ASPECTOS INOVADORES NO PROJECTO E CONSTRUÇÃO DE ESTRUTURAS SUBTERRÂNEAS

INNOVATIVE ASPECTS IN THE DESIGN AND CONSTRUCTION

OF UNDERGROUND STRUCTURES

Luís Ribeiro e Sousa

Investigador do Laboratório Nacional de Engenharia Civil Professor da Faculdade de Engenharia da Universidade do Porto

RESUMO: Neste trabalho, abordam-se alguns aspectos importantes associados ao uso do espaço subterrâneo nos mais diversos domínios, com especial destaque para os mais inovadores relacionados com o projecto e a construção, nomeadamente no âmbito dos sistemas de transporte, da produção de energia e da armazenagem ou depósito de produtos. As questões geotécnicos assumem natural relevância, sendo ainda dado destaque às questões relacionadas com o desenvolvimento das novas tecnologias para furação e escavação em maciços rochosos e terrosos. Em concomitância, procuram-se ilustrar alguns exemplos concretos da experiência portuguesa em grandes empreendimentos subterrâneos, com destaque para a Estação Baixa-Chiado do Metropolitano de Lisboa e para as obras de reforço do empreendimento hidroeléctrico de Miranda. ABSTRACT: In this work important aspects related to the use of the underground space in several domains are analysed with special emphasis to the innovator aspects related to the design and construction, namely in the domain of transport systems, energy production, and storage or repository of products. The geotechnical issues have a natural importance, being also given special reference to the issues related to the new technologies of excavation in rock and soil masses. In addition some instances of the Portuguese experience in important underground undertakings are presented, with special emphasis to the Baixa Chiado station of the Lisbon Metro and to the Miranda hydroelectric repowering works. 1. INTRODUÇÃO À medida que a população aumenta e mais países melhoram o seu nível de vida, o mundo precisa de mais alimentação e de mais matéria prima para se desenvolver de forma sustentada. Para que tal seja possível, é necessário a conversão de terrenos agrícolas, o aumento de zonas urbanizadas e a manutenção e (ou) melhoria do meio ambiente. A nível urbano e local, existem necessidades de melhorar os sistemas de transportes e de outras actividades. O estado do tráfego em muitas áreas urbanizadas dificilmente comporta novas infra-estruturas à superfície sem causar uma deterioração inaceitável do meio ambiente. Em consequência, as tendências mundiais de crescimento permitem prever um mundo ecologicamente menos estável, com perspectivas de sérias tensões envolvendo as populações, os recursos naturais e as condições ambientais, caso não sejam perspectivadas a longo prazo soluções harmoniosas de desenvolvimento. O aumento do consumo de recursos naturais tem originado a criação e extensão de minas e explorações de gás e de petróleo a grandes profundidades e em lugares cada vez mais inacessíveis. Tem também originado novos sistemas

de geração de energia e de armazenagem, bem como a necessidade de tratar problemas relativos a depósitos (radioactivos, químicos e biológicos). Uma maior consciencialização dos problemas emergentes da situação decorrente do actual modelo de desenvolvimento da humanidade conduz necessariamente à procura de soluções alternativas, envolvendo uma utilização mais racional dos recursos existentes. Nesse sentido, a consideração do uso do espaço subterrâneo, também designado de geospaço, nos mais diversos domínios - das vias de comunicação, ligações rodoviárias e ferroviárias, do urbanismo subterrâneo, metropolitanos, construção de complexos comerciais, industriais e parques de estacionamento, das infra-estruturas urbanas, para abastecimento de águas, saneamento básico e outros serviços, da produção de energia, centrais hidroeléctricas, centrais nucleares e sistemas de armazenagem e produção de energia, da armazenagem de produtos, quer de consumo, como hidrocarbonetos líquidos e gasosos, produtos alimentares e água, quer de resíduos, como resíduos de indústrias químicas e nucleares, das explorações mineiras, da defesa, abrigos e instalações militares - pode constituir uma dessas soluções alternativas. Ao localizar certos equipamentos e funções em subterrâneo, o espaço à superfície pode ser utilizado de uma forma mais efectiva. O uso do espaço subterrâneo permite às populações viver mais confortavelmente em áreas densamente povoadas, melhorando a sua qualidade de vida (Sterling, 2000; Hanamura, 2001). O geospaço apresenta propriedades específicas que tornam aliciante o seu uso. Assim, do ponto de vista estrutural, as obras subterrâneas quando adequadamente projectadas e construídas, não necessitam de estruturas de suporte muito dispendiosas, face às solicitações provenientes do maciço envolvente ou das próprias obras. O espaço subterrâneo está envolvido por um meio isolante excelente, mormente em relação a acções térmicas, de alta e baixa temperatura, a vibrações, sismos incluídos, e a ruídos. Por outro lado, nestas obras existe plena liberdade para o desenvolvimento de variadas formas a três dimensões, sem as limitações existentes à superfície, e o impacto ambiental pode ser consideravelmente reduzido. Na Figura 1, procura-se ilustrar o espectro possível dos domínios de aplicação no uso do espaço subterrâneo. O geospaço é, pois, um recurso de potencial múltiplo, explorado desde há milhares de anos. Segundo a profundidade a que se situam as obras subterrâneas, pode ser estratificado do seguinte modo (Sousa, 1996): i) Terraspaço ou geospaço próximo da superfície até cerca de 30m; ii) Litospaço ou geospaço acessível a partir da superfície entre as profundidades de 30 e 300m; iii) Geospaço remoto da superfície, a profundidades situadas aproximadamente entre 300 e 3000m. As utilizações do terraspaço requerem, em geral, a construção de coberturas ou de estruturas adequadas de suporte, como seja caves, edifícios integrados no terreno, redes viárias a céu aberto e recobertas posteriormente, em caso de metropolitanos, sistemas de esgotos, etc. As obras acessíveis a partir de galerias, rampas ou poços do litoespaço incluem ligações rodoviárias e ferroviárias escavadas em túnel, centrais hidroeléctricas subterrâneas e respectivo circuito hidráulico, obras de adução de água, armazenagem de hidrocarbonetos líquidos, usos secundários de vazios resultantes de explorações mineiras. As instalações que recorrem ao geospaço remoto, cujo acesso só é possível por poços munidos de elevadores, encontram-se em empreendimentos relacionados com armazenagem de energia por ar comprimido, de resíduos nucleares e de indústrias químicas. Na impossibilidade de abordar em detalhe todos os desenvolvimentos mais recentes no projecto e construção das estruturas subterrâneas, procura-se desenvolver neste trabalho apenas alguns aspectos mais relevantes de alguns domínios que recorrem ao uso do espaço subterrâneo,

excluindo deste trabalho o urbanismo subterrâneo e as questões ligadas ao uso e desenvolvimento de métodos computacionais e à observação das obras subterrâneas.

EsgotosÁgua

TelefonesInstalações industriais

Instalações comerciaisDefesa

Instalações recreativas

HídricaNuclearTérmica

RodoviáriasFerroviárias

MetropolitanosCanais de navegação

Instalações fixasExploração do minério

Depósito de resíduosArmazenagem de produtos

ExploraçõesMineiras

Vias deComunicação

Energia

Urbanismo

Funções activas

LíquidosGás natural

Gás liquefeito

RadioactivosQuímicosBiológicos

CAESCalor

Hídrica

Armazenagemde Energia

Depósitode Residuos

Armazenagemde Hidrocarbonetos

Funções passivas

USO DO ESPAÇO SUBTERRÂNEO

Figura 1. Domínios de aplicação no uso do espaço subterrâneo

Assim, para além da presente Introdução, apresentam-se, no Capítulo 2, aspectos relativos aos sistemas de transportes subterrâneos com destaque, no caso das ligações rodo-ferroviárias, para os túneis subaquáticos, imersos e submersos, bem como para os transportes em metropolitano, sendo dado destaque especial ao caso da Estação Baixa-Chiado do Metropolitano de Lisboa. O Capítulo 3 vai abordar desenvolvimentos efectuados na área da produção de energia, sendo dado enfoque especial aos empreendimentos hidroeléctricos, com abordagem detalhada do caso de reforço de potência de Miranda. No Capítulo 4, pretende-se analisar aspectos associados à armazenagem ou depósito de produtos. Abordam-se as cavernas revestidas para armazenagem de gás natural e são apresentados diferentes conceitos para depósito de resíduos radioactivos, bem como diferentes soluções em curso. Finalmente, no Capítulo 5, apresentam-se novas tecnologias desenvolvidas para tuneladoras nomeadamente no Japão, apresentam-se algumas considerações finais no Capítulo 6 e as referências bibliográficas seguidas neste trabalho.

2. SISTEMAS DE TRANSPORTES 2.1. Introdução O uso do espaço subterrâneo para sistemas de transportes começou na Europa e na América do Norte um pouco antes de meio do século XIX, com o início dos transportes ferroviários. Portugal acompanhou desde cedo este meio de transporte, tendo construído a primeira linha Lisboa-Carregado em 1856, sendo o primeiro túnel sido concluído em 1862, com o túnel de Chão de Maçãs com 650m de extensão (Silva, 2001). Nos últimos anos têm sido construídas obras de grande porte ligadas a travessias subaquáticas e à execução de comboios de alta velocidade do tipo TGV. Merecem especial relevo o túnel de Seikan no Japão que liga as duas maiores ilhas setentrionais do Japão, com 54km de comprimento, sendo 23km sob o mar e com profundidade máxima de cerca de 240m. Na Figura 2, apresenta-se uma planta e um perfil longitudinal deste túnel. Mais recentemente foi construído o túnel da Mancha, entre a França e a Inglaterra, com uma extensão de 50,5km e compreendendo dois túneis ferroviários gémeos, a cerca de 40m de profundidade do fundo do mar, com 7m de diâmetro e um túnel de serviço com 4,5m de diâmetro. Nos últimos anos, os transportes ferroviários têm aumentado consideravelmente com o desafio da alta velocidade, em particular na Europa e Japão. Têm sido construídos ou estão em construção obras espectaculares de grande porte, de que se salienta o túnel de Saint Gothard com uma extensão de 57km, entre a Suíça e a França e actualmente em construção (Kovari et al., 1999). Nas ligações rodoviárias, destaca-se, entre os primeiros, o túnel de Monte Branco, com 11,6km de extensão, cujo recobrimento atinge cerca de 2500m. As principais dificuldades relacionaram-se com os problemas de afluxo de água, com as elevadas pressões e temperaturas do maciço rochoso, e naturalmente com os elevados estados de tensão instalados nos maciços. Menciona-se, ainda, o túnel de Fréjus, ligando a Itália a França, com um desenvolvimento de 12,87km, recobrimento máximo de 1800m e com a existência de túneis de ventilação dos lados francês e italiano, perfazendo um total de 2125m. Recentemente, foi construído o túnel Aurland- Laerdal, na Noruega, que tem a maior extensão mundial, cerca de 24,5km, que entrou em exploração em 1999. Neste Capítulo, dá-se especial destaque na secção 2.2, para o caso dos túneis rodo-ferroviários, aos túneis imersos, sub-aquáticos e os túneis flutuantes, que se espera vir a concretizar num futuro próximo. Nos grandes meios urbanos, os metropolitanos constituem um dos meios de transporte mais importantes hoje em dia, pelo que se apresentam na secção seguinte (2.3), sendo dado especial destaque às obras realizadas na Estação Baixa-Chiado. 2.2. Ligações rodoviárias e ferroviárias 2.2.1. Generalidades As infra-estruturas de transportes rodoviárias utilizam, em regra, a superfície devido à necessidade de dissipar os fumos para a atmosfera. No entanto, em certos casos devem utilizar o espaço subterrâneo no interior das cidades ou seu redor, ou visando o atravessamento de regiões montanhosas. Considerações de natureza ambiental podem também ser tidas em consideração, o que permite a criação de zonas superficiais destinadas a parques ou a áreas de lazer. Um exemplo interessante de uso de auto-estradas em subterrâneo é o da baía de Tóquio ou o rodo-anel da cidade de São Paulo, que apresenta uma extensão importante de túneis.

Planta

Perfil longitudinal

Figura 2. Túnel de Seikan

Constituem problemas complexos a resolver neste tipo de obras subterrâneas os associados à realização de sistemas de ventilação, de forma a manter a qualidade do ar. Podem obrigar, no caso de obras de grande dimensão, à realização de centrais de ventilação localizadas em cavernas. A ocorrência de graves acidentes provocados por incêndios, que aconteceram nos túneis do Monte Branco e de Tauern em 1999, têm obrigado, porém, à concretização de novas directivas de segurança para estes tipo de túneis (Vuilleumier et al., 2001). As infra-estruturas ferroviárias subterrâneas apresentam problemas menos relevantes na sua exploração, com a utilização de ferrovias electrificadas, razão pela qual se têm construído obras de grande porte com os já mencionados túneis de Seikan e da Mancha. Nos últimos anos, os transportes ferroviários têm evoluído consideravelmente com o aumento da velocidade e o desenvolvimento de redes de alta velocidade. Esta expansão das ferrovias tem implicado a realização de túneis de grande extensão devido às limitações do traçado, de que se salienta o caso já mencionado do túnel de Saint Gothard. Muitos dos problemas actuais derivam da necessidade de reabilitar os túneis antigos de forma a adequar as condições de segurança aos critérios actuais. Outros problemas surgem associados à adequação das obras antigas às actuais condições de transporte de mercadorias, com contentores de gabarit diferente. Em Portugal, a grande maioria dos túneis ferroviários, 120 túneis com 29km de extensão, foram construídos no século XIX e início do século XX (Silva, 2001). Destaque especial vai para o túnel do Rossio, com 2600m de comprimento, construído entre 1887 e 1889, e que atravessa a cidade de Lisboa.

Actualmente o túnel foi já objecto de obras de reabilitação, nomeadamente ao km 0,9, estando previsto a sua reabilitação integral (Sousa, 1998). No Quadro 1, procura-se ilustrar túneis rodo-ferroviários de grande extensão que têm sido executados a nível mundial. Inclui-se, também, o túnel do Rossio por se tratar da obra em Portugal de maior extensão.

Quadro 1. Lista de túneis rodo-ferroviários longos

Túnel País Serviço Ano Comprimento (km)

Observações

Seikan Japão Ferroviário 1988 53,9 23,3km sub-aquático Mancha França/UK Ferroviário 1993 49,2 37,5km sub-aquático

Shinkanmon Japão Ferroviário 1975 18,7 Severn UK Ferroviário 1886 7,0 3,6km sub-aquático Mersey UK Ferroviário 1934 4,9 1,2km sub-aquático

Daishimizu Japão Ferroviário 1982 22,2 Simplon I Itália/Suiça Ferroviário 1906 20,0 Apenine Itália Ferroviário 1934 18,5

St. Gothard I Suiça Rodoviário 1980 16,3 Rokko Japão Ferroviário 1972 16,3

New Furka Suiça Ferroviário 1982 15,4 Haruna Japão Ferroviário 1982 15,4

St. Gothard II França-Suiça Ferroviário Em const. 57 Região montanhosa dos Alpes

Rossio Portugal Ferroviário 1889 2,6 Sob a cidade de Lisboa Mont Blanc França Rodoviário 11,6

Fréjus França-Itália Rodoviário 12,9 Aurland-Laerdal

Noruega Rodoviário 1999 24,5 Atravessamento de fiord

Pretende-se abordar na secção seguinte as soluções inovadoras de túneis rodo-ferroviários que têm sido propostos para a travessia de cursos de água ou de zonas marítimas. Estas soluções têm sido realizadas de forma pioneira na Noruega e na Islândia, dadas as características especiais da costa destes países, que está dividida em zonas fracturadas paralelas e perpendiculares à linha costeira, com a existência dos designados fiordes e um número considerável de ilhas. São diversas as soluções técnicas para a execução destas travessias, que passam pela realização de pontes suspensas, pontes flutuantes e túneis submersos e flutuantes ou túneis sub-aquáticos em rocha, como se ilustra na Figura 3 (Juncà, 1991). Considerando W a largura do trecho a travessar e D a profundidade da água, a Figura 4 permite indicar, de uma forma aproximada, a variação de custos (em NOK) com os referidos parâmetros, W e D. Constata-se que o custo da solução em ponte suspensa aumenta consideravelmente com o vão da obra, pelo que, para certas valores de W, as outras soluções poderão ser mais favoráveis, nomeadamente para túneis sub-aquáticos. Para além destas soluções, podem ser executados túneis imersos preferencialmente para estuários, mas, também, para atravessamentos marítimos, que consistem na construção de elementos pré-fabricados que são instalados no local, em regra, por flutuação e conectados um a um no solo debaixo de água (Saveur e Grantz, 1997; Tribune, 1999).

ponte suspensa ponte flutuante túnel flutuante submerso túnel sub-aquático

Figura 3.Diferentes soluções para travessia de um trecho marítimo.

Figura 4. Variação de custos de diferentes soluções em função da profundidade e do vão a atravessar

2.2.2. Túneis imersos A travessia de vias aquáticas representa um obstáculo ao planeamento de infra-estruturas. A execução de túneis imersos constitui hoje em dia uma alternativa à construção de pontes e de túneis escavados no subsolo. Apesar de serem construídos através de todo o mundo não existem regulamentos de cálculo específicos. As principais questões relativas a estes túneis estão sobretudo relacionadas com a estanquiedade, a dragagem, a interferência com a navegação e a durabilidade das obras em relação às águas agressivas (Saveur e Grantz, 1997; Tribune, 1999). Podem ser utilizadas secções com revestimento interior metálico, exemplificando-se na Figura 5 secções transversais de túneis imersos metálicos, envolvendo secções circulares (unidades em mm). Para túneis em betão, também têm sido utilizadas secções circulares para tubos simples. No entanto para túneis imersos habituais as secções são do tipo rectangular e múltiplas, como se exemplifica na Figura 6.

Figura 5. Secções transversais de túneis imersos metálicos (adaptado de Saveur e Grantz, 1997)

O túnel de maior extensão é o de Drogden, com 3,75km de comprimento, que faz parte da ligação por via marítima entre a Suécia e a Dinamarca inaugurada em 2000, envolvendo ainda a realização de uma ilha artificial com 3,85km de extensão e uma travessia em ponte através do canal de Flinterenden com 7,3km. Uma discussão aprofundada sobre o projecto destas estruturas subterrâneas encontra-se num número especial elaborado pela Revista Tunnelling and Underground Space Technology, Vol. 12, nº 2, de Abril de 1997. A técnica de construção de túneis imersos é completamente diferente dos túneis tradicionais (Tribune, 1999). A construção inicia-se pela dragagem de um canal no fundo do leito a travessar. Os elementos pré-fabricados a seco, num estaleiro ou numa unidade fabril, são transportados para o local por rebocadores e ocasionalmente por gruas, sendo submersos no local. Cada elemento é colocado contra os elementos anteriores, comprimindo a água os elementos vedantes entre dois elementos. Material de enrocamento é colocado sobre o túnel de modo a preencher as valas e permitir a sua protecção (Figura 7).

Figura 6. Secções transversais de túneis imersos em betão (adaptado de Saveur e Grantz, 1997)

Figura 7. Construção de um túnel imerso

As vantagens na escolha de um túnel imerso são expressas de uma forma sintética no Quadro 2. O estudo das questões ambientais, do risco associado a estas obras, do transporte dos elementos estruturais e do estudo sísmico pode ser analisado, respectivamente, nas publicações de Marshall (1997), Saveur (1997), Hakkaart (1997) e Ingerslev e Kiyomiya (1997).

Quadro 2. Vantagens na escolha de um túnel imerso

Alinhamento Os túneis imersos (TI) podem ser construídos à superfície, permitindo túneis mais pequenos e alinhamentos menos inclinados.

Secção transversal

Os TI são altamente versáteis sendo particularmente adequados para vias rodoviárias e ferroviárias, com combinação ou não de ambas as vias.

Profundidade da água

Os TI estão contidos entre 5-30m de água, tendo já sido projectados para 100m.

Condições geotécnicas

Os TI podem lidar com a maior parte de tipos de terrenos, incluindo materiais aluvionares. As situações não adequadas para túneis escavados não põem usualmente problemas. Em zonas de risco sísmico mostram-se particularmente adequados.

Disponibilidade de terreno

Os TI são habitualmente pré-fabricados longe do sítio de imersão, permitindo a instalação em zonas urbanas congestionadas.

Reconquista de terrenos

As operações de dragagem constituem uma boa ocasião para redesenhar os perfis dos rios. Por exemplo, os TI são frequentemente associados a projectos de reconquista de terrenos.

2.2.3. Túneis sub-aquáticos Na construção de túneis sub-aquáticos, é absolutamente essencial uma boa caracterização geológico-geotécnica dos maciços rochosos interessados. Os reconhecimentos in situ obrigam a estudos geomecânicos cujo custo pode representar cerca de 5% do total da obra. Estudos geológicos e geofísicos rigorosos são determinantes para fixar a localização final do túnel. Uma das técnicas mais eficientes é a da refracção sísmica que permite a construção de modelos tridimensionais na zona atravessada pelo túnel e obter informação sobre a cobertura do maciço. São, também, utilizadas medições sísmicas pelo método cross-hole, bem como outros métodos que possibilitam uma informação rigorosa sobre a fracturação do maciço e a presença de materiais argilosos. Na Figura 8, ilustra-se um esquema seguido para a determinação de perfis acústicos, recorrendo a hidrofones inseridos no meio marítimo.

Figura 8. Esquema para determinação de perfis acústicos

O primeiro túnel a ser construído na Noruega foi o de Vardø em 1982, com secção de 46m2, inclinação máxima de 8% e cobertura mínima de 35m, sendo a sua extensão de 2620m. Na Figura 9, apresenta-se um perfil longitudinal do túnel de Flekkerøy, com cerca de 2320m de extensão, concluído em 1989 (Juncà, 1991). Nestas obras, a realização de instalações de bombagem em cavidades executadas para o efeito constitui um dos elementos importantes a considerar no projecto (Figura 10).

Figura 9. Túnel de Flekkerøy

Figura 10. Instalação de bombagem para um túnel sub-aquático

A inclinação máxima destes túneis pode ser de cerca de 10% para um tráfego de 1500 veículos por dia ou de 8% para um tráfego superior, entre 1500 a 5000 veículos dia, sendo, por consequência, o perfil longitudinal quantificado pelo gradiente máximo e pela cobertura, normalmente de 50m e com um mínimo de cerca de 30m. Para além de um número considerável de túneis sub-aquáticos construídos na Noruega (Melby e Øvstedal, 1999), é importante referir alguns túneis que têm sido construídos na Islândia, envolvendo problemas adversos de alta sismicidade e de fenómenos de vulcanismo (Grov e Haraldsson, 1999; Hardarson, 1999).

2.2.4. Túneis submersos Os túneis submersos podem ser utilizados para atravessar estreitos, fiordes e lagos. Envolvem uma estrutura flutuante em forma de tubo que se situa a alguma profundidade dentro de água e suportada por cabos, colunas ou flutuadores. Devem ser suficientemente largos de forma a permitir o tráfego rodo-ferroviário e sem interferência na navegação (Figura 11).

Figura 11. Perspectiva de um túnel submerso

Embora o conceito de túnel submerso tenha já quase um quarto de século, ainda nenhum país efectuou uma construção deste tipo. Podem, porém, permitir uma solução mais económica para uma travessia em alternativa às soluções em ponte ou em túneis subaquáticos (Ahrens, 1997; Marshall, 1999).

Têm sido conduzidos vários estudos para a realização deste tipo de túneis de que se salientam as indicadas na Figura 12. Assim, a primeira solução apontada é a do túnel de Høgsfjord, na Noruega, com uma extensão de 1400m e máxima profundidade de água de 150m, com altura de água de 20m. Este projecto foi considerado em detalhe e considerado possível (Skorpa, 1999). Outro túnel, ferroviário, está planeado para atravessar o lago Lugano, na Suiça com 1260m de comprimento e profundidade máxima da água de 74m, sendo a altura de água no túnel de 6m. Outra solução foi prevista para atravessamento do estreito de Messina, em Itália, sendo a extensão de 3000m e altura de água acima do túnel de 55m. Finalmente, a última solução pontada na Figura diz respeita à travessia da baía de Funka, na ilha setentrional do Japão, Hokkaido. A largura é de cerca de 30km, sendo a altura de água cima do túnel de 30m. Os requisitos de projecto e construção são os mesmos dos apresentados nos códigos internacionais, devendo ser dada especial atenção aos aspectos ambientais e a cargas acidentais de modo a prevenir qualquer entrada de água no túnel. A estanqueidade e a durabilidade assumem particular importância nestes túneis, devendo ser encontrada através de especificações rigorosas e de uma observação cuidadosa. O custo das construções constitui um dos factores principais na escolha de alternativas. A solução de um túnel submersa é dispendiosa, mas pode ser uma solução eficiente para atravessamentos profundos e largos. Um túnel submerso está submetido a condições complexas de carga, havendo que considerar as acções que derivam das ondas, das correntes, dos sismos e das variações de densidade da água. Na construção, devem ser usadas técnicas similares à dos túneis imersos. Beneficiam, também, da experiência obtida com a construção de grandes estruturas marinhas para a indústria do petróleo e do gás. Em princípio, o tubo é instalado numa doca sendo transportado posteriormente para o local. Podem, também, ser acoplados alguns elementos na doca antes da sua colocação no local. 2.3. Metropolitanos 2.3.1. Considerações iniciais O desenvolvimento do tráfego urbano ditou a penetração do caminho de ferro no centro dos meios urbanos, que tendeu para o uso do espaço subterrâneo dando origem ao transporte por metropolitano. As linhas dos metropolitanos seguem, naturalmente, as direcções onde se verificam tráfegos de ponta superiores. As linhas são, em regra, subterrâneas, podendo também instalar-se em viaduto ou à superfície do solo, quando tal é possível. Os trechos subterrâneos são de preferência instalados a pequena profundidade, condicionados como estão pelas estações. É evidente que estas redes ferroviárias em meios urbanos densamente povoados, parcial ou totalmente em subterrâneo, representam uma solução adequada para uma melhoria dos transportes em meios urbanos. Existem metropolitanos em quase todas as grandes metrópoles, como é por exemplo o caso dos metropolitanos de Londres e de Nova York já centenários. Assim, em Nova York cerca de 4,3 milhões de pessoas utilizam diariamente este meio de transporte. Em Moscovo, regista-se o maior volume de pessoas anualmente, cerca de 1,3 bilhões de passageiros, a que se segue Tóquio, Seul,

Túnel de Høgsfjord, Noruega

Lago Lugano, Suiça Estreito de Messina, Itália

Túnel na baia de Funka, ilha de Hokkaido, Japão

Figura 12. Diferentes soluções propostas de túneis submersos

Cidade do México e Nova York. Existem outros metropolitanos de grande extensão recorrendo naturalmente ao uso do espaço subterrâneo, como Paris, Londres, Osaka e Hong Kong. Nalgumas cidades dos USA e da Europa ocorrem metropolitanos que servem populações inferiores a um milhão de habitantes. Porém, em países da Ásia, da América do Sul e da antiga

URSS, os metropolitanos existem apenas em metrópoles com mais de um milhão de pessoas (Hanamura, 2001). É, pois, possível concluir que o recurso a metropolitanos utilizando o geospaço é inevitável em grandes metrópoles. Em Portugal, o primeiro metropolitano, o de Lisboa, iniciou a construção da primeira linha em 1955, que terminou em 1959, tendo sito o 14º sistema subterrâneo de transporte na Europa. Até 1972, entraram em funcionamento várias estações e trechos da linha então existente em forma de Y. Presentemente, foram construídas novas linhas, em número de 4, com cerca de 37km de via dupla e 48 estações. Estão actualmente em curso várias expansões de que se salienta o empreendimento da Baixa, com duas novas estações, a extensão de Telheiras e o prolongamento da Linha Amarela, entre Campo Grande e Odivelas. Esta última extensão tem cerca 5km de extensão, com 5 novas estações, cerca de 2,7km de túnel aberto por tuneladora, dois túneis segundo o método NATM e um túnel terminal em Odivelas (Melâneo, 2000). Na Figura 13, apresenta-se a rede do Metropolitano de Lisboa, com as extensões já referidas, bem como de outras obras que se prevêem realizar. Entre as obras de expansão do Metropolitano de Lisboa, salienta-se o empreendimento da Baixa-Chiado, que se iniciou em 1997. O projecto permitiu conectar duas linhas, Linha Azul e a Linha Amarela. A Estação Baixa-Chiado, pela sua complexidade e dimensões, constituiu uma das obras mais relevantes deste projecto. Daí que se apresente em detalhe, na secção seguinte, uma descrição desta obra, dos condicionalismos geotécnicos e construtivos e das observações efectuadas.

Figura 13. Rede do Metropolitano de Lisboa

Está actualmente em construção o Metro Ligeiro do Porto, com 4 linhas e cerca de 70km de extensão, sendo 7km em túnel, com 66 estações, sendo 10 subterrâneas. Vai, ainda, proceder-se à reabilitação do túnel ferroviário da Trindade. Serão construídos de raiz 20km, resultando os restantes da conversão de 50km de linhas já existentes (Figura 14). O sistema do Metro do Porto desenvolve-se na sua quase totalidade na área metropolitana do Porto, envolvendo os concelhos do Porto, Vila Nova de Gaia, Maia, Matosinhos, Vila do Conde, Póvoa do Varzim e Santo Tirso.

Figura 14. Rede do Metro do Porto

2.3.2. Estação Baixa-Chiado A Estação Baixa-Chiado situa-se na zona histórica do Chiado. Localiza-se sob um considerável grupo de edifícios que apresentam anomalias resultantes das alterações que ocorreram durante a sua vida. A estação serve duas linhas do Metropolitano de Lisboa, pelo que se reveste de grande importância devido à sua localização estratégica. A estação consiste em duas grandes cavernas paralelas com 18m de vão e 250m de comprimento com uma secção transversal de 240m2, separadas por uma distância mínima de cerca de 6m (Figura 15), (Barreto et al., 1999). Desenvolve-se em formações do Miocénico com recobrimentos recentes. As formações miocénicas são caracterizadas por uma grande variedade de formações com estratificação sub-horizontal. Podem ser observadas areias siltosas designadas de Areolas da Estefânia, que apresentam intercalações de arenitos calcários, e argilas cinzentas margosas designadas de Argilas dos Prazeres. As formações recentes superficiais são formadas por depósitos aluviais com baixa consistência, apresentando intercalações de níveis arenosos. A Figura 16 apresenta um perfil geológico pela estação do lado ocidental. A selecção do processo construtivo foi determinada pela experiência de outras obras e com base em simulações numéricas efectuadas. Várias soluções alternativas foram analisadas de forma a permitir uma escolha apropriada tendo em vista analisar a estabilidade das sucessivas estruturas subterrâneas. A Figura 17 ilustra a sequência escolhida para a construção das sucessivas etapas das duas cavidades.

Figura 15. Estação Baixa-Chiado

Figure 16. Perfil geológico da estação Baixa-Chiado

Figure 17. Sequência de escavação adoptada na construção das cavernas.

A escavação da cavidade do lado ocidental ocorreu em torno do túnel efectuado pela tuneladora, com a escavação de galerias laterais no topo da caverna e progredindo para as zonas inferiores, conforme ilustrado na Figura. A região crítica do pilar entre as duas cavidades foi tratada por intermédio de colunas de jet-grouting (Postiglione et al., 1997). Foi estabelecido um sistema de observação preliminar para a estação e edifícios adjacentes de forma a assegurar a estabilidade das diferentes estruturas subterrâneas associadas ao processo construtivo e detectar eventuais comportamentos anómalos nos edifícios adjacentes, e em especial para detectar eventuais danos. O objectivo da instrumentação foi, no essencial, o de efectuar medições de: i) deslocamentos no interior do maciço na vizinhança das escavações por intermédio de extensómetros de barras e por inclinómetros; ii) assentamentos e deslocamentos superficiais; iii) convergências nos suportes; iv) variações de pressões hidrostáticas por intermédio de piezómetros; v) movimentos de fissuras em instalações à superfície. Assim, foram definidas 11 secções principais de observação com cerca de 25m de espaçamento, conforme indicado na Figura 18.

Figura 18. Plano de observação da Estação Baixa-Chiado

As convergências foram efectuadas com bases em leituras de cordas em três marcas segundo triângulos, variando a posição das marcas inferiores de acordo com a sequência construtiva. A frequência de leituras variou naturalmente em função da distância da frente de escavação em relação à secção instrumentada. As medições dos níveis freáticos por intermédio de piezómetros foi também efectuada. No que respeita à superfície, realizaram-se medições de assentamentos em marcas topográficas situadas em cada uma das secções principais de observação, bem como em outras marcas topográficas localizadas à superfície do terreno. Foram, ainda, instaladas marcas e outros dispositivos nas paredes dos edifícios. Para controlo do movimento de fissuras, nomeadamente da abertura, foram colocados fissurómetros nos edifícios de modo a poder controlar as aberturas destas descontinuidades, bem como foram instalados selos de modo a

facilitar a leitura das aberturas nas fissuras quando elas ocorriam nos edifícios e deste modo controlar a sua abertura com as diferentes fases construtivas.

Nalgumas secções principais de observação foram localizados alguns inclinómetros e extensómetros de barras conforme indicado na Figura 18 em planta, de forma a controlar os movimentos no interior do solo e na proximidade das escavações. A Figura 19 apresenta uma secção através do perfil P33, onde se indica a localização dos instrumentos instalados.

Figura 19. Secção instrumentada no perfil P33.

A Figura 20 mostra assentamentos observados na secção P33 em dois instantes, 1995.08.28 e 1997.04.30, que são comparados com as correspondentes simulações numéricas utilizando o software FLAC-2D (Itasca, 1994). No primeiro instante, a tuneladora tinha já atravessado a cavidade poente e tinha sido iniciada a destroça da cavidade oriente. No segundo instante, ambas as cavidades tinham sido entretanto escavadas. Devido à influência das injecções de compensação os valores observados na superfície do terreno não variaram muito. A descrição das injecções de compensação e as observações efectuadas serão descritas posteriormente. Na Figura 21 mostra-se a evolução de assentamentos na secção P36 para os mesmos instantes. Nesta secção, não foi necessário realizar injecções de compensação, o que explica a razoável concordância entre os valores observados e os valores calculados por intermédio de modelos numéricos. Na zona superficial da estação existem cerca de 30 edifícios antigos entre o Largo da Academia das Belas Artes e a Calçada do Livramento. Antes da execução das obras, efectuaram-se visitas de inspecção de modo a avaliar o estado de conservação dos edifícios. Verificou-se que a grande maioria das construções tinha adoptado um tipo de construção designado de Pombalina, implementado após o terramoto de 1755. A construção adoptada consistia na adopção de elementos de alvenaria em pedra com uma estrutura em gaiola com elementos estruturais em madeira. Os elementos de alvenaria formavam as paredes resistentes na periferia, bem como paredes dos pisos inferiores, sendo a fundação contínua. A estrutura em madeira era contínua em cada plano e compreendia elementos resistentes dos pavimentos e paredes internas. Verificou-se, porém, que inúmeras alterações tinham sido introduzidas nos edifícios durante os anos, especialmente nos pisos inferiores, devido à criação de espaços comerciais e execução de caves.

-120

-100

-80

-60

-40

-20

0

poente (esq.) poente (eixo) poente (dir.) oriente (esq.) oriente (eixo) oriente (dir.)

section

sett

lem

ents

(mm

)

calculado (95/8/28)observado (95/8/28)shield (calculado - 95/8/28)shield (observado - 95/8/28)calculado (97/4/30)observado (97/4/30)

Figura 20. Assentamentos para secção P33

-120

-100

-80

-60

-40

-20

0

poente (esq.) poente (eixo) poente (dir.) oriente (esq.) oriente (eixo) oriente (dir.)

asse

nta

men

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(mm

)

observado (95/8/28)

shield (calculado - 95/8/28)

shield (observado - 95/8/28)

calculado (97/4/30)

observado (97/4/30)

Figura 21. Assentamentos para secção P36

Ocorriam também outras construções, como palácios e igrejas sem este efeito de gaiola, bem como alguns edifícios em betão armado recentemente reabilitados na sequência do grande incêndio ocorrido no Chiado. Sendo assim, algumas construções tornaram-se vulneráveis em relação a solicitações horizontais e verticais e nomeadamente a assentamentos diferenciais na fundação. Foram, então, estabelecidos níveis de danos para vários edifícios envolvidos. Consideraram-se em especial 6 edifícios, que foram objecto de observação cuidadosa e alguns deles submetidos a trabalhos de consolidação. Foram utilizadas leis empíricas para estimar os assentamentos com base nos resultados da observação, considerando funções Gaussianas caracterizadas pelo assentamento máximo Smax e pela distância horizontal do eixo da cavidade e o ponto de inflexão dos assentamentos i (AFTES, 1995). Analisaram-se, também, os seguintes parâmetros: volume relativo de assentamentos à superfície ∆V/V, que depende das condições geotécnicas e do método construtivo, e K=i/z que depende das características geotécnicas do terreno, sendo z a profundidade do eixo do túnel. Com base nos parâmetros calculados, foram avaliados os danos

potenciais no final da construção para alguns edifícios seleccionados. A Figura 22 ilustra os edifícios que foram afectados pelas obras da Estação Baixa-Chiado.

Figura 22. Edifícios afectados pela construção da estação Escolheram-se as etapas construtivas mais relevantes para quantificar os parâmetros identificadores das curvas de Gauss, nomeadamente: i) estação oriente – execução da frente, destroça e soleira da secção completa; ii) estação ocidente – escavação com tuneladora. A variação dos parâmetros ∆V/V e K foi analisada de acordo com as etapas construtivas e com as características do perfil geotécnico. O zonamento da zona envolvente da estação foi feita de acordo com os valores obtidos para os parâmetros empíricos (Barreto et al., 1999). A análise dos resultados observados permitiu tirar as seguintes conclusões: i) a perda de volume relativo do terreno correspondente à escavação com tuneladora é habitualmente inferior à das cavidades efectuadas com o designado método NATM com pequenas excepções; ii) a perda de volume relativo decresce no método NATM à medida que procede à escavação da parte inferior da secção (1,25-0,9% para P29, e 0,7-0,45% para P36); iii) a escavação com tuneladora origina perdas de volume relativo adicionais nas cavidades NATM (no perfil P33 foi produzido uma perda de 0,85% na primeira fase, aumentando para 1,1% após a passagem da tuneladora na outra cavidade); iv) a magnitude da perda de volume relativo é muito influenciada pelo tipo de maciço, sendo de 0,8-1,25% para solos arenosos e de 0,4-0,7% para solos argilosos. O valor de K é característico de solos arenosos, apresentando valores entre 0,3<K<0,4. Para avaliação de eventuais danos, os valores adoptados para ∆V/V nas várias secções variaram entre 0,6 to 1% e os de K variaram entre 0,3 a 0,4. Com base nos valores determinados, foram avaliados os potenciais danos nos edifícios tendo em consideração os critérios de danos sugeridos por várias publicações (Boscardin e Cording, 1989; AFTES, 1995). A intensidade máxima de dano considerada foi de moderado, i.e., do tipo 3 de acordo com a classificação de Boscardin e Cording. Depois da escavação da primeira cavidade, ocorreram algumas fissuras em edifícios, tendo então sido efectuadas medidas adequadas de reforço das estruturas. Os assentamentos máximos resultantes da escavação da estação oriente foram relativamente próximos das previsões. O mesmo não aconteceu porém com as distorções angulares que foram muito superiores ao previsto pelos modelos numéricos, que era aproximadamente de 1/300. As previsões para a estação indicaram um aumento das distorções angulares e a ocorrência de assentamentos adicionais aos da escavação da estação oriente. Este facto fazia prever a geração de danos significativos nos edifícios nos edifícios antigos em pior estado de conservação. Por consequência, como já foi referido, foram executadas injecções de compensação, o que veio

permitir a criação de uma estrutura similar a uma laje e, por consequência, compensar parcialmente as deformações induzidas pela escavação das cavidades. A Figura 23 indica o esquema utilizado para as injecções de compensação, enquanto que a Figura 24 assinala os pontos de medição de assentamentos, de leitura manual e automatizada por intermédio de electroníveis, no Largo da Biblioteca.

Figura 23. Injecções de compensação na Estação Baixa-Chiado

Figura 24. Pontos de medição durante o processo de injecções de compensação no

Largo da Biblioteca

3. PRODUÇÃO DE ENERGIA 3.1. Introdução Nos sistemas de produção de energia com recurso ao uso do espaço subterrâneo, os empreendimentos hidroeléctricos constituem um dos principais sistemas de produção, de que se dispõe de um apreciável potencial bruto no nosso país, constituindo uma das formas de maior penetração no sistema nacional de produção de energia eléctrica. O projecto destes empreendimentos depende naturalmente das condições naturais do local onde se pretende efectuar as obras. Quando as condições geotécnicas são favoráveis, centrais subterrâneas combinadas com túneis de extensão variável são soluções frequentemente favoráveis e de menor impacto ambiental quando comparadas com soluções à superfície. Pela constatação da importância destes empreendimentos subterrâneos no nosso País, a secção 3.2 abordará a problemática das soluções hidroeléctricas com recurso ao espaço subterrâneo, sendo ainda apresentadas as obras de reforço de potência para o escalão de Miranda. Existem outras formas de produção de energia subterrânea de que se salientam as centrais termoeléctricas, sendo a energia proveniente de centrais térmicas convencionais, como a fuel, a carvão ou a gás natural, ou de proveniência nuclear. Para centrais termoeléctricas convencionais, as soluções existentes em subterrâneo não são muito significativas, sendo de salientar o caso da central de Stenungsund, a 50km da cidade de Gotemburgo, Suécia (Figura 25). A central é constituída por 4 unidades, com uma capacidade total de 820MW, tendo a primeira unidade sido instalada em 1959 e a última dez mais tarde (Winqvist e Mellgren, 1988). Entre 1974 e 1982, foram introduzidas profundas alterações que se consubstanciaram na instalação das unidades geradoras em subterrâneo. As duas cavernas que alojaram os dois primeiros grupos tiveram um volume de 97 500m3, e as duas últimas 130 000 m3. Os acessos aos grupos e o transporte da água para o seu arrefecimento processa-se por extenso conjunto de túneis.

Figura 25. Central termoeléctrica subterrânea de Stenungsund

A energia proveniente de centrais nucleares constitui uma parte importante no consumo de energia eléctrica em grande número de países industrializados. Por considerações de defesa contra actos de guerra e de sabotagem, que ganharam hoje em dia grande importância, e de protecção contra acidentes nucleares, foram conduzidas investigações em vários países procurando alojar as centrais nucleares em subterrâneo (Sousa, 1996).

A Noruega foi o primeiro país a construir um reactor nuclear subterrâneo, licenciado em 1959. Tratava-se de um reactor experimental com potência de 25MW, que funcionou com sucesso durante 22 anos. Foram posteriormente construídas mais três centrais subterrâneas, a central sueca de Agesta, fora de serviço, a central franco-belga de Chooz, e a central de Lucens, na Suíça. Destas, apenas a de Chooz era industrial com potência de 300MW, apresentando a caverna do reactor uma largura de 18,5m e uma altura de 14,5m. As realizações conhecidas são poucas, pois, apesar de apresentarem vantagens consideráveis do ponto de vista da segurança estrutural e de custos menores de desmantelamento, apresentam aspectos negativos no que concerne a custos e ao prazo de construção das obras, para além de interrogações que se levantam no que respeita a questões ambientais. No entanto, existem centrais nucleares onde se recorre ao uso do espaço subterrâneo para alguns dos seus componentes, como no caso de túneis para transporte de água para refrigeração dos grupos (Winqvist e Mellgren, 1988). Referem-se, ainda, sistemas de produção e armazenagem de energia em subterrâneo que permitem, no essencial, efectuar armazenagem de energia nos períodos de baixo consumo a utilizar posteriormente durante os períodos de ponta do diagrama de carga. Para algumas energias renováveis, como seja a eólica e a solar, dadas as suas características de produção intermitente e variável ao longo do tempo, é necessário a criação de obras de armazenagem, para que a sua introdução num sistema energético resulte satisfatória. A armazenagem de energia pode processar-se em aproveitamentos hidroeléctricos reversíveis. Para além dos sistema convencionais, têm sido propostos novos projectos de centrais hidroeléctricas reversíveis com reservatório profundo mediante escavações de cavernas ou túneis no maciço rochoso, designados de sistemas UPHS – Underground Pumped Hydro-Storage. Têm-se revelado de difícil execução. Referem-se, em especial, estudos conduzidos na Holanda tendo em vista a concretização de um sistema UPHS, em que o reservatório inferior, constituído por um conjunto de túneis concêntricos com uma extensão total de 150km, se situava a uma profundidade de 1200m (Sousa, 1996). Citam-se outros sistemas, nomeadamente centrais reversíveis combinadas com cavernas de ar comprimido, os designados sistemas CAES – Compressed Air Energy Storage. Este sistema promove, durante os períodos de pequeno consumo de energia, com energia excedentária a actuação de compressores, com armazenagem posterior de ar comprimido em câmaras subterrâneas ou em aquíferos. Nos períodos de maior consumo, o ar comprimido é desviado da caverna ou mesmo do aquífero, aquecido numa câmara de combustão e expandido através de uma turbina. Estas soluções estão actualmente operacionais. A primeira instalação foi a central de Huntorf, Alemanha, cujo início de exploração se processou em 1978. O empreendimento contém duas cavernas executadas por dissolução no sal gema, com uma capacidade de armazenagem de 300 000m3. Hoje em dia, existe um programa de investigação experimental para um sistema CAES na mina de Kamioka, Japão (Yamatomi et al., 1999). Outros sistemas de conservação de energia têm sido projectados. Consistem na armazenagem de calor em cavidades na rocha, contendo água, produtos petrolíferos e(ou) calhaus, tirando partido das características térmicas do maciço rochoso. Instalações para armazenagem de calor têm sido realizadas em Avesta e Lyckebo, na Suécia, com construção de cavernas, ou em Lulea com recurso à execução de furos (Winqvist e Mellgren, 1988; Sousa, 1996). 3.2. Empreendimentos hidroeléctricos 3.2.1. Generalidades Um aproveitamento hidroeléctrico compreende um conjunto de elementos que permitem o aproveitamento da energia da água, por desvio de um determinado caudal de um curso de água,

onde a energia hidráulica correspondente ao desnível entre a tomada de água e a restituição, é transformada em energia eléctrica. Em geral, um aproveitamento apresenta um conjunto de obras, que compreendem a barragem para a captação da água, a tomada de água, o circuito hidráulico, que é constituído no caso de se dispor em subterrâneo, entre outras obras, por um túnel de acesso, condutas forçadas, chaminés de equilíbrio e túnel de descarga, e o complexo de obras da central, equipado com turbino-alternadores, transformadores e equipamentos complementares. Alguns destes aproveitamentos são reversíveis, isto é, permitem acumular água num reservatório ou albufeira por bombagem, utilizando energia nas horas de menor consumo, de modo a aproveitar a água assim acumulada para produção de energia em outra época escolhida ou nas horas de ponta do diagrama de carga de consumo de energia eléctrica. A utilização de centrais subterrâneas oferece, por vezes, consideráveis vantagens do ponto de vista económico, para além dos benefícios adicionais que este tipo de centrais proporciona, como seja uma maior segurança, nomeadamente do ponto de vista estrutural, contra sabotagens e um menor impacto ambiental. A título de exemplo, na Noruega, a utilização de centrais hidroeléctricas subterrâneas tem vindo a ser largamente implementada pelas razões apontadas e, naturalmente, pelas condições naturais deste País. Assim, enquanto que, em 1950, as soluções em subterrâneo representavam cerca de 15% do total da produção da energia hídrica, em 1980, esse valor era de cerca de 80% (Myrset, 1982). Esta política sobre o uso intensivo do espaço subterrâneo foi adoptada após a 2ª Guerra Mundial, essencialmente com base em considerações económicas, para além das razões anteriormente expostas. Para tal contribuíram sobretudo a expansão da rede eléctrica e a possibilidade de transmitir maiores quantidades de energia a grandes distâncias, o enorme progresso verificado nas técnicas de escavação em maciços rochosos e o grande incremento verificado no âmbito dos conhecimentos da Mecânica das Rochas. A utilização de centrais hidroeléctricas subterrâneas, que constitui uma parte importante e, por vezes, determinante no projecto de empreendimentos hidroeléctricos, tem, pois, vindo a ser incrementado desde que as condições geotécnicas e topográficas sejam adequadas ao projecto deste tipo de obras (Sousa, 1983; Martins, 1985). A primeira central subterrânea em poço foi a central Edward Dean Adam, cujo primeiro grupo iniciou a sua operação em 1895. No entanto, a central mais próxima da concepção das actuais foi a central de Snoqualmie Falls, concluída em 1899, com uma caverna de 9m de altura, 12m de largura e 60m de comprimento, localizada a uma profundidade de 80m (Lang, 1971). Na Europa, o primeiro empreendimento foi o de Verayaz, na Suiça, concluído em 1897. Outros projectos se seguiram no início deste século, mormente na Alemanha, Suécia, França, Noruega e Itália (Mosonyi, 1965). Foi somente a partir da década de 50, que surgiram as principais obras realizadas neste domínio, por considerações já anteriormente referidas.

Em Portugal, o primeiro empreendimento importante com obras subterrâneas foi o de Venda Nova, concluído em 1927, mas o primeiro empreendimento com central em subterrâneo foi o de Salamonde, em funcionamento em 1953. Posteriormente, foi inaugurado o escalão de Caniçada, entrando, no final da década de 50 e início de 60, em funcionamento os aproveitamentos do Douro Internacional, Picote, Miranda e Bemposta. O empreendimento hidroeléctrico mais importante construído em Portugal é o do Alto Lindoso, de que se ilustra, na Figura 26, uma perspectiva do conjunto deste empreendimento (Sousa et al., 1994). Este empreendimento compreende um barragem de betão, do tipo abóbada, de 110m de altura máxima, o circuito hidráulico e o complexo subterrâneo da central, situada a cerca de 70m a jusante da barragem, na margem esquerda, estando o seu pavimento central a cerca de 312m abaixo do coroamento da barragem. O circuito hidráulico compreende dois circuitos de alta pressão independentes para os dois grupos e um circuito de baixa pressão de grande extensão, com uma chaminé de equilíbrio em forma de poço e com diâmetro de grande dimensão. O complexo da

central é constituído pela caverna da central, câmara de válvulas esférica, câmara de válvulas borboleta, poço e galeria de acesso.

Figura 26. Perspectiva do complexo subterrâneo do Alto Lindoso. No que respeita ao circuito hidráulico, existem vários esquemas alternativos. Sistematizam-se, na Figura 27, diferentes perfis representando a evolução verificada na concepção destas obras (Broch, 1982; Lamas, 1993). No primeiro esquema representado, o circuito hidráulico apresenta uma estrutura inserida na encosta que funciona como chaminé de equilíbrio, instalada no términos de um túnel de acesso em subterrâneo, sendo depois a água conduzida em conduta forçada à superfície até à central. O aproveitamento de Venda Nova constitui um exemplo deste esquema em Portugal. Posteriormente, como se indica no segundo esquema, passou-se a usar uma localização totalmente em subterrâneo das obras do circuito hidráulico, sendo a chaminé de equilíbrio constituída pela combinação de um poço vertical com uma câmara subterrânea horizontal, seguindo as águas para a central por um poço inclinado com betão armado ou com blindagem metálica, utilizando o complexo da central o espaço subterrâneo. A evolução seguinte correspondeu à utilização de poços sob pressão sem revestimento ou revestimento de regularização, quando evidentemente as condições forem propícias, o que implica um bom conhecimento do maciço rochoso. Nos últimos anos, construíram-se alguns empreendimentos hidroeléctricos utilizando poços não revestidos, mormente nos países escandinavos, com alturas médias de cerca de 450m, atingindo mesmo valores da ordem de 1000m (Lamas, 1993). Finalmente, refere-se a possibilidade de se efectuar uma ligação directa entre a tomada de água e a central, o que implica uma diminuição do circuito hidráulico. Esta situação ocorre no caso de empreendimento hidroeléctrico de Venda Nova II, actualmente em construção (Lima et al., 2001). Nesta última etapa no desenvolvimento, como a Figura 27 ilustra, iniciou-se a utilização de câmaras de equilíbrio de menores dimensões, parcialmente preenchidas com ar comprimido. O ar comprimido permite reduzir o efeito de inércia da massa da água. Existem, nestes casos, restrições a ter em conta, nomeadamente em relação às características hidráulicas do maciço rochoso na vizinhança da obra. Recomenda-se, pois, uma escolha adequada e criteriosa do sítio para localização da obra e a pressão de água no maciço deverá exceder a do ar comprimido.

Figura 27. Esquemas alternativos de circuitos hidráulicos.

O primeiro empreendimento com câmaras de equilíbrio com colchão de ar comprimido entrou em funcionamento em 1973 (Broch, 1982). Instalações deste tipo têm sido realizadas na Noruega, de que se cita o aproveitamento de Ulla-Forre, com uma câmara de equilíbrio com altura entre 17 e 24m e largura de 16m, para uma pressão do ar comprimido de cerca de 4,2MPa (Walbo, 1982), e o aproveitamento de Jukla com uma câmara a ar comprimido com 48m de comprimento e um volume total de escavação de 6200m3, variando a pressão do ar entre 0,6 e 2,4MPa. Alguns estudos têm sido empreendidos para determinação da permeabilidade à água e ao ar dos maciços rochosos e para determinação dos caudais na vizinhança das obras subterrâneas, tendo em vista a utilização de obras deste tipo (Johansen et al., 1982). No Quadro 3, sintetizam-se as características dos principais empreendimentos hidroeléctricos com câmaras de equilíbrio a ar comprimido, todos eles executados na Noruega, com excepção do último na China (Sousa e Menezes, 1993). De entre os vários esquemas apresentados, existem vários arranjos possíveis, sobretudo relacionados com o desenvolvimento das partes do circuito hidráulico a alta e a baixa pressão, sendo habitualmente classificados segundo três tipos principais: i) arranjo do tipo sueco ou com a central a montante - caso do Alto Lindoso; ii) arranjo do tipo alpino ou com a central a jusante, caso de Vilarinho das Furnas; e iii) arranjo intermediário, caso das obras subterrâneas de Salamonde. Na Figura 28, procura-se ilustrar os diferentes tipos de arranjos enunciados. Como se disse anteriormente, muitos destes aproveitamentos hidroeléctricos são reversíveis. O projecto do circuito hidráulico e da central não difere, no essencial, de um convencional, havendo, no entanto necessidade de dois reservatórios e de equipamentos electromecânicos dos sistemas de bombagem e de turbinagem. Estes projectos utilizam um reservatório inferior e outro superior,

sendo o inferior gerado pela construção de uma barragem no rio ou num lago ou então, na maior parte dos casos, por uma bacia artificial no topo de um morro resultante de escavações efectuadas e construção de diques circulares utilizando os materiais de desmonte. Neste último caso, para se evitar a percolação da água pelo fundo do reservatório e pelos diques laterais, que poderiam gerar riscos para a segurança da obra, além de prejuízos económicos, o fundo do reservatório e os taludes internos dos diques são revestidos por camadas de filtro e betão asfáltico.

Quadro 3 - Características dos empreendimentos hidroeléctricos com câmaras de equilíbrio a ar comprimido

Local Data de construção

Capacidade da central

(MW)

Altura de água

(m)

Volume da caverna

(m3)

Volume de ar (m3)

Pressão absoluta (MPa)

Perda de ar

(Nm3/h)

Driva 1973 140 570 7350 2600-3600

4,0-4,2 1,3

Jukla 1974 35 180 6050 1500-5300

0,6-2,4 0,1-0,4

Oksla 1980 206 465 18000 11700-12500

3,5-4,4 4,7

Sima 1980 500 1158 9500 4700-6600

3,4-4,8 1,0-2,3

Osa 1981 90 205 12500 10000 1,8-1,9 900/80+

Kvilldal 1981 1240 537 110000 70000-80000

3,7-4,1 250/10+

Tafjord 1982 82 897 1950 1200 6,7-7,7 200

Brattset 1982 80 274 8900 5000-7000

2,3-2,8 13,4

Ulset 1985 37 338 4900 3200-3700

2,3-2,5 -1,2

Torpa 1989 150 475 12000 10000 3,8-4,4 -

Ma-Zi-He

- 16 - - - 2,7 -

Todas as centrais estão localizadas na Noruega, com excepção de Ma-Zi-He, que se situa na China. + antes e após trabalhos de reabilitação A elaboração do projecto de um complexo subterrâneo de um aproveitamento hidroeléctrico, envolvendo vários tipos de obras, desde grandes aberturas subterrâneas a túneis extensos, com critérios de concepção e de cálculo necessariamente diferenciados, implica um conhecimento mais ou menos completo das condições geológicas e geotécnicas dos maciços rochosos, que deverá incluir a caracterização dos diferentes materiais rochosos, a geometria e a natureza da fracturação, os acidentes geológicos, o estado de tensão inicial e as propriedades hidráulicas. Distinguem-se, por isso, diferentes tipos de obras, que, em relação à filosofia de projecto a adoptar, podem ser discriminados do seguinte modo (Sousa, 1983; Martins, 1985; Brekke e Ripley, 1987; Lamas, 1993): i) Complexo subterrâneo da central – É constituído por um conjunto de obras subterrâneas, que nestes empreendimentos assumem um papel determinante, dado constituírem a parte fundamental do projecto e da concretização destas obras. Daí que seja necessário a um acesso directo à zona do

maciço rochoso, onde se situam as cavernas, tendo em vista o estudo dos acidentes geológicos e da fracturação do maciço rochoso, a determinação do estado de tensão in situ e a caracterização da deformabilidade, resistência e condutividade hidráulica. O projecto das obras envolve, fundamentalmente, as etapas correspondentes à selecção do local mais adequado do ponto de vista de estabilidade das obras, à definição dos eixos de orientação das aberturas e das suas formas e ao seu dimensionamento.

Figura 28. Diferentes arranjos de circuitos hidráulicos.

ii) Túneis a baixa pressão e de acesso - Caracterizam-se por um grande desenvolvimento linear e pequena abertura, não sendo necessário uma prospecção muito completa do maciço, cuja caracterização é em geral obtida à custa de informação colhida entre sondagens, por vezes bastante afastadas. Os estudos a empreender devem ser essencialmente conduzidos por forma a estabelecer critérios de classificação do maciço, que permitam definir classes de comportamento para os maciços interessados pelas obras. A identificação dessas classes visará, para cada caso, definir métodos construtivos e suportes mais apropriados. iii) Poços e túneis a alta pressão - Caracterizam-se, também, por um grande desenvolvimento e pequena abertura, sendo igualmente pertinentes as considerações referidas para os túneis a baixa pressão. No entanto, dado o facto de ocorrerem altas pressões, neste caso é da maior importância o conhecimento rigoroso das propriedades do maciço, visando analisar o comportamento global da estrutura composta pelo maciço e pelo suporte, no caso de obras revestidas. Ensaios hidromecânicos devem ser realizados em certos casos. iv) Chaminés de equilíbrio – Em regra são obras concentradas, em que se desenvolvem equilíbrios tridimensionais. Poderão, eventualmente, estar inseridas no complexo subterrâneo da central.

Especial atenção deve ser dada às obras com ar comprimido, tendo presente os requisitos já enunciados anteriormente. v) Tomadas de água e bocas de montante e jusante – São obras que interessam numa zona do maciço afectada pelas usuais perturbações de superfície, pelo que se torna necessário efectuar uma prospecção geotécnica completa e ter cuidados especiais em relação aos métodos construtivos a adoptar e aos métodos de dimensionamento. Em Portugal, existe já um certo número de realizações, nomeadamente as ligadas aos aproveitamentos do Douro Internacional, ao sistema Cávado-Rabagão, Alto Lindoso e Torrão. Presentemente, o empreendimento de Venda Nova II está em fase de construção. No Quadro 4, referem-se alguns dados de aproveitamentos portugueses já existentes ou em construção com centrais hidroeléctricas subterrâneas.

Quadro 4. Empreendimentos hidroeléctricos subterrâneos em Portugal

Aproveita-mento

Rio Ano Dimensões da central (CxLxA)

Potência (MW)

Carga estática (m)

Salamonde Cávado 1953 28x11,7x31,5 52 127 Caniçada Cávado 1955 40x18x30 60 121

Picote Douro 1957 88x16,6x35 180 71 Miranda I Douro 1960 80x19,6x42,7 156 53 Bemposta Douro 1964 85x22x45 210 62

Távora Távora 1965 71,5x16,2x26,3 64 461 Alto Rabagão Rabagão 1965 44x18x42,8 140 170 Vilarinho das

Furnas Homem 1972 Poços com φ=15,5 e

alturas de 16,5 e 31,75 64+2º grupo 416

Torrão Tâmega 1988 Poços com φ=17 e altura de 42,5

158 65

Alto Lindoso Lima 1992 84x20,3x46 610 280 Miranda II Douro 1995 Poço de φ=25 e altura

de 66 180 70

Venda Nova II Rabagão - 60,5x19,0x40 135 420 Nas dimensões da central as unidades são em metros e C – comprimento, L – largura e A – altura máxima. Em Portugal, está presentemente em construção o empreendimento hidroeléctrico de Venda Nova II, com unidades reversíveis, localizado entre os reservatórios de Venda Nova e de Salamonde (Lima et al., 2001). A construção de Venda Nova II inclui os seguintes elementos estruturais (Figura 29): i) tomadas de água superior e inferior, respectivamente nas albufeiras de Venda Nova e Salamonde; ii) complexo subterrâneo da central com as cavernas da central e da sala de transformadores (14,1x39,8m2 em planta); iii) circuito hidráulico com 4,4km de comprimento, incluindo túnel de carga (2,8km e inclinação de 14,8%), chaminé de equilíbrio superior com poço de 415m de altura e 5m de diâmetro, túnel de descarga (1,4km de comprimento e inclinação de 2,1%) e câmara de equilíbrio a jusante com 5m de diâmetro e poço de 69m de altura; iv) túnel de acesso ao complexo da central com 58m2 de secção e comprimento de 1,45km e 10,9% de inclinação. Procura-se ilustrar, na Figura 30, diferentes formas utilizadas para uma central hidroeléctrica em subterrâneo. Salienta-se a forma tradicional em cogumelo a), a forma ovoide em centrais de grande dimensão b), as centrais em forma de círculo c) e, ainda, as localizadas em poço, quando a cobertura da rocha é pequena d) (Sousa et al., 1994).

1 – Albufeira de Venda Nova 2 – Albufeira de Paradela 3 – Albufeira de Salamonde 4 – Central de Vila Nova 5 – Circuito hidr. de Venda Nova 6 – Central de Venda Nova II 7 – Circuito hidráulico de VN II 8 – Túnel de acesso de VN II

1 – Reservatório de Venda Nova 7 – Túnel de descarga 2 – Tomada de água superior 8 – Caverna da central 3 – Tomada de água inferior 9 – Sala dos transformadores 4 – Chaminé de equilíbrio a montante 10 – Galerias de ventilação 5 – Chaminé de equilíbrio a jusante 11 – Túnel de acesso 6 – Túnel de carga 12 – Túneis auxiliares

Figura 29. Empreendimento hidroeléctrico de Venda Nova II

A caverna da central constitui o elemento primordial de todo o complexo subterrâneo, pelo que se pode afirmar que, no essencial, o acerto do seu projecto está ligado a uma localização adequada, sem deixar evidentemente de parte os problemas relacionados com o correcto dimensionamento dos suportes necessários para assegurar a estabilidade das estruturas subterrâneas (Martins, 1985; Geoguide 4, 1992; Sousa et al., 1994). Daí que um projecto completo implique um bom reconhecimento geológico, geotécnico e hidrogeológico do maciço rochoso, onde se irão construir as obras, compreendendo a disposição das diferentes formações, zonas alteradas ou descomprimidas, a fracturação do maciço, incluindo sobretudo falhas e diaclases mais relevantes. As acções determinantes no cálculo destas obras estão, essencialmente, relacionadas com a libertação do estado de tensão instalados nas fronteiras das zonas a escavar, pelo que se torna necessário estabelecer previsões sobre o estado de tensão existente nos maciços, baseadas fundamentalmente em medições efectuadas in situ, e com as acções devidas ao escoamento da água, sendo muito importante as de natureza hidráulica e mecânica, cujos efeitos podem ser minimizados na fase de exploração se forem tomadas medidas adequadas, utilizando meios de intervenção, como seja obras de impermeabilização e de drenagem. Em contraponto à solução de caverna múltipla, utilizam-se soluções de cavernas múltiplas que necessitam de imensos túneis de ligação entre cavernas e de pilares rochosos, que as separam e podem, por isso, constituir zonas com grandes concentrações de tensões, que necessitam de estudos completos de análise da sua estabilidade (Figura 26). A distância entre cavernas paralelas pode ser da ordem de grandeza da altura da caverna de maiores dimensões. O dimensionamento das obras implica a definição dos suportes a aplicar nas diversas fases construtivas, sendo baseado em regras de experiências obtidas em numerosas obras, em cálculos de estabilidade efectuados com base em modelos de cálculo, e na observação do comportamento das obras durante o processo construtivo.

Fig. 30. Diferentes formas de uma central subterrânea

3.2.2. Reforço de potência de Miranda

O aproveitamento hidroeléctrico do rio Douro está dividido nos sistemas nacional e internacional. Na parte internacional, o problema de descargas de caudais máximos previstos e a forma do vale levaram à decisão de construir esquemas similares nos escalões de Miranda, Picote e Bemposta. Foram construídas barragens de betão e circuitos hidráulicos de pequena extensão, cada um incluindo uma central subterrânea equipada com 3 unidades (Aguiar, 1993; Sousa et al., 1999). O reforço de potência do aproveitamento hidroeléctrico da parte internacional do rio foi justificado com base em considerações de natureza económica de forma a evitar o desperdício anual de energia devido à pequena capacidade de encaixe dos reservatórios face ao caudal da barragem espanhola instalada a montante e de forma a possibilitar uma melhor distribuição do caudal no tempo. O empreendimento hidroeléctrico de Miranda foi o primeiro a ser reforçado (Figura 31). As primeiras estruturas do empreendimento de Miranda, em operação desde 1960, consistem numa barragem aligeirada de contrafortes com altura máxima de 80m, que incorpora quatro descarregadores com comportas radiais projectadas para um caudal máximo de 11000m3/s. O escalão incluía um descarregador de superfície na margem direita com 500m3/s de capacidade. Os descarregadores das barragens são responsáveis pelo controlo do nível do reservatório. Para cada grupo foram construídos três circuitos hidráulicos independentes (Figura 32). As condutas forçadas têm um comprimento médio de 95m com uma secção transversal circular de 28,2m2. Foi efectuada uma central subterrânea, designada de central I, com 80m de comprimento, 19,6m de largura e 42,7m de altura máxima, com a forma tradicional em ferradura. A central consiste em 3 grupos Francis verticais com 52MW e com capacidade de 870GWh (Aguiar, 1993).

Figura 31. Aproveitamento hidroeléctrico de Miranda

Figura 32. Obras subterrâneas da primeira fase

As obras de reforço de Miranda consistiram na conversão da galeria auxiliar de descarga num novo circuito hidráulico, bem como da correspondente tomada de água, e na construção de uma nova central em forma de poço, designada de central II, e de uma galeria de restituição de pequeno desenvolvimento. Foram construídas duas ensecadeiras, a montante e a jusante, posteriormente demolidas (Figura 31). A ensecadeira de montante desenvolveu-se em planta como um arco com 35m de raio, sendo a parede de montante vertical e com altura máxima de 42m. A ensecadeira de jusante é menor, com altura máxima de 15m. Estas ensecadeiras permitiram a exploração normal do empreendimento durante a construção das obras de reforço. A central II tem uma forma aproximadamente circular devido ao grupo gerador e à necessidade de comunicações verticais para acesso das pessoas e instalação de cablagens, barras e tubagens. Para determinados níveis a secção estende-se rectangularmente para jusante de forma a acomodar os equipamentos. O poço tem uma profundidade de 66m e foi executado por recurso ao uso de explosivos, tendo a sua secção um raio aproximado de 25m (Figura 33). O novo circuito hidráulico tem uma tomada de água com uma extensão de 50m, a que se segue um trecho inclinado com cerca de 60m e, em seguida, uma galeria sub-horizontal com cerca de 155m de comprimento (Figura 33). O túnel sob pressão contém um suporte ao longo de todo o seu desenvolvimento, com uma secção cujo vão e altura máximas são de 10,8m. O diâmetro interno da conduta é de 9,7m. Tem um suporte de betão até uma secção intermédia do trecho inclinado e uma blindagem na restante parte do túnel. O circuito de restituição é de cerca de 49m em planta, com um tecto em forma de arco. O grupo gerador consiste uma unidade Francis com potência instalada de 190MW.

Figura 33. Circuito hidráulico da central II

A estratégia e o planeamento dos trabalhos foram fortemente condicionados pela presença das estruturas associadas à central I, cujo funcionamento se manteve ao longo da fase construtiva, pelo que se revestiu de cuidados especiais e implicou a realização de observações rigorosas do comportamento das estruturas de modo a garantir a funcionalidade e a segurança das obras existentes e em construção. Em relação às ensecadeiras, foram cuidadosamente planeadas de forma a minimizar os custos devidos à paragem das centrais portuguesas de Miranda e de Picote e da central espanhola de Castro.

Após a construção das ensecadeiras, desenvolveram-se os trabalhos de escavação da tomada de água e do novo circuito hidráulico, segundo várias fases (Aguiar et al., 1994). A estratégia seguida na construção da central II e galeria de restituição está indicada na Figura 34. A maior parte do poço da central foi escavado com base numa furação vertical e no uso de explosivos. No local das obras de reforço, existem formações rochosas formadas por migmatitos e granitos (Neiva, 1989; Sousa et al., 1999). Os migmatitos são constituídos por um misto de micaxistos e de granito. Estão muito dobrados, tendo a xistosidade a direcção NW-SE e o seu pendor dominante é mais frequentemente sub-vertical. As famílias de diaclases são sub-verticais, existindo uma sub-horizontal, cuja frequência diminui com a profundidade. Os granitos têm uma textura planar tendo as micas orientadas na direcção dominante NW-SE. Existe um conjunto apreciável de falhas, sendo as caixas de falha, em regra, de pequena possança, mais frequentemente entre 0,05 e 0,20m, verificando-se, porém, algumas com espessura de 0,50m. Estão na maioria dos casos preenchidas com milonite argilosa. A Figura 35 mostra uma secção longitudinal intersectando a tomada de água, o novo circuito hidráulico e a central II. Durante a construção da barragem e da antiga central, foram efectuados ensaios em laboratório e in situ com o objectivo de estudar as propriedades mecânicas da fundação da barragem de Miranda. Durante as obras de reforço, foram efectuados ensaios in situ na proximidade da central II para quantificação da deformabilidade dos maciços rochosos utilizando ensaios LFJ e ensaios dilatométricos. Os ensaios LFJ foram conduzidos numa câmara de ensaio no fundo do poço da central II em dois rasgos abertos num maciço rochosos xistoso. Para os ensaios num rasgo perpendicular à direcção da xistosidade, o módulo de deformabilidade E variou entre 5 e 25GPa nos ciclos de carga e entre 5 e 29GPa nos ciclos de descarga. Para o rasgo segundo a direcção da xistosidade, E variou entre 6 e 21GPa nos ciclos de carga e entre 8 e 22GPa nos ciclos de descarga. Foram, também, efectuados ensaios dilatométricos nos mesmos locais, antes da realização dos ensaios LFJ. O módulo de deformabilidade obtido variou entre 2 e 9GPa para ciclos de carga e entre 3 e 14GPa para ciclos de descarga. A correlação obtida entre os dois

tipos de ensaio foi de cerca de ELFJ=2Edil.. Os ensaios dilatométricos foram efectuados ao longo do furo PE2 (Figura 33). Os ensaios apresentaram deformabilidades com um valor médio de 5,8GPa, com um mínimo de 1,8GPa e um máximo de 10,1GPa (Sousa et al., 1999).

Figura 34. Construção da central II

Para quantificação do estado de tensão in situ instalado no maciço rochoso, foram utilizados ensaios SFJ (Small Flat Jack) e STT (Stress Tensor Tube), ambos os métodos de ensaio baseados em libertação de tensões. Os ensaios foram conduzidos na zona do circuito hidráulico indicada na Figura 33. Foram efectuados cinco ensaios SFJ nas paredes do circuito hidráulico, a cerca de meia altura, utilizando rasgos horizontais, verticais e inclinados. Nos rasgos horizontais as tensões obtidas foram de 0,5MPa no hasteal direito, de 1,0MPa no hasteal esquerdo e uma pequena tracção no hasteal esquerdo, enquanto que o rasgo vertical apresentava uma pequena tracção. No rasgo inclinado, obteve-se 2,1MPa. Foi obtido um valor médio de 13GPa para o módulo de deformabilidade do maciço rochoso, com um mínimo de 9GPa e um máximo de 16GPa. Os ensaios STT foram efectuados num furo sub-horizontal, respectivamente para as profundidades de 6,4 e 10,5m. O primeiro ensaio foi efectuado numa rocha xistosa para a qual se obteve um módulo de elasticidade de 14,1GPa. Foram quantificados as seguintes tensões in situ: 3,6MPa para a tensão vertical; tensões horizontais de 5,7 e de 4,2MPa, respectivamente em direcções normal e paralela à direcção da galeria. O outro ensaio efectuado numa formação granítica foi excluído devido à dispersão dos resultados. O módulo de elasticidade determinado para o granito foi de 20,1GPa. Para avaliação das propriedades mecânicas do maciço rochoso foi utilizada uma câmara triaxial desenvolvida no LNEC o que tornou possível uma avaliação mais rigorosa das propriedades do mecânicas do maciço rochoso. Considerando a hipótese de um estado de tensão axissimétrico, o estado de tensão inicial mais provável adoptado foi representado por uma tensão vertical de 2,7MPa e por uma tensão horizontal de 7,3MPa. A relação das tensões horizontal e vertical foi de 2,7, sendo a tensão vertical cerca de 0,9 do valor do peso do maciço. O estado de tensão obtido está em relativa concordância as tensões obtidas pelos ensaios SFJ.

Figura 35. Condições geológicas do novo circuito hidráulico e central II

Foram executados ainda ensaios em laboratório tendo em vista a caracterização das propriedades geométricas de descontinuidades e do seu comportamento hidromecânico (Silvestre, 1996; Silvestre et al., 2001). Foram obtidas cinco amostras de uma amostra de migmatito com 170mm de diâmetro e cerca de 500mm de comprimento, contendo uma descontinuidade natural. Para a caracterização geométrica das descontinuidades, foram determinadas a rugosidade e a abertura. A caracterização geométrica das superfícies de descontinuidade foi obtida a partir de um levantamento tridimensional, utilizando para tal um equipamento de inspecção a três dimensões de objectos de cerâmica ou metálicos. O cálculo dos índices de rugosidade e os resultados estatísticos da distribuição das alturas de ambas as superfícies da descontinuidade foram obtidos com base em técnicas de integração numérica. O cálculo da abertura foi obtido a partir de malhas rectangulares mais refinadas com lado de 1mm, geradas a partir das malhas irregulares com triângulos. Foram, também, efectuadas amostragens lineares nas superfícies da descontinuidade utilizando um equipamento a laser. Os parâmetros estatísticos e índices de rugosidade foram calculados e comparados com os correspondentes valores obtidos por amostragem superficial. Realizaram-se outros ensaios para obtenção do índice de rugosidade JRC que foram correlacionados com alguns índices de rugosidade obtidos por amostragem superficial. As propriedades hidromecânicas das superfícies de descontinuidade forma estudadas com base num equipamento especialmente projectado para o efeito (Silvestre, 1996). O aparelho utiliza uma amostra de rocha cilíndrica com uma descontinuidade ao longo da direcção longitudinal, colocada numa célula triaxial. A carga axial é imposta à amostra por uma prensa rígida, impondo-se, complementarmente, um fluxo de água através da descontinuidade da amostra (Figura 36). As descontinuidades foram submetidas previamente a ciclos de carga e descarga antes da realização dos ensaios hidromecânicos. Caracterizaram-se as propriedades geométricas,

índices de rugosidade e abertura, e ajustou-se o modelo de Bandis para o comportamento mecânico normal da descontinuidade aos dados obtidos com os ciclos de carga e descarga anteriormente referidos (Bandis et al., 1983). Para o comportamento hidromecânico, foram consideradas dois modelos: o modelo da lei cúbica com introdução de um parâmetro hidromecânico, fHM (Elliot et al., 1985; Lamas, 1993); e uma lei sob a forma de potência relacionando a transmissividade e a tensão efectiva, apresentada por Iwano (1995).

Figura 36. Esquema do equipamento de ensaio hidromecânico

Foram, ainda, efectuados outros ensaios em laboratório que compreenderam realização de ensaios de compressão uniaxial para determinação do módulo de deformabilidade e da resistência à compressão simples, bem como ensaios de deslizamento em diaclases em rocha. Para as obras de reforço de potencia, foram elaborados dois Planos de Observação, que implicaram, também, a reactivação de observações na central antiga em forma de caverna. O primeiro Plano incidiu, essencialmente, na etapa construtiva, enquanto que o segundo teve em conta os requisitos específicos da entrada em serviço. Ambos os planos foram elaborados seguindo as recomendações do Regulamento de Segurança de Barragens (Sousa et al., 1999). As observações preconizadas no primeiro Plano diziam respeito ao controlo dos efeitos estruturais nos suportes instalados nas obras subterrâneas e no maciço envolvente, bem como na ensecadeira de montante, e à avaliação das acções. No que respeita à observação dos efeitos estruturais actuantes nas várias estruturas envolvidas no reforço de potência, foram programadas as seguintes medições (Figura. 33): i) no circuito hidráulico - convergências na zona em rampa da galeria em carga, deslocamentos no interior do maciço mediante os extensómetros de barras EB1 e EB6, deslocamentos verticais mediante nivelamento geodésico na zona da tomada de água, e deformações e temperaturas no interior do suporte de betão mediante extensómetros tipo Carlson instalados na secção S1; ii) na central II - convergências no poço da central, segundo várias direcções e a diferentes cotas, deslocamentos no interior do maciço mediante quatro extensómetros de barras (EB2, EB3, EB4 e EB5), deslocamentos horizontais mediante um fio de prumo invertido (FP1), e deformações e temperaturas no interior do suporte de betão mediante seis grupos de extensómetros tipo Carlson, distribuídos em duas secções, S2 e S3; iii) na ensecadeira de montante - observação geodésica mediante marcas de nivelamento inseridas em cada bloco e três marcas de pontaria nos três blocos centrais, movimentos das juntas horizontais mediante bases de alongâmetros, e deformações no interior do betão em três zonas do corpo da ensecadeira (fecho e inserção a meio das margens) mediante extensómetros tipo Carlson. Para a central I, efectuaram-se medições de convergências com convergenciómetro de fio de ínvar, e procedeu-se a análise das deformações medidas na abóbada de central mediante os extensómetros tipo Carlson instalados no betão. A ensecadeira de montante constituiu uma obra de primordial importância na fase de construção das obras, sendo, portanto, objecto de uma observação intensa.

Durante o período construtivo, foram seguidos os procedimentos habituais de observação para o controlo do comportamento hidráulico das fundações, e para a medição de deslocamentos, deformações e temperaturas na barragem. Efectuaram-se, ainda, campanhas especiais de observação e visitas de inspecção, na barragem e na central I, em fases significativas da construção. A interpretação dos deslocamentos medidos com os extensómetros de barras durante a construção da central II foi realizada com recurso a um modelo 2D utilizando o programa FLAC (Itasca, 1994). Apesar do evidente caracter tri-dimensional do problema, foram obtidos resultados bastante satisfatórios representando a secção central de cada escavação, e utilizando módulos de elasticidade equivalentes quando a espessura escavada era menor que a espessura adoptada para o modelo. Várias zonas com características mecânicas diferentes foram definidas para representar as diferentes formações rochosas, o betão e os materiais equivalentes. Para a tensão vertical foi adoptado o peso próprio do maciço, enquanto que para a tensão horizontal foram assumidas as hipóteses de 1; 1,5 e 2 vezes a tensão vertical. Assim, e a fim de simular o estado de tensão no início da escavação, o cálculo do modelo foi efectuado considerando a escavação do circuito hidráulico existente (fase 0). Posteriormente, os deslocamentos foram igualados a zero e a construção da central II foi simulada mediante 7 fases, ilustradas na Fig. 37 (Leitão e Sousa, 2001). Este problema foi também estudado mediante um modelo 3D usando o programa FLAC-3D (Itasca, 1996). O sistema de coordenadas foi localizado com o eixo z coincidente com o centro da central II e orientado para a superfície. A parte superior do modelo representava a superfície livre, a base do modelo, a 139m da superfície da escavação, e os lados estavam fixos. De acordo com o estado de tensão medido, o modelo foi submetido a um estado de tensão inicial de σh=2σv. O maciço rochoso foi representado mediante três camadas de materiais com comportamento do tipo Mohr-Coulomb, com as seguintes características mecânicas: primeira camada (M1): E=3GPa, ν=0,1, C=0,1MPa e φ=25º; segunda camada (G): E=8GPa, ν=0,15, C=0,2MPa e φ=40º; terceira camada (M2): E=5GPa, ν=0,1, C=0,1MPa e φ=30º. Para o betão foi adoptado um material com comportamento elástico de módulo de elasticidade E=15 ou 30GPa, segundo o tempo decorrido desde a betonagem. A sua resolução considerou as mesmas fases definidas para o modelo 2D. A Figura 38 apresenta os deslocamentos calculados com o modelo 2D e os valores observados para o extensómetro de barras EB2. Como pode observar-se, existe uma boa correspondência entre os valores observados e os resultados obtidos com a hipótese de σh=1.5σv. Esta relação mais baixa entre a tensão horizontal e a vertical em relação à medida experimentalmente, obedece ao facto de o modelo 2D apresentar uma maior flexibilidade na direcção horizontal. Na parte inferior da Figura, comparam-se, ainda, os valores dos deslocamentos calculados para a hipótese σh=1.5σv e os observados. É de referir que, a pesar de o modelo 3D exibir um comportamento muito mais rígido do que o observado. Qualitativamente o comportamento apresenta certa verosimilhança. Durante a entrada em serviço das obras de reforço, o plano especifico de observação contemplou duas etapas. Na primeira etapa, que correspondeu ao esvaziamento, seguido pela demolição de ambas as ensecadeiras e o reenchimento da albufeira, foi prevista a medição de toda a aparelhagem instalada, e a medição das vibrações produzidas pelo uso de explosivos na demolição das ensecadeiras. Estas observações foram de fundamental importância, tanto para a barragem, devido à existência de uma fissura sub-horizontal no corpo da mesma, como para a verificação do circuito hidráulico submetido ao efeito da pressão hidrostática exterior. Na segunda etapa, que compreendeu o enchimento lento do circuito hidráulico e a entrada em funcionamento do equipamento instalado na central II, foi implementado um programa especial de medição das vibrações induzidas pelo funcionamento do novo grupo.

Figura 37. Diferentes fases adoptadas nos modelos numéricos

Figura 38. Comparação entre deslocamentos observados e calculados para EB2

-22

-20

-18

-16

-14

-12

-10

-8

-6

-4

-2

0

2

dic-91 jun-92 dic-92 jun-93 dic-93 jun-94 dic-94 jun-95 dic-95 jun-96 dic-96

Data

Des

loca

men

to (

mm

)

EB2 - 15

EB2 - 40

Ph=Pv (EB2)

Ph=1,5Pv(EB2)

Ph=2Pv(EB2)

EB1

Durante o período correspondente ao esvaziamento e subsequente reenchimento da albufeira, as observações incidiram, essencialmente, na determinação dos efeitos estruturais induzidos pela construção das obras de reforço de potência nas estruturas existentes, nomeadamente a central I e a barragem. As observações preconizadas envolveram, no essencial, as seguintes etapas: i) esvaziamento da albufeira – com implicação na barragem e mesmo nas obras de reforço de potência devido ao abaixamento dos níveis freáticos, tendo-se deixado de proceder às leituras na ensecadeira de montante; ii) demolição das ensecadeiras – análise das acções dinâmicas induzidas sobre as estruturas existentes pela utilização de explosivos na demolição das ensecadeiras, com particular cuidado na detecção do aparecimento de eventuais danos; e iii) reenchimento da albufeira – com importantes implicações nas obras de reforço de potência, submetidas à acção da pressão hidrostática externa, e na barragem, a qual apresenta uma importante fissura sub-horizontal originada durante o primeiro enchimento da albufeira. As principais acções induzidas pela entrada em serviço do novo circuito hidráulico tiveram que ver com as pressões hidrostáticas, interior e exterior, e com as variações da temperatura causadas pela circulação da água no interior do circuito. Neste período consideraram-se as seguintes etapas: i) ensaio de carga com enchimento lento do circuito hidráulico – foi realizado um ensaio de carga no novo circuito hidráulico (a entrada de água foi controlada mediante as comportas da tomada de água e as observações foram controladas usando soluções analíticas); ii) etapa intermédia entre o reenchimento e a entrada em serviço do novo grupo (as observações foram mais espaçadas no tempo); iii) entrada em serviço das obras de reforço de potência (os efeitos estruturais induzidos pelo funcionamento do novo grupo foram analisados em detalhe e alguns ensaios específicos foram realizados). Uma última referência é realizada ao programa de ensaios destinados a medir as vibrações provocadas pelo funcionamento do novo grupo. Quatro situações foram analisadas: ensaio I – grupo sem funcionar; ensaio II – grupo funcionando a máxima potência; ensaio III – entrada em funcionamento do grupo; ensaio IV – paragem súbita do grupo funcionando a máxima potência. A medição de vibrações foi realizada em 7 pontos distribuídos na central II e no circuito hidráulico. Na Figura 39, apresentam-se os 4 pontos de medição mais significativos.

Figura 39. Colocação de transducers na central II e túnel de restituição

O Quadro 5 apresenta as velocidades máximas medidas nos quatro pontos mais próximos ao grupo. Para os pontos 5, 6 e 7 as velocidades máximas variaram entre 0,1 e 0,8 µm/s. As velocidades medidas foram sempre muito baixas, sendo o máximo valor obtido de 1,5 mm/s para o ensaio IV. De acordo com as normas DIN 4025, estas vibrações podem resultar incómodas para as pessoas se a sua duração ultrapassar uma hora, mas não afectam as estruturas (Gomes, 1996).

Tomando como referência as normas suíças SN 640312 e as normas alemãs DIN 4150, que estabelecem como limite velocidades de 3 mm/s, foi possível concluir que o funcionamento do novo grupo não afectava a estabilidade estrutural da central II.

Quadro 5. Velocidades máximas obtidas nos ensaios (µm/s)

Ensaio Ponto 1 Ponto 2 Ponto 3 Ponto 4 I II III IV

7,9 290,7 290,6 552,1

5,4 381,2 856,7

1560,7

3,7 371,9 307,4 591,6

4,7 221,9 321,3 841,4

4. ARMAZENAGEM DE PRODUTOS 4.1. Generalidades A armazenagem subterrânea de produtos em maciços rochosos tem aumentado significativamente em diferentes países industrializados como solução para diversas necessidades, associadas a produtos de consumos e a resíduos industriais. No que respeita a produtos de consumo, podem ser apontadas realizações de depósitos subterrâneos de hidrocarbonetos líquidos e gasosos. As primeiras consistiram em depósitos de gás natural em antigas jazidas ou em aquíferos e de hidrocarbonetos líquidos em cavidades não revestidas, principalmente em cavernas escavadas para o efeito ou no sal gema por dissolução. A maior procura do uso de geoespaço motivada pelos avanços tecnológicos e pela necessidade de programas estáveis de abastecimento dos produtos petrolíferos e da gás natural, e ainda por razões de economicidade, segurança e protecção do meio ambiente, tem levado à utilização de escavações mineiras abandonadas para funções de armazenagem de produtos e à necessidade de utilização de novos sistemas para outros fins como seja a contenção em profundidade de resíduos, incluindo os nucleares, e à armazenagem de água, carvão e produtos alimentares (Winqvist e Mellgren, 1988; Sousa e Menezes, 1993; Sousa, 1996). A introdução do gás natural em Portugal inclui a construção de uma instalação subterrânea na proximidade da conduta que liga Lisboa ao Porto. As cavidades estão a ser executadas pela técnica de lixiviação, tendo sido seleccionado a área diapírica do Carriço para esta instalação, após uma extensa investigação (Menezes et al., 2001). Na Figura 40, evidencia-se um esquema de execução das cavidades no sal, bem como uma coluna geológica das séries de halite (sal gema) detectadas num furo exploratório do diapiro de Monte Real. O sistema do Carriço foi planeado para diversas fases, correspondendo cada uma à construção de duas cavidades com uma capacidade total média de 70MNm3. Refere-se, ainda, a realização de um sistema de armazenagem de LPG (Liquefied Petrol Gas) em Sines. Na secção 4.2, será dado especial destaque a outras soluções inovadoras para armazenagem de gás natural em cavernas revestidas (sistema LRC – Lined Rock Cavern). Em 4.3, abordam alguns aspectos e realizações no âmbito do depósito de resíduos nucleares, pelos desafios complexos e multidisciplinares que se levantam nestes empreendimentos.

444 m Top halite Pure halite

Halite with insolubles

Anhydrite

Breccia

1425 m1475 m

1225 m1300 m1325 m

Clays

Intrusions

1200

1300

1400

1500

500

600

700

Ver

tical

dep

th fr

om g

roun

d le

vel (

met

ers)

900

1000

1100

800

Figura 40. Armazenagem de gás natural no Carriço (Menezes et al., 2001)

4.2. Cavernas revestidas para armazenagem de gás natural O conceito de cavernas revestidas para armazenagem de gás natural é baseado na construção de cavernas com um revestimento impermeável numa parede de betão de forma a dissipar a pressão do gás armazenado. Um sistema típico para armazenar gás natural consiste em 2 ou 4 cavernas que permitem armazenar uma quantidade considerável de gás (Lemos et al., 2001). A Figura 41 ilustra um esquema típico com 4 cavernas.

Secção vertical através da caverna

Figura 41. Esquema típico de cavernas revestidas para armazenagem de gás natural

Recentemente iniciou-se a construção de uma instalação piloto em Halmstad, Suécia, por um consórcio denominado LRC Demo AB, constituído pelas empresas Gaz de France e Sydkraft. A instalação em fase de construção tem capacidade para armazenar cerca de 10 milhões de m3 a uma pressão de cerca de 25MPa. É parcialmente financiada pelo programa Europeu Thermie. Existe ainda uma instalação a superfície conectada à caverna de armazenagem por um poço contendo tubos de transporte do gás. Prevê-se que a instalação possa estar em serviço em 2002. A caverna tem a forma de um cilindro vertical com 35m de diâmetro e 50m de altura, tendo um domo esférico no topo e uma forma arredondada na base, sendo o recobrimento de maciço rochoso de cerca de 115m (Figura 42). Toda a caverna vai ter um sistema de drenagem para as águas afluídas e o gás que eventualmente possa escapar do sistema de contenção. O maciço rochoso é, essencialmente, constituído por gnaisse de boa qualidade, com resistência à compressão simples estimada em 189MPa. Apresenta, também, estratos de anfibolite de menor qualidade geomecânica. O túnel de acesso à caverna tem uma secção transversal de 28m2 e uma inclinação de 1/7, tendo uma extensão total de cerca de 1040m, tendo a sua construção sido levada a cabo entre Novembro de 1998 e Novembro de 1999. O poço de acesso tem 1m de diâmetro e 90m de altura, tendo sido efectuado por uma máquina de escavação contínua. A escavação da caverna exige grande precisão, sendo a parte mais complicada a construção do domo esférico. Uma vez concluída a escavação da caverna, procede-se à execução de um suporte de betão com 1m de espessura, revestido por uma blindagem de aço com 10-12mm de espessura.

Figura 42. Instalação piloto em construção

O objectivo desta instalação consiste em demonstrar que é comercialmente viável esta nova opção de armazenagem do gás natural. As instalações LRC para armazenagem de gás natural permitem soluções económicas e trabalhar com volumes de armazenagem relativamente modestos. São complementares das soluções em formações salíferas e podem ser construídas na grande maioria de países europeus que necessitam de capacidades de armazenagem moderadas. Possibilitam, ainda, a sua construção a pequenas profundidades sendo a estanqueidade da armazenagem do gás conseguida à custa do revestimento metálico. O revestimento permite eliminar situações de risco tais como fugas de gás e impede a sua mistura. O revestimento é suportado por um suporte espesso de betão armado que transmite as forças provenientes da

pressão do gás para o maciço rochoso. A função do maciço rochoso consiste em resistir à pressão do gás armazenado (GDF-SKF, 1996; Lemos et al., 2001). O projecto das cavidades LRC é um desafio importante do ponto de vista mecânico. Devem ser localizadas a profundidades relativamente reduzidas, entre cerca de 100-200m e com uma pressão do gás armazenado entre cerca de 10 a 25MPa. A caracterização do estado de tensão in situ e das propriedades geomecânicas do maciço é fundamental do ponto de vista da estabilidade das obras. No entanto, a caracterização das propriedades do maciço rochoso deve ser conduzida com cuidados especiais, posto que o conhecimento da deformabilidade do maciço rochoso é muito importante para a integridade do revestimento (Tenborg, 1989). Neste tipo de estrutura, a ocorrência de eventuais sismos pode colocar problemas relacionados com a propagação de fissuras no maciço rochoso. Apresenta-se, de seguida, um estudo preliminar de avaliação do comportamento de uma instalação LRC sob acção de um sismo realizado no LNEC (Lemos et al., 2001). A instalação considerada consistiu na existência de 4 cavernas com diâmetro de 35m e altura de 80m, conforme indicado na Figura 41. Foi considerado uma rampa de acesso com 6m de diâmetro conectando as cavernas à superfície. Cada caverna tem um suporte de betão com 1m de espessura, tendo o revestimento blindado 1cm de espessura. Foram considerados 3 sismos artificiais com duas componentes horizontal e vertical, representando cenários representativos de regiões do continente europeu, representativos de sismos Moderate Low, Moderate High e High (Costa e Pinto, 1997). As análises numéricas foram conduzidas com o software FLAC-3D (Itasca, 1996), discretizando o domínio com elementos do tipo cúbico de 8 pontos nodais. Utiliza um algoritmo de relaxação dinâmica baseado na integração no tempo das equações nodais de movimento seguindo um método explícito. São adoptadas fronteiras absorventes, bem como fronteiras simétricas, anti-simétricas e livres. O modelo estende-se desde a superfície até a uma profundidade de 400m, situando-se as cavidades entre as profundidades de 150 e 240m, sendo o raio das cavidades igual a 35m, e representando apenas um quarto do domínio. A Figura 43 evidencia a malha numérica utilizada com 6882 elementos de 8 pontos nodais e 23445 graus de liberdade, considerando condições de simetria e anti-simetria. Os sistemas computacionais explícitos necessitam de pequenos intervalos de tempo, tendo sido considerado um intervalo de tempo de 8,1x10-5 s.

Figura 43. Discretização do modelo numérico

Para o maciço rochoso foram adoptados dois valores para o módulo de deformabilidade do maciço, isto é, 20 e 70GPa. Para análises estáticas não lineares foi adoptado o critério Mohr-Coulomb, baseado numa resistência à compressão de 20MPa e assumindo uma não resistência à tracção. Foi adoptado um amortecimento proporcional à massa (Lemos et al., 2001). Foram efectuadas inicialmente análises estáticas segundo duas fases, correspondendo a primeira à escavação da caverna e a segunda à colocação do suporte de betão e aplicação de uma pressão interna de 20MPa. O estado de tensão in situ foi considerado gravitacional, sendo as tensões verticais devidas ao peso e assumindo duas hipóteses para a tensão horizontal, igual e três vezes superior à vertical. A pressurização da caverna induziu tracções generalizadas no suporte de betão nas direcções radial e axial, com tensões no maciço dependendo a sua extensão das hipóteses de cálculo admitidas. As análises dinâmicas foram efectuadas assumindo um comportamento elástico linear para os materiais envolvidos. No entanto, a avaliação de potenciais danos devido à acção sísmica foram baseadas em cálculos estáticos não lineares equivalentes. Na Figura 44, apresenta-se a extensão das regiões em tracção em torno da caverna para uma secção vertical paralela ao plano OYZ (vide Figura anterior), para E=70GPa, ondas do tipo S e a situação de sismo mais intenso. Resultados relativos à região em tracção em torno da caverna são sintetizados no Quadro 6. As situações mais desfavoráveis derivam dos cálculos estáticos equivalentes com sismo do tipo High, particularmente quando o módulo de deformabilidade do maciço rochoso é igual a 70GPa. Nessa situação (ondas S), o volume da região em tracção aumenta de cerca de 25%. Os resultados numéricos mostram, porém, o aumento da zona de maciço em extensão não é acompanhado por uma aumento equivalente nas deformações em torno da caverna, dado que as tensões induzidas pelas cargas estáticas equivalentes ao sismo são muito diferentes das devidas à pressurização da caverna. Os resultados mostram, ainda, que não existe uma interacção significativa entre as cavernas. No entanto, o efeito das cargas cíclicas no maciço rochoso deve ser investigado, requerendo uma análise dinâmica não-linear.

Figura 44. Extensão das zonas em rotura em torno da caverna

Quadro 6. Extensão da região em tracção em torno da caverna

Região em tracção E

(GPa)

Cálculo

Tensão equivalente

(MPa) V

(105m3) V/V0 d

(m) 20 Pressão interior de 20MPa - 1,37 1 14 20 Ondas S, sismo tipo High - horizontal 1,05 1,51 1,10 17 20 Ondas P, sismo tipo High - vertical 0,98 1,56 1,14 14 70 Pressão interior de 20MPa - 1,37 1 14 70 Ondas S, sismo tipo High - horizontal 1,58 1,73 1,26 25 70 Ondas P, sismo tipo High - vertical 1,19 1,64 1,20 17 70 Ondas S, sismo tipo Moderate High -

horizontal 0,97 1,50 1,09 14

70 Ondas S, sismo tipo Moderate Low – horizontal

0,63 1,44 1,05 14

4.3. Resíduos nucleares 4.3.1. Diferentes conceitos Um dos aspectos mais relevantes associados à utilização da energia nuclear, relaciona-se com o estudo de soluções adequadas para o depósito final de resíduos, nomeadamente de alta radioactividade, não só pelos delicados problemas tecnológicos que levantam, mas também pelas fortes reacções emocionais e sociológicas da opinião pública. Uma central nuclear origina vários tipos de efluentes. Para os efluentes líquidos e gasosos existe legislação e regulamentação internacional para o seu despejo, não levantando normalmente problemas complexos. Os resíduos sólidos podem classificar-se em resíduos de baixa, média e alta radioactividade. O primeiro tipo é armazenado à superfície em bidões tornados estanques; o segundo em profundidade, por exemplo em minas ou zonas profundas dos oceanos, depois de acondicionados em bidões estanques; os resíduos de alta actividade são inicialmente armazenados em cubas ou piscinas de paredes duplas durante alguns anos, para redução da radioactividade e absorção do calor libertado nas desintegrações, e, posteriormente, após vitrificação ou calcinação, encerrados em cápsulas (Bubbers e Allison, 1983). Em relação a resíduos de alta radioactividade, que constituem os produtos do ciclo nuclear de maior risco e de longo período de radioactividade, dada a quantidade de plutónio que contêm, não existem regras estabelecidas para o seu depósito. Daí ser necessário assegurar uma protecção das condições ambientais, pelo que devem permanecer isolados da biosfera por milhares de anos, da ordem de 250000, antes que a radioactividade se reduza a concentrações de níveis inofensivos. O crescente aumento da capacidade de produção de energia eléctrica pelas centrais nucleares tem vindo a aumentar a existência destes resíduos. Nos últimos anos, tem sido desenvolvido um grande esforço na investigação de métodos para o seu acondicionamento. Vários têm sido os conceitos propostos, desde a utilização de espaços extraterrestres, ao depósito em profundidade nas regiões polares, para a transformação dos resíduos para formas com menor radioactividade. No entanto, a sua deposição definitiva em sistemas geológicos terrestres, a grande profundidade, tem merecido grande atenção como o método mais promissor. Estas soluções são preferidas por envolverem meios geológicos com períodos de estabilidade que excedem o período do ciclo radioactivo nos próprios resíduos. O depósito de resíduos radioactivos implica, pelo seu carácter complexo e multidisciplinar, uma problemática especial, que se pretende abordar essencialmente nos seus aspectos geológicos e nos relacionados com a engenharia civil.

A garantia de isolamento dos resíduos radioactivos, isto é, a impossibilidade de que os fluidos possam transportar os radionuclídeos para a biosfera assenta fundamentalmente no conceito que se designa de barreiras. Exemplos dessas barreiras são os contentores duráveis à base de ligas metálicas onde se alojam os resíduos (barreiras técnicas) e o próprio maciço rochoso onde se armazenam os contentores (barreiras naturais). As barreiras técnicas procuram minimizar a capacidade de difusão dos produtos compostos armazenados e evitar possíveis reacções entre o resíduo e o maciço rochoso, que poderiam levar à alteração do maciço circundante. Destacam-se os processos de fixação dos resíduos por vitrificação e as capas metálicas que formam os contentores. A formação geológica envolvente funciona como a última barreira que previne e atenua a chegada de material radioactivo até à hidrosfera e à biosfera. O conceito de barreira natural está, pois, relacionado com as propriedades do maciço rochoso, de que se destacam as relativas à permeabilidade, deformabilidade, resistência, condutibilidade e difusibilidade térmica e com aspectos ligados à estrutura geotécnica do maciço. O conceito de depósito em cavidades no interior dos maciços foi introduzido pela Dupont Corporation em 1966 e 1969 (Fairhurst, 1998). A principal preocupação dizia respeito ao facto dos resíduos poderem fluir das cavidades e vir a contaminar o aquífero no sítio estudado para o efeito. Os estudos então conduzidos partiram de duas situações extremas, assumindo uma primeira hipótese conservativa de que o resíduo radioactivo depositado estava directamente conectado ao aquífero por uma só fractura, considerada condutora. Nesta situação ou numa situação similar de várias fracturas idênticas ligando o depósito subterrâneo ao aquífero, o fluxo de água contaminada poderia ser considerável. A outra situação extrema partia de uma hipótese oposta, isto é, que o maciço rochoso entre o depósito subterrâneo e o aquífero era homogéneo, permeável e obedecendo o escoamento à lei de Darcy. Estas análises permitiam dar uma ideia do nível de incerteza associado a estes estudos na década de 60. Foram entretanto apresentadas algumas soluções engenhosas de forma a evitar a necessidade de um estudo muito detalhado do escoamento da água nos maciços ao redor dos repositórios. A viabilidade do depósito de Yucca Mountain incluía modificações da superfície da montanha como uma das soluções possíveis (Fairhurst, 1998). Destaca-se a solução WP-Cave proposta para uma pequena escala regional na Suécia, conforme se ilustra na Figura 45 (Svemar e Sagefors, 1986). A caverna de armazenagem dos resíduos é envolvida por uma barreira de um material composto de bentonite e quartzo com espessura de cerca de 5m e distanciado 40m das paredes da caverna. Existem na caverna dispositivos cilíndricos que permitem a ventilação do ar encerrado e em torno do sistema de depósito são executados túneis helicoidais com ligações por galerias horizontais, utilizados durante o processo de escavação das obras. Muitos países têm conduzido investigações no âmbito da Mecânica das Rochas para suportar os seus programas nacionais, envolvendo por vezes custos consideráveis, como é o caso sítio de Yucca Mountain, USA (Hudson, 1999). O Quadro 7 dá-nos uma ideia sobre as actividades em curso. Entre as formações rochosas consideradas como possíveis barreiras naturais, destacam-se as formações salíferas, graníticas, basálticas e argiláceas (Wailner e Wulf, 1982; Bubbers e Allison, 1983; Bieniawski, 1985; Quast et al., 1986; Stille e Fredriksson, 1988, Witherspoon, 1996). As rochas salíferas têm merecido atenção em vários países como a Alemanha e a Holanda, onde existem bons depósitos de sal gema com diapirismo estabilizado. As suas características petrofísicas e de isolamento ao longo de milhões de anos, tornam estas formações extremamente atractivas para a finalidade de armazenagem deste tipo de detritos. Em relação a algumas das propriedades anteriormente citadas, menciona-se a baixa permeabilidade, alta condutibilidade térmica, abundância de grandes jazidas, a plasticidade das formações, o que possibilita a inexistência de fracturas e o baixo custo das operações de escavação. Aspectos negativos relacionam-se com a expansão térmica, o que pode vir a originar tensões importantes e a capacidade de reacção do meio salino ao contentor metálico, que constitui a barreira técnica. As

formações graníticas cristalinas têm sido estudadas sobretudo em países europeus, como Suécia, França, Suíça e Reino Unido. Apresentam vantagens interessantes do ponto de vista de resistência e por consequência de estabilidade das estruturas subterrâneas, tendo muito baixas condutividades hidráulicas especialmente a grandes profundidades. Contudo a influência das descontinuidades é dominante e a quantificação das propriedades do maciço rochoso a grandes profundidades é complexa. Quanto a rochas basálticas, conhece-se um programa de investigação, BWIP - Basalt Waste Isolation Project, em Hanford Site, USA. As formações argiláceas, estudadas para um sistema de depósitos na Bélgica, têm, em geral, excelentes qualidades do ponto de vista do comportamento do produto armazenado, pois apresentam permeabilidades uniformes e muito baixas. No entanto, as suas propriedades de dissipação do calor não são muito aliciantes e podem apresentar problemas construtivos.

Figura 45. Ilustração da solução WP-Cave para depósito de resíduos nucleares

Em conclusão, procurou-se chamar a atenção para os problemas relacionados com a armazenagem subterrânea dos resíduos de alta radioactividade, com particular ênfase para os aspectos relacionados com a concepção das obras subterrâneas, onde a experiência tradicional em construções subterrâneas pode ainda ser útil. No entanto, essa experiência não é suficiente, dada a natureza interdisciplinar dos fenómenos envolvidos e os altos níveis de segurança exigidos por estas obras. Daí ser necessário um substancial esforço em projectos de investigação para estudo dos maciços rochosos, cujos avanços no conhecimento terão importantes reflexos ao nível de outros empreendimentos subterrâneos.

Quadro 7. Investigações de Mecânica das Rochas sobre depósitos para resíduos nucleares de alta radioactividade

País Tipo de rocha Situação actual Referências

bibliográficas Alemanha Sal Identificados sítios Bielorússia Argila, sal Avaliação inicial

Bélgica Argila URL desde 1980 Bulgária Granito, mármore Avaliação inicial Canadá Granito URL desde 1980 Chandler, 1998 China Granito Pesquisa inicial de áreas

Eslováquia A determinar Avaliação inicial Espanha A determinar Avaliação inicial Finlândia Granito Avaliação inicial Riekkola e Salo, 1999

França A determinar URL de Bure Hoteit et al., 1998 Holanda Sal Avaliação inicial Hungria Argilito Avaliação inicial

Índia Granito Avaliação inicial Indonésia Basalto Avaliação inicial

Japão A determinar URL em minas Sugihara et al., 1998 Polónia A determinar Avaliação inicial

República Checa Granito Avaliação inicial Rússia A determinar Estudos iniciais em Kola Melnikov et al., 1998 Suécia Granito URL desde 1990 Stephansson, 1999 Suiça Argila, granito URL desde 1992

Ucrânia Granito, sal Avaliação inicial UK Rocha vulcânica Avaliação inicial

USA Tufos URL e estudos de viabilidade

Boyle e Datta, 1999 Fairhurst, 1998

Rempe et al., 1998 URL – Laboratório subterrâneo de investigação

4.3.2. Diferentes empreendimentos Um dos principais empreendimentos tem sido conduzio pela Suécia (Winqvist e Mellgren, 1988; Stephansson, 1999). A empresa SKB – Swedish Nuclear Fuel and Waste Management Company é responsável pelo depósito de forma segura de resíduos de centrais nucleares e de outras indústrias. Tem presentemente um sistema de transporte, um depósito central final para resíduos de baixa e média radioactividade, designado SFR, e um sistema intermédio para resíduos de maior radioactividade, designado CLAB, estando prevista a construção de um sistema final para depósito de grande radioactividade. Este sistema integrado indica-se esquematicamente na Figura 46. O depósito SFR está localizado na proximidade da central nuclear de Forsmark, na costa do mar Báltico a cerca de 300km a norte de Estocolmo, e tem uma cobertura de rocha granítica de cerca de 50m abaixo do fundo do mar, sendo a altura de água de cerca de 5m (Figura 47). Iniciou a sua operação em 1988 e tem capacidade para armazenar 60 000m3 de resíduos. Consiste em actualmente 5 câmaras escavadas na rocha, um silo em forma de poço e 4 cavidades extensas, que permitem depositar diferentes tipos de resíduos. O silo tem 30m de diâmetro e 5m de altura, sendo provido de diversas barreiras. Existem 2 túneis de entrada, cada um com 1000 de comprimento (Stephansson, 1999).

Figura 46. O sistema sueco para depósito de resíduos nucleares (Winqvist e Mellgren, 1988)

O sistema CLAB está situado na península de Simpevarp próximo da central nuclear de Oskarshamn (Stephansson, 1999). Iniciou a sua construção em 1980 e a sua operação em 1985. Consiste numa secção de recepção ao nível do terreno. Os resíduos são conduzidos para uma câmara inferior a cerca de 25-30m de profundidade. Esta cavidade tem 110m de comprimento, 27m de altura e 21m de vão, que contém 5 piscinas de betão. A instalação ficará saturada em 2004, pelo que está previsto a extensão deste sistema com uma câmara adicional que permite depositar cerca de 3000 de resíduos nucleares. A segunda câmara em construção está distante da primeira cerca de 40m (Figura 48). O maciço rochoso é bastante complexo, formado por granitos, metavulcânicos e arenitos esverdeados. O tecto está reforçado com pregagens sistemáticas e betão projectado, estando as paredes reforçadas por betão projectado e pregagens isoladas.

Figura 47. Silos para depósito de resíduos de baixa e média radioactividade numa instalação SFR (Winqvist e Mellgren, 1988)

Figura 48. Sistema intermédio CLAB para depósito de resíduos nucleares na Suécia (Stephansson, 1999)

Para o sistema de depósito final, diferentes tipos de barreiras têm sido consideradas de forma a conseguirem a melhor protecção possível a longo prazo. Foram seleccionados inicialmente 6 sítios, dos quais serão ou foram seleccionados dois locais em 2001, devendo os ensaios serem iniciados em 2002 (Stephansson, 1999). A insvestigação geotécnica deverá ter lugar durante 4 a 8 anos e um estudo detalhado mais 6 a 10 anos. Apresenta-se, na Figura 49, uma perspectiva do sistema planeado de depósito final, cobrindo uma área de 1x1km2, sendo efectuado um conjunto de furos de diâmetro igual a 1,5m, furados a partir de galerias a uma distância de cerca de 6m do depósito dos resíduos.

Figura 49. Sistema de depósito final dos resíduos de alta radioactividade

(Winqvist e Mellgren, 1988)

Existe, ainda, o sistema WIPP – Waste Isolation Pilot Plant em formações salíferas, em Carlsbad, Novo México, USA. Iniciaram-se as investigações na década de 70, tendo recebido aprovação da Agência de Protecção Ambiental dos USA em 1998 para a instalação de um sistema de depósito de resíduos de radioactividade intermédia tendo iniciado a sua laboração em 26 de Março de 1999. Nas Figuras 50 e 51, apresentam-se, respectivamente uma perspectiva tridimensional e uma vista em planta do sistema WIPP.

Figura 50. Vista tridimensional do sistema WIPP

Detalhes sobre as características deste primeiro sistema de depósito de resíduos nos USA podem ser obtidos na publicação de Rempe et al. (1998). 5. A ARTE DE FURAÇÃO E DE ESCAVAÇÃO 5.1. Novas tecnologias em tuneladoras e de furação Hoje em dia em meios urbanos, as soluções em cut-and-cover têm vindo a ser menos frequentes em meios densamente populosos por razões ambientais e danos envolvidos e, ainda, devido às interferências com as infra-estruturas existentes. Surgem, assim, como alternativas as soluções em túnel por escavação sequencial, também designados NATM, ou utilizando uma escavação mecanizada por tuneladoras, designadas de TBM (Tunnel Boring Machine). No caso dos maciços rochosos em meios não urbanos, as escavações processam-se, via de regra, utilizando explosivos, tendo havido nos últimos anos avanços espectaculares no avanço das escavações e na melhoria na precisão do alinhamento das perfurações (Assis, 2001). No entanto, a escavação mecanizada quando comparada com as soluções com explosivos apresentam algumas vantagens, nomeadamente no que respeita a um menor dano do maciço na zona periférica, a superfícies escavadas mais regulares o que é de grande importância em obras hidráulicas e a uma maior taxa de progressão no caso de maciços rochosos relativamente homogéneos. As desvantagens são porém elevadas em termos de custo e de menor flexibilidade.

Figura 51. Vista em planta do sistema WIPP indicando as áreas experimentais e de depósito

A comparação de túneis abertos com TBM ou com túneis abertos pelo método sequencial, quer em rocha, quer em solos, a principal vantagem reside no facto de permitir uma escavação em secção plena e permitir taxas de progressão, em regra, mais elevadas. No entanto, são competitivos em termos de custos principalmente em túneis muito extensos e envolvendo formações relativamente homogéneas. Os métodos sequenciais seguindo os princípio do método NATM são a solução habitual para túneis de pequena a extensão média, com secções não necessariamente circulares, para estações subterrâneas, rampas de acesso, apresentando naturalmente uma maior flexibilidade. Os túneis com TBM abertos em rocha conseguem ser executados com resultados satisfatórios até diâmetros de cerca de 12,5m. As tuneladoras têm sido mais aplicadas em túneis superficiais em solos, mormente me meio urbano, sendo vários os tipos de equipamentos desde tuneladoras com pressão de face balanceada, com bentonite na face ou com ar comprimido (Almeida e Sousa, 1998; Assis, 2001).

As máquinas de escavação de túneis podem ser classificadas em função do tipo de método de escavação (secção total ou secção parcial), do tipo cortantes (rotação ou não rotação) e pelos métodos de obtenção da força de reacção (ITA, 2000). Recomendações sobre o uso de máquinas de escavação estão indicadas em publicação do ITA (2000) e da AFTES (2000). Os métodos de escavação a fogo vão continuar predominando a nível mundial, principalmente fora dos centros urbanos. Salienta-se, ainda, que, na execução de furos, as técnicas têm vindo a evoluir sendo de referir os sistemas de furação que permitem a execução de furos direccionados, com mudança de trajectória. 5.2. Equipamentos especiais desenvolvidos no Japão No Japão, têm sido desenvolvidos equipamentos especiais, que resultam da acoplagem de mais que uma tuneladora de forma a ser possível a execução de escavações com uma geometria diferente da circular. Destaca-se a linha Nanboku do metropolitano de Tóquio, com 21,4km. Para a escavação de uma estação (Shiroganedai) foram utilizadas três TBMs circulares, sendo a máquina central responsável pela execução do túnel central, com diâmetro de 9,8m e as duas laterais aumentavam a largura de escavação para 15,6m. Este esquema acoplado escavavou a estação ao longo de um comprimento de 120m (Assis, 2000; Koyama, 2001). Ilustra-se, na Figura 52, o esquema de TBM múltiplo.

Figura 52. TBM múltiplo utilizado na estação Shiroganedai

No projecto de túneis com uso destas máquinas, têm sido utilizadas metodologias de cálculo baseadas no uso de modelos planos com apoios de mola do tipo Winkler e acções devidas ao impulso do terreno conforme indicado na Figura 53 (Koyama, 2001). Outras soluções têm sido desenvolvidas no Japão para outras forma de TBMs múltiplas ou para outro tipo de secções (Page, 1998; Assis, 2001; Koyama, 2001). A máquina TBM que se apresenta na Figura 54 permite a execução de uma secção rectangular. Na cidade de Quioto, encontra-se em montagem uma máquina deste tipo na extensão da linha Tozai com

aproximadamente 2,4km, para uma secção com vão de 9,9m e altura de 6,5m. No entanto, a parte que irá ser efectuado por esta TBM envolve apenas uma extensão de cerca de 760m. Envolve um mecanismo com dois cortantes, conforme indicado na parte superior da Figura 54. Na mesma Figura apresentam-se duas fotografias de montagem do equipamento, que revelam bem a complexidade de montagem uma máquina TBM deste tipo.

Figura 53. Modelo de projecto para túnel triplo

Figura 54. Máquina TBM para construção de secções rectangulares

A Figuras 55 e 56 procuram evidenciar outros equipamentos que permite construir galerias ou poços a partir de um túnel em construção por uma TBM. 6. CONCLUSÃO Com o presente trabalho, pretendeu-se efectuar uma revisão de conhecimentos no âmbito do projecto e construção de obras subterrâneas, com especial destaque para alguns aspectos inovadores.

Figura 55. Exemplo de construção de um túnel por TBM a partir de um outro

Figura 56. Exemplo de construção de um poço por TBM a partir de um túnel Procurou-se destacar avanços no domínio dos sistemas de transporte, referindo-se as principais obras nas ligações rodo-ferroviárias e mormente alguns conceitos actuais associados a túneis imersos, sub-aquáticos e flutuantes, estes últimos ainda em fase de estudo e de concepção. Aborda-se a questão dos metropolitanos em meios urbanos, sendo realçados estudos efectuados para a estação Baixa-Chiado pertencente ao Metropolitano de Lisboa, uma obra de dimensões invulgares e que obrigou a obras de consolidação relevantes, por se situar numa zona histórica de Lisboa. A problemática relativa ao uso do espaço subterrâneo na produção de energia e a armazenagem de produtos mereceu referência especial, sendo dada saliência especial, a nível nacional, ao

empreendimento hidroeléctrico de reforço de potência de Miranda e, no caso da armazenagem de gás natural, a um novo conceito de armazenagem de gás natural em cavernas revestidas, de que se refere a construção de uma instalação piloto na Suécia. Finalmente referem-se as novas técnicas construtivas relacionadas com a construção de túneis, sendo abordadas as que têm sido desenvolvidas no Japão. AGRADECIMENTOS Este trabalho foi possível com o apoio financeiro do projecto de investigação POCTI/3/3.1/CEG/2521/95 sobre o tema Concepção, Projecto e Reabilitação de Túneis em Obras Viárias. REFERÊNCIAS AHRENS, D. (1997). Submerged floating tunnels – A concept whose time has arrived. Tunnelling and Underground Space Technology, Vol. 12, Nº 2, pp. 317-336. AFTES (1995). Les méthodes de diagnostic pour les tunnels revêtus. Tunnels et Ouvrages Souterrains, nº 131, Setembro/Outubro, pp. 287-306. AFTES (2000). New recommendations on choosing mechanized tunnelling techniques. Grupo de Trabalho nº 14, ITA, Bron. AGUIAR, A.A.(1993). Repowering projects in the hydroelectric plants of the international Douro river. Conferência Internacional sobre Hydropower, Energy and the Environment, Estocolmo. AGUIAR, A.A.; GARCÊS, A.; MONTEIRO, G.; SOUSA, L.R. (1994). Investigation and observation of the Miranda hydroelectric project in Portugal. 7º Congresso da IAEG, Lisboa. ALMEIDA E SOUSA, J. (1998). Túneis em maciços terrosos. Comportamento e modelação numérica. Tese de Doutoramento, FCTUC, Coimbra, p. . ASSIS, A. (2001). Métodos construtivos aplicados a túneis. Curso sobre Túneis em Meios Urbanos, SPG, Coimbra, 12p. BANDIS, S.; LUMSDEN, A.; BARTON, N. - Fundamentals of rock joint deformation. Int. J. Rock Mechanics Min. Science & Geom. Abstr., Vol. 20, nº. 6, pp. 249-268, 1983. BARRETO, J.; FERNANDES, D.; SOUSA; L.R.; CARDOSO, A.S. (1999). Field observation of the Baixa-Chiado station, Lisbon Metro. Congresso da ITA, Oslo. BIENIAWSKI, Z. (1985). Design of underground repositories for storage of high-level nuclear waste: Role of Rock Mechanics. Simpósio sobre Role of Rock Mechanics in Excavations for Mining and Civil Works, Zacatecas. BOSCARDIN, M.; CORDING, E. (1989). Building response to excavation-induced settlement. Journal of Geotechnical Engineering, ASCE, Vol. Nº 115, nº 1, pp. 1-21. BONAPACE, B. (1983). Test measurements for the pressure tunnels and shafts of the Sellrain-Silz hydroelectric power scheme with extremely high head. 5º Congresso da ISRM, Melbourne, D287-D292.

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