orientador: professor engenheiro celso manuel relva ... · mestrado integrado em engenharia civil...

PROJECTO DO TROÇO SUPERIOR DO POÇO DA CENTRAL DO REFORÇO DE

POTÊNCIA DE BEMPOSTA

PEDRO JOAQUIM XAVIER FERREIRA RIBEIRO

Dissertação submetida para satisfação parcial dos requisitos do grau de

MESTRE EM ENGENHARIA CIVIL — ESPECIALIZAÇÃO EM GEOTECNIA

Orientador: Professor Engenheiro Celso Manuel Relva Martins de Lima

JULHO DE 2009

MESTRADO INTEGRADO EM ENGENHARIA CIVIL 2008/2009

DEPARTAMENTO DE ENGENHARIA CIVIL

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Editado por

FACULDADE DE ENGENHARIA DA UNIVERSIDADE DO PORTO

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Reproduções parciais deste documento serão autorizadas na condição que seja mencionado o Autor e feita referência a Mestrado Integrado em Engenharia Civil - 2008/2009 - Departamento de Engenharia Civil, Faculdade de Engenharia da Universidade do Porto, Porto, Portugal, 2009.

As opiniões e informações incluídas neste documento representam unicamente o ponto de vista do respectivo Autor, não podendo o Editor aceitar qualquer responsabilidade legal ou outra em relação a erros ou omissões que possam existir.

Este documento foi produzido a partir de versão electrónica fornecida pelo respectivo Autor.

Projecto do troço superior do poço da central do reforço de potência de Bemposta

Aos meus Pais e Irmãos, ao meu tio Joaquim e à Natacha

Tudo o que se sofre por amor, por amor se cura

Santa Teresa de Jesus


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AGRADECIMENTOS

Ao Professor Celso Lima, orientador deste trabalho, pelo apoio, permanente disponibilidade, pela pertinência das observações às questões suscitadas pelo autor e pela experiência transmitida.

Ao Professor Topa Gomes e à Professora Alexandra Costa agradeço a disponibilidade demonstrada e a preciosa ajuda fornecida.

Ao Professor Manuel Matos Fernandes pelas opiniões trocadas e pela permanente disponibilidade para tirar dúvidas ortográficas.

Aos Professores Luís Ribeiro e Sousa e Jean-Louis Durville pela bibliografia cedida;

À minha colega e amiga Estela Sousa pela brilhante ajuda prestada na formatação do trabalho e na revisão de texto;

A todos os meus colegas, em especial ao Bruno Catarino, João Francisco, Rui Neiva, João Brás, Marisa Soares, pela constante troca de impressões e pelo ambiente fantástico criado durante a realização deste trabalho, que permitiu que tal acontecesse de forma menos árdua.

À empresa EDP, pela disponibilização da informação necessária ao arranque deste trabalho.

Ao Ricardo e à Ruth pela amizade e pela preciosa ajuda na elaboração do Abstract.

Aos meus Pais e Irmãos, que sempre acreditaram em mim e que me incutiram um espírito de trabalho e dedicação que tentarei sempre conservar.

Por fim, à Natacha pela compreensão, incentivo, apoio e carinho constante ao longo destes 5 anos de curso.


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RESUMO

O presente trabalho consiste na análise do projecto geotécnico do poço da nova central do Reforço de Potência do Aproveitamento Hidroeléctrico de Bemposta. O troço do poço em estudo desenvolve-se a partir do átrio de montagem, localizado à cota (366,00), até ao piso da turbina do alternador à cota (332,00), sendo a sua secção de forma circular com um alargamento do lado de jusante de forma a permitir a inserção da ranhura da comporta ensecadeira da restituição.

O suporte a instalar durante a fase de escavação, em particular as pregagens, possuem neste caso dois objectivos: o primeiro em conjunto com o betão projectado consiste em garantir a estabilidade de blocos durante a escavação; o segundo, numa fase posterior, suportar os betões de revestimento que serão executados suportados nas paredes laterais e com escavações ainda a decorrer nas cotas inferiores da central.

Neste trabalho é efectuada uma apresentação das características gerais da obra, em particular da central do Reforço de Potência. A escavação do poço foi efectuada através de dois processos, Raise Boring e desmonte a fogo, sendo apresentada uma descrição de ambos.

A análise da estabilidade de blocos foi efectuada com base em modelos definidos nos softwares Swedge e Unwedge, ambos desenvolvidos pela Rocscience, baseados em equações de equilíbrio de forças. A definição dos referidos modelos foi realizada com base nos estudos de caracterização geológica e geotécnica e nos perfis geológico-geotécnicos elaborados pela empresa SOMAGUE durante a escavação da central. É realçada a importância de um permanente acompanhamento da execução de obras subterrâneas com o objectivo de adaptar o projecto inicial às condições reais da obra.

Os resultados obtidos a partir destes dois programas permitiram determinar a necessidade de suporte ao longo da escavação da central e definir os elementos de suporte necessários para garantir unicamente a estabilidade de blocos.

Com base no software Robot 2009, comercializado pela Autodesk, foi determinada a necessidade de suporte a fornecer pelas pregagens a executar na superfície de escavação, de forma a garantir o suporte dos sucessivos betões de revestimento e elementos estruturais a executar no interior da central. Efectuou-se uma optimização da solução obtida para o suporte dos betões de revestimento ao longo do desenvolvimento do poço.

PALAVRAS -CHAVE: Bemposta, Unwedge, Pregagens, Robot, Obras Subterrâneas


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ABSTRACT

This work is about the analysis of the shaft geotechnical design of the new central of Bemposta hydroelectric plant. The shaft section under study is developed since the unloading and assembly floor, located at an elevation (366,00), until the turbine alternator floor, at an elevation (332,00), being its section with a circular shape and with an extension in the downstream side in order to allow the groove's insertion of the lock coffer-dam of the refund.

The support to install during the excavation, in particular rockbolts, has here two goals: the first together with the shotcrete is to ensure the stability of the blocks during the excavation; the second, at a later stage, bearing the final concrete liner of the shaft that will be run and supported on the side walls with excavations still going on at the lower locations of the central.

In this work is made a presentation of the general characteristics of the hydroelectric plant, in particular of the new central. The shaft's excavation was done by two processes, Raise Boring and blasting, and a description of both is presented.

The analysis of the block's stability was based on models defined in the Swedge and Unwedge software, both developed by Rocscience, based on balance equations of forces. The definition of these models is made according studies of geological and geotechnical characterization and geological and geotechnical profiles developed by the company SOMAGUE during the excavation of the central. It is highlighted the importance of permanent monitoring of the ground work's implementation with the aim of adapting the initial conditions to the real local conditions.

The results from these two programs allowed to determine the need of support during the central's excavation and to define the elements of support needed to ensure only the stability of the blocks.

Based on the Robot 2009 software, commercialized by Autodesk, was determined the need for support provided by rockbolts to run on the excavation's surface, in order to ensure the support of the final concrete liner and structural elements to be implemented inside the central. It was made an optimization of the solution for the final concrete liner support during the development of the shaft.

KEYWORDS: Bemposta, Unwedge, Rockbolts, Robot, Underground Excavations.


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ÍNDICE GERAL

AGRADECIMENTOS ................................................................................................................................... i

RESUMO ................................................................................................................................. iii

ABSTRACT ............................................................................................................................................... v

1. INTRODUÇÃO .................................................................................................................... 1

2. DESCRIÇÃO DA OBRA ............................................................................................ 3

2.1. LOCALIZAÇÃO E GEOMORFOLOGIA ...................................................................................................... 3

2.2. IMPACTE AMBIENTAL E SOCIAL ............................................................................................................ 4

2.3. CARACTERÍSTICAS GERAIS DO REFORÇO DE POTÊNCIA ....................................................................... 5

2.3.1. DESCRIÇÃO DA CENTRAL II ................................................................................................................ 7

2.3.2. CARACTERÍSTICAS PRINCIPAIS DO APROVEITAMENTO ....................................................................... 11

3. PROCESSOS DE ESCAVAÇÃO .................................................................... 13

3.1. INTRODUÇÃO .................................................................................................................................. 13

3.2. RAISE BORING ............................................................................................................................... 14

3.3. DESMONTE A FOGO ........................................................................................................................... 15

4. ESTUDOS DE RECONHECIMENTO GEOLÓGICO E DE CARACTERIZAÇÃO GEOTÉCNICA ................................................................. 19

4.1. INTRODUÇÃO .................................................................................................................................. 19

4.2. CONDIÇÕES GEOLÓGICAS LOCAIS ............................................................................................... 20

4.3. ESTUDO DAS DESCONTINUIDADES ................................................................................................ 21

4.4. PROSPECÇÃO MECÂNICA .............................................................................................................. 23

4.5. ZONAMENTO GEOLÓGICO-GEOTÉCNICO ...................................................................................... 24

4.6. ENSAIOS ......................................................................................................................................... 25

4.6.1. ENSAIOS “IN SITU” ........................................................................................................................... 25

4.6.1.1. Ensaios de Caracterização Hidráulica ..................................................................................... 25

4.6.1.2. Ensaios com dilatómetro ........................................................................................................... 26

4.6.1.2. Ensaios para determinação do estado de tensão no maciço ................................................... 27


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4.6.2. ENSAIOS LABORATORIAIS ............................................................................................................... 32

4.6.2.1. Ensaios de diaclases ............................................................................................................... 32

4.6.2.2. Ensaios de compressão uniaxial .............................................................................................. 34

5. IDENTIFICAÇÃO DE SITUAÇÕES DE INSTABILIDADE EM TALUDES ROCHOSOS ................................................................................................ 37 5.1. INTRODUÇÃO ................................................................................................................................. 37

5.2. TIPOS DE INSTABILIDADE EM TALUDES ........................................................................................ 38

5.3. ANÁLISES CINEMÁTICAS DE ROTURAS DE CUNHAS .................................................................... 38

5.4. IDENTIFICAÇÃO DE SITUAÇÕES DE INSTABILIDADE NOS TALUDES ENTRE A S COTAS (376,00) E

(365,00)M ............................................................................................................................................. 40

5.4.1. FUNDAMENTADA NOS DADOS DO ESTUDO DE CARACTERIZAÇÃO GEOLÓGICA E GEOTÉCNICA ............. 41

5.4.2. FUNDAMENTADA NOS DADOS DOS PERFIS GEOLÓGICO-GEOTÉCNICOS ............................................... 41

6.ANÁLISE DA ESTABILIDADE DE BLOCOS ...................................... 49

6.1. INTRODUÇÃO ................................................................................................................................. 49

6.2. EFEITO DA ESCAVAÇÃO NO MACIÇO ROCHOSO ENVOLVENTE ................................................... 50

6.3. CONCEITOS BASE NA ESTABILIZAÇÃO DE ESCAVAÇÕES ........................................................... 51

6.4. SUPORTE PARA ESCAVAÇÕES EM MACIÇO ROCHOSO ................................................................ 51

6.4.1. SUPORTES PRIMÁRIOS .................................................................................................................... 51

6.4.2. SUPORTES SECUNDÁRIOS OU DEFINITIVOS ...................................................................................... 52

6.5. PREGAGENS .................................................................................................................................. 53

6.5.1. HISTÓRIA DAS PREGAGENS ............................................................................................................ 53

6.5.2. TIPOS DE PREGAGENS.................................................................................................................... 53

6.5.3. CAPACIDADE DE SUPORTE DE UMA PREGAGEM DE VARÃO SELADO COM CALDA .................................. 54

6.5.3.1. Contribuição da pregagem para a resistência ao corte de uma superfície de deslizamento .. 55

6.5.3.2. Modos de Rotura ...................................................................................................................... 61

6.6. BETÃO PROJECTADO .................................................................................................................... 62

