 0,1016 4,35 43 0,848 0,03815 0,032365 4738 124 146 18banzo sup. 0,1016 4,35 43 0,848 0,03815 0,032365 4823 126 149 18banzo sup. 0,1016 4,30 42 0,852 0,03815 0,032490 4895 128 151 17banzo sup. 0,1016 4,30 42 0,852 0,03815 0,032490 4944 130 152 17

As tensões calculadas com encurvadura (10ª coluna), demonstram que ao nível do banzo

superior ocorre um aumento de cerca de 20 % (11ª coluna), o que coloca a tensão instalada acima do


102

valor máximo admissível. Já para os montantes exibidos no quadro, apesar do aumento de tensão ser

superior ao dobro, não é ultrapassada a tensão máxima.

Repare-se que as tensões calculadas nas diagonais são excessivas, fruto da elevada esbelteza

que possuem (2309), o que as coloca fora de serviço após ser atingida a tensão máxima.

Relativamente às barras traccionadas importa ainda avaliar também a esbelteza máxima de algumas

delas, pois apesar de não estarem sujeitas a encurvadura, existem valores máximos regulamentares,

o regulamento português impõem 250 para elementos secundários e 180 para elementos principais

com possibilidade de alternância de esforços, prescrições estas para edifícios, para pontes

rodoviárias não há qualquer tipo de especificação. Tendo aqueles valores como esbelteza máxima

admissível, algumas das barras traccionadas são colocados em situação anti-regulamentar. Outros

regulamentos estrangeiros permitem valores superiores de esbelteza atingindo mesmo os 300, o caso

do BS1531 e da CAN3-S16.12. Um dos problemas de esbelteza elevada prende-se com a vibração das

barras, situação presenciada nesta obra e que os ingleses designam de “flutter” que significa “bater de

asas”. O Quadro 3.5 exibe algumas esbeltezas calculadas, bastante elevadas para as diagonais.

Admitindo que as diagonais apresentam um ponto fixo quando se cruzam com os montantes,

diminuiria o seu comprimento de encurvadura para metade o que mesmo assim é manifestamente

insuficiente.

Quadro 3.5 – Esbelteza de algumas barras

barra i mínimo comprimento λ λ/2(m) (m)

6º montante 0.032559 7.5 2307º montante 0.032559 8.0 2468º montante 0.032559 8.4 258

diagonal 0.002887 9.5 3291 1645diagonal 0.003175 10.3 3244 1622diagonal 0.002598 10.8 4157 2078diagonal 0.002598 11.0 4234 2117diagonal 0.002598 11.3 4349 2175

Os resultados até agora apresentados, exibiram um estudo simplificado das vigas principais

em modelos bidimensionais simplificados que não tiveram em consideração a acção do vento ou do

sismo. Estas acções agravariam possivelmente os esforços nas barras, nomeadamente devido à

elevada esbelteza transversal das diagonais. De facto estes elementos são muito esbeltos,

necessitando de uma intervenção a curto prazo, pelas razões, já apresentadas.

1 British Standart (153)2 Canadian Standart Association


103

Relativamente à deformação da ponte, para estados limites de utilização, foram calculados e

comparados com o valor máximo admissível que é de 17.25 cm (l/400), os valores dos deslocamentos

a meio vão. As flechas foram medidas em vários nós do banzo inferior para a combinação C3 e

exibem-se na Figura 3.23. Como se verifica a flecha máxima que ocorre a meio é menos de metade da

admissível.

Figura 3.23 – Deformação para a combinação frequente

7.3 Análise local

A análise local efectuada direccionou-se, para o estudo das carlingas e longarinas,

calculando-se os esforços instalados para as cargas regulamentares e determinando-se no caso das

tensões ultrapassarem os 160 MPa , para essas cargas, o valor máximo admissível para as mesmas.

7.3.1 Estudo das longarinas

As longarinas têm uma área de influência de 1 m, o seu comprimento teórico é igual à

largura de cada painel, sendo o mais desfavorável de 4.306 m. Admitindo uma viga simplesmente

apoiada como modelo estrutural obtêm-se os seguintes esforços:

Momento devido às cargas permanentes MG = 19.52 kN.m

Momento devido às sobrecargas distribuídas: MQ = 63.09 kN.m

Momento devido ao veículo-tipo: MVT = 172.95 kN.m

Considerando um coeficiente de segurança de 1.5,

Msd,Q = 124 kN.m (acção base: sobrecargas distribuídas)

Msd,VT = 289 kN.m (acção base: veículo-tipo)

Calculando as tensões nas longarinas, verifica-se que o veículo-tipo provoca tensões

incompatíveis com a resistência da peça, senão vejamos:

σVT = 289/Ix × 0.20 = 299 MPa


104

σQ = 124/Ix × 0.20 = 129 MPa

Assim se conclui que a sobrecarga regulamentar é compatível com a resistência admitida

para as peças, encontrando-se mesmo 20% abaixo daquele valor.

Procurou então saber-se qual o valor da carga admissível para o veículo-tipo compatível com

uma tensão de 160 MPa. O valor encontrado foi de 48 kN por roda, o que praticamente chega a

metade da carga regulamentar para pontes da classe I.

7.3.2 Estudo das carlingas

A análise das carlingas foi efectuada nos mesmos moldes, dos apresentados para as

longarinas. O vão teórico das carlingas foi calculado em 6.5 m com uma largura de influência

máxima de 4.306 m. Nelas descarregam as longarinas. Foram calculados momentos parciais para

cada tipo de carga, para posteriormente se individualizar as cargas máximas admissíveis,

compatíveis com a tensão de cálculo.

Os momentos valem:

Momento devido às cargas permanentes MG = 220.33 kN.m

Momento devido às sobrecargas distribuídas: MQ = 91.00 kN.m(excluindo a sobrecarga transversal de 50 kN/m)

Momento devido à sobrecarga transversal: MF = 264.00 kN.m

Momento devido ao veículo-tipo: MVT = 517.50 kN.m

Considerando um coeficiente de segurança de 1.5

Msd,Q = 467 kN.m (acção base: sobrecarga distribuída, excluindo sobrecarga transversal)

Msd,F+Q = 863 kN.m (acção base: sobrecarga distribuída, incluindo sobrecarga transversal)

Msd,VT = 1107 kN.m (acção base: veículo-tipo)

As respectivas tensões foram calculadas, verificando-se igualmente que o veículo-tipo

regulamentar bem como a sobrecarga transversal provocam tensões acima dos 160 MPa.

σQ = 467/Ix × 0.305 = 134 MPa

σF+Q = 863/Ix × 0.305 = 249 MPa

σVT = 1107/Ix × 0.305 = 319 MPa

De onde se procurou calcular o valor da sobrecarga transversal máxima, supondo a

distribuída constante, compatível com a peça, obtendo-se o valor de 11 kN/m, bastante abaixo do


105

regulamentar, mesmo para obras da classe II. Relativamente ao veículo-tipo tomou-se o mesmo

procedimento, chegando a 30 kN por roda o que também é manifestamente insuficiente.


106

8 Análise dos resultados

Apesar dos estudos exibidos serem simplificados e baseados em dados que não são mais do

que hipóteses propostas, torna-se evidente que esta obra não se encontra em condições para respeitar

as acções regulamentares, nomeadamente as carlingas e as longarinas. Conforme se demonstrou

estes elementos, não permitem a acção do veículo-tipo regulamentar, nem a simultaneidade das

sobrecargas preconizadas, distribuída (4 kN/m2) e transversal (50 kN/m). Como se viu apenas a

sobrecarga uniformemente distribuída é compatível com a resistência daqueles elementos.

Relativamente às vigas principais, apenas algumas barras não exibem problemas ligados à

encurvadura, isto admitindo a situação existente. O banzo inferior não apresenta problemas de

maior, enquanto o superior apresenta tensões superiores em alguns casos aos 160 MPa. Quanto às

peças traccionadas apesar de algumas apresentarem baixos níveis de tensão, nomeadamente

montantes e diagonais, possuem problemas de vibração já explicados e que não podem ser

ignorados, independentemente das tensões serem baixas, acrescidos dos problemas de esbelteza.

O outro ponto apresentado, referente ao comportamento das vigas principais com a

alteração da configuração geométrica do perfil transversal da obra e consequente aumento do

carregamento, demonstrou que, os níveis de tensão aumentam o suficiente para tornar a hipótese

incompatível com a estrutura actual, pois mesmo as barras traccionadas apresentam valores

superiores aos 160 MPa (nomeadamente os banzos superior e inferior). Donde se conclui da

necessidade duma intervenção global na estrutura, no caso de se optar pela solução de alargamento

da obra.

As análises de resultados efectuadas tiveram sempre como horizonte, as características de

resistência admitidas para os materiais e as acções regulamentares. No caso da tensão máxima

admissível ser superior à considerada, o que só poderá ser confirmado recorrendo a ensaios dos

aços, então podem os resultados tomar outra configuração, estando a estrutura mais ou menos

adequada às acções impostas. Ao mesmo tempo este exemplo servirá para ilustrar o que inicialmente

se defendeu, podendo a obra, mesmo não respeitando os regulamentos, estar apta para as funções

que desempenha. Nunca pondo de parte a necessidade de uma reabilitação, porque essa é necessária,

mas poderá ser conseguida à custa de uma intervenção de menor monta do que a que ocorreria se a

obra for obrigada a respeitar o regulamento e mais ainda se se proceder ao alargamento proposto

pela J.A.E.


107

Importa ainda realçar que as combinações consideradas admitem um factor de segurança de

1.5 para todas as acções. Não será de ignorar a hipótese de para as cargas permanentes aquele

coeficiente diminuir para 1.35, o que só será de qualquer modo aconselhável depois de haver

certezas quanto às características do material que constitui a obra, mas que faria reduzir obviamente

os esforços instalados. No presente estudo isso não foi tido em conta exactamente pelas razões

inversas.


108

9 Proposta de intervenção

A proposta de intervenção que aqui se descreve, pretende responder, aos problemas

detectados de facto na estrutura e não em soluções de reforço que se baseassem nos cálculos de

esforços anteriores, procurando baixar os níveis de tensão instalados.

Assim adianta-se a necessidade evidente de uma limpeza do banzo inferior e uma

verificação do estado das chapas desses elementos pelo interior, o que até agora não é possível

devido a se encontrar cheio de detritos. Ao mesmo tempo procurar evitar a acumulação de água no

mesmo, mantendo limpos os furos que nele se encontram para o efeito. Deverá ainda ser estudada

uma forma de passar as tubagens que circulam pelo banzo inferior do lado de montante, por outro

local que não comprometa a limpeza do mesmo. Haverá ainda que encontrar uma equipa que efectue

esta limpeza sempre que necessário, visto nas imediações a presença de vegetação é vasta e mesmo

junto à obra, o que resulta na deposição de folhas no caixão do banzo inferior. O mesmo se refere

relativamente ao próprio asseio da faixa de rodagem, onde os dispositivos para escoamento das

águas, também se encontravam entupidos.

As guardas dos passeios devem também ser verificadas, eliminando os casos em que as

mesmas não estão fixas, como já se exemplificou. As chapas dos passeios também necessitam duma

intervenção que elimine a acumulação de água por se encontrarem abauladas, o que tem favorecido a

corrosão das mesmas, sendo ao mesmo tempo desconfortável para os utentes.

Relativamente aos problemas de vibração das diagonais, à que proceder a um aumento de

rigidez essencialmente no plano transversal o que poderá ser conseguido à custa duma substituição

por elementos mais rígidos, ou acrescentar aos existentes, talvez uma solução de mais fácil execução,

perfis que provoquem esse aumento. Isso pode ser conseguido usando por exemplo perfis UNP

ligados pela alma às chapas que constituem as diagonais, travando todo o conjunto com pequenas

chapas, sistema idêntico ao usado no banzo superior (nesse caso com cantoneiras) e que evita o

enfunamento das almas do caixão. Seria ainda conveniente garantir uma ligação eficiente aos

montantes que anule as rotações que ocorrem nesses pontos, responsáveis pelo problema já exibido

na Figura 3.5. Os perfis UNP propostos teriam dimensões compatíveis com as chapas das diagonais

permitindo uma boa ligação destas àqueles e ainda da treliça de chapas que uniriam a diagonal

exterior com a interior.

Cabe ainda uma palavra aos aparelhos de apoio que deverão igualmente ser lubrificados, já

que segundo os estudos dinâmicos efectuados se adivinha um bloqueamento dos móveis, há ainda


109

que verificar os alinhamentos dos mesmos, pois as vibrações detectadas na obra podem ter

provocado movimentos que tenham resultado em desalinhamento dos apoios.


CAPÍTULO 4 - ESTUDO DA PONTE INTERNACIONAL DE VALENÇA-TUY ............................ 107

1 INTRODUÇÃO ....................................................................................................................................... 107

2 RECOLHA DE DADOS.......................................................................................................................... 109

2.1 DOCUMENTAÇÃO ............................................................................................................................... 109

2.2 INSPECÇÕES ........................................................................................................................................ 111

3 CARACTERIZAÇÃO DA PONTE ........................................................................................................ 114

3.1 HISTÓ RIA DA PONTE ........................................................................................................................... 114

3.2 CARACTERIZAÇÃO GEOMÉTRICA E MECÂNICA .................................................................................... 115

3.2.1 Caracterização geométrica ....................................................................................................... 115

3.2.2 Caracterização mecânica .......................................................................................................... 116

3.2.2.1 Banzo superior e banzo inferior ....................................................................................... 117

3.2.2.2 Montantes correntes .......................................................................................................... 118

3.2.2.3 Montantes sobre os apoios................................................................................................ 118

3.2.2.4 Diagonais............................................................................................................................ 118

3.2.2.5 Longarinas do tabuleiro superior..................................................................................... 119

3.2.2.6 Carlingas do tabuleiro superior........................................................................................ 119

4 ACÇÕES E COMBINAÇÕES................................................................................................................. 120

4.1 ACÇÕES PERMANENTES....................................................................................................................... 120

4.2 ACÇÕES VARIÁ VEIS ............................................................................................................................. 120

4.2.1 Sobrecargas ............................................................................................................................... 120

4.3 COMBINAÇÕES.................................................................................................................................... 121

5 MATERIAIS............................................................................................................................................. 122

6 CÁ LCULOS ............................................................................................................................................. 123

6.1 A NÍVEL GLOBAL................................................................................................................................. 123

6.1.1 Modelo de cálculo..................................................................................................................... 123

6.1.2 Resultados ................................................................................................................................. 123

6.1.3 Análise dinâmica ...................................................................................................................... 126

6.1.3.1 Modelação .......................................................................................................................... 126

6.1.3.2 Coeficientes de amplificação dinâmica............................................................................ 127

6.1.3.3 Conclusões ......................................................................................................................... 130

6.2 A NÍVEL LOCAL................................................................................................................................... 131

6.2.1 Estudo das vigas principais ..................................................................................................... 131


106

6.2.1.1 Modelo de cálculo ............................................................................................................. 131

6.2.1.2 Resultados.......................................................................................................................... 131

6.2.2 Estudo das longarinas do tabuleiro superior ......................................................................... 134

6.2.2.1 Acções ................................................................................................................................ 134

6.2.2.2 Cálculos de estabilidade. Resultados............................................................................... 134

6.2.3 Estudo das carlingas do tabuleiro superior............................................................................ 135

6.2.3.1 Acções ................................................................................................................................ 135

6.2.3.2 Cálculos de estabilidade. Resultados............................................................................... 136

6.3 CONCLUSÕES...................................................................................................................................... 136

7 PROPOSTA DE INTERVENÇÃO ......................................................................................................... 138

7.1 A NÍVEL GLOBAL ................................................................................................................................ 138

7.1.1 Realinhamento da ponte .......................................................................................................... 138

7.1.2 Reforço das vigas principais da estrutura .............................................................................. 138

7.1.2.1 Generalidades.................................................................................................................... 138

7.1.2.2 Solução adoptada .............................................................................................................. 139

7.1.3 Esquema de apoio da ponte .................................................................................................... 143

7.1.3.1 Generalidades.................................................................................................................... 143

7.2 A NÍVEL LOCAL .................................................................................................................................. 144

7.3 ASPECTOS GERAIS DA REABILITAÇÃO .................................................................................................. 148

8 METODOLOGIA DE INTERVENÇÃO................................................................................................ 149

8.1 INTRODUÇÃO ..................................................................................................................................... 149

8.2 METODOLOGIA PROPOSTA.................................................................................................................. 149

Capítulo 4 – Estudo da Ponte Internacional de Valença-Tuy

107

Capítulo 4 - Estudo da Ponte Internacional deValença-Tuy

1 Introdução

O estudo aqui exibido baseia-se num estudo prévio de reforço proposto pelo G.E.G. Esse

estudo [37] propõe um reforço total da ponte de modo a responder aos novos requisitos de

circulação ferroviária, e pôr termo às restrições de circulação que perduram há quase 10 anos. Estas

restrições prendem-se essencialmente com a circulação ferroviária, só as locomotivas mais leves com

cargas rebocadas não superiores a 16 ton./eixo e 5 ton./m podem circular a velocidades que não

excedam os 10 km/h. Pretende-se com o referido reforço permitir a circulação de comboios até 100

km/h com cargas de 22.5 ton./eixo e 8 ton./m.

Ao estudo de reforço era ainda imposto, a não introdução de alterações geométricas

significativas nas vigas principais, facto que em muito importou a solução adoptada que como se

verá parece responder eficazmente a esta exigência. Outras questões relacionadas com cargas

dinâmicas foram alvo de estudo, nomeadamente as acções de frenagem e arranque que para as novas

velocidades obrigaram a um estudo de estabilidade dos encontros em alvenaria, não preparados

para acções horizontais desta ordem de grandeza. A influência das acções dinâmicas na estrutura da

ponte foram objecto de estudo, tendo-se calculado frequências e modos de vibração da ponte, cujos

resultados são exibidos neste capítulo.

Neste estudo as questões relacionadas com os ensaios de materiais não figuram em nenhuma

das secções, isto porque dos dados fornecidos pela C.P. constavam os valores das tensões de corte e

flexão, obtidas em 1976, aquando dos trabalhos de beneficiação da ponte, levados a cabo pela J.A.E.,

em que se retiraram barretas para ensaio. Assim adoptaram-se esses valores como referência para o

presente estudo.

Foi efectuada uma visita ao local da obra, com o intuito de efectuar uma breve inspecção ao

estado da mesma e recolher algumas fotografias para posteriores consultas. Também não foram

efectuados quaisquer ensaios no local para medição de frequências. A realização de apenas uma

visita ao local ficou a dever-se ao carácter preliminar dos estudos, e à informação disponível que em

termos de projecto era suficiente. Parte desta informação foi fornecida directamente pela C.P. logo no

início dos estudos, outra foi obtida nas instalações da C.P. na estação de caminho de ferro de Santa

Apolónia, onde se encontrava ao dispor toda a informação constante do processo da ponte.


108

O principal objectivo da intervenção proposta, era dar resposta às necessidades de circulação

actuais tanto ferroviária como rodoviária, garantindo conforto e segurança a quem utiliza a ponte e

eliminando por completo os condicionalismos a que a mesma está, de momento, sujeita. A

necessidade de circularem locomotivas bastante mais pesadas, respeitando as normas de segurança

estrutural em vigor, são os principais responsáveis pela necessidade do reforço em questão, pois no

que respeita à circulação rodoviária prevê-se a proibição de tráfego pesado.

Esta intervenção passará por um reforço ou substituição de elementos estruturais que se

encontrem em situação precária e por dotar a obra de dispositivos que lhe confiram um adequado

comportamento estrutural quando sujeita às acções como o arranque e a frenagem. Além disso

interessa também efectuar a substituição dos carris por novos, que incluam dispositivos de fixação

das travessas mais eficientes do que os que lá se encontram, bem como a colocação de contra-carris,

carriladores e aparelhos de dilatação de via.

O sistema de reforço a utilizar depende, naturalmente, do grau de deficiência da segurança

estrutural. Qualquer sugestão de um sistema de reforço deve ser baseado em estudos que confirmem

a possibilidade de sucesso da proposta, ou seja, os estudos actualmente desenvolvidos devem ser

suficientemente evoluídos para garantir que na fase seguinte a viabilidade da solução se mantém.

Quando se iniciou esta dissertação e se decidiu incluir o estudo aqui exposto, não era ainda

sabido se seria o G.E.G. a ganhar o concurso lançado pela C.P., não sendo isso que condicionava a

decisão seria bom que tivesse acontecido, pois poderia permitir um maior desenvolvimento dos

estudos. Mas nada era certo.

Tratando-se de um concurso público na altura em que esta dissertação estava a ser

terminada, já outro gabinete concorrente tinha ganho a proposta de reforço, tendo os estudos

desenvolvidos no G.E.G. sido dados por terminados. Apesar disso, entendeu-se defender a solução

proposta e completar um pouco mais os estudos, embora não se ambicione desenvolver um projecto

de execução. No entanto as horas investidas nesse estudo prévio, não merecem cair no esquecimento

e pensa-se com esta apresentação anular essa injusta probabilidade.


109

2 Recolha de dados

A recolha de dados apoiou-se essencialmente nos documentos escritos e peças desenhadas

disponíveis, já que o número de visitas efectuados se reduziu apenas a uma.

2.1 Documentação

A documentação que se encontrava disponível era bastante vasta. Entre peças desenhadas,

ofícios, pareceres técnicos, etc., destacam-se dos restantes os seguintes documentos:

a) Relatório Preliminar elaborado pelo Prof. Edgar Cardoso, de 28 de Abril de 1969 ; este relatório

descreve uma vistoria efectuada à ponte e as recomendações que daí advieram, face às anomalias

detectadas. Refere-se o mau estado em que a ponte se encontrava, pormenorizando as anomalias

mais evidentes: as diagonais mais esbeltas tinham sofrido empenamentos, atingindo em alguns

casos flechas de 10 cm, o contraventamento horizontal superior também com o mesmo tipo de

deficiências e ainda uma curvatura em planta quer ao nível do tabuleiro superior quer do inferior.

Adiantam-se também algumas razões justificativas da ocorrência destas situações como por

exemplo, excessos de sobrecarga responsáveis pela curvatura de algumas peças. Relativamente à

curvatura em planta, aponta-se como razão provável a ocorrência de um sismo, em 1969, que terá

provocado o desvio dos encontros e dos pilares. Por fim refere-se a necessidade de efectuar uma

análise detalhada que permitisse avaliar o estado de tensão e de deformação da estrutura e daí

tomar posição sobre a segurança da obra.

b) Ofício da Direcção Geral de Transportes Terrestres, de 3 de Maio de 1969 ; este documento

aconselha à tomada de providências no intuito de limitar a carga das composições que aí

circulam, mantendo os comboios uma velocidade reduzida e uniforme.

c) Relatório Final elaborado pelo Prof. Edgar Cardoso, de 22 de Maio 1969 ; em sequência de uma

segunda vistoria efectuada a 3 e 4 de Maio daquele ano com o objectivo de determinar valores

quantitativos das deformações e tensões instaladas. Neste relatório pode encontrar-se os valores

das cargas permanentes e sobrecargas que foram usadas no projecto original e as respectivas

tensões esperadas. Concluiu-se então que apenas o tabuleiro ferroviário apresentava situações de

insegurança para essas cargas.

São também apresentados assentamentos e deformações quer em planta quer verticais dos

apoios, e deformações das diagonais das vigas principais. É ainda descrita a análise experimental

efectuada, que permitiu obter as tensões instaladas em alguns dos elementos, tendo-se medido

tensões superiores ao que era corrente admitir, em cerca de 50 a 100%. Salvaguarda-se ainda a

não contemplação de acções importantes, tais como: efeitos dinâmicos, vento, temperatura, lacete,


110

etc., as quais agravariam certamente os valores medidos. Adiantam-se medidas correctivas, de

substituição e reforço de algumas peças de modo a garantir a segurança estrutural da obra. Em

hipótese de não se efectuarem estes trabalhos, e segundo o mesmo relatório, torna-se necessário

tomar medidas preventivas no que se refere a velocidades máximas de circulação ferroviária,

máximo de 15 Km/h, cargas máximas de 3 a 4 toneladas por metro para cargas rebocadas e

locomotivas que não excedam as 15 toneladas por eixo.

d) Parecer da Direcção dos Serviços de Pontes da Junta Autónoma de Estradas, de 4 de Julho de

1969; este parecer subscreve as medidas de segurança que eram preconizadas naquele relatório.

