Caracterização Dinâmica e Análise Sísmica da Igreja do Mosteiro
da Serra do Pilar
Celeste Almeida
Eng. Civil, Faculdade de Engenharia da Universidade do Porto, Porto, Portugal António Arêde
Professor Auxiliar da Faculdade de Engenharia da Universidade do Porto, Porto, Portugal Aníbal Costa
Professor Associado da Faculdade de Engenharia da Universidade do Porto, Porto, Portugal Alfredo Campos Costa
Investigador Principal, Laboratório Nacional de Engenharia Civil, Lisboa, Portugal Jorge Rodrigues
Assistente de Investigação, Laboratório Nacional de Engenharia Civil, Lisboa, Portugal
Palavras Chave: Modelação, Património, Ensaios Dinâmicos, Análise Sísmica
RESUMO
Nesta comunicação descreve-se o trabalho desenvolvido no estudo do comportamento sísmico da Igreja do Mosteiro da Serra do Pilar. A partir da modelação numérica tridimensional da igreja e da quantificação de parâmetros mecânicos e dinâmicos da estrutura, a análise sísmica foi realizada em duas fases de cálculo. Procedeu-se a um primeiro cálculo linear global da estrutura, seguido de um segundo cálculo da subestrutura dos arcos e colunas de apoio onde foi activado o comportamento não-linear das juntas entre blocos e analisado o efeito resultante da aplicação de intensidades sísmicas crescentes.
1. INTRODUÇÃO
A análise e a previsão do comportamento de estruturas antigas sob a acção dos sismos constitui um domínio de investigação de grande interesse e actualidade, devido aos danos e às incertezas associadas à ocorrência deste fenómeno, aliada à preocupação da preservação deste tipo de construções. No entanto, a complexidade de que em geral se revestem estas estruturas tem dificultado o avanço dos progressos científicos nesta área, em virtude da deficiente caracterização do real e actual comportamento dos materiais, da dimensão apreciável destes edifícios, e ainda do processo recorrente necessário à calibração do modelo numérico a partir de resultados experimentais. Contudo, nos últimos anos tem-se assistido a um crescente interesse por esta temática, que tem proporcionado o desenvolvimento de modelos de cálculo e técnicas de ensaio cada vez mais sofisticados.
Neste contexto, descreve-se no presente artigo o estudo do comportamento sísmico de um monumento de interesse histórico português - a Igreja do Mosteiro da Serra do Pilar - que, pela sua importância, constitui um bom exemplo para a aplicação de modelos de análise sísmica em edifícios antigos. Devido à complexidade geométrica e estrutural do monumento foi adoptada uma metodologia de análise simplificada que permitiu caracterizar o comportamento estrutural global, e avaliar a resposta de partes da estrutura (arcos e colunas de apoio). Assim, recorrendo ao programa de cálculo CASTEM 2000 (CEA, 1990) foi definido o modelo estrutural da igreja com base no método dos elementos finitos, simulando os blocos de pedra visíveis por elementos
volumétricos devidamente individualizados, de modo a ser possível contemplar as juntas entre alguns blocos. O conhecimento das propriedades mecânicas dos materiais, assim como a calibração do referido modelo foi efectuada a partir dos resultados obtidos em ensaios realizados em laboratório e no local, nomeadamente de ensaios dinâmicos in situ. A análise sísmica simplificada englobou duas fases de cálculo: numa primeira fase foi estudado o comportamento global mediante a análise elástica linear e, numa segunda fase foi considerado o comportamento não-linear das juntas duma zona mais restrita da estrutura (os arcos) onde foram analisados os efeitos locais resultantes da aplicação de intensidades crescentes da solicitação sísmica.