6.6.1. INTRODUÇÃO ................................................................................................................................. 62

6.6.2. SISTEMAS DE APLICAÇÃO DO BETÃO PROJECTADO .......................................................................... 63

6.6.3. BETÃO REFORÇADO COM AÇO: REDE ELECTROSSOLDADA OU FIBRAS ................................................ 64

6.6.4. RESISTÊNCIA AO CORTE DO BETÃO JOVEM REFORÇADO COM FIBRAS METÁLICAS ............................... 67

6.7. ANÁLISE DE ESTABILIDADE DOS TALUDES ENTRE A PLATAFORMA PRINCIPAL E O PISO DO

ÁTRIO DE DESCARGA E MONTAGEM .................................................................................................... 68


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6.7.1. SOFTWARE SWEDGE ....................................................................................................................... 68

6.7.2. FORMULAÇÃO DO PROBLEMA .......................................................................................................... 69

6.7.3. DETERMINAÇÃO DAS SITUAÇÕES MAIS DESFAVORÁVEIS EM CADA TALUDE ......................................... 70

6.7.4. DIMENSIONAMENTO DA MALHA DE PREGAGENS ................................................................................ 71

6.8. ANÁLISE ANÁLISE DE ESTABILIDADE DOS TALUDES DO POÇO ENTRE AS COTAS (365,00) E

(338,00). ................................................................................................................................................ 72

6.8.1. SOFTWARE UNWEDGE .................................................................................................................... 72

6.8.2. FORMULAÇÃO DO PROBLEMA .......................................................................................................... 73

6.8.3. DETERMINAÇÃO DAS FAMÍLIAS COM MAIOR PREDOMINÂNCIA .............................................................. 73

6.8.4. COMBINAÇÕES POSSÍVEIS .............................................................................................................. 76

6.8.5. SIMULAÇÃO DOS CENÁRIOS DE SUPORTE CONSIDERADOS ................................................................ 79

7. ANÁLISE ESTRUTURAL ....................................................................................... 85 7.1. INTRODUÇÃO .................................................................................................................................. 85

7.2. MÉTODO DOS ELEMENTOS FINITOS (MEF) ................................................................................. 85

7.3. DESCRIÇÃO DO PROCESSO CONSTRUTIVO .................................................................................. 86

7.4. DESCRIÇÃO DOS MODELOS ESTRUTURAIS ................................................................................... 88

7.5. DEFINIÇÃO DAS CARGAS E FACTORES DE SEGURANÇA ............................................................. 90

7.6. RESULTADOS DO MODELO E DIMENSIONAMENTO DAS MALHAS DAS PREGAGENS ................... 91

8. CONSIDERAÇÕES FINAIS ................................................................................. 99

BIBLIOGRAFIA .................................................................................................................... 101


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ÍNDICE DE FIGURAS

Fig.2.1 – Localização do aproveitamento hidroeléctrico do Douro Internacional .................................... 3

Fig.2.2 – Perfil esquemático da cascata do aproveitamento Douro Internacional ................................... 4

Fig.2.3 – Representação do Aproveitamento existente e do reforço de potência ................................... 7

Fig.2.4 – Corte transversal da Central II .................................................................................................. 9

Fig.2.5 – Corte longitudinal da Central II ................................................................................................ 10

Fig.2.6 – Planta da Central II e da subestação ...................................................................................... 10

Fig.3.1 – Raise Boring convencional ...................................................................................................... 14

Fig.3.2 – Colocação da cabeça de corte ................................................................................................ 15

Fig.3.3 – Processo de desmonte a fogo de um maciço rochoso ........................................................... 16

Fig.3.4 – Mecanismo de fracturação de rochas com recurso a explosivos ........................................... 17

Fig.3.5 – Efeito da fragmentação no custo da furação, explosivos, carregamento e transporte ........... 18

Fig.4.1 – Geomorfologia do local de implantação do aproveitamento de Bemposta ............................ 20

Fig.4.2 – Famílias de diaclases e respectivos planos médios na zona da central ................................ 22

Fig.4.3 – Ensaio Lugeon : a) Obturador simples b)Obturador duplo ..................................................... 25

Fig.4.4 – Equipamento necessário para a realização de um ensaio com dilatómetro .......................... 26

Fig.4.5 – Introdução da almofada de rasgo ........................................................................................... 27

Fig.4.6 – Locais da realização dos ensaios SFJ e STT (LNEC, 2008) ................................................. 28

Fig.4.7 – Tensões medidas e tensões principais em cada um dos locais onde se realizaram ensaios SFJ ......................................................................................................................................................... 29

Fig.4.8 – Defórmetro tridimensional STT ............................................................................................... 29

Fig.4.9 – Tensões principais na zona da escavação da nova central ................................................... 31

Fig.4.10 – Pormenor do equipamento do ensaio de diaclases .............................................................. 32

Fig.4.11 – Fotografia de uma das diaclases ensaiadas – Provete D3 .................................................. 34

Fig.4.12 – Equipamento para o ensaio de compressão uniaxial ........................................................... 34

Fig.4.13 – Provetes de granito após a rotura ......................................................................................... 36

Fig.5.1 – Rotura Planar, em Cunha e por Toppling ............................................................................... 38

Fig.5.2 – Esquema representativo da análise cinemática de rotura de cunhas .................................... 39

Fig.5.3 – Identificação e localização dos taludes em estudo ................................................................. 40

Fig.5.4 – Esquema ilustrativo do mapeamento de escavações em túneis ............................................ 42

Fig.5.5 – Perfil Geológico-Geotécnico ................................................................................................... 43

Fig.5.6 – Tratamento informático das descontinuidades observadas na face de escavação do Talude 1 .............................................................................................................................................................. 44


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Fig.5.7 – Análises cinemáticas efectuadas no Talude 1 ....................................................................... 45



Fig.5.10 – Análises cinemáticas efectuadas no Talude 8 ..................................................................... 46

Fig.6.1 – Efeitos da escavação num maciço rochoso ........................................................................... 50

Fig.6.2 – a) Reforço de maciços b) Suporte de Maciços ...................................................................... 51

Fig.6.3 – Situação na qual o suporte primário é também suporte definitivo ......................................... 52

Fig.6.4 – Execução do suporte definitivo na obra em estudo ............................................................... 53

Fig.6.5 – Pregagem com injecção de calda de cimento ........................................................................ 54

Fig.6.6 – Modos de deformação de uma pregagem ............................................................................. 55

Fig.6.7 – Esquemas dos ensaios de corte laboratorial (esquerda) e de campo (direita) ...................... 57

Fig.6.8 – Caixa de corte utilizada por Durville et al. .............................................................................. 58

Fig.6.9 – Definição do ângulo α ............................................................................................................. 59

Fig.6.10 – Modos de rotura de uma pregagem de varão selado com calda de cimento ...................... 61

Fig.6.11 – Operador colocando betão projectado em 1919 .................................................................. 62

Fig.6.12 – Esquema representativo do sistema via seca de aplicação de betão projectado ............... 63

Fig.6.13 – Fibras metálicas empregues no reforço do betão projectado .............................................. 65

Fig.6.14 – Efeito das fibras metálicas no aumento da tenacidade ........................................................ 65

Fig.6.15 – Resultado dos ensaios de flexão em placa .......................................................................... 66

Fig.6.16 – Placa de betão projectado com rede electrossoldada após ensaio de flexão ..................... 66

Fig.6.17 – Evolução da resistência de pico em função do tempo após aplicação ................................ 67

Fig.6.18 – Relação entre os resultados obtidos para à resistência à compressão uniaxial e ao corte 67

Fig.6.19 – Evolução da resistência à compressão em função do tempo após projecção do betão ..... 68

Fig.6.20 – Exemplo da formação de cunhas delgadas, vulgarmente designadas por “cascas” ........... 69

Fig.6.21 – Determinação da capacidade resistente total a fornecer pelas pregagens ......................... 70

Fig.6.22 – Exemplo da análise simultânea de vários perfis ( parte da zona circular entre a cota (365,00) e (339,50)) ............................................................................................................................... 74

Fig.6.23 – Determinação das famílias com maior influência na zona do poço da Central II ................ 75

Fig.6.24 – Formação de cunhas para a combinação 2 (FI, F2 e F5) .................................................... 77

Fig.6.25 – Formação de cunhas para a combinação das famílias 1,2 e 3 ............................................ 78

Fig.6.26 – Aplicação de betão projectado na central. ........................................................................... 79

Fig.6.27 – Vista em perspectiva da aplicação de pregagens às cunhas em estudo ............................ 81

Fig.6.28 – Aplicação de pregagens e betão projectado à superfície de escavação ............................. 82


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Fig.7.1 – Elementos finitos mais comuns ............................................................................................... 86

Fig.7.2 – Execução do anel de betão correspondente à primeira fase de betonagem ......................... 87

Fig.7.3 – Elementos de betão armado a executar ................................................................................. 87

Fig.7.4 – Esquema representativo das fases 1,2,3 e 4 .......................................................................... 88

Fig.7.5 – Modelo da parede de contenção para a análise do suporte da segunda fase do processo construtivo .............................................................................................................................................. 89

Fig.7.6 – Modelo da parede de contenção para a análise do suporte da terceira fase do processo construtivo .............................................................................................................................................. 90

Fig.7.7 – A diferença de armaduras nas duas ligações entre a viga circular e a parede de contenção devida à sobreescavação ....................................................................................................................... 91

Fig.7.8 – Resultados relativos à execução da parede de contenção entre a cota (340,80) e a cota (343,60) .................................................................................................................................................. 92

Fig.7.9 – Resultados relativos à execução da parede de contenção entre a cota (343,60) e a cota (346,40) .................................................................................................................................................. 92

Fig.7.10 – Localização das zonas de reforço da malha de pregagens entre a cota (338,00) e a cota 343,60) ................................................................................................................................................... 94


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ÍNDICE DE QUADROS

Quadro 2.1 – Características Principais do Aproveitamento Hidroeléctrico de Bemposta .................... 11

Quadro 4.1 – Características das famílias das diaclases na zona da central ....................................... 22

Quadro 4.2 – Características das zonas geotécnicas............................................................................ 24

Quadro 4.3 – Resultados dos ensaios SFJ ............................................................................................ 28

Quadro 4.4 – Resultados dos ensaios STT ........................................................................................... 30

Quadro 4.5 – Valores das tensões no plano do modelo na zona da nova central ................................ 31

Quadro 4.6 – Resultados dos ensaios de diaclases relativos ao comportamento tangencial ............... 33

Quadro 4.7 – Resultados dos ensaios de compressão uniaxial dos provetes de granito gnaissico ..... 35

Quadro 5.1 – Orientação dos taludes em estudo .................................................................................. 41

Quadro 5.2– Situações de instabilidade identificadas com base nos dados das escavações .............. 47

Quadro 6.1 – Valores das contribuições obtidos experimentalmente e através dos métodos de cálculo .................................................................................................................................................... 60

Quadro 6.2– Relação valor experimental/valor teórico referente a cada um dos métodos ................... 60

Quadro 6.3– Capacidade resistente a fornecer pela malha de pregagens ........................................... 70

Quadro 6.4 – Malhas de pregagem........................................................................................................ 71

Quadro 6.5 – Características das descontinuidades em estudo ........................................................... 75

Quadro 6.6 – Factores de Segurança para as cunhas dos lados Norte e Este .................................... 76

Quadro 6.7 – Descrição dos blocos formados pela combinação 2 ........................................................ 77

Quadro 6.8 – Descrição dos blocos formados pela combinação das famílias 1,2 e 3. ......................... 78

Quadro 6.9 – Descrição dos blocos formados pela combinação das famílias 1,2 e 3 (com limitação da extensão) ........................................................................................................................................... 78