Acrescentando todavia, algumas restrições também na circulação rodoviária, tais como:

diminuição, para 25 Km/h, a velocidade de passagem dos camiões, que deverão percorrer a

ponte isoladamente e nunca em simultaneidade com a passagem de comboios.

e) Projecto de beneficiação elaborado pelo Prof. Edgar Cardoso, de Janeiro de 1970 ; onde se

apresenta o estudo efectuado, as anomalias detectadas, as insuficiências estruturais para as

solicitações da altura, e as respectivas soluções estruturais que permitam restabelecer a segurança

estrutural da ponte.

Relativamente às peças desenhadas foram disponibilizados elementos suficientes para uma

boa compreensão da estrutura, como o da Figura 4.1, referente ao corte transversal do projecto

original. Parte da informação foi obtida a partir de desenhos existentes, outra por intermédio da

visita efectuada à obra, sendo o seu grau de precisão o possível para esta fase dos estudos.


111

Figura 4.1 – Corte transversal do projecto original

2.2 Inspecções

Efectuou-se uma inspecção à obra com a intenção de clarificar algumas dúvidas, e também

com o objectivo de obter mais alguma informação de interesse. Fizeram-se verificações de algumas

medidas e retiraram-se outras em falta para alguns elementos. Um dos pontos importantes a

salientar foi a obtenção de um contacto visual com o apoio fixo sobre um dos pilares centrais, não

tendo sido possível no entanto visitar os restantes, pois os alçapões localizados no passadiço lateral

para peões encontravam-se fechados. Depararam-se ainda com situações de corrosão nomeadamente

no tabuleiro ferroviário, também o mais fácil de inspeccionar. As chapas dos passeios também se

encontravam bastante degradadas, constituindo algum desconforto para os peões que

constantemente atravessam a ponte, não tendo qualquer outra alternativa. Nas vigas principais

algumas peças evidenciavam o colapso global da pintura, chegando em alguns pontos a detectar-se

estados de corrosão.

As intervenções de que foi objecto detectam-se essencialmente pelo uso de parafusos na

ligação dos elementos, parafusos estes que de forma geral se encontram fortemente atacados pela

corrosão (ver Figura 4.2). O uso de parafuso em detrimento dos rebites, não parece de qualquer

modo a melhor opção já que estes se encontram sem sinais de degradação. Pelas razões já

oportunamente apontadas noutros capítulos o uso de soldadura nestas obras antigas é de uma forma

geral uma má opção, esta não fugiu a essa regra. A retirada de alguns rebites, em algumas das

ligações existentes, e colocação de parafusos, deixou em aberto alguns dos furos, que tentaram ser

tapados usando soldadura, pressupõe-se, para disfarçar as aberturas, depara-se então em todos os

locais em que isso aconteceu, com o destacar da soldadura dos contornos do orifício, tornado-se

esteticamente desagradável, conforme se pode testemunhar na Figura 4.3.


112

Figura 4.2 – Corrosão dos parafusos

Relativamente ao cumprimento das velocidades de circulação, algumas interrogações se

levantam, já que durante a visita assistimos à passagem de duas composições, que pareciam circular

a mais de 10 km/h. A circulação rodoviária não era intensa nesse dia, e a passagem de veículos

pesados não se verificou, enquanto permanecíamos na ponte, não foi assim possível tomar contacto

com situações de maior vibração da obra, que poderão mostrar-se desconfortáveis para os

utilizadores.

A visita foi ainda acompanhada de registo fotográfico, o que mais uma vez se demonstrou

bastante útil para futuras consultas durante as fases seguintes do estudo.


113

Figura 4.3 – Destaque da soldadura do contorno dos orifícios


114

3 Caracterização da ponte

3.1 História da Ponte

A inauguração oficial da Ponte Internacional sobre o Rio Minho, que une Espanha e Portugal

nesta zona fronteiriça, foi realizada em 25 de Março de 1886, substituindo as barcas que garantiam a

ligação de pessoas e mercadorias entre os portos de Tuy e Valença do Minho. A ponte acabou assim

com os antigos meios de comunicação, ligando as duas vilas com um novo meio de transporte, o

caminho de ferro.

A escolha do local em que o caminho de ferro devia cruzar o rio Minho, unindo a linha já

construída de Ourense a Vigo em Espanha, com a também já construída em Portugal até Segadães,

foi objecto de discussão, apresentando-se na altura três alternativas. A primeira propunha a foz do

rio Louro, uma segunda conhecida por “Porta da Raposeira” necessitava da construção de um túnel

de 285 m e por último um traçado intermédio, o qual foi o que finalmente se adoptou.

Apesar da inauguração ter tido lugar na data acima referida, a ponte já estava construída um

ano e meio antes, em Outubro de 1884. O projecto foi realizado por um jovem engenheiro espanhol,

Pelayo Mancebo y Agreda, em Julho de 1879. Em 1881 a obra foi adjudicada à empresa belga Braine le

Comte por 205 766 000 réis, a qual ganhou entre outras sete concorrentes uma das quais liderada por

Gustave Eiffel. A empresa construtora propôs algumas modificações ao projecto original, entre as

quais se destaca a substituição dos pilares metálicos por pilares em alvenaria. A obra foi executada

em trinta e quatro meses, desde Novembro de 1881 a Outubro de 1884, tendo-se aplicado 700 kg de

chumbo e 1 540 365 kg de ferro [39].

As provas de carga iniciaram-se de seguida e prolongaram-se até Janeiro de 1885, utilizando

para os ensaios estáticos locomotivas de 63 e 68 toneladas e, para os ensaios dinâmicos, locomotivas

de 60 toneladas lançadas a 40 Km/h. O regulamento aplicado foi o francês, datado de 1877. A ponte

resistiu perfeitamente a todos os ensaios e à utilização posterior até ao ano de 1975.

Apenas em 1976 foram levados a cabo os trabalhos de beneficiação da ponte, altura em que

se efectuaram ensaios de barretas, concluindo que as tensões máximas de serviço a considerar não

deveriam ultrapassar os 100 MPa à flexão e os 60 MPa ao corte. Com base nestes resultados,

prosseguiu a beneficiação referida projectada pelo Prof. Edgar Cardoso. Estes trabalhos não

contemplaram no entanto, qualquer intervenção ao nível do tabuleiro ferroviário e constituíram a

última grande intervenção que a obra sofreu.

Em 1989 procedeu-se à verificação da sua estabilidade por parte da Divisão de Obras de

Arte da C.P. Conclui-se então da necessidade de um reforço importante das secções do tabuleiro


115

superior e suas ligações. Este reforço pressupõe, eventualmente, a necessidade de substituição das

longarinas, visto os seus banzos superiores se encontrarem rasgados pela fixação das travessas, de

resto um problema comum nas pontes ferroviárias não balastradas. Aconselha-se a colocação de

chapas que garantam a continuidade das mesmas. Para as referidas travessas pretende-se uma

fixação mais adequada que limite vibrações para velocidades de circulação mais elevadas. Refere-se

ainda a necessidade de reforçar os tramos de margem, tanto do tabuleiro (carlingas e longarinas)

como das vigas principais.

O último estudo de que a ponte foi objecto, foi elaborado em 1995 pelo Centro de Estudios y

Experimentacion de Obras Públicas do Laboratório de Estruturas y Materiales de Madrid. Nesse

relatório afirma-se que a ponte, na sua generalidade, se encontra em razoável estado de conservação

mas chama-se a atenção para uma série de deficiências como: plataforma ferroviária, travessas e suas

ligações às longarinas, apoios sem manutenção e diversas avarias em montantes e diagonais,

provocadas pelo tráfego rodoviário.

Actualmente a ponte encontra-se com o trânsito ferroviário condicionado, devido à situação

precária do tabuleiro superior onde este circula. Destaca-se ainda a degradação no aspecto geral que

apresenta, tornado-se evidente a necessidade de uma intervenção eficiente, que ponha cobro às

anomalias detectadas.



Conforme se visualiza na Figura 4.1, a ponte é constituída por dois tabuleiros, um ferroviário

(superior) e um rodoviário (inferior). As vigas principais são constituídas em Cruz de Santo André

de rótula múltipla, medindo 6.645 m de altura média entre banzos. A solução estrutural é de viga

contínua com 5 tramos, medindo os 3 centrais cerca de 69 metros e os de extremidade 62 metros. Na

Figura 4.4 apresenta-se um alçado de um dos tramos. A distância entre eixos de vigas principais

perfaz 5.51 m, atingindo 8.525 às extremidades dos passeios inferiores, que se desenvolvem em

consola na totalidade do comprimento da obra. Existem ainda ao nível do tabuleiro superior dois

pontões de acesso, quer do lado de Espanha, quer do lado de Portugal, o primeiro com vigas

principais de alma cheia, e o segundo com vigas principais em Cruz de Santo André de rótula

simples. Este último com um vão de 15 m e 1.7 m de altura e o primeiro com 74 cm de altura e um

vão de 9.39 m.


116

Figura 4.4 – Alçado de um tramo

Mais uma vez as secções são do tipo composto, com perfis e chapas ligadas por rebites,

embora se deparem com ligações aparafusadas resultantes de intervenções posteriores, como se pode

visualizar na Figura 4.5. Identificam-se secções transversais em U, I e em T, conforme adiante se verá.

A geometria destas secções serão exibidas na subsecção 3.2.2, aquando da apresentação das

características mecânicas das mesmas.

Figura 4.5 – A ligação aparafusada, testemunho de intervenções.

3.2.2 Caracterização mecânica

As secções utilizadas no modelo foram obtidas a partir dos desenhos, existindo no entanto

alguma falta de informação que se tentou completar com a visita, não se conseguindo contudo,

responder a todas as dúvidas. De facto, apesar de se ter obtido a quase totalidade das secções

intervenientes, deparou-se com alguma dificuldade relativamente às chapas adicionais que existem

tanto no banzo inferior como no superior e cuja variação não é de todo visível nos elementos

fornecidos. Este problema repete-se nas diagonais das vigas principais, onde existem chapas de


117

reforço de espessuras variadas. Numa tentativa de minimizar estas incertezas recorreu-se a

fotografias que, embora contribuindo para uma clarificação, não permitem responder a todas as

dúvidas. Optou-se, assim, por efectuar algumas simplificações que não comprometem a globalidade

dos cálculos. Salvaguarda-se no entanto que, numa fase mais avançada dos estudos, será

indispensável um levantamento exaustivo das secções.

3.2.2.1 Banzo superior e banzo inferior

O banzo inferior e superior, apresentam uma secção composta em T, com variações no

número de chapas que formam o respectivo banzo, conforme se exibe na Figura 4.6 e

Figura 4.7. É ainda apresentado o Quadro 4.1 que resume as características mecânicas do perfil

composto à medida que o número de chapas de banzo varia.

Figura 4.6 - Secção do banzo inferior Figura 4.7 - Secção do banzo superior

Quadro 4.1 - Características mecânicas dos banzos das vigas principais

nº chapas 1 2 3 4 5 6

A(m2)= 0.02478 0.03528 0.04578 0.05628 0.06678 0.07728Ix(m4)= 0.000476048 0.000556923 0.000620443 0.000679725 0.000740379 0.000805607Iy(m4)= 0.000450095 0.000878845 0.001307645 0.001736345 0.002165145 0.002593845


118

3.2.2.2 Montantes correntes

Os montantes correntes apresentam uma secção composta de cantoneiras e chapas conforme

a Figura 4.8.

Figura 4.8 - Secção dos montantes correntes

A = 0.00739 m2 Ix = 8.21071E-6 m4 Iy = 1.666295E-4 m4

3.2.2.3 Montantes sobre os apoios

Pelo facto de não existirem desenhos que permitam aferir a secção correcta destes elementos,

optou-se, tendo em conta a sua elevada rigidez e influência no modelo considerado, por atribuir

valores estimados às características mecânicas dos mesmos, de tal modo que o comportamento da

estrutura não seja alterado.

3.2.2.4 Diagonais

As diagonais do projecto original eram constituídas por um perfil U composto com

cantoneiras de extremidade numa chapa de alma. Esta secção foi alterada para um perfil U do tipo

do da Figura 4.9 reforçado ou não, com chapas de alma de espessura variável, após a intervenção

definida no projecto do Professor Edgar Cardoso.

Figura 4.9 - Secção das diagonais

A = 0.00594 m2 Ix = 3.577333E-5 m4 Iy = 2.32758E-6 m4


119

3.2.2.5 Longarinas do tabuleiro superior

Como se pode observar na Figura 4.10, as longarinas apresentam a configuração geométrica

de um perfil I composto, formado por duas cantoneiras em cada extremidade da chapa que constitui

a sua alma cheia. Apresentam-se também as características mecânicas do perfil composto.

Figura 4.10 - Secção das longarinas do tabuleiro superior

A = 0.007916 m2 Ix = 1.96717E-4 m4 Iy = 4.97707E-6 m4

3.2.2.6 Carlingas do tabuleiro superior

A Figura 4.11 apresenta a geometria da secção tipo das carlingas. As carlingas são formadas

por um perfil I composto, com a mesma disposição de cantoneiras e chapa de alma que as

longarinas, diferindo destas pelo acrescento de chapas de banzo. As características mecânicas do

perfil são também apresentadas.

Figura 4.11 - Secção das carlingas do tabuleiro superior


120

A = 0.01684 m2 Ix = 1.39438E-3 m4 Iy = 2.049771E-5 m4



As cargas permanentes adoptadas no projecto inicial, de cerca de 60 kN/m, revelaram-se

relativamente inferiores às obtidas neste estudo, ainda que de forma aproximada, que foram de

76 kN/m. Assim se refere a necessidade de avaliar, após levantamento pormenorizado da obra,

correctamente este valor.


4.2.1 Sobrecargas

Relativamente às cargas rodoviárias não se registam restrições e considera-se que não se

verificará qualquer agravamento futuro. Considerou-se que o valor actual, 25kN/m, não deveria

sofrer agravamentos futuros e poderia, inclusive, vir a ser reduzido. Optou-se por manter este valor.

A sobrecarga rodoviária é constituída, como é sabido por dois tipos, um veículo-tipo e uma carga

distribuída cujas características seguidamente se exibem [44].

Pelo contrário e no que diz respeito ao tabuleiro ferroviário as restrições são bem definidas

quer em termos de carga rolante, quer em termos de velocidade de circulação. De facto, indica-se

que apenas as locomotivas mais leves das séries 1200 e 1400, pesando cerca de 16 toneladas por eixo,

podem circular na ponte rebocando cargas que não pesem mais do que 40 kN por metro a

velocidades não superiores a 10 Km/h. A situação futura das cargas ferroviárias é quantificada de

acordo com [44] e as normas da U.I.C. [49], ou seja, locomotiva com uma carga por eixo igual a

250kN, num total de 1000kN em 6.40m, e carga corrente de 80kN/m. Estas acções foram agravadas

por um coeficiente dinâmico igual a 1.10 para as vigas principais.

Conforme indicação regulamentar, as sobrecargas rodoviárias a considerar para a ponte são:

• uma carga uniformemente distribuída de 4 kN/m2 nas faixas de rodagem;

• uma carga transversal linear de 50 kN/m;

• uma carga uniformemente distribuída de 3 kN/m2 nos passeios.

Relativamente a cargas horizontais transversais, o sistema actualmente existente, com todos

os apoios fixos, pode considerar-se adequado e não é afectado pelo aumento de cargas verticais. A


121

acção “vento transversal” mantém-se e a acção “lacete”, apesar de agravada, tem influência

basicamente a nível local por se tratar de uma acção de carácter pontual.

Para as acções horizontais longitudinais a situação é diferente na medida em que se prevê

um agravamento importante da acção de frenagem.

Actualmente a acção de frenagem é pouco importante porque, oportunamente, entraram em

vigor severas restrições à circulação. Futuramente pretende-se não só eliminar essas restrições mas

também aumentar as cargas verticais e, consequentemente, as forças de frenagem a absorver pelo

sistema de apoio. O agravamento das cargas verticais correntes é de 40 para 80kN/m, ou seja, o

dobro.

O único apoio fixo da ponte, no pilar central do lado de Portugal, e o próprio pilar, não têm

capacidade para absorver estes esforços e os que resultam de acções parasitas nos restantes apoios

(móveis).

4.3 Combinações

Para o modelo plano representativo das vigas principais, consideraram-se combinações que

produzissem momentos positivos máximos, C1 e C2, combinações que produzissem momentos

negativos máximos, C3 e C4, e combinações que permitissem avaliar as deformações, C1 e C5.

C1 - peso próprio + (comboio-tipo+sobrecargas), no vão à esquerda

C2 - peso próprio + (comboio-tipo+veículo-tipo), no vão à esquerda

C3 - idem C1 , com cargas nos dois vãos

C4 - idem C2 , com cargas nos dois vãos

C5 - peso próprio


122

5 Materiais

O aço utilizado nas peças que constituem a ponte é na sua maioria o aço original, obtido na

altura por processos já descritos no capítulo 2, o que lhe conferia uma percentagem de carbono

relativamente elevada quando comparada com os valores actuais.

As peças que sofreram substituição já não são deste tipo de aço. São de aço de características

semelhantes ao dos dias de hoje. Saliente-se aqui o facto de o aço mais antigo se encontrar com

menos sinais de corrosão do que o mais recente. O mesmo se aplica às ligações originais e

posteriores. De facto pode observar-se in situ, a corrosão de grande parte das ligações aparafusadas

efectuadas a posteriori. As originais, por seu lado e na sua maioria, não apresentam corrosão,

conforme já se referiu.

Salienta-se ainda a utilização de betão armado no reforço da laje do tabuleiro rodoviário e na

cintagem do coroamento dos pilares de alvenaria, conforme se pode visualizar na Figura 4.12.

Figura 4.12 – Cintagem do coroamento dos pilares

Relativamente à tensão máxima admissível para o material original e de acordo com os

ensaios efectuados, tal como já se referiu anteriormente é de 100 MPa à flexão e 60 MPa ao corte. Para

as peças que sofreram substituição as tensões admissíveis eram na altura da sua aplicação, superiores

àquelas, atingindo 160 MPa à flexão e 96 MPa ao corte, conforme dados constantes dos documentos

disponibilizados.


123

6 Cálculos

Os cálculos de estabilidade dividiram-se em dois níveis, global e local. O estudo a nível

global pretende avaliar as implicações que o agravamento das solicitações implica para as vigas

principais, tendo-se ainda acompanhado o cálculo com uma análise dinâmica simplificada, conforme

seguidamente se apresenta. A análise ao nível local centrou-se no tabuleiro ferroviário,

concretamente na grelha de longarinas e carlingas, já que serão estas as responsáveis pela

estabilidade do mesmo para o aumento das acções. Esta análise estendeu-se ainda aos encontros,

com um carácter qualitativo e não quantitativo como adiante se verá.

6.1 A nível global

6.1.1 Modelo de cálculo

Por forma a permitir quantificar de uma forma rápida a influência do agravamento de cargas

rolantes e a eliminação das restrições de velocidade, considerou-se conveniente efectuar um estudo

em dois modelos distintos:

• Modelo 1, simulando os cinco vãos num pórtico plano com elementos de barra

equivalentes à totalidade da secção transversal;

• Modelo 2, discretizando dois vãos centrais, num pórtico plano em que se individualizam

banzos, montantes e diagonais.

O modelo 1, mais simplificado, serviu para avaliar o nível de segurança actual, ponderar e

decidir sobre o reforço e a sua viabilidade e estimar esforços de calibração do modelo 2.

O modelo 2, mais complexo, serviu para confirmar os esforços nas barras e ligações de forma

mais detalhada e para mostrar o modelo estrutural que seria utilizado em fase seguinte de projecto.

No modelo 1 foram calculadas envolventes de momentos flectores, esforços transversos e

deslocamentos verticais para as situações actual e futura. O cálculo envolveu o traçado de linhas de

influência conjuntas de sobrecargas ferro e rodoviárias. Procurou-se, de uma forma expedita, avaliar

variações de forças e tensões nos banzos das vigas principais e, ao mesmo tempo, balizar análises

mais específicas efectuadas no modelo 2.

6.1.2 Resultados

Apresenta-se, nas Figura 4.13, Figura 4.14 e Figura 4.15 as envolventes de momentos

flectores, esforços transversos e deslocamentos verticais, respectivamente, para as cargas actuais e

futuras definidas na secção 4, para o modelo 1.


124

Cada figura tem duas envolventes (actual e futura) e, portanto, quatro diagramas. Os dois

diagramas exteriores correspondem aos máximos e mínimos para as cargas futuras, obviamente mais

gravosas do que as actuais.

A amplitude das envolventes, e não só o valor máximo, é consideravelmente agravada,

conforme se pode observar nas mesmas figuras.

Figura 4.13 – Comparação de envolventes actuais e futuras de momentos flectores (kN.m)

Figura 4.14 – Comparação de envolventes actuais e futuras de esforços transversos (kN)


125

Figura 4.15 – Comparação de envolventes actuais e futuras de deslocamentos verticais (mm);

a) Acção conjunta das sobrecargas rodoviária, ferroviária e peso próprio (superior);

b) acção conjunta das sobrecargas rodoviária e ferroviária (inferior)

Relativamente aos momentos flectores máximos verifica-se que:

• Os máximos negativos (sobre os pilares) são muito semelhantes entre si e aumentam de

cerca de 65 MN.m para cerca de 90 MN.m, ou seja aproximadamente 40%;

• Os máximos positivos (nos vãos) são significativamente maiores nos vãos laterais do que

nos vãos centrais e aumentam de cerca de 47 MN.m para cerca de 68 MN.m nos vãos

laterais e de cerca de 43 MN.m para cerca de 63 MN.m nos vão centrais.

A obtenção de forças nos banzos a partir dos momentos flectores no tabuleiro é imediata,

dadas as características da secção resistente, constituída por duas zonas, em cima e em baixo, a uma

distância conhecida com uma boa aproximação.

A obtenção de tensões a partir das forças axiais nos banzos é, também, imediata se se

conhecer com precisão a área dessas peças. Verifica-se, como é corrente neste tipo de obras, que a

área é muito variável de ponto para ponto e que essa variação não está bem definida nos elementos

disponíveis.

Esta questão é fundamental para definir o nível de reforço nas vigas principais.


126

A consideração de uma secção média traduz-se, de acordo com os cálculos efectuados, na

necessidade de reforços ligeiros nas zonas de meio vão e reforços mais consequentes nas zonas sobre

os pilares. Uma tentativa no sentido de definir as zonas dos banzos em que há uma, duas ou mais

(eventualmente seis) chapas de reforço, efectuada com base numa visita à obra, traduz-se em

resultados de cálculo completamente diferentes e indiciam a necessidade de efectuar um reforço

ligeiro em quase toda a extensão da ponte.

A variabilidade dos resultados que se pode obter descredibiliza qualquer tentativa de

definição muito quantitativa de um reforço das vigas principais sem proceder previamente a um

levantamento cuidado das secções exactas dos perfis e chapas que constituem a superestrutura da

ponte. Será, porém, pertinente afirmar desde já que o reforço das vigas principais deverá requerer

uma solução com influência em grande parte da ponte mas de importância limitada, em termos de

aumento de secções ou introdução de estados de tensão iniciais.

6.1.3 Análise dinâmica

Foi efectuada uma análise dinâmica simplificada do tabuleiro ferroviário, tendo em vista:

• Avaliar as frequências e modos de vibração do tabuleiro para definir a sua adequação

para velocidades de circulação de 100Km/h;

• Avaliar os coeficientes de amplificação dinâmica para comboios reais e para o esquema de

cargas da U.I.C., considerando uma velocidade de circulação de 100 Km/h.

6.1.3.1 Modelação

A estrutura da ponte foi assimilada à de uma viga contínua com cinco tramos, com a

geometria indicada na Figura 4.16 e as seguintes características:

E = 180 GPa; I = 1.660 m4; m = 7.747 t/m.

L1 = L5 = 62.06 m; L2 = L3 = L4 = 69.03 m

Figura 4.16 - Modelação da ponte

As frequências e modos de vibração da viga foram obtidos através de um programa de

cálculo automático, o mesmo usado no estudo da Ponte Luiz I, tendo-se obtido os resultados

indicados na Figura 4.17.


