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Fevereiro de 2013
Construção com Caixotões Pré-Fabricados vs. Cais
sobre Estacas em Obras Marítimas
Caso de Estudo - Ampliação do Cais do Terminal XXI
JOÃO PEDRO LÁLA DOS SANTOS
Dissertação para obtenção do Grau de Mestre em
ENGENHARIA CIVIL
Júri
Presidente: Prof. José Manuel Matos Noronha da Camara
Orientadores: Prof. António Alexandre Trigo Teixeira
Prof. Mário Manuel Paisana dos Santos Lopes
Vogais: Prof. Rui Pedro Carrilho Gomes
Profª. Maria Amélia Vieira da Costa Araújo
i
Agradecimentos
Gostaria de agradecer ao Professor Trigo Teixeira pela sua orientação, disponibilidade e incentivo na
realização deste trabalho. Reconhecer também os conselhos úteis e o apoio prestado.
Expressar também o meu agradecimento ao Professor Mário Lopes pelas sugestões de melhoria e
disponibilidade manifestada para corrigir e rever o documento.
Agradecer também aos colegas da CPTP, e em especial aos Eng.os
Oliveira e Tomás pelas oportuni-
dades, confiança transmitida, e partilha de conhecimentos na área das obras marítimas.
O meu agradecimento aos meus amigos do ―Técnico‖, de ―Lisboa‖ e de ―Beja‖ como os intitulava. Aos
meus Avós, à Lena, e à Raquel pelo apoio.
E finalmente um agradecimento especial para o meu Pai e para o meu Irmão.
ii
Resumo
A PSA Sines (PSA - Port Singapore Authority) decidiu no final de Setembro de 2009 avançar para a
segunda fase de ampliação do cais do Terminal XXI que previa a duplicação da frente acostável do
cais para 730 metros. A CPTP – Companhia Portuguesa de Trabalhos Portuários ganhou a empreita-
da de ampliação do cais com um projecto de estruturas variante ao projecto base a concurso. A solu-
ção prevista era em tudo idêntica à já existente, em caixotões pré-fabricados, no entanto a solução
construtiva adoptada consistiu numa solução em laje vigada de betão armado, totalmente betonada in
situ com recurso a um sistema de cofragem deslizante assente sobre as estacas de betão armado.
As estruturas portuárias têm uma importância socioeconómica cada vez mais relevante, nomeada-
mente o Porto de Sines, um porto economicamente importante e em expansão. Por outro lado as
estruturas portuárias têm sofrido danos em numerosos sismos ao longo das últimas décadas, envol-
vendo avolumados custos de reparação e provocando impactos económicos relevantes na região. A
verificação da resistência aos sismos destas estruturas assume então especial relevância.
Portanto é objectivo desta dissertação desenvolver um estudo sobre as duas soluções que existiam
para a ampliação do cais do Terminal XXI. Para o concretizar foi necessário identificar os principais
modos de deformação destas estruturas na ocorrência de um sismo, analisar os diferentes regula-
mentos e metodologias existentes para avaliar o seu comportamento sísmico, verificar a sua resistên-
cia sísmica segundo as normas do Eurocódigo, modelar e realizar análises dinâmicas com elementos
finitos às duas soluções para avaliação dos deslocamentos na ocorrência de um sismo. Para comple-
tar esta avaliação, analisou-se também a economia e prazo de construção, comportamento estrutural
a diferentes cargas, comportamento hidrodinâmico, métodos construtivos e outras vertentes particula-
res de cada solução, que podem influenciar a tipologia de estrutura portuária a construir.
As estruturas portuárias sobre Estacas apresentam vantagens evidentes a nível do comportamento
hidrodinâmico, prazos e custos de construção. No entanto da performance sísmica da solução em
Caixotões são expectáveis menores danos após fortes movimentos sísmicos.
Palavras-chave: Cais em Caixotões, Cais sobre Estacas, Análise sísmica, Estruturas portuárias,
Terminal XXI
iii
Abstract
The PSA Sines (PSA - Port Singapore Authority) decided in late September 2009 to proceed to the
second phase of expansion of Terminal XXI quay wall, which predicted the duplication of the berth pier
to 730 meters. CPTP – Portuguese Company for Harbour Works won the quay expansion contract
with a structural design variant to the base project. The solution provided to the expansion was com-
pletely identical to the existing one in prefabricated caissons, however the constructive solution adopt-
ed consisted of a slab and beams of reinforced concrete fully cast in situ using a sliding formwork sys-
tem supported on the reinforced concrete piles.
The port facilities have an economic importance increasingly relevant, including the Port of Sines,
which is economically important and in expansion. On the other hand port structures have been dam-
aged in several earthquakes over the past decades, involving high repair costs and causing significant
economic impacts in the region. Having said that evaluating port structures seismic resistance as-
sumes then special importance.
Hence the purpose of this dissertation is to develop a study of the two solutions proposed to expand
the Terminal XXI quay wall. To achieve this main deformation/failure modes during earthquakes of
both solutions were identified, analyzed different regulations and actual methodologies to assess the
seismic behavior of both, check their seismic resistance according to the rules of Eurocode, model
and perform finite element dynamic analyses of both solutions to assess displacements during an
earthquake. To complete this assessment, studying on construction schedule and cost, structural be-
havior for different loads, hydrodynamic behavior, construction methods and other particular aspects
of each solution which may influence the type of port structure to build.
Open-piled quay walls have clear advantages in terms of hydrodynamic behavior, construction sched-
ule and cost. However from the seismic performance of the Caisson quay walls are expected minor
damages after strong ground movements.
Key-Words: Caisson quay wall, Open-piled quay wall, Seismic design, Port Structures, Terminal XXI
iv
Conteúdo
Agradecimentos i
Resumo ii
Abstract iii
Conteúdo iv
Lista de Tabelas vi
Lista de Figuras vii
Abreviaturas x
Símbolos x
1 Introdução 14
1.1 Motivação .................................................................................................................................... 15
1.2 Objectivos.................................................................................................................................... 15
1.3 Abordagem proposta ................................................................................................................... 15
1.4 Estrutura e organização da dissertação ..................................................................................... 16
2 Contextualização do Terminal XXI 18
2.1 Caracterização do Terminal XXI ................................................................................................. 18
2.2 Caracterização das condições naturais ...................................................................................... 21
2.3 Caracterização da estrutura existente ........................................................................................ 23
3 Estruturas Portuárias de Cais 26
3.1 Tipologias de estruturas portuárias de cais ................................................................................ 26
3.1.1 Estruturas portuárias de gravidade ................................................................................. 26
3.1.2 Estruturas portuárias flexíveis ......................................................................................... 29
3.2 Efeito dos sismos nas estruturas portuárias ............................................................................... 31
3.2.1 Deformações típicas em estruturas de Caixotões .......................................................... 32
3.2.2 Deformações típicas em estruturas sobre Estacas ........................................................ 36
3.3 Outros riscos provocados pelos sismos ..................................................................................... 39
3.3.1 Liquefacção ..................................................................................................................... 40
3.4 Verificação da segurança aos sismos ........................................................................................ 41
3.4.1 Regulamentação sísmica existente para estruturas portuárias ...................................... 41
3.4.2 Métodos de análise sísmica em estruturas portuárias .................................................... 44
4 Estrutura em Caixotões 47
4.1 Descrição da estrutura ................................................................................................................ 47
4.1.1 Características técnicas da estrutura e materiais ........................................................... 48
4.2 Métodos construtivos comuns..................................................................................................... 49
4.3 Análise à acção sísmica .............................................................................................................. 51
v
4.3.1 Modelação para a análise da acção sísmica .................................................................. 51
4.4 Avaliação da resistência sísmica da estrutura ............................................................................ 54
4.4.1 Verificação da segurança ao deslizamento .................................................................... 54
4.4.2 Verificação da segurança ao derrubamento ................................................................... 55
4.4.3 Verificação da segurança à capacidade resistente da fundação ................................... 56
4.5 Avaliação da limitação de danos ................................................................................................ 57
5 Estrutura sobre Estacas 62
5.1 Descrição da estrutura ................................................................................................................ 62
5.1.1 Características dos materiais da estrutura...................................................................... 63
5.2 Métodos construtivos comuns..................................................................................................... 64
5.3 Análise à acção sísmica .............................................................................................................. 66
5.3.1 Modelação para a análise dinâmica da acção sísmica................................................... 66
5.3.2 Modos de Vibração ......................................................................................................... 69
5.3.3 Definição da acção sísmica ............................................................................................ 71
5.3.4 Variação do coeficiente de reacção horizontal do solo ................................................... 76
5.4 Avaliação da resistência sísmica da estrutura ............................................................................ 78
5.5 Avaliação da limitação de danos ................................................................................................ 82
6 Avaliação Caixotões vs. Estacas 86
6.1 Factores condicionantes na escolha da infra-estrutura .............................................................. 86
6.2 Performance sísmica .................................................................................................................. 93
7 Conclusões e desenvolvimentos futuros 96
7.1 Considerações finais ................................................................................................................... 96
7.2 Desenvolvimentos futuros ........................................................................................................... 98
Referências Bibliográficas 100
Apêndice 102
A.1 Constantes consideradas na verificação da resistência sísmica dos Caixotões ...................... 103
A.2 Cálculo das acções consideradas sobre os Caixotões para a situação sísmica com componente
vertical descendente ................................................................................................................. 104
A.3 Cálculo das acções consideradas sobre os Caixotões para a situação sísmica com componente
vertical ascendente ................................................................................................................... 105
A.4 Cálculo da análise dinâmica do modelo de elementos finitos PLAXIS dos Caixotões............. 106
A.5 Valores dos esforços normais e momentos flectores nas estacas centrais e de extremidade
para cada acção considerada ................................................................................................... 107
A.6 Valores dos esforços de dimensionamento máximos para as combinações consideradas e cál-
culo dos fenómenos de encurvadura ........................................................................................ 108
A.7 Ábaco de flexão composta de secções circulares .................................................................... 109
A.8 Funções utilizadas nos diagramas de interacção M/N e cálculo da armadura a adoptar nas
Estacas de betão armado ......................................................................................................... 110
A.9 Mapa de quantidades de trabalho descriminado da superestrutura do Cais em Caixotões .... 111
A.10 Mapa de quantidades de trabalho descriminado da superestrutura do Cais sobre Estacas ... 112
vi
Lista de Tabelas
Tabela 1 – Características de diferentes categorias de navios, adaptado de [3] ................................. 19
Tabela 2 – Resultados dos ensaios à compressão simples, adaptado de [6] ...................................... 21
Tabela 3 – Litoestratigrafia da zona de implantação do cais do Terminal XXI, adaptado de [6] .......... 22
Tabela 4 – Histórico de danos em cais de caixotões, adaptado de [9] e [11] ...................................... 33
Tabela 5 – Histórico de danos em cais sobre estacas, adaptado de [9] e [11] .................................... 38
Tabela 6 – Métodos de análise para estruturas portuárias de cais, adaptado de [11] ......................... 44
Tabela 7 – Valores dos coeficientes sísmicos para as diferentes situações sísmicas ......................... 53
Tabela 8 – Resultados da verificação das tensões na laje de fundo .................................................... 56
Tabela 9 – Propriedades do material de fundação e aterro do caixotão modelado em PLAXIS ......... 58
Tabela 10 – Níveis de danos do estado pós-sísmico da estrutura, adaptado de [11] .......................... 59
Tabela 11 – Critério de danos proposto para as estruturas de cais em Caixotões por [11] ................. 60
Tabela 12 – Comparação dos deslocamentos do modelo computacional PLAXIS e PIANC [11] ....... 61
Tabela 13 – Módulo de reacção horizontal em areias (Terzaghi, 1955), adaptado de [29] ................. 67
Tabela 14 – Módulo de reacção horizontal em argilas, adaptado de [29] ............................................ 68
Tabela 15 – Período, frequências de vibração e factores de participação de massa .......................... 69
Tabela 16 – Excerto dos tipos de terreno a considerar na acção sísmica no Eurocódigo 8 [18] ......... 71
Tabela 17 – Valores dos parâmetros referentes ao solo do tipo B para as zonas 1.3 e 2.3 [20] ......... 73
Tabela 18 – Tabela 4.1: Valores máximos do coeficiente de comportamento, adaptado de [30] ........ 73
Tabela 19 – Períodos e frequências dos 5 primeiros modos para as variações do coeficiente ..... 76
Tabela 20 – Factores de participação dos 5 primeiros modos para as variações do coeficiente ... 76
Tabela 21 – Deslocamentos nas estacas de extremidade (x=3 e 87m) para a acção sísmica
condicionante EEdx + 0,30×EEdy , para as variações do coeficiente de reacção horizontal ................... 76
Tabela 22 – Valores dos esforços normais e momentos flectores de dimensionamentos máximo nas
estacas centrais para as combinações consideradas........................................................................... 79
Tabela 23 – Valores dos esforços normais e momentos flectores de dimensionamentos máximos nas
estacas de extremidade para as combinações consideradas .............................................................. 80
Tabela 24 – Critério de danos proposto para as estruturas de cais sobre Estacas por [11] ................ 84
Tabela 25 – Comparação dos deslocamentos do modelo computacional SAP2000 e PIANC [11] ..... 85
Tabela 26 – Mapa comparativo de custos das diferentes actividades associadas à construção das
duas soluções estudas para ampliação do Cais do Terminal XXI. ....................................................... 91
Tabela 27 – Comparação qualitativa dos custos das duas soluções construtivas ............................... 91
Tabela 28 – Análise dos resultados do comportamento sísmico .......................................................... 94
Tabela 29 – Matriz de avaliação multi-factor para escolha do tipo de estrutura portuária ................... 97
vii
Lista de Figuras
Figura 1 – Esquissos de soluções de Cais em Caixotões e de Cais sobre Estacas ............................ 16
Figura 2 – Planta geral do Porto de Sines e Terminal XXI destacado, adaptado do Google Earth ..... 18
Figura 3 – Navio categoria ―post panamax‖ no Terminal XXI, arquivo pessoal .................................... 19
Figura 4 – Evolução e crescimento da movimentação de Teus no Terminal XXI, adaptado de [2] ..... 20
Figura 5 – Perfil geotécnico na área de ampliação do cais do Terminal XXI, adaptado de [6] ............ 22
Figura 6 – Perfil corrente da estrutura existente, adaptado de [7] ........................................................ 23
Figura 7 – Planta de implantação dos Caixotões, adaptado de [7] ...................................................... 24
Figura 8 – Perfil dos caixotões, adaptado de [7] ................................................................................... 24
Figura 9 – Planta dos caixotões, adaptado de [7] ................................................................................. 25
Figura 10 – Vista aérea do Terminal XXI após a construção da 1ª fase, de [2] ................................... 25
Figura 11 – Perfil tipo de um cais em blocos pré-fabricados com terrapleno no tardoz, de [8] ............ 27
Figura 12 – Perfil tipo de um cais de caixotões pré-fabricados com terrapleno no tardoz, de [8] ........ 28
Figura 13 – Perfil tipo de um cais sobre estacas, de [8] ....................................................................... 30
Figura 14 – Colapso de uma grua e danos no Porto de Kobe após o sismo de Hanshin, de [10] ....... 31
Figura 15 – Deformações comuns dos Caixotões a) Terreno de fundação competente b) Terreno de
fundação arenoso, de [11] ..................................................................................................................... 32
Figura 16 – Perfil de caixotões no Porto de Kobe com a configuração da deformada após o sismo, de
[12] ......................................................................................................................................................... 34
Figura 17 – Colapso da grua e liquefacção no tardoz dos caixotões no Porto de Kobe, de [13] ......... 35
Figura 18 – Modos de deformação das gruas pórtico, adaptado de [11] ............................................. 35
Figura 19 – Modos de deformação de cais sobre estacas, adaptado de [11] ...................................... 36
Figura 20 – Perfil de cais sobre estacas no Porto de Kobe com a configuração da deformada após o
―Grande Sismo de Hanshin‖ em 1995, de [11] ...................................................................................... 38
Figura 21 – Terminal Fluvial de Kobe e pormenor das fundações após o ―Grande Sismo de Hanshin‖
de 1995, em [14].................................................................................................................................... 39
Figura 22 – Diagrama de acções activas e passivas em estrutura de caixotões na aplicação do
método Mononobe-Okabe, de [11] ....................................................................................................... 45
Figura 23 – Modelo de elementos finitos de cais sobre Estacas para análise dinâmica, adaptado de
[11] ......................................................................................................................................................... 46
Figura 24 – Perfil da estrutura em caixotões projectada para a ampliação do Terminal XXI, em [21] . 47
Figura 25 – Planta dos caixotões da solução base para ampliação do Terminal XXI, em [21] ............ 48
Figura 26 – Evolução da construção de caixotões em doca flutuante, adaptado de [22] .................... 49
Figura 27 – Transporte do caixotão ao local de fundeamento, em [22] ............................................... 50
Figura 28 – Lastramento com água do Caixotão no local de fundeamento, em [22] ........................... 50
viii
Figura 29 – Modelo de cálculo para a análise sísmica dos Caixotões ................................................. 54
Figura 30 – Modelo de elementos finitos dos Caixotões em PLAXIS longe e mais perto da estrutura 57
Figura 31 – Acelerograma gerado a partir do espectro elástico do sismo tipo 1 .................................. 58
Figura 32 – Parâmetros para avaliação dos danos em Caixotões, adaptado de [11] .......................... 59
Figura 33 – Deslocamentos totais da modelação computacional em caixotões sob a acção sísmica 60
Figura 34 – Deslocamentos da modelação computacional da frente acostável (perfil A-A) e topo dos
caixotões (Perfil B-B) sob a acção sísmica ........................................................................................... 61
Figura 35 – Secção transversal do cais sobre estacas, de [27] ........................................................... 62
Figura 36 – Planta de um dos módulos com disposição e alinhamento das estacas, de [27] ............. 63
Figura 37 – Construção de cais sobre estacas com recurso a elementos pré-fabricados ................... 65
Figura 38 – Construção de cais sobre estacas recorrendo a cimbre autolançável .............................. 65
Figura 39 – Modelo de interacção solo-estaca, adaptado de [29] ........................................................ 67
Figura 40 – Modelo de elementos finitos para análise dinâmica do cais sobre Estacas...................... 68
Figura 41 – 1º Modo de vibração com frequência f = 0,78 Hz .............................................................. 70
Figura 42 – 2º Modo de vibração com frequência f = 0,98 Hz .............................................................. 70
Figura 43 – 3º Modo de vibração com frequência f = 1,51 Hz .............................................................. 71
Figura 44 – Zoneamento sísmico em Portugal continental e localização de Sines, em [20] ............... 72
Figura 45 – Espectros de resposta de dimensionamento para as acções sísmicas tipo 1 e 2 para o
tipo de solo B com amortecimento 5% .................................................................................................. 74
Figura 46 – Diagramas de momentos flectores nas estacas de extremidade para acção sísmica
condicionante, para as variações do coeficiente de reacção horizontal, 0.5 , , 2 ,
respectivamente .................................................................................................................................... 77
Figura 47 – Aplicação da Sobrecarga Uniforme no tabuleiro ............................................................... 79
Figura 48 – Diagrama de interacção M-N para o dimensionamento de colunas circulares segundo o
Eurocódigo 2 [31] para o topo e fuste das estacas centrais ................................................................. 81
Figura 49 – Diagrama de interacção M-N para o dimensionamento de colunas circulares segundo o
Eurocódigo 2 [31] para o topo (16 varões) e fuste (14 varões) das estacas de extremidade (x=3 e
x=87 m).................................................................................................................................................. 81
Figura 50 – Secção de topo das estacas de extremidade do alinhamento E na junta transversal,
secção mais esforçada, adaptado de [27] ............................................................................................ 82
Figura 51 – Parâmetros para avaliação dos danos em relação a a) deslocamentos e b) esforços,
adaptado de [11] ................................................................................................................................... 83
Figura 52 – Deslocamentos verticais da modelação computacional do tabuleiro sob a acção sísmica
............................................................................................................................................................... 84
Figura 53 – Deslocamentos transversais da modelação computacional do cais sob a acção sísmica
nas estacas de extremidade (x=3 e 87m) ............................................................................................. 85
Figura 54 – Diagrama de Gantt com o faseamento construtivo tipo de um Cais sobre Estacas ......... 88
Figura 55 – Diagrama de Gantt com o faseamento construtivo tipo de um Cais em Caixotões .......... 89
Figura 56 – Soluções para aumento da profundidade de água, adaptado de [28] ............................... 90
Figura 57 – Organograma com estratégia base para prevenção da liquefacção, adaptado de [11] .... 95
ix
Figura 58 – Método de Mononobe-Okabe .......................................................................................... 103
Figura 59 – Convenção relativa aos ângulos [16] ............................................................................... 103
x
Abreviaturas
TEU – Twenty feet equivalent unit, contentores com 20 pés
PIANC – Permanent International Association of Navigation Congresses
ASCE – American Society of Civil Engineers
TOT – Enrocamento de Todo-o-Tamanho
PGA – Peak ground acceleration, aceleração de pico do solo
LOA – Lenght Overall, comprimento máximo de uma embarcação
DWT – Deadweight, quanto peso transporta um navio
RSA – Regulamento de Segurança e Acções para Estruturas de Edifícios e Pontes
PSA – Port Singapore Authority
ZH – Zero hidrográfico
CPTP – Companhia Portuguesa de Trabalhos Portuários
Símbolos
Mw – magnitude do momento do sismo
Ms – magnitude da onda de superfície do sismo
– massa volúmica húmida
Qu – tensão última
E – módulo de elasticidade
– coeficiente sísmico horizontal
coeficiente sísmico vertical
– módulo de reacção horizontal
– quociente entre o valor de cálculo da aceleração à superfície de um terreno do tipo A, , e a
aceleração devida à gravidade
– valor de cálculo da aceleração à superfície de um terreno tipo A ( )
– coeficiente de importância
– valor de referência da aceleração máxima à superfície de um terreno do tipo A
– coeficiente de solo
– coeficiente para cálculo do coeficiente sísmico horizontal
–
14
Capítulo 1
Introdução
O Terminal de Contentores de Sines, denominado Terminal XXI, iniciou operações em 2004, sendo
operado em regime de concessão de serviço público pela empresa PSA - Port Singapore Authority. A
PSA decidiu no final de Setembro de 2009 avançar para a segunda fase de ampliação do cais do
Terminal XXI que previa a duplicação da frente acostável do cais para 730 metros.
O conjunto de componentes que integrava o projecto de ampliação do Terminal XXI compreendia [1]:
a. Construção de um cais à cota -16,5 mZH, numa frente de acostagem útil de 343,80 m, devi-
damente apetrechada no prolongamento da estrutura existente. Sendo necessário assegurar
a plena continuidade com o cais existente;
b. Dragagem da vala de fundação do cais à cota -17,0 mZH e regularização dos fundos adja-
centes ao cais à cota -16,5 mZH, nas zonas em que as cotas naturais se encontrem a pro-
fundidades menores;
c. Execução dos prismas de TOT para aterro no tardoz do cais atingindo a cota +5,0 mZH e
execução da protecção marginal em todo o perímetro do aterro no tardoz do cais e no topo
Nascente, com um comprimento de aproximadamente 500 m;
d. Prolongamento dos caminhos de rolamento do pórtico do cais com uma extensão total de 2 ×
364m;
O Porto de Sines é um porto de águas profundas, está aberto ao mar e conta com excelentes acessi-
bilidades marítimas sem constrangimentos. As suas características geofísicas são ímpares na costa
Portuguesa e esta ampliação irá permitir a atracação de navios porta-contentores super pós-panamax
de última geração.
A CPTP – Companhia Portuguesa de Trabalhos Portuários ganhou a empreitada de ampliação do
cais com um projecto de estruturas variante ao projecto base a concurso. A solução prevista era em
tudo idêntica à existente, em caixotões pré-fabricados, no entanto a solução construtiva adoptada foi
um tabuleiro de betão armado sobre estacas moldadas em betão armado.
15
1.1 Motivação
Portugal além de um passado histórico ligado ao mar e à navegação possui também excelentes con-
dições geográficas para poder assumir um papel relevante no contexto do tráfego marítimo internaci-
onal, e a potencialização dessas condições é há alguns anos um dos nossos objectivos. As estruturas
portuárias têm então uma importância socioeconómica cada vez mais relevante em Portugal, nomea-
damente o Porto de Sines, um porto economicamente importante e em expansão. No entanto as es-
truturas portuárias têm sofrido danos em numerosos sismos ao longo das últimas décadas, e os da-
nos não envolvem só os custos de reparação, mas o impacto económico causado na região, como
seria no caso de Sines em que o Porto é a porta de entrada para a actividade industrial local. A verifi-
cação da segurança aos sismos destas estruturas assume então especial relevância.
Tendo tido a oportunidade de trabalhar como adjunto de direcção de obra na Empreitada de Amplia-
ção do Cais do Terminal XXI a cargo da CPTP na execução do projecto variante, surgiu o interesse
de desenvolver os conhecimentos na área das estruturas portuárias, nomeadamente no que se refere
à verificação da segurança aos sismos.
1.2 Objectivos
A empreitada desenvolvida pela CPTP na Ampliação do Cais do Terminal XXI consiste numa solução
em laje vigada de betão armado, totalmente betonada in situ com recurso a um sistema de cofragem,
assente sobre as estacas de betão armado, uma técnica em tudo semelhante à utilizada na constru-
ção de viadutos de tramos múltiplos. Esta solução apresenta-se como uma variante ao projecto base
em que a infra-estrutura era constituída por caixotões pré-fabricados de betão armado com 18,5 me-
tros de altura, que são depois rebocados e afundados na zona de implantação, uma solução já im-
plementada em outros cais do Porto de Sines, e na própria construção da 1ª fase do Terminal XXI.
É então objectivo desta dissertação desenvolver um estudo sobre as duas soluções que existiam
para a ampliação do cais do Terminal XXI, a solução variante do tabuleiro sobre Estacas e a solução
base dos Caixotões pré-fabricados, dar a conhecer os métodos construtivos mais comuns na cons-
trução deste tipo de estruturas, confrontando algumas vertentes intrínsecas a cada solução, e desen-
volvimento de um estudo de avaliação do comportamento sísmico das duas estruturas.
1.3 Abordagem proposta
No desenvolvimento deste estudo e para melhor contextualizar o leitor com a realidade do Terminal
XXI, far-se-á uma pequena contextualização do terminal e da sua envolvente, com o objectivo de
caracterizar a actividade existente no Terminal XXI, o seu crescimento e evolução, e uma abordagem
também às embarcações de contentores, que utilizam com regularidade o terminal e as necessidades
16
das mesmas. Para esta caracterização ficar completa descrever-se-á o cais existente no terminal,
que deixou de ter capacidade para responder ao tráfego de navios de contentores em Sines e uma
caracterização das condições naturais da envolvente do cais que possibilitam a ampliação do cais e a
expansão do terminal.
Antes de descrever as soluções pensadas para a ampliação do cais do Terminal XXI, far-se-á uma
abordagem às estruturas portuárias, os vários tipos de estruturas existentes, os danos observáveis
mais comuns na ocorrência de um sismo em cada tipo de estrutura, os vários modelos de análise ao
sismo e o mais adequado a cada tipo de estrutura portuária, e ainda outros aspectos inerentes ao
projecto deste tipo de estruturas que se considere relevante abordar.
Feita esta abordagem mais geral das estruturas portuárias, cingir-se-á o estudo às duas soluções, a
do cais com infra-estrutura em Caixotões e a do cais sobre Estacas (Figura 1), que foram pensadas
para a ampliação do cais. Além da descrição dos métodos construtivos mais comuns na construção
deste tipo de estruturas, também será feita uma modelação e avaliação do desempenho sísmico das
duas soluções.
Para finalizar irá ser feita uma avaliação dos resultados obtidos e discussão das características ex-
clusivas de cada solução, que a condicionam ou a tornam na melhor opção.
Figura 1 – Esquissos de soluções de Cais em Caixotões e de Cais sobre Estacas
1.4 Estrutura e organização da dissertação
A dissertação está organizada com o objectivo de fazer uma introdução ao Terminal XXI, descrever
os vários tipos de soluções para cais de acostagem nas obras marítimas e a análise sísmica corrente
em cada um destes casos, de seguida apresentar as duas soluções pensadas para a ampliação do
cais do Terminal XXI e avaliar o desempenho de cada uma. Para concretizar esse objectivo:
No segundo capítulo faz-se a, contextualização do Terminal XXI, onde se introduz o problema e se
faz uma descrição do cenário e da estrutura existente em Sines.
17
No capítulo 3, a descrição dos vários tipos de tipos de estruturas de acostagem, as deformações típi-
cas na ocorrência de um sismo e a análise sísmica corrente em cada um dos casos.
Segue-se o 4º capítulo sobre a solução dos Caixotões e o 5º capítulo com a análise à solução sobre
Estacas. Em cada um destes capítulos faz-se a caracterização de cada uma das soluções e a descri-
ção dos métodos construtivos mais comuns a cada uma. Dispondo das peças desenhadas dos pro-
jectos de cada variante, é feita a modelação e a análise sísmica corrente a cada uma das soluções.
No último capítulo discutem-se e comparam-se os resultados de ambas as soluções, e fazem-se as
considerações finais.
Esta dissertação abrange conceitos de estruturas, geotecnia, hidráulica e obras marítimas e inclusive
construção, esse facto é inerente à multidisciplinaridade das obras marítimas e portuárias.
18
Capítulo 2
Contextualização do Terminal XXI
2.1 Caracterização do Terminal XXI
O Porto de Sines (Figura 2) tem como principal vantagem dispor de excelentes acessibilidades marí-
timas, com fundos naturais e não sujeitos a assoreamento, e está vocacionado para o serviço de
grandes navios dada a não existência de restrições de fundos de serviço. A esta virtude associam-se
ainda a rapidez de atendimento dos navios, dada a inexistência de canal de navegação, e a possibil i-
dade de expansão por criação de áreas de terraplenos adjacentes aos cais [2].
Figura 2 – Planta geral do Porto de Sines e Terminal XXI destacado, adaptado do Google Earth
Estas circunstâncias tornam o Porto de Sines, e o Terminal XXI, essencialmente apto para o serviço
de navios contentores de grande porte, como o confirma o actual ritmo de desenvolvimento do Termi-
nal XXI, que reúne as características de cais de grandes fundos, vastas áreas de terraplenos para
parqueamento e com potencial de expansão, muito rápido serviço dos navios, zonas de parqueamen-
to logístico e facilidades de acesso rodoviário e ferroviário aos hinterlands próximo e longínquo, tudo
requisitos fundamentais ao tráfego de navios contentores de grande porte, e além das ligações aos
19
principais mercados de consumos internacionais, fundamentalmente as ligações por feeder aos prin-
cipais aos portos espanhóis de Vigo, Bilbau, Gijón e Cadiz.
Surge assim no plano de desenvolvimento do Terminal XXI a expansão do cais de atracação tendo
como objectivo fundamental poder servir especialmente os navios megacarriers e supermegacarriers
porta-contentores e, dentro desta classe não só os que já se encontram em operação, mas também,
os que se projectam para um futuro próximo.
De facto, no que concerne especificamente aos navios porta-contentores, no início de 2010, os maio-
res navios de contentores em actividade tinham uma capacidade nominal de 14.770 TEU e encontra-
vam-se em actividade 8 destas unidades por parte do operador Maersk, e unidades com capacidade
nominal de 14.000 TEU também foram adquiridas pelo operador MSC (Figura 3), que opera com re-
gularidade no Terminal XXI [3]. Hoje em dia já se encontram em projecto unidades até 18.000 TEU.
As Nações Unidas lançam anualmente a publicação Review of Maritime Transport [3] com o objectivo
de promover a transparência dos mercados marítimos e analisar desenvolvimentos relevantes, a qual
se aconselha a leitura.
TEU
4.000 - 5.000 5.000 - 8.000 11.000 - 14.500
Post-Panamax Post-Panamax+ New Panamax
Peso (DWT) (t) 70.000 93.000 119.000
Comprimento (LOA) (m) 275 - 305 335 397
Boca (m) 42,8 42,8 49,0
Calado (m) 11 - 13 13 - 14 15,5
Tabela 1 – Características de diferentes categorias de navios, adaptado de [3]
Figura 3 – Navio categoria “post panamax” no Terminal XXI, arquivo pessoal
20
A ampliação do cais para os 730 metros de comprimento permitirá a atracar e operar simultaneamen-
te dois navios post-panamax, dinamizando as movimentações no terminal e aumentando a competiti-
vidade do porto além-fronteiras.
Apesar de algumas incertezas sobre o futuro do tráfego portuário internacional, confirma-se no entan-
to, a tendência para o aumento da capacidade dos navios, cada vez de maior porte e exigindo cala-
dos na mesma proporção [4].
O ano de 2010 ficou marcado por um reforço significativo do Terminal XXI como hub portuário, fruto
do aumento de ligações por Feeder aos principais portos Ibéricos da fachada Atlântica. Para este
crescimento, contribuíram os Motherships de última geração (12.000 e 14.000 TEU) que passaram a
escalar Sines, tendo em 2010 escalado o Porto de Sines 29 navios deste tipo [5].
O Porto de Sines fechou esse ano com um crescimento de 50,7% no movimento de contentores face
ao ano transacto [5], tendo registado um total de 382.089 teus movimentados. O Porto de Sines fe-
chou o mês de Agosto de 2011 com uma movimentação total de 46.442 TEU, valor que lhe permite
estabelecer um novo recorde mensal e, conseguindo já ser o maior porto a nível nacional na movi-
mentação de contentores, batendo o Terminal de Leixões. Este crescimento deve-se também ao iní-
cio de um serviço regular que liga Sines ao Brasil desde o início de Julho de 2011, que se junta ao
conjunto de serviços regulares directos que já ligavam Sines com os principais centros de produção e
consumo mundiais, destacando-se o Extremo Oriente, América do Norte e Central, Europa do Norte e
Mediterrânea [5]. Face a igual período do ano anterior o Terminal XXI teve já um crescimento superior
a 20% (Figura 4) no movimento de contentores, o que demonstra que o movimento no Porto de Sines
continua a crescer sustentadamente.
Figura 4 – Evolução e crescimento da movimentação de Teus no Terminal XXI, adaptado de [2]
2004 2005 2006 2007 2008 2009 2010 2011
Teus 19.211 50.994 121.957 150.038 233.118 253.495 382.089 447.495
Crescimento Anual 165% 139% 23% 55% 9% 51% 17%
0%
20%
40%
60%
80%
100%
120%
140%
160%
180%
0
50.000
100.000
150.000
200.000
250.000
300.000
350.000
400.000
450.000
500.000
Teus Teus Crescimento Anual
21
A nova fase de desenvolvimento projectada pela PSA Sines, após esta primeira ampliação, compre-
enderá a construção de uma ampliação do cais acostável com extensão útil de mais 210 metros, per-
fazendo um total de 940 metros, sempre com fundos de -16,5 metros ZH, e a criação de terraplenos
para aumentar a capacidade de movimentação do terminal para 1.320.000 TEU por ano [2].
2.2 Caracterização das condições naturais
As condições do solo têm uma grande influência na escolha da estrutura, e levaram ao desenvolvi-
mento de uma maior variedade de soluções estruturais de cais. Se por exemplo o solo permite assen-
tamentos e tem fraca capacidade de carga não seria válida a opção de construir um cais com funda-
ções directas, mas sim considerar a opção de fundações indirectas através de estacas cravadas no
bedrock. A caracterização do solo na zona de construção de um novo cais tem de ser alvo de investi-
gação criteriosa na perspectiva das condições de fundação a praticar.
A realização de sondagens na zona de implantação do cais do Terminal XXI permitiu definir as condi-
ções geotécnicas existentes, que se caracterizam pela ocorrência de terrenos xistosos do Carbónico
localmente intrudidas por corpos filonianos. A presença de rochas filonianas faz parte da densa rede
filoniana que caracteriza o maciço eruptivo de Sines. A realização de ensaios laboratoriais à com-
pressão simples ao maciço xistoso e a esta rocha filoniana caracterizou as amostras com os seguin-
tes parâmetros [6].
Profundidade da amostra (m) (kN/m
3) Qu (MPa) E (MPa)
2,00 – 2,50 26,1 2,8 3799
24,40 – 24,60 24,4 145,14 20982
Tabela 2 – Resultados dos ensaios à compressão simples, adaptado de [6]
O reconhecimento geotécnico [6] sintetiza a zona de implantação da ampliação do cais do Terminal
XXI como integrando uma zona de aterro com espessura inferior a 1 metro, de constituição granulo-
métrica muito grosseira, muito resistente e de estabilidade duvidosa, resultante da obra de construção
do terminal portuário, recobrindo corpo filoniano de razoável a boa qualidade e globalmente maciço
xistoso com estado de alteração muito avançado.
O perfil geotécnico representado na Figura 5 esboça a distribuição e geometria da geologia descrita,
sendo que a primeira sondagem é realizada imediatamente após o fim do cais existente e a última no
limite do novo cais a construir.
22
Figura 5 – Perfil geotécnico na área de ampliação do cais do Terminal XXI, adaptado de [6]
Formação Descrição Cor
Depósitos de aterro Calhaus e blocos de gabro diorito
Carbónico Xisto argiloso decomposto
Xisto ampelitoso carbonoso
Rochas Filonianas Microgabro
Tabela 3 – Litoestratigrafia da zona de implantação do cais do Terminal XXI, adaptado de [6]
As sondagens realizadas referenciam a existência destes terrenos xistosos e eruptivos, com resistên-
cia adequada para a mobilização por parte dos elementos de fundação, e definem para as estacas de
fundação previstas no projecto variante de ampliação do cais, com diâmetro de 1,30m, uma penetra-
ção mínima de 3 a 4 diâmetros nos níveis resistentes, podendo ser consideradas cargas de serviço
da ordem dos 4500 kN.
Através de ensaios dinâmicos de penetração (SPT) podem definir-se os vários parâmetros do solo de
fundação, necessários para a análise da interacção solo-estrutura ou avaliação do potencial de lique-
facção. O resultado destes ensaios na zona de ampliação do Terminal XXI situaram-se em regra su-
periores a 60 pancadas na primeira fase de ensaio, situação de ―nega‖, o que revela que a cravação
de estacas seria previsivelmente de difícil execução, e a experiência mostra que nestes materiais
rochosos alterados, um horizonte com ―nega‖ na 1ª fase de ensaio é competente para alojar a ponta
de estacas moldadas [6].
A zona destinada à ampliação do cais do Terminal XXI desenvolve-se ao longo de vários metros en-
tre as cotas -15,0 mZH e -17,0 mZH o que viabiliza futuras expansões.
23
2.3 Caracterização da estrutura existente
No que se refere à estrutura portuária acostável do Terminal XXI a infra-estrutura é constituída por
um muro de gravidade em caixotões pré-fabricados de betão armado com aterro no tardoz (Figura 6).
Trata-se de uma solução corrente e utilizada em outras obras do Porto de Sines. Os caixotões estão
fundados à cota -16,5 mZH e a sua altura total, incluindo laje de fundo, é de 18,5 m, situando-se o
seu coroamento à cota +2,0 mZH (nível médio do mar) após colocação. No coroamento o conjunto é
solidarizado com a execução de uma viga da cota +4,0 mZH até à cota +6,1 mZH, betonada in situ,
designada por superestrutura. A altura total do muro é de 22 metros.
O caminho de rolamento dos pórticos de cais situa-se paralelamente à frente acostável ficando um
carril assente directamente sobre a superestrutura dos caixotões e outro sobre a área de aterro, com
30,48 m entre eixos dos carris. Esta estrutura existente na área de aterro consiste em módulos de
vigas contínuas de secção constante, 1,0 2,0 m2, de fundação indirecta no meio rochoso por meio
de estacas moldadas de betão armado com diâmetro 1,10 m.
Figura 6 – Perfil corrente da estrutura existente, adaptado de [7]
Os caixotões estão fundados sobre um prisma de enrocamento de pequenas dimensões, de 0,1 a 0,5
kN, que por sua vez está regularizado com brita antes da colocação dos caixotões. No coroamento do
prisma de fundação dos caixotões existe uma berma com 2,50 m e um talude com uma inclinação
1:1,5 (V:H) em enrocamento da gama 2,0 a 5,0 kN com espessura de 1,00 m e tela geotêxtil no tar-
doz. No tardoz dos caixotões existe um aterro constituído por materiais arenosos vibro compactados.
A frente acostável do cais de 381 metros é constituída por 12 caixotões (Figura 7), vencendo cada um
deles um comprimento de cais de 31,75 m, que inclui a junta entre caixotões contíguos.
24
Figura 7 – Planta de implantação dos Caixotões, adaptado de [7]
Exteriormente os caixotões apresentam uma planta rectangular com 31,75 m segundo a frente acos-
tável e 19,00 m segundo a direcção transversal ao cais. Na base existe uma laje com 0,50 m, e as
dimensões em planta ascendem para 31,75 20,00 m. Para melhorar as condições de aderência
entre a base da laje de fundo e a brita de regularização existem uns dentes na base da laje com 0,18
m de largura e 0,05 m de profundidade. No alinhamento do carril do lado terra existe uma viga contí-
nua apoiada em maciços de encabeçamento com uma estaca vertical. Com 323,60 metros, está divi-
dida em 5 módulos, 4 deles iguais com 61,20 m de comprimento, diferindo apenas o vão de arranque.
As estacas com 23 m de comprimento e num total de 35 unidades são espaçadas entre si 9,50 m.
Figura 8 – Perfil dos caixotões, adaptado de [7]
Em planta o corpo dos caixotões é formado por 32 células (8 4), medindo interiormente cada uma
3,65 4,425 m2
(Figura 9). A parede da frente de acostagem apresenta uma espessura de 0,4 m, e
as restantes paredes do contorno exterior a espessura de 0,3 m, enquanto as paredes interiores têm
0,25 m de espessura. As células dos caixotões estão cheias com material estéril da pedreira local.
25
Figura 9 – Planta dos caixotões, adaptado de [7]
A superestrutura dos caixotões é constituída por uma viga de betão de grande secção, ligeiramente
armada, a qual corre ao longo de toda a frente acostável e nasce sobre a primeira fiada de células
dos caixotões que foram prolongadas até à cota +4,0 mZH (Figura 6). Cada troço de viga da superes-
trutura corresponde ao comprimento de 2 caixotões, e é nesta viga que são instalados os acessórios
de cais tais como defensas, cabeços de amarração e escadas de apoio.
O terminal portuário ainda é constituído por um terrapleno com 160.000 m2 e a sua construção data
do ano 2003 (Figura 10).
Figura 10 – Vista aérea do Terminal XXI após a construção da 1ª fase, de [2]
26
Capítulo 3
Estruturas Portuárias de Cais
Um cais é uma estrutura portuária construída de forma geral paralelamente à linha de costa e contí-
gua com a mesma, cujo objectivo essencial é o de fornecer uma frente acostável onde os navios pos-
sam estacionar em segurança. Na construção deste tipo de estruturas é comum a construção de um
muro vertical ou outra estrutura de retenção, dragagem na frente da estrutura para criar suficientes
fundos de serviço para os navios, e no tardoz a criação de um terrapleno para serviço da estrutura
portuária. Existem no entanto vários conceitos na construção deste tipo de estruturas e de seguida
apresentam-se alguns deles.
3.1 Tipologias de estruturas portuárias de cais
Estruturas portuárias são estruturas de interacção solo-estrutura que conjugam numerosos conceitos
estruturais e de fundações mas que geralmente seguem dois grandes princípios.
Estruturas Portuárias de Gravidade normalmente utilizadas quando o terreno de fundação não
permite assentamentos e reúne as características adequadas à escolha de fundações directas. E as
soluções de Estruturas Portuárias Flexíveis mais utilizado em zonas com grandes profundidades
ou quando o terreno de fundação com capacidade resistente se encontra a maior profundidade.
Cada solução tem as suas vantagens e desvantagens e a escolha da melhor solução para cada caso,
depende do conjunto das condições existentes no local.
3.1.1 Estruturas portuárias de gravidade
Este tipo de estruturas é constituído de forma geral por uma parede vertical contínua em betão ao
longo do cais, o que implica desde logo estas estruturas serem totalmente reflectoras enquanto algu-
mas estruturas flexíveis possibilitam a dissipação da energia das ondas. Se na zona de abrigo do
porto for desaconselhável esta agitação provocada pela reflexão na estrutura este pode ser um factor
eliminatório na escolha deste tipo de estruturas, no entanto existem opções de estruturas de gravida-
de com cavidades no seu paramento que permitem a dissipação de parte dessa energia.
27
A estabilidade destas estruturas depende essencialmente do seu peso, combinado com a interacção
da estrutura com o solo que a suporta e restringe. O peso da parede vertical da estrutura combinada
com a restrição do solo suportará as cargas provocadas pelo aterro no tardoz, as cargas úteis e ou-
tras cargas horizontais e verticais a actuar na frente da parede. Em geral as estruturas de gravidade
são consideradas mais resistentes às solicitações verticais e horizontais que as estruturas flexíveis, já
que o seu peso constitui grande parte do peso total da estrutura ao contrário das estruturas flexíveis,
e estas últimas podem ser mais sensíveis à acção das sobrecargas, como por exemplo o impacto dos
navios que diminui com o aumento da esbelteza da estrutura.
No que se refere à sua infra-estrutura existem várias constituições distintas.
3.1.1.1 Blocos pré-fabricados de betão
Esta solução é constituída por grandes blocos de betão pré-fabricados em coluna (Figura 11), nor-
malmente dentadas horizontal e verticalmente, para maximizar a integridade da parede.
Esta solução só é utilizada em terrenos bastante firmes que não permitem assentamentos dado o
elevado peso da estrutura. A fundação mais comum destas estruturas é a sua colocação directa-
mente num prisma de enrocamento regularizado para uma distribuição mais eficiente da pressão
exercida pelo peso da estrutura. Este prisma é usualmente revestido na frente de acostagem por
enrocamento seleccionado ou por uma betonagem in situ de um calço no pé da parede, com o objec-
tivo de não permitir o desassoreamento da fundação provocado pela agitação marítima e essencial-
mente pelas solicitações provocadas pelas acelerações das hélices dos navios.
Figura 11 – Perfil tipo de um cais em blocos pré-fabricados com terrapleno no tardoz, de [8]
28
3.1.1.2 Caixotões pré-fabricados de betão armado
Nesta solução a frente acostável é constituída por caixotões pré-fabricados de betão armado (Figura
12) colocados em linha, sobre uma fundação que segue os mesmos princípios da fundação do cais
em blocos pré-fabricados, um prisma de brita regularizado ou enrocamento de pequenas dimensões.
Estruturalmente são unidades fechadas constituídas por paredes verticais com base numa laje de
fundo que tem o objectivo de assegurar uma distribuição mais uniforme das cargas e não concentra-
das numa só zona, e por vezes com uma superfície dentada para garantir uma melhor aderência ao
prisma de fundação, aumentando o atrito entre o enrocamento e o betão da laje de fundo. Em planta
chegam a apresentar dimensões de 30 25 metros e em altura até 20 metros. Os caixotões rectan-
gulares são os mais comuns, mas também existem em secção circular. Dado a grande dimensão das
paredes surge a necessidade da existência de paredes interiores que assegurem o travamento entre
estas paredes exteriores. Estas paredes interiores originam células que mais tarde serão enchidas
com areia, enrocamento de pequenas dimensões, betão, ou uma combinação entre estes. Os caixo-
tões são solidarizados com uma superestrutura (viga em betão armado) no coroamento.
Os caixotões podem ser projectados para flutuarem e colocados por afundamento controlado através
do enchimento com areia ou enrocamento de pequenas dimensões, ou em unidades mais pequenas
para serem elevados e posicionados com grua. O projectista deste tipo de estruturas além das condi-
ções locais, e condições de fabrico, deve ter também em consideração o equipamento à disposição
das empresas de construção locais. O caixotão projectado para flutuar é, em geral, muito maior que o
caixotão que é elevado por grua, onde o peso do caixotão tem de ser limitado à capacidade de eleva-
ção da grua.
Em relação à solução anterior, além de permitir rendimentos mais elevados esta solução também
apresenta a vantagem de não apresentar juntas horizontais e comportar-se assim como um elemento
monolítico.
Figura 12 – Perfil tipo de um cais de caixotões pré-fabricados com terrapleno no tardoz, de [8]
29
É esta a solução existente na primeira fase do Terminal XXI, com construção dos caixotões numa
doca flutuante e transportados até ao local de implantação através da flutuação dos mesmos.
Esta solução é também utilizada em outro tipo de estruturas tais como quebra-mares, fundações de
pilares ou duques de d’alba de amarração ou acostagem.
3.1.2 Estruturas portuárias flexíveis
As estruturas portuárias flexíveis tornam-se particularmente atractivas quando a camada superficial
do terreno de fundação não tem capacidade resistente para a fundação da estrutura e são exigidos
fundos de serviço substanciais. As solicitações a que a estrutura está sujeita são transmitidas através
das estacas a um substrato rochoso com mais capacidade resistente, ou ao bedrock.
Apresentam-se aqui os dois conceitos mais utilizados, cortina de estacas prancha e cais sobre esta-
cas, apesar de existirem uma grande variedade de estruturas portuárias flexíveis, e em utilização
numerosas variações destes conceitos e combinações que se adequam a cada cenário em particular.
3.1.2.1 Cais com estacas prancha
A solução em estacas prancha acaba por ser uma estrutura de retenção do solo e com um compor-
tamento semelhante às estruturas portuárias de gravidade. Dentro deste tipo de solução existe mais
do que um conceito, um com recurso a uma cortina de estacas prancha, em que a parede vertical não
é dimensionada para resistir a nenhuma solicitação horizontal e tem então necessariamente de ser
ancorada a uma estrutura auxiliar, e outra opção em que se utilizam estacas prancha com células que
depois são preenchidas, à semelhança dos caixotões.
Estas estruturas celulares conseguem resistir às forças horizontais sem o recurso a ancoragens, e é
inclusive uma das vantagens em relação à solução anterior, a grande capacidade de carga destas
estruturas. Em comparação com a solução sobre estacas, estas soluções formam um paramento
vertical contínuo e logo são totalmente reflectoras não contribuindo para a dissipação da energia das
ondas dentro do porto
3.1.2.2 Cais sobre estacas
A estrutura desta solução consiste num tabuleiro de betão armado assente sobre fiadas de estacas
(Figura 13). Existe um número indeterminado de variações deste tipo de estruturas e o desafio está
na optimização do espaçamento e tipo de estacas a utilizar.
Esta solução assume especial relevância quando se pretende minimizar o regime hidráulico dentro da
zona de abrigo, já que por não ser um obstáculo vertical permite a absorção de energia e diminui o
30
fenómeno de reflexão da ondulação na área de abrigo do porto, o que também torna esta solução
menos sensível à erosão local.
Em regiões com actividade sísmica intensa a solução sobre estacas, por ser uma estrutura relativa-
mente leve e flexível, na generalidade acaba por ser também uma solução mais adequada em rela-
ção às soluções apresentadas anteriores. O potencial de liquefacção do solo na ocorrência de um
sismo também é mais reduzido em comparação com as estruturas maciças, uma vez que nos casos
em que as estacas são cravadas por vibração, o efeito dinâmico da cravação acaba por compactar os
solos.
Para grandes profundidades o talude em pedra por baixo do cais também funciona como uma solu-
ção económica e eficiente de resistência à pressão lateral do aterro a tardoz.
Este tipo de solução também está dependente do equipamento e da experiência dos empreiteiros
locais na cravação de estacas. Os trabalhos subaquáticos nesta solução são reduzidos ou inexisten-
tes ao contrário da solução de cais em blocos ou caixotões que requerem trabalhos de regularização
dos fundos para um assentamento horizontal dos blocos ou caixotões, esse tipo de trabalho além de
moroso também se torna oneroso ao longo da empreitada.
Figura 13 – Perfil tipo de um cais sobre estacas, de [8]
Este tipo de solução pode ainda apresentar uma vantagem em relação às anteriores, se ambos os
carris da grua se situarem no tabuleiro em betão armado, tratando-se então de uma solução monolíti-
ca, o que anula o risco de assentamentos diferenciais entre os carris da grua ao contrário das solu-
ções anteriores em que se pode verificar diferenças de assentamento entre a viga de rolamento do
pórtico e a infra-estrutura da solução.
31
Esta foi a solução aplicada na ampliação do cais do Terminal XXI, um cais assente sobre estacas
moldadas de betão armado betonadas com recurso a camisa metálica perdida.
3.2 Efeito dos sismos nas estruturas portuárias
Os danos observáveis nas estruturas portuárias na ocorrência de um sismo não dependem somente
da magnitude local do sismo, mas também das características estruturais do porto, e a avaliação das
performances de cada sistema estrutural na ocorrência de um sismo pode introduzir melhorias e uma
efectiva redução do risco das estruturas portuárias na ocorrência de um sismo.
Os membros da American Society of Civil Engineers – Technical Council on Lifeline Earthquake Engi-
neering registaram em Seismic Guidelines for Ports [9] as performances sísmicas de várias estruturas
portuárias ao longo das últimas décadas e as prováveis causas dos danos ocorridos. Esta avaliação
demonstra que os portos e as suas estruturas têm sofrido severos danos na ocorrência de um sismo.
As deformações observadas registam substanciais deslocamentos e rotações no sentido do mar das
estruturas de gravidade e cortinas de estaca prancha, encurvadura e cedência de estacas, ruptura de
sistemas de ancoragem, assentamentos e rearranjo do material de aterro. Estas deformações têm
provocado danos nas estruturas mas também nos equipamentos portuárias como gruas e outros
equipamentos de carga, tanques, redes de abastecimento, pavimentos e edifícios portuários. Estes
danos comprometem a segurança de vidas humanas, além de provocarem paragem das operações
portuárias, e um forte impacto económico, devido não só a extensa interrupção das operações mas
também aos significativos custos de reparação.
Figura 14 – Colapso de uma grua e danos no Porto de Kobe após o sismo de Hanshin, de [10]
Nesta secção sintetiza-se a informação recolhida em Seismic Guidelines for Ports [9] e Seismic De-
sign Guidelines for Port Structures [11] sobre os danos provocados pelos sismos e deforma-
32
ções/colapso tipo das estruturas portuárias de cais que interessam ao nosso estudo, a estruturas
portuária de gravidade com infra-estrutura em caixotão e terrapleno no tardoz e as estruturas portuá-
rias de cais com tabuleiro assente sobre estacas.
A recolha desta informação tem o objectivo de servir como ponto de partida para a interpretação dos
resultados obtidos nas análises efectuadas nos últimos capítulos deste trabalho.
3.2.1 Deformações típicas em estruturas de Caixotões
Como foi descrito na secção 3.1.1 os caixotões pré-fabricados em betão armado, são utilizados em
solos adequados à utilização de fundações superficiais e normalmente são assentes sobre um prisma
de enrocamento de pequenas dimensões regularizado. A estabilidade aos impulsos provocados pelo
aterro no tardoz dos caixotões é mantida pela própria massa dos caixotões e pelo atrito mobilizado
entre o enrocamento do prisma e o betão da laje de fundo.
Para caixotões em terrenos de fundação não susceptíveis a assentamentos, o modo de colapso típico
durante a acção sísmica é o deslocamento e a inclinação no sentido do mar Figura 15 a). Para o caso
da fundação ser em solos arenosos, ou o aterro no tardoz ser composto por areais soltas, a tendência
é a deformação generalizada da fundação da estrutura, provocando grandes deslocamentos, rota-
ções e assentamentos no sentido do mar Figura 15 b).
Figura 15 – Deformações comuns dos Caixotões a) Terreno de fundação competente b) Terreno de fun-
dação arenoso, de [11]
Os danos mais recorrentes neste tipo de estruturas sugerem que a maior parte está normalmente
associada a significativas deformações de terrenos macios ou liquidificáveis, e os danos registados
resultam de excessivas deformações e não de roturas locais da estrutura, e portanto métodos de
concepção baseados em deslocamentos e estados limites de utilização são os mais adequados na
definição da acção sísmica.
Os diferentes casos ao longo da história têm demonstrado que o coeficiente sísmico utilizado no pro-
jecto de estruturas em caixotões não se tem revelado preponderante quando comparado com a acu-
mulação de pressão intersticial e liquefacção observada na ocorrência do sismo.
33
3.2.1.1 Casos históricos
A utilização de estruturas portuárias de gravidade com infra-estrutura em caixotão tem sido ampla-
mente utilizadas ao longo dos anos e em condições e localizações diversas. A avaliação da observa-
ção das performances sísmicas destas estruturas portuárias deixa claro qual a deformação típica
deste tipo de estruturas. A informação que se sintetiza nesta secção surge da consulta de Seismic
Design Guidelines for Ports [11] da PIANC e Seismic Designs for Ports [9] da ASCE.
N.º Local Ano Magnitude PGA (g) Descrição
1 Porto de Shimizu, Japão
1935 6,2 Mw Deslocamentos sentido mar (5,5 m), assentamen-tos
2 Porto Montt, Chile 1960 9,5 Mw Derrube e inclinação excessiva
3 Porto Niigata, Japão 1964 7,6 Mw 0,15-0,20 Cais com 183 m: inclinação e deslizamento senti-do mar (8,3 m) e assentamento (1,6 m)
4 Porto de Kushiro, Japão
1993 7,8 Mw 0,47 Deslocamentos ou inclinações sentido mar até 1 metro
5 Porto de Kobe, Japão
1995 6,8 Ms 0,20-0,70 Deslocamentos no sentido mar (7,5 m) com as-sentamentos vertical associado (3 m) na zona de aterro
6 Porto de Taichung, Tailândia
1999 7,7 Ms 0,16 Deslocamentos no sentido mar (1,5 m) e assen-tamentos (0,1 m)
Tabela 4 – Histórico de danos em cais de caixotões, adaptado de [9] e [11]
Também há registo de caixotões que na ocorrência do mesmo sismo, e em fundações da mesma
natureza apresentarem comportamentos diferentes, tendo os caixotões com menor rácio largu-
ra/altura apresentado maiores deslocamentos no sentido do mar.
Segundo [11] uma estrutura portuária de gravidade com uma pequena relação largura/altura inferior a
0,75 o modo de deformação predominante será a inclinação da estrutura e não os deslocamentos
horizontais da mesma. Os deslocamentos horizontais e assentamentos uniformes da estrutura até
são geralmente aceites de um ponto de vista estrutural já que podem não reduzir significativamente o
estado de equilíbrio da estrutura e a sua reparação é viável, os deslocamentos horizontais no sentido
mar podem ser facilmente minimizados com correcções nas defensas e os assentamentos com a
subida da superestrutura, mas o mesmo não acontece com a rotação da estrutura que pode resultar
numa instabilidade estrutural não admissível e numa reparação inviável dado o elevado porte dos
caixotões.
34
3.2.1.1.1 Caso n.º 5 – Porto de Kobe
Características Performance Sísmica
Cota do cais + 4,0 m Deslocamento horizontal 4,2 a 5,2 m
Fundos de serviço - 14,0 m Deslocamento vertical 1,5 a 2,2 m
Coeficiente sísmico horizontal kh 0,15 Inclinação 4 a 5º
Magnitude Ms 6,8
Aceleração de pico do solo 0,20 a 0,70g Relação Largura/Altura 0,70
Data 17-Jan 1995
Figura 16 – Perfil de caixotões no Porto de Kobe com a configuração da deformada após o sismo, de [12]
A liquefacção do solo no tardoz e na fundação dos caixotões aumentou a pressão nas paredes, o que
induziu aos deslocamentos e inclinações no sentido do mar, em tudo semelhante ao esquema de
deformação representado na Figura 15 b).
Estas deformações observáveis na Figura 16, rotação da estrutura e assentamentos no tardoz, pro-
vocaram um alargamento na distância entre carris. O carril do lado mar está instalado na infra-
estrutura em caixotões e o carril do lado terra numa estrutura independente, este alargamento do vão
entre carris provocou a encurvadura e cedência da estrutura da grua, levando ao colapso da mesma,
visível na Figura 17.
35
Figura 17 – Colapso da grua e liquefacção no tardoz dos caixotões no Porto de Kobe, de [13]
As condições de apoio dos carris são preponderantes no tipo de deformação da grua. Os três cená-
rios mais comuns são os dois carris assentarem na estrutura portuária, um dos carris assentar na
estrutura portuária e outro numa fundação estruturalmente diferente e ambos os carris estarem as-
sentes em fundações estruturalmente idênticas mas independentes da estrutura portuária. Os modos
de deformação típicos são os que demonstra a Figura 18.
a) b)
c)
d)
Figura 18 – Modos de deformação das gruas pórtico, adaptado de [11]
a) Aumento do vão entre carris
b) Inclinação da grua devido a assentamentos diferenciais
c) Diminuição do vão entre carris devido à oscilação
d) Derrube de uma grua devido a oscilação/deslizamento
36
Muitas das estruturas portuárias estão equipadas com estas gruas pórticos sobre carris, e para man-
ter a operacionalidade do porto, nestes casos torna-se necessário na ocorrência de um sismo garantir
além da estabilidade da estrutura portuária também a estabilidade da grua.
3.2.2 Deformações típicas em estruturas sobre Estacas
A estrutura de um cais sobre estacas é essencialmente uma estrutura em pórtico composta por um
tabuleiro em betão armado assente sobre uma infra-estrutura em estacas longas e esbeltas, que
transferem as cargas sob a superestrutura para grandes profundidades, e em que o comprimento
acima do revestimento de pedra do talude é variável. O comportamento sísmico da estrutura assente
sobre estacas depende essencialmente da interacção entre o solo e a estrutura durante a acção sís-
mica e das forças de inércia actuantes no topo das estacas. Este sistema resiste às forças e deslo-
camentos induzidos pela acção sísmica através da flexão das estacas e da capacidade de resistência
aos momentos associada.
Figura 19 – Modos de deformação de cais sobre estacas, adaptado de [11]
a) Deformação devido à força de inércia do tabuleiro
b) Deformação devido à força horizontal provocada pelo tardoz
c) Deformação devido ao deslocamento horizontal do subsolo
Deformação provocada pela força de inércia do tabuleiro Deformação provocada pelo tardoz
Deformação provocada pelo deslocamento horizontal do subsolo
a) b)
c)
37
Os modos de rotura típicos durante a acção sísmica dependem da magnitude da força de inércia na
superestrutura e/ou do deslocamento do solo e estão representados na Figura 19. As elevadas forças
de inércia e momentos que provocam a rotura estrutural das estacas por corte ou flexão Figura 19 a),
a rotura por derrubamento e arrancamento do sistema solo-estacas-maciço Figura 19 b), e a rotura
provocada pela liquefacção ou movimento lateral do terreno Figura 19 c). A maioria das roturas está
associada à liquefacção do solo, que pode resultar na encurvadura, perda de resistência ao longo do
fuste, e consequente desenvolvimento de fendilhação e rótulas sob a acção das forças de inércia e
estáticas da superestrutura.
Os danos estruturais numa infra-estrutura de estacas estão associados aos deslocamentos e exten-
sões nas estacas. Na concepção destas estruturas é importante determinar a sequência e o grau dos
estados limites que ocorrem no sistema estrutural tabuleiro-estacas, ainda que danos estruturais mo-
derados nas estacas à flexão poderão ser inevitáveis durante fortes movimentos sísmicos. Segundo
[11] os danos nas estacas também podem ocorrer na zona encastrada no solo, 1 a 3 diâmetros da
estaca abaixo do nível do solo, em solos não liquidificáveis.
3.2.2.1 Casos históricos
A utilização de estacas em instalações portuárias está bastante generalizada e diversificada em vá-
rias soluções que procuram a melhor eficiência sob actuação das várias solicitações a que está sujei-
ta a estrutura durante o seu período de serviço. A solução de cais sobre estacas inclinadas é bastan-
te comum por ser a solução estruturalmente mais eficiente na absorção de forças horizontais tais
como as forças de acostagem, amarração e forças induzidas pelas operações das gruas pórtico, no
entanto não têm obtido bons desempenhos durante os últimos sismos. O sistema de cais sobre esta-
cas inclinadas resulta num elemento estrutural muito mais rígido lateralmente comparativamente ao
sobre estacas verticais, e este sistema acaba por mobilizar as forças sísmicas no topo das estacas e
na sua ligação com o cais, o que resulta em extensas fissuras e fracturas nas estacas e tabuleiro [11].
Por outro lado as estacas verticais, mais flexíveis lateralmente que as inclinadas, quando projectadas
com maciços de encabeçamento ou uma estrutura sobrejacente com capacidade para suportar as
forças laterais induzidas pelo sismo tiveram bons desempenhos, como se observou no Porto de
Oakland (caso n.º 1) em 1989. No entanto estacas verticais em solos liquidificáveis que não foram
projectadas com adequada ductilidade e ancoragem não tiveram bons desempenhos, como se ob-
servou no Porto de Kobe (caso n.º 4) em 1995.
38
N.º Local Ano Magnitude PGA (g) Descrição
1 Porto de Oakland, EUA
1989 7,1 Ms 0,22-0,45 Deslocamentos horizontais (0,1 m)
2 Porto San Fer-nando, Filipinas
1990 7,8 Ms Fissuração significativa, encurvadura, e deformação das estacas.
3 Porto de Los Angeles, EUA
1994 6,8 Ms 0,25 Alguns danos e fissuração nas estacas, desloca-mentos sentido mar (0,1 m)
4 Porto de Kobe, Japão
1995 6,8 Ms 0,20-0,70 Deslocamentos horizontais (1,5 a 1,7 m) e inclinação das estacas (3%)
5 Porto de Eilat, Israel
1995 7,2 Ms Deslocamentos de 5 a 15 mm nas juntas de dilata-ção. As estacas não apresentavam danos.
Tabela 5 – Histórico de danos em cais sobre estacas, adaptado de [9] e [11]
3.2.2.1.1 Caso n.º 4 – Porto de Kobe
Características Performance Sísmica
Cota do cais + 4,0 m Deslocamento horizontal 1,5 a 1,7 m
Fundos de serviço - 7,5 m Inclinação do Cais 3%
Coeficiente sísmico horizontal kh 0,15 Inclinação das Estacas 7 a 10%
Magnitude Ms 6,8
Aceleração de pico do solo 0,20 a 0,70g Características Geométricas
Data 17-Jan 1995 Estacas metálicas D= 700mm
Figura 20 – Perfil de cais sobre estacas no Porto de Kobe com a configuração da deformada após o
“Grande Sismo de Hanshin” em 1995, de [11]
39
A maioria das estacas inspeccionadas no Porto de Kobe após o sismo registava danos devido à de-
formação lateral do solo, e durante as observações também foram detectados problemas de encur-
vadura local devido à plastificação nas estacas metálicas, não só no topo das mesmas mas também
na zona encastrada em camadas de solo que liquidificaram.
No entanto a utilização de estacas verticais em armazéns e outros edifícios junto ao cais, resultou
numa limitação dos danos nestas estruturas sob a presença de grandes deformações laterais dos
solos circundantes.
Figura 21 – Terminal Fluvial de Kobe e pormenor das fundações após o “Grande Sismo de Hanshin” de
1995, em [14]
Nas observações efectuadas aos vários terminais do Porto de Kobe após o ―Grande Sismo de
Hanshin‖ de 1995, os cais sobre estacas tiverem melhor desempenho que os cais em caixotões, em-
bora também se tenham registado danos nas estacas em betão levemente armadas e encurvadura
nas estacas metálicas.
3.3 Outros riscos provocados pelos sismos
Adicionalmente à agitação do solo provocada pelos sismos surgem outros riscos relacionados que
podem provocar danos às estruturas portuárias. Como ficou evidente nesta dissertação a liquefacção
é um deles e portanto merece especial atenção neste trabalho, os outros riscos relacionados são o
deslizamento de terras, os tsunamis e o fogo.
Os deslizamentos de terras são atribuídos à intensidade e duração da agitação do solo, à liquefac-
ção dos solos saturados no porto, e ao abaixamento do nível das águas na área portuária que prece-
dem os tsunamis, e que resultam numa reduzida estabilidade dos taludes submersos ao longo da
área portuária. Os tsunamis gerados por abalos sísmicos também têm originado graves danos nas
estruturas portuárias, como mostrou o recente sismo e tsunami de Tohoku (Japão) em Março de 2011
40
[15]. Antes da chegada de um tsunami, dá-se um acentuado recuo da massa de água na frente do
cais com consequente redução do diagrama de pressão hidrostática, e no tardoz da estrutura portuá-
ria a água intersticial do material de aterro manterá o seu nível [13]. Este desequilíbrio entre as pres-
sões hidrostáticas do lado mar e terra poderá causar dois tipos de efeitos nas estruturas portuárias,
que serão o deslocamento da estrutura no sentido do mar, por deslizamento da estrutura na fundação
ou por rotação em torno do vértice da frente da estrutura, no caso do terreno de fundação ser compe-
tente. Em terrenos de fundação deformável, para além destas deformações, poderá ocorrer a defor-
mação do terreno de fundação, amplificando os efeitos na estrutura à semelhança das deformações
esquematizadas na Figura 15. Também foi evidente no recente tsunami de Tohoku, assentamento de
aterros não consolidados no tardoz de cais sobre estacas, ficando os cais mais elevados que as
áreas no tardoz. Este fenómeno chegou a deixar expostos os maciços e sistemas de ancoragem de
cais em estacas prancha.
Segundo [15], ainda sobre o recente tsunami Tohoku, também se encontraram cais em surpreenden-
te boas condições considerando os danos registados nos quebra-mares desses mesmos portos. Al-
gumas das razões que o justificam, são o facto de precisamente parte da energia do tsunami se per-
der no quebra-mar e não no embate no cais. Também ao contrário dos quebra-mares, os cais são
projectados a cotas pouco acima do nível do mar e portanto sujeitos a cargas hidrodinâmicas inferio-
res. Foram encontrados também painéis de ventilação entre alguns cais sobre estacas e as traseiras
dos mesmos, que proporcionaram uma válvula de alívio para limitar a pressão que tenderia a levantar
o cais. A acrescentar às situações descritas, a quantidade de destroços arrastados pelo tsunami para
o cais, é significativamente menor que a quantidade arrastada mais para o interior de terra, como por
exemplo barcos, que devido ao alto nível de inundação na frente do cais, flutuavam sobre os cais e
iam parar a terra.
Sismos passados também têm provocado vários danos nas estruturas portuárias devido aos incên-
dios que surgem de depósitos de combustível ou armazéns de materiais inflamáveis existentes nas
estruturas portuárias.
3.3.1 Liquefacção
A liquefacção é de longe a fonte mais comum dos danos induzidos pela acção sísmica tal como ficou
perceptível nas secções 3.2.1 e 3.2.2. A liquefacção de solos soltos, saturados, e arenosos que fre-
quentemente prevalecem nas estruturas portuárias, ocorre mesmo sob níveis de moderada acção
sísmica. Na ocorrência deste fenómeno a resistência e rigidez do solo são reduzidas devido à gera-
ção de pressões intersticiais durante os movimentos sísmicos do terreno. Esta ocorre em solos onde
o espaço entre partículas está completamente preenchido com água, e quando o sismo ocorre a
pressão na água aumenta até um nível onde as partículas do solo se movimentam livremente.
41
A liquefacção pode dar origem a deformações permanentes importantes e conduzir a situações em
que a tensão efectiva é praticamente nula, tornando necessária a avaliação da susceptibilidade do
solo à liquefacção.
O anexo B do Eurocódigo 8 - Parte 5 [16] apresenta diagramas empíricos para uma avaliação simpli-
ficada do potencial de liquefacção de solos arenosos saturados com base no ensaio SPT.
Em terrenos com potencial risco de liquefacção, a utilização de estacas deve ser ponderada, uma vez
que se podem gerar impulsos laterais muito significativos, e é difícil quantificar com rigor qual a es-
pessura e a localização dos extractos susceptíveis à liquefacção.
As soluções de prevenção à liquefacção podem dividir-se em duas categorias, melhoramento dos
solos para reduzir a probabilidade de liquefacção e soluções estruturais para minimizar os danos na
ocorrência de liquefacção.
O melhoramento do solo em relação à liquefacção deverá ser feito ou por compactação do solo, para
aumentar a sua resistência à penetração, ou por recurso a drenagem para reduzir o acréscimo de
pressão na água dos poros gerados pela vibração do terreno. As soluções estruturais podem ser
divididas nas que reforçam a estrutura em termos de resistência e rigidez, e outras que efectivamente
reduzem as consequências da liquefacção na estrutura.
3.4 Verificação da segurança aos sismos
A avaliação da segurança aos sismos deve ser cuidadosamente examinada com o intuito de as estru-
turas portuárias terem um comportamento sísmico adequado à sua importância socioeconómica.
Como já ficou patente a ocorrência de um sismo pode provocar danos estruturais e não estruturais
que põem em causa não só a segurança das pessoas e equipamentos, como também a operaciona-
lidade do porto, com consequentes elevados prejuízos económicos.
A resistência sísmica das estruturas portuárias ganha então especial relevância e da sua avaliação
fazem parte uma caracterização adequada da sismicidade local, das condições geotécnicas, a defini-
ção de um modelo para análise e o consequente dimensionamento.
A metodologia mais comum de dimensionamento estrutural, e que figura na maioria dos códigos e
normas, baseia-se na garantia da inexistência de colapso da estrutura e na salvaguarda de vidas
humanas para uma dada acção sísmica de projecto.
3.4.1 Regulamentação sísmica existente para estruturas portuárias
Nesta secção descrevem-se alguns dos códigos e publicações existentes globalmente utilizados em
vários portos no que se refere às suas disposições sísmicas.
42
3.4.1.1 Technical Standards for Ports and Harbor Facilities in Japan
Ao longo da história, o Japão tem dependido dos portos e estruturas portuárias diariamente e como
forma de prosperidade local. O elevado número destas infra-estruturas levou à necessidade da cria-
ção de uma regulamentação específica para o projecto e construção de portos e estruturas portuá-
rias.
Nesta regulamentação são aplicados dois níveis de abordagem para estruturas de classe especial de
importância, e uma abordagem mais simples para estruturas de classe de importância A, B ou C.
Para as estruturas de classe especial de importância, o nível de desempenho exige:
Nível 1 (L1): reduzido ou sem danos, pouca ou nenhuma perda de serviço. Período de retor-
no de referência de 75 anos.
Nível 2 (L2): reduzido ou pouco danos, perda de serviço a curto prazo. Período de retorno de
referência de várias centenas de anos.
Para estruturas de retenção de classe especial de importância: são especificados critérios de
danos estruturais e critérios no que concerne à operacionalidade da estrutura.
O coeficiente sísmico usado em estruturas de retenção para as estruturas de classe especial de im-
portância é definido por [17]:
com ( ) (3.1)
,
-
com ( ) (3.2)
Para estruturas de classe B, o código especifica coeficientes reduzidos, cerca de 60% dos transcritos.
Para cais sobre estacas verticais, recorre-se a um procedimento simplificado e análises estáticas não
lineares (pushover). Estão especificados limites de ductilidade para o procedimento simplificado, para
sismo L1, e para o método pushover que avalia as estruturas de classe especial de importância. Es-
ses limites são [17]:
Nível 1 (L1): estrutura permanecer elástica.
Nível 2 (L2): , para estacas metálicas na região embutida, razão entre a es-
pessura e diâmetro da estaca.
Cais sobre estacas metálicas verticais são projectados através de espectro de resposta para sismo
L1, e para sismo L2, as estruturas são avaliadas segundo análises dinâmicas não lineares (time-
history analysis) e os resultados devem ir de encontro aos limites de ductilidade para sismo L2.
Também são apresentadas directrizes para avaliação do potencial de liquefacção e implementação
de medidas correctivas.
43
3.4.1.2 Seismic Guidelines for Ports, ASCE - Technical Council on Lifeline Earth-
quake Engineering
As recomendações propostas nesta publicação não devem ser interpretadas como códigos, nem
pretende sobrepor-se às regulamentações locais, mas serve sim como um documento de referência
com o objectivo de reduzir os riscos sísmicos.
Esta publicação avalia o comportamento sísmico destas estruturas com base em dois tipos de sismo
de dimensionamento [11]:
Nível 1, Operating Level Earthquake, ou seja o sismo que a estrutura é capaz de suportar
continuando em plena operação, sem necessitar de reparações que interfiram com a sua ex-
ploração. Com período de retorno de referência de 75 anos.
Nível 2, Contingency Level Earthquake, será o sismo que provoca danos controlados na es-
trutura, a sua reparação é economicamente viável, e não compromete a segurança de vidas
humanas. Com período de retorno de referência de 475 anos.
Faz uma abordagem à avaliação e mitigação dos riscos de liquefacção, limites de deformação das
estruturas de retenção, e outras estruturas portuárias, e limites de ductilidade para estacas.
3.4.1.3 Eurocódigo 8
A metodologia descrita no Eurocódigo 8 [18] descreve em geral dois níveis de abordagem, ainda que
em zonas de baixa sismicidade ( ) e para estruturas bem definidas em zonas sísmicas de
muito baixa aceleração do solo ( ), os requisitos fundamentais poderão ser satisfeitos pela
aplicação de regras mais simples. Os dois níveis de performance são:
Requisito de não ocorrência de colapso: manter a integridade estrutural e uma capacidade
resistente residual depois do sismo.
Requisito de limitação de danos: sem a ocorrência de danos e de limitações de serviço, cujos
custos sejam desproporcionalmente elevados em comparação com os da própria estrutura.
O critério de danos em termos de deslocamentos máximos e exigência de ductilidade não estão es-
pecificados. Para as estacas, é mencionado que devem ser projectadas para permanecer elásticas e
quando isso não é praticável, é dada orientação para a região que abrange a possível criação de
rótulas plásticas. Para o procedimento analítico, em Portugal, são previstos dois tipos de acção sís-
mica de dimensionamento, um sismo de grande magnitude com epicentro na região Atlântica, cenário
sísmico ―afastado‖, e outro com características de sismo de magnitude moderada com epicentro no
território Continental, cenário sísmico ―próximo‖. Para dois sismos com as mesmas características em
termos de proximidade, aquele que tiver maior magnitude deverá conduzir a maiores valores de pico
da aceleração do solo. O valor corresponde a um período de retorno de referência de 475 anos
[19].
44
Para estruturas de retenção rígidas, os coeficientes sísmicos horizontais ( ) e verticais ( ) que de-
vem afectar todas as massas devem ser:
(3.3)
se for maior que 0,6 (3.4)
nos outros casos (3.5)
onde:
⁄ é a razão entre o valor de cálculo da aceleração à superfície de um terreno do tipo A, , e a
aceleração devido à gravidade g;
S factor dependente da classe do solo;
tem o valor de 0,75 segundo o Quadro NA-3.4 do Anexo Nacional ao EC8 [20]
O coeficiente r tem o valor de 2 para muros de gravidade livres com deslocamentos aceitáveis até
(mm) 300 , 1,5 para o mesmo tipo de estruturas com deslocamentos aceitáveis até (mm) 200
e 1 para o resto das estruturas de retenção [16].
Para análise linear de cais sobre estacas, estão definidos espectros de resposta que se aplicam mais
à frente neste trabalho.
Os Eurocódigos 7 e 8 também apresentam algumas recomendações relativamente ao fenómeno da
liquefacção.
3.4.2 Métodos de análise sísmica em estruturas portuárias
O método de análise a considerar no estudo sísmico de uma estrutura portuária depende do tipo de
estrutura em estudo, e a complexidade e pormenorização pode variar consoante a importância da
estrutura, a fase de estudo, ou ainda a intensidade sísmica local.
Os métodos mais utilizados são os que se indicam na tabela abaixo.
Tipo de análise Análise estática
simplificada Análises dinâmica
simplificada Análise dinâmica
Cais em
Caixotões
Métodos empíricos/pseudo-
estáticos com ou sem liquefac-
ção do solo
Método de Newmark;
Gráficos simplicados
baseados em estudos
paramétricos
Elementos finitos/Diferenças
finitas – análise linear ou não
linear
Cais sobre
Estacas Forças estáticas equivalentes
Análise por espectro de
resposta
Elementos finitos/Diferenças
finitas – análise linear ou não
linear
Tabela 6 – Métodos de análise para estruturas portuárias de cais, adaptado de [11]
45
3.4.2.1 Análise simplificada
A análise simplificada em estruturas de caixotões é baseada no equilíbrio de forças, combinada com
análise estatística de casos históricos. Neste tipo de análise as estruturas em caixotões são idealiza-
das como blocos rígidos compostos pela massa da estrutura e do solo suportado.
Os efeitos da acção sísmica são representados por uma aceleração de pico, ou por um coeficiente
sísmico equivalente utilizado em métodos pseudo-estáticos, métodos estes correntemente adoptados
nos códigos e normas de dimensionamento sísmico. A excedência dos limites destes parâmetros
corresponde ao início do movimento do solo e da estrutura. A aplicação desta análise permite obter
uma aproximação do nível de segurança da estrutura, quando sujeita a uma acção sísmica, relativa-
mente ao deslizamento, derrubamento e níveis de tensão transmitidos à fundação.
Na abordagem pseudo-estática, os impulsos sísmicos são usualmente estimados recorrendo à equa-
ção de Mononobe-Okabe [11], baseada na teoria de pressões de Coulomb (Figura 22).
Figura 22 – Diagrama de acções activas e passivas em estrutura de caixotões na aplicação do método
Mononobe-Okabe, de [11]
Na análise simplificada de cais sobre Estacas, o sistema estacas-tabuleiro é idealizado com um sis-
tema linear de um grau de liberdade. A acção sísmica é representada através dos espectros de res-
posta e a estrutura é caracterizada por uma frequência própria. Os resultados desta análise são úteis
para a avaliação aproximada dos estados limites da estrutura.
3.4.2.2 Análise dinâmica simplificada
A análise dinâmica simplificada dos cais em Caixotões é semelhante à análise simplificada, mas nes-
te caso a estrutura é idealizada como um bloco rígido deslizante, onde o deslocamento e rotação do
bloco são calculados através da integração da história da aceleração que excede o valor limite para o
deslizamento até que o bloco cesse o mesmo.
Os efeitos da acção sísmica são representados por um conjunto de acelerogramas actuando na base
da estrutura e as condições estruturais são representadas por um valor de aceleração limite a partir
do qual ocorre, o deslizamento ou a rotação.
46
No que concerne a análise dinâmica simplificada de cais sobre Estacas a análise linear de um grau
de liberdade constituído por uma massa, uma rigidez e um coeficiente de amortecimento, é combina-
da com análise pushover para avaliação dos limites de ductilidade/deformação. Tal como na análise
simplificada os efeitos da interacção solo-estrutura não são tomados em consideração.
3.4.2.3 Análise dinâmica
As análises dinâmicas dos cais em Caixotões têm em consideração os efeitos da interacção solo-
estrutura e geralmente recorrem ao método dos elementos finitos. Neste tipo de análises, os efeitos
da acção sísmica são considerados através de acelerogramas ou espectros sísmicos escolhidos para
a interacção do solo com a estrutura. Para a modelação do solo recorre-se a um sistema linear equi-
valente ou a um modelo de tensões efectivas, dependendo dos estados de tensões expectáveis du-
rante a acção sísmica induzida.
À semelhança das estruturas em Caixotões, a análise dinâmica de cais sobre Estacas também é
baseada numa interacção solo-estrutura, recorrendo a modelos de elementos finitos. As referências
feitas relacionadas com as estruturas em Caixotões também se aplicam às estruturas sobre Estacas
(Figura 23).
Os resultados obtidos desta análise de interacção do solo com a estrutura são bastante completos e
incluem modos de deformação do sistema, assim como extensões, deslocamentos, esforços e esta-
dos de tensão. A análise modal linear é o método mais comum para a obtenção destes resultados.
Figura 23 – Modelo de elementos finitos de cais sobre Estacas para análise dinâmica, adaptado de [11]
A escolha de uma análise dinâmica acontece no caso de uma estrutura cuja importância socioeco-
nómica seja considerável, ou se se estiver numa fase mais avançada do estudo e consequentemente
mais detalhada, ou se a intensidade da acção sísmica assim o justificar.
47
Capítulo 4
Estrutura em Caixotões
4.1 Descrição da estrutura
A estrutura portuária projectada em Caixotões para a ampliação da frente acostável do Terminal XXI
consiste na duplicação efectiva da frente acostável numa solução em tudo idêntica à do cais existente
e já descrita em 2.3.
Os caixotões estão fundados à cota -16,5 mZH e a sua altura total, incluindo laje de fundo, é de 18,5
m, situando-se o seu coroamento à cota +2,0 mZH (nível médio do mar) após colocação. Tal como na
estrutura existente os Caixotões são solidarizados com uma superestrutura da cota +4,0 mZH até à
cota +6,1 mZH, betonada in situ. O carril do lado mar assenta nesta superestrutura enquanto o carril
do lado terra se apoia numa viga sob fundação indirecta e independente da estrutura em Caixotões. A
altura total do muro é de 22 metros (Figura 24).
Figura 24 – Perfil da estrutura em caixotões projectada para a ampliação do Terminal XXI, em [21]
48
As células dos caixotões são preenchidas com areia e enrocamento de pequena dimensão enquanto
as juntas entre caixotões são cheias de betão vazado com ―tremie‖.
Figura 25 – Planta dos caixotões da solução base para ampliação do Terminal XXI, em [21]
A planta dos caixotões é ligeiramente diferente da solução existente sendo que desta vez a laje de
fundo tem as dimensões de 19,0 20,0 m (Figura 25).
4.1.1 Características técnicas da estrutura e materiais
Betão C35/45 XS3
Módulo de elasticidade secante médio Ecm = 33,5 GPa
Valor característico da resistência à compressão fck = 35 MPa
Valor da resistência média à tracção fctm = 3,2 MPa
Coeficiente de Poisson ν = 0,2
Coeficiente de dilatação térmica α = 10x10-6
/ºc
Pesos específicos
Enrocamento emerso = 18,0 kN/m3
Enrocamento submerso
Efectivo = 10,0 kN/m3
Saturado = 20,0 kN/m3
Betão armado emerso = 25,0 kN/m3
Betão armado submerso = 15,0 kN/m3
Água do mar = 10,0 kN/m3
Ângulos de atrito interno dos solos
Aterros arenosos ’ = 30º
49
Aterros arenosos vibrocompactados ’ = 35º
Enrocamentos ’ = 40º
Ângulos de atrito entre superfícies verticais (combinações que consideram a acção sísmica)
Enrocamento com enrocamento = 1/3 ’; = 13,3º
Enrocamento com betão = 1/4 ’; = 10º
Aterro com aterro (vibrocompactado) = 1/3 ’; = 11,7º
Aterro com betão (vibrocompactado) = 1/4 ’: = 9º
Ângulos de atrito entre superfícies horizontais
Betão com superfície lisa sobre enrocamento = 27º
Betão com superfície sulcada sobre enrocamento = 33,5º
4.2 Métodos construtivos comuns
Os caixotões pré-fabricados em betão armado que são flutuados, fundados e posicionados topo a
topo, são uma solução corrente, de rápida e fácil execução e já adoptada em outras obras do Porto
de Sines. A construção de caixotões pode realizar-se em instalações flutuantes ou terrestres, depen-
dendo dos meios disponíveis e das dimensões dos caixotões.
A construção mais comum é em doca flutuante, a qual consiste na betonagem da laje de fundo, e na
continuação, betonagem contínua do fuste recorrendo a uma cofragem deslizante, que permite altos
rendimentos e é particularmente apropriada para um estrutura regular como um caixotão. À medida
que avança este processo, o caixotão é submerso através do enchimento das células com água
(Figura 26).
Figura 26 – Evolução da construção de caixotões em doca flutuante, adaptado de [22]
a) Betonagem da laje de fundo
b) Montagem da cofragem deslizante e início da betonagem do fuste
c) Betonagem do fuste com cofragem deslizante
d) Flutuação do caixotão
Quando o caixotão é pré-fabricado em terra são instalados numa estrutura de carril para progressão
na linha de fabrico, e antes que o seu peso torne inviável a movimentação em terra são lançados à
50
água, sendo uma das alternativas possíveis para esse lançamento através de uma rampa sobre car-
ris.
Figura 27 – Transporte do caixotão ao local de fundeamento, em [22]
Depois de estarem na água a flutuar, o transporte é feito com um rebocador a puxar pela proa com o
caixotão cheio com um lastro de estabilidade em água (Figura 27). Uma vez transportado ao local de
fundeamento, e assegurado o correcto posicionamento, é assente sobre um prisma de fundação em
enrocamento e habitualmente enchida a totalidade do lastro com água, para evitar que entre nova-
mente em flutuação. Por fim é lastrado com a inundação das células com o material granular previsto
(Figura 28).
Figura 28 – Lastramento com água do Caixotão no local de fundeamento, em [22]
Deste processo construtivo também faz parte a construção do aterro no tardoz e a betonagem da
superestrutura com que são solidarizados os caixotões.
51
4.3 Análise à acção sísmica
Aplicando os conceitos e métodos de cálculo apresentados anteriormente em 3.4, será verificada a
segurança ao sismo da estrutura portuária em Caixotões, recorrendo a uma análise simplificada, ba-
seada numa abordagem convencional do equilíbrio de forças, onde se consideram as acções do peso
da estrutura, as sobrecargas no terrapleno, os impulsos activos estáticos e os efeitos resultantes da
acção sísmica, como a aceleração da massa da estrutura, os impulsos activos devidos à acção sís-
mica e a pressão hidrodinâmica da água do mar no paramento da estrutura [14]. Esta análise permite
uma aproximação do nível de segurança ao deslizamento, derrubamento e aos níveis de tensão
transmitidos ao terreno de fundação de uma estrutura portuária de gravidade quando submetida a
uma acção sísmica.
Esta análise pseudo-estática tem por base as seguintes hipóteses [13]:
A estrutura de suporte move-se o suficiente para que se instale no terreno suportado a totali-
dade da resistência ao corte, tanto na base do caixotão como no tardoz;
A superfície potencial de deslizamento é plana e passa pela base do caixotão;
A cunha de solo deslizante comporta-se como um corpo rígido, o que permite admitir que as
acelerações horizontais e verticais são homogéneas e com intensidades iguais às da base,
sendo portanto as forças adicionais de inércia que resultam da acção sísmica, aplicadas no
centro de gravidade da cunha deslizante. Esta é a hipótese que permite substituir a acção
sísmica pelas forças de inércia aplicadas no seu centro de gravidade;
O maciço de fundação não sofre liquefacção sob a acção do sismo.
4.3.1 Modelação para a análise da acção sísmica
Na definição do modelo de cálculo a geometria do Caixotão considerada é a representada nas Figura
24 e Figura 25 e a acção sísmica é definida conforme os requisitos da secção 7.3.2.2(4) do Eurocódi-
go 8 – parte 5 [16], equações (3.3), (3.4) e (3.5).
Nestas equações e para cálculo dos coeficientes sísmicos horizontais ( ) e verticais ( ), utilizaram-
se os seguintes valores (ver apêndice A. 1):
⁄ 0,153;
S factor dependente da classe do solo, neste caso (B), e igual a 1,29;
tem o valor de 0,75 segundo o Quadro NA-3.4 do Anexo Nacional ao EC8 [20]
r factor que tem em conta o deslocamento máximo admitido pela estrutura e considerou-se 1;
Para a acção sísmica tipo 1, condicionante numa análise pseudo-estática temos, e segundo os valo-
res do Anexo Nacional ao EC8 [20],
=
=
52
A força total de cálculo que actua na estrutura de suporte do lado do terreno, segundo o Eurocódigo 8
– parte 5 (anexo E.3) [16], é calculado por:
( ) (4.1)
em que:
é a altura do muro;
impulso estático da água;
impulso hidrodinâmico da água;
peso volúmico do solo;
K coeficiente de impulso de terras (estático + dinâmico);
coeficiente sísmico vertical;
A quantificação dos coeficientes de impulso sísmicos dos terrenos do terrapleno sobre a estrutura do
cais é feita mediante a aplicação da expressão de Mononobe e Okabe presente no Eurocódigo 8 –
parte 5 (anexo E.4) [16] que tem o seguinte desenvolvimento:
para estados activos:
(
)
( )[ √ (
) ( )
( ) ( )]
(4.2)
( )
( ) (4.3)
para estados passivos (sem resistência ao corte entre o solo e o muro):
(
)
( )[ √ (
) ( )
( ) ( )]
(4.4)
nas expressões anteriores:
valor de cálculo do ângulo de atrito interno do solo, isto é
(
);
e ângulos de inclinação do tardoz do muro e da superfície do aterro de reenchimento em relação
à horizontal, 0º (terrapleno horizontal) e 90º (parede vertical) respectivamente;
valor de cálculo do ângulo de atrito entre o solo e o muro (
);
ângulo entre a vertical e a resultante da força de inércia devido à acção sísmica definido por:
(acima do nível freático) (4.5)
(abaixo do nível freático) (4.6)
se 𝛽 𝜙𝑑 𝜃
se 𝛽 > 𝜙𝑑 𝜃
53
A aplicação física desta teoria corresponde a considerar uma rotação da estrutura de suporte e do
terrapleno acima da potencial superfície de rotura de um ângulo de modo a traduzir o efeito do sis-
mo sobre a parede da referida estrutura.
A existência de água como massa livre em frente ao caixotão e nos poros do material de aterro e
fundação, que provoca alterações das forças de inércia actuantes e o desenvolvimento de pressões
intersticiais, tem de ser considerada no dimensionamento sísmico da estrutura. O nível de água do
mar considerado corresponde ao nível médio da maré em Portugal Continental, (+2,00 m)ZH tomado
como idêntico no tardoz e na frente da estrutura.
Para o cálculo do impulso do solo, o coeficiente de impulso activo sísmico do terreno deve ser corrigi-
do de forma a considerar a aceleração da massa de aterro submersa. Esta correcção é feita através
da correcção do ângulo , conforme a equação 4.6.
Relativamente ao cálculo do impulso da água quando sujeita à aceleração sísmica, recorreu-se à
equação de Westergaard [13]. O impulso total sobre o paramento, à profundidade , abaixo da super-
fície de água, com uma altura total é dado por:
(4.7)
E o ponto de aplicação do impulso total situa-se a uma distância vertical de da superfície da
água.
No caso em estudo, para um período de vida útil da estrutura de 50 anos, a que corresponde um
período de retorno de 475 anos, e ao requisito de não ocorrência de colapso temos:
Sismo com componente vertical descendente ( = 0,198; = 0,099)
Acima do nível freático Abaixo do nível freático
10,20 19,79
0,402 0,582
Sismo com componente vertical ascendente ( = 0,198; = 0,099)
Acima do nível freático Abaixo do nível freático
12,38 23,69
0,435 0,695
Tabela 7 – Valores dos coeficientes sísmicos para as diferentes situações sísmicas
Na Figura 29 deixa-se representado o modelo de cálculo utilizado e as acções consideradas na avali-
ação da resistência sísmica da estrutura.
54
Figura 29 – Modelo de cálculo para a análise sísmica dos Caixotões
4.4 Avaliação da resistência sísmica da estrutura
Para verificação das condições de estabilidade dos Caixotões às acções sísmicas e uma vez calcula-
das todas as forças actuantes sobre a estrutura para as diferentes situações sísmicas, nos apêndices
A. 2 e A. 3, foi considerada a seguinte combinação de acções conforme as prescrições dos Eurocódi-
gos 7 [23] e 8 [16]:
Peso próprio + Impulsos activos estáticos devido aos solos no tardoz + 50% das Sobrecar-
gas + Acção sísmica (NMméd)
Na quantificação destas acções não foram considerados os mesmos pressupostos que no dimensio-
namento original que foi concebido de acordo com os requisitos preconizados pelo RSA, e os coefici-
entes parciais de segurança são os previstos nos anexos nacionais ao Eurocódigo 8, à excepção do
valor adoptado para as sobrecargas que é idêntico. Dada a existência desta nova regulamentação
também será interessante avaliar se os critérios de segurança continuam a verificar-se.
O dimensionamento dos caixotões em relação aos estados limites últimos deve contemplar, relativa-
mente às acções sísmicas, a verificação de segurança aos três modos de rotura condicionantes: des-
lizamento pela base, derrubamento e rotura por insuficiência de capacidade resistente do terreno.
4.4.1 Verificação da segurança ao deslizamento
A verificação da segurança ao deslizamento deverá cumprir a inequação seguinte:
(4.8)
55
onde:
é o valor de cálculo da resultante das acções horizontais instabilizantes;
é o valor de cálculo da resultante das acções horizontais estabilizantes.
Para o caso em estudo o factor de segurança ao deslizamento foi calculado através de:
∑
∑ (4.9)
Para a acção sísmica prevista pelo Eurocódigo 8 [16] a que corresponde um período de retorno de
referência de 475 anos actuando no sentido descendente e um valor de atrito na base de (
0,65), obteve-se um coeficiente de segurança global de 1,0. Por sua vez para um coeficiente sísmico
vertical de cálculo negativo verificou-se um coeficiente de segurança global ao deslizamento de 0,6,
inferior ao da hipótese anterior e à unidade. Esta situação acontece quando se admite um coeficiente
sísmico vertical negativo o que ―reduz‖ a influência do peso do caixotão. De referir também que os
resultados obtidos tiveram por base a consideração de valores mínimos para as características me-
cânicas do solo de aterro.
O valor do coeficiente de segurança aumenta com a largura do caixotão ou com a diminuição da altu-
ra do caixotão debaixo de água. A alteração destes factores, tal como o aumento significativo da lar-
gura do caixotão resultariam de forma eficaz na resistência ao deslizamento da estrutura, mas prova-
velmente tornariam a estrutura economicamente inviável.
Segundo [24] em zonas de forte sismicidade, é economicamente inviável projectar estruturas do tipo
gravidade com coeficiente de segurança ao deslizamento superior à unidade para este tipo de abor-
dagem. Em [24] defende-se uma outra abordagem em que sob a acção de sismos intensos a estrutu-
ra poderá sofrer deslocamentos permanentes, sem prejuízo da sua estabilidade, e este poderá ser
um critério mais racional na concepção deste tipo de estruturas em comparação com um factor de
segurança ao deslizamento. Na prática, isto consiste em aceitar deslizamentos desde que não sejam
excessivos.
4.4.2 Verificação da segurança ao derrubamento
Para avaliar a estabilidade ao derrubamento o seguinte critério deve ser cumprido:
(4.10)
onde:
é o valor de cálculo do somatório dos momentos instabilizantes;
é o valor de cálculo do somatório dos momentos estabilizantes.
(ambos os momentos são calculados em relação à aresta do que seria o eixo de rotação)
Verificou-se que ao derrubamento para a acção sísmica com componente vertical positiva correspon-
de um coeficiente de segurança global no valor de 1,4. Novamente a situação mais desfavorável
56
ocorre quando a componente vertical do sismo actua no sentido ascendente, a que corresponde um
coeficiente de segurança global de 1,1.
4.4.3 Verificação da segurança à capacidade resistente da fundação
Para combinação de acções com intervenção da acção sísmica utilizou-se uma tensão de segurança
em fundação directa sob enrocamento de 0,90 MPa e para satisfazer as condições de resistência ao
carregamento da fundação a seguinte inequação deverá ser cumprida:
(4.11)
onde:
é o valor de cálculo da tensão transmitida pela fundação superficial ao terreno;
é o valor da tensão de rotura da fundação superficial do terreno.
Para ter em conta o facto de a fundação não estar apenas sujeita a uma carga vertical mas também a
momentos em torno de um eixo do plano da base da sapata, é necessário calcular as suas dimen-
sões efectivas. Depois de calculada a excentricidade , permite-nos a definir a dimensão efectiva .
∑
∑ (4.12)
(4.13)
Sismo com componente vertical descendente Sismo com componente vertical ascendente
4,25 m < (caso sismo) 2,20 m < (caso sismo)
10,50 m 14,59 m
560,0 kN/m2 kN/m
2 < 900 kN/m
2 309,9 kN/m
2 kN/m
2 < 900 kN/m
2
Tabela 8 – Resultados da verificação das tensões na laje de fundo
Quando a componente vertical do sismo actua no sentido descendente ao nível da fundação a tensão
máxima é de 560,0 kN/m2 inferior à tensão máxima admissível. A resultante cai dentro do núcleo
central da sapata, e toda a largura da laje de fundação estará comprimida.
Da mesma forma quando o sismo actua no sentido ascendente a fundação é aliviada relativamente
às tensões máximas atingidas (309,9 kN/m2) e também verifica a tensão máxima admissível. A resul-
tante também cai dentro do núcleo central, e também toda a laje de fundação estará sujeita à com-
pressão. Recorde-se que não são admitidas absorções de tensões de tracção no contacto sapata-
solo. A situação mais desfavorável ocorre então quando a componente vertical do sismo actua no
sentido descendente, no entanto é inferior à tensão máxima admissível.
Finalmente considera-se existirem razões para a aceitação da solução uma vez que na sua generali-
dade os coeficientes de segurança ao deslizamento, derrubamento, e de tensões na fundação são
verificados.
57
4.5 Avaliação da limitação de danos
Para avaliar os deslocamentos da estrutura em Caixotões modelou-se a estrutura com recurso ao
software PLAXIS. Para a análise dinâmica representaram-se as acelerações do solo através de ace-
lerogramas gerados a partir dos espectros de resposta elásticos do Eurocódigo 8 [18], recorrendo ao
software GOSCA [25]. A acção a considerar corresponde à acção sísmica ―frequente‖ com uma pro-
babilidade de ocorrência de 10% em 10 anos, sendo equivalente a um período de retorno de 95 anos.
Na definição da modelação em PLAXIS foram considerados os seguintes pressupostos [26]:
A geometria do caixotão considerada é idêntica à da Figura 24, no entanto por motivos de
simplificação considerou-se que o caixotão se desenvolve da base de fundação até à cota da
superestrutura. Considerou-se que 80% do caixotão é constituído pelo enrocamento que pre-
enche as células do caixotão, e a restante massa pelo betão armado das paredes e laje de
fundação.
O caixotão é pré-fabricado e fundeado na posição. Posteriormente é enchido com material de
aterro, e criado o aterro no tardoz (staged construction).
O maciço superior e inferior do caixotão são desenhados com linhas geométricas e modelado
como um cluster. O material que o constitui é modelado como um material elástico linear não
poroso com a rigidez e propriedades do betão. A interacção entre as camadas de solo é mo-
delada com elementos interface.
As paredes do caixotão são modeladas como plates. O peso das paredes é igual ao peso real
menos o peso do solo, dado que o software PLAXIS sobrepõe os elementos plates sobre a
camada de solo.
A aceleração do solo imposta pelo acelerograma é modelada através de prescribed displa-
cements no limite inferior do modelo resultando em ondas de corte que propagam para cima.
Figura 30 – Modelo de elementos finitos dos Caixotões em PLAXIS longe e mais perto da estrutura
58
Para a definição dos parâmetros do solo do material de fundação e aterro foi utilizado um modelo
disponibilizado pelo próprio software. O desenvolvimento da reacção do solo (rigidez) depende dos
esforços aplicados no solo, e para a análise da influência da aplicação de grandes esforços como a
acção sísmica, deve ser utilizado um modelo de solo que tenha em conta essa dependência dos es-
forços relativamente à rigidez do solo [26]. Este modelo de solo é referido no programa como Harde-
ning Soil model. O solo no tardoz do caixotão assume-se compactado o suficiente para ter caracterís-
ticas similares ao solo de fundação.
Modelo do material Tipo de material
/ (kN/m
3)
(graus)
(-)
c (kN/m
2)
(graus)
Hardening Soil Drenado 18 / 20 35 0,2 0,1 5
Eref
(kN/m2)
re
(kN/m
2)
oe re
(kN/m
2)
urre
(kN/m
2)
m (-)
Rinter
(-) Kx/Ky
(m/dia)
- 1,00E+05 1,00E+05 2,20E+05 0,5 0,7 20
Tabela 9 – Propriedades do material de fundação e aterro do caixotão modelado em PLAXIS
Segundo o autor [26], como qualquer outro modelo de solo em PLAXIS, o modelo HS tem a limitação
de não considerar a degradação da rigidez do solo durante o carregamento cíclico, e também não
incorporar variação volumétrica permanente nem acumulação de pressão intersticial no solo com
carregamentos cíclicos. Ainda que com estas limitações preferencialmente é utilizado o modelo HS.
Foram definidas condições especiais de fronteira para tomar em consideração o solo ser um meio
semi-infinito. Sem estas condições as ondas reflectiriam nas fronteiras do modelo causando perturba-
ções, o que se evita com a modelação de absorbent boundaries nas fronteiras verticais do modelo. O
PLAXIS [26] disponibiliza uma configuração padrão conveniente para gerar estas condições de fron-
teira em modelos sujeitos à acção sísmica conhecida como standard earthquake boundaries.
A exigência de limitação de danos proposta pelo Eurocódigo 8 [18] estabelece que no caso da actua-
ção de um sismo com maior probabilidade de ocorrência que o sismo de projecto, os danos na cons-
trução devem ser limitados. O acelerograma considerado tem um período intenso de 30 segundos e
duração total de 36 segundos, período de retorno de 95 anos e aceleração máxima 0,114g (Figura
31).
Figura 31 – Acelerograma gerado a partir do espectro elástico do sismo tipo 1
-2
-1,5
-1
-0,5
0
0,5
1
1,5
2
0 6 12 18 24 30 36
a(m
/s2)
T(s)
59
O Eurocódigo 8 [18] não específica critérios de deslocamentos máximos, no entanto a bibliografia
dedicada ao assunto, Seismic Design Guidelines for Ports [11], especifica valores máximos para os
deslocamentos residuais da linha da face do cais e para as deformações no aterro, para um período
de retorno de 75 anos. Para efeitos deste estudo utilizaram-se esses valores para comparar com os
resultados obtidos da modelação em PLAXIS.
Os parâmetros especificados em [11] referem-se a (Figura 32):
Caixotão: assentamentos, inclinação, deslocamento horizontal;
Tardoz: assentamentos diferenciais entre o caixotão e o tardoz, assentamentos no aterro.
Figura 32 – Parâmetros para avaliação dos danos em Caixotões, adaptado de [11]
As considerações para estabelecer o critério de danos relacionam-se com a classe de importância da
estrutura e os serviços da mesma tais como, estabilidade na acostagem e operações de carga, inun-
dações e níveis de danos estruturais na forma de deslocamentos e inclinações da linha vertical do
cais e deformações no tardoz.
Nível de danos Danos estruturais Danos operacionais
Classe I: Operacional Menores ou sem danos Pouca ou sem perda de serviço
Classe II: Reparável Danos controlados Perda de operacionalidade num curto prazo
Classe III: Perto do colapso Danos extensos perto do colapso Perda total, ou num longo prazo da ope-racionalidade
Classe IV: Colapso Perda total da estrutura Perda total de operacionalidade
Tabela 10 – Níveis de danos do estado pós-sísmico da estrutura, adaptado de [11]
A parametrização dos danos de natureza estrutural está relacionada com o volume, custo e a dura-
ção dos trabalhos necessários para restabelecer as condições de operacionalidade da estrutura na
sua vida útil, designadas como perdas directas devido ao sismo. A classificação dos níveis de danos
de natureza operacional relacionam-se com o volume e o custo de trabalho necessário para repor de
forma total, em tempo útil, ou de forma parcial, a breve prazo, as condições de operacionalidade. As
60
perdas económicas associadas à perda de operacionalidade são designadas como perdas indirectas
[13].
Dada a importância socioeconómica da estrutura parametrizou-se o nível de danos pós-sísmico com
a classe I, exigindo que a estrutura se mantenha operacional e sem perdas de serviço após a ocor-
rência de um sismo.
Para as estruturas em caixotões é proposto o seguinte critério de danos:
Classe da Estrutura Classe I Classe II Classe III Classe IV
Deslocamento horizontal da face do Cais (d/H)*
Menor que 1,5% ou 300 mm
1,5%~5% 5%~10% Maior que
10%
Inclinação na direcção do mar
Menor que 3º 3º~5º 5º~8º Maior que 8º
Assentamentos entre o aterro e o caixotão
Menor que 0,03~0,1 m
Não aplicável Não aplicável Não aplicável
* d: deslocamento horizontal na face do cais; H: altura do Cais.
Tabela 11 – Critério de danos proposto para as estruturas de cais em Caixotões por [11]
Foram analisados três parâmetros de rotura com base nos indicados em [11], deslocamento horizon-
tal do cais, inclinação da frente acostável na direcção do mar e inclinação do cais.
(deslocamentos ampliados 100 vezes)
(mm)
Figura 33 – Deslocamentos totais da modelação computacional em caixotões sob a acção sísmica
61
Os deslocamentos horizontais na base do caixotão indicam que este irá deslizar em direcção ao mar.
Contudo, esses deslocamentos são na ordem dos 40 mm e consideram-se aceitáveis.
Os deslocamentos horizontais e verticais no topo do caixotão observáveis no modo de deformação da
Figura 33, indicam que a estrutura irá deslizar em direcção ao mar, contudo os deslocamentos verifi-
cados são de cerca de 40 mm e 15 mm respectivamente, para as acelerações impostas por este sis-
mo. Esta flexão/rotação também não deverá causar instabilidade ao caixotão e portanto será aceitá-
vel. Também são observáveis assentamentos junto ao tardoz do caixotão.
No anexo A. 4 inclui-se mais informação acerca dos resultados da análise dinâmica do modelo, no-
meadamente perfil de deslocamentos do modelo longe da estrutura, localização de pontos de plastifi-
cação e campo de tensões tangenciais relativas.
Total displacements Utot
Extreme Utot 42,95*10-3
m
Horizontal displacements Ux
Extreme Ux -40,33*10-3
m
Vertical displacements Uy
Extreme Uy -15,02*10-3
m
Figura 34 – Deslocamentos da modelação computacional da frente acostável (perfil A-A) e topo dos cai-
xotões (Perfil B-B) sob a acção sísmica
Com base nos deslocamentos da modelação computacional do cais e de acordo com os parâmetros
para avaliação dos danos em caixotões propostos pela PIANC [11], que inclusive são para uma ac-
ção sísmica com período de retorno menor, considera-se que a estabilidade do caixotão estará ga-
rantida.
Cais em Caixotões Deslocamento
transversal (mm) Rotação do cais
(graus) Inclinação do tabuleiro (%)
Deslocamentos PLAXIS 40 0,10 0,03
Deslocamentos classe I PIANC [11] 330 3 N/D
Tabela 12 – Comparação dos deslocamentos do modelo computacional PLAXIS e PIANC [11]
62
E C A B D
Capítulo 5
Estrutura sobre Estacas
5.1 Descrição da estrutura
A solução estrutural sobre estacas projectada para a ampliação do cais do Terminal XXI é constituída
por uma laje vigada de betão armado de altura constante com vãos de 12 metros e com cota de topo
+6,10 mZH. O perfil transversal comporta uma plataforma única com 36,555 m, cuja laje tem 0,45 m
de espessura e as vigas 1,80 m com uma inclinação lateral constante de 11%, e engloba ambos os
carris do caminho de rolamento das gruas pórticos de contentores (Figura 35). É constituído por uma
sequência de 4 troços muito semelhantes, com 101,0 m + 78,0 m + 90,0 m + 78,0 m num total de
347,0 m. Para reduzir os esforços resultantes das variações de temperatura e da retracção do betão,
o tabuleiro dispõe de juntas transversais, com vigas transversais nos topos.
Figura 35 – Secção transversal do cais sobre estacas, de [27]
63
O tabuleiro é ainda travado transversalmente por uma laje de transição com 0,20 metros de espessu-
ra e 5,0 metros de largura. As estacas de betão armado com 1,30 metros de diâmetro e cerca de 25
metros de comprimento são betonadas com recurso a camisa metálica perdida (com 8mm de espes-
sura), e dispõem-se em 5 fiadas com espaçamento de 4,0 + 9,5 + 9,5 +8,755 m (Figura 36), e por sua
vez são cravadas 4,0 metros no bedrock. O tabuleiro e a frente de acostagem são apetrechados com
os dispositivos e acessórios idênticos, em quantidade e localização, aos preconizados para a solução
em Caixotões pré-fabricados.
No revestimento do talude do pedrapleno, formado por TOT, é utilizado enrocamento de 1 a 2
toneladas formando uma camada dupla.
Figura 36 – Planta de um dos módulos com disposição e alinhamento das estacas, de [27]
5.1.1 Características dos materiais da estrutura
Betão C35/45 XS3
Módulo de elasticidade secante médio Ecm = 33,5 GPa
Valor característico da resistência à compressão fck = 35 MPa
Valor da resistência média à tracção fctm = 3,2 MPa
Coeficiente de Poisson ν = 0,2
Coeficiente de dilatação térmica α = 10x10-6
/ºc
Massa volúmica 2400 kg/m3
Armaduras (para betão armado) A500NRSD
Módulo de elasticidade do aço Es= 200GPa
Valor característico da resistência à tracção do aço fyk = 500 MPa
Coeficiente de Poisson ν = 0,2
Coeficiente de dilatação térmica α = 10x10-6
/ºc
Massa volúmica 7850 kg/m3
Aço Estrutural (perfis, chapas e tubos) S355
Módulo de elasticidade do aço Es= 210GPa
Tensão de cedência fy = 355 MPa
Tensão última de rotura à tracção fu = 500 MPa
Coeficiente de Poisson ν = 0,3
Coeficiente de dilatação térmica α = 12x10-6
/ºc
64
Massa volúmica 7850 kg/m3
Para o betão armado considerou-se o valor de γ = 25 kN/m3.
Apresentam-se os valores característicos do aço estrutural das camisas metálicas das estacas mol-
dadas a título de curiosidade, já que estas não são consideradas para dimensionamento, nem na
modelação para acção sísmica.
De realçar contudo que segundo o Eurocódigo 8 [18] no dimensionamento sísmico de estruturas de-
verá ter-se em consideração que perante uma acção sísmica, uma acção rápida e que será de ex-
trema violência, surgirá fendilhação. Para consideração desse factor no cálculo dos esforços usou-se
um módulo de elasticidade do betão afectado de um factor de 0,5. Deste modo, o módulo de elastici-
dade adoptado na modelação da estrutura será de E = 16,75 GPa.
5.2 Métodos construtivos comuns
No que à construção do tabuleiro diz respeito existem pelo menos dois sistemas racionais de cofra-
gem utilizados pela CPTP, empresa responsável pela 1ª fase de ampliação do cais do Termina XXI.
Relativamente às fundações a utilização de estacas metálicas de aço e estacas de betão armado
moldadas in situ são as mais generalizadas.
Para evitar cofragens demasiado onerosas só é utilizada uma distância de vãos e uma secção de
viga ao longo da estrutura do cais, isto torna possível a utilização da mesma cofragem ao longo de
todos os vãos. Os custos da cofragem usualmente ascendem a 10-15 por cento do custo total de
construção do cais [28].
Num dos sistemas de cofragem mais comum recorre-se a elementos pré-fabricados de betão. Um
cais devidamente construído com recurso a elementos pré-fabricados será da mesma qualidade e
terá o mesmo tempo de vida útil que um cais construído monoliticamente. Neste tipo de construção
são utilizados elementos pré-fabricados como canaletes, elementos longitudinais que assentam em
maciços de betão no topo das estacas ou em peças soldadas nas mesmas, e pré-lajes, elementos
transversais que por sua vez assentam nos canaletes. A laje do tabuleiro é betonada após a instala-
ção das armaduras resistentes do tabuleiro. Esta sequência é parcialmente visível na Figura 37. Na
construção da frente do cais, onde são instaladas as defensas, cabeços e escadas, a cofragem é
usualmente suspensa no tabuleiro do cais já betonado.
A pré-fabricação dos elementos é uma medida efectiva para reduzir o tempo de construção, uma vez
que os elementos podem ser fabricados simultaneamente com a cravação de estacas, e permite mi-
nimizar os custos da cofragem e do betão utilizado in situ, e ainda melhorar o controlo de qualidade
do betão. As desvantagens residem nas reduzidas tolerâncias para a instalação, e usualmente na
necessidade de dispor de gruas com muita capacidade e a vulnerabilidade face as condições climaté-
ricas durante o processo de instalação.
65
Figura 37 – Construção de cais sobre estacas com recurso a elementos pré-fabricados
Outro sistema de cofragens é baseado numa betonagem monolítica, com a betonagem de vigas e
lajes numa só operação, com recurso a um cimbre móvel apoiado sobre as estacas, à semelhança da
construção de uma ponte ou viaduto. Este sistema requer grande precisão na colocação das estacas
e dos suportes de apoio nas estacas onde vai trabalhar o cimbre. São utilizadas jangadas de apoio à
instalação, movimentação e descofragem do cimbre e portanto é necessário uma altura útil de traba-
lho debaixo do tabuleiro, o que não inviabiliza que estas actividades não estejam sujeitas às varia-
ções de maré.
Figura 38 – Construção de cais sobre estacas recorrendo a cimbre autolançável
Foi esta a solução utilizada em Sines com a cravação de camisas metálicas em aço, com recurso a
martelo hidráulico de percurssão montado em equipamento flutuante, que em seguida através de
máquina de furação montada em equipamento flutuante eram perfuradas no interior até à cota de
fundação. As camisas metálicas eram ainda contraventadas provisoriamente, e depois de colocada a
66
armadura seguia-se a betonagem das mesmas com recurso a bomba de betão a partir do aterro.
Finalmente as estacas eram cortadas e saneadas à cota pretendida, e também soldados os apoios
onde iria assentar o cimbre. Paralelamente ao avanço das estacas, seguia também o aterro, e depois
de concluído o processo das estacas era completado o pedrapleno inferior ao tabuleiro com recurso a
grua de rastos. Esta metodologia de execução é perceptível na Figura 38 em obra semelhante.
Depois destes trabalhos estavam reunidas as condições para o avanço do cimbre. Este cimbre era
constituído por estrutura metálica de suporte, roletes para movimentação longitudinal e sistema
sincronizado de elevação através de macacos hidráulicos. O cimbre permitia a execução de tramos
de 12,0 m, equivalente ao vão entre estacas, com um rendimento de um tramo por semana.
5.3 Análise à acção sísmica
As acções horizontais provocadas pela acção sísmica e induzidas na superestrutura são transmitidas
até ao nível das fundações dando origem a cargas horizontais e momentos concentrados, suportados
pela reacção lateral do solo que se opõe ao movimento das estacas gerando assim esforços de inte-
racção entre o solo e a estrutura.
Deste modo, para a análise à acção sísmica utilizou-se um modelo de elementos finitos com recurso
ao programa de cálculo automático SAP2000, através de uma análise dinâmica linear de acordo com
o Eurocódigo 8 [18], que como já foi referido baseia-se num modelo de interacção solo-estrutura. Este
modelo constitui uma aproximação bastante verosímil do comportamento real da estrutura e conduz a
resultados satisfatórios, que incluem desde os modos de vibração, extensões, deslocamentos, esfor-
ços e tensões.
5.3.1 Modelação para a análise dinâmica da acção sísmica
Com recurso às peças desenhadas integrantes do projecto de ampliação do Terminal XXI [27], recri-
ou-se de forma o mais análoga possível em SAP2000, o tabuleiro e as estacas que constituem o cais.
Este modelo recorre a dois tipos de elementos finitos, é constituído por elementos volúmicos na mo-
delação do tabuleiro, e as estacas são assimiladas a uma barra linear caracterizada por uma dada
rigidez à flexão EI.
Sendo o objectivo deste modelo a determinação de esforços nas estacas para a acção dinâmica do
sismo, as ligações das estacas ao exterior foram modeladas por molas nos nós das estacas. A mode-
lação da interacção pedrapleno/fundação, nos modelos de estacas, teve como base o modelo de
Winkler [29], em que as estacas foram modeladas com recurso a apoios elásticos, o qual é também o
único tipo de modelação que o programa dispõe para o efeito.
67
O modelo permite, de uma forma expedita, simular a estratificação do terreno, espaçando as molas
de forma suficientemente próxima para uma adequada representação da deformação da estaca rela-
tivamente ao material da fundação. A rigidez dessas molas é caracterizada por uma constante de
proporcionalidade (comportamento elástico linear) entre a pressão aplicada e o deslocamento do
solo, constante designada por coeficiente de reacção horizontal . O é assim definido como sen-
do a pressão necessária para provocar um deslocamento unitário.
Foram então colocadas molas no plano horizontal, segundo a direcção X e Y, nos nós dos elementos
barra que modelam as estacas, para os nós que se encontram abaixo do nível do solo e neste caso
todos submersos. Perto da superfície do solo é onde o módulo de reacção do solo tem a maior influ-
ência na resposta da estrutura (Figura 39).
Figura 39 – Modelo de interacção solo-estaca, adaptado de [29]
Apesar da simplicidade do modelo de Winkler por depender de um único parâmetro, que é o módulo
de reacção , este é utilizado na exploração de modelos elásticos descontínuos que dependem não
só da natureza do material em causa mas também das condições de drenagem e carregamento dos
solos. Resulta daí que a determinação directa do valor a utilizar na análise dum caso não seja de fácil
realização, optando pelo recurso a valores de base fornecidos na bibliografia para solos tipo.
Uma prática comum é a de organização dos solos em dois grandes grupos: areias e argilas, e é habi-
tual admitir-se que o módulo de reacção cresce linearmente em profundidade em areias e em argilas
moles a médias normalmente consolidadas, e é constante em profundidade em argilas rijas.
(5.1)
São apresentadas seguidamente duas tabelas, com algumas propostas de módulos de reacção hori-
zontal, adaptadas de [29].
Solos arenosos (kN/m3)
Compacidade da areia Seca ou húmida Submersa
Solta 2300 1300
Média 6800 4500
Compacta 18000 11000
Tabela 13 – Módulo de reacção horizontal em areias (Terzaghi, 1955), adaptado de [29]
68
Solos argilosos (kN/m3)
Argilas normalmente consolidadas
Argila orgânica Argila mole
110 a 810 (kN/m3), Davisson (1970) 270 a 540 (kN/m
3), Davisson e Prakash (1963)
Argilas sobreconsolidadas (Terzaghi, 1955)
Consistência da argila Constante em profundidade
Rija 18000
Muito Rija 36000
Dura >72000
Tabela 14 – Módulo de reacção horizontal em argilas, adaptado de [29]
Para o estudo desta estrutura, e tendo em conta os ensaios SPT realizados e a caracterização geoló-
gica descrita, foi adaptado o módulo de reacção horizontal de = 5000 kN/m3.
Noutra secção irá ser feita uma análise em que se usaram diferentes valores de para descrever a
interacção solo-estrutura e deste modo analisar a variação da resposta em função da rigidez das
molas. Ao nível do tabuleiro do lado terra não é modelada qualquer condição de apoio.
A acção dos sismos foi quantificada através de uma análise modal que permite a caracterização di-
nâmica de uma estrutura através da representação dos vários modos de vibração e correspondentes
deformadas.
Por todos os módulos apresentarem uma geometria muito semelhante e separados entre eles por
juntas transversais, considerou-se o módulo com 90,0 m representativo da estrutura total do cais, pois
não fazia sentido ter estruturas separadas no mesmo modelo e evita-se assim também um modelo
demasiado pesado. O modelo final tem o aspecto representado na Figura 40.
Figura 40 – Modelo de elementos finitos para análise dinâmica do cais sobre Estacas
69
5.3.2 Modos de Vibração
A acção dos sismos foi quantificada através de uma análise modal com 20 modos de vibração com
uma mobilização total da massa a partir do 4º modo de aproximadamente 87% na direcção X e tam-
bém 87% na direcção Y.
Para a estrutura em estudo, já era expectável tendo em conta a bibliografia estudada [11], que só três
dos modos de vibração fossem significativos: duas translações (nas duas direcções principais) e uma
torsional, estando estes intimamente ligados.
Modo Período
(s) Frequência
(ciclo/s) UX UY RZ SumUX SumUY SumRZ
1 1,28 0,78 0,43 0,00 0,03 0,43 0,00 0,03
2 1,02 0,98 0,00 0,87 0,56 0,43 0,87 0,59
3 0,66 1,51 0,44 0,00 0,27 0,87 0,87 0,86
4 0,16 6,44 0,00 0,00 0,00 0,87 0,87 0,86
5 0,15 6,83 0,00 0,00 0,00 0,87 0,87 0,86
6 0,14 7,19 0,00 0,00 0,00 0,87 0,87 0,86
7 0,13 7,41 0,00 0,00 0,00 0,87 0,87 0,86
8 0,13 7,42 0,00 0,01 0,01 0,87 0,88 0,87
9 0,13 7,43 0,00 0,00 0,00 0,87 0,88 0,87
10 0,13 7,43 0,00 0,00 0,00 0,87 0,88 0,87
11 0,13 7,43 0,00 0,00 0,00 0,87 0,88 0,87
12 0,13 7,44 0,00 0,00 0,00 0,87 0,88 0,87
13 0,13 7,44 0,00 0,00 0,00 0,87 0,88 0,87
14 0,13 7,44 0,00 0,00 0,00 0,87 0,88 0,87
15 0,13 7,44 0,00 0,00 0,00 0,87 0,88 0,87
16 0,13 7,45 0,00 0,00 0,00 0,87 0,88 0,87
17 0,13 7,45 0,00 0,00 0,00 0,87 0,88 0,87
18 0,13 7,45 0,00 0,00 0,00 0,87 0,88 0,87
19 0,13 7,45 0,00 0,00 0,00 0,87 0,88 0,87
20 0,13 7,46 0,01 0,00 0,00 0,88 0,88 0,87
Tabela 15 – Período, frequências de vibração e factores de participação de massa
Uma vez que a participação de massa diminui com o aumento da frequência, torna-se dispensável a
análise dos modos de vibração associados a frequências mais elevadas, uma vez que as disposições
espaciais onde estão presentes os modos mais significativos da resposta global da estrutura são os
modos de menor frequência.
O primeiro modo de vibração do cais, representado na Figura 41, corresponde a uma translação do
tabuleiro no sentido longitudinal X com reduzidos movimentos de torção.
70
Figura 41 – 1º Modo de vibração com frequência f = 0,78 Hz
O segundo modo de vibração, representado na Figura 42, corresponde a uma oscilação do tabuleiro
na direcção transversal Y, com uma elevada participação de massa também na rotação do tabuleiro
em torno do eixo vertical.
Figura 42 – 2º Modo de vibração com frequência f = 0,98 Hz
71
O terceiro modo de vibração (Figura 43) à semelhança do modo de vibração de frequência inferior
apresenta uma oscilação do tabuleiro no sentido longitudinal X acompanhado também de movimen-
tos de rotação em torno do eixo vertical Z.
Figura 43 – 3º Modo de vibração com frequência f = 1,51 Hz
5.3.3 Definição da acção sísmica
A caracterização da acção sísmica foi feita através dos espectros resposta do Eurocódigo 8 [18]. A
definição destes espectros entra em consideração com 5 parâmetros: o tipo de sismo, a zona sísmica
onde se irá localizar a estrutura, a classe de importância da mesma, tipo de terreno de fundação e do
coeficiente de amortecimento considerado.
Tendo presentes os ensaios SPT realizados (2.2), que se situaram em regra superiores a 60 panca-
das na primeira fase de ensaio, atingindo assim o número limite de pancadas em cada ensaio, a partir
do qual se admite ter atingido o bedrock, adequam-se aos requisitos para um solo tipo B representa-
do no Eurocódigo 8 [20].
Tipo de
terreno Descrição do perfil estratigráfico
Parâmetros
vs.30 (m/s) NSPT
(pancadas/30 cm)
cu
(kPa)
B
Depósitos de areia muito compacta, de seixo (cascalho) ou
de argila muito rija, com uma espessura de, pelo menos,
várias dezenas de metros, caracterizados por um aumento
gradual das propriedades mecânicas com a profundidade
360 - 800 > 50 > 250
Tabela 16 – Excerto dos tipos de terreno a considerar na acção sísmica no Eurocódigo 8 [18]
72
Recorde-se que em Portugal são previstos dois tipos de acção sísmica de dimensionamento, um
sismo de elevada magnitude com epicentro afastado, acção sísmica tipo 1, e um sismo de magnitude
moderada a uma curta distância focal, acção sísmica tipo 2. Consultado o zonamento sísmico nacio-
nal [20] localizamos Sines na zona 3 (1.3) para o cenário sísmico ―afastado‖ e também na zona 3
(2.3) para o cenário sísmico ―próximo‖ (Figura 44).
Figura 44 – Zoneamento sísmico em Portugal continental e localização de Sines, em [20]
A definição dos espectros de resposta de dimensionamento é obtida a partir de um espectro de res-
posta elástico afectado do valor do coeficiente de comportamento. O valor do coeficiente de compor-
tamento depende essencialmente da ductilidade e capacidade de dissipação de energia da estrutura.
As funções que definem o espectro de resposta de dimensionamento do Eurocódigo 8 [18] têm a
seguinte forma:
( ) *
(
)+ (5.2)
( )
(5.3)
( )
( ) (5.4)
( )
( ) (5.5)
onde: Se(T) é o valor da aceleração espectral;
T é o período de vibração de um sistema de um grau de liberdade;
ag é o valor da aceleração do solo, que se obtém multiplicando
TB é o limite inferior do ramo espectral de aceleração constante;
TC é o limite superior do ramo espectral de aceleração constante;
73
TD é o valor do período no início do ramo de deslocamento constante;
S é o factor do tipo de terreno de fundação
( );
q é o coeficiente de comportamento;
β é o limite inferior do espectro (0,20);
Os restantes parâmetros necessários à criação do espectro de resposta, para os sismos tipo 1 e 2,
referentes a um solo tipo B resumem-se na Tabela 17.
Acção Sísmica Tipo 1 Tipo 2
Zona 3 3
Smáx 1,40 1,35
TB (s) 0,10 0,10
TC (s) 0,60 0,25
TD (s) 2,00 2,00
ag (m/s2) 1,50 1,30 1,95 1,70 1,30 2,21
Tabela 17 – Valores dos parâmetros referentes ao solo do tipo B para as zonas 1.3 e 2.3 [20]
O valor do coeficiente de comportamento pretende considerar indirectamente o comportamento não
linear da estrutura durante a acção sísmica da estrutura. Apesar de não haver regulamentação espe-
cífica no Eurocódigo 8 [18] para este tipo de estruturas, parece adequado interpretar a estrutura como
se de um viaduto se tratasse. Para esse tipo de estruturas o Eurocódigo 8 – parte 2 [30] preconiza
para o valor do coeficiente de comportamento:
Tipo de Elementos Dúcteis
Comportamento Sísmico
Ductilidade
Limitada Dúcteis
Pilares de Betão Armado:
Pilares verticais à flexão 1,5 3,5 λ(αs)
Tabela 18 – Tabela 4.1: Valores máximos do coeficiente de comportamento, adaptado de [30]
( ) (5.6)
onde: , e se,
( ) > ( ) √
Ls distância entre a rótula plástica e o ponto de momento nulo do pilar (=11, no alinhamento A);
h dimensão da secção do pilar no plano de flexão de formação da rótula plástica;
A altura das estacas é constante mas a altura enterrada das mesmas varia ao longo do perfil trans-
versal do cais, o que implica cada uma ter um comportamento próprio à flexão. A formação das rótu-
las plásticas ocorre nas secções próximas do tabuleiro e na base das estacas, e a zona de momentos
nulos para as acções horizontais, é a meia altura.
Desta forma considerou-se: ( )
.
74
Este resultado reduz-nos a função ( ) para igual 1 e consequentemente para um coeficiente de
comportamento igual a 3,5, no entanto o Eurocódigo 8 – parte 2 [30] ainda preconiza em 4.1.6.(6) que
o valor do coeficiente de comportamento que caracteriza o comportamento dúctil da estrutura deve
ser multiplicado pelo factor 0,6 caso as zonas de formação de rótulas plásticas não estejam acessí-
veis para inspecção e posterior reparação. Cenário que vamos admitir para a nossa estrutura redu-
zindo então o coeficiente de comportamento para , que até pode ser considerado
elevado dada a difícil reparação de eventuais rótulas na zona do pedrapleno.
Segundo o capítulo 2.1 do Eurocódigo 8 – parte 2 [30] a estrutura deve ainda ser classificada segun-
do um coeficiente de importância que depende entre outras das consequências económicas do co-
lapso.
Por considerar-se que a interrupção da actividade portuária no terminal teria consequências económi-
cas muito elevadas (CC3), por razões óbvias para o concessionário do porto que vê o investimento
em risco e a consequente perda de clientes, e também para a economia local que depende do porto,
admitiu-se a classe de importância III, e o valor recomendado de .
Os espectros de resposta apresentados referem-se então à resposta em termos de aceleração abso-
luta e estão associados ao coeficiente de importância de e um coeficiente de amortecimento
(ξ= 5%).
Figura 45 – Espectros de resposta de dimensionamento para as acções sísmicas tipo 1 e 2 para o tipo de
solo B com amortecimento 5%
Tendo presente os períodos dos modos de vibração mais significativos T (1,28;1,02;0,66)s consta-
ta-se que para esta estrutura é a acção sísmica tipo 1 a mais condicionante, cujos valores das reac-
ções na base confirmam.
0
1
2
3
4
0,0 0,5 1,0 1,5 2,0 2,5 3,0 3,5 4,0
Se (
m/s
2)
Período (s)
Acção Sísmica Tipo 1 Acção Sísmica Tipo 2
75
Ainda neste método de análise, a combinação das respostas modais poderá ser realizada de acordo
com o SRSS (Square Root of the Sum of Squares) segundo 4.2.1.3 [30] se:
√
ou √
(5.7)
A não satisfação desta condição [30] alerta para o facto da combinação SRSS ser não conservativa e
que outras regras devem ser aplicadas, como o método CQC (Complete Quadratic Combination).
Considerando os dois primeiros modos de vibração, que são os mais significativos, e que os coefici-
entes de amortecimento não se alteram entre modos consecutivos temos,
, con-
clui-se que não é satisfeita a condição e aplica-se a Combinação Quadrática Completa.
Na combinação dos efeitos da acção sísmica nas duas direcções (horizontais) principais, combinou-
se 100% do efeito numa direcção com 30% do efeito na outra,
(5.8)
(5.9)
A avaliação da deformação da estrutura não pode ser medida directamente deste modelo, uma vez
que foram considerados os efeitos não lineares no espectro de resposta através da afectação do
valor do coeficiente de comportamento. Mais uma vez o Eurocódigo 8 – parte 2 [30] toma isso em
consideração em 2.3.6.1(8) com a definição de um factor de ductilidade consoante o período funda-
mental em cada direcção horizontal.
Como ambos os períodos dos modos de translação fundamentais em X e Y, , respecti-
vamente são superiores a então que se adaptou como e os deslo-
camentos devido à acção sísmica resultam da equação 2.3.6.1(6):
(5.10)
onde é o coeficiente de correcção do amortecimento, com o valor de referência para 5% de
amortecimento viscoso.
O Eurocódigo 8 – parte 2 [30] preconiza ainda em 2.3.6.3 que os deslocamentos obtidos desta análi-
se devem ser combinados com os deslocamentos das acções permanentes e quase permanentes,
como a temperatura, retracção e fluência.
76
5.3.4 Variação do coeficiente de reacção horizontal do solo
O valor do coeficiente de reacção horizontal ( = 5000.z) adoptado nas análises dinâmicas está de
acordo com a bibliografia existente sobre o tema e parece apropriado dada a qualidade dos resulta-
dos obtidos. No entanto para analisar a variação da resposta da estrutura em função da rigidez das
molas compararam-se as respostas da estrutura efectuando as mesmas análises com coeficiente
duas vezes inferior ( ) e duas vezes superior ( ).
Modo Período
(s) Frequência
(Hz) Período
(s) Frequência
(Hz) Período
(s) Frequência
(Hz)
1 1,46 0,68 1,28 0,78 1,12 0,89
2 1,18 0,85 1,02 0,98 0,89 1,12
3 0,78 1,27 0,66 1,51 0,56 1,77
4 0,17 5,97 0,16 6,44 0,15 6,59
5 0,16 6,08 0,15 6,83 0,14 7,05
Tabela 19 – Períodos e frequências dos 5 primeiros modos para as variações do coeficiente
Modo Ux Uy Ux Uy Ux Uy Ux Uy Ux Uy Ux Uy
1 0,44 0,00 0,44 0,00 0,43 0,00 0,43 0,00 0,42 0,00 0,42 0,00
2 0,00 0,87 0,44 0,87 0,00 0,87 0,43 0,87 0,00 0,86 0,42 0,86
3 0,44 0,00 0,88 0,87 0,44 0,00 0,87 0,87 0,44 0,00 0,86 0,86
4 0,00 0,00 0,88 0,88 0,00 0,00 0,87 0,87 0,00 0,00 0,86 0,86
5 0,00 0,00 0,88 0,88 0,00 0,00 0,87 0,87 0,00 0,00 0,86 0,86
Tabela 20 – Factores de participação dos 5 primeiros modos para as variações do coeficiente
Alinhamento x (mm) y (mm) x (mm) y (mm) x (mm) y (mm)
Estaca E 70 142 59 120 46 100
Estaca D 71 157 60 135 49 116
Estaca C 82 157 70 135 59 117
Estaca B 100 160 86 138 74 120
Estaca A 109 160 94 139 81 120
Tabela 21 – Deslocamentos nas estacas de extremidade (x=3 e 87m) para a acção sísmica condicionante
EEdx + 0,30×EEdy , para as variações do coeficiente de reacção horizontal
77
A B C D E
Figura 46 – Diagramas de momentos flectores nas estacas de extremidade para acção sísmica condicio-
nante, para as variações do coeficiente de reacção horizontal, 0.5 , , 2 , respectivamente
78
Através desta análise verifica-se que como seria de esperar a frequência da estrutura aumenta com a
rigidez do terrapleno, uma vez que se mantêm as condições de massa e amortecimento da estrutura.
Esta análise permite assegurar também que a ordem de valores dos esforços envolvidos é a mesma
(Figura 46) e ainda que haja redistribuição dos esforços, principalmente nas estacas mais enterradas,
prejudicando e favorecendo determinados alinhamentos relativamente à análise inicial, as diferenças
na envolvente dos esforços não parecem ser relevantes a ponto de comprometer a análise em estu-
do.
No que diz respeito aos deslocamentos quanto maior o módulo de reacção horizontal utilizado e para
a mesma acção sísmica maior a capacidade de absorção desta acção por parte do pedrapleno e há
uma diminuição dos deslocamentos verificados. A grandeza em causa é o deslocamento relativo en-
tre a estrutura e o solo, pelo que é compreensível que os valores mais altos estejam associados às
estruturas com frequência mais baixa. Os deslocamentos máximos obtidos no cálculo elástico na
direcção transversal do Cais para a Estaca A são 109 mm, 94 mm e 81 mm para os 3 casos referi-
dos.
5.4 Avaliação da resistência sísmica da estrutura
Depois de definida a acção sísmica para a qual a exigência de não-colapso deve ser verificada, de
acordo com o Eurocódigo 8 [30] no dimensionamento sísmico de estruturas o efeito das acções é
contabilizado através da seguinte combinação:
(5.11)
em que: esforço resultante das acções permanentes, tomada com o seu valor característico;
valor de cálculo dos esforços devidos à acção sísmica para o período de retorno de referência;
é o valor característico dos esforços devidos às cargas relativas ao tráfego;
é o coeficiente para a determinação da combinação quase-permanente das cargas relativas ao
tráfego;
é o valor quase permanente das acções de longa duração.
Os efeitos da acção sísmica não necessitam ser combinados com os efeitos devido às deformações
causadas pela variação uniforme de temperatura, retracção, assentamentos ou movimentos residuais
do solo devido a falhas sísmicas, e portanto ignora-se .
As combinações consideradas para a determinação da envolvente máxima para avaliação da resis-
tência das estacas tendo como acção variável base a acção sísmica foram as seguintes:
Acção Variável Base Sismo X (ELU1) 1,0 PP 0,5 SCU 1,0 EEx
Acção Variável Base Sismo Y (ELU2) 1,0 PP 0,5 SCU 1,0 EEy
79
onde PP é o peso próprio;
SCU é a sobrecarga uniforme;
EEx é o efeito da aplicação da acção sísmica ao longo do eixo x da estrutura EEdx 0,30 EEdy
EEy é o efeito da aplicação da acção sísmica ao longo do eixo y da estrutura 0,30 EEdx EEdy
Estas combinações não são idênticas às consideradas no projecto executado [27], já que este foi
dimensionado de acordo com os requisitos preconizados pelo RSA, com diferentes espectros de res-
posta da acção sísmica, onde os efeitos da acção sísmica eram majorados posteriormente na combi-
nação de acções em que a acção sísmica era a variável base e onde eram tidos em conta os efeitos
da retracção e variação uniforme de temperatura. Dada a existência desta nova regulamentação tam-
bém se torna pertinente a comparação dos resultados obtidos entre as duas soluções.
Para esses resultados serem comparáveis considerou-se a mesma sobrecarga uniforme distribuída
com o valor de 30 kN/m2 na zona atrás do carril do lado do mar, e 10 kN/m
2 na zona à frente do carril
do lado do mar, em vez das cargas relativas ao tráfego, e multiplicou-se pelo mesmo coeficiente par-
cial utilizado no projecto executado.
Figura 47 – Aplicação da Sobrecarga Uniforme no tabuleiro
Relativamente aos fenómenos de encurvadura verificaram-se os alinhamentos A e B que não satisfa-
ziam a condição limite ( ) através da regulamentação prevista no Eurocódigo 2 [31] e o método
simplificado baseado numa curvatura nominal (consultar A. 6).
Os esforços obtidos nas estacas foram obtidos com base nos modelos já referidos e o resumo dos
resultados apresentam-se nas tabelas abaixo. Os valores dos esforços de dimensionamento para
cada acção considerada, por ser uma lista mais exaustiva, inseriram-se em A. 5 e A. 6.
esforço secção Estacas Centrais
A B C D E
NEd (kN)
base -2875 -3189 -4604 -4559 -1865
topo -2345 -2659 -4075 -4071 -1391
fuste -2597 -2912 -4355 -4601 -1617
MEd (kN.m) topo 1344 1589 1858 3549 3747
fuste 450 912 1202 1770 1926
Tabela 22 – Valores dos esforços normais e momentos flectores de dimensionamentos máximo nas esta-
cas centrais para as combinações consideradas
80
esforço secção Estacas de extremidade (x=15,0 e 75,0 m) Estacas de extremidade (x=3,0 e 87,0 m)
A B C D E A B C D E
NEd (kN)
base -2916 -3177 -4781 -4765 -1870 -2744 -2848 -3414 -3443 -1865
topo -2388 -2647 -4253 -4236 -1396 -2213 -2318 -2883 -2912 -1391
fuste -2410 -2899 -4533 -4517 -1622 -2467 -2572 -3165 -3194 -1616
MEd
(kN.m)
topo 1440 1811 2241 4059 4097 1439 2104 2722 4849 4309
fuste 476 1076 1418 2033 2231 482 1251 1656 2358 2683
Tabela 23 – Valores dos esforços normais e momentos flectores de dimensionamentos máximos nas
estacas de extremidade para as combinações consideradas
Nas tabelas acima apresentam-se os esforços normais de dimensionamento e os esforços de dimen-
sionamento à flexão composta com os valores máximos para as duas combinações consideradas em
X e Y. Da análise destes esforços por cada acção considerada constatou-se que é a combinação
sísmica na direcção Y a condicionante nos alinhamentos A, B, C, e D, nas estacas centrais e a com-
binação sísmica na direcção X a condicionante para o alinhamento E. Já para as estacas de extremi-
dade é a combinação sísmica na direcção X a condicionante, excepto para o alinhamento A.
Os valores apresentados permitem concluir que são as estacas dos alinhamentos D e E as críticas,
com esforços muito superiores às dos outros alinhamentos.
Os cálculos à flexão composta disponível em A. 8 mostram que os alinhamentos D e E necessitam
quase o dobro da armadura dos restantes alinhamentos, o que sugere a utilização de dois tipos de
armaduras longitudinais no mínimo, um para as estacas dos alinhamentos A, B e C e outro para os
alinhamentos D e E.
Num estudo mais exaustivo ainda se poderia diferenciar entre a armadura das secções de topo e de
fuste, uma vez que a armadura de 1425 adoptada para a verificação da resistência cumpre esse
objectivo em todos os alinhamentos ao longo do fuste, mas não o faz no topo do alinhamento D e E,
como se apresenta de seguida e no apêndice A. 8, e que exigirá mais armadura, equivalente a
2025 por exemplo.
Relativamente aos fenómenos de encurvadura, as verificações efectuadas para os alinhamentos A e
B que tem comprimento de encurvadura ( ) relevante, demonstram que o acréscimo de momento
flector devido aos efeitos de 2ª ordem e imperfeições geométricas não são suficientes para que a
resistência das secções sejam ultrapassadas.
Nas figuras seguintes estão representados os diagramas de interacção para os esforços actuantes
máximos nos topos das estacas e secções do fuste onde se poderá verificar estar garantida a segu-
rança à flexão composta. Os diagramas de interacção foram preparados com recurso a folhas de
cálculo para a flexão composta segundo o Eurocódigo 2 [31] da autoria de mpa – The Concrete Cen-
ter.
81
Estacas Centrais - Topo Estacas Centrais - Fuste
Estacas de Extremidade - Topo Estacas de Extremidade - Fuste
Figura 48 – Diagrama de interacção M-N para o dimensionamento de colunas circulares segundo o Euro-
código 2 [31] para o topo e fuste das estacas centrais
Como é observável pelos diagramas de interacção a armadura 1425 não consegue verificar a segu-
rança para os alinhamentos D e E na secção de topo das estacas centrais sendo necessário uma
armadura equivalente superior a 1432. Para a secção de fuste já é verificada a resistência para
essa armadura.
Figura 49 – Diagrama de interacção M-N para o dimensionamento de colunas circulares segundo o Euro-
código 2 [31] para o topo (16 varões) e fuste (14 varões) das estacas de extremidade (x=3 e x=87 m)
É na secção de topo das estacas de extremidade onde os esforços são mais críticos para os alinha-
mentos D e E, sendo que seria necessário uma armadura equivalente a 1640 para verificar o Esta-
82
do Limite Último. No fuste das estacas de extremidade os esforços são menores no entanto só uma
armadura equivalente a 1632 (128,7 cm2) verifica a resistência no alinhamento E.
Juntam-se as armaduras aplicadas no projecto de Ampliação do Terminal XXI [27], onde foram utili-
zados três tipos de armaduras tipo para as estacas do cais. Por ordem de resistência, um para as
estacas de extremidade do alinhamento E na junta transversal, outro para as estacas de extremidade
D na junta transversal e estacas E ao longo do cais, e um mais generalizado para as restantes esta-
cas do cais. Estes resultados vão ao encontro dos obtidos na modelação apresentada com os espec-
tros de resposta do Eurocódigo 8 [18], no entanto a armadura para a secção mais esforçada resultan-
te do dimensionamento efectuado pelo RSA, não é suficiente para os esforços resultantes do dimen-
sionamento através do Eurocódigo 8 [18].
Figura 50 – Secção de topo das estacas de extremidade do alinhamento E na junta transversal, secção
mais esforçada, adaptado de [27]
Como se verifica na Figura 50, a armadura das estacas de extremidade do alinhamento E era consti-
tuída em altura por uma armadura ―mínima‖ de 1425 reforçada depois na secção de topo, aquela
que é sujeita a maiores esforços de flexão composta, com 725+732 totalizando (159,4 cm2) ainda
inferior aos 1640 (201,0 cm2) do dimensionamento através do Eurocódigo 8 [18].
Ainda seria necessário garantir a segurança ao estado limite último para o esforço transverso nas
estacas, assim como todas as vericações referentes ao tabuleiro, mas além de tornar a análise muito
extensa não é o objectivo deste estudo.
5.5 Avaliação da limitação de danos
Nesta secção, e à semelhança da análise realizada para os caixotões, pretende-se avaliar a exigên-
cia de limitação de danos proposta pelo Eurocódigo 8 [31] que estabelece para o caso da actuação
de um sismo com maior probabilidade de ocorrência que o sismo de projecto, os danos na construção
devem ser limitados. Este conceito embora admita danos, tem a intenção de garantir que os custos
relativos à sua reparação e limitação de serviço da estrutura não sejam muito elevados.
A acção a considerar corresponde à acção sísmica ―frequente‖ ou de ―serviço‖ com uma probabilida-
de de ocorrência de 10% em 10 anos, sendo equivalente a um período de retorno de 95 anos. Esta
acção sísmica pode ser simplificadamente quantificada segundo o Anexo Nacional ao Eurocódigo 8
83
[20], afectando por um coeficiente de redução ν de 0,4 a acção sísmica de projecto Tipo 1 e 0,55 a
acção sísmica de projecto Tipo 2.
Tal como para o cais em Caixotões, o critério de danos em termos de deslocamentos máximos não
está especificado no Eurocódigo 8 [18] e será interessante avaliar os resultados obtidos com o critério
de danos especificado em Seismic Design Guidelines for Ports [11] e posteriormente com os valores
obtidos na análise aos caixotões.
Os parâmetros especificados em [11] para a avaliação dos danos para as estruturas em estacas em
relação aos deslocamentos e esforços são (Figura 51):
Deslocamentos:
Tabuleiro e estacas: assentamentos, inclinação, deslocamentos diferenciais;
Tardoz: assentamentos diferenciais entre o tabuleiro e o tardoz, inclinação, colapso da laje de
transição.
Esforços:
Topo e fuste das estacas;
Laje do tabuleiro e ligação tabuleiro-estacas;
Laje de transição.
Figura 51 – Parâmetros para avaliação dos danos em relação a a) deslocamentos
e b) esforços, adaptado de [11]
O critério de danos deve ser estabelecido de acordo com a escolha e especificação de limites apro-
priados para estes parâmetros.
Esta publicação da PIANC [11] ainda estabelece critérios para a sequência preferencial de estados
limites últimos a atingir de acordo com a dificuldade na reabilitação das mesmas.
1. Zona de ligação tabuleiro-estacas
2. Secção de topo das estacas abaixo da ligação com o tabuleiro
3. Tabuleiro e zona de encastramento das estacas
a) b)
84
Os danos estruturais na secção das estacas embutidas no pedrapleno além de difícil reabilitação têm
o potencial de iniciar o colapso da estrutura.
Apesar destes critérios estarem estabelecidos em [11] para um período de retorno de 75 anos consi-
dera-se pertinente a avaliação destes para a acção sísmica ―frequente‖ com período de retorno de 95
anos quantificada pelo Eurocódigo 8 [18].
As considerações para estabelecer o critério de danos são idênticos aos dos caixotões (classe I) e
estão especificados em 4.5. O critério de danos para o talude debaixo do tabuleiro é de difícil defini-
ção dada a complexa interacção solo-estrutura entre as estacas e o pedrapleno.
Classe da Estrutura Classe I Classe II Classe III Classe IV
Assentamentos entre tabuleiro e tardoz
Menor que 0,1~0,3 m Não aplicável Não aplicável Não aplicável
Deslocamentos residu-ais no sentido do mar
Menor que 2~3º Não aplicável Não aplicável Não aplicável
Comportamento das estacas
essencialmente elás-tico com deformações reduzidas ou inexis-tentes
ductilidade inelásti-ca controlada e deformação residu-al mantendo a es-trutura reparável
resposta dúctil (rótulas plásticas podem ocorrer em uma ou número limitado de estacas)
resposta infe-rior à classe 3
Tabela 24 – Critério de danos proposto para as estruturas de cais sobre Estacas por [11]
Na avaliação dos deslocamentos através da análise dinâmica linear devem ser contabilizados os
deslocamentos resultantes da temperatura, retracção e fluência, no entanto o valor correspondente a
essas acções não foi valorizado face à inferior ordem de grandeza quando comparados com os que
resultam da acção sísmica.
À semelhança e para comparação com a solução em caixotões avaliaram-se os deslocamentos
transversais das estacas, inclinação da frente acostável na direcção do mar e inclinação do cais, sob
a actuação da mesma acção sísmica. A figura 52 representa os deslocamentos verticais dos diferen-
tes nós da transversal do tabuleiro, e também uma aproximação linear desses deslocamentos.
Figura 52 – Deslocamentos verticais da modelação computacional do tabuleiro sob a acção sísmica
3,4
lado terra lado mar
0,40
-1
0
1
2
3
4
5
0 6 12 18 24 30 36
uz (mm)
Inclinação do tabuleiro Linear (Inclinação do tabuleiro)
0,01%
(m)
85
Os deslocamentos verticais ao longo do tabuleiro do cais indicam que este vai inclinar na direcção do
mar, no entanto esta inclinação é pouco significativa e não causará instabilidade ao cais.
Os deslocamentos das estacas na direcção transversal do cais (Figura 53) estão dentro dos deslo-
camentos admissíveis para a classe I propostos por [11]. As estacas serão suficientemente flexíveis
para acomodar estes deslocamentos e portanto consideram-se que são aceitáveis.
Figura 53 – Deslocamentos transversais da modelação computacional do cais sob a acção sísmica nas
estacas de extremidade (x=3 e 87m)
Confirma-se que relativamente ao desempenho do caminho de rolamento da grua pórtico esta solu-
ção será mais vantajosa uma vez que não são esperados assentamentos diferenciais entre carris.
Os deslocamentos da modelação computacional do cais estão dentro dos critérios para avaliação dos
danos em cais sobre estacas propostas pela PIANC [11].
Cais sobre Estacas Deslocamento
transversal (mm) Rotação do cais
(graus) Inclinação do tabuleiro (%)
Deslocamentos SAP2000 46 0,13 0,01
Deslocamento classe I PIANC [11] 1290 3 N/D
Tabela 25 – Comparação dos deslocamentos do modelo computacional SAP2000 e PIANC [11]
A
46
B
46
C
45
E
43
2%
D
44
(+0,0m)ZH
(-16,5m)ZH
(+4,0m)ZH
uy (mm)
86
Capítulo 6
Avaliação Caixotões vs. Estacas
Neste capítulo avaliam-se as duas soluções apresentadas para a ampliação do Terminal XXI, resu-
mindo as vantagens e limitações de cada estrutura, discutindo as mesmas em factores que se consi-
deram condicionantes e decisórios na escolha da infra-estrutura a aplicar numa obra portuária, ou
neste caso específico da ampliação do Terminal XXI.
6.1 Factores condicionantes na escolha da infra-estrutura
Condições do solo
Como ficou evidente neste trabalho as condições do solo são preponderantes na escolha do tipo de
estrutura portuária a adoptar e deve efectuar-se uma avaliação completa e confiável do local de cons-
trução da nova estrutura portuária para determinar a natureza do terreno de fundação e assegurar
que os riscos de rotura, instabilidade de taludes, de liquefacção, e susceptibilidade ao aumento da
compacidade no caso de ocorrência de um sismo são mínimos.
No caso do Terminal XXI, as condições naturais do solo adequam-se aos dois tipos de soluções em
estudo, não sendo portanto condicionante na resolução do tipo de estrutura a adoptar. A escolha por
uma fundação directa requereria um saneamento prévio da camada aluvionar superficial por meio de
dragagem localizada, o que é dispendioso e envolve mobilização de equipamento, no entanto a infra-
estrutura em Caixotões é uma solução corrente, e já adoptada em outras obras do Porto de Sines, ao
contrário da solução sobre Estacas que é inovadora.
Trabalhos subaquáticos
Evitar trabalhos construtivos subaquáticos é um objectivo na concepção e construção de infra-
estruturas portuárias. Para cumprir esse objectivo, procura-se a aplicação de métodos construtivos
que possibilitem o máximo de trabalho possível realizado fora de água, minimizando os trabalhos de
mergulho ao mínimo. As possibilidades de trabalho subaquático são limitadas em relação às de su-
perfície, assim como a visibilidade, e portanto, estes trabalhos não podem ser de natureza complexa.
Além de oneroso, estes trabalhos também são de difícil acompanhamento e supervisão.
Nesta perspectiva a solução sobre Estacas diferencia-se da solução em Caixotões uma vez que não
requere quaisquer trabalhos de mergulho, ainda que esteja condicionada à maré pela execução de
87
trabalhos debaixo do tabuleiro relacionados com o avanço do cimbre. Por sua vez a solução em Cai-
xotões requer trabalhos subaquáticos na regularização do prisma de enrocamento da fundação dos
mesmos. Segundo [28] as soluções sobre Estacas são mais adequadas quando existem grandes
profundidades de água.
Comportamento hidrodinâmico
Quando as ondas actuam sobre as estruturas portuárias alguma energia das ondas incidentes é dis-
sipada, e alguma da restante energia é reflectida e gera ondas reflectidas na frente da estrutura. A
reflexão das ondas é por vezes um problema devido à agitação adicional que cria na bacia portuária.
A este respeito, as estruturas de cais abertas, como as sobre Estacas, são normalmente mais favorá-
veis que as estruturas fechadas. Numa estrutura aberta, a energia das ondas será dissipada em
grande medida pelo talude de revestimento em enrocamento, num estrutura fechada como a de Cai-
xotões, existe pouca dissipação da onda incidente e a onda reflectida cria agitação adicional dentro
da bacia do porto.
Nesta perspectiva a estrutura sobre Estacas por não ser um obstáculo vertical, apresenta-se como
uma melhor solução para o Terminal XXI, inclusive por esta ampliação do cais no sentido nascente
ficar mais desabrigada relativamente ao molhe actual do Porto, poderá proporcionar melhorias das
condições de amarração e manobra dos navios que demandam o cais. A solução sobre Estacas pos-
sui negativos ao longo do tabuleiro que possibilitam a ventilação por debaixo do cais, que como men-
cionado em 3.3 pode minorar os danos provocados pela ocorrência de um tsunami.
Experiência de concepção e construção
A concepção e construção deste tipo de estruturas requere qualificações particulares, e cabe ao Do-
no de Obra exigir e assegurar esses padrões.
A maioria dos procedimentos construtivos realizam-se em interacção com a água, e portanto qualifi-
cações técnicas, instalações e equipamento são de forma extensa diferentes das aplicadas na cons-
trução em terra.
A solução sobre Estacas já foi implementada em vários cais em Aveiro ou Setúbal, utilizando cimbres
móveis e/ou elementos pré-fabricados, em que se empregou com sucesso a mesma tecnologia de
construção adoptada no Terminal XXI. Como já foi referido a solução em Caixotões é corrente, e já foi
utilizada noutras obras do Porto de Sines, assim como no resto do País. Em Portugal existem equipas
de projecto e construtoras especializadas em obras portuárias, que possuem equipamento e compe-
tências técnicas na construção deste tipo de infra-estruturas não sendo portanto este um factor dife-
renciador entre as duas soluções.
88
Equipamento para a construção
Muitos dos equipamentos utilizados na construção de portos marítimos são específicos dessa área,
como é o caso dos equipamentos flutuantes, que além dos grandes custos de aquisição, envolvem
também grandes custos de mobilização. As construturas possuem diferentes tipos de equipamento e
portanto também tendem a especializar-se num método construtivo. Por conseguinte, métodos alter-
nativos de estrutura são por vezes considerados com vista à utilização de equipamento das constru-
toras locais.
Como se verificou nas secções 4.2 e 5.2 a construção de cais com Caixotões pré-fabricados envolve
mais e maiores meios que a construção da solução sobre Estacas. Assim sendo, e uma vez que os
custos de mobilização deste tipo de equipamento são elevados, a solução sobre Estacas pode ser
vantajosa.
Prazo de construção
Tratando-se de uma ampliação dum terminal já existente e em funcionamento, e partindo do pressu-
posto que a construção de uma ampliação irá dificultar as operações do cais durante o período de
construção, uma solução construtiva que economize tempo será provavelmente vantajosa, ainda que
eventualmente possa ter custos construtivos mais altos.
Dentro das estruturas de gravidade são conhecidos alguns rendimentos que indicam 3 a 5 metros
lineares por semana (uma equipa/8 horas/dia) [28]. Para o método construtivo apresentado em 5.2 o
rendimento conseguido pela construtora CPTP é de um avanço do cimbre por semana, o que neste
projecto representa um rendimento de 12 metros lineares de cais por semana (uma equipa/8 ho-
ras/dia), um rendimento 140% superior ao conseguido na construção da estrutura em Caixotões.
Figura 54 – Diagrama de Gantt com o faseamento construtivo tipo de um Cais sobre Estacas
A solução sobre estacas apresenta então um menor prazo de execução, possibilitando a entrega ao
cliente do cais para entrada ao serviço de forma mais célere. Esta solução apresenta ainda a vanta-
89
gem de possibilitar entregas parciais de cais ao cliente, já que com a betonagem do tabuleiro e o
avanço do cimbre, o cais fica pronto para entrar ao serviço, e o mesmo não se passa com a solução
em Caixotões que ainda requer a betonagem da superestrutura sobre os caixotões e da viga sobre
estacas onde é instalado o carril do lado terra.
Figura 55 – Diagrama de Gantt com o faseamento construtivo tipo de um Cais em Caixotões
Para os mesmos metros lineares de cais a diferença no prazo de execução prevista em plano de
trabalhos é de 4 meses, e portanto neste aspecto a solução sobre Estacas apresenta uma vantagem
relevante em relação à solução em Caixotões.
A solução em Caixotões também poderá causar constrangimentos a nível das operações portuárias
uma vez que poderá ocupar a frente do cais com a movimentação dos caixotões para o local de im-
plantação. A solução sobre Estacas ocupa apenas a frente própria da obra, eliminando assim qual-
quer perturbação à laboração do Porto.
Relativamente a condições marítimas adversas, ambas as soluções estão condicionadas (como é
comum neste tipo de obras), uma vez que tanto a solução sobre Estacas fica impedida de avançar
com a dificuldade na cravação de estacas, na execução do talude de enrocamento (que é necessário
executar antes do avanço do cimbre) e a própria impossibilidade de avançar o cimbre, como a solu-
ção em Caixotões, onde se identificam algumas situações de risco devido às ancoragens provisórias,
aos caixotões com enchimento pendente, à incidência da ondulação sobre os caixotões antes da
betonagem da superestrutura. Portanto, considera-se que ambas as soluções estão sujeitas ao mes-
mo nível de risco durante a construção.
90
Expansões futuras
Durante o planeamento do projecto do Porto devem ser adoptadas disposições para possíveis futuras
extensões do cais, de forma que não fique inviabilizada essa possibilidade no futuro. Além das exten-
sões do cais em uma ou mais direcções, pode haver uma necessidade do aumento da profundidade
de água na frente de acostagem, necessidade que surge cada vez mais frequentemente dado o au-
mento do calado dos navios nos últimos anos. Isto pode criar problemas para a estabilidade da parte
dianteira da estrutura do cais [28]. Existem algumas soluções para obtenção de maior profundidade
na frente do cais, mantendo a utilização do cais existente, tais como (Figura 56):
a. Instalação de defensas flutuantes de grandes dimensões entre o cais e os navios. Esta solu-
ção é aparentemente mais económica, mas as gruas pórtico podem perder alcance.
b. Cravação de uma cortina de estacas prancha na frente do cais existente, com posterior dra-
gagem na frente acostável
c. Um novo cais na frente da estrutura existente.
Figura 56 – Soluções para aumento da profundidade de água, adaptado de [28]
a) Cortina de estacas prancha b) Novo cais
Uma solução semelhante à representada na Figura 56 b) foi aplicada no Terminal de Contentores de
Alcântara. Num eventual aumento da profundidade de água no comparativo nenhuma das soluções
sobressai. Ainda que a solução sobre Estacas esteja fundada 4 metros no bedrock uma dragagem na
frente do cais poria em risco a estabilidade do alinhamento mais próximo do lado mar.
Em termos de extensões na direcção principal do cais nenhuma das soluções sobre Estacas ou em
Caixotões apresenta vantagens em relação à outra.
Economia de construção
A construção de uma infra-estrutura portuária é usualmente um investimento de vários milhões de
euros, e para que esse custo seja eficiente, esta não deve ser subdimensionada nem sobredimensio-
nada. O meio-termo é resultado de uma análise realística e exaustiva do tipo de navios a utilizar o
a) b)
91
cais (por exemplo navios maiores necessitam de menos protecção à acção da onda que navios me-
nores), assim como todo o tipo de serviços disponibilizado pelo terminal (i.e. granéis líquidos ou sóli-
dos, contentores, ou combinação de vários), ou o tipo de estruturas a instalar no cais (i.e. pórticos).
Na Tabela 26 resumem-se os preços dos diferentes trabalhos associados à construção da ampliação
do Terminal XXI, para ambas as soluções e para os mesmos metros lineares de cais, com base nos
preços unitários resultantes da experiência das construtoras nacionais.
N.º Designação Totais solução
em Caixotões (Euros) Totais solução
sobre Estacas (Euros)
A Trabalhos preparatórios ou Acessórios 647.734,66 402.828,25
B Dragagens 1.547.585,50 374.330,00
C Aterros 4.089.550,00 4.046.701,80
D Protecções marginais 826.382,80 1.061.758,80
E Cais 8.558.584,53 7.726.902,72
TOTAL GERAL 15.669.837,49 13.612.521,57
Tabela 26 – Mapa comparativo de custos das diferentes actividades associadas à construção das duas
soluções estudas para ampliação do Cais do Terminal XXI.
Nos apêndices Erro! A origem da referência não foi encontrada.e Erro! A origem da referência
não foi encontrada.acrescentam-se os mapas de quantidade de trabalhos descriminados da supe-
restrutura do cais em Caixotões e sobre Estacas respectivamente. Evidencia-se a quantidade de be-
tão utilizado na solução em Caixotões, 1,3 vezes superior à quantidade da solução sobre Estacas, e a
quantidade de aço nervurado 1,5 vezes também superior.
A solução sobre Estacas só não é vantajosa economicamente no que concerne aos trabalhos de
protecção marginal, resultado das quantidades de enrocamento colocado no talude de revestimento
das estacas.
Os preços unitários de construção dependem também da competição existente entre construtoras na
altura de adjudicação da empreitada. Na tabela infra compara-se de forma qualitativa os custos en-
volvidos com as diferentes soluções para a ampliação do cais.
Custos Solução em Caixotões
Solução sobre Estacas
Mobilização e manutenção de equipamento Maior Menor
Dragagem para fundação Sim Não
Aterros Igual Igual
Protecções marginais Igual Igual
Enrocamentos fundações Sim Não
Enchimento Caixotões Sim Não
Pré-carregamento Caixotões Sim Não
Quantidades de aço nervurado Maior Menor
Quantidade de betão Maior Menor
Tabela 27 – Comparação qualitativa dos custos das duas soluções construtivas
92
Segundo [28] de uma forma geral estruturas de cais sobre Estacas são relativamente mais económi-
cas que estruturas em Caixotões quanto maior a profundidade de fundação do cais. Por outro lado,
em pequenos cais e onde a profundidade de água é reduzida, se o tabuleiro é sujeito a grandes car-
regamentos, as estacas terão de ser colocadas de forma tão próxima que outra solução estrutural
será eventualmente mais económica.
Custos de manutenção e reparação
A solução em Caixotões apresenta uma maior rigidez à acção de cargas laterais, e portanto serão de
esperar menores deslocamentos sob a acção de um sismo de intensidade moderada, a solução será
também menos propensa a ter um deslocamento residual após o sismo. Admitindo estes menores
deslocamentos, a reparação será mais fácil, e mais reduzidos os custos da mesma. Os deslocamen-
tos horizontais e assentamentos de uma estrutura em caixotões além de não comprometem significa-
tivamente a estabilidade da estrutura, a sua correcção é exequível, mas no entanto a inclinação do
cais, resulta numa instabilidade estrutural não aceitável, correndo a estrutura o risco de tombar. Neste
caso, a reparação será difícil/inviável (estrutura bastante pesada) e os custos também serão maiores.
A durabilidade das estruturas em condições de ambiente marítimo é particularmente importante, e é
portanto necessária especial atenção à acção agressiva do mar. A corrosão das armaduras é a prin-
cipal causa da degradação precoce do betão armado em estruturas marítimas e ocorre em maior
escala na zona de rebentação e imediatamente abaixo do nível médio do mar.
A infra-estrutura em Caixotões que está completamente submergida não terá praticamente problemas
de corrosão, já a solução sobre Estacas será mais vulnerável a esta devido à maior densidade de
ferro e à rebentação que ocorre abaixo do tabuleiro. A camisa moldada perdida e o recobrimento de
10 cm serão à partida suficientes para proteger as estacas de betão armado da corrosão.
Segundo [28] as razões mais susceptíveis para a ocorrência de deterioração das estruturas de betão
em ambiente marítimo são:
Pobre qualidade do betão utilizado;
O betão foi aplicado sem os devidos cuidados;
O recobrimento da armadura foi diminuto;
Não houve manutenção ou serviços de inspecção.
A solução sobre Estacas está eventualmente também sujeita à erosão da camada de enrocamento
de protecção do talude.
Relativamente aos custos de reparação das gruas pórtico na eventualidade da ocorrência de um sis-
mo, como já foi referido da solução sobre Estacas espera-se, relativamente à solução em Caixotões,
um melhor desempenho por se tratar de uma solução monolítica, e ambos os carris estarem instala-
dos na mesma estrutura, e assim um melhor desempenho relativamente aos modos de deformação
93
descritos na Figura 18, não sendo expectável por exemplo aumento da distância entre carris durante
um sismo.
Comportamento estrutural
Além do dimensionamento à acção sísmica, o cais é dimensionado para a resistência às sobrecargas
uniformes, às cargas da grua pórtico, veículos, forças devido à amarração e acostagem, vento, etc..
Segundo [28], na sua generalidade as estruturas em caixotões são consideradas mais resistentes às
cargas verticais e horizontais que as estruturas em estacas. O peso próprio da estrutura em caixotões
constitui grande parte do peso total da estrutura, ao contrário do que acontece com a estrutura em
estacas, o que a torna mais sensível ao sobre carregamento. No entanto, [28] também refere que
normalmente o factor de segurança aplicado numa estrutura de gravidade é mais baixo que numa
estrutura flexível. Dá-se como exemplo, o peso próprio de uma tabuleiro sobre estacas, preparado
para receber navios transoceânicos, em que o conjunto laje e vigas pesa cerca de 15 kN/m2, enquan-
to as cargas actuantes são de 40 kN/m2. Um cais com 50 m de comprimento por 15 m de largura
pesa cerca de 1.200 t, mas terá de resistir ao impacto de navios com 30.000 t de deslocamento. A
resistência ao impacto dos navios diminui com o aumento da esbelteza da estrutura.
A solução sobre Estacas, por exemplo apresenta algumas limitações relativamente à posição das
defensas. Nesta solução, o alinhamento das defensas têm de coincidir com o alinhamento das esta-
cas, onde a estrutura possui mais rigidez para absorção das forças de acostagem. O posicionamento
dos cabeços de amarração coincide com zonas pontuais de reforço da armadura resistente e portanto
esse condicionalismo existe em ambas as soluções.
Como já referido, a solução sobre Estacas apresenta um melhor desempenho estrutural relativamen-
te ao caminho de rolamento dos pórticos de cais, uma vez que se trata de uma solução monolítica e
contínua em antítese à solução em Caixotões, descontínua e não estruturalmente homogénea, anu-
lando o risco de assentamentos diferenciais entre os carris anteriores e posteriores.
6.2 Performance sísmica
As estruturas portuárias de gravidade com infra-estrutura em caixotão apresentam uma elevada rigi-
dez estrutural interna, o que por sua vez associado a um terreno de fundação competente e a materi-
ais de aterro com elevada resistência ao corte, perfaz um conjunto de elevada rigidez estrutural e faz
com que não sejam esperados deslocamentos inaceitáveis na ocorrência de um sismo de intensidade
moderada. Também é expectável menor probabilidade de ocorrência de deslocamentos residuais
após o sismo.
O comportamento sísmico da estrutura assente sobre estacas depende essencialmente da interacção
entre o solo e a estrutura durante a acção sísmica e das forças de inércia actuantes no topo das es-
tacas. Este sistema resiste às forças e deslocamentos induzidos pela acção sísmica através da flexão
94
das estacas e da capacidade de resistência aos momentos associada. Elevadas forças de inércia e
momentos provocam a rotura estrutural das estacas por corte ou flexão, gerando o colapso da estru-
tura.
A flexibilidade pode não ser uma característica negativa para a concepção sísmica, desde que a es-
trutura possa deformar o suficiente para acomodar os deslocamentos, no entanto, estruturas sensí-
veis como as gruas pórticos, são muito sensíveis a distorções e desalinhamentos. Os pequenos des-
locamentos não prejudicam as máquinas/equipamento durante o sismo, o que pode contribuir para
uma reparação mais simples depois de um sismo.
A tabela infra sintetiza e compara os resultados obtidos, nas análises dinâmicas efectuadas às duas
soluções:
Solução estrutural Deslocamento
transversal (mm) Rotação do Cais
(graus) Inclinação do
tabuleiro (%)
Caixotões (PLAXIS) 40 0,10 0,03
Estacas (SAP2000) 46 0,13 0,01
Tabela 28 – Análise dos resultados do comportamento sísmico
Segundo [11] a maioria dos colapsos de estruturas portuárias, de uma perspectiva pragmática, é re-
sultado de excessivas deformações, e não de colapsos catastróficos; e portanto os conceitos aplica-
dos em projecto devem ser baseados em deslocamentos e estados limites últimos, ao invés de méto-
dos convencionais de dimensionamento baseados em forças para caracterizar o comportamento sís-
mico global da estrutura.
Durante este estudo constatou-se que um dos factores mais significativos que conduzem à falha do
solo durante o sismo é a geração de pressões intersticiais durante os movimentos sísmicos do terre-
no – liquefacção, que é também responsável pela maioria dos danos nas estruturas portuárias.
Portanto se o potencial de liquefacção é elevado, a implementação de medidas preventivas contra a
liquefacção pode ser uma abordagem efectiva para a melhoria da perfomance das estruturas
portuárias quando sujeitas à acção sísmica.
Em [11] estão destacadas as técnicas mais correntes, baseadas na experiência da engenharia
Japonesa, e propõem-se abordagens ao nível da concepção estrutural e melhoramento dos solos
(Figura 57).
95
Figura 57 – Organograma com estratégia base para prevenção da liquefacção, adaptado de [11]
Como foi referido em 3.3.1 em solos com elevado potencial de liquefacção, a utilização de estacas
tem de ser ponderada por se gerarem impulsos laterais muito significativos, e ser difícil quantificar
com rigor os extractos susceptíveis à mesma.
Os projectos de cais sobre estacas em solos liquidificáveis requerem um conhecimento da liquidifica-
ção do solo, comportamento do solo após a liquidificação e a interacção solo-estrutura. A utilização
de estacas em solos liquidificáveis tem progredido consideravelmente na última década fruto do co-
nhecimento e observação dos últimos sismos e de estudos experimentais em mesas sísmicas.
Prevenção da liquefacção
Melhoramento do solo
Conseguir a rápida dissipação da
pressão intersticial no solo
Exemplos: -Drenagem -Substituição por gravilha
Melhorar o solo para que a sua constituição não
colapse sob a acção do sismo
Reduzir os esforços de
corte induzidos pelo sismo
Aumentar a resistência do
solo à liquefacção
Concepção estrutural
Manter a estabilidade através do reforço da
estrutura
Exemplos: -Reforço da fundação sobre estacas (aumentando o numero e espessura das estacas, instalar contraventamentos)
Dissipar as forças externas agilizando ou modificando a estrutura
Exemplos: -Ajustamento do peso unitário de estruturas enterradas -Ancoragem de estruturas enterradas -Diminuir a inclinação do talude de pedra
Exemplos: -Rebaixar o nível freático (reduz os esforços de corte e aumenta o esforço vertical efectivo do solo abaixo do nível freático)
Exemplos: -Compactação -Cimentação -Pré-carga -Substituição do material do solo
96
Capítulo 7
Conclusões e desenvolvimentos futu-
ros
7.1 Considerações finais
Ainda que as duas soluções foram projectadas por duas equipas de engenharia de renome, e com
isso a performance sísmica assegurada, habitualmente em Portugal os donos de obra tendem a valo-
rizar o preço, o prazo e a garantia de qualidade da execução da empreitada, não havendo uma pon-
deração específica para o comportamento sísmico pretendido para a estrutura.
A solução sobre Estacas é economicamente mais vantajosa, dispensa trabalhos subaquáticos, dra-
gagens prévias na zona de fundação, menos equipamento e portanto menores custos de mobilização
e de trabalhos preparatórios, e necessita também de menores quantidades de betão e armaduras. A
construção desta solução também traz vantagens a nível do prazo de execução, uma vez que o ren-
dimento de construção da solução sobre Estacas é superior ao da solução em Caixotões. Do ponto
de vista hidráulico, o cais sobre Estacas permite a passagem das ondas e a sua dissipação sobre o
enrocamento da retenção melhorando as condições de abrigo dentro da bacia do porto.
O conjunto da solução em Caixotões apresenta uma elevada rigidez estrutural interna e assim uma
maior capacidade de resistência às cargas verticais e horizontais, no entanto a solução sobre Estacas
fornece uma melhor solução para o caminho de rolamento dos pórticos de cais.
Da performance sísmica da solução em Caixotões em relação à solução sobre Estacas, são expectá-
veis a ocorrência de menores danos após a acção de movimentos sísmicos.
Das análises sísmicas realizadas às duas soluções, obtiveram-se deslocamentos e rotações inferio-
res no cais em Caixotões, ainda que com pouco significado. A utilização de softwares idênticos de
elementos finitos teria sido aconselhável, assim como o mesmo método de análise.
Criou-se uma matriz de avaliação para resumir os factores mais condicionantes na escolha da tipolo-
gia de estrutura portuária.
97
Caixotões Estacas
Considerações Peso Valorização Ponderada Valorização Ponderada
Comportamento sísmico 30 8 2,4 6 1,8
Custo 40 7 2,8 8 3,2
Calendarização da construção 10 6 0,6 9 0,9
Comportamento hidrodinâmico 10 6 0,6 8 0,8
Risco de construção 10 7 0,7 7 0,7
Total 100 34 7,1 38 7,4
Tabela 29 – Matriz de avaliação multi-factor para escolha do tipo de estrutura portuária
A atribuição do peso de cada factor condicionante será critério do dono/utilizador da obra enquanto a
pontuação atribuída seria da responsabilidade da equipa de engenharia. Ainda que a atribuição dos
valores seja subjectiva, já que alguns factores são meramente qualitativos, neste estudo foram atribu-
ídos os valores registados na tabela acima, e sob a consonância desta avaliação, a solução sobre
Estacas seria a solução mais conveniente.
Convêm também referir que as duas soluções de estruturas portuárias são adequadas ao terreno e
local de implantação e prova disso mesmo é a coexistência de ambas as soluções no Terminal XXI.
Relativamente à comparação dos resultados obtidos com o Eurocódigo 8 [18], e aos de projecto cal-
culados com o RSA, para as mesmas estruturas, verificou-se que no caso das estacas, o Eurocódigo
8 [18] originou soluções de armadura longitudinal mais exigentes, o que em princípio se justifica, da-
dos os espectros de resposta distintos dos dois regulamentos, e este último apresentar acelerações
espectrais, para os dois tipos de acção sísmica, na sua globalidade superiores às apresentadas pelos
espectros do RSA. Também da aplicação do Eurocódigo 8 [16] no cálculo do coeficiente sísmico hori-
zontal ( ), comparativamente ao RSA resulta num valor superior que por sua vez origina também um
resultado mais conservativo.
Nesta abordagem de dimensionamento, os métodos de análise sísmica dependem do nível de de-
sempenho e do refinamento pretendido, em função da classe de importância da estrutura.
Os principais mecanismos de deformação dos diferentes tipos de cais estão determinados e têm sido
investigados. Os mecanismos de deformação típicos sob a acção sísmica de um cais em Caixotões
são os deslocamentos em direcção ao mar, assentamentos e inclinação da estrutura. No caso do cais
sobre Estacas podem ser divididos em deslocamentos: inclinação e assentamento da estrutura; e
rotura estrutural: das estacas por corte ou flexão, e ligação tabuleiro-estacas ou solo-estacas.
A maioria dos danos em estruturas portuárias sob a acção sísmica está associada a significativas
deformações de solo liquidificável.
A insuficiência de resistência sísmica do cais sobre Estacas resultará numa total destruição do cais,
enquanto o fracasso sísmico do cais em Caixotões poderá ser reparado.
98
Quando o Porto de Kobe foi atingido pelo ―Grande Sismo de Hanshin‖, a maioria dos cais sofreram
danos similares já que na sua maioria foram construídos utilizando o mesmo sistema estrutural. Se as
soluções estruturais fossem diferentes, também a resposta sísmica dada pelas estruturas o teria sido,
e a extensão dos danos teria sido diversa. Esta experiência sugere que as estruturas portuárias de-
vem ser estruturalmente diversificadas para assegurar diferentes comportamentos em resposta aos
sismos, o que porventura poderá possibilitar que o cais só parcialmente fique inoperacional. Nesta
perspectiva a diversidade estrutural do Terminal XXI também se apresenta futuramente como uma
vantagem e um factor diferenciador deste terminal de contentores.
A maioria dos danos nas estruturas portuárias sob a acção dos sismos são resultado da interacção
solo-estrutura, e por conseguinte os procedimentos para análise e projecto de estruturas portuárias
devem incluir ambas as especialidades da engenharia geotécnica e de estruturas.
7.2 Desenvolvimentos futuros
Seria uma mais valia para este trabalho avaliar o potencial de liquefacção dos solos do Terminal XXI
com base na retro análise de casos históricos e correlações com resultados de ensaios SPT.
O comportamento dinâmico do cais em Caixotões não pode ser determinado com precisão, devido às
limitações do modelo de elementos finitos do PLAXIS que não incorpora o amolecimento gradual do
solo durante o carregamento cíclico e geração de pressões intersticiais excessivas devido ao carre-
gamento cíclico [24]. Modelação com outros programas de elementos finitos poderia ser interessante.
O comportamento sísmico do cais em Caixotões foi baseado em acelerogramas de apenas um sismo,
e portanto a fim de obter um comportamento mais fiável do comportamento sísmico do cais, diferen-
tes acelerogramas com a mesma aceleração de pico mas com diferentes origens deveriam ser simu-
lados.
O desenvolvimento de um estudo mais aprofundado sobre o comportamento destas estruturas na
ocorrência de um tsunami representaria também uma mais valia para este trabalho.
99
100
Referências Bibliográficas
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101
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[31] —. Eurocódigo 2 - Projecto de estruturas de betão - Parte 1-1: Regras gerais e regras para
edifícios. EN 1992-1-1:2010. s.l. : IPQ, Março 2010.
102
Apêndice
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3
A.
1 –
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Geometria dos Caixotões Características dos materiais
Elemento Dim. da frente
acostável (m)
Dim. da à fren-
te acostável (m)
Altura
(m)
Abaixo do
ZH (m)
(kN/m3) c sat (kN/m
3) ' (kN/m
3)
Betão armado 25 15
Sapata 19,00 20,00 0,50 16,50 Aterro 18 35 0 20 10
Caixotão 18,40 18,0 2,00 - Água 10
Células 4 4,26 4 4,14 7,50 - Tensão de segurança do solo 900 kN/m2
Terras sobre Caixotão 19,00 2,60 4,00 -
Superstrutura 19,00 5,40 4,00 - Constantes para cálculo dos coeficientes sísmicos
1,0 Solo B 1,29 2,5 m/s
2
0,153
Coeficientes de impulso e ângulos de atrito A ções
Parede do Muro 0 32,5 Acima NFreático Abaixo NFreático Sobrecargas 0,5 30 = 15 kN/m2
Atrito vertical Solo-Muro 9 1,1 8,19 6,90
Superfície Terreno 90 (estático) = 0,281 Atrito na base ( 0,65) Elementos sobre níveis de água
Atrito Interno Prisma de Aterro 35 0,198 ( ) NMméd (+2,00 m)ZH
Atrito Horizontal Solo-Sapata 33 0,099 ( ) h (desnível hidrostático) 0,00
Figura 58 – Método de Mononobe-Okabe
Figura 59 – Convenção relativa aos ângulos [16]
10
4
A.
2 –
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Acções
Forças (kN) Direcção Braços Momentos (kN.m)
Estabilidade Derrubamento
(m) Estabilidade Instabilidade
I1H (Impulso activo horizontal estático sobrecarga) - 1743
11,00 - 19171
I2H (Impulso activo horizontal aterro) - 914
19,67 - 17972
I3H (Impulso activo horizontal aterro sobre caixotão) - 13983
9,25 - 129347
I4H (Impulso activo horizontal aterro saturado) - 20787 6,17 - 128188
I1V (Impulso activo vertical estático sobrecarga) 279 -
19,00 5310 -
I2V (Impulso activo vertical aterro) 145 -
19,00 2750 -
I3V (Impulso activo vertical aterro) 2215 -
19,00 42080 -
I4V (Impulso activo vertical aterro saturado) 3292 -
19,00 62555 -
Iw (Impulso da água na fundação) - 63460
10,00 - 634600
Isw (Impulso Hidrodinâmico) - 7495
11,10 - 83196
P1a (Peso próprio do caixotão) 26123 -
10,00 261228 -
P1b (Peso da areia de enchimento das células) 102602 -
10,00 1026018 -
P2 (Peso das terras sobre o caixotão) 16279 -
12,70 206746 -
P3 (Peso da superstrutura em betão) 9747 -
3,70 36064 -
P4 (Peso das terras sobre a sapata de tardoz) 4617 -
19,50 90032 -
khWc [kh x (P1a+P1b+P2+P3+P4)] - 31508
12,00 - 378092
kVWc [kv x (P1a+P1b+P2+P3+P4)] 15754 -
10,00 157538 -
Verificação da Estabilidade Tensões na laje de fundo
117593 (kN) 4,25
0,56 MPa
76430 (kN) 10,5 6,3
1390566 (kN.m)
1890320 (kN.m)
10
5
A.
3 –
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Ac ões Forças (kN) Direcção Braços Momentos (kN.m)
Estabilidade Derrubamento
(m) Estabilidade Instabilidade
I1H (Impulso activo horizontal estático sobrecarga) - 1743
11,00 - 19171
I2H (Impulso activo horizontal aterro) - 811 19,67 - 15943
I3H (Impulso activo horizontal aterro sobre caixotão) - 13691 9,25 - 126637
I4H (Impulso activo horizontal aterro saturado) - 20352
6,17 - 125502
I1V (Impulso activo vertical estático sobrecarga) 279 -
19,00 5310 -
I2V (Impulso activo vertical aterro) 128 -
19,00 2439 -
I3V (Impulso activo vertical aterro) 2168 -
19,00 41199 -
I4V (Impulso activo vertical aterro saturado) 3223 -
19,00 61245 -
Iw (Impulso da água na fundação) - 63460
10,00 - 634600
Isw (Impulso Hidrodinâmico) - 7495
11,10 - 83196
P1a (Peso próprio do caixotão) 26123 -
10,00 261228 -
P1b (Peso da areia de enchimento das células) 102602 -
10,00 1026018 -
P2 (Peso das terras sobre o caixotão) 16279 -
12,70 206746 -
P3 (Peso da superstrutura em betão) 9747 -
3,70 36064 -
P4 (Peso das terras sobre a sapata de tardoz) 4617 -
19,50 90032 -
khWc [kh x (P1a+P1b+P2+P3+P4)] - 31508
12,00 - 378092
kVWc [kv x (P1a+P1b+P2+P3+P4)] - 15777
10,00 - 157774
Verificação da Estabilidade Tensões na laje de fundo
85930 (kN) 2,20
0,31 MPa
91376 (kN) 14,6 6,3
1540915 (kN.m)
1730280 (kN.m)
10
6
A.
4 –
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Campo de deslocamentos totais do modelo
(mm)
( 200)
Deslocamentos horizontais do modelo
(mm)
Localização dos pontos de plastificação
Campo de tensões tangenciais relativas máximas
(kN/m2)
(m)
10
7
A.
5 –
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Valores dos esforços normais e momentos flectores das estacas centrais e de extremidade para cada acção considerada
Estacas Centrais Estacas de extremidade (x=15,0 e 75,0 m) Estacas de extremidade (x=3,0 e 87,0 m)
acção esforço secção A B C D E A B C D E A B C D E
PP
NEd
(kN)
base -2773 -2271 -2886 -2870 -1404 -2814 -2259 -2983 -3004 -1407 -2642 -1929 -2195 -2240 -1405
topo -2243 -1741 -2357 -2382 -930 -2286 -1729 -2455 -2475 -933 -2111 -1399 -1664 -1709 -931
fuste -2495 -1994 -2637 -2912 -1156 -2308 -1981 -2735 -2756 -1159 -2365 -1653 -1946 -1991 -1156
Mx
(kN.m)
topo 0 0 0 0 0 0 2 6 7 0 15 32 137 178 16
fuste 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 6 29 27 1
My
(kN.m)
topo 20 25 129 87 257 25 19 132 85 257 39 1 121 102 232
fuste 10 32 63 70 10 10 31 64 70 11 10 28 62 72 10
SCU
NEd (kN) -204 -1836 -3436 -3378 -921 -204 -1836 -3595 -3522 -926 -204 -1837 -2439 -2406 -920
Mx
(kN.m)
topo 0 0 0 0 0 0 0 64 72 0 0 0 -454 -542 21
fuste 0 0 0 0 0 0 0 -12 -8 0 0 0 84 62 -2
My
(kN.m)
topo -235 -338 -215 -115 656 -235 -338 -216 -109 658 -235 -338 -177 -140 628
fuste 32 100 113 129 -26 32 101 113 128 -27 32 100 108 129 -25
Sismo X
Mx
(kN.m)
topo 702 1031 1224 1964 3090 700 1032 1234 1980 3090 687 1012 1168 1840 2776
fuste 210 624 724 922 1162 210 625 762 923 1156 210 621 714 905 1131
My
(kN.m)
topo 330 540 676 1447 673 766 1253 1569 3264 1666 987 1611 1976 3957 2539
fuste 103 334 453 695 814 238 774 1050 1595 1880 306 994 1341 2016 2408
Sismo Y
Mx
(kN.m)
topo 928 589 367 309 211 934 600 373 310 210 840 613 355 308 210
fuste 349 277 218 188 63 351 279 219 188 64 343 277 214 188 64
My
(kN.m)
topo 771 1264 1580 3390 1564 901 1476 1843 3896 1875 965 1579 1921 3590 2171
fuste 240 782 1060 1625 1902 281 913 1237 1889 2200 301 978 1316 1992 2378
Comb. X
NEd
(kN)
base -2875 -3189 -4604 -4559 -1865 -2916 -3177 -4781 -4765 -1870 -2744 -2848 -3414 -3443 -1865
topo -2345 -2659 -4075 -4071 -1391 -2388 -2647 -4253 -4236 -1396 -2213 -2318 -2883 -2912 -1391
fuste -2597 -2912 -4355 -4601 -1617 -2410 -2899 -4533 -4517 -1622 -2467 -2572 -3165 -3194 -1616
MEd
(kN.m)
topo 913 1358 1635 2584 3747 1180 1811 2241 3968 4097 1362 2104 2722 4849 4309
fuste 260 790 973 1289 1442 343 1076 1418 1977 2231 397 1251 1656 2358 2683
Comb. Y
NEd
(kN)
base -2875 -3189 -4604 -4559 -1865 -2916 -3177 -4781 -4765 -1870 -2744 -2848 -3414 -3443 -1865
topo -2345 -2659 -4075 -4071 -1391 -2388 -2647 -4253 -4236 -1396 -2213 -2318 -2883 -2912 -1391
fuste -2597 -2912 -4355 -4601 -1617 -2410 -2899 -4533 -4517 -1622 -2467 -2572 -3165 -3194 -1616
MEd
(kN.m)
topo 1344 1589 1858 3549 2163 1440 1781 2125 4059 2473 1439 1895 2380 4088 2728
fuste 450 912 1202 1770 1926 476 1036 1377 2033 2225 482 1095 1470 2149 2401
10
8
A.
6 –
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Valor dos esforços de dimensionamento máximos para as combinações consideradas
Estacas Centrais Estacas de extremidade (x=15,0 e 75,0 m) Estacas de extremidade (x=3,0 e 87,0 m)
esforço secção A B C D E A B C D E A B C D E
NEd
(kN)
base -2875 -3189 -4604 -4559 -1865 -2916 -3177 -4781 -4765 -1870 -2744 -2848 -3414 -3443 -1865
topo -2345 -2659 -4075 -4071 -1391 -2388 -2647 -4253 -4236 -1396 -2213 -2318 -2883 -2912 -1391
fuste -2597 -2912 -4355 -4601 -1617 -2410 -2899 -4533 -4517 -1622 -2467 -2572 -3165 -3194 -1616
MEd
(kN.m)
topo 1344 1589 1858 3549 3747 1440 1811 2241 4059 4097 1439 2104 2722 4849 4309
fuste 450 912 1202 1770 1926 476 1076 1418 2033 2231 482 1251 1656 2358 2683
Referência EC2 Função Valor Descrição Referência EC2 Função Valores
5.8.3.2(1) 66,67 esbelteza 5.8.3.2(1) 22 m
5.8.3.1(1) √ 46,34 esbelteza limite 5.8.3.2(1) 0,33
5.8.3.1(1) ( ) esforço normal reduzido 5.8.3.1(1) 0,70
5.8.8.2(3)
momento de segunda ordem 5.8.3.1(1) 1,10
5.8.8.2(3) ( ⁄ ) 0,256 deslocamento 5.8.3.1(1) 0,70
5.8.8.3(1) ⁄ 0,0053 curvatura 13273 cm
2
5.8 8.3(4) 10 coeficiente distribuição curvatura 19,8 MPa
5.8.8.3(3) ( ) ( ) 1 factor de correcção depende de N
5.8.8.3(4) 1 efeito da fluência 5.8.8.3(3) 0,4
5.8.8.3(3) 1,44 68,7 cm2
5.8.8.3(3) ( ) 0,114 taxa de armadura mecânica 35,0 MPa
5.8.4.(4) 0 coeficiente de fluência efectivo 5.2(5) 54
5.8.8.3(4) 174,91 5.8.8.3(1) ( )
5.2(7) 0,026 excentricidade imperfeições geométricas 5.8.8.3(1)
5.2(5) 0,0024 inclinação 434,8 MPa
5.2(5) 0,005 valor bá ico 200 GPa
5.2(5) √ 0,67 coeficiente de redução altura 5.8.8.3(2) d 1,17
5.2(5) √ ( ) 0,7143 coeficiente de redução elementos
Encurvadura EC2 Centrais Extremidade Junta
A B A B A B
(m) 0,256 0,256 0,256 0,256 0,256 0,256
(m) 0,026 0,026 0,026 0,026 0,026 0,026
( ) (kN.m) 663 752 675 748 626 655
109
A. 7 – Ábaco de flexão composta de secções circulares
11
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A.
8 –
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Referência EC2 Função Valor Descrição
Características Valor
Quadro 2.1N 1,5 betão
diâmetro 130 cm
Quadro 2.1N 1,15 aço armaduras
armadura adoptada (1425) 68,7 cm2
3.1.6.(1)P αcc 1 efeitos longo prazo
recobrimento 10 cm
4.4.1.2(6) ΔCdur,γ 0 mm margem recobrimento
área betão 13273,2 cm2
8.2(2) k1 1 espaçamento mínimo fcd 19,8 MPa
k2 5 fyd 434,8 MPa
9.5.2 (1 Ømin 8 diâmetro mínimo As,min 26,6 cm2
9.5.2 (2) As,min 0,2% armadura mínima 0,1 NEd/fyd As,máx 530,9 cm2
9.5.2 (3) As,máx 4,0% armadura máxima % armadura 0,52
secção FUSTE TOPO
estacas NEd (kN) MEd
(kN.m) As (cm
2)
armadura adoptada
NEd (kN)
MEd
(kN.m) As (cm
2)
armadura adoptada
CE
NT
RA
IS
A -2597 450 -0,031 0,004 0,050 30,2 verifica -2345 2007 -0,028 0,019 0,070 42,3 verifica
B -2912 912 -0,035 0,008 0,060 36,3 verifica -2659 2340 -0,032 0,022 0,080 48,4 verifica
C -4355 1202 -0,053 0,011 0,095 57,4 verifica -4075 1858 -0,049 0,017 0,090 54,4 verifica
D -4601 1770 -0,056 0,016 0,100 60,4 verifica -4071 3549 -0,049 0,033 0,130 78,6 não verifica
E -1617 1926 -0,020 0,018 0,070 42,3 verifica -1391 3747 -0,017 0,035 0,100 60,4 verifica
EX
TR
EM
IDA
DE
A -2410 476 -0,029 0,004 0,045 27,2 verifica -2388 2115 -0,029 0,020 0,075 45,3 verifica
B -2899 1076 -0,035 0,010 0,055 33,2 verifica -2647 2560 -0,032 0,024 0,095 57,4 verifica
C -4533 1418 -0,055 0,013 0,090 54,4 verifica -4253 2241 -0,052 0,021 0,100 60,4 verifica
D -4517 2033 -0,055 0,019 0,100 60,4 verifica -4236 4059 -0,051 0,038 0,150 90,7 não verifica
E -1622 2231 -0,020 0,021 0,065 39,3 verifica -1396 4097 -0,017 0,038 0,120 72,5 não verifica
JU
NT
A
A -2467 482 -0,030 0,004 0,045 27,2 verifica -2213 2064 -0,027 0,019 0,070 42,3 verifica
B -2572 1251 -0,031 0,012 0,080 48,4 verifica -2318 2759 -0,028 0,026 0,090 54,4 verifica
C -3165 1656 -0,038 0,015 0,060 36,3 verifica -2883 2722 -0,035 0,025 0,100 60,4 verifica
D -3194 2358 -0,039 0,022 0,100 60,4 verifica -2912 4849 -0,035 0,045 0,150 90,7 não verifica
E -1616 2683 -0,020 0,025 0,080 48,4 verifica -1391 4309 -0,017 0,040 0,120 72,5 não verifica