Quadro 6.10 – Factores de segurança para a Situação 1 ..................................................................... 80



Quadro 7.1 – Factores de segurança parciais considerados para as diversas acções ........................ 91

Quadro 7.2 – Dimensionamento das malhas de pregagem com base nos resultado do primeiro modelo .................................................................................................................................................... 93

Quadro 7.3 – Dimensionamento das malhas de pregagem com base nos resultado do segundo modelo .................................................................................................................................................... 94

Quadro 7.4 – Malhas de pregagens para os troços da parede de contenção entre as cotas (338,00) e (343,60) .................................................................................................................................................. 95

Quadro 7.5 – Malhas de pregagens nas zonas de reforço entre as cotas (338,00) e (343,60) para o Talude 5 .................................................................................................................................................. 95


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Quadro 7.6– Malhas de pregagens nas zonas de reforço entre as cotas (338,00) e (343,60) para o Talude 7 ................................................................................................................................................. 96

Quadro 7.7 – Malhas de pregagens nas zonas de reforço entre as cotas (338,00) e (343,60) para a zona circular .......................................................................................................................................... 96

Quadro 7.8 – Optimização da malha de pregagens no Talude 5 ao longo do desenvolvimento do poço. ...................................................................................................................................................... 97


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SÍMBOLOS E ABREVIATURAS

�� – Área do varão de aço

c – Coesão

dd – Dip Direction (Azimute)

Dip – Pendor

E – Módulo de deformabilidade

Em – Módulo de deformabilidade médio

f� – Resistência do betão à compressão

f�� – Resistência característica do betão à compressão

�� – Tensão de cedência do aço

GWh – Gigawatt hora

kV – Quilovolt

m²/pregagem - Metro quadrado por pregagem

MVA - Megavolt Ampere

MW – Megawatt

�� – Resistência ao corte de um varão de aço

��çã� - Resistência à tracção de um varão de aço

R� – Resistência à tracção do varão da pregagem

α – Inclinação da pregagem em relação à superfície de deslizamento

ν – Coeficiente de Poisson

– Resistência ao corte do betão projectado

σ� – Resistência à compressão uniaxial da rocha

σ�� – Tensão inclinada

σ� – Tensão horizontal

σ� – Tensão vertical

σ�,σ��,σ��– Tensões principais

ø – Ângulo de atrito

Φ – Diâmetro do varão da pregagem

AIA – Avaliação de Impacte Ambiental

Artº – Artigo


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DL – Decreto-Lei

EDP – Energias de Portugal

FS – Factor de Segurança

GSI – Geological Strength Index

Hidouro – Hidroeléctrica do Douro

ISRM – Sociedade Internacional de Mecânica das Rochas

JRC – Joint Roughness Coefficient

LNEC – Laboratório Nacional de Engenharia Civil

LRPC – Laboratoire Régional des Ponts et Chaussées

RMR – Rock Mass Rating

RQD - Rock Quality Designation

SFJ – Ensaios de almofadas planas de pequena área

SMRS – Betão reforçado com rede electrossoldada

STT – Ensaios de defórmetro tridimensional


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1. 1 INTRODUÇÃO

Os bens naturais constituem fontes de riqueza materiais que o homem aplica de forma a satisfazer as suas necessidades. No entanto, os recursos como o petróleo, cujo consumo é efectuado numa quanti-dade e a uma velocidade superior à sua produção, foram-se tornando cada vez menos disponíveis e mais caros, produzindo sérios danos na economia mundial. Além deste facto, as alterações do clima que temos vindo a testemunhar são um reflexo da utilização excessiva dos combustíveis fósseis, aumentando as emissões de gases com efeito de estufa, e do uso ineficiente de energia. As alterações climáticas constituem, assim, um desafio internacional que diz respeito a todos os habitantes do plane-ta Terra.

Deste modo, a crescente instabilidade nos mercados petrolíferos e as preocupações ambientais vieram relançar a aposta nos recursos energéticos alternativos e renováveis, procurando-se obter o maior aproveitamento de todas as formas possíveis de produção de energia sem emissão de gases, como por exemplo os recursos hídricos e eólicos. As centrais hídricas assumem deste modo um papel fundamen-tal na estratégia de luta contra as alterações climáticas e espera-se que a sua importância continue a crescer.

O presente trabalho tem como objectivo o estudo e análise do projecto geotécnico do poço da nova central do escalão de Bemposta, que está a ser alvo de um reforço de potência.

O escalão de Bemposta está inserido no aproveitamento hidroeléctrico do Douro Internacional, junta-mente com os escalões de Miranda e Picote, tendo sido construído na década de 50, e foi último dos três escalões a entrar em funcionamento. Este aproveitamento foi atribuído a Portugal pelo Convénio Luso-Espanhol de 1927.

No troço do rio no qual estão implantados os três escalões o vale é muito estreito, tendo a orografia do local determinado albufeiras com diminuta capacidade útil, nomeadamente 6,0 hectómetros cúbicos em Miranda, 13,3 em Picote e 21,0 em Bemposta, que constituem capacidades reduzidas de regulari-zação. Por outro lado, verifica-se que o reduzido nível de dimensionamento do escalão de Bemposta tem provocado a ocorrência de significativos descarregamentos em períodos húmidos, em consequên-cia de afluências superiores aos volumes máximos turbináveis.

Constata-se ainda que após o reforço de potência do aproveitamento hidroeléctrico de Castro, em Espanha, (actualmente com 620 m³/s de caudal equipado) e de Miranda (com 764 m³/s), e consideran-do que se prevê vir a instalar no reforço de potência de Picote um caudal de aproximadamente 750 m³/s, o aproveitamento hidroeléctrico de Bemposta, actualmente com 435 m³/s, seria obrigado a efec-tuar significativos descarregamentos em períodos húmidos, como consequência exclusivamente do excesso de afluências relativamente aos volumes máximos turbináveis.


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Os motivos referidos anteriormente em conjunto com a aposta efectuada em Portugal na energia hídri-ca levaram à realização do reforço de potência do escalão de Bemposta.

Pretende-se deste modo que a cascata de aproveitamentos pertencentes ao aproveitamento hidroeléc-trico do Douro Internacional venha a ter um nível idêntico de dimensionamento em caudal instalado. Deste modo, o caudal a instalar no reforço de potência de Bemposta deverá ser igual a 325 m³/s.

O reforço de potência do escalão de Bemposta permitirá aumentar o aproveitamento de energia em períodos de maiores afluências naturais, e também reduzir a dependência em relação à exploração de Castro, Miranda e Picote, no que concerne ao descarregamento de importantes volumes turbinados de forma concentrada.

O presente trabalho aborda essencialmente um elemento do novo circuito hidráulico a executar no âmbito do reforço de potência de Bemposta, que é a nova central em poço.

No Capítulo 2 é feita uma descrição geral da obra, focando a localização geográfica da área de implan-tação, dando relevo aos estudos de impacte ambiental e apresentado as características gerais do apro-veitamento hidroeléctrico, em particular da nova central de Bemposta.

O Capítulo 3 aborda os dois processos de escavação empregues na execução do poço da nova central de Bemposta.

No Capítulo 4 são apresentados os estudos de caracterização geológico-geotécnica e os trabalhos prospecção efectuados. São descritos os ensaios realizados e apresentados os resultados desses ensaios, que posteriormente foram utilizados na identificação de potenciais situações de instabilidade e na análise da estabilidade de blocos, nos capítulos 5 e 6 respectivamente.

No Capítulo 5 são identificadas as possíveis situações de instabilidade de blocos determinadas com base nos dados das descontinuidades fornecidos pelos estudos de caracterização geológico-geotécnica e pelos dados provenientes dos perfis geológico-geotécnicos elaborados pela empresa SOMAGUE ao longo da escavação do poço. Na identificação dessas situações utilizou-se o software Dips, desenvol-vido pela Rocscience.

O Capítulo 6 aborda os estudos de estabilidade de blocos efectuados com base no software Swedge e Unwedge, também desenvolvidos pela Rocscience. Com base na informação proveniente dos perfis geológico-geotécnicos e dos ensaios efectuados sobre as amostras obtidas em furos de sondagens, são definidos modelos nesses dois programas. São feitas algumas considerações aos suportes utilizados para garantir a estabilidade de escavações. Procedeu-se deste modo à definição dos suportes necessá-rios a garantia da estabilidade de blocos ao longo da escavação.

O Capítulo 7 tem como objectivo a análise estrutural da execução dos betões de revestimento, através do programa Robot 2009, propriedade da empresa Autodesk. Na análise efectuada são incluídas as diferentes fases do processo construtivo considerado.

Finalmente, são efectuadas algumas considerações finais nas quais se resumem as conclusões mais relevantes do presente trabalho.


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2. 2 DESCRIÇÃO DA OBRA

2.1. LOCALIZAÇÃO E GEOMORFOLOGIA

O Aproveitamento Hidroeléctrico de Bemposta localiza-se no troço internacional do Rio Douro, cons-tituindo em conjunto com os escalões de Picote e Miranda o aproveitamento hidroeléctrico do Douro Internacional. O aproveitamento hidroeléctrico deste troço do Douro foi atribuído a Portugal através do Convénio Luso-Espanhol celebrado em 1927. Nas figuras 2.1 e 2.2 apresenta-se respectivamente a localização esquemática do aproveitamento Douro Internacional e o perfil esquemático da cascata composta pelos três escalões que formam o referido aproveitamento.

Fig.2.1 – Localização do aproveitamento hidroeléctrico do Douro Internacional (Volume I, EDP, 2007).


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Fig.2.2 – Perfil esquemático da cascata do aproveitamento Douro Internacional (Volume I, EDP, 2007).

Estes três aproveitamentos resultaram da acção da Hidouro – Hidroeléctrica do Douro, S.A.R.L, criada em 1953 como resultado de um plano de desenvolvimento e modernização de Portugal que se baseava essencialmente na rentabilização dos recursos energéticos. O primeiro escalão a entrar em funciona-mento foi o de Picote em 1958, de seguida Miranda em 1960 e por último Bemposta em 1964.

O escalão de Bemposta está situado na freguesia com o mesmo nome, que faz parte do concelho de Mogadouro, distrito de Bragança. O aproveitamento de Bemposta insere-se num troço do Douro Inter-nacional entre o aproveitamento de Picote, a montante, que também está ser alvo de um reforço de potência, e o aproveitamento de Aldeadávila, a jusante, cujo aproveitamento é efectuado por Espanha.

O aproveitamento de Bemposta é composto por uma barragem do tipo arco gravidade em betão, com uma altura de 87 m, um desenvolvimento de coroamento de 297 m e um descarregador frontal sobre o corpo da barragem, por um circuito hidráulico subterrâneo com uma central em caverna com três grupos de eixo vertical, uma subestação na qual estão localizados os transformadores do grupo e o posto de seccionamento, e uma bacia de dissipação de energia em betão a jusante do pé da barragem.

O troço do Douro Internacional onde foi construída a Barragem de Bemposta é um troço onde o vale é muito estreito, o que conduz a uma albufeira com capacidade útil limitada com cerca de 21,0 hectóme-tros cúbicos, com uma capacidade de regularização reduzida.

Em termos geomorfológicos, o escalão de Bemposta localiza-se numa região planáltica, conhecida como Planalto Mirandês, no qual o rio Douro escavou o seu leito. Neste local, o vale do rio Douro tem direcção próxima NE-SW, é encaixado, o vale é assimétrico pois a margem direita é mais íngreme que a margem esquerda, situando-se o fundo do vale à cota (325) e o cume da encosta na margem direita situa-se aproximadamente à cota (500).