127

a) 1º Modo - n0 = 2.18 Hz

b) 2º Modo - n1 = 2.58 Hz

c) 3º Modo - n2 = 3.20 Hz

d) 4º Modo - n3 = 3.90 Hz

Figura 4.17 - Frequências e modos de vibração da ponte

6.1.3.2 Coeficientes de amplificação dinâmica

a) Comboios reais

Dependendo da velocidade do comboio, as cargas são aplicadas mais ou menos rapidamente

à ponte, originando vibrações da estrutura e dos veículos, que são ainda amplificadas pelos impactos

provocados pelas irregularidades das rodas e da via. Os efeitos referidos provocam variações

dinâmicas das cargas por eixo, que se somam às cargas estáticas. Os efeitos totais, Sdyn, podem ser

obtidos multiplicando os efeitos estáticos, Ssta, por um coeficiente de amplificação dinâmica, (1+ϕ):

S Sdyn sta= + ×(1 ϕ )

em que:

1 + = + +ϕ ϕ ϕ1 ' ' ' .

Nesta expressão, ϕ’ é a parcela de amplificação dinâmica correspondente a uma via perfeita

e ϕ’’ é a parcela correspondente às irregularidades da via.


128

ϕ’ e ϕ’’ dependem ainda de um comprimento de referência, Lφ expresso em metros,

dependente da deformabilidade do elemento estrutural em causa. Para uma viga contínua com n

tramos o comprimento de referência é obtido multiplicando o vão médio dos tramos, Lm, pelo factor

(1+0.1×n), não devendo este factor ser tomado com valor superior a 1.5;

Para a ponte em estudo e para v = 100 km/h = 27.78 m.s-1 obtém-se:

Lm = 1/5×(L1+L2+L3+L4+L5) = 66.24 m

Lφ = (1+0.1×n)×Lm=(1+0.1×5)×66.24 = 99.36 m

As expressões dos coeficientes de amplificação dinâmica indicados na ficha U.I.C. 776-1-R

são válidos apenas quando a frequência fundamental da estrutura, n0, se encontra dentro dos

seguintes limites (Figura 4.18):

i) Limite inferior

n0,i = 23.58×Lφ- 0.592 = 1.549 Hz

ii) Limite superior

n0,s = 94.76×Lφ- 0.748 = 3.038 Hz

100

10

2

3

45

1

20

30

4050

n0 (Hz)

(m)Lφ

1 2 3 4 5 10 20 30 40 50 100

Limite inferior

Limite superior

Figura 4.18 - Limites inferior e superior para a frequência fundamental n0

A frequência obtida para a ponte em estudo, n0 = 2.18 Hz, situa-se dentro dos limites de

validade das expressões referidas, donde:

0685.0'=ϕ ; 000.0'' =ϕ


129

resultando:

069.1)1( =+ ϕ

b) Esquema de cargas U.I.C. 71

O coeficiente Φ que afecta os efeitos estáticos, SU.I.C., produzidos pelo esquema de cargas

U.I.C. 71 (Figura 4.7) para ter em conta os efeitos dinâmicos resultantes do tráfego ferroviário, foi

determinado pela seguinte condição:

staUIC SS ×+≥× )1( ϕφ .

Este coeficiente Φ não tem o significado de um coeficiente dinâmico mas apenas de um

coeficiente de cálculo, válido somente para o esquema de cargas referido.

250kN 250kN 250kN 250kN

80kN/m 80kN/m

1.60 1.60 1.600.80 0.80

Figura 4.19 - Esquema de cargas U.I.C. 71

Tendo como objectivo eliminar a influência da frequência fundamental da estrutura, Φ foi

calculado, como o mais desfavorável dos valores dentro da gama de frequência das pontes

ferroviárias, (ver Figura 4.18) dependendo assim apenas do comprimento de referência do elemento

estrutural em causa. Os valores deste coeficiente encontram-se representados graficamente na Figura

4.20, sendo obtidos através das seguintes expressões:

Φ 10.96

L 0.20.88=

−+

φ; Φ 2

1.44L 0.2

0.82=−

+φ

; Φ 32 16

0 20 73=

−+.

..

Lφ.

Os coeficientes referidos deverão ser sempre superiores à unidade e inferiores a 1.44, 1.67 e

2.00 respectivamente para os coeficientes Φ 1, Φ 2 e Φ 3 [49].

Para as vias em que é garantido o bom estado de conservação utilizam-se os coeficientes Φ 3

para o cálculo dos momentos flectores e Φ 2 para o cálculo dos esforços transversos. Os coeficientes

Φ 2 e Φ 1 correspondem às vias em que é exigido um estado de conservação particularmente bem

cuidado.


130

1 2 3 4 5 10 20 30 40 50 100

3.61 67.243.0

2.5

2.0

1.5

1.0

0.5

0.0

2.00

1.67

1.44Φ

Φ

Φ

Φ 1

2

3

L Φ (m)

Figura 4.20 - Coeficientes para o esquema de cargas U.I.C. 71

Para a ponte em estudo obtiveram-se os seguintes valores:

Φ 31 44

99 36 0 20 82 0 967=

−+ =.

. .. .

Φ 22 16

99 36 0 20 73 0 951=

−+ =.

. .. .

devendo, portanto, serem considerados iguais à unidade.

6.1.3.3 Conclusões

Os estudos foram efectuados com base na deformada para o peso próprio e permitem tirar

as seguintes conclusões:

• As frequências correspondentes aos primeiros modos de vibração, que são da ordem dos

2 a 3 Hertz, estão dentro dos limites admissíveis para pontes ferroviárias com estes vãos e

velocidades de circulação de 100 Km/h.

• Os coeficientes de amplificação dinâmica de cargas verticais são inferiores ao mínimo

recomendado no Regulamento de Segurança e Acções para Estruturas de Edifícios e

Pontes, que é igual a 1.1.


131

6.2 A nível local

A análise efectuada a nível local dividiu-se em duas orientações distintas em termos de

cálculo estrutural. Por um lado optou-se por desenvolver para as vigas principais, um modelo plano,

modelo 2 anteriormente explanado, obtendo uma análise de conjunto, entre banzos, diagonais e

montantes, conforme adiante se especificará. E por outro lado, um estudo isolado das carlingas e

longarinas do tabuleiro ferroviário.

6.2.1 Estudo das vigas principais

6.2.1.1 Modelo de cálculo

O estudo da ponte foi efectuado utilizando o programa de cálculo automático, ROBOT V6.

Nesta fase dos estudos optou-se por um modelo plano simplificado, modelo 2, definido em 6.1,

composto por dois vãos centrais de 69 m cada conforme a Figura 4.21. Definindo com exactidão a sua

geometria, segundo a Figura 4.22. A modelação da estrutura teve como base a documentação e os

desenhos facultados.

69 m 69 m

Figura 4.21 - Modelo plano das vigas principais

Figura 4.22 - Pormenor do modelo

6.2.1.2 Resultados

Como se pode verificar, os cálculos de estabilidade apenas contemplam acções de carácter

estático. A apresentação dos resultados é feita de forma gráfica de modo a facilitar a leitura das

tensões instaladas na estrutura, com coloração das barras conforme o intervalo de tensões nelas


132

instalado. Essa apresentação apenas se efectua para as combinações mais gravosas. A Figura 4.23 e a

Figura 4.24 apresentam para as combinações C1 e C3 respectivamente, os níveis de tracção e

compressão na estrutura modelada. A Figura 4.25 por sua vez exibe os deslocamentos obtidos para

as combinações C1 e C5.

Figura 4.23 – Tensão instalada nas barras para a combinação C1

Figura 4.24 - Tensão instalada nas barras para a combinação C3


133

Figura 4.25 – Deslocamentos para as combinações C1 e C3

Como se pode verificar na Figura 4.23, o nível de tensão de compressão de algumas peças,

encontra-se acima do limite máximo de 100 MPa, nomeadamente as diagonais do primeiro tramo,

junto aos apoios. Relativamente às tracções, a proximidade do valor máximo é evidente,

destacando-se nesta situação, além das diagonais, alguns elementos dos banzos superior e inferior.

Relativamente a estes últimos, pelo facto de haver alguma incerteza em relação ao número exacto de

chapas em algumas secções, prevê-se alguma variação na localização dos valores máximos das

tensões.

No que respeita à Figura 4.24, o panorama é em tudo idêntico, destacando-se apenas uma

maior simetria dos valores das tensões em toda a estrutura, pelo facto do cálculo ser efectuado com

as sobrecargas em ambos os tramos (para obtenção do momento máximo negativo) e não apenas no

primeiro, como na Figura 4.23 (para obter o momento positivo máximo). No entanto, verifica-se que

o intervalo de tensão é próximo do anterior, ainda que ligeiramente inferior.

Note-se que estes valores resultam dum estudo simplificado, quer em termos de estrutura,

quer de solicitações, admitindo-se alguma variação daqueles valores em estudos mais aprofundados.

A Figura 4.25, representativa de duas situações de deformação, pretende mostrar o

acréscimo das flechas quando se passa duma situação de descarga total, onde só actua portanto o


134

peso próprio, para a situação em que todas as sobrecargas actuam. Verifica-se então, um acréscimo

significativo do valor das deformações.

6.2.2 Estudo das longarinas do tabuleiro superior

Neste estudo pretende-se avaliar a tensão instalada nas longarinas quando sujeitas às novas

cargas de projecto, de modo a se concluir da necessidade de reforçar ou substituir as mesmas.

Apresenta-se também alguns valores relativos ao estudo efectuado pelo Prof. Edgar Cardoso que

são, no meu entender, bastante úteis como termos de comparação dos resultados obtidos.

As longarinas são consideradas simplesmente apoiadas entre carlingas, com um vão de 3

metros entre eixos destas, conforme a Figura 4.26 representa. Considera-se que o grau de

encastramento das longarinas nas carlingas é desprezável, uma vez que não há continuidade do

banzo superior das longarinas sobre as carlingas.

3.0 m

Figura 4.26 - Modelo de cálculo das longarinas

6.2.2.1 Acções

As acções permanentes consideradas foram, além do peso próprio dos perfis, o peso dos

carris, das travessas e das chapas metálicas entre carris. Considerou-se ainda um acréscimo de 10%

do peso da longarina para atender às ligações e pinturas. Assim se obteve o valor de 2.3 kN/m, carga

uniformemente distribuída em toda a extensão da longarina.

Relativamente às acções variáveis, apenas se considerou nesta fase dos estudos a sobrecarga

do comboio-tipo conforme o preconizado pelas fichas da U.I.C. Assim resulta como situação mais

desfavorável para momentos flectores uma roda a meio vão da longarina, transmitindo uma carga de

125 kN.

6.2.2.2 Cálculos de estabilidade. Resultados

Na quantificação dos esforços foram calculados os coeficientes dinâmicos conforme as fichas

da U.I.C., os quais seguidamente se apresentam:

• para linhas que exigem um estado de conservação de alta qualidade,

φ21 44

0 20 82 1 44

3 3 0 20 82 1 46=

−+ =

+ −+ =.

.. .

.. .

L

• para as restantes linhas


135

φ32 16

0 20 73 2 16

3 3 0 20 73 1 69=

−+ =

+ −+ =.

.. .

.. .

L

Sendo L a distância entre carlingas mais 3 metros.

Considerando o factor mais gravoso para a estrutura, resulta para o momento flector,

M = 1252

169 15 2 3 38

1612

× × + × =. . . kN.m

Valendo a respectiva tensão normal, ao nível das fibras extremas,

σ=−

× =161196717 4

0 2 164.

.E

MPa

Interessará neste ponto referir, ainda que brevemente, o estudo efectuado pelo Prof. Edgar

Cardoso onde, apesar de ter usado um coeficiente dinâmico de 1.55, já nessa altura se concluía da

necessidade de reforçar aqueles elementos estruturais, pois para essas condições a tensão já atingia

os 1380 Kgf/cm2, o que equivale aproximadamente a 135 MPa.

Conclui-se deste modo, e de acordo com os dados fornecidos relativos aos valores

admissíveis para as tensões de serviço, que as sobrecargas agora consideradas provocariam tensões

superiores às admissíveis em mais de 60%. Resulta como óbvio a necessidade de reforçar ou

substituir aqueles elementos estruturais.

6.2.3 Estudo das carlingas do tabuleiro superior

Num processo equivalente ao efectuado para as longarinas pretende-se, neste ponto, avaliar

o valor máximo da tensão a que as carlingas ficarão sujeitas perante a circulação de comboios mais

pesados do que os que actualmente aí circulam. Da mesma maneira que anteriormente apresenta-se,

mais uma vez a título comparativo, alguns dos valores obtidos no projecto do Prof. Edgar Cardoso.

5.510 m

Figura 4.27 - Modelo estrutural das carlingas

6.2.3.1 Acções

Além do peso próprio da carlinga e do acréscimo de 10% sobre esse valor tendo em conta

ligações e pintura, considera-se incluído nas cargas permanentes as forças de tipo permanente

transmitidas a estas pelas longarinas. Resulta assim uma carga uniformemente distribuída de

1.43 kN/m e duas cargas concentradas de 6.9 kN.


136

O mesmo se indica para as sobrecargas. Para além das directamente aplicadas nas carlingas,

são também consideradas as transmitidas pelas longarinas. Resultando assim duas forças

concentradas com o valor de 221 kN.

6.2.3.2 Cálculos de estabilidade. Resultados

Os coeficientes dinâmicos utilizados são também os preconizados pelas fichas da U.I.C.,

resultando para a situação mais gravosa, tal como foi anteriormente demonstrado, o seguinte:

φ32 16

0 20 73 2 16

4 0 20 73 1 93=

−+ =

−+ =.

.. .

.. .

L

No entanto no projecto do Prof. Edgar Cardoso depara-se com um coeficiente dinâmico,

bastante inferior, de apenas 1.52, do que resulta um valor para a tensão instalada no elemento,

inferior ao aqui obtido, senão vejamos:

O momento instalado no perfil vale,

M = 221 1 93 1 8 6 9 1 8 1 43 5 518

7862

× × + × + × =. . . . . . kN.m

Obtendo-se para a tensão de serviço, ao nível das fibras extremas,

σ =−

× =7861 39436 3

0 36 203.

.E

MPa

No projecto no Prof. Edgar Cardoso, constata-se para a mesma situação, o valor de

1940 Kgf/cm2, o que equivale aproximadamente a 190 MPa. O valor agora calculado, 203 MPa é

100% superior ao admissível actualmente, o que implica a necessidade de se proceder a um reforço

importante.

6.3 Conclusões

Considerando os resultados dos cálculos efectuados e a análise dos dados disponibilizados

pela C.P. parece, em resumo, ser de concluir o seguinte:

• A estrutura existente é, em termos de rigidez e de frequências próprias de vibração,

compatível com velocidades de circulação de 100Km/h;

• As vigas principais necessitam de um reforço, relativamente pouco importante, devido ao

aumento das sobrecargas;

• As diagonais e montantes parecem ter, na sua maioria, resistência suficiente para absorver

o aumento de cargas ferroviárias. Os reforços devem limitar-se a uma pequena


137

percentagem de peças, percentagem essa ainda condicionada pela quantidade de peças

que foi substituída na última intervenção importante de recuperação da ponte;

• O tabuleiro ferroviário (carlingas, longarinas e contraventamento) necessita de uma

recuperação muito importante, com substituição de algumas peças ou introdução de

peças novas;

• O actual sistema de apoio para acções horizontais longitudinais (frenagem e arranque) é

incompatível com o aumento de velocidades e de cargas, e mesmo a simples eliminação

das restrições em vigor, pelo que deve ser profundamente revisto.

A particularização destas conclusões só deve, naturalmente, ser efectuada a nível de projecto

de execução, depois de levado a cabo um levantamento exaustivo das características reais das peças

que constituem a superestrutura.

Deverá, nessa fase, ser analisada em pormenor a influência do aumento das cargas rolantes

do tabuleiro superior na estabilidade global das peças que unem os dois tabuleiros e materializam a

transmissão de esforços para os apoios.

A análise da adequação das ligações deve, também, ser efectuada em fase de projecto de

execução. Esta questão mereceu um interesse comparativamente menor nesta fase já que os

esquemas de reforço propostos (na secção 7) aliviam fortemente as condições de serviço das ligações

existentes e não parecem susceptíveis de serem inviabilizados por deficiências destas.

As estruturas que realizam a transição da ponte para os encontros devem ser objecto de um

estudo para determinar a eventual necessidade de um reforço.

Do reconhecimento visual que se tem dos pilares e encontros, ou seja, da obra de alvenaria, a

opinião é de que está em boas condições. Contudo, esta constatação apenas significa que as infra e

mesoestruturas estão aptas a suportar um incremento de cargas verticais e nunca as acções

horizontais longitudinais de frenagem e arranque.


138


7.1 A nível global

7.1.1 Realinhamento da ponte

Na secção 2 chamou-se a atenção para a influência dos deslocamentos dos apoios (pilares e

encontros) nos níveis de tensão de determinadas peças da estrutura.

Efectuou-se, em 1976, uma intervenção no sentido de anular esses deslocamentos e recuperar

ou substituir as peças que sofreram avarias. Sendo necessário, para eliminar os condicionalismos de

utilização actuais (velocidades, frenagem), rever o sistema de apoio da ponte, recuperando ou

substituindo os aparelhos de apoio, é de toda a conveniência verificar se houve assentamentos de

apoio desde 1976 e, em tal caso, anulá-los. Esta intervenção poderá ser feita sem mais consequências

uma vez que não se notam deformações plásticas.

7.1.2 Reforço das vigas principais da estrutura

7.1.2.1 Generalidades

Os cálculos efectuados, apresentados na secção 6, parecem permitir concluir que um ligeiro

alivio de tensões nos banzos das vigas principais será suficiente para garantir os níveis de segurança

exigidos decorrentes de acções verticais. As acções horizontais (frenagem) obrigam a um tipo de

intervenção diferente, ao nível dos aparelhos de apoio.

O reforço das vigas principais pode ser conseguido à custa de:

• aumento das secções existentes (incremento das áreas);

• introdução de forças de alívio por recurso a pré-esforço externo;

• idem, por recurso a pré-esforço interno.

O aumento das secções existentes é fortemente condicionado pela existência de um estado de

tensão instalado, devido ao peso próprio da estrutura e pela reduzida resistência do material em

causa. O estado de tensão instalado nos banzos das vigas principais é significativo na medida em que

o peso próprio da ponte é uma componente substancial (40%) das cargas totais. As peças de reforço

só poderiam, como consequência, trabalhar a tensões muito reduzidas já que os módulos de

elasticidade do aço pouco dependem da sua resistência e não será admissível aumentar de forma

significativa a altura das vigas.

Apresenta-se, na Figura 4.28, uma justificação gráfica desta questão.


139

Figura 4.28 - Condições de serviço de reforços de secção

O recurso ao pré-esforço externo (amarrações dos cabos totalmente independentes da ponte)

implica, neste caso, alguns condicionalismos que parecem dificilmente contornáveis:

• Dificuldade de passagem dos cabos nos tramos da margem, dado ser necessário manter

acessos laterais para a circulação rodoviária;

• Necessidade de reformular completamente os passeios existentes para permitir a

passagem dos cabos. Haveria ainda que criar elementos junto aos novos passeios para

protecção dos cabos;

• Interdependência das forças instaladas nos cabos com os movimentos da ponte

resultantes de acções horizontais e com as extensões de origem térmica, significativas

numa estrutura contínua com um desenvolvimento de 330m.

Necessidade de criar maciços de amarração rígidos e não susceptíveis de sofrer

deslocamentos diferidos. A cedência de um apoio traduz-se numa transformação do tipo de

pré-esforço externo, sem compressão do tabuleiro, para interno com compressão do tabuleiro.

Refira-se ainda que o historial de deslocamentos e assentamentos de apoio, concretamente do

encontro do lado de Portugal tornaria indispensável um acompanhamento contínuo e muito cuidado

desses deslocamentos e a afinações de pré-esforço com alguma frequência.

7.1.2.2 Solução adoptada

Dadas as características da obra em causa e o grau de deficiência de segurança, considera-se

vantajoso optar por um sistema de pré-esforço interno, em princípio apenas nos vãos.

O sistema é materializado por tirantes (cabos) e escoras (tubos) pré-esforçados nas posições

genéricas indicadas na Figura 4.29, de forma esquemática e na Figura 4.30 e Figura 4.31 de forma

mais detalhada.


140

Figura 4.29 - Esquema de reforço das vigas principais

Figura 4.30 – Alguns detalhes da materialização do pré-esforço, nas escoras

Figura 4.31 - Alguns detalhes da materialização do pré-esforço, nos tirantes

Em fase de projecto de execução, podem ser estudadas soluções alternativas de colocação de

cabos e escoras na secção transversal, no interior dos banzos ao contrário do representado na Figura

4.29. O funcionamento estrutural é praticamente idêntico.


141

Esta solução apresenta as seguintes vantagens:

• garantia de exequabilidade;

• reduzido impacte visual;

• reduzida perturbação no tráfego ferroviário;

• possibilidade de controlo ou ajuste ao longo da vida da obra.

O conjunto tirante/escora tem uma influência directa no alívio de tensões nos vãos e

indirecta nas zonas sobre os apoios, devido ao facto de o tabuleiro ser contínuo. Um breve estudo

deste efeito, hiperestático, é apresentado na Figura 4.32.

A variação da amplitude do efeito hiperestático com a extensão dos reforços nos vãos deve,

obviamente, ser aproveitada e optimizada por dois ou três conjuntos tirante/escora de

desenvolvimentos distintos.

A título de exemplo apresenta-se na Figura 4.33, uma série de envolventes de momentos

flectores no tabuleiro, considerando as cargas futuras e os reforços apresentados na Figura 4.32, nas

seguintes proporções, a) e b) da mesma figura:

a) Elementos de reforço com 32 m nos vãos centrais e 30 m nos laterais;N = 2000 kN nos tirantes e escoras (superior);

b) Elementos de reforço com 50 m nos vãos centrais e 51 m nos laterais;

N = 2000 kN nos tirantes e escoras (inferior)

Figura 4.32 – Diagrama de momentos flectores (kN.m), devidos aos tirantes e escoras pré-esforçadas;


142

a) Cargas futuras sem reforço

b) Cargas futuras com reforço previsto na Figura 4.32 a);

c) Cargas futuras com reforço previsto em Figura 4.32 b);

d) Situação média da Figura 4.33 b) e c).

Figura 4.33 – Envolventes dos momentos flectores (kN.m), no tabuleiro;


143

Pretende-se, com a apresentação destas envolventes, chamar a atenção para a flexibilidade

do processo de reforço. A solução particular a adoptar em fase de projecto de execução resultará de

uma optimização a ser efectuada nessa fase, em função dos pontos de aplicação e dos níveis de pré-

esforço.

7.1.3 Esquema de apoio da ponte

7.1.3.1 Generalidades

A situação actual é caracterizada pela existência de um alinhamento de apoios fixos, sobre

um dos pilares centrais e por alinhamentos de apoios móveis nos restantes pilares e nos encontros,

na direcção longitudinal.

Este sistema, conceptualmente isostático, é indicado para absorver, sem gerar esforços,

deslocamentos de origem térmica, longitudinais.

A desvantagem do sistema consiste em ter apenas um ponto de apoio para reagir a acções

horizontais longitudinais como frenagem e arranque.

Estas acções são, presentemente, absorvidas quase totalmente pelo pilar, em alvenaria, com

apoios fixos, situação que não se pode aceitar se se pretender, como é o caso, eliminar as severas

restrições à circulação em vigor.

As restrições resultam também da deficiente capacidade das carlingas e respectivos

contraventamentos para transferir estas acções para os banzos superiores das vigas principais. Esta

última questão será abordada na subsecção 7.2.

A solução preconizada para o reforço das vigas principais é, ao contrário do que sucede com

a solução de pré-esforço externo, independente da solução que se vier a adoptar para o esquema de

apoio da ponte. Como consequência torna-se possível optar pela solução que nos parece mais

adequada e que, com algumas variantes possíveis de pormenor consiste em:

• substituir os apoios fixos por aparelhos de neoprene ancorados, libertando o pilar de

esforços horizontais sem eliminar totalmente a rigidez;

• melhorar os apoios móveis existentes com a inserção de chapas em neoprene para

absorver vibrações. No caso de se verificar que estes aparelhos não são recuperáveis

devem ser substituídos por aparelhos novos em neoprene, no outro pilar central, ou de

deslizamento em PTFE1, nos restantes pilares e nos encontros;

1 Poli Tetra Flúor Etileno


144

• instalar aparelhos do tipo oleodinâmico de duplo efeito nos encontros, para absorver o

essencial das acções horizontais longitudinais.

Dadas as características da estrutura e à existência de tramos nas margens considera-se que a

instalação dos aparelhos oleodinâmicos deve ser efectuada de acordo com Figura 4.34.

As soluções a adoptar para os sistemas de apoio que, como se refere, variam desde o total

aproveitamento até à substituição, deverá ser objecto de análise cuidadosa pois não é sempre

evidente que a substituição seja uma solução que implique melhorias directas.