2. DESCRIÇÃO HISTÓRICA DO MOSTEIRO
O Mosteiro da Serra do Pilar, fundado em 1537 sob a invocação do Salvador do Mundo, encontra-se implantado no monte denominado de S. Nicolau ou da Meijoeira, na serra de Quebrantões, em Vila Nova de Gaia. A iniciativa da sua edificação foi de D. Frei Brás de Braga e nasceu do desejo de transladar o Mosteiro de Grijó para um local junto à cidade do Porto. As obras de construção evoluíram muito lentamente e só em 1567 se ergue o primeiro modelo do mosteiro, da autoria de Diogo de Castilho e João de Ruão. Apesar das incertezas sobre o modo de organização deste espaço conventual, bem como da forma adoptada para a planta da igreja, pensa-se que este mosteiro segue os conceitos da arquitectura beneditina, onde o claustro funciona como ponto central. Em 1598, D. Acúrcio de Santo Agostinho decide demolir a primitiva igreja e substituí-la por uma mais ampla, que abre ao culto em 1678. Trata-se de uma igreja muito original em granito da região, provavelmente inspirada na Igreja Santa Maria Rotonda de Roma. Devido à localização privilegiada sobre a cidade do Porto, o mosteiro foi utilizado como fortaleza durante as invasões francesas e guerras liberais, conduzindo a um estado de degradação bastante acentuado e agravado ao longo do século XIX. Assim, foi no estado de semi-ruína que em 1927 a DGEMN (Direcção Geral dos Edifícios e Monumentos Nacionais) iniciou obras de reconstrução e reabilitação do monumento, de forma a preservar esta notável obra do final da Renascença.
3. MODELAÇÃO NUMÉRICA DA IGREJA
A Igreja do Mosteiro da Serra do Pilar é um edifício de alvenaria de pedra do século XVI/XVII, caracterizado por uma forma circular algo invulgar para a época. De facto, a igreja com 29.56 m de altura apresenta-se exteriormente como um duplo cilindro de raio variável entre 15.6 m e 14.7 m, possuindo pelo interior um desenvolvimento aproximadamente constante em altura e de 11.5 m de raio. A cobertura é em cúpula semi-esférica coberta por telha com 11.5 m de raio interior e 0.60 m de espessura, rematada inferiormente por um varandim granítico com 3.82 m de largura, e superiormente por um lanternim constituído por quatro pilares de pedra de 4 m de altura e pequena cúpula de fecho. No interior encontram-se oito contrafortes com 16.8 m de altura, que intercalam com capelas em arco e janelas alongadas, interrompidas na zona do altar por um arco bastante elevado (13.82 m de altura) com desenvolvimento em abóbada, correspondente ao corpo da capela-mor. A caracterização geométrica da igreja foi possível mediante a análise do levantamento topográfico realizado pela DGEMN em 1997 e registado sob a forma de peças desenhadas, fig. 1, complementada com visitas ao local que permitiram confirmar diversas medidas definidas no levantamento, bem como o estudo mais detalhado da disposição das pedras em alguns elementos estruturais (Almeida, 2000).
(a) (b)
Fig. 1 – Igreja do Mosteiro da Serra do Pilar: (a) alçado da fachada e (b) corte transversal
Deste modo, foram identificados os vários elementos estruturais presentes na igreja, dos quais se destacam os contrafortes, os arcos, o anel, os aros das janelas e a cúpula por apresentarem uma disposição de pedras bem visível. Os restantes elementos, designados de enchimentos, encontram-se actualmente rebocados e verificou-se serem constituídos por blocos de pedra de geometria bastante irregular. Assim, nos elementos com pedra à vista a modelação foi mais rigorosa de modo a tentar respeitar as juntas existentes, nomeadamente ao nível dos arcos para os quais se teve em vista um estudo mais detalhado.
Com base nestas informações, admitiu-se simetria da igreja segundo o plano que atravessa a zona da entrada e do altar. Deste modo, foram apenas estudados metade dos elementos estruturais, sendo os restantes obtidos por simetria. Seguidamente, procedeu-se à discretização da estrutura recorrendo ao programa de cálculo CASTEM 2000, em que os blocos de pedra visíveis em determinadas zonas da igreja e os enchimentos foram simulados por elementos volumétricos de quatro nós. Neste procedimento houve o cuidado de individualizar os elementos por forma a permitir a geração automática das juntas entre os blocos de pedra dos arcos, para os quais foram adoptados elementos finitos planos triangulares (Almeida, 2000). Concluída a discretização da estrutura da igreja e a partir de operadores de geração de malhas do programa utilizado, foi possível obter a malha de elementos finitos de metade do monumento, fig. 2-a). Mediante a aplicação do operador de simetria e acrescentando o corpo da capela-mor para melhor simular o comportamento da estrutura, obteve-se a malha total da igreja, fig. 2-b).
(a) (b)
Fig. 2 – Modelação numérica da Igreja do Mosteiro da Serra do Pilar: (a) metade da malha (vista interior) e (b) malha total (vista exterior) 4. COMPORTAMENTO DINÂMICO DA ESTRUTURA
A caracterização de parâmetros dinâmicos da estrutura da Igreja do Mosteiro da Serra do Pilar, constitui um aspecto essencial para o estudo do respectivo comportamento estrutural sob acções estáticas e dinâmicas. Assim, a partir do modelo numérico desenvolvido no programa CASTEM 2000 foram determinadas as frequências e modos de vibração da estrutura, que foram comparadas com as medidas experimentalmente no ensaio dinâmico realizado in situ. Esta comparação permitiu calibrar as propriedades dos materiais, nomeadamente na definição do módulo de elasticidade global a adoptar no modelo estrutural.
4.1 Ensaios Dinâmicos in situ
Estes ensaios foram realizados em colaboração com o LNEC e consistiram na medição de acelerações em diversos pontos da igreja, induzidas pela acção do ruído ambiente e da excitação resultante da explosão de detonadores de baixa potência, enterrados no pátio exterior à igreja. Para tal, foi utilizado um conjunto de 15 acelerómetros uniaxiais ligados a um sistema de alimentação e condicionamento de sinal, desenvolvido no Centro de Projecto e Construção de Equipamento (CPCE) do LNEC. A aquisição dos sinais foi efectuada através de uma placa da National Instruments ligada a um PC e utilizando software desenvolvido em LabView.
Instrumentação da igreja
Foram realizados três ensaios correspondentes à colocação dos acelerómetros em três níveis da igreja (nível 1 a 3) por três etapas distintas, tendo-se fixado aparelhos de medida no nível 4 em todos os ensaios. Este procedimento teve como finalidade a determinação das relações de amplitude e fase entre os sinais medidos nos diversos pontos instrumentados e os registados nos pontos de referência localizados no nível 4.
A fig. 3 ilustra o esquema de ensaio adoptado, onde se identificam os vários níveis e pontos de medição escolhidos, bem com a direcção de medição de cada acelerómetro, indicada por setas (radial e tangencial à igreja), e o número e a disposição das caixas de alimentação e condicionamento de sinal (c1 a c4), cada uma das quais ligada a um conjunto de três acelerómetros. Ensaio 1 Ensaio 2 Ensaio 3 nível 4 n3p1 n3p2 n 3 p 1 t n 3 p 1 r c2 n 3 p 2 n3p8 n3p7 n 3 p 8 n2p1 n2p8 n 2 p 1 r n 2 p 1 t c2 n 2 p 2 n 2 p 8 n2p7 n1p2 c2 n 1 p 2 n1p8 n 1 p 8 n1p7 n1p1 n 1 p 1 t n 1 p 1 r n2p2 n 3 p 5 n 3 p 3 c3 n 3 p 4 n3p3 n 3 p 6 n3p6 n3p4 n4p1 n3p5 n4p4 nível 3 n4p2 n4p3 n 4 p 3 n 4 p 2 c1 n 4 p 4 c3 n 2 p 3 n 2 p 4 n 2 p 5 n 2 p 6 n2p6 n1p3 n2p4 n2p5 n4p4 n4p1 n1p4 nível 1 n 1 p 6 n 1 p 5 n 1 p 3 n 1 p 4 n1p6 n1p5 n4p1 n4p4 c3 n4p3 n4p2 n 4 p 2 n 4 p 3 c1 n 4 p 4 nível 4 nível 4 n4p2 n4p3 n 4 p 3 n 4 p 2 c1 n 4 p 4 nível 2 n2p3 c4 n 3 p 7 c4 n 2 p 7 c4 n 1 p 7 nível 3 nível 4 nível 4 nível 2 nível 4 nível 1 S N W E
Fig. 3 – Identificação dos pontos de medida dos ensaios realizados Análise dos Resultados
Em cada ensaio foram registados os sinais de acelerações devidos à vibração ambiental e à excitação provocada pela explosão de detonadores. A fig. 4 ilustra uma amostra do sinal medido nos acelerómetros identificados por n1p2.
-4.0 -3.0 -2.0 -1.0 0.0 1.0 2.0 3.0 4.0 0 2 4 6 8 10 12 14 16 18 20 Tempo (seg.) A ce le ra çã o ( m g ) -4.0 -3.0 -2.0 -1.0 0.0 1.0 2.0 3.0 4.0 4 4.5 5 5.5 6 Tempo (seg.) A ce le ra çã o ( m g ) (a) (b)
Fig.4 – Amostra do sinal no acelerómetro n1p2 devido a: (a) ruído ambiente e (b) explosão e ruído ambiente
e x p l o s ã o r u í d o a m b i e n t e
Da observação dos sinais obtidos nos vários pontos de medida verificou-se que, apesar do nível de vibração registado ser baixo, foi o suficiente para a avaliação de algumas características dinâmicas da estrutura. Constatou-se ainda que os sinais devidos ao ruído ambiente eram muito estacionários, o que é pouco usual neste tipo de vibração. Por outro lado, analisando os sinais resultantes da excitação por explosão de detonadores, não se obtiveram quaisquer informações adicionais em termos de caracterização dinâmica da estrutura.
Deste modo, a partir da média dos espectros calculados com os registos de acelerações devidas à vibração ambiental, foi determinado o espectro normalizado médio apresentado na fig. 5, de onde se destacam as frequências de 4.44 e 6.79 Hz, e outras frequências menos excitadas de 3.08 e 3.52 Hz. 0 .6 3 H z 4 .4 4 H z 3 .5 2 H z 3 .0 8 H z 6 .7 9 H z 9 .5 2 H z 8 .6 4 H z 9 .9 6 H z 1.E-04 1.E-03 1.E-02 1.E-01 1.E+00 1.E+01 1.E+02 0.0 1.0 2.0 3.0 4.0 5.0 6.0 7.0 8.0 9.0 10.0 11.0 12.0 frequência (Hz) S ( (c m /s 2) 2/H z)
Fig.5 – Estimativa do espectro de potência médio de acelerações
A identificação das configurações dos modos de vibração correspondentes às frequências anteriormente referidas, foi efectuada utilizando um método de identificação modal apropriado para ensaios com medição exclusiva das respostas (output-only), normalmente designado por método básico no domínio da frequência. Assim, dos resultados obtidos verificou-se que, para as frequências de 3.08 e 3.52 Hz, o movimento descrito pela estrutura é essencialmente de translação, no primeiro caso segundo a direcção N-S, e no segundo na direcção E-W, tal como ilustram as figs. 6 e 7, respectivamente. Relativamente aos modos de vibração associados às frequências de 4.44 e 6.78 Hz, constatou-se que a deformada da estrutura é algo complexa e por isso de difícil interpretação. Contudo, estas frequências parecem estar associadas a modos de ovalização. S N W E
Fig.6 – Configurações dos máximos no modo de vibração de f=3.08 Hz
S N
W E
4.2 Modos de Vibração Experimentais versus Numéricos
Da análise linear tridimensional da igreja com recurso ao programa CASTEM 2000 foram obtidos os cinco primeiros modos de vibração e as respectivas frequências naturais, enquanto que do ensaio experimental foi possível distinguir os quatro primeiros modos. No Quadro I encontram-se os valores obtidos pelas duas vias (numérica e experimental), verificando-se que as frequências que se revelaram mais excitadas no ensaio experimental (4.44 e 6.78 Hz), não correspondem aos primeiros modos de vibração. Por outro lado, existe uma proximidade bastante razoável tanto em valor de frequência como na configuração da deformada da estrutura, para os dois primeiros modos de vibração (3.13 e 3.52 Hz), tal como se pode observar nas figs. 8 e 9, respectivamente.
Quadro I – Frequências naturais numérico vs experimental por modo de vibração
Modos de Vibração Frequências naturais
Hz numérico experimental 1º modo 2º modo 3º modo 4º modo 5º modo 3.13 3.54 4.21 6.07 6.36 (translação N-S) (translação E-W) (torção) (ovalização) (ovalização) 3.08 3.52 4.44 6.79 - ´ N S E W (a) (b)
Fig. 8 – 1º modo de vibração calculado(f=3.13 Hz): (a) alçado e (b) planta
N S
E
W
(a) (b)
5. ANÁLISE DA RESPOSTA SÍSMICA DA IGREJA
O estudo do comportamento da Igreja do Mosteiro da Serra do Pilar sob a acção de sismos, devidamente caracterizados para a sismicidade do local e correspondentes a uma aceleração máxima do solo de 0.1g, envolveu a adopção de uma metodologia de análise simplificada que englobou duas fases de cálculo. Esta estratégia foi definida por razões de complexidade geométrica e da dimensão apreciável do edifício em estudo, e por se ter em vista a análise dinâmica da estrutura no domínio do tempo, em que a acção sísmica é quantificada por séries cronológicas do movimento do terreno.
Assim, de acordo com a estratégia delineada, o modelo estrutural da igreja foi submetido a acções sísmicas geradas a partir de espectros de resposta definidos no EC8 (EC8, 1994) e respectivas correcções do DNA (DNA, 1998), adaptadas ao período de retorno de 10000 anos, e de modo a simular um sismo do tipo I actuante na região Norte do País.
As propriedades mecânicas associadas aos materiais (blocos de pedra, enchimentos e juntas) foram quantificadas a partir de ensaios realizados in situ (medição da velocidade de propagação de ultra-sons, ensaio de dilatómetro), bem como de ensaios em laboratório sobre carotes extraídas no local (ensaios de compressão, tracção e corte de blocos de pedra e ensaios de corte e de deslizamento de juntas). Os resultados obtidos dos ensaios e descritos em anterior publicação (Almeida, 2000) foram devidamente ajustados de modo a conduzir a frequências de vibração concordantes com as medidas experimentalmente no local.
5.1 Metodologia Adoptada
A metodologia de análise sísmica simplificada consistiu basicamente em estudar o comportamento da estrutura em duas fases distintas mas dependentes entre si, por forma a avaliar a resposta global do edifício, assim como o comportamento local de partes da estrutura. Assim sendo, os procedimentos e as considerações contempladas nas duas etapas de cálculo foram os seguintes:
1ª Fase – Cálculo global linear elástico
A estrutura total da igreja foi analisada em regime linear elástico sob a acção do seu peso próprio e de acelerogramas em três direcções ortogonais (duas horizontais e uma vertical), recorrendo a um cálculo passo-a-passo com integração das equações de equilíbrio dinâmico no domínio do tempo.
Do cálculo anterior foram obtidas as tensões em todos os elementos estruturais da igreja e, em particular, naqueles que constituem os blocos dos arcos e respectivas colunas de apoio, a partir das quais foram geradas as forças nodais equivalentes actuantes nesses mesmos elementos, devidamente armazenadas num campo vectorial variável no tempo (Almeida, 2000).
2ª Fase – Cálculo não-linear dos arcos e colunas de apoio
O campo vectorial obtido na etapa anterior foi então aplicado à subestrutura dos arcos e colunas de apoio, realizando-se cálculos estáticos não-lineares para cada passo de tempo de análise. Os elementos volúmicos constituintes da malha desta subestrutura foram considerados com comportamento linear elástico, enquanto que as interfaces entre os blocos de pedra dos arcos (junta seca) foram modeladas por elementos de junta de espessura nula e com comportamento não-linear (Almeida, 2000).
Ainda no contexto desta análise, e tendo em vista a caracterização da vulnerabilidade sísmica da estrutura, foram realizados cálculos estáticos não-lineares correspondentes a diferentes intensidades da acção, através da aplicação de coeficientes ao campo de forças nodais equivalentes de 0.5, 1.0, 1.5, 2.0 e 2.4. O valor máximo do coeficiente foi de facto de 2.4 e não de 2.5 conforme se pretendia, visto que ao aplicar 2.5 o processo não-linear não conseguiu convergir, possivelmente devido a perda de equilíbrio da estrutura.
5.2 Interpretação dos Resultados
Tal como referido anteriormente, a primeira etapa da análise consistiu no cálculo da estrutura sob a acção do seu peso próprio e de acelerogramas gerados artificialmente. Os resultados obtidos foram expressos sob a forma de tensões principais máximas de tracção e de compressão, deslocamentos máximos e respectivas configurações de deformadas.
Relativamente às máximas tensões de tracção, ilustra-se na fig. 10-a) a distribuição destas tensões na estrutura total, constatando-se que o valor máximo é de 2.30 MPa e ocorre em zonas localizadas da estrutura, nomeadamente junto às arestas das janelas, tal como é visualizado na fig. 10-b).
(a) (b)
Fig. 10 – Tensões principais máximas de tracção (máx. = 2.30 MPa): (a) estrutura total e (b) anel e janelas
No que respeita às máximas tensões de compressão, apresenta-se na fig. 11-a) a distribuição destas tensões na estrutura total, bem como na estrutura do anel e janelas onde se encontra o valor máximo de tensão e de 3.33 MPa, fig. 11-b).
(a) (b)
Fig. 11 – Tensões principais máximas de compressão (máx. = 3.33 MPa): (a) estrutura total e (b) anel e janelas
Em termos de deslocamentos máximos, a fig. 12 documenta a configuração da deformada da estrutura total, vista em alçado em planta, correspondente a deslocamentos segundo a direcção radial, tangencial e vertical de 12.1, 12.0 e 7.6 mm, respectivamente.
(a) (b)
Fig 12 – Deformadas correspondentes aos máximos deslocamentos: (a) em alçado e (b) em planta
Da análise não-linear da subestrutura dos arcos e para as várias intensidades de acção (0.5, 1.0, 1.5, 2.0 e 2.4), foram analisadas as distribuições de tensões principais máximas de tracção e de compressão nos blocos de pedra e juntas, bem como o modo como evoluíram os deslocamentos máximos em vários pontos da estrutura. Os resultados obtidos evidenciaram que a localização dos máximos e respectivas grandezas variam com a intensidade aplicada.
Concentrando apenas nas intensidades de 1.0 e 2.4, a fig. 13 ilustra as tensões principais máximas de tracção ao nível dos blocos de pedra, onde se assinala o arco onde ocorre a máxima tensão e o respectivo valor limite. De igual modo, foi analisada a distribuição das tensões principais máximas de compressão, registando-se valores máximos de 2.52 e 4.42 MPa para as intensidades de 1.0 e 2.4, respectivamente.
(a) (b)
Fig. 13 – Tensões principais máximas de tracção nos arcos e respectivas colunas de apoio: (a) intensidade = 1.0 (máx. = 0.38 MPa) e (b) intensidade = 2.4 (máx. = 1.15 MPa) Da análise dos resultados constatou-se que independentemente da intensidade aplicada, as máximas tensões encontram-se nas colunas dos arcos. Ao nível dos blocos de pedra dos arcos estes valores são inferiores, sendo da ordem de grandeza dos 0.05 MPa para as tensões principais máximas de tracção e variando entre 0.79 e 0.99 MPa para as tensões principais máximas de compressão que ocorrem sensivelmente ao nível da base destes elementos. Relativamente a estes valores, verifica-se que as compressões se situam bastante abaixo da resistência dos blocos de pedra, enquanto que as tracções, sendo compatíveis com a resistência da pedra à tracção (cerca de 3 MPa), sugerem no entanto uma crescente não linearidade do comportamento das juntas entre blocos. De facto, o valor de 0.38 MPa à tracção significa que deverá haver fraca não linearidade para a acção sísmica de base (intensidade 1.0) mas já o valor de 1.15 MPa indica marcada resposta não linear para a intensidade 2.4 da acção sísmica, conforme se pode confirmar em figuras seguintes.
Em termos de deslocamentos, a fig. 14 documenta a configuração das deformadas dos arcos por intensidade e segundo sentidos opostos (negativa e positiva), obtidas da envolvente dos máximos valores registados.
(a) (b)
Fig. 14 – Deformada máxima por intensidade: (a) positiva e (b) negativa
3 1
2 1
2 3
Destacam-se os arcos assinalados na mesma figura e designados de 1, 2 e 3, por apresentarem maiores deslocamentos, principalmente segundo a componente radial. Assim, a partir da análise destes resultados verificou-se que ao aumento de intensidade corresponde um aumento da amplitude de oscilação e consequentemente dos deslocamentos, mas numa proporção diferente do incremento de acção aplicada. Este fenómeno pode ser visualizado na fig. 15 onde se representa a evolução dos deslocamentos máximos com a intensidade segundo a direcção radial, tangencial e vertical, e da qual se denota que a não-linearidade é mais evidente para intensidades superiores a 1.5. -80.00 -60.00 -40.00 -20.00 0.00 20.00 40.00 60.00 80.00 0 0.5 1 1.5 2 2.5 3 Intensidade D e sl o c a m e n to ( m m ) direcção radial direcção tangencial direcção vertical direcção radial direcção tangencial direcção vertical
Fig. 15 – Evolução dos máximos deslocamentos dos arcos com a intensidade
6. CONSIDERAÇÕES FINAIS
Neste artigo foi apresentada uma metodologia de análise sísmica simplificada, aplicada ao estudo do comportamento sísmico da Igreja do Mosteiro da Serra do Pilar. A estratégia adoptada foi definida de acordo com o tipo e a extensão de análise pretendida, associada à complexidade geométrica e estrutural deste edifício, e permitiu avaliar o comportamento global da estrutura possibilitando um conhecimento mais detalhado da resposta de zonas críticas da igreja (arcos e colunas de apoio). Para tal, foi necessário proceder à definição do modelo estrutural da igreja e respectiva calibração mediante a identificação dos vários elementos estruturais constituintes da mesma e a realização de uma campanha de ensaios, nomeadamente de ensaios dinâmicos in situ.
De acordo com os resultados obtidos constatou-se que a igreja possui uma considerável capacidade resistente face à acção sísmica aplicada, e que a metodologia adoptada parece adequada na análise deste tipo de edifícios.
7. REFERÊNCIAS
Almeida, Celeste M. N. V., (2000), Análise do Comportamento da Igreja do Mosteiro da Serra do Pilar sob a Acção dos Sismos, Tese de Mestrado em Engenharia Civil, Faculdade de Engenharia da Universidade do Porto, Porto.
CEA (1990), CASTEM 2000, Guide d’utilisation, CEA, France.
EC8 (1994), Eurocode No 8 – Design of Provisions for Earthquake Resistant Structures, Part 1-1, 1-2, 1-3, pr ENV 1998-1-1-1, 1-2, 1-3 – CEN/TC250/SC8.
DNA (1998), Documento Nacional de Aplicação. Versão provisória para aprovação pela CT115, LNEC.