2.2. IMPACTE AMBIENTAL E SOCIAL

Sempre que o Homem realiza uma operação num meio natural vai provocar sobre este efeitos, qual-quer que seja o tipo de actividade, em especial numa obra desta envergadura, logo é normal que se observem impactes ambientais positivos e negativos.

O Decreto-Lei nº69/2000 de 3 de Maio em conjunto com o Decreto-Lei nº197/2005 de 8 de Novem-bro, que constituem a legislação portuguesa sobre Avaliação de Impacte Ambiental, determinam que o projecto do Reforço de Potência do Aproveitamento Hidroeléctrico do Douro.


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Internacional – Bemposta seja alvo de uma de uma Avaliação de Impacto Ambiental (AIA) pois trata-se de uma Instalação para a produção de energia eléctrica localizada em “Áreas Sensíveis” ( nº3 artº1 do DL 197/2005).

Para cumprir a legislação e obter o licenciamento do projecto foi elaborado um Estudo de Impacte Ambiental onde foram identificadas e analisadas as consequências mais importantes para o ambiente durante as fases de construção, exploração e desactivação definindo medidas de minimização. Analisa-ram-se os impactes em diversas áreas tais como solos, aspectos geológicos, paisagem, fauna, flora, recursos hídricos, qualidade da água e ar e ambiente sonoro. O Estudo de Impacte Ambiental foi ela-borado em simultâneo com o Projecto Sujeito a Licenciamento, tendo, desde o início deste último, existido um esforço de enquadramento e compatibilização do empreendimento com o meio envolven-te.

O empreendimento a realizar referente ao reforço de potência é composto essencialmente por obras subterrâneas, designadamente galerias de ataque, condutas de alimentação e restituição (circuito hidráulico) e a nova central. Os elementos do empreendimento com visibilidade à superfície corres-pondem a zonas de estaleiros, instalações sociais e de depósitos de materiais provenientes da escava-ção e alguns elementos de obra de dimensão relativamente pequena como por exemplo a subestação, o edifício de apoio, a plataforma de acesso à central e respectivos acessos. Estes elementos vão afectar áreas que foram modificadas durante a construção do aproveitamento hidroeléctrico existente e que não possuem as características naturais originais desta região do Douro. Está previsto no final da obra a elaboração de um projecto de recuperação e integração paisagística para estas áreas, projecto este que vai possibilitar melhorar as condições que actualmente se verificam.

Considerando as características já referidas do projecto do reforço de potência e as análises e avalia-ções elaboradas ao longo dos diversos estudos, analisando inclusive os impactes cumulativos, não é previsível a ocorrência de qualquer impacte negativo sobre o ambiente que possa colocar em questão a viabilidade ambiental do projecto.

A não construção do empreendimento não produz vantagens ambientais visíveis em comparação com a execução do mesmo desde que sejam aplicadas as medidas de minimização. Além disso, constituiria um desperdício de um potencial importante de produção de energia renovável que não acarreta impac-tes negativos significativos em relação à situação existente.

O Estudo de Impacte Ambiental (2007), conclui que o projecto do Reforço de Potência do Aproveita-mento Hidroeléctrico do Douro Internacional – Bemposta é viável do ponto de vista ambiental, desde que seja cumprido durante a execução do projecto o conjunto de medidas de minimização dos impac-tes negativos e de valorização dos impactes positivos, realizando um controlo e uma avaliação perma-nente, com base no Plano Geral de Monitorização, dos efeitos negativo mais importantes. A constru-ção e exploração do projecto não afecta de nenhum modo o sítio “Douro Internacional e Vale do Rio Águeda”, da Rede Natura 2000, permitindo algumas medidas definidas garantir a recuperação de algumas áreas que apresentam alguma degradação.

2.3. CARACTERÍSTICAS GERAIS DO REFORÇO DE POTÊNCIA

O reforço de potência do aproveitamento hidroeléctrico de Bemposta impõe a construção de uma nova central, Central II, em poço, localizada na margem direita a jusante da central existente, uma subesta-ção situada numa plataforma adjacente à central a uma cota mais elevada, um circuito hidráulico inse-rido na margem direita e um edifício de apoio situado no exterior em área contígua à central.


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Na elaboração do projecto foram consideradas várias condicionantes tais como o aproveitamento exis-tente, nomeadamente as obras que o constituem e a queda bruta que possibilita, os níveis normais de exploração da albufeira de Bemposta e os níveis do rio a jusante determinados por Aldeadávila, as condições topográficas e geológicas do local e a cota de calagem do grupo.

Na definição da implantação das estruturas que compõem o reforço de potência pretendeu-se optimi-zar diferentes objectivos tais como:

• reduzir ao máximo distância a entre a Central II e a restituição da estrutura de saída da central existente para diminuir o circuito hidráulico;

• assegurar cobertura de terreno suficiente sobre as estruturas subterrâneas;

• fixar a central em zona propícia ao estabelecimento de plataformas e adequada para o traçado da galeria de adução e para a restituição;

• instalar o posto de transformação exterior o mais próximo possível da central;

O novo circuito hidráulico, designado em projecto por Circuito Hidráulico 4, é constituído por uma tomada de água, uma galeria de adução e uma galeria de restituição. A tomada de água, localizada a montante da já existente, é constituída por um bocal com secção transversal rectangular dividida ao meio por um septo e por um trecho onde se situam as ensecadeiras, as comportas de guarda e a transi-ção rectângulo - redondo entre este trecho e a secção circular da galeria de adução. Será escavado a montante da tomada de água um canal de alimentação cuja largura na zona adjacente ao bocal é de 25m aumentando até obter a largura corrente 50m na ligação junto ao rio Douro.

A galeria de adução está inserida em rocha em geral de boa qualidade e possui uma espessura de cobertura superior a 100m em grande parte do seu comprimento. É revestida com betão desde o fim da transição quadrado – redondo na tomada de água e o início da transição para o trecho blindado junto à central. Este troço tem uma inclinação única de 13,6% e é constituído por dois alinhamentos rectos e uma curva em hélice que possibilita a concordância entre os alinhamentos. O comprimento total do referido troço é de 352,18m, correspondendo 147,28m ao troço em curva, 64,05m ao alinhamento recto a montante da curva e os restantes 140,85m ao alinhamento recto a jusante da curva. O diâmetro interior da secção circular corrente da galeria de adução é de 10,50m na zona revestida com betão e na zona blindada é 8,50m.

O circuito hidráulico continua a jusante da Central II com a galeria de restituição, com secção rectan-gular de largura constante de 12,60m, altura variável e uma extensão de 41,60m. O circuito hidráulico termina com a restituição ao rio que é realizada através de um bocal na margem direita do rio consti-tuído por uma curta rampa ascendente e por uma soleira de controlo com 20m de largura e crista situa-da à cota (323,00).

A subestação de 400kV situa-se numa plataforma adjacente à Central II, à cota (391,00), e contém o transformador principal, o posto de seccionamento blindado e o painel de saída de linha. A ligação entre o alternador e o transformador principal é efectuada através de barramentos colocados durante o alargamento do poço da central.

No que concerne ao funcionamento, a central do reforço de potência do escalão de Bemposta, que possui um grupo turbinal alternador de 212 MVA, fará parte da Rede Nacional de Transporte ao nível da tensão de 400kV. Com base nos estudos de expansão do sistema electroprodutor, a exploração pre-visível para esta central consistirá num número elevado de arranques diários.


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Na figura 2.3 apresenta-se um planta geral do reforço de potência, com o aproveitamento existente a tracejado e o reforço de potência representado a vermelho. É de destacar a importância da localização da nova central, pois esta vai ter implicações na definição do novo circuito hidráulico.

Fig.2.3 – Representação do Aproveitamento existente e do reforço de potência (Volume I, EDP, 2007).

2.3.1. DESCRIÇÃO DA CENTRAL II

A nova central a construir será em poço, localizado na encosta da margem direita do rio Douro a jusante da central já existente. O solução escolhida contempla duas plataformas adjacentes, uma à cota(391,00) onde se localizará a subestação e outra plataforma, que será a principal, à cota (377,00), na qual será implantado o poço da central, o átrio de descarga e montagem e um edifício exterior denominado em projecto como edifício de apoio.

O poço vai desenvolver-se a partir do átrio de montagem situado à cota (366,00) até ao piso da turbina e do alternador. A secção tem forma circular contendo, no entanto, um alargamento do lado de jusante


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para permitir a inserção da ranhura da comporta ensecadeira da restituição. A caixa de escadas, o ele-vador e a passagem dos barramentos, cabos e tubagens diversas serão realizados neste alargamento. O referido alargamento possibilita ainda a criação de pisos técnicos ao longo do desenvolvimento do poço onde serão instalados os equipamentos auxiliares. Os pisos técnicos a executar possuem as seguintes designações e cotas:

• piso do átrio de descarga e montagem, à cota (366,00);

• piso da reactância, à cota (360,40);

• piso dos transformadores dos serviços auxiliares, à cota (354,80);

• piso dos serviços auxiliares, à cota (349,20);

• piso do disjuntor de alternador, à cota (343,60);

• piso principal, à cota (338,00);

• piso da turbina e do alternador; à cota (332,00);

• piso do acesso ao poço da turbina, à cota (329,00);

• piso de acesso ao tubo de aspiração, à cota (319,70);

• piso de drenagem, à cota (306,00)

O poço da central apresenta um diâmetro interior de 19m, o qual é condicionado pelo diâmetro interior da fossa do alternador que é 15m. Existe entre o eixo do poço e o eixo do grupo uma discordância de 0,80m longitudinalmente, o que vai viabilizar a execução, na envolvente do grupo, dos espaços de circulação necessários e a abertura de um vazamento na laje do piso principal com as dimensões exi-gidas para à descida do equipamento para os pisos inferiores. Estão também previstos na parte inferior do poço áreas suplementares para implantação de equipamentos, montagem da espiral e do difusor e para a execução do poço de esgoto e drenagem da central.

A nova central vai alojar um grupo gerador dimensionado de modo a assegurar 191MW nos terminais do alternador para uma queda estática de 64,5m, que é a altura correspondente ao nível de pleno arma-zenamento da albufeira de Bemposta e ao nível de jusante com ambas as centrais a funcionar a plena carga.

O grupo é constituído por um alternador com a potência convencionada de 212 MVA directamente impulsionado por uma turbina tipo Francis de eixo vertical.

O acesso à central é efectuado por intermédio do edifício de apoio exterior situado na plataforma prin-cipal à cota(377,00), sendo a ligação entre o poço e o edifício efectuada ao nível do piso do átrio de descarga e montagem.

A movimentação de cargas na plataforma principal e no átrio de montagem é efectuada utilizando um semi-pórtico rolante, com um vão de 22,3m e que possui uma capacidade de 500t. Este equipamento possui ainda um diferencial auxiliar de 20t para a movimentação de cargas ligeiras a velocidades supe-riores. O peso do rotor do alternador foi o factor condicionante para a determinação da capacidade deste equipamento. Será instalada à cota (373,00) uma ponte rolante, com 20,00 metros de vão e 32t de capacidade, para movimentação de cargas no interior do átrio de montagem e apoio à montagem do grupo.

Na plataforma principal serão criadas duas aberturas protegidas por tampas metálicas monitorizadas, uma sobre o átrio de descarga e montagem e outra na prumada de grupo, através das quais será reali-zada a movimentação dos equipamentos entre o exterior e o interior da central.


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O edifício de apoio, que vai albergar as instalações principais de alimentação dos serviços auxiliares, possui apenas um só piso e uma forma em planta aproximadamente quadrada com 15m de lado.

Nas figuras 2.4 e 2.5 apresentam-se dois cortes da Central II, um longitudinal e outro transversal, e na figura 2.6 é apresentada uma planta da Central II.

Fig.2.4 – Corte transversal da Central II (Volume I, EDP, 2007).


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Fig.2.5 – Corte longitudinal da Central II (Volume I, EDP, 2007).

Fig.2.6 – Planta da Central II e da subestação (Volume I, EDP, 2007).


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2.3.2. CARACTERÍSTICAS PRINCIPAIS DO APROVEITAMENTO

No quadro seguinte são apresentadas as características principais do reforço de potência, indicando-se ainda as características do aproveitamento já instalado para uma melhor avaliação do escalão de Bem-posta após o reforço de potência.

Quadro 2.1 – Características Principais do Aproveitamento Hidroeléctrico de Bemposta.

Circuitos Hidráulicos

1, 2 e 3 Cota da Soleira da Tomada de Água (375,00)

Secção Corrente (Circular φ=6,0m) 28,3 m²

4 Cota da Soleira da Tomada de Água (373,00)

Comprimento da Galeria em Carga 403,3 m

Secção Corrente (Circular φ=10,5m) 86,6 m²

Comprimento da Galeria de Restituição 41,6 m em galeria ;

20,34 m a céu aberto

Cota da Crista da Soleira da Restituição (323,00)

Secção Corrente (rectangular : l=12,60 m e h variável entre 10,25 e 13,40 m)

129,1 m² a 168,8 m²

Centrais

I Número de Grupos 3

Queda Bruta Máxima 66,5m

Caudal Máximo 3 x 152m³/s 456 m³/s

Tensão de Produção 15,0 kV

Potência Activa Máxima (no alternador) 3 x 80 MW 240 MW

Produção Anual Média 885 GWh

II Número de Grupos 1

Queda Bruta Máxima 64,5 m

Caudal Máximo 337 m³/s

Tensão de Produção 15,0 kV

Potência Activa Máxima (no alternador) 191 MW

Potência Aparente Estipulada do Alternador 212 MVA

Produção Anual Média 134 GWh

Transformador Central I 3 x (3 x 29) MVA 261 MVA

Central II 1 x 215 MVA 215 MVA

O prazo de construção do reforço de potência é de 48 meses estando a entrada em serviço industrial do novo aproveitamento prevista para Dezembro de 2011. O custo técnico do empreendimento, estimado para efeitos de concurso em 2006, é na ordem dos 125 milhões de euros.


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3. 3 PROCESSOS DE ESCAVAÇÃO

3.1. INTRODUÇÃO

Um poço é definido como sendo uma escavação vertical ou inclinada, com uma secção de grandeza inferior relativamente à sua profundidade. A execução de poços pode ter várias finalidades tais como possibilitar o acesso a obras subterrâneas, a captação de água e petróleo, exploração mineira, o arma-zenamento de combustíveis ou a localização de instalações subterrâneas como é o caso de centrais hidroeléctricas.

Os métodos de execução dos poços ganham hoje maior importância devido a um grande número de projectos que incluem esta estrutura subterrânea, podendo esta ser provisória ou definitiva.

A tecnologia construtiva de poços e chaminés foi alvo de um grande desenvolvimento com a introdu-ção dos métodos mecânicos de perfuração, que foram introduzidos, a maior parte, ao longo da década de 60. Os métodos mecânicos apresentam vantagens em relação ao métodos de perfuração e desmonte. A primeira vantagem, talvez a mais importante, é maior segurança para os trabalhadores, visto que em alguns destes métodos não é necessária a presença dos trabalhadores no interior da escavação e naque-les em que é preciso que este se encontrem dentro da escavação existe uma maior protecção do que nos métodos convencionais. A segunda vantagem está relacionada com uma melhor estabilidade do terreno, pois não é necessário o recurso a explosivos, a rocha não se deteriora e permite a obtenção de superfícies lisas, que tem como consequência uma menor necessidade de suporte. A terceira vantagem está directamente ligada à questão económica pois, os métodos mecânicos de perfuração permitem melhores rendimentos de perfuração o que possibilita a diminuição de prazos e diminuição de custos, pois apesar de os métodos mecânicos exigirem maior investimento inicial, permitem reduzir a mão de obra e os materiais utilizados.

Os métodos mecânicos são cada vez mais utilizados, sendo os métodos convencionais empregados quando se verificam dificuldades impeditivas para os métodos mecânicos ou quando a envergadura da obra não justifique a utilização destes.

Os sistemas mecanizados de perfuração são Shaft Drilling, Shaft Boring e Raise Boring. No entanto, para o mesmo sistema verificam-se diferenças em função do fabricante do equipamento, do local da obra e do projecto em questão.

No projecto em estudo neste trabalho, a escavação do poço foi executada recorrendo às técnicas de Raise Boring e de desmonte a fogo. A opção por estes dois métodos em conjunto é justificada pela geometria da secção e pela dimensão da mesma. A utilização dos dois métodos tem por objectivo a diminuição do tempo necessário para a escavação.


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3.2. RAISE BORING

O Raise Boring é um método de escavação mecânico de um poço ou chaminé, desenvolvido nos Esta-dos Unidos nos anos 50. A escavação pode ser realizada entre dois ou mais níveis, podendo ser ambos os níveis subterrâneos ou então o nível superior ser à superfície. O método desenhado inicialmente consistia em executar um furo piloto primeiro e depois realizar o alargamento do furo com uma cabe-ça de corte de maior diâmetro em sentido ascendente, podendo este alargamento ser efectuado em várias etapas.

A primeira vez em que se empregou este processo foi em 1962 na mina Homer Wanseca, em Michi-gan, apresentando o furo piloto um diâmetro de 250 mm, e o poço final um diâmetro de 1016 mm. Este método vem sofrendo a evolução decorrente dos avanços da tecnologia e da indústria, mas tam-bém da necessidade de executar acessos perpendiculares a galerias horizontais com o objectivo de aumentar frentes de trabalho.

Este método não se limita apenas a execução de chaminés e poços em exploração mineiras, aplicando-se actualmente a outros campos tais como a construção de poços de ventilação, centrais hidráulicas e de depósitos subterrâneos. Esta técnica pode ser utilizada em conjunto com outros sistemas de escava-ção quando os poços são de grandes dimensões, realizando aberturas prévias para facilitar a escava-ção, como se verifica na obra em estudo.

O sistema de Raise Boring é empregue essencialmente para uma gama de diâmetros de 2 a 3 metros e profundidades de 100 a 200 metros, no entanto, existem máquinas que permitem atingir diâmetros superiores a 6 metros.

Consideram-se actualmente três tipos do Raise Boring, o convencional, invertido (Down Boring) e o utilizado para furos cegos (Blind Hole Boring). O Raise Boring convencional foi o método utilizado na obra em estudo e consiste em executar um furo piloto em sentido descendente até ao nível inferior, utilizando um tricone, sendo depois, este substituído por uma cabeça de corte, que vai proceder ao alargamento do furo em sentido ascendente. Os escombros caiem por gravidade e são retirados através do nível inferior. Na figura 3.1 apresenta-se um esquema do método.

Fig.3.1 – Raise Boring convencional (www.gautrain.co.za/web_images).


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Fig.3.2 – Colocação da cabeça de corte (www.smc.sandvik.com, 2009).

3.3. DESMONTE A FOGO

A técnica de desmonte a fogo de maciços rochosos consiste, em termos gerais, na execução de furos para a colocação de explosivos sendo estes furos detonados segundo uma sequência e em conformida-de com um programa de fogo pré-definido.

O conhecimento do mecanismo através do qual a rocha é fracturada por explosivos é fundamental para o dimensionamento dos parâmetros do processo de desmonte a fogo, relacionados com a produção e o controlo do processo.

O controlo do processo de desmonte a fogo é fundamental em especial quando existem na envolvente estruturas importantes, tais como as existentes na obra em estudo. A necessidade de impedir eventuais danos nos elementos pertencentes ao aproveitamento eléctrico já existente, nomeadamente, a barra-gem, a central e o circuito hidráulico, levou a que fosse solicitado, no caso presente, um estudo ao LNEC sobre as vibrações induzidas no maciço pela utilização de explosivos.

Outra facto directamente ligado com o processo de desmonte a fogo está relacionado com os impactes ambientais, nomeadamente em espécies sensíveis existentes no local de implantação do empreendi-mento, o que levou a limitação do horário e do número de pegas de fogo em certos períodos do ano.

No que concerne ao planeamento de obra e segurança dos trabalhadores, este processo de escavação exige um controlo e medidas apertadas, com vista a garantir a segurança dos equipamentos e pessoas afectas à obra. Uma das formas de controlar este efeito é reduzindo o peso de explosivos por detona-ção.

Quando um explosivo é detonado, este é convertido em milésimos de segundo num gás a alta tempera-tura e a alta pressão. Quando num local confinado tal como um furo, esta reacção muito rápida produz pressões que podem atingir as 18000 atmosferas , que são exercidas contra a parede do furo. Esta energia é transmitida para a rocha envolvente ao furo através de uma onda de deformação compressi-va, que se propaga a velocidades da ordem de 2000 a 6000 m/s (Wyllie e Mah, 2004).


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Fig.3.3 – Processo de desmonte a fogo de um maciço rochoso (www.northstone-ni.co.uk, 2009).

Segundo os autores anteriores ,quando a onda de deformação penetra a rocha envolvente do furo, o material a uma distância de um para dois raios da carga ( em rocha dura, sendo maior em rocha menos resistente), é fracturada por compressão. À medida que a onde de compressão se expande, a pressão decresce para valores inferiores à resistência dinâmica à compressão, por detrás da zona pulverizada referida anteriormente, a rocha é sujeita a uma compressão radial intensa que causa tensões tangen-ciais. Quando estas tensões excedem a resistência dinâmica de tracção da rocha, formam-se fracturas radiais. Apresenta-se na Figura 3.4 a) uma representação esquemática do processo descrito anterior-mente.

De acordo com Wyllie e Mah (2004), no momento em que a onda de compressão atinge a face de escavação, esta é reflectida como uma onda de deformação por tracção. Se esta onda é suficientemente forte, pode ocorrer a queda de pequenos blocos, “lascas”, o que vai provocar a descompressão do maciço conduzindo à extensão das fracturas radiais previamente formadas (Figura 3.4 b). A rocha é muito menos resistente à tracção do que a compressão o que torna a onda reflectida particularmente eficiente na fracturação de rochas.

À medida que a rocha é descomprimida devido à expansão e reflexão da onda de compressão, é possí-vel aos gases expansíveis formar blocos a partir das fracturas geradas pela onda de deformação, e começar a expulsar blocos (Wyllie e Mah, 2004). Esta fase corresponde à conclusão do mecanismo de fracturação de rocha por intermédio de explosivos, representada na Figura 3.4c).


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Fig.3.4 – Mecanismo de fracturação de rochas com recurso a explosivos (Wyllie e Mah, 2004).

Uma das maiores preocupações decorrentes da utilização de explosivos na escavação é a sobreescava-ção, que tem consequências no projecto final do suporte da escavação e nos custos finais da obra devi-do ao aumento do volume de escavação, ao aumento da quantidade de betão a utilizar, entre outros. Na obra em análise, o fenómeno da sobreescavação reveste-se de vital importância no dimensionamento das malhas de pregagens que vão suportar os betões de revestimento durante a sua execução.

A analise económica de uma escavação com recurso a explosivos é apresentada na Figura 3.5. O custo do carregamento dos fragmentos e o transporte aumentam com a dimensão dos escombros, enquanto que o custo da furação e explosivos diminuem com o aumento do tamanho dos escombros. Logo, é necessário determinar um equilíbrio na dimensão dos blocos provocados pela utilização de explosivos na escavação de forma a obter uma produção económica.


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Fig.3.5 – Efeito da fragmentação no custo da furação, explosivos, carregamento e transporte (Wyllie e Mah, 2004).


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4. 4 ESTUDOS DE RECONHECIMENTO GEOLÓGICO E DE CARACTERIZA-ÇÃO GEOTÉCNICA

4.1. INTRODUÇÃO

O conhecimento das características geológicas e mecânicas dos maciços rochosos nos quais se preten-de executar obras subterrâneas de dimensões significativas deve ser o mais pormenorizado possível para reduzir ao máximo a ocorrência de situações imprevistas.

No entanto, a definição do quanto profundo deve ser este conhecimento depende do orçamento dispo-nível para a investigação “in situ”, do tipo de maciço em estudo e da obra a executar.

De acordo com Costa e Silva et al.(2001), “uma adequada caracterização geotécnica dos maciços rochosos, habilita os responsáveis a definir os processos de construção mais económicos e mais segu-ros, e , também, tipologias de suporte provisório e definitivo, evitando-se, assim , gastos desnecessá-rios, atrasos nas obras e eventuais acidentes”.

Segundo os mesmos autores, o tempo despendido numa caracterização do maciço apropriada, pode ser bastante inferior ao tempo gasto em soluções para situações imprevistas que ocorrem frequentemente em escavações, e os próprios custos resultantes de uma adequada caracterização do maciço rochoso são insignificantes, quando comparados com o custo da obra, e sempre menores que os prejuízos, pes-soais ou materiais, provocados por acidentes estruturais.

Com vista a elaboração do projecto do reforço de potência do aproveitamento hidroeléctrico de Bem-posta foram realizados estudos de caracterização geológico-geotécnica, que permitiram obter um maior conhecimento sobre o maciço e parâmetros necessários para o desenvolvimento do projecto. Estes estudos basearam-se em trabalhos e técnicas de reconhecimento e caracterização geológico-geotécnica efectuados no local onde está localizado o escalão de Bemposta. Os referidos trabalhos foram realizados em três épocas distintas: a primeira na década de 50, no âmbito do projecto da barra-gem e central existentes, a segunda nos anos 70, no âmbito do primeiro estudo do reforço de potência de Bemposta e a última, em 2006, englobada na fase de projecto do reforço de potência.

Os trabalhos de 2006 consistiram essencialmente em:

• Estudo da informação existente proveniente dos trabalhos anteriores;

• Reconhecimento geológico de superfície;

• Campanhas de sondagens mecânicas com recuperação contínua de testemunhos;


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• Ensaios de absorção de água Lugeon e Lefranc;

• Ensaios de caracterização “in situ” no interior de furos e de galerias (LNEC);

• Ensaios laboratoriais sobre amostras recolhidas nas sondagens (LNEC);

A análise dos resultados e elementos obtidos nestes trabalhos e correspondente interpretação permitiu elaborar os zonamentos geotécnicos do maciço rochoso nos locais previstos para a implantação da central, circuito hidráulico e ensecadeiras.

4.2. CONDIÇÕES GEOLÓGICAS LOCAIS

A caracterização geológica de um determinado local onde se pretende executar um obrar subterrânea consiste, numa primeira fase, no reconhecimento da superfície e na implantação (em carta topográfica) de locais de abertura de furos de sondagem ao longo do perfil da obra , sendo o numero de sondagens o necessário para permitir uma amostragem representativa do maciço e rocha constituinte em estudo. (Costa e Silva et al, 2001)

Em termos Geomorfológicos, o local de Bemposta situa-se em terrenos pertencentes ao “Complexo de paragnaisses, granitos gnaissicos e migmatitos”,inseridos no Maciço Hespérico, incluídos na Zona Centro Ibérica (EDP, 2007).

Fig.4.1 – Geomorfologia do local de implantação do aproveitamento de Bemposta ( EDP, 2007).

De acordo com os levantamentos geológico-geotécnicos de superfície referidos nos estudos elabora-dos, ocorrem no local de implantação do escalão de Bemposta, de forma sucinta, essencialmente rochas metamórficas identificadas como migmatitos homogéneos e heterogéneos, e granitos gnaissi-


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cos. As referidas litologias apresentam-se recobertas por solos de natureza diversa tais como aterros, solos residuais, depósitos aluvionares e coluvionares. No que se refere ao local onde se irá implantar a nova central, este situa-se numa mancha de granito gnaissicos com alguns retalhos e possantes filões de pegmatito.

4.3. ESTUDO DAS DESCONTINUIDADES

De modo a permitir um estudo da fracturação do maciço rochoso e obter dados importantes para a elaboração do projecto do reforço de potência, os levantamentos geológico-geotécnicos efectuados pela EDP em 2006 envolveram também a observação e o registo sistemático das características das descontinuidades visíveis.

Os referidos levantamentos foram efectuados nos afloramentos nos taludes existentes e em antigas galerias de ataque executadas na época da construção do aproveitamento existente. A caracterização geotécnica das descontinuidades teve por base a medição e descrição dos seguintes parâmetros:

• atitude ( direcção e pendor); • espaçamento (m); • extensão (m); • abertura (mm); • rugosidade das paredes das descontinuidades (JRC); • alteração das paredes (W); • natureza do preenchimento; • presença de água.

O termo Descontinuidades diz respeito a vários tipos de estruturas geológicas tais como diaclases, falhas, filões, xistosidade, foliação. O levantamento efectuado abordou separadamente estas estruturas geológicas, sendo as mais importantes para o local de implantação da central as diaclases e as falhas.

As características geométricas das descontinuidades foram sujeitas a um tratamento e análise estatísti-ca com base no software DIPS, desenvolvido pela Rocscience, com o objectivo de determinar as famí-lias com maior predominância no maciço e respectivos planos médios.

No que concerne às diaclases, foi realizada uma identificação geométrica das famílias de diaclases com base nas medições das atitudes destas. De forma a obter uma caracterização geotécnica em con-cordância com o existente em cada local, de modo a incluir também a questão da litologia, as medi-ções das atitudes das descontinuidades foram agrupadas em relação ao local de implantação de cada elemento de obra a executar do reforço de potência.

Apresenta-se na Figura 4.2 e no Quadro 4.1 os resultados obtidos nas medições efectuadas nos taludes de granito gnaissico localizados na zona da nova central.


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Fig.4.2 – Famílias de diaclases e respectivos planos médios na zona da central (Volume V, EDP, 2007).

Quadro 4.1 – Características das famílias das diaclases na zona da central (Volume V, EDP, 2007).

Família F1 F2 F3

Direcção N80°W N7°E N82°E

Pendor 79°SSW 81°ESSE 6°NNW

Predominância (%) 31,3 40,7 12,1

Extensão (m) 3 - 10

Espessura (m) 0,2 - 0,6 e

0,06 - 0,2 0,2 - 0,6 e

0,06 - 0,2 0,06 - 0,2

Abertura (mm) >5 e 1 - 5 1 - 5 e >5 >5

W 4

JRC 12 - 14 8 - 10 12 - 14

Água Secas

Preenchimento Quando existente: película argilosa e/ou material siltoareno-

so e/ou óxidos de ferro

Foram identificadas três famílias de descontinuidades com maior preponderância na zona da central, sendo de realçar a ausência de água e um grau de alteração das paredes elevado.

Relativamente às falhas, verificou-se com base no levantamento efectuado, que as famílias de falhas mais frequentes são coincidentes com as famílias de diaclases predominantes.


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Em relação ao preenchimento das falhas, estas possuem caixa preenchida por milonite constituída por argila e rocha esmagada/fracturada em proporções variáveis, sendo a espessura de preenchimento variável, apresentando alguma tendência para diminuir em profundidade. Por este motivo, a confirma-ção e actualização dos dados destas estruturas geológicas durante a execução da obra assume uma importância vital garantir o bom desempenho das soluções definidas.

4.4. PROSPECÇÃO MECÂNICA

As campanhas de prospecção mecânica foram realizadas em três épocas diferentes como já referido anteriormente. No entanto, apenas as campanhas realizadas em 2006 permitiram estudar em pormenor o local de implantação da nova central. Os elementos provenientes das campanhas anteriores permiti-ram obter elementos valiosos para a selecção e localização dos trabalhos de prospecção efectuados em 2006.

De modo a pormenorizar a caracterização geológico-geotécnica dos locais de implantação das estrutu-ras previstas no projecto do reforço de potência, foi realizada em 2006, pela empresa TECNASOL FGE, um campanha de sondagem com recuperação contínua de testemunhos, que consistiu na execu-ção de 26 furos.

A realização destes furos foi acompanhada da execução de ensaios Lugeon em troços de 5 metros e ensaios Lefranc com lanternas de 1 ou 2 metros. De acordo com Costa e Silva (2001), a realização deste tipo de ensaios é de extrema importância para a avaliação do índice de permeabilidade do maci-ço, já que permite prever os efeitos da percolação de água no maciço na estrutura da obra. O ensaios Lugeon permitiram a elaboração do zonamento hidráulico, enquanto que os ensaios Lefranc foram utilizados essencialmente na análise da permeabilidade do maciço na zona da tomada de água.

Das sondagens efectuadas, apenas 5 são referentes ao local de implantação da nova central nomeada-mente as sondagens BP1, BP2, BP3, BP12 e BP27.

A recuperação contínua de testemunhos através das sondagens permitiram obter informação relativa aos seguintes parâmetros:

• litologia; • grau de alteração (W); • fracturação (F); • percentagem de recuperação; • falhas intersectadas; • “Rock Quality Designation” (RQD).

Com base nas amostras recolhidas foram efectuados ensaios laboratoriais para completar a caracteri-zação geotécnica dos maciço, dos quais se destacam os ensaios de compressão uniaxial e os ensaios de diaclases, tendo estes ensaios sido realizados pelo LNEC.

O LNEC efectuou na zona da central, nos furos BP1, BP2, BP3 e BP27, ensaios “in situ”, nomeada-mente ensaios de dilatómetro, para determinar a deformabilidade do maciço.

Foram executados pelo LNEC na zona da central ensaios para a determinação do estado de tensão no maciço, tais como, ensaios de almofadas planas de pequena área (SFJ) e ensaios de defórmetro tridi-mensional (STT).

A caracterização geomecânica do maciço rochoso e das rochas que o constituem baseia-se nos resulta-dos dos ensaios “in situ” e dos ensaios laboratoriais.


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4.5. ZONAMENTO GEOLÓGICO-GEOTÉCNICO

Com base nas informações recolhidas nos logs das sondagens e nas informações recolhidas nos estu-dos realizados anteriormente, foi elaborado um zonamento geológico-geotécnico do maciço, presente no Estudo de Caracterização Geológica e Geotécnica (EDP,2007).

No zonamento efectuado não foram incluídos as informações relativas aos ensaios realizados pelo LNEC, cujo relatório se encontrava em preparação no momento da elaboração do estudo supracitado.

De acordo com o estudo referido, foram definidas quatro zonas geotécnicas, cujas características se apresentam no Quadro 4.2.

Quadro 4.2 – Características das zonas geotécnicas (Volume V, EDP, 2007).

Zona

Geotécnica Litologia Alteração Fracturação RQD (%) RMR GSI

Em (GPa)

ZG4 Granito gnaissico

W4 a w5 F4 a F5 <25 <35 <30 <1 Migmatito


W3 a W3-4 F4 a F5 <50 30-56 25-51 1-6

Migmatito 32-57 27-52 1-7


W2-3 a W3 F3 a F4 50-90 50-69 45-64 5-17

Migmatito 48-70 48-70 5-22


W1 a W2 F1 a F3 90-100 >55 >50 >11

Migmatito >60 >60 >15

Analisando em pormenor o local de implantação da central, verifica-se que o maciço onde esta será implantada é constituído por granito gnaissico, o qual é intersectado por um filão de pegmatito situado no alinhamento, em profundidade, e por um retalho (“roof pendant”) de migmatito aflorante, que fecha e desaparece em profundidade (EDP, 2007).