Considera-se, contudo, que este tipo de estrutura poderá ser muito beneficiada com a

colocação de placas de neoprene entre os apoios e os pilares, como forma de absorver deslocamentos

resultantes de deformações parasitas sem implicar esforços na estrutura.

Figura 4.34 - Esquema de instalação dos aparelhos oleodinâmicos

A solução apresentada na Figura 4.34 pode considerar-se conservativa em termos de

atravancamentos. Admite-se como provável que a dimensão dos aparelhos oleodinâmicos seja

suficientemente reduzida para que estes sejam instalados no interior dos encontros existentes, sem

interferir com os tramos das margens e sobre os encontros.

7.2 A nível local

Engloba-se neste ponto a intervenção a efectuar nas longarinas e carlingas, bem como no

contraventamento do tabuleiro superior.

Os cálculos efectuados, apresentados sucintamente na secção 6, permitem concluir que as

longarinas e carlingas serão sujeitas a um significativo agravamento de acções, estáticas e dinâmicas.


145

Parecem, aliás, ser estes os elementos com níveis de tensão mais elevados e, portanto, com menor

folga para absorver acções adicionais.

Verifica-se que as carlingas, dadas as condições de fixação nas extremidades, devem ser

assimiladas a vigas simplesmente apoiadas. No que diz respeito às longarinas o funcionamento

actual é do mesmo tipo mas pode, de acordo com a C.P., ser alterado pela colocação de chapas de

continuidade sobre as carlingas.

A alteração do tipo de funcionamento das longarinas não parece suficiente para absorver o

aumento de sobrecargas explícito nas normas da U.I.C.

Uma das soluções de reforço possíveis, que parece eficaz e de execução relativamente

simples é apresentada na Figura 4.35. Consiste fundamentalmente na colocação de cabos de pré-

esforço fixos nas extremidades das carlingas ou directamente nos banzos superiores das vigas

principais e actuando sobre as longarinas. Por este processo consegue-se induzir um estado de tensão

inicial favorável tanto nas longarinas como nas carlingas.

A compressão no banzo superior das carlingas é absorvida pelo reforço que constitui a chapa

de união das longarinas, sugerida pela C.P. O funcionamento deste reforço não enferma da

desvantagem esquematizada na Figura 4.28 para os banzos das vigas principais, uma vez que nas

carlingas o estado de tensão inicial, devido ao peso próprio, é insignificante quando comparado com

o que resulta da passagem das cargas rolantes.

Figura 4.35 - Sistema de reforço do tabuleiro superior


146

O sistema de cabos indicado na Figura 4.35 constitui um contraventamento eficaz do

tabuleiro superior, libertando as peças existentes para este efeito para encaminhar as forças de

frenagem para os banzos das vigas principais.

Um pré-dimensionamento da força a aplicar aos cabos, efectuado para induzir um estado de

tensão inicial da ordem dos 40% (com sinal menos) do que resulta da aplicação das cargas rolantes,

permite apontar para valores da ordem dos 250 a 300 kN, em cabos com diâmetro de 20mm ou

menos.

O pré-esforço nos cabos depende, obviamente, da altura dos desviadores. O

pré-dimensionamento foi efectuado partindo do princípio de que o gabarit rodoviário não deve ser

reduzido e que, portanto, todo o sistema de reforço deve ficar acima do banzo inferior das carlingas.

A aplicação dos cabos, amarrações e desviadores pode, com facilidade, ser executada com

reduzida interferência no tráfego ferroviário.

Este esquema de reforço é apenas um de entre vários possíveis e como tal deve ser

entendido.

Outra solução é por exemplo o uso de carlingas intermédias ou mesmo a sua substituição

por peças de dimensão previsivelmente semelhante mas mais resistentes, aproveitando as

características dos aços actualmente disponíveis. A colocação de carlingas intermédias está sujeita ao

espaço disponível entre as longarinas e a extremidade inferior do banzo superior da vigas principais,

esta distância é de 32 cm. Conforme se verá a seguir, este espaço é incompatível com o uso de perfis

comerciais simples, obrigando ao reforço dos que nesse espaço cabem ou à composição de perfis,

conforme os existentes, de resto uma solução esteticamente agradável.

O modelo estrutural existente das carlingas é o que se exibe na Figura 4.36, com este modelo

as carlingas têm uma largura de influência de 3.0 m, se colocarmos carlingas intermédias, esta

largura de influência passa para metade. A Figura 4.37 apresenta esquematicamente essa

interposição. Sem a interposição de carlingas intermédias, a tensão nas existentes é como se viu de

203 MPa. Se considerarmos essa interposição a tensão baixa para 115 MPa, que não sendo ainda

suficiente, resultará perante um cálculo mais refinado em valores próximos de 100 MPa, pois as

carlingas são consideradas simplesmente apoiadas, por simplificação de cálculo, podendo contar-se

com alguma rigidez à rotação das ligações.


147

Figura 4.36 – Modelo estrutural actual das carlingas

Figura 4.37 – Interposição de carlingas intermédias

As novas carlingas, intermédias, admitindo em aço Fe510, poderiam ser um IPE 500 ou

HEB 340, que não cumprem a altura livre disponível, sendo este último de geometria bastante

diferente das existentes. Assim se estudou a hipótese de reforçar perfis IPE300 com chapas de banzo,

resultando para esta secção de 20×2.5 cm2, outra hipótese colocada foi de reforçar esse mesmo perfil

com chapas de banzo e cantoneiras, simplesmente compôr uma secção tal como antigamente se fazia.

A Figura 4.38, exibe estas soluções, em ambas se adoptou cantoneiras de 90 mm de lado na

primeira com 9 mm de espessura e chapas de banzo com 1.5 cm, na segunda com 13 mm de

espessura e chapas de banzo com 15 mm e de alma com 11 mm.

Figura 4.38 – Possíveis soluções compostas para as carlingas intermédias


148

Em qualquer dos casos haverá necessidade, em fase de projecto de execução, de verificar as

ligações das peças existentes e, se necessário, definir em pormenor as intervenções a efectuar.

Convirá, no entanto sublinhar que a solução de instalação de um estado de tensão inicial é

particularmente favorável uma vez que se está a lidar com subestruturas praticamente isostáticas em

que as tensões induzidas por cargas rolantes são sempre do mesmo sinal.

7.3 Aspectos gerais da reabilitação

De acordo com o referido pela C.P., será estudada uma solução geral de reforço e melhoria

da via férrea, incluindo:

• Substituição dos carris;

• Sistema de fixação das travessas do tabuleiro ferroviário;

• Colocação de contracarris e carriladores;

• Melhoria das juntas de dilatação nos encontros.

A solução preconizada para o travamento longitudinal da ponte torna necessário substituir

os aparelhos de apoio fixos por aparelhos em neoprene ou de deslizamento, fixos transversalmente.

Os restantes aparelhos de apoio devem ser objecto de uma análise cuidada, no sentido de

definir se, como se espera, podem ser mantidos com recuperação e com ou sem inserção de uma

chapa de neoprene ou mesmo substituídos.

Deverá ainda ser verificado o estado de conservação das alvenarias dos pilares e dos

encontros. Relativamente aos primeiros convirá referir que foram objecto de uma intervenção para

melhorar a degradação de cargas dos apoios e rectificação de fracturas existentes.

Considera-se indispensável proceder à definição da recuperação de peças danificadas pelo

tráfego rodoviário, uma vez que estas serão fortemente afectadas pelo aumento de cargas no

tabuleiro ferroviário.

O estado das ligações será objecto de um estudo cuidadoso, tendo desde já sido detectados

sinais evidentes de corrosão das ligações aparafusadas, executadas aquando das últimas obras de

recuperação, há cerca de vinte anos.

O projecto, nomeadamente as peças escritas, deverá atender a toda a questão de reabilitação

nas áreas de reaperto, substituição de rebites, pintura, etc..


149

8 Metodologia de intervenção

8.1 Introdução

Pretende-se, neste ponto, enumerar as etapas principais a cumprir pelo projectista em fase de

projecto de execução. A metodologia poderá, naturalmente, vir a sofrer algumas alterações de

pormenor na sequência de contactos a estabelecer com a C.P., depois de estarem disponíveis

elementos de projecto mais desenvolvidos.

8.2 Metodologia proposta

A metodologia a seguir no desenvolvimento do projecto será, em princípio, a seguinte:

1. Levantamento exaustivo do existente, nomeadamente:

• secções exactas das peças, sua localização e material constituinte;

• ligações (caracterização e estado de conservação);

• estado geral de conservação;

• avarias localizadas;

2. análises estática e dinâmica;

3. estudo comparativo de duas ou três soluções de reforço do tabuleiro ferroviário;

4. estudo detalhado da solução de reforço das vigas principais;

5. estudo da solução de distribuição e absorção de forças horizontais;

6. estudo de soluções de melhoria da via férrea, incluindo dispositivos de apoio;

7. análise conjunta e tomada de decisões de projecto;

8. estudo detalhado da solução de reforço do tabuleiro ferroviário;

9. elaboração de peças escritas e desenhadas que integram o projecto de execução.


CAPÍTULO 5 – ESTUDO DA PONTE LUIZ I ................................ ................................ ...................... 149

1 INTRODUÇÃO ....................................................................................................................................... 149

2 RECOLHA DE DADOS.......................................................................................................................... 151

2.1 DOCUMENTAÇÃO ............................................................................................................................... 151

2.2 INSPECÇÕES ........................................................................................................................................ 152

3 CARACTERIZAÇÃO DA PONTE ........................................................................................................ 155

3.1. HISTÓ RIA DA PONTE .......................................................................................................................... 155

3.2. CARACTERIZAÇÃO GEOMÉTRICA E MECÂNICA ................................................................................... 160

3.2.1 Caracterização geométrica ....................................................................................................... 160

3.2.2 Caracterização Mecânica.......................................................................................................... 162

4 ACÇÕES E COMBINAÇÕES................................................................................................................. 163

4.1 ACÇÕES PERMANENTES....................................................................................................................... 163

4.1.1 Peso próprio da estrutura metálica ......................................................................................... 163

4.1.2 Peso próprio da laje do tabuleiro superior ............................................................................. 164

4.1.3 Peso próprio da laje do tabuleiro inferior............................................................................... 164

4.1.4 Peso total do tabuleiro inferior e montantes de suspensão................................................... 164

4.2 ACÇÕES VARIÁ VEIS ............................................................................................................................. 165

4.2.1 Sobrecarga segundo R.S.A. ...................................................................................................... 165

4.2.2 Comboio-tipo ............................................................................................................................ 165

4.2.3 Vento.......................................................................................................................................... 166

4.2.4 Sismo.......................................................................................................................................... 169

4.3 COMBINAÇÕES.................................................................................................................................... 169

4.3.1 Combinações em que a acção base é o comboio-tipo ............................................................ 170

4.3.2 Combinações em que a acção base é o vento ......................................................................... 171

4.3.3 Notação utilizada para designar as combinações .................................................................. 171

4.3.3.1 Acção base comboio-tipo .................................................................................................. 171

4.3.3.2 Acção base vento ............................................................................................................... 172

5 MATERIAIS............................................................................................................................................. 172

6 ENSAIOS ................................................................................................................................................. 173

6.1 ENSAIOS EM LABORATÓ RIO ................................................................................................................. 173

6.2 ENSAIOS IN SITU.................................................................................................................................. 174

7 CÁ LCULOS ............................................................................................................................................. 175


148

7.1 PROGRAMAS....................................................................................................................................... 175

7.1.1 Programa Femix ....................................................................................................................... 175

7.1.2 Módulo para a análise do comportamento dinâmico do sistema ponte-veículo ................ 175

7.1.3 Programa EIGENF.................................................................................................................... 178

7.1.4 Outros Programas .................................................................................................................... 180

7.2 MODELAÇÃO DA ESTRUTURA............................................................................................................. 180

7.2.1 Modelação do tabuleiro superior ............................................................................................ 180

7.2.2 Modelação do tabuleiro inferior e montantes de suspensão ................................................ 182

7.2.3 Modelação do arco ................................................................................................................... 186

7.2.4 Modelação dos pilares ............................................................................................................. 187

7.2.5 Modelação dos apoios.............................................................................................................. 189

7.2.6 Agrupamento das subestruturas modeladas ......................................................................... 190

8 RESULTADOS ........................................................................................................................................ 191

8.1 INTRODUÇÃO ..................................................................................................................................... 191

8.2 TRATAMENTO DOS RESULTADOS DO FEMIX ......................................................................................... 191

8.3 ANÁ LISE DOS RESULTADOS DO FEMIX ................................................................................................. 192

8.3.1 Envolvente das tracções........................................................................................................... 193

8.3.2 Envolvente das compressões................................................................................................... 193

8.3.2.1 Envolvente das compressões sem encurvadura ............................................................. 193

8.3.2.2 Envolvente das compressões com encurvadura............................................................. 193

8.3.3 Análise dos resultados dos estudos dinâmicos ..................................................................... 193

8.3.4 Análise dos resultados do EIGENF ........................................................................................ 195

8.3.4.1 Comparação das frequências com o ensaio expedito..................................................... 198

8.3.4.2 Forças estáticas equivalentes à acção sísmica ................................................................. 198

9 CONCLUSÕES FINAIS.......................................................................................................................... 199

10 PROPOSTA DE INTERVENÇÃO........................................................................................................ 201

10.1 OS CONTRAVENTAMENTOS ............................................................................................................... 201

10.2 OS MONTANTES CORRENTES DAS VIGAS PRINCIPAIS DO TABULEIRO SUPERIOR ................................... 202

10.3 AS DIAGONAIS DAS VIGAS PRINCIPAIS DO TABULEIRO SUPERIOR........................................................ 203

10.4 AS DIAGONAIS DOS PILARES.............................................................................................................. 204

10.5 OS MONTANTES DOS PILARES ............................................................................................................ 205

Capítulo 5 – Estudo da Ponte Luiz I

149


1 Introdução

O último estudo que se apresenta tem como base, tal como anteriormente já se referiu, o

Estudo de Viabilidade de Utilização da Ponte Luiz I pelo Metro Ligeiro do Porto, desenvolvido no

Instituto da Construção na Faculdade de Engenharia da Universidade do Porto.

Este estudo teve como principal objectivo avaliar as consequências da passagem do metro na

referida ponte e ao mesmo tempo efectuar um levantamento das anomalias que a obra apresenta, já

que as últimas intervenções de manutenção decorreram nos anos 80.

Inicialmente realizou-se um estudo de carácter preliminar, onde se desenvolveram análises

simplificadas de índole estático mas que permitiram as primeiras conclusões que ditariam a paragem

ou a progressão dos estudos. Dessa primeira análise concluiu-se de facto que, a menos dos

resultados dos estudos dinâmicos, de segunda ordem e dos ensaios dos aços, a ponte poderia ser

integrada no traçado da linha de Metro Ligeiro do Porto, mediante a adopção de medidas que

visassem a sua recuperação e eliminação das anomalias detectadas nas inspecções levadas a cabo ao

longo do período dos estudos.

O presente capítulo exibe assim todo o processo de estudo desenvolvido posteriormente aos

estudos preliminares, de todo o de maior interesse.

Após os primeiros resultados, prosseguiu-se com os estudos mais aprofundados que

incluíram estudos dinâmicos, com medição das frequências do tabuleiro e do arco com a respectiva

quantificação numérica, bem como a avaliação da influência da passagem do metro a diferentes

velocidades, de onde poderiam resultar amplificações dinâmicas, com as consequentes repercussões

no conforto dos passageiros e nos esforços da estrutura. Ainda a quantificação dos modos locais e

globais de encurvadura, tendo-se revelado uma análise bastante importante, pois foram detectadas

nas inspecções efectuadas, diversos problemas relacionados com a encurvadura, numa série de

elementos estruturais, o que leva a crer que as questões da encurvadura não seriam bem conhecidas

na época. O que já se detectou noutras obras.

Os estudos analíticos levados a cabo, foram acompanhados de trabalhos experimentais

realizados pelo Departamento de Mecânica da Faculdade de Engenharia da Universidade do Porto,


150

com provetes retirados da ponte. Estes ensaios permitiram avaliar as propriedades físicas e

mecânicas dos materiais, imprescindíveis para uma correcta avaliação dos cálculos efectuados.

Este estudo foi também bastante importante, pois permitiu reunir uma série de informação

de carácter histórico, desenvolvendo-se um texto cronologicamente organizado, contendo o que de

mais importante se passou ao longo destes anos nesta ponte.


151

2 Recolha de Dados

A recolha de dados baseou-se nas duas vertentes que se referiram: documentos escritos e

desenhados e inspecções efectuadas à obra.

2.1 Documentação

Os documentos disponíveis, incluíram o projecto original e respectiva memória descritiva,

entre outros, cujo âmbito se indica seguidamente.

a) Parte do projecto original, compreendendo designadamente, peças desenhadas, relativas aos dois

tabuleiros, dois pilares metálicos centrais e o arco, as características mecânicas de algumas secções

e diagramas de esforços do tabuleiro superior.

b) Diversos documentos referentes ao cálculo estrutural de partes da estrutura.

c) Memória descritiva original

d) 1880 – Programa das condições de concurso para a construção de uma ponte sobre o rio Douro .

Em cada artigo é apresentada uma descrição pormenorizada de todos os requisitos que a

empreitada deve cumprir, desde uma descrição da obra, os materiais a utilizar, os acessos,

sobrecargas, etc.

e) 1908 – Relatório da Comissão de Verificação da Resistência das Pontes e Construções

Metálicas. Descrição das condições em que a ponte se encontra, após vistoria efectuada,

concluindo-se com a especificação sobre as medidas a tomar para garantir o bom funcionamento

da obra.

f) 1926 – “Serviço da República”. Refere-se a análise de documentos anteriores relativos ao estado

da ponte e à substituição dos pavimentos, enfatizando mais uma vez o mau estado da ponte e a

necessidade de uma intervenção.

g) 1927 – Relatório do estado da ponte, no qual se identificam todas as peças que se encontram

danificadas.

h) 1931 – Relatório sobre a verificação da possibilidade de se efectuar o cruzamento de carros

eléctricos sobre a Ponte Luiz I. Descreve-se o estudo efectuado, apresentando resultados dos

respectivos cálculos. Refere-se ainda a constituição dos novos pavimentos.

i) 1954 – “O Comércio de Gaia”. Resumo histórico sobre a Ponte Luiz I com uma reportagem do

dia da inauguração.


152

j) 1954 – Relatório dos trabalhos urgentes a realizar de substituição dos pavimentos da Ponte

Luiz I. Projecto de substituição dos pavimentos dos dois tabuleiros acompanhada duma

estimativa orçamental, da responsabilidade do Eng.º Edgar Cardoso.

l) 1991 – A Ponte de S. João. Livro editado na inauguração da Ponte de S. João, que inclui resenha

histórica das pontes sobre o rio Douro, com destaque para a de S. João. (Ed. Ferdouro, ACE, Porto

1991)

m) Memória descritiva e justificativa. Refere-se esta memória a uma revista minuciosa do estado da

ponte, completada com a indicação das barras cuja substituição é recomendada, bem como a

substituição dos pavimentos, apresentando um mapa das quantidades de ferro a substituir.

n) Assentamento de via dupla para os carros eléctricos no tabuleiro superior da Ponte Luiz I no

Porto – memória descritiva. Apresentação dos cálculos justificativos de estabilidade.

o) Caderno de encargos, referente à remoção dos pavimentos e reparação da ponte.

p) Diversos artigos e memórias com referência à ponte.

Esta documentação foi obtida no arquivo da Junta Autónoma das Estradas com excepção

dos referidos nas alíneas i), l) e p) que provêm de várias fontes de que se destaca o Arquivo Histórico

da Cidade do Porto.

2.2 Inspecções

Relativamente às inspecções efectuadas, tiveram como objectivo, além do levantamento das

patologias, uma recolha de informação detalhada sobre a constituição da ponte, servindo ao mesmo

tempo para efectuar uma verificação, confrontando-a com os elementos de projecto disponíveis.

Levou-se a cabo um importante e muito útil levantamento fotográfico, que mais tarde, em

gabinete foi um indispensável elemento de consulta, conforme se verá.

As inspecções efectuadas se por um lado permitiram ganhar confiança nos elementos de

projecto disponíveis, servindo ao mesmo tempo para esclarecer dúvidas e completar informação em

falta, por outro lado puseram em destaque algumas deficiências graves que não podem deixar de

ficar registadas.

Em primeiro lugar são patentes os sinais de corrosão que atinge grande número de peças. De

um modo geral a corrosão encontra-se num estado incipiente, embora existam algumas peças que se

encontram gravemente afectadas. A situação neste aspecto, não sendo ainda grave, começa a ser

preocupante, isto é, trata-se de um alerta que urge tomar em consideração para que se proceda a

uma reparação a muito breve prazo.


153

Figura 5.1 – Corrosão evidente no tabuleiro superior (vista inferior)

Como mais afectadas encontram-se a zona central do arco em que este se reúne com o

tabuleiro superior, e este mesmo tabuleiro do lado do Porto, Figura 5.1. A primeira, principalmente

pela acção dos excrementos de pombas que, em grande número, fazem desta zona do arco mais

afastada e escura a sua morada; a segunda por esta parte da ponte se encontrar numa zona mais

abrigada e húmida.

Uma outra deficiência que se assinala é a existência de algumas chapas dos perfis compostos

das barras do arco que se encontram enfunadas, portanto fora de serviço com o consequente

agravamento das tensões das restantes parcelas de cada barra. Este fenómeno era mal conhecido na

época da construção, como aliás a generalidade dos fenómenos de encurvadura, o que justifica o

aparecimento de diversas situações que hoje são consideradas insatisfatórias.

Junto dos encontros do arco e do tabuleiro inferior, quando os aparelhos de apoio encontram

a alvenaria dos plintos, verificou-se a deposição de lixo que favorece, juntamente com as humidades

detectadas, a deterioração daquela zona da estrutura.

Ao longo de toda a estrutura, depara-se com a folheação dos aços por acção da corrosão e

que a pintura já não consegue esconder.

Relativamente às ligações, não se depararam com situações problemáticas, nomeadamente a

ausência de rebites, o que leva a crer do bom comportamento destas ligações ao longo dos tempos.


154

Os relatórios das inspecções anteriores, não exibiam algumas das anomalias detectadas,

nomeadamente as questões relacionadas com a encurvadura, o que leva a concluir que as obras de

reabilitação efectuadas, não tiveram em linha de conta a correcção desses problemas.

É neste ponto que é necessário efectuar uma análise cuidada dos dados obtidos nas

inspecções e tomar uma primeira posição relativamente à obra. Avaliando se as patologias se

demonstram graves e preocupantes para a segurança da obra e decidindo entre condicionar ou

impedir a utilização da mesma. No caso concreto da Ponte Luiz I, considerou-se, mediante as análise

efectuadas, que as patologias observadas não obrigavam ao condicionamento do tráfego. Apesar de

tudo, importa deixar um alerta para as patologias detectadas que deverão ser minimizadas,

independentemente da modificação da utilização da obra para servir o Metro Ligeiro do Porto.

Finalizada a primeira fase da recolha de dados é possível iniciar a análise da estrutura

conforme os pontos seguintes apresentam.


155

3 Caracterização da Ponte

3.1. História da Ponte

A Ponte Pênsil garantiu a ligação entre as duas margens do rio Douro, a partir de 18 de

Fevereiro de 1843, em substituição da Ponte das Barcas, cuja utilização era já muito precária,

Figura 5.2.

Figura 5.2 – A Ponte das Barcas

Decorridos 33 anos, em 17 de Fevereiro de 1876, a Câmara do Porto pede ao Governo a

substituição da Ponte Pênsil, Figura 5.3, porquanto era previsível a sua falta de segurança, dada a

dificuldade em evitar a corrosão dos dispositivos de amarração dos cabos e havendo o conhecimento

de roturas em obras análogas, noutros países, em pontes com menos de 20 anos de serviço. Na

sequência daquele pedido, por portaria de 22 de Abril de 1876, o Engenheiro Bento Coutinho

d'Almeida d'Eça é encarregado de elaborar um anteprojecto da ponte, entre o Cais de Gaia e a Praça

da Ribeira. Aliás, já por altura da inauguração da Ponte Maria Pia em 11 de Novembro de 1876,

Gustave Eiffel apresentava a D. Luiz I um estudo em que considera a possibilidade da construção de

nova ponte nas imediações da Ponte Pênsil.

Em Dezembro de 1877 é concluído o anteprojecto da ponte pelo Engenheiro Bento Fortunato.

No entanto esse estudo não teve continuidade e assim, durante o ano de 1879, por Portaria do

Ministério do Reino, é nomeada uma comissão para dar parecer sobre o local mais conveniente para

a construção da ponte. Verificou-se então que o local mais votado é o da Ponte Pênsil, ou nas suas

proximidades.


156

Figura 5.3 – A Ponte Pênsil

Em 1879 a firma Gustave Eiffel et Cie. apresenta um projecto apenas com um tabuleiro ao

nível da Ribeira e com um sector levadiço na zona central, que daria passagem a embarcações até

35 m de altura de mastreação. Este projecto não é, no entanto, aceite por já se pretender a existência

de 2 tabuleiros sobrepostos.

Em 11 de Agosto de 1880 abre-se finalmente um concurso para a nova ponte. Aparecem

então diversos concorrentes: SOCIÉTÉ DE BRAINE LECONTE, SOCIÉTÉ DES BATIGNOLLES (com

2 soluções), GUSTAVE EIFFEL ET CIE, AUGUSTE LECOQ, ANDREW HANDYSIDE, SOCIÉTÉ

WILLEBROECK (com 2 soluções) e JOHN WIXON.

A adjudicação da obra foi efectuada em 27 de Maio de 1881 à SOCIÉTÉ ANONYME DE

CONSTRUCTIONS ET DES ATELIERS DE WILLEBROECK pela quantia de 389.000$00. Em Abril

desse ano, o Engenheiro chefe da casa Eiffel contesta a escolha do projecto. A contestação não é

atendida e em 28 de Novembro de 1881, celebra-se o contrato com a SOCIÉTÉ WILLEBROECK, que

apresenta um projecto da autoria de Teophile Seyrig, engenheiro belga, discípulo de Gustave Eiffel e

seu sócio na construção da Ponte Maria Pia.

Em 1 de Dezembro de 1881 iniciam-se os trabalhos de construção da ponte, Figura 5.4,

solenemente comemorados com a presença do Rei, da Rainha, dos príncipes, Cardeal D. Américo,

altos dignatários, autoridades, engenheiros e muito povo. O Rei D. Luiz I, depois de receber as

saudações devidas dirigiu-se ao jardim da “Esplanada da Fortaleza da Serra do Pilar” onde accionou

“uma machina electro-magnética que por meio de dous fios condutores...ligada a uma mina da encosta da Serra


157

onde terá de fundar-se o encontro esquerdo da mencionada Ponte”, segundo o auto então elaborado e

assinado.

Figura 5.4 – Fase construtiva da Ponte Luiz I, impondo-se à Ponte Pênsil

As características fundamentais da ponte são as seguintes: arco com 172 m de corda e 45,1 m

de flecha; tabuleiro superior com uma extensão de 391,25 m e, inferior com 174 m, valores com

ligeiras diferenças relativamente ao projecto original.

A secção transversal do tabuleiro inferior apresenta uma largura total de 8 m, sendo 5,5 m

destinados à faixa de rodagem e os restantes 2.5 m a passeios laterais, de 1.25 m cada. O tabuleiro

superior apresentava inicialmente 6 m de largura, 4 m para a faixa de rodagem e os restantes 2 m

para passeios laterais. Cedo se verificou, no entanto, que esta largura do tabuleiro superior era

insuficiente, pois punha-se a hipótese da colocação de uma linha de “tramways”. Assim, pouco antes

da conclusão da ponte, a sociedade adjudicatária fornece um estudo que prevê o aumento da largura

do tabuleiro de 6 para 8 m, datado de 16 de Dezembro de 1882. Esta alteração é aprovada em 25 de

Setembro de 1883, vindo a custar 20.476$680.

Apesar deste aumento da largura do tabuleiro superior, não ocorreram grandes alterações

estruturais para a ponte, tal como Seyrig apresenta na sua memória: “... o afastamento das vigas fica o

mesmo, as peças sob a calçada, longarinas, carlingas e chapas embutidas ficam igualmente as mesmas. As


158

partes que sofrem uma modificação são pois as consolas dos passeios, as longarinas bordando estas e os

contraventamentos verticais em cruz de Santo André. As vigas principais sofrem uma modificação pela adição

de banzos suplementares cuja disposição feliz permite economizar tabuleiro, e uma outra modificação relativa

ao reforço da rótula (treillis). Estas duas mudanças são pois devidas ao aumento natural do peso do conjunto do

tabuleiro.” Seyrig demonstrou ainda que apesar deste aumento de peso do tabuleiro, (mais 43%), o

arco em si apenas passa a suportar mais 16% da carga permanente, o que se compreende pelas cargas

que se encaminham directamente para os apoios exteriores ao mesmo.

Em Maio de 1886 são mandadas efectuar as primeiras provas de carga, e no dia 31 de

Outubro do mesmo ano, dia do aniversário do Rei D. Luiz I, a ponte é inaugurada pelo Rei e benzida

pelo Cardeal D. Américo. No dia da inauguração não se pagou qualquer portagem, mas a partir do

dia seguinte, os peões pagavam cinco reis para atravessar a ponte. A partir de 1 de Julho de 1913 os

peões deixaram de pagar portagem, continuando os veículos e animais a pagar, situação que se

manteve até 1 de Janeiro de 1944, data em que o pagamento de portagem foi completamente abolido.

Relativamente à inauguração não é claro que os dois tabuleiros tenham sido inaugurados na mesma

altura, de facto um roteiro da cidade refere que o tabuleiro inferior, também conhecido por “Ponte de

Baixo”, foi inaugurado um ano mais tarde.

Segundo uma publicação de “O Comércio de Gaia” de 18/10/1954, o primeiro carro

eléctrico terá atravessado a ponte no dia 28 de Outubro de 1905. Não se encontraram no entanto

outros documentos que confirmem esta data ou que indiquem o início dos trabalhos de colocação

dos carris. O que se sabe é que inicialmente apenas foi colocada uma via, ocorrendo o assentamento

da 2ª via entre 1931 e 1932. Existe uma memória descritiva referente ao assentamento da 2ª via para

carros eléctricos, que coincidiu com a alteração do pavimento. Esta memória apresenta uma sumária

descrição da verificação de estabilidade, onde se conclui pela necessidade de reforçar as carlingas

com chapas de banzo de modo a que aquelas não trabalhassem acima dos limites de resistência. Por

razões desconhecidas, essas carlingas não chegaram a ser reforçadas. A opção da colocação da 2ª via

é tomada após o relatório de 28 de Maio de 1931, elaborado pela então Comissão de Pontes, que já

em 20 de Dezembro de 1930 efectuava provas de resistência das carlingas do tabuleiro superior e

ensaios dinâmicos para detectar o perigo de eventual rotura. No relatório de 1931 descrevem-se

também ensaios estáticos e dinâmicos que conduziram à seguinte conclusão: “... não há inconveniente

nos cruzamentos de zorras e de carros eléctricos, de qualquer destes veículos com camiões e camionetas ou ainda

destes veículos entre si desde que todos eles sejam do tipo dos que actualmente circulam na região.”

Por aquela altura já a ponte tinha sofrido uma grande reparação quer ao nível da

substituição de algumas peças metálicas quer na alteração dos pavimentos, tendo ainda sido

completamente pintada. Quando da alteração dos pavimentos de madeira para os de betão, o

trânsito foi completamente cortado, circulando-se só a pé. Não se sabe exactamente quando foi


159

efectuada esta reparação, parece no entanto ter tido lugar posteriormente a 1908, ano em que, a 7 de

Agosto, a Comissão de Verificação da Resistência das Pontes e Construções Metálicas elabora um

relatório referente ao estado da ponte. Descrevem-se nesse documento as boas condições em que o

arco se encontra, à excepção das carlingas do extradorso que suportam a parte central do tabuleiro

superior. Explica-se também o deficiente modelo estrutural adoptado para as carlingas, onde se

considera como vão de cálculo a distância entre goussets consecutivos, em vez de se considerar a

distância entre os eixos das vigas principais. Salienta-se ainda a inexistência do passadiço de visita na

zona central do arco, que já teria sido previsto no relatório de 30 de Novembro de 1886.

Relativamente a este ponto também não se sabe a data exacta da sua execução. Refere-se a

necessidade urgente de uma pintura e da constituição de um serviço de manutenção permanente

para a ponte. Aquela comissão procedeu no dia 15 de Julho do mesmo ano (de 1908), a uma vistoria,

tendo verificado a existência de diversas peças enferrujadas, travessas do passadiço caídas e fendas

nas alvenarias dos pilares. Estas fendas foram mais tarde eliminadas quando em 1925 se colocou um

reboco no coroamento dos pilares. Este relatório aconselha ao procedimento de estudos

experimentais de resistência de algumas peças, de modo a concluir sobre a necessidade ou não de

reforçar a ponte.

Existe ainda um “Serviço da República” de 31 de Dezembro de 1926, onde, mais uma vez, se

evidencia o mau estado de ambos os tabuleiros e se apela para a sua urgente reparação. Este apelo já

teria sido efectuado num outro relatório de 1 de Maio de 1920, onde todos os problemas da ponte

teriam sido apresentados. Neste “Serviço”, aconselha-se ainda o respeito pela velocidade máxima

indicada para a ponte, ao que parece nem sempre respeitada, o que teria vindo a provocar oscilações

prejudiciais para a mesma, oscilações essas agravadas pelo mau estado do pavimento. Cita ainda este

documento um dado bastante importante e que diz respeito às sobrecargas utilizadas no

dimensionamento da ponte. Independentemente da largura da ponte, foi considerada uma carga de

2000 Kg por metro linear. O veículo-tipo utilizado no cálculo das carlingas e longarinas pesava

3000 Kg por roda com eixos afastados de 3 m pesando um total de 12 000 Kg.

Existe mais uma memória descritiva do estado da ponte, possivelmente do ano de 1927,

provavelmente a mais completa até àquela data, onde se relatam situações curiosas: “... muito maior o

número de peças cujo estado de conservação é mau do que d'aquelas para as quais esse estado já era conhecido,

acrescendo ainda agora as danificadas pelos bombardeamentos ocorridos durante a última revolução (...) Da

parte inferior do arco, o segundo montante do lado do Porto tem 32 barras cortadas por metralha (...) Alguns

goussets de ligação das barras de contraventamento horizontal dos tubos verticais médios onde se apoiam as

escadas de caracol, estão completamente cortados pela ferrugem o que constitui um perigo para a estabilidade

dos pilares (...) As guardas dos passeios do tabuleiro superior sofreram bastante com o tiroteio.”

Concluindo-se a certa altura “A conservação da ponte tem deixado tanto a desejar que, tendo em 1908

colhido n'ela a Comissão de Pontes uns pedaços de ferrugem de espessura superior a 6 m/m dizia o Director das


160

Obras Públicas do Porto em ofício de 11 de Maio de 1920 terem passado doze anos sobre aquela data sem que

outras providências fossem tomadas além das pinturas, feitas com longos intervalos e por empreitada. Pondo os

empreiteiros os seus interesses acima das exigências de uma perfeita conservação.” Ainda nesta memória

descritiva se aconselha vivamente à substituição dos pavimentos por outros mais leves e de

características mecânicas mais adequadas, apresentando-se assim diferentes soluções para ambos os

tabuleiros, quer ao nível da faixa de rodagem quer dos passeios. Existiu também uma intervenção ao

nível dos pilares de alvenaria, que apresentando algumas fissuras, foram reabilitados, com uma

cintagem dos mesmos com maciços de betão.

Não se possui até ao momento documentos comprovativos de que outras reparações gerais

necessárias ao longo do tempo tenham sido levadas a cabo. Ao que parece as reparações foram

reiniciadas aos poucos, tendo a última grande reparação tido lugar em 1930. Como se verifica a

maioria dos documentos apresentados têm como objectivo o levantamento das anomalias da ponte,

que grosso modo se resumem ao seguinte: a ponte necessita de ser raspada e pintada, reforçada em

alguns pontos, substituídas por completo algumas peças, reforçadas outras, aligeirados os

pavimentos e criado um serviço especializado de manutenção com carácter permanente. Não se sabe

exactamente quando foi formada a equipa de manutenção da Ponte Luiz I e que se manteve até há

cerca de 20 anos, liderada pelo Sr. Antero Pinto durante vários anos, hoje sozinho mas

continuamente vigilante.

A última grande alteração que a ponte sofreu foi em 1954, mediante projecto do Engenheiro

Edgar Cardoso, que promoveu o aligeiramento dos 2 pavimentos. Esta obra já levada a cabo pela

quantia de 1.270.500$00, permitiu aligeirar os tabuleiros em mais de uma tonelada de carga

permanente por metro linear. Há 16 anos sofreu a ponte a sua última intervenção de limpeza e

pintura, trabalho que em 1981 orçamentou os 28 mil contos. Em 1986 é efectuada a última revisão de

preço, tendo o trabalho elaborado pela firma MONTACO, atingido os 52 mil contos.

Passados 110 anos da data da sua inauguração, a Ponte Luiz I continua a desempenhar um

papel fundamental para as duas cidades que liga.

3.2. Caracterização geométrica e mecânica


Os desenhos disponíveis do projecto original, Figura 5.5, permitiram quase na totalidade

definir a geometria geral da obra, a menos de algumas questões levantadas, quando se depararam

com desenhos que continham correcções feitas à posteriori. Houve assim necessidade de analisar a

obra real de modo a despistar as dúvidas que surgiram no levantamento da geometria.


161

A confrontação da informação disponível com a obra real, permitiu concluir que a zona central

compreendida entre os dois maiores pilares metálicos é a única que se encontra em conformidade

com o projecto original.

Figura 5.5 – Alçado de montante, reprodução do projecto original

Os restantes tramos do tabuleiro superior, quer do lado de Gaia quer do lado do Porto,

apresentam comprimentos diferentes. Verificou-se ainda que as vigas do 1º tramo do lado de Gaia se

encontram divididas em 8 aspas, em vez das 9 de projecto, e as vigas do 2º tramo constituídas por 10

aspas em vez das 11 de projecto. Aspa é a porção de viga entre dois montantes consecutivos.

A Figura 5.6 exibe a geometria geral que define a obra real, tal como foi considerada no

presente estudo. Assim se considerou a ponte constituída por: um tabuleiro superior de 391.25 m de

desenvolvimento dividido em 13 tramos; um arco de geometria parabólica, quer em alçado quer em

planta, de 172 m de corda e 45,1 m de flecha; 7 pilares, sendo 2 de alvenaria e 5 metálicos, dos quais

os dois das margens (n.º 2 e n.º 3) com 28,077 m de altura; um do lado de Gaia (n.º 1) com 23,0 m de

altura e dois bastante mais pequenos apoiados no arco; um tabuleiro inferior de 174 m de

comprimento suspenso do arco por meio de 4 montantes, dividido em 5 tramos, os de extremidade

com 33 m e os três centrais de 36 m de vão. Os pilares metálicos atrás referidos (nos 1, 2 e 3) estão

fundados em plintos de alvenaria.

A geometria deste modo caracterizada, apenas se encontrou esquissada num anexo a um

relatório datado de 1908.

Tramo 1 Tramo 2 Tramo 3 Tramo 4 Tramo 5 Tramo 6 Tramo 7 Tramo 8 Tramo 9 Tramo 10 Tramo 11 Tramo 12 Tramo 13

GAIA PORTO

Pilar 1Pilar 2 Pilar 3

Figura 5.6 – Geometria geral da ponte


162

A definição adoptada nos estudos posteriores, reflecte do melhor modo possível essa

geometria, apesar de algumas incertezas terem persistido ao longo da elaboração da geometria global

da obra. Como se entende, algumas das dimensões, foram impossíveis de confirmar com toda a

exactidão, pois só com aparelhagem e equipamento especializado, podem ganhar credibilidade. O

levantamento fotográfico, apenas permitiu eliminar disparidades nessa geometria, deixando-se para

um estudo mais aprofundado o levantamento exaustivo da obra que permita eliminar por completo

as dúvidas que se mantiveram no estudo aqui exibido, quer pela informação disponível ser escassa

ou simplesmente não existir. Entende-se, de resto que as aproximações e simplificações adoptadas,

não comprometem de todo os estudos efectuados.

3.2.2 Caracterização Mecânica

A definição das características mecânicas dos elementos que constituem a estrutura, foi

efectuada com base fundamentalmente na informação constante do projecto original. As situações

que suscitaram dúvidas foram ultrapassadas ou por medição directa na obra ou por relação de

escala, através de fotografias com peças conhecidas.

Repetindo o que se disse na caracterização geométrica, em estudos mais aprofundados,

devem ser comprovadas todas as secções das peças constituintes da estrutura naquelas condições.

Tal como a maioria das pontes datadas desta altura, as barras são constituídas por perfis

compostos por cantoneiras e chapas, rebitadas, resultando perfis em caixão, em I, em T e em U.

Durante o cálculo, foi necessário proceder a algumas simplificações e à introdução de

algumas barras que procurassem traduzir mais correctamente o comportamento de alguns elementos

estruturais. Estas simplificações, que serão referidas posteriormente, não introduzem no cálculo

qualquer erro, podendo sim nesses elementos originar resultados, que do ponto de vista prático não

terão qualquer interesse e por isso não serão considerados. Por exemplo, considerou-se para as

longarinas de suporte dos carris uma secção bastante menor que a real e para os montantes extremos

do arco uma secção idêntica aos restantes, embora na realidade esta secção esteja mais reforçada.


163


A análise em causa, pretende avaliar a resposta da estrutura, quando sujeita às acções

regulamentares actuais e ao comboio-tipo, considerado de acordo com as características particulares

do metro.

Não se encontraram nos documentos disponíveis, nenhumas referências aos regulamentos

utilizados no dimensionamento, nem mesmo nos elementos de projecto os valores das cargas

consideradas. Alguns destes valores são apresentados já em projectos posteriores de obras de

beneficiação ou alteração. Relativamente ao peso próprio, os valores encontrados na documentação

estão em conformidade com os determinados neste estudo. Quanto às sobrecargas, apenas se

encontrou uma referência num dos muitos documentos analisados, assim foi considerada uma carga

de 2000 kg por metro linear, independentemente da largura da ponte. O veículo-tipo utilizado no

cálculo das carlingas e longarinas pesava 3000 kg/roda com eixos afastados de 3m num total de

12000 kg. Comparando estes com os valores regulamentares actuais temos: uma carga

uniformemente distribuída de 4 kN/m2 que para 6 m de largura equivale aproximadamente a 2400

kg por metro linear; quanto ao veículo-tipo actual, as cargas repartem-se por 3 eixos, num total de

66000 kg. Como se vê para o veículo-tipo, é bastante maior do que inicialmente, o que já não se

verifica para a primeira acção distribuída. No entanto, o veículo-tipo não fazia parte da análise em

causa, mas sim o comboio-tipo, que traduz a acção do metro. A sobrecarga distribuída regulamentar

foi tida em conta em alguns dos cálculos efectuados, contribuindo assim para uma análise da

estrutura de acordo neste ponto com os regulamentos em vigor, nomeadamente no tabuleiro inferior.


As acções permanentes foram consideradas para os modelos estáticos em peso específico

(kN/m3) e em massa específica (kg/m3) para os modelos dinâmicos, conforme os pontos seguintes

descrevem.

4.1.1 Peso próprio da estrutura metálica

O peso próprio da estrutura metálica foi avaliado de acordo com as dimensões das secções,

tendo-se admitido um peso específico de 84 kN/m3, o qual inclui o peso dos rebites e pintura,

estimado em cerca de 9% do peso total da estrutura metálica. As acções permanentes das principais

subestruturas assim obtidas são aproximadamente:

• tabuleiro superior: 21 kN/m (por metro linear de tabuleiro),

• tabuleiro inferior: 17 kN/m (por metro linear de tabuleiro),


164

• arco: 63 kN/m (por metro linear de corda).

Quanto ao peso próprio das barras não caracterizadas geometricamente, designadamente as

consolas dos passeios, longarinas, chapas abauladas, guarda-corpos e apoios das consolas, foi

considerado no cálculo uma carga uniformemente distribuída de 9 kN/m.

4.1.2 Peso próprio da laje do tabuleiro superior

Corresponde a uma acção linear uniformemente distribuída de 34.9 kN/m. Este peso é

substituído por forças aplicadas nos nós do tabuleiro ao nível do banzo superior, de acordo com as

áreas de influência de cada nó, isto para a análise estática. Nos estudos dinâmicos esta carga foi

transformada num acréscimo de massa específica do banzo superior da viga principal do tabuleiro

superior. Assim o banzo superior apresenta uma massa específica de 144.96 ton./m3.

4.1.3 Peso próprio da laje do tabuleiro inferior

Tal como para a estrutura metálica, ao peso da laje corresponde uma carga uniformemente

distribuída de 3.13 kN/m2, ou seja 25.5 kN por metro linear longitudinal, que também foi traduzida

em termos de massa específica da barra que simula este tabuleiro.

4.1.4 Peso total do tabuleiro inferior e montantes de suspensão

Pelo facto do tabuleiro inferior ser materializado para os modelos dinâmicos, numa única

barra, conforme adiante se explicará, o seu peso próprio, peso da laje e sobrecarga foi traduzido em

massa específica dessa barra. Pretende-se desta forma representar em termos de área e inércias o

tabuleiro inferior, bem como o peso próprio e sobrecarga a ele associadas.

O peso próprio do tabuleiro inferior, incluindo a laje e os montantes de suspensão foi para a

modelação estática, substituído por forças aplicadas no arco, nos mesmos pontos onde cada

montante de suspensão a ele se liga. Obtendo-se assim uma mais correcta definição das forças a

transmitir ao arco. Assim para cada um dos montantes centrais corresponde uma força de 2817.6 kN

e de 2958.8 kN para cada um dos extremos. Em termos de peso específico das barras deste modelo,

considerou-se para os montantes 84 kN/m3, já para a barra que simula o tabuleiro inferior

considerou-se um peso de 463.65 kN/m3 que engloba os pesos, da estrutura metálica, da laje do

tabuleiro e a sobrecarga de 4 kN/m2 distribuída em todo o tabuleiro.

Para os modelos dinâmicos considerou-se o tabuleiro fazendo parte integrante de toda a

estrutura. Sendo a sobrecarga de 4 kN/m2, multiplicada por ψ 2=0.2, resultando assim para os dois

modelos 2D e 3D uma massa específica de 30.863 ton./m3 para a barra que simula o tabuleiro

inferior.


165


As acções variáveis consideradas dividiram-se entre as regulamentares e as específicas

directamente relacionadas com as novas funções a que a ponte se destina, concretamente à passagem

do metro. Assim não se considerou o veículo-tipo na análise do tabuleiro superior. Apenas se

considerou numa análise preliminar a sobrecarga uniformemente distribuída, para avaliar os

esforços na ponte, não se esperando grandes surpresas, pois esta acção é idêntica à considerada

inicialmente. Quanto ao tabuleiro inferior, a sua independência da restante estrutura e a falta de

dados relativos às secções dos seus elementos, não permitiu uma análise local da sua estabilidade.

No entanto as cargas que nele circulam, são através dos montantes transmitidas ao arco. Assim se

ponderou a situação mais gravosa para a restante estrutura.

4.2.1 Sobrecarga segundo R.S.A.

Esta sobrecarga uniformemente distribuída de 4 kN/m2 apenas foi utilizada para o tabuleiro

inferior conforme anteriormente se explicou.

4.2.2 Comboio-tipo

A carruagem-tipo apresentada para o estudo, tem 30.0 m de comprimento e apresenta três

“bogies” afastados de 11.5 m entre eixos. Cada “bogie” tem dois eixos afastados de 1.9 m e transmite

uma carga máxima de 11.4 tf. A Figura 5.7 apresenta esquematicamente a distribuição de cargas

correspondendo a uma carruagem-tipo.

30.0 m

3.5 m 3.5 m11.5 m11.5 m

1.9 1.9 1.9

11.4 t 11.4 t 11.4 t 11.4 t 11.4 t 11.4 t

Figura 5.7 – Carruagem-tipo

As 11.4 tf referem-se ao peso por eixo com carga máxima e equivalem aproximadamente a

112 kN.

De modo a simplificar o estudo, a carruagem-tipo foi considerada com a seguinte

configuração:

11.5 m 11.5 m

224 kN 224 kN 224 kN

Figura 5.8 – Carruagem-tipo simplificada


166

Salvaguarda-se que a distância entre eixos de 11.5 m não foi sempre respeitada. Como o

carregamento é feito ao nível dos nós, sobre as carlingas, foi necessário ajustar as distâncias entre

cargas de acordo com as disposições dos nós. Assim resultaram situações em que essa distância é um

pouco menor e outras ligeiramente maior.

4.2.3 Vento

A quantificação da acção do vento foi efectuada com base no regulamento português R.S.A.

e no regulamento belga, IBN1.

Do R.S.A. retiraram-se os valores da pressão dinâmica do vento wk, do coeficiente de força δ

f e do factor de protecção η. Refira-se ainda que o coeficiente de força, δf depende de λ, índice de

cheios, definido pela razão entre a área efectiva, que corresponde à soma das áreas das projecções de

todos os elementos da estrutura num plano normal à direcção do vento, e a área limitada pela

projecção no mesmo plano do contorno exterior da estrutura. Relativamente ao factor de protecção η,

este depende do índice aerodinâmico de cheios ϕ = ξλ, sendo ξ = 1.6 para estruturas formadas por

barras de secção angulosa, e do coeficiente de espaçamento µ. O factor η pretende ter em conta o

efeito protector que a estrutura de barlavento confere à de sotavento. Refira-se ainda que a altura h,

medida a partir do solo foi no caso do rio considerada a partir da cota de baixa mar.

Considerou-se ainda a ponte situada na zona B em terreno com rugosidade tipo II,

obtendo-se assim a condição mais desfavorável para esta acção.

O IBN foi consultado, tendo apenas sido retido um coeficiente redutor da acção do vento,

que para estruturas de desenvolvimento superior a 100 m, o que é o caso, reduz aquela acção em

30%, o que equivale a multiplicar os valores das forças do vento obtidas pelo R.S.A. por um factor

constante, 0.7.

Mediante estas considerações a pressão dinâmica do vento, Wk, foi calculada de acordo com

diferentes intervalos de altura considerados e usando a expressão regulamentar:

w 1.2 0.613 25 h10

14k

0.20 2

= × × ×

+

Os valores obtidos são apresentados no Quadro 5.1.

1 Institut Belge de Normalisation


167

Quadro 5.1 – Pressão dinâmica do vento (wk)

h (m) wk (kN⋅m-2) wk(méd) (kN⋅m-2)

010203040506065

0,1441,1181,3421,4991,6201,7281,8221,905

0.6311.2301.4211.5591.6741.7751.863

A visualização destes valores pode ser acompanhada através Figura 5.9 que seguidamente se

apresenta.

de 0 a 10m0.631 kN/mde 10 a 20m1.230 kN/m

de 20 a 30m1.421 kN/m

de 30 a 40m1.559 kN/mde 40 a 50m1.674 kN/m

de 50 a 60m1.775 kN/m

22

2

2

2

2

LEGENDAValores de wk

Figura 5.9 – Distribuição da pressão dinâmica do vento

Relativamente ao coeficiente de força, δf, o seu valor também não é constante para toda a

estrutura, mas sim de acordo com a Figura 5.10 adoptados para cada parte da estrutura.

1.7

1.6

LEGENDAValores de δf

Figura 5.10 – Distribuição do coeficiente de força

Falta apenas exibir a distribuição do factor de protecção, η, que se encontra de acordo com a

Figura 5.11.

0.6

0.5

0.4

LEGENDA

Valores de η Valores de η*

1.4

1.5

1.6

Figura 5.11 – Distribuição do factor de protecção


168

Supondo o vento actuando de montante para jusante, este coeficiente significaria solicitar a

estrutura de jusante com forças 60, 50 e 40% inferiores às aplicadas nos mesmos pontos da estrutura

de montante. Optou-se no entanto e de maneira a simplificar a introdução desta acção, solicitar

apenas a estrutura de montante o que significa considerar um novo factor η* que agravará os valores

de wk, tomando então η* os valores de 1,4, 1,5 e 1,6 respectivamente e em correspondência com os

valores de η. No caso de o vento inverter o seu sentido o raciocínio é em tudo idêntico, sendo neste

caso aplicadas as forças na estrutura de jusante.

Até ao momento foi descrita a determinação da acção do vento na estrutura da ponte. No

entanto esta acção estende-se aos veículos que nela circulam, concretamente ao comboio-tipo.

A contabilização desta acção no comboio-tipo será feita ao nível do tabuleiro superior por

meio de forças horizontais, simulando a fixação deste nos carris onde circula, e forças verticais

formando um binário que contabilizará o momento desenvolvido pelas forças horizontais quando

actuando sobre o comboio-tipo, sendo estas forças aplicadas nos mesmos pontos (nós) que as cargas

equivalentes ao seu peso. Considerando este estudo fundamental na correcta contabilização do

vento, é apresentado um exemplo do cálculo dessas forças, para o primeiro e segundo tramos.

• Tramos 1 e 2

3.5 m 3.5 m11.5 m11.5 m

11.5 m 9.25 m9.25 m

3.5 m

w = 1.620 kN/m2k

b=1 m

Cálculo das forças nas extremidades

Fe= 9.25 × 3.5 × 1.620 = 52.4 kN

Me = 52.4 × 3.5/2 = 91.7 kN.m

fE × b = Me ⇔ fE × 1 = 91.7 kN.m ⇔ fE = 91.7 kN

52.4/2 kN 52.4/2 kN

f = -91.7 kNE f = 91.7 kNE

Cálculo das forças no centro

Fc = 11.5 × 3.5 × 1.620 = 65.2 kN


169

Mc = 65.2 × 3.5/2 = 114.1 kN.m

fC × b = Mc ⇔ fC × 1 = 114.1 kN.m ⇔ fC = 114.1 kN

65.2/2 kN 65.2/2 kN

f = -114.1 kNC f = 114.1 kNC

As forças resultantes da acção do vento no tabuleiro inferior serão transmitidas ao arco na

extremidade dos montantes, procedendo-se de igual modo ao que se fez para as forças verticais. O

cálculo destas forças, devidas à acção do vento, foi efectuado com um modelo estrutural distinto

tendo-se determinado as reacções no topo dos montantes. A suas componentes horizontais e

verticais foram aplicadas ao arco. Assim para os montantes extremos as forças horizontais tomam

em cada nó o valor de 16.45 kN e 53.3 kN as verticais que compõe o binário, passando

respectivamente para 62.04 kN e 764.92 kN nos montantes intermédios.

4.2.4 Sismo

A análise da acção sísmica foi objecto de estudo específico e detalhado, utilizando um

programa para esse estudo vocacionado (EIGENF), adiante serão tecidos comentários sobre esta

acção, quando se fizer referência a esse estudo, pode desde já adiantar-se que a acção sísmica não é

condicionante para a estrutura. Apresentando-se de seguida apenas as combinações das restantes

acções intervenientes na estrutura.

4.3 Combinações

Nas combinações consideradas nos cálculos de estabilidade, foi admitido um coeficiente de

segurança de 1.5 quer para as acções permanentes quer para as variáveis. Salvaguardando-se no

entanto a possibilidade de para as acções permanentes, considerar 1.35 para aquele coeficiente.

Nas combinações foram designadas duas acções base, a do vento e a do comboio-tipo,

resultando as seguintes combinações fundamentais:


170

• acção base comboio-tipo: Sd = 1.5 SG + 1.5 (SCT + 0.4 SW)

• acção base vento: Sd = 1.5 SG + 1.5 (SW + 0.8 SCT)

SG - acções permanentes; SCT - acção do comboio-tipo; SW - acção do vento

A acção do vento e conforme anteriormente justificado ocorrerá na ponte propriamente dita

e no comboio-tipo. Assim entenda-se que quando se fala na acção vento em cada combinação, estão

implícitas as duas situações.

4.3.1 Combinações em que a acção base é o comboio-tipo

Para esta acção base foram consideradas 4 combinações distintas. Três dessas combinações

contemplam a acção de dois comboios caminhando a par ao longo da ponte, simulando o

cruzamento em qualquer posição, formando cada um dos comboios composições de uma carruagem

com vista a obter os máximos momentos positivos nos diversos tramos, de duas carruagens

obtendo-se assim os momentos negativos máximos e três carruagens de modo a maximizar os

esforços no arco. A quarta combinação transmite ao tabuleiro uma carga excêntrica, de modo a

provocar um esforço de torção. Considerou-se assim, apenas um comboio constituído por três

carruagens. Para cada uma das 4 combinações apresentadas foram consideradas todas as posições

que os comboios vão ocupando ao longo da ponte. Resultando assim um vasto número de posições

para cada.

Para a acção do vento na estrutura importa referir que, para as 3 primeiras situações a acção

do vento no comboio-tipo tem o sentido montante-jusante e solicita a composição segundo o

esquema descrito nas páginas anteriores. Na quarta situação o comboio-tipo situa-se do lado de

montante da ponte, logo o vento é considerado em sentido contrário, isto é, de jusante para

montante, provocando o máximo esforço de torção.

Para uma melhor visualização das cargas correspondentes à acção do comboio-tipo

apresentam-se os esquemas seguintes.

112

112

112

112

112

112

112

112

112

112

112

112

11.5 m 11.5 m

Figura 5.12 – Esquema para 2 comboios compostos por 1 carruagem


171

112

112

112

112

112

112

112

112

112

112

112

112

112

112

112

112

112

112

112

112

112

112

112

112

11.5 m 11.5 m 11.5 m 11.5 m7.0 m

Figura 5.13 – Esquema para 2 comboios compostos por 2 carruagens

112

112

112

112

112

112

112

112

112

112

112

112

112

112

112

112

112

112

112

112

112

112

112

112

112

112

112

112

112

112

112

112

112

112

112

112

11.5 m 11.5 m 11.5 m 11.5 m7.0 m 7.0 m 11.5 m 11.5 m

Figura 5.14 – Esquema para 2 comboios compostos por 3 carruagens

Nas quatro situações contemplaram-se todas as posições que o comboio ou comboios, vão

ocupando ao longo de todo o tabuleiro superior. A título de esclarecimento apresenta-se a Figura

5.15 referente a duas distintas posições para o comboio-tipo com 1 carruagem.

POSIÇÃO 1 POSIÇÃO 8

TRAMO 2TRAMO 1

Figura 5.15 – Duas posições do comboio-tipo

4.3.2 Combinações em que a acção base é o vento

Para esta acção base o tratamento é em tudo idêntico ao apresentado para o ponto anterior,

diferindo apenas nos coeficientes de combinação. Dispensa-se assim a repetição dos esquemas

anteriores. Refira-se ainda que o número total de posições ocupadas pelo comboio é o mesmo que

para a acção base anterior.

4.3.3 Notação utilizada para designar as combinações

4.3.3.1 Acção base comboio-tipo

Comb_21 - 1.5 × (cargas permanentes + 2 comboios cruzando-se compostos por 1 carruagem + ψ 0 × vento)


172

Comb_22 - 1.5 × (cargas permanentes + 2 comboios cruzando-se compostos por 2 carruagens + ψ 0 × vento)

Comb_23 - 1.5 × (cargas permanentes + 2 comboios cruzando-se compostos por 3 carruagens + ψ 0 × vento)

Comb_13 - 1.5 × (cargas permanentes + 1 comboio composto por 3 carruagens + ψ 0 × vento)

4.3.3.2 Acção base vento

Vento_21 - 1.5 × (cargas permanentes + vento + ψ 0 × 2 comboios cruzando-se compostos por 1 carruagem)

Vento_22 - 1.5 × (cargas permanentes + vento + ψ 0 × 2 comboios cruzando-se compostos por 2 carruagens)

Vento_23 - 1.5 × (cargas permanentes + vento + ψ 0 × 2 comboios cruzando-se compostos por 3 carruagens)

Vento_13 - 1.5 × (cargas permanentes + vento + ψ 0 × 1 comboio composto por 3 carruagens)

5 Materiais

Dado que a ponte foi realizada com um aço do século passado, adoptou-se de acordo com

documentação adequada, para o módulo de elasticidade longitudinal o valor de 160 GPa, por não se

possuir inicialmente os resultados dos ensaios efectuados com os provetes retirados da ponte.

Posteriormente e com base nos resultados desses ensaios efectuados pelo Laboratório de Ensaios

Tecnológicos do DEMEGI sobre os provetes da Ponte Luiz I [27] foi possível obter o valor de

192.7 GPa para o módulo de elasticidade longitudinal. Relativamente ao coeficiente de Poisson e

ainda de acordo com os ensaios referidos, obteve-se para aquele coeficiente o valor de 0.2554.

Também a partir dos ensaios foi possível obter a tensão de rotura dos provetes o que possibilitou a

utilização de uma tensão de segurança admissível para o aço em serviço de 105 MPa,

correspondendo uma tensão de cálculo 1,5 vezes superior àquela, ou seja de 157.5 MPa. Para o peso

específico considerou-se o valor de 77 kN/m3.

Em relação ao programa de cálculo automático foram considerados diversos materiais tipo,

necessários para uma correcta adequação do modelo utilizado.


173

6 Ensaios

6.1 Ensaios em laboratório

Dos provetes recolhidos na ponte efectuaram-se diversos tipos de ensaios de caracterização

química e mecânica, e de resistência à fadiga. Já se referiu na secção 7 do capítulo 2, algumas

considerações exemplificadas com os ensaios levados a cabo sobre os provetes da ponte objecto deste

estudo. O completo desenvolvimento dos mesmos ensaios laboratoriais pode ser consultado no

trabalho apresentado em pormenor na referência [27]. Expõe-se de seguida, ainda que de forma

resumida alguns pontos importantes aí desenvolvidos. Os estudos dividiram-se em duas partes

distintas, uma primeira com a avaliação das propriedades mecânicas do material que constitui a

ponte e do comportamento das ligações rebitadas e uma segunda parte na avaliação da vida residual

da obra.

Na primeira parte efectuou-se uma análise macroscópica e microscópica do material base e

rebites e a respectiva composição química. Avaliou-se ainda as propriedades mecânicas recorrendo a

ensaios de tracção, de dureza e de tenacidade, foi também estudada a lei de propagação de fenda e a

fadiga da união rebitada.

Quanto à segunda parte, para avaliação da vida residual da ponte, foi avaliada a gama de

tensão, cálculo da vida residual recorrendo a curvas de projecto S-N e recorrendo a conceitos de

mecânica da fractura.

As principais conclusões tiradas destes ensaios foram:

• A resistência mecânica do material apresenta valores idênticos aos de pontes europeias;

• os valores da tenacidade são aceitáveis;

• os valores de duração à fadiga da ligação rebitada são compatíveis com os

recomendados por códigos da prática internacionais;

• os ensaios de propagação de fendas não foram conclusivos;

• com base na estimativa do volume de tráfego e futura utilização, pode referir-se:

§ se a ponte continuasse a ser utilizada só para tráfego rodoviário a vida

remanescente seria superior a 100 anos;

§ para as novas condições de utilização a vida remanescente seria inferior a 10 anos,

se nenhum reforço fosse levado a cabo.


174

6.2 Ensaios in situ

Efectuou-se ainda um ensaio in situ para determinação de algumas frequências próprias de

vibração da ponte [28]. Utilizando equipamento adequado efectuaram-se ensaios em 3 zonas a meio

do terceiro tramo, a meio do arco e a meio do 11º tramo. Os resultados obtidos são adiante exibidos.

A metodologia utilizada neste ensaio e o equipamento, foram anteriormente exibidos no capítulo 2

secção 7, dispensando aqui mais desenvolvimentos.


175

7 Cálculos

No cálculo estrutural da Ponte Luiz I, foram usados programas de cálculo automático

desenvolvidos ao longo dos últimos anos na Secção de Estruturas do Departamento de Engenharia

Civil da Faculdade de Engenharia da Universidade do Porto, e que permitem fazer a análise estática

e dinâmica em regime linear de qualquer estrutura.

7.1 Programas

7.1.1 Programa Femix

Para a análise estática da estrutura da Ponte Luiz I foi usado o programa de cálculo

automático designado genericamente FEMIX 2.1. Em conjunto com o programa FEMIX podem ser

utilizados outros programas que se destinam à geração de dados e à visualização tridimensional,

quer da estrutura, quer dos resultados do cálculo efectuado. A malha relativa à estrutura da Ponte

Luiz I foi preparada com o auxílio do programa S3DCAD e a visualização de deformadas, esforços e

tensões foi realizada com o programa DRAWMESH.

7.1.2 Módulo para a análise do comportamento dinâmico do sistema ponte -veículo

O módulo que permitiu efectuar os estudos do comportamento dinâmico da Ponte Luiz I

sujeita à passagem do metro, foi desenvolvido com base no programa FEMIX, tendo sido incluídos

algoritmos que permitem considerar os efeitos de uma estrutura em movimento, o comboio, sobre

outra imóvel, a ponte. O sistema ponte-comboio é estudado como duas estruturas independentes,

calculadas simultaneamente ao longo do tempo, recorrendo-se a um processo iterativo, em cada

passo de integração no domínio do tempo, para compatibilização dos dois sistemas estruturais.

Com este módulo é possível avaliar os efeitos dinâmicos resultantes da passagem do metro,

do ponto de vista da segurança estrutural, do conforto dos peões e do conforto dos passageiros. A

avaliação destes diferentes factores é feita respectivamente, avaliando os coeficientes de amplificação

dinâmica, da determinação das acelerações e deslocamentos do tabuleiro e das acelerações registadas

nas carruagens. A comparação dos valores obtidos é feita, para os primeiros com os coeficientes

regulamentares indicados no Eurocódigo 12, a segunda com base nos critérios presentes no OHBDC3

e para os terceiros valores através das expressões apresentadas num documento técnico da comissão

de especialistas D160 da ORE4.

2 Eurocode 13 (1983) – “Ontario Highway Bridge Design Code”4 Office for Research and Experiments of the International Union of Railways


176

As velocidades de circulação consideradas na presente análise foram de 30, 60, 90, 120 e

150 km/h. O comboio considerado é composto por três carruagens, a análise é feita a partir da

entrada do primeiro eixo da primeira carruagem na ponte, até à saída do último eixo da terceira

carruagem. Conforme já se referiu este estudo é desenvolvido num modelo tridimensional.

O número de resultados obtido é bastante vasto, apresentando-se apenas alguns exemplos

dos mesmos. A Figura 5.16 exibe para a velocidade de 90 km/h os deslocamentos a meio vão do arco

e do 11º tramo.

Figura 5.16 – Deslocamentos verticais a meio vão do arco (esq.), e do 11º tramo (dir.) (comboio a 90 km/h) [29]

Ainda na Figura 5.17 e para as mesmas subestruturas podem identificar-se os coeficientes de

amplificação dinâmica com a variação da velocidade.


177

Figura 5.17 – Coeficientes de amplificação dinâmica com a variação da velocidade [29]

Relacionado com o comportamento dos peões, apresentam-se as acelerações verificadas para

diferentes velocidades de circulação na Figura 5.18.

Figura 5.18 – Acelerações para diferentes velocidades [29]

A Figura 5.19, apresenta uma posição do comboio, concretamente para uma velocidade de

90km/h, ao sétimo segundo do percurso. Note-se a deformação da ponte e do próprio comboio.

Figura 5.19 – Posição do comboio ao sétimo segundo [29]


178

As acelerações das carruagens permitem conforme se disse avaliar o conforto dos

passageiros. A Figura 5.20 exibe para 90 km/h as acelerações registadas nas caixas da primeira e

última carruagens.

Figura 5.20 – Acelerações nas caixas das carruagens, primeira (esq.) e última (dir.) [29]

7.1.3 Programa EIGENF

O programa EIGENF foi elaborado para o caso de estruturas reticuladas tridimensionais

com continuidade de deslocamentos e rotações, constituídas por barras prismáticas de secção

constante, sendo o centro de corte coincidente com o centro de gravidade em cada secção transversal

e onde são desprezadas as deformações por corte.

O programa EIGENF permite, a determinação de:

• parâmetros de carga crítica e modos de encurvadura associados;

• esforços instalados incluindo os efeitos de segunda ordem;

• frequências de vibração e modos de vibração associados;

• um sistema de acções estáticas equivalentes à acção sísmica.

Este programa permite assim avaliar a segurança da Ponte Luiz I quando sujeita à passagem

do metro considerando os efeitos de segunda ordem através da análise global da estrutura. Esta

análise foi inicialmente feita com um modelo bidimensional, para determinação da composição

ferroviária mais desfavorável e respectiva posição na estrutura. Posteriormente e para esse caso de

carga mais desfavorável a estrutura foi analisada tridimensionalmente. Para a modelação plana

consideraram-se os casos de carga seguintes:

1. comboio centrado sobre o pilar 2;

2. comboio centrado sobre o pilar 3;


179

3. comboio centrado a meio vão do arco;

4. comboio localizado nos tramos 3 e 4;

5. comboio localizado nos tramos 9 e 10.

Foram calculados 4 parâmetros de carga crítica para cada caso e respectivos modos de

encurvadura associados.

Para a modelação tridimensional foi também considerada a acção do vento, mas mantendo-

se a sobrecarga como acção base, tendo-se igualmente calculado os parâmetros de carga crítica agora

apenas para um caso de carga e os modos de encurvadura associados. Os resultados para a

modelação 2D resume-se no Quadro 5.2. O Quadro 5.3 refere-se à modelação 3D, apenas para o caso

de carga mais desfavorável (2.). A análise destes resultados será efectuada na secção 8.3.4.

Quadro 5.2 – Parâmetros de carga crítica para o modelo 2D

Modo Caso de carga 1 Caso de carga 2 Caso de carga 3 Caso de carga 4 Caso de carga 51 1.243 1.137 2.057 1.506 1.3842 2.096 2.325 2.340 2.183 2.3823 2.302 3.287 3.306 3.403 3.2664 21.488 20.465 20.297 16.836 16.666

λG

Quadro 5.3 – Parâmetros de carga crítica para o modelo 3D

Modo λG

1 1.0722 2.062

O presente programa permite ainda a determinação da resposta à acção sísmica, perfazendo

assim os 4 pontos propostos inicialmente. Para o estudo da acção sísmica foram considerados os

seguintes parâmetros regulamentares:

• coeficiente de sismicidade de 0.3, correspondente à zona D do território nacional

conforme localização da estrutura;

• terreno tipo I, correspondente à situação mais desfavorável;

• coeficiente de comportamento para esforços de valor 3.0;

• coeficiente de amortecimento de 2%, correspondente à situação mais desfavorável;

• consideração das massas da estrutura em correspondência com o valor médio das cargas

permanentes e o valor quase permanente das cargas variáveis;


180

• utilização dos espectros de resposta para, em função da frequência do correspondente

modo de vibração, avaliar a aceleração;

• consideração dos dois sismos regulamentares, tendo-se constatado que, de uma maneira

geral, devido às baixas frequências da estrutura, a acção sísmica não é condicionante.

A resposta à acção sísmica, foi obtida mais uma vez recorrendo a dois modelos, um 2D e

outro 3D, por forma a que no modelo 2D esteja considerada a massa do modelo 3D. Calcularam-se

então as frequências e modos de vibração da ponte e as forças estáticas equivalentes à acção sísmica.

7.1.4 Outros Programas

Foram criados alguns programas específicos para o estudo em causa. Destacam-se, o

programa que permitiu quantificar a acção do vento sobre a ponte, e o programa que permitiu

estabelecer o estado de tensão em cada barra para uma qualquer acção sobre a ponte.

7.2 Modelação da Estrutura

Atendendo à elevada dimensão da estrutura, principalmente o elevado número de nós e de

barras, esta foi dividida em 4 grandes blocos: o tabuleiro superior, o tabuleiro inferior, o arco e os 3

pilares metálicos. Esta divisão em 4 blocos visa simplificar qualquer alteração que seja necessário

fazer, permitindo retirar qualquer bloco da estrutura global, proceder a alterações e voltar a juntá-lo

à estrutura.

O sistema de eixos é cartesiano com origem em Gaia no início do 1º tramo, sendo:

x-comprimentos; y-larguras e z-alturas, x coincidente com o eixo longitudinal com o sentido

Gaia-Porto, y com o sentido montante-jusante e z com o sentido positivo ascendente.

No sentido de se avaliar a fiabilidade dos cálculos, foram previamente gerados os 4

primeiros tramos do tabuleiro superior, já que o seu funcionamento como viga contínua permitia

verificações relativamente simples. Estes cálculos prévios possibilitaram a resolução de alguns

pequenos problemas que foram surgindo e a certeza de que os dados estavam bem introduzidos,

para além de permitirem a comparação dos resultados com o modelo da estrutura global da ponte

bem como com o projecto original.

Para o estudo global, optou-se por uma modelação em Estrutura Reticulada Espacial

Contínua.

7.2.1 Modelação do tabuleiro superior

O tabuleiro superior apresenta, à excepção da zona de contacto com o arco, uma

configuração repetitiva de um módulo como o apresentado na Figura 5.21.


181

Figura 5.21 – Módulo do tabuleiro superior

Para uma mais fácil correspondência com a estrutura real apresenta-se a Figura 5.22.

Figura 5.22 – Perspectiva de um módulo tipo do tabuleiro superior

Os dados relativos ao tabuleiro superior tornaram-se assim facilitados por geração

automática através da repetição do módulo ao longo de todo o tabuleiro. Note-se que se respeitaram

as medidas em conformidade com cada tramo, pois nem todos os módulos apresentam as mesmas

dimensões. Apresentando para qualquer dos casos uma altura de 5m e uma largura de 4.7 m os

comprimentos é que variam. Assim para o 1º, 2º, 11º, 12º e 13º tramos este comprimento toma o valor

de 4.225 m. Para os 3º e 10º tramos aquele valor é de 4.0 m e passa a 3.833 m para os 4º e 9º tramos.

Os restantes tramos, são na zona de contacto com o arco que teve de ser estudada conjuntamente

com este de modo a respeitar a respectiva variação parabólica. Refira-se ainda que as chapas

constituintes da viga principal, nesta zona foram substituídas por diagonais de rigidez suficiente

para traduzir o comportamento das referidas chapas.


182

7.2.2 Modelação do tabuleiro inferior e montantes de suspensão

Para o presente estudo modelou-se o tabuleiro inferior e montantes conforme a Figura 5.23,

com o objectivo de obter o correcto valor das reacções no topo dos montantes de suspensão, isto em

termos de peso próprio, sobrecargas e acção do vento, para o modelo estático. Estas reacções como já

foi referido, são transmitidas ao arco por forças aplicadas directamente nos nós onde ambas as

estruturas se ligam.

Figura 5.23 – Modelo simplificado do tabuleiro inferior e montantes de suspensão

Como se pode constatar, a geometria dos montantes de suspensão foi assim considerada de

acordo com a estrutura real. Já para o tabuleiro inferior considerou-se apenas uma única barra com

área, inércia e peso equivalente.

Pode ainda observar-se a existência de barras horizontais no topo dos montantes. A

colocação destas barras foi necessária de modo a permitir a definição da geometria dos montantes o

mais correctamente possível. O facto de na modelação estrutural efectuada as barras serem definidas

pelo seu eixo, implicaria que a ligação dos montantes ao intradorso do arco, resultasse numa

excessiva distância entre as barras verticais que os compõem. Assim a criação da referida barra

“fictícia” permite ligar os montantes ao arco, mas respeitando aproximadamente a sua geometria. De

facto as peças reais apresentam para o arco dimensões consideráveis, estando os montantes ligados

ao mesmo pelo interior (ver Figura 5.24), daí a ligação não ser de facto efectuada ao eixo,

justificando-se a necessidade de recorrer à descrita simulação.


183

Figura 5.24 – Ligação do montante de suspensão ao arco

Relativamente ao estudo dinâmico, a colocação do tabuleiro inferior é fundamental para a

efectuação de uma correcta análise do comportamento global da estrutura. Assim para os estudos

dinâmicos levados a cabo, colocou-se o tabuleiro inferior da mesma forma simplificada que para o

modelo estático, mas de tal modo que traduzisse correctamente o seu comportamento. Esta

simplificação foi efectuada visto não estar propriamente em análise a estabilidade estrutural daquele

tabuleiro, mas sim a sua influência no resto da estrutura. Assim o importante é que as acções nele

aplicadas e o seu peso próprio sejam correctamente transmitidas à estrutura resistente. Não

interessando portanto definir ao pormenor a geometria do mesmo, particularmente complicada de

definir na zona das vigas principais, conforme se visualiza na Figura 5.25.


184

Figura 5.25 – Vista parcial do tabuleiro inferior e montantes de suspensão

As análises dinâmicas referentes à circulação do comboio-tipo foram efectuadas, recorrendo

a um modelo bidimensional da ponte. Para tal, houve necessidade de efectuar algumas

simplificações. Em termos gerais, pode dizer-se que as características mecânicas dos elementos

intervenientes no modelo 2D eram duplas das do modelo 3D. Foi ainda necessário proceder à

correcção das diferentes massas e pesos específicos das secções-tipo.

Para algumas situações de carga fizeram-se algumas verificações dos deslocamentos

ocorridos em ambos os modelos (2D e 3D) tendo-se obtido os valores dos deslocamentos constantes

do Quadro 5.4.

Quadro 5.4 – Deslocamentos verticais (m)devidos ao peso próprio + sobrecarga 4 kN/m2 × ψ 1 no tabuleiro inferior


185

posição 3D 2D erro

meio 1º tramo 0.01287 0.01313 2.0%meio 2º tramo 0.01832 0.01845 0.7%meio 3º tramo 0.02550 0.02667 4.6%meio do arco 0.04913 0.04957 0.9%pilar pp lado do Porto 0.02637 0.02732 3.6%meio 10º tramo 0.02330 0.02428 4.2%meio 11º tramo 0.02743 0.02752 0.3%meio 12º tramo 0.01385 0.01376 -0.6%meio 13º tramo 0.01537 0.01550 0.8%2º montante de suspensão 0.07063 0.06710 -5.0%

( ) ( )( )erro valor 2D valor 3D

valor 3D100= − ×

Como se verifica o erro é bastante pequeno, atingindo os seus valores máximos a meio do 3º

e 10º tramos e no montante de suspensão. A ocorrência destes erros deve-se ao facto do modelo 2D

apresentar valores das inércias das barras corrigidos de modo a que a inércia equivalente fique

definida no plano. Ora algumas das barras apresentam inclinações particulares que não foram

tratadas detalhadamente, assim no modelo 2D no cálculo das inércias equivalentes fizeram-se

algumas simplificações. No entanto, estas simplificações conduzem a erros desprezáveis, validando a

aproximação efectuada.

Este estudo tem como finalidade, além de obter os resultados em termos de esforços

relativos à circulação do comboio, para diferentes velocidades de circulação, saber os respectivos

coeficientes de amplificação dinâmica que possam surgir devidos a essa circulação. Pretende-se

também avaliar a comodidade associada às diferentes velocidades.

Efectuou-se ainda uma segunda comparação, desta vez interessando o modelo estático com

tabuleiro inferior e sem tabuleiro inferior mas com as respectivas forças aplicadas no arco. Da mesma

maneira compararam-se os deslocamentos que ocorrem em ambas as situações e calculou-se o

respectivo erro, do seguinte modo:

( ) ( )( )erro valor c / tabuleiro valor s / tabuleiro

valor c / tabuleiro100= − ×

resumindo os valores no Quadro 5.5.


186

Quadro 5.5 – Deslocamentos verticais (m)devidos ao peso próprio + sobrecarga 4 kN/m2 no tabuleiro inferior

posição c/ tabuleiro s/ tabuleiro erro

meio 1º tramo 0.01288 0.01281 0.5%meio 2º tramo 0.01795 0.01798 -0.2%meio 3º tramo 0.02594 0.02586 0.3%meio do arco 0.05152 0.05171 -0.4%pilar pp lado do Porto 0.02728 0.02698 1.1%meio 10º tramo 0.02374 0.02352 0.9%meio 11º tramo 0.02733 0.02738 -0.2%meio 12º tramo 0.01388 0.01389 -0.1%meio 13º tramo 0.01537 0.01531 0.4%

Mais uma vez se verificou um reduzido erro entre os dois modelos, podendo afirmar-se a

óptima prestação do modelo sem o tabuleiro inferior.

No que respeita ao modelo 3D com o tabuleiro inferior, pretende-se determinar os modos de

vibração e encurvadura para as combinações mais desfavoráveis, podendo assim completar

correctamente o estudo em curso, que uma obra desta importância obriga.

7.2.3 Modelação do arco

Já se referiu que o arco apresenta um desenvolvimento parabólico, quer em planta quer em

alçado, tal como evidencia a Figura 5.27. A Figura 5.26, apresentam as equações que regem essas

parábolas e ainda os correspondentes desenhos em alçado e em planta.

Z (x) 45173960

x 451430

x

Z (x) 7114792

x 7186

x 16.70

intradorso2

extradorso2

= − +

= − + +

( ) ( )

( ) ( )

Y x 3.73.5

7396 x 86

Y x 33.4

7396 x 86

intradorso2

extradorso2

= − − −

= − − −

0

10

20

30

40

50

60

0 20 40 60 80 100

Intradorso

Extradorso

x

z

-8-6-4-202468

0 20 40 60 80

IntradorsoExtradorso

x

y

Figura 5.26 – Alçado e planta do arco


187

Figura 5.27 – Vista parcial do arco

Os parâmetros que definem estas equações foram encontrados por medição directa sobre os

desenhos do projecto original.

7.2.4 Modelação dos pilares

Relativamente aos pilares, salienta-se que apenas os pilares metálicos foram modelados,

Figura 5.28, dado que os de alvenaria, por apresentarem elevada rigidez, são para a ponte

considerados como apoios simples.


188

Figura 5.28 – Pilar metálico n.º 1 situado em Gaia

Os dois pilares bastante esbeltos entre o arco e o tabuleiro superior foram modelados pela

simples adição de barras compreendidas entre os nós daquelas duas subestruturas. Estes pilares

(designados por pilares PP), Figura 5.29, representam uma das situações em que não se dispõe de

elementos que caracterizem as barras que os compõem. Este facto adicionado à impossibilidade de

medir localmente as dimensões dos perfis, obrigou tal como já se referiu noutros capítulos, a efectuar

uma extrapolação das medidas por meio de fotografias.

Figura 5.29 – “Pilar PP” entre o tabuleiro superior e o arco


189

7.2.5 Modelação dos apoios

O tabuleiro superior apoia-se sobre os pilares metálicos através de dispositivos que

permitem translação longitudinal em tudo idênticos aos usados em apoios simples, tal como os que

existem sobre os pilares de alvenaria, ao qual se refere a Figura 5.30.

Figura 5.30 – Apoio sobre um pilar de alvenaria (esq.) e sobre um metálico (dir.)

Por isso, os apoios do tabuleiro superior nos pilares metálicos foram definidos usando um

conjunto de barras de configuração estrutural bastante simples, mas que simulam correctamente o

seu funcionamento, como se apresenta na Figura 5.31: as barras verticais de muito elevada rigidez

axial e fraca rigidez à flexão (AB,CD) simulam os apoios, introduzindo-se os contraventamentos

(AC,BD) para evitar o funcionamento à torção das barras (EF,GH) no coroamento dos pilares

metálicos. Apresentando as barras AB e CD elevada área, teve de considerar-se um menor peso

específico de modo a não elevar o seu peso no modelo estático, e uma correspondente massa

específica menor nos modelos dinâmicos.

B

F

GHD

E

C

A

Figura 5.31 – Modelo de simulação dos apoios entre os pilares metálicos e o tabuleiro superior


190

Quanto aos apoios dos pilares de alvenaria e dos encontros, não houve necessidade de

conceber um esquema estrutural que traduzisse a realidade, pois o próprio programa permite

simulá-los correctamente. Assim se consideraram para aqueles, apoios simples, os 3 pilares metálicos

foram considerados encastrados no terreno, o arco duplamente apoiado nas suas extremidades e o

tabuleiro inferior igualmente.

7.2.6 Agrupamento das subestruturas modeladas

Após modeladas as diferentes partes da estrutura anteriormente mencionadas, juntaram-se

formando a estrutura completa. Formada a estrutura global atribuíram-se as respectivas

características mecânicas a cada uma das barras, resultando assim um elevado número de secções

tipo.

A Figura 5.32 apresenta parte da ponte, segundo o modelo desenvolvido, onde as áreas de

cada barra são proporcionadas pelas áreas dos “tubos “ que as compõem, não sendo possível

visualizar graficamente a secção real das peças que as constituem.

Figura 5.32 – Modelo de cálculo


191

8 Resultados

8.1 Introdução

O cálculo efectuado envolve muitos elementos e muitas combinações de acções, pelo que os

resultados são apresentados, no que se refere à parte estática, de forma condensada, através dos

valores das tensões máximas de tracção e compressão com e sem encurvadura. Relativamente às

acções dinâmicas e aos efeitos de segunda ordem estudados, são também exibidos nesta secção,

ainda que de forma exemplificativa.

8.2 Tratamento dos resultados do Femix

A apresentação dos resultados, uma vez obtidos os ficheiros de resultados referentes aos

diferentes grupos de combinações de acções (Comb_21, Comb_22, Comb_23, Comb_13, Vento_21,

Vento_22, Vento_23 e Vento_13), foi feita retendo-se para cada barra e para cada combinação apenas

o esforço axial.

Em seguida, para cada grupo de combinações determinou-se a máxima tracção e a máxima

compressão obtendo-se, assim, as envolventes de tracções e de compressões, a seguir convertidas nas

respectivas tensões. No que diz respeito às tensões de tracção, foram obtidas meramente por divisão

do valor do esforço axial pela respectiva área efectiva da barra. Quanto às barras comprimidas, para

atender ao fenómeno da encurvadura, as tensões foram determinadas da seguinte forma:

• utilizaram-se as curvas europeias de varejamento, em que se admitiu para todas as barras a

curva tipo D ;

• na definição do coeficiente de esbelteza, utilizou-se a menor das inércias e o comprimento

efectivo da barra, isto é, o comprimento entre dois nós consecutivos;

assim definiu-se como tensão de compressão, o valor do esforço axial dividido pelo

coeficiente de encurvadura e pela área efectiva da barra.

Atendendo a que é possível actuar sobre o valor desta tensão mediante a introdução de

novas condições de contraventamento das peças comprimidas, igualmente se determinaram as

tensões reais de compressão, isto é, não afectadas do coeficiente de encurvadura.

Numa segunda fase, elaborou-se um programa que gera o desenho da ponte, colorindo as

barras conforme a tensão nelas instalada. Os intervalos de tensão correspondentes a cada cor,

idênticos para tracção e compressão, foram adoptados segundo o esquema seguinte:


192

0.5 instalado

rd≥ σ

σ (preto)

(azul escuro)

(amarelo)

σσ

instalado

rd1.25>

(vermelho) 0.5 0.875instalado

rd< ≤σ

σ

1.125 1.25instalado

rd< ≤σ

σ

1.1251.0rd

instalado ≤<σ

σ

0.875 1.0instalado

rd< ≤σ

σ (azul claro)

(verde)

A tensão σrd, usada para tensão de referência, foi obtida por majoração da tensão que, de

acordo com a literatura especializada, é considerada como tensão admissível para aços de obras com

idade idêntica à Ponte Luiz I, ou seja, a tensão de 105 MPa. Os ensaios experimentais efectuados com

os provetes retirados da ponte confirmaram este valor.

σrd = 1.5×105 = 157.5 MPa

A apresentação dos resultados revelou-se muito sugestiva e a sua interpretação resulta

bastante simplificada, tornando evidentes as barras cujas tensões estão próximas ou excedem o

máximo admissível. A Figura 5.33 exibe para a combinação Comb_22, conforme notação utilizada, a

coloração da ponte conforme a tensão instalada nas barras, de acordo com os intervalos

anteriormente apresentados.

Figura 5.33 – Coloração das barras para a combinação Comb_22

O estudo da encurvadura foi efectuado considerando o comprimento efectivo e o menor raio

de giração, situação que conforme já foi demonstrado poderá conduzir em algumas barras a

situações que não são as mais desfavoráveis, recomenda-se por isso que em cálculos posteriores estas

situações sejam devidamente acauteladas.

8.3 Análise dos resultados do Femix

Na generalidade as barras necessitam de ser contraventadas ou reforçadas, principalmente

no tabuleiro superior, quer nas vigas de montante e jusante, quer nas vigas de travamento. Os pilares

apresentam problemas de encurvadura, na generalidade dos casos. O arco não apresenta problemas.


193

8.3.1 Envolvente das tracções

Verifica-se que para as envolventes de tracção os esforços instalados nas barras não

conduzem a tensões superiores a σrd (157,5 MPa).

As tensões de tracção são em todas as barras, quer do arco quer das vigas do tabuleiro

superior, quer nos pilares, inferiores à tensão máxima de tracção, σrd.

8.3.2 Envolvente das compressões

Como já foi referido, na análise da envolvente das compressões é importante analisar em

primeiro lugar a envolvente das tensões máximas de compressão, não afectadas do problema da

encurvadura e em seguida a envolvente das tensões máximas de compressão afectadas deste

problema.

8.3.2.1 Envolvente das compressões sem encurvadura

Verifica-se que os valores dos esforços instalados nas barras, conduzem a tensões inferiores

ao valor de σrd e na generalidade das barras com valores bastante inferiores a esse valor.

As barras que fazem a ligação da viga ao arco, não apresentam tensões reais, pelo que nesta

análise não se contemplam.

8.3.2.2 Envolvente das compressões com encurvadura

Verificam-se de um modo geral problemas com várias barras, pertencentes às vigas do

tabuleiro superior e aos pilares.

As barras do arco não apresentam problemas, verificando-se que as tensões instaladas nas

barras são, normalmente, bastante inferiores à tensão máxima.

Como já foi referido é necessário em projecto verificar as secções das barras do arco dado

que algumas dessas secções foram tiradas por semelhança com outras e através das fotografias.

O mesmo se passa com os pilares, nomeadamente o pilar PP que apoia no arco, e apresenta

tensões máximas superiores a σrd e algumas barras que realizam o contraventamento dos pilares.

8.3.3 Análise dos resultados dos estudos dinâmicos

Conforme se referiu na secção 7.1.2 os resultados obtidos na análise dinâmica são avaliados

do ponto de vista da segurança estrutural, do conforto dos peões e dos passageiros. Em termos de

segurança estrutural, interessa comparar os coeficientes de amplificação dinâmica obtidos, com os

que o eurocódigo preconiza, para as mesmas subestruturas anteriormente exibidas (arco e tramo 11)

exibe-se na Figura 5.34 essa comparação.


194

Figura 5.34 – Comparação dos coeficientes de amplificação dinâmicos [29]

Relativamente ao conforto dos peões a Figura 5.35 confronta as flechas máximas que

ocorrem no tabuleiro superior durante a passagem do metro com os limites indicados no OHBDC,

que são função da frequência fundamental da estrutura e do grau de utilização da ponte pelos peões.

T1

T2T3

A

ACEITÁVEL

INACEITÁVEL

T13

T10T12

T11

Sem passeios

Com passeios e pequena utilização

Com passeios e significativa utilização

Figura 5.35 – Comparação entre as flechas máximas registadas no tabuleiro para

v = 60 km/h e os limites indicados no OHBDC [29]

Da análise da figura concluiu-se que o nível de conforto é aceitável desde que o número de

peões que utilizam a ponte seja pequeno. Se esta quantidade aumentar para significativas utilizações

os tramos 2, 3, 10 e 11 comprometem o conforto para velocidades de 60 km/h.


195

Quanto ao conforto dos passageiros, as vibrações que ocorrem nas caixas das carruagens,

são separáveis em duas parcelas, uma dizendo respeito às componentes, harmónica da aceleração,

causada pela deformação da ponte e uma componente aleatória causada pelos defeitos de

nivelamento e irregularidades da via. A comissão ORE D160, admite para uma velocidade de

120 km/h, um valor de 95 para a primeira componente, atingindo-se assim um nível excelente de

conforto. No estudo levado a cabo para a Ponte Luiz I, aquele valor foi calculado para uma

velocidade de 90 km/h, tendo-se obtido para a primeira e terceira carruagens, 46.4 e 53.7

respectivamente, o que permite afirmar que o nível de conforto dos passageiros é excelente.

8.3.4 Análise dos resultados do EIGENF

Da análise do Quadro 5.2 da subsecção 7.1.3 verifica-se que os três primeiros modos de

encurvadura se referem a nós móveis (o EC35 define como estrutura de nós móveis aquela cujo

parâmetro de carga crítica seja inferior a 10), enquanto o quarto modo é de nós fixos, não sendo de

considerar numa análise de segunda ordem.

De todos os casos de carga analisados verifica-se que os parâmetros de carga crítica são

bastante baixos, podendo pôr em causa a estabilidade da estrutura, destacando-se o caso de carga

mais desfavorável, o que considera o comboio sobre o pilar 3. As configurações dos modos de

encurvadura para esta modelação são vários, exibindo-se como exemplo o da Figura 5.36.

Figura 5.36 – Modo de encurvadura 2D [30]

Os modos de encurvadura mais importantes são os que a seguir se descrevem:

• para os casos de carga 1 e 4 o primeiro modo corresponde à instabilização do pilar 2, o

segundo à do pilar 3 (ver Figura 5.36) e o terceiro à do pilar 1;

• para os casos de carga 2, 3 e 5 o primeiro modo corresponde à instabilização do pilar 3, o

segundo à do pilar 2 e o terceiro à do pilar 1;

• os modos de encurvadura dos pilares são do tipo consola;

5 Eurocódigo 3


196

• associados à instabilização dos pilares o arco apresenta deslocamento verticais

assimétricos acompanhados por movimentos verticais e longitudinais do tabuleiro

superior.

Para compreender melhor o comportamento da estrutura, esta foi recalculada impedindo o

deslocamento longitudinal do topo dos pilares. O resultado bidimensional do parâmetro de carga

para esta situação foi de 7.763, suficientemente elevado para não se recear uma instabilização global

da estrutura [30].

Relativamente à resposta à acção sísmica da estrutura, foram calculadas diversas frequências

e modos de vibração [31], quer para o modelo 2D como para o 3D e que foram comparados com as

frequências obtidas nos ensaios expeditos. Obtiveram-se ainda as forças estáticas equivalentes à

acção sísmica concluindo-se sobre a sua importância na estrutura para as combinações

regulamentares.

As frequências obtidas para o modelo 3D e para o modelo 2D encontram-se no Quadro 5.6 e

no Quadro 5.7 respectivamente.

Quadro 5.6 – Frequências de vibração do modelo 3D

Modo Frequência (Hz) Tipo

1 0.736 transversal2 0.795 transversal3 0.886 longitudinal, vertical e transversal4 0.894 transversal5 0.969 transversal6 1.023 transversal7 1.085 transversal8 1.202 transversal9 1.229 transversal10 1.343 transversal11 1.416 transversal12 1.733 transversal13 1.787 longitudinal e vertical14 1.885 transversal15 2.007 transversal16 2.140 vertical17 2.353 transversal18 2.391 vertical

Quadro 5.7 – Frequências de vibração do modelo 2D


197

Modo Frequência (Hz)

1 0.9452 1.9573 2.2614 2.6165 2.7206 3.0647 3.3688 3.4519 3.603

10 3.677

Como se verifica para o modelo 3D, a maioria dos modos de vibração correspondem a

movimentos transversais da estrutura, apenas um modo apresenta movimentos nas três direcções.

Os modos que apresentam componentes verticais são comparáveis com os obtidos no modelo 2D,

apenas verticais. Desta comparação resulta o Quadro 5.8.

Quadro 5.8 – Comparação entre modelo 2D e 3D

erroModo 3D Modo 2D Modelo 3D Modelo 2D %

3 1 0.886 0.945 6.613 2 1.787 1.957 9.516 3 2.140 2.261 5.618 4 2.391 2.616 9.4

Frequência (Hz)

A Figura 5.37 e a Figura 5.38 exibem, a título de exemplo, a configuração de um modo de

vibração para cada um dos modelos, dos obtidos com o programa.

Figura 5.37 – Modo 3 de vibração para o modelo 2D [31]

Figura 5.38 – Modo 2 de vibração para o modelo 3D [31]


198

8.3.4.1 Comparação das frequências com o ensaio expedito

Os valores obtidos no ensaio expedito exibem-se no Quadro 5.9.

Quadro 5.9 – Frequências obtidas com o ensaio in situ

Ponto Frequência (Hz) Tipo

1 3.9 ; 5.0 ; 8.6 ; 10.8 ; 12 vertical1 1.4 ; 3.2 ; 6.45 transversal1 1.7 ; 4.0 ; 7.3 ; 9.2 ; 12 longitudinal1 2.25 ; 3.9 ; 4.6 ; 6.3 ; 8.5 vertical2 0.9 ; 3.2 ; 4.0 ; 6.2 ; 8.0 transversal2 1.66 ; 4.1 ; 6.3 ; 8.5 ; 11.3 longitudinal2 3.4 ; 4.2 ; 7.6 ; 10.8 vertical3 1.7 ; 3.2 ; 5.08 ; 10.8 transversal3 1.7 ; 4.4 ; 5.0 ; 12.7 longitudinal

As frequências medidas e calculadas não são coincidentes em todos os casos, em alguns

verificam-se diferenças significativas. As do Quadro 5.9 que se encontram em Bold, são as que se

apresentaram como melhor definidas durante o ensaio.

A frequência longitudinal medida situa-se entre 1.66 a 1.7 Hz, o que se aproxima

francamente do modo 13 do modelo 3D de 1.78 Hz.

Na direcção transversal o arco apresenta 0.9 Hz nas medições efectuadas e 2.25 Hz

verticalmente. Os valores do arco calculados aproximam-se transversalmente para 0.795 Hz e na

vertical 2.140 Hz (modo 16/3D).

Para o tramo 3 o 1º modo medido, 1.4 Hz transversal, quase que coincide com o modo 11

calculado no modelo 3D, 1.416 Hz. Verticalmente a proximidade não se faz sentir, medido 3.9 Hz e

calculado 3.064 Hz correspondente ao 6º modo do modelo 2D.

No caso do tramo 11 as diferenças entre medições e cálculos são ainda mais evidentes,

havendo a destacar o modo 14 no modelo 3D com 1.885 Hz de frequência transversal próximo dos

1.7 Hz medidos, mas verticalmente a comparação perde um pouco o sentido.

8.3.4.2 Forças estáticas equivalentes à acção sísmica

O programa utilizado permite calcular um sistema de forças estáticas equivalentes à acção

sísmica por modo de vibração. Para o presente estudo considera-se, atendendo aos reduzidos valores

das forças estáticas a contribuição dos 18 modos de vibração obtidos no cálculo do modelo 3D [31].

As principais conclusões dos resultados obtidos exibem-se na secção 9.


199

9 Conclusões finais

Atendendo ao exposto nos números anteriores, designadamente aos resultados obtidos nos

estudos efectuados, pode concluir-se que, a viabilidade de passagem do metro fica condicionada

pela satisfação dos pontos seguintes:

1. A tipologia das carruagens deverá ser semelhante à usada no presente estudo.

2. Deverão ser dimensionados e convenientemente executados os contraventamentos e/ou

reforçadas as secções, de forma a serem eliminados os riscos de encurvadura detectados.

3. Deverá ser tido em conta que a vida remanescente de algumas peças em situação crítica é

muito limitada pelo que deverão ser reforçadas para reduzir o nível geral de tensões.

4. O estado de conservação da ponte é em muitos locais precário e encontram-se focos

importantes de corrosão que urge eliminar, pelo que é imperioso efectuar uma extensa

intervenção de conservação.

5. Deverá ser feito um levantamento dos problemas de enfunamento que poderão existir em

algumas peças. Este problema foi detectado em algumas barras sendo provável a

existência de outras situações idênticas. Estas situações poderão agravar

substancialmente as tensões, pelo que se torna necessário proceder a uma verificação

completa da segurança estrutural da ponte.

6. Os apoios da ponte deverão ser revistos e eventualmente substituídos.

7. Para além da inspecção regular que uma estrutura deste tipo deve merecer, deverá nos

primeiros tempos da nova utilização da estrutura, ser previsto um especial

acompanhamento e inspecção da mesma de acordo com um plano a definir e que

contemple instrumentação da obra.

8. Deverá ser dada especial atenção aos pilares metálicos, dado que estes se revelaram como

pontos críticos da estrutura, sendo necessário que estes pilares sejam convenientemente

reforçados.

9. O nível de conforto dos peões para uma utilização intensiva da ponte não é considerado

aceitável, em determinados tramos e para determinadas velocidades de circulação, pelo

que se recomenda a adopção de dispositivos de correcção.

10. Os coeficientes de amplificação dinâmica obtidos não conduzem a qualquer compromisso

de segurança estrutural da obra, tendo-se obtido valores sempre inferiores aos do

eurocódigo.


200

11. Quanto ao conforto dos passageiros, verifica-se também um nível de conforto excelente

em todos os casos analisados.

12. O parâmetro de carga crítica da estrutura apresenta um valor bastante reduzido, 1.072,

que corresponde à instabilização tipo consola do pilar 3, quando se admitem

deslocamentos relativos entre o tabuleiro e os pilares em que existem aparelhos de apoio.

13. Identificam-se alguns parâmetros de carga crítica inferiores a 1.5, associados à

encurvadura de cada um dos pilares, identificando-se elementos como pontos críticos da

estrutura.

14. Os valores de carga crítica crescem consideravelmente, no caso de estarem impedidos os

movimentos relativos entre os pilares e o tabuleiro, tomando valores próximo dos

aceitáveis. Assim é indispensável uma análise do estado actual dos aparelhos de apoio e

reforço de alguns elementos no sentido de reduzir a influência dos efeitos de 2ª ordem, o

mesmo é dizer controlar o valor do seu parâmetro de carga crítica.

15. Os esforços gerados pela acção do sismo, nos elementos da estrutura eram de reduzido

valor quando comparados com os resultantes da acção do vento. Não sendo portanto

aquela acção condicionante para a estabilidade da estrutura.

16. Deverão ser previstos dispositivos que evitem a permanência das pombas.

Independentemente da Ponte Luiz I vir a ser integrada na Rede do Metro do Porto, as

análises efectuadas recomendam que a mesma merece atenções especiais, designadamente as que se

referem nos pontos 2, 4, 5, 6, 7, 8 e 16.


201


Nesta secção pretende-se tecer algumas considerações sobre um reforço desta obra,

comparando soluções e não propriamente desenvolver, ainda que parcialmente, um projecto de

reforço. Assim e no seguimento desta ideia são apresentadas várias hipóteses de reforço, para os

diferentes elementos constituintes da estrutura: montantes, diagonais, contraventamentos, etc. em

qualquer dos casos de forma esquemática.

É claro que esta solução de reforço, deverá passar por uma adequada limpeza de todos os

elementos estruturais, incluindo os que não serão objecto de reforço, seguindo as orientações

propostas no capítulo 2.

Em termos globais de reforço, pretendem-se cumprir, as ideias defendidas até ao momento

relativas essencialmente, à adequação das soluções de reforço à estética da obra existente, a

exequabilidade das soluções e as questões económicas.

Da análise dos esforços da estrutura, concluiu-se de forma generalizada, quais os elementos

cuja tensão excedia a admissível, sendo objectivo da solução a redução do nível da tensão instalado.

Isso será conseguido à custa da adição de chapas ou novos perfis, ou simplesmente e sempre que

possível, à substituição dos existentes. As ligações destes novos elementos aos existentes, deverá ser

efectuada com ligações rebitadas, mantendo a estética da obra, estando mais que provado o excelente

funcionamento deste tipo de ligações, que têm vindo a desaparecer da construção metálica actual.

A solução de reforço, pretenderá dar resposta a um ou à simultaneidade dos seguintes

pontos: aumento da área da peça, aumento da inércia na direcção x ou na direcção y. Satisfazendo as

necessidades mecânicas de cada elemento, avançam-se soluções esquemáticas de reforço, sem

pormenorizar dimensões exactas quer das soluções de reforço quer das peças existentes. O que

interessa discutir serão vantagens e desvantagens de algumas soluções em detrimento doutras.

10.1 Os contraventamentos

A maioria dos contraventamentos são constituídos por cantoneiras simples ou duplas, cuja

substituição na maioria dos casos será a solução a adoptar quer pela simplicidade da execução quer

pela garantia de bom comportamento do reforço. De qualquer modo, nos casos em que a tarefa de

substituição fosse impossibilitada, poderia adoptar-se a adição de novas cantoneiras quer nas

simples quer nas duplas, ou nestas últimas a adição de chapas, conforme se pode visualizar na

Figura 5.39.


202

Figura 5.39 – Esquemas de reforço para os contraventamentos

Das soluções apresentadas as que esteticamente prejudicam a obra são para o caso de

cantoneiras simples o uso de perfis UNP e para as cantoneiras duplas a 3ª e 4ª soluções, acrescidas do

problema de facilitarem a acumulação de lixo, no caso de ficarem voltadas para cima. Das restantes

salientam-se, para ambos os casos, as constituídas por cantoneiras, que garantem maior inércia ao

conjunto, do que as chapas simples de reforço. Certo é que junto das ligações e em algumas zonas, o

espaço disponível pode não permitir o uso de cantoneiras de reforço, por isso se poderá recorrer às

chapas, que poderão atingir espessuras consideráveis se se pretender obter inércias equivalentes ao

uso das cantoneiras. De uma forma geral o uso de qualquer das soluções propostas permite, fácil

manutenção dos elementos, pelas secções serem do tipo aberto.

10.2 Os montantes correntes das vigas principais do tabuleiro superior

Estes montantes apresentam uma secção em T, composta por duas cantoneiras, que

entretelam uma chapa de alma. A face cega desta secção é virada para o exterior, com base neste

princípio, a solução de reforço deve tentar manter esta leitura do alçado.


203

Figura 5.40 – Reforço dos montantes da viga principal

Das soluções propostas, Figura 5.40, as que melhor se enquadram no princípio proposto,

salientam-se a 1ª, 2ª e 4ª, se bem que esta última tem como desvantagem, a manutenção do interior

dos UNP, bem como a efectuação das ligações, entre elementos novos e existentes. As restantes,

ainda que não respeitando a leitura do existente, conferem uma fácil execução e manutenção. O

factor de decisão pode importar às necessidades mecânicas das peças, ou seja, se nos referirmos a

inércias maiores em x, as soluções 1ª e 2ª, serão mais indicadas, se for na direcção y, então será

prudente optar pela 5ª.

10.3 As diagonais das vigas principais do tabuleiro superior

Estes elementos são também em T, diferindo dos anteriores por apresentarem, uma chapa de

alma maior e também chapa de banzo, Figura 5.41. As duas soluções propostas são constituídas por

cantoneiras, a primeira respeitando o alçado da peça, conduz a uma resistência mecânica no plano

perpendicular da estrutura inferior à solução 2, não apresentando esta no entanto a vantagem de

manter a leitura da peça.


204

Figura 5.41 – Reforço das diagonais do tabuleiro superior

As 3ª e 4ª proposta de reforço, apenas diferem das anteriores pela interposição de chapas de

alma, se se tornar necessário garantir mais área.

10.4 As diagonais dos pilares

Para estes elementos, Figura 5.42, as soluções de reforço acabam por cair em alguma

repetição relativamente às já apresentadas, consequências das semelhanças das secções existentes.

Assim se exibem soluções próximas das apresentadas na Figura 5.40, com a diferença de que para

este caso se mantém o prolongamento da chapa de alma para fora do alinhamento das cantoneiras.

Mais uma vez a solução passa pela ponderação das necessidades mecânicas do elemento.

Figura 5.42 – Reforço das diagonais dos pilares


205

As vantagens e desvantagens de cada uma são as mesmas apresentadas em 10.2 desta

secção.

10.5 Os montantes dos pilares

A secção dos montantes dos pilares (pernas), é bastante mais complexa do que qualquer uma

das restantes. Ainda dotada de esquadros de rigidez ao longo da sua altura, que dificultam o reforço

continuo da mesma. No entanto, considerou-se a existência de reforço entre esquadros, do lado onde

estes se encontram e também na totalidade nas restantes faces.

Figura 5.43 – Reforço das pernas dos pilares


CAPÍTULO 6 - CONCLUSÕ ES ................................ ................................ ................................ ............... 204


204

Capítulo 6 - Conclusões

Não se tendo conseguido atingir todos os objectivos que inicialmente eram propostos

desenvolver, por razões que foram sendo expostos ao longo da dissertação, pensa-se, apesar disso,

que se contribuiu de uma forma positiva para as questões relacionadas com o tema. No entanto e

durante todo o período de trabalho, foram sendo assimiladas informações que ainda dentro deste

tema, se afastavam um pouco da orientação proposta, por esta razão excluída de ser aqui

apresentada, mas sem dúvida importante para ser tratada noutros potenciais desenvolvimentos que

possam surgir.

As questões ligadas à manutenção, que foram obtidas na sua maioria de documentos da C.

P., serão porventura o que de mais importante aqui se desenvolveu, não em menos valia dos

restantes assuntos, mas sim porque as referências usadas para o desenvolvimento dessa matéria,

estarem até agora no desconhecimento de muitos os que são exteriores àquela entidade. Pelo menos

foi esta a ideia com que ficamos, e que foi confirmada pelo Eng.º Andrade Gil, de resto muito

satisfeito com esta iniciativa de se compilar essa informação nesta dissertação.

As metodologias e processos de intervenção propostos resultaram da experiência pessoal e

das conversas que se teve com pessoas ligadas a esta área há muitos anos. Não objectivando dotar os

temas aí tratados de qualquer tipo de regra a seguir na análise destas obras, mas sim dar a conhecer

alguns pontos a percorrer numa análise idêntica às que aqui foram propostas e que possam servir

como orientação para quem as queira utilizar.

Os exemplos exibidos nos capítulos 3, 4 e 5, respectivamente da Ponte Metálica do Pinhão,

Ponte Internacional de Valença-Tuy e Ponte Luiz I, pretenderam mostrar as aplicações das

metodologias propostas, facilidades e dificuldades encontradas, na obtenção de informação, cálculo,

análise de resultados e propostas de intervenção. Os diversos níveis de pormenorização dos estudos,

(as três obras não foram tratadas da mesma forma) dependem quer da informação disponível, quer

da fase de projecto envolvida. Podendo nos exemplos apresentados identificar-se estas questões.

Pretendeu-se ainda sensibilizar todos os que se interessem por estes temas, para a situação

nacional, que não é satisfatória, longe disso, e que urge ser modificada. As informações recolhidas

nas duas entidades responsáveis pelas obras nacionais, J.A.E. e C.P., isso demonstraram, estando

ambas conscientes do problema, não prevêm num futuro próximo grandes alterações de atitude, que

faça regredir o problema, muito pelo contrário. De facto, cada vez é mais difícil conseguir inverter a

Capítulo 6 - Conclusões

205

situação, quer pela falta de pessoal especializado, quer pela admissão de novos elementos que não é

previsível.

Termina-se esta dissertação apresentando uma proposta para uma ficha de inspecção, com

base quer nas folhas de cadastro da C.P., quer das fichas de inspecção da J.A.E., acrescentando

alguns pontos que nessas não eram tratados e eliminando outros de carácter específico para essas

entidades. Esta proposta pretende lançar uma ideia que até agora se pensa não existir, carecerá

obviamente de refinamentos e de complementos, mas que só o tempo determinará, procurou-se isso

criar uma ferramenta de trabalho para as tarefas ligadas às inspecções destas obras, permitindo ao

mesmo tempo a criação de uma base de dados. As páginas seguintes exibem em três diferentes

figuras uma proposta para uma ficha de inspecção de pontes metálicas.

Referências bibliográficas

[1] Brinckerhoff, Parsons - Bridge Inspection and Rehabilitation, a Practical Guide, 1993.

[2] Xanthakos, Petros P. – Bridge Strengthening and Rehabilitation, 1996.

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[7] Welded Highway Bridges an Analysis of Inspection Factors, HRB2 Special Report 114, 1970.

[8] Fatigue Strength of Steel Beams with Welded Stiffeners and Attachments, National CooperativeHighway Research Program Report nº 147, 1974.

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[10] Rodrigues, Theotónio - Edição da Revista “Engenharia”, Pontes Volumes I e II, 1948-1949.

[11] Steinman, David B. and Watson, S. R. – Bridges and Their Builders

[12] Amaral, Francisco António – Sebenta de Materiais de Construção, FEUP3, 1978.

[13] Manual sobre Pontes V.12 (extracto) – Direcção de Conservação Divisão de Obras de Arte eConstrução Civil, C. P.

[14] Gil, A. - Deficiências das Pontes, C. P. Serviço de Pontes, 1979.

[15] Gil, A. – Vigilância e Conservação de Obras Metálicas, C. P. Serviço de Pontes,1979.

[16] Gil, A. – Principais Defeitos das Pontes Metálicas, C. P. Serviço de Pontes, 1979.

[17] Gil, A. – Parafusos de Alta Resistência, C. P. Serviço de Pontes, 1979.

[18] Gil, A. – Ligações das Longarinas às Carlingas, C. P. Serviço de Pontes, 1980.

[19] Gil, A. – Aparelhos de Apoio Metálicos, C. P. Serviço de Pontes, 1979.

[20] Principais Pontes Metálicas Ferroviárias Construídas em Portugal pela Casa Eiffel, Divisão de Obrasde Arte e Construção Civil da C. P., 1992

[21] Normas pertencentes ao Núcleo de Inspecção de Pontes da C. P.

1 American Association of State Highway and Transportation Officials2 Highway Research Board3 Faculdade de Engenharia da Universidade do Porto


210

[22] Dimensões e proporções práticas dos rebites, C. P. 63, Via e Obras Sala de Estudos.

[23] Pontes Metálicas Ferroviárias, Propriedades Mecânicas – Documento interno da C. P.

[24] Revista de Obras Públicas e Minas, Tomo XII - Setembro e Outubro de 1881 n.ºs 141 e 142.

[25] Guedes Coelho, A. et al - Ponte Luiz I - Viabilidade de Utilização pelo Metro Ligeiro do Porto.Relatório Preliminar, Relatório Interno do I.C.4, FEUP, Porto, Novembro de 1995.

[26] Guedes Coelho, A. et al - Estudo da Viabilidade de Utilização da Ponte Luiz I pelo Metro Ligeiro doPorto. Relatório Final, Relatório Interno do I.C., FEUP, Porto, Março de 1996.

[27] Fernandes, A. A. et al – Avaliação da Resistência à Fadiga da Ponte Luiz I, estudo efectuado para oInstituto da Construção, FEUP, Março de 1996.

[28] Oliveira, C. S. e Costa, A. G. – Ponte Luiz I, Caracterização Dinâmica da Estrutura, Ensaio Expedito,Janeiro de 1996.

[29] Calçada, R. A. B. e Delgado, R. M. – Estudo do Comportamento Dinâmico da Ponte Luiz I Sujeita àPassagem do Metro Ligeiro do Porto, Março 1996.

[30] Azevedo, A. F. C. e Delgado, R. M. – Ponte Luiz I, Análise Elástica de Segunda Ordem, Março 1996.

[31] Azevedo, A. F. C. e Delgado, R. M. – Ponte Luiz I, Resposta à Acção Sísmica, Março 1996.

[32] Oliveira, Fernando M. F. - Ensaios de quantificação mecânica do material da Ponte Luiz I com vista àavaliação da sua resistência à fadiga - L.E.T., Junho de 1996

[33] Revista HISTÓ RIA, n.º 42, Abril 1982.

[34] Gazeta dos Caminhos de Ferro nº1475, 1/6/1949 – Número comemorativo da reunião em Portugalda Comissão Permanente da Associação Internacional dos Congressos dos Caminhos de Ferro.

[35] O Início da Tracção Eléctrica na Ponte D. Luís I, Ingenium, 2ª série, n.º 15, Janeiro 1997, págs. 60-65.

[36] Costa, A. G. e Oliveira, C. S. – Caracterização Dinâmica de Pontes Metálicas Através de EnsaiosExpeditos, I Encontro Nacional de Construção Metálica e Mista, págs. 577-587.

[37] Ponte Internacional de Valença-Tuy, Reforço, Proposta/Estudo Prévio. Memória Descritiva interna doG.E.G. - Janeiro de 1997.

[38] Landmark American Bridges, Eric Delony, Historic American Engineering Record.

[39] Revista MOPU, Guia de los Puentes de Espanã, Julio-Agosto 1987.

[40] Revista MOPU n.º 400, Historia del Ferrocarril en Espanã 1843-1992.

[41] Santos, N. E., Gomes, A. T. e Vieira, C. S. – Dimensionamento de uma Ponte Ferroviária emEstrutura Metálica, Estruturas de Aço e Mistas, 11º Curso de Mestrado em Estruturas deEngenharia Civil, FEUP, Janeiro 1997.

[42] Santos, N. E., Pinho, R. e Brás, L. – Dimensionamento de uma Ponte Rodoviária com um Tramo de 55metros, Estruturas Metálicas e Mistas, 5º ano da licenciatura em Engenharia Civil, FEUP, 1995.

[43] Tabelas Técnicas - J.S. Brazão Farinha e A. Correia dos Reis, 1993.

4 Instituto da Construção

Referências

211

[44] Regulamento de Segurança e Acções para Estruturas de Edifícios e Pontes, Porto Editora.

[45] Regulamento de Estruturas de Betão Armado e Pré-Esforçado, Porto Editora.

[46] Regulamento de Solicitações em Edifícios e Pontes - Decreto n.º 44 041, de 18 de Novembro de1961 e Portaria n.º 713/71, de 23 de Dezembro - Lisboa. Imprensa Nacional Casa da Moeda.

[47] Regulamento de Estruturas de Aço para Edifícios - Imprensa Nacional Casa da Moeda 1975.

[48] Pontes Metálicas (regulamento) - Imprensa Nacional 1972.

[49] Fichas da U.I.C. - 2ª edição 1/1/1974.

[50] Documentos diversos da C. P.

[51] Documentos diversos da J. A. E.

Outras referências

[52] Conversa com o Sr. Antero Pinto da J. A. E.

[53] Conversa com o Eng.º Vítor Damião da J.A.E.

[54] Conversa com o Sr. Alberto Borges da C. P.

[55] Conversa com o Eng.º Clemente da C. P.

[56] Conversa com o Eng.º Andrade Gil da C. P.

Nome do responsável: Ass:Data de inspecção: Código de projecto:Data da última inspecção: Folha n.º

Nome da obra: Ano de construção:Localização:Rodoviária : Identificação da Via:Ferroviária: Identificação da Linha ou Ramal:Rodoviária e Ferroviária:

Nº de tramos: Contínuos: Simplesmente apoiados:Vigas tipo:Pilares Metálicos: Alvenaria: Betão: Outro:Encontros Alvenaria: Betão: Outro:Tabuleiro Superior: Médio: Inferior: Outro:Laje Betão: Madeira: Outra:Passeios: Betão: MetálicoAparelhos de apoio Metálicos: Outros:Ligações Rebitadas: Aparafusadas: Soldadas:Secções compostas: Perfis comerciais:

Tramo altura comprimento largura pilar/enc. altura apoio

Nºde carlingas por painel: Nº de longarinas:Comprimento total: Altura máxima: Altura livre:Largura da faixa de rodagem: Largura dos passeios:

Esquiço da obra com identificação das partes:

secção tipo

Car

acte

riza

ção

Iden

tific

ação

FICHA DE INSPECÇÃO PARA PONTES METÁ LICAS (PROPOSTA)

Vigas Pilares e encontros


Aspecto geral Bom: Médio: Mau:Acesso Fácil: Dificultado: Impossível:Alinhamento Bom: Médio: Mau:Fracturação Não existe: Alguma: Bastante:Estalactites Não existe: Algumas: Bastantes:Sinais de erosão Não existe: Alguns: Bastantes:Juntas descarnadas Não existe: Algumas: Bastantes:

Aspecto geral Bom: Médio: Mau:Acesso Fácil Dificultado: Impossível:Descrição das avarias e identificação dos apoios

ApoioPêndulos ou rolos fora de serviçoPlatinas esmagadasBalanceiros com"cama"DescalçamentoMartelagemDesalinhamentoBloqueadoCorrosão

Esmagamento das placas de chumboFracturação das alvenariasOutras

Aspecto geral Bom: Médio: Mau:Descrição das avarias e identificação das juntas

JuntaCom folgaDesalinhadaCom efeito de degrauSinais de impactoCorrosãoOutras

Aspecto geral Bom: Médio: Mau:Pintura Bom estado: Média: Má:Corrosão Não existe: Pontual: Avançada:Limpeza Boa: Média: Má:Sistemas de drenagem Existem: Não existem:Via Bom estado: Fissurada: Fracturada:Passeios Bom estado: Médio: Mau:Guardas Bom estado: Médio: Mau:Avarias na superestruturaCorrosãoPerda de secçãoDeformaçõesFissurasPerda de elementos de ligaçãoAcumulação de detritosSinais de choquesOutras

Alv

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ias

Avaria

Apa

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oio

FICHA DE INSPECÇÃO PARA PONTES METÁ LICAS (PROPOSTA)

Observações

Junt

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ção

Observações

ObservaçõesAvaria

Localização

Estr

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Ensaios efectuados: Sim: Não:Breve descrição:

Descrição:

FICHA DE INSPECÇÃO PARA PONTES METÁ LICAS (PROPOSTA)O

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Conservação e Reabilitação de Pontes Metálicas

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