A escavação da central é iniciada à superfície nos aterros das estradas ou em depósitos aluvionares e coluvionares, cuja espessura não será superior a 3 m. Nos locais onde não se observam estes solos de cobertura, o maciço aflorante pode ser considerado incluído na zona ZG3 ou, menos frequentemente na ZG4. Estas zonas possuem em conjunto uma espessura que não ultrapassa os 10m.

Previsivelmente, o poço seria escavado em grande parte no maciço rochoso classificado como ZG1, de elevada qualidade geomecânica, no entanto, é possível ocorrerem zonas mais fracturadas e/ou altera-das, associadas à zona de alternância de migmatito e filão pegmatítico, e a falhas existentes.

Em relação à escavabilidade o estudo previu uma zona superficial ripável, com espessura entre 0 a 2 metros, correspondente a solos de cobertura e a ZG4, uma zona parcialmente ripável, de espessura variável que não excederá dez metros, e uma zona não ripável que obriga à escavação com recurso a explosivos, correspondente às zonas ZG1 e ZG2.


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4.6. ENSAIOS

Os ensaios efectuados nos furos de sondagem e os ensaios realizados com base em amostras obtidas dos testemunhos das sondagens são de extrema importância para o projecto de uma obra subterrânea.

O tempo de execução e os custos destes ensaios são relativamente baixos, pois os primeiros ensaios são realizados ao longo dos furos de sondagens executados para a caracterização geológica e os de laboratório são realizados sobre as amostras extraídas dessas mesmas sondagens.

Os ensaios “in situ” realizados nos furos de sondagem localizados no local de implantação da nova central foram ensaios de absorção de água, ensaios com dilatómetro e ensaios para determinação do estado de tensão.

Os primeiros permitiram definir o zonamento hidráulico do maciço, os segundos obter informação sobre a deformabilidade do maciço em estudo e os últimos estimar o estado de tensão no maciço.

Dos ensaios laboratoriais efectuados com base nas amostras recolhidas, os mais importantes para o trabalho em questão são os ensaios de deslizamento de diaclases e os ensaios de compressão uniaxial.

4.6.1. ENSAIOS “IN SITU”

4.6.1.1. Ensaios de Caracterização Hidráulica

Nos furos das sondagens efectuadas no local de implantação da nova central foram realizados ensaios de permeabilidade Lugeon, com cinco patamares de pressão (0,25 ; 0,5 ; 1,0 ; 0,5 ; 0,25 MPa) estabili-zada durante 10 minutos em troços de 5 m.

O ensaio Lugeon consiste na injecção radial de água sob pressão num determinado trecho de um furo de sondagem e na medição da quantidade de água absorvida pelo maciço rochoso durante determinado intervalo de tempo, a uma dada pressão de injecção, depois de estabelecido um regime de escoamento permanente. A consideração de vários patamares de pressão, crescentes e decrescentes, permite deter-minar curvas caudal versus pressão, que fornecem informações quanto ao regime de percolação do maciço e quanto ao estado de fracturação na envolvente do trecho ensaiado.

Com vista à normalização do ensaio, foi definida a unidade Lugeon que corresponde ao valor médio da absorção médio de um litro por minuto por metro de furo, para um patamar de injecção com a dura-ção de dez minutos com pressão estabilizada em 1 MPa.

Fig.4.3 – Ensaio Lugeon : a) Obturador simples b)Obturador duplo (Lima e Quintanilha,2005)


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Os valores obtidos nos ensaios Lugeon permitiram a definição do zonamento hidráulico do maciço, que permitiram definir duas zonas hidráulicas, a zona ZH1, com permeabilidades inferiores a 2 Unida-des Lugeon e a zona ZH2, com permeabilidades superiores a 2 Unidades Lugeon.

Observa-se uma diminuição da permeabilidade do maciço com a profundidade, com excepção de zonas localizadas e/ou segundo determinadas direcções ou pendores preferenciais. A variação da per-meabilidade é em certas zonas do maciço muito brusca, passando-se de um maciço muito permeável para um pouco permeável a profundidades entre os 10 e 20 metros.

No entanto, apesar do zonamento hidráulico efectuado, com o recurso ao desmonte a fogo para execu-tar a escavação do poço da central, este zonamento pode ser alterado, e zonas antes impermeáveis podem, devido à fracturação provocada pela acção dos explosivos, tornar-se zonas permeáveis. Este facto vai permitir à água infiltrar-se no maciço, exercendo pressão sobre as paredes do poço após a execução do revestimento final deste.

4.6.1.2. Ensaios com dilatómetro

Os ensaios executados com dilatómetro desenvolvido pelo LNEC, designado por BHD (BoreHole Diameter) permitem avaliar a deformabilidade de zonas de maciços acessíveis apenas através de furos de sondagem. O equipamento necessário à realização do ensaio é constituído por uma bomba de água com manóme-tros, varas de condução de água e de orientação, carretel com cabo de aço para o posicionamento, cabo eléctrico e caixa de leitura.

Fig.4.4 – Equipamento necessário para a realização de um ensaio com dilatómetro (LNEC,2008).

O ensaio consiste na aplicação de pressões às paredes de um furo de sondagem e na medição das deformações diametrais provocadas por estas, segundo quatro direcção desfasadas de 45º entre si e perpendiculares ao eixo do furo.

Os resultados dos ensaios realizados nos furos BP1, BP2, BP3 e BP27 permitiram obter um valor médio do módulo de deformabilidade de 6,1 GPa, independentemente da ocorrência ou não de grani-tos gnaissicos, pegmatitos e migmatitos. Considerando apenas os ensaios realizados em locais de gra-nito gnaissico obteve-se um valor médio praticamente igual. No entanto, segundo Lima e Quintanilha (2005), os resultados obtidos através deste ensaio são em regra inferiores aos obtidos com base nou-


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tros métodos, o que faz com se designe os valores obtidos por módulos dilatométricos, que são corre-lacionáveis com o módulo de deformabilidade obtido por outros métodos.

4.6.1.3. Ensaios para determinação do estado de tensão no maciço

Com o objectivo de determinar o estado de tensão no maciço foram realizados ensaios de almofadas planas de pequena área (SFJ) e ensaios de defórmetro tridimensional (STT) numa antiga galeria utili-zada na construção da central da barragem existente, na vizinhança do local de implantação da nova central.

Os ensaios de almofadas planas de pequena área (SFJ) foram conduzidos com base no procedimento desenvolvido pelo LNEC. O SFJ constitui um ensaio de restituição do estado tensão que consiste na abertura de um rasgo numa superfície exposta de um maciço rochoso e no restabelecimento do estado de deformação inicial mediante a aplicação de uma pressão no interior do rasgo por meio de um maca-co hidráulico de pequena espessura (LNEC, 2008).

Fig.4.5 – Introdução da almofada de rasgo (LNEC, 2008).

Os resultados directos de cada um destes ensaios são gráficos pressão vs deslocamento, que permitem determinar também o módulo de deformabilidade. Foram realizados seis ensaios, três no Local 1 e outros três no Local 2 da galeria, correspondendo os três ensaios em cada um dos locais a um rasgo horizontal, um rasgo vertical e um rasgo inclinado.

Relativamente aos rasgos inclinados, o executado no Local 1 (hasteal direito) permitiu a determinação da tensão normal segundo uma direcção inclinada 45º no sentido contrário ao dos ponteiros do relógio, enquanto que no Local 2 (hasteal esquerdo) foi determinada a tensão normal segundo uma direcção com inclinação de 45º mas no sentido horário.

Na Figura 4.6 apresenta-se a localização dos dois locais onde se realizaram os ensaios referidos.


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Fig.4.6 – Locais da realização dos ensaios SFJ e STT (LNEC, 2008).

No quadro 4.3 são apresentados os resultados obtidos nos ensaios de almofadas planas de pequena área (SFJ) realizados na zona de implantação da central.

Quadro 4.3 – Resultados dos ensaios SFJ (LNEC, 2008).

Rasgo

Tensão (MPa)

Módulo de Deforma-bilidade (GPa)

Local 1

Horizontal �� =3,46 8,2

Vertical ��=3,61 12,9

Inclinado ��=1,85 5

Local 2

Horizontal ��=1,91 30,6

Vertical ��=3,31 29,3

Inclinado ��=4,32 30,6


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Os resultados obtidos permitiram determinar os valores e orientações das tensões principais nos dois locais onde se executaram os ensaios. Na figura 4.7 apresenta-se um esquema com as tensões medidas e as tensões principais em cada um dos locais.

Fig.4.7 – Tensões medidas e tensões principais em cada um dos locais onde se realizaram ensaios SFJ (LNEC, 2008).

Foram também efectuados no Local 1 e no Local 2 ensaios com defórmetro para determinar o estado de tensão “in situ”. O defórmetro tridimensional foi desenvolvido pelo LNEC e é designado de forma abreviada por STT (Strain Tensor Tube). Os ensaios STT foram executados em dois furos abertos a partir desses locais, nos furos STT1 e STT2 respectivamente, com direcções perpendiculares ao eixo da galeria e inclinações descendentes de 45º.

O defórmetro é um equipamento constituído essencialmente por um tubo cilíndrico de resina epoxídi-ca de parede relativamente fina, com cerca de 20 cm de altura, no qual se encontram embebidos no interior 10 extensómetros eléctricos de resistência, dispostos segundo direcções que permitem a determinação do estado de tensão completo (tridimensional) através de uma técnica de sobrecarotagem dentro de furos de sondagem (LNEC, 2008).

Fig.4.8 – Defórmetro tridimensional STT (LNEC, 2008).

A interpretação dos resultados dos ensaios STT considera as hipóteses de continuidade, homogeneida-de, isotropia e elasticidade linear para estabelecer as relações tensões vs deformações de um tarolo no qual está incluído o STT submetido a um estado de tensão na sua fronteira exterior equivalente ao estado de tensão existente no maciço (LNEC, 2008).


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A sobrecarotagem provoca a libertação desse estado de tensão que origina as deformações medidas pelos extensómetros. A partir desses valores é possível determinar o respectivo estado de tensão desde que se conheçam as constantes elásticas do tarolo, que são obtidas através de ensaios biaxiais (LNEC, 2008).

Foram efectuados 5 ensaios STT cujos os resultados estão presentes no Quadro 4.4

Quadro 4.4 – Resultados dos ensaios STT (LNEC, 2008).

Ensaio Tensões Principais Valor (MPa) Orientação (Direcção/Inclinação)

Furo STT1

12,55 m

�� 1,97 143/18

�� 2,01 45/21

�� 6,21 269/62

Furo STT1

14,85 m

�� 0,34 6/26

�� 0,49 115/33

�� 4,58 246/45

Furo STT1

17,15 m

�� 2,38 97/42

�� 2,9 352/16

�� 7,51 246/44

Furo STT2

5,35 m

�� 2,21 252/7

�� 2,57 157/32

�� 3,43 352/57

Furo STT2

9,60 m

�� 1,38 175/40

�� 1,81 82/4

�� 7,4 348/49

No entanto, estes resultados não permitem determinar com exactidão o estado de tensão no maciço na zona da nova central, pois este é influenciado pela topografia do terreno, em particular do vale resul-tante da erosão provocada pelo rio Douro ao longo do tempo. Outro motivo está relacionado com o facto de os resultados terem sido obtidos na vizinhança de uma galeria cuja execução alterou o estado de tensão.

De modo a possibilitar a interpretação conjunta dos resultados dos ensaios de almofadas planas (SFJ) e do defórmetro tridimensional, foi necessário considerar um modelo global para o estado de tensão na zona em estudo, para cuja resolução foram usados os programas FLAC e FLAC3D. Com base no modelo desenvolvido foram obtidos os valores das tensões principais no plano do modelo bidimensio-nal e do ângulo de mergulho da tensão máxima ao longo do eixo da escavação da nova central. A ten-são perpendicular à direcção da tensão máxima (�� corresponde, de acordo com as hipóteses admitidas na elaboração do modelo, à outra tensão máxima (LNEC, 2008).

Apresentam-se no Quadro 4.5 os valores das tensões no plano do modelo na zona da nova central.


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Quadro 4.5 – Valores das tensões no plano do modelo na zona da nova central (LNEC, 2008).

Cota (m) �� (MPa) �� (MPa) Ângulo (º) �� (MPa)

390 0,96 0,11 33,8 1,03

380 1,32 0,19 36,4 1,24

370 1,70 0,30 35,6 1,46

360 2,06 0,44 32,6 1,69

350 2,40 0,62 28,9 1,92

340 2,72 0,81 25,4 2,15

330 3,01 1,02 22,1 2,37

320 3,28 1,26 18,9 2,60

310 3,52 1,53 15,9 2,83

300 3,73 1,80 12,9 2,99

Na figura 4.9 é possível visualizar a evolução em profundidade das tensões principais e da respectiva orientação. Os resultados obtidos permitem observar uma rotação das tensões provocadas pela topo-grafia do terreno, que conduz a uma diminuição da inclinação da tensão máxima com a profundidade, verificando-se que este se torna quase horizontal nas zonas com cotas inferiores à cota do fundo do rio.

Fig.4.9 – Tensões principais na zona da escavação da nova central (LNEC, 2008).


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4.6.2. ENSAIOS LABORATORIAIS

4.6.2.1. Ensaios de diaclases

O ensaios de diaclases realizados para a caracterização do seu comportamento mecânico tiveram por base um procedimento de ensaio que constou de um ensaio sob carga normal com vários ciclos de carga-descarga que atingiram uma tensão normal máxima de 3,2 MPa, após o qual se efectuaram qua-tro ensaios de deslizamento da mesma diaclase, sob tensões normais de 0,4 – 0,8 – 1,6 – 3,2 MPa, mantidas constantes durante o deslocamento tangencial.

Os ensaios sob carga normal têm como principal objectivo avaliar as características de deformabilida-de das diaclases enquanto que os ensaios de deslizamento são realizados para avaliar a resistência ao deslizamento das diaclases.

O ensaios de carga normal são efectuados na prensa hidráulica onde são executados os ensaios de compressão uniaxial. Os ensaios de deslizamento são realizados num equipamento projectado e con-cebido pelo LNEC, que permite a análise de descontinuidades com áreas até 400 cm².

Fig.4.10 – Pormenor do equipamento do ensaio de diaclases (LNEC,2008).

Os ensaios são realizados a partir da mesma posição inicial da descontinuidade que corresponde à posição relativa natural e ajustada das faces das diaclases. Os ensaios de deslizamento são efectuados por ordem crescente das tensões normais para minimizar o efeito do desgaste das superfícies das des-continuidades ao longo dos vários deslizamentos de cada provete.

Os provetes analisados foram obtidos com base em amostra recolhidas dos furos realizados na local de implantação da nova central, ou seja, dos furos BP1, BP2, BP3, BP12 E BP27.

Não foi possível agrupar em famílias as diaclases ensaiadas devido ao facto de o ângulo entre o plano da diaclase e o eixo do furo não permitir a determinação da orientação das descontinuidades. Este fac-to fez com que se considerasse para todas as famílias identificadas, quer nos Estudo de Caracterização Geológica e Geotécnica (EDP, 2007) quer nos perfis geológico-geotécnicos elaborados ao longo da escavação, os mesmos parâmetros de resistência ao deslizamento.

O comportamento tangencial das descontinuidades constitui o aspecto de maior interesse para o traba-lho em questão, visto que, os parâmetros resistentes das descontinuidades vão ser extremamente importantes para as análises de estabilidade efectuadas no Capitulo 6.

Segundo o relatório do LNEC, de modo a descrever o comportamento tangencial das descontinuidades foi adoptado um modelo de comportamento do tipo elasto-plástico com uma rigidez tangencial inde-


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pendente da tensão normal, e para descrever a resistência tangencial foi considerado um modelo linear de Coulomb, definido em termos de coesão aparente (c) e ângulo de atrito (Φ).

Com base nos resultados obtidos para as tensões tangenciais resistentes são determinados os valores da coesão e ângulo de atrito.

No Quadro 4.6 estão presentes os valores obtidos para a coesão e para o ângulo de atrito, de cada pro-vete ensaiado.

Quadro 4.6 – Resultados dos ensaios de diaclases relativos ao comportamento tangencial (LNEC,2008).

Provete Sondagem c (MPa) tg Ф Ф

D1 BP1 0,194 0,778 37,88

D2 BP12 0,113 0,666 33,66

D3 BP12 0,139 0,681 34,25

D4 BP12 0,165 0,479 25,59

D5 BP3 0,118 0,579 30,07

D6 BP3 0,094 0,646 32,86

D7 BP3 0,037 0,573 29,81

D8 BP3 -0,01 0,686 34,45

D9 BP2 0,076 0,756 37,09

D10 BP2 0,222 0,655 33,22

D11 BP2 0,08 0,642 32,70

D12 BP2 0,194 0,513 27,16

D13 BP2 0,036 0,576 29,94

D14 BP2 0,018 0,605 31,17

D15 BP27 0,105 0,56 29,25

D16 BP27 0,081 0,858 40,63

D17 BP27 0,153 0,743 36,61

D18 BP27 0,022 0,586 30,37

Efectuando a análise estatística dos resultados dos ensaios, obtém-se como valor médio da coesão 102 kPa e como valor médio do ângulo de atrito 32,60º (LNEC, 2008).

Na Figura 4.11 é apresentada uma fotografia de uma das diaclases ensaiadas, nas quais se pode obser-var os encabeçamentos em argamassa de cimento, que possuem um comprimento de 15 cm e que per-mitem ter uma noção da dimensão longitudinal e transversal dos provetes.


34

Fig.4.11 – Fotografia de uma das diaclases ensaiadas – Provete D3 (LNEC,2008).

4.6.2.2. Ensaios de compressão uniaxial

Os ensaios de compressão uniaxial visam determinar a resistência à compressão uniaxial de determi-nada rocha. Os ensaios realizados sobre as amostras provenientes dos furos de sondagens foram efec-tuados pelo LNEC, tendo sido utilizada nos ensaios uma prensa Form Test da marca Soiltest. Na reali-zação dos ensaios foram considerados os procedimentos adaptados dos métodos sugeridos pela Socie-dade Internacional de Mecânica das Rochas (ISRM).

Com base nos tarolos das sondagens foram preparados 41 provetes cilíndricos com diâmetros entre 61,5 e 71 mm , dependendo do diâmetro de furação. Ensaiaram-se provetes de três tipos de rochas distintos, granito e pegmatito do local da implantação da central e migmatito da zona do maciço de fundação da barragem. Os resultados dos ensaios dos provetes das rochas da zona da nova central constituem os elementos mais importantes para o presente estudo.

Fig.4.12 – Equipamento para o ensaio de compressão uniaxial (LNEC,2008).

O plano dos ensaios consistia na realização de três ciclos de carga-descarga idênticos até uma tensão máxima de 25 MPa, sendo que nos casos em que os provetes não permitiram a aplicação desta tensão, os ensaios foram efectuados até tensões que conduzissem a extensões longitudinais da ordem de 10��. No final da realização destes ciclos, os provetes eram levados à rotura através de um ciclo de carga crescente. A análise dos ciclos de carga-descarga conduziu à determinação do módulo de deformabi-


35

lidade (E) e do coeficiente de Poisson (ν), enquanto que o ciclo final permitiu obter a tensão de rotura (��).Apresenta-se no Quadro 4.7 os resultados obtidos nos ensaios para os provetes de granito.

Quadro 4.7 – Resultados dos ensaios de compressão uniaxial dos provetes de granito gnaissico (LNEC,2008).

Provete Furo E

(GPa) ν σ�

(MPa)

188 BP1 46,1 0,25 65,3

189 BP1 45,2 0,12 80,4

190 BP1 48,4 0,19 64,8

191 BP1 46,7 0,20 96,2

192 BP2 35,9 0,18 79,6

193 BP2 27,7 0,21 42,8

194 BP2 52,3 0,12 87,5

195 BP2 37,5 0,19 81,7

196 BP2 59,3 0,15 56,1

197 BP2 48,4 0,19 63,2

198 BP2 36,6 0,19 74,1

199 BP2 43,0 0,19 73,1

200 BP3 39,3 0,17 47,8

201 BP3 28,2 0,15 50,0

202 BP3 37,7 0,22 64,2

203 BP12 42,5 0,24 45,2

204 BP12 46,7 0,22 57,9

205 BP12 43,2 0,24 72,1

Os ensaios forneceram valores médios de 66,8 MPa para a tensão de rotura, 41,0 GPa para o módulo de elasticidade e 0,19 para o coeficiente de Poisson. Como os provetes ensaiados resultam de uma amostra representativa, é possível, considerando uma distribuição normal para a resistência à compres-são σ�, determinar o valor do percentil de 5%, que é de 41,9 MPa. Para o pegmatito obtiveram-se valores médios de 88,6 MPa para a tensão de rotura, 45,5 GPa para o módulo de elasticidade e 0,20 para o coeficiente de Poisson. Como o número de provetes é relativamente reduzido, não se determi-nou o valor do percentil de 5% da resistência à compressão. (LNEC,2008)

Como o local da central é maioritariamente composto por granito gnaissico, considerou-se na determi-nação da resistência da interface calda-rocha o valor do percentil 5% da resistência à compressão do granito.


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Fig.4.13 – Provetes de granito após a rotura (LNEC,2008).


37

5

IDENTIFICAÇÃO DE SITUAÇÕES DE INSTABILIDADE EM TALUDES ROCHOSOS

5.1. INTRODUÇÃO

As características geométricas do talude, e as características geológicas, hidrológicas e geotécnicas do maciço determinam a estabilidade de um talude rochoso. Segundo Vallejo et al.(2004), a combinação destas características, pode definir a condição de rotura ao longo de uma ou várias superfícies e a possibilidade de movimento de um certo volume de rocha ou solo. Os mesmos autores referem que as características geológicas e geométricas são os factores principais para a determinação da possibilidade de rotura e dos mecanismos e modos de rotura.

O estudo das descontinuidades constitui uma parte fundamental da identificação de instabilidades e análises de estabilidade de taludes rochosos. “ Como qualquer maciço rochoso constitui um meio descontínuo que essencialmente se compõe de blocos sólidos separados por descontinuidades, é sabido que estas últimas predominam no comportamento tenso-deformacional dos maciços rochosos” (Gama e Sousa, 2004).

Com base nos dados obtidos no Estudo de Caracterização Geológica e Geotécnica (2007) do projecto em estudo sobre as descontinuidades, é possível realizar uma identificação das situações de instabilidade nos taludes da escavação da Central II. As características das descontinuidades indicadas no estudo referido anteriormente foram obtidas através de levantamentos geológico-geotécnicos efectuados nos taludes rochosos existentes e nas antigas galerias de ataque executadas durante a construção do empreendimento nos anos 60.

No entanto, esta identificação das famílias de descontinuidades predominantes na zona de implantação da estrutura realiza-se numa fase anterior à escavação, durante a elaboração do projecto. Durante a escavação efectua-se, através de cartografia geológica-geotécnica, uma observação das faces de escavação, elaborando perfis geológico-geotécnicos que permite comparar as características das descontinuidades observadas com as previstas nos estudos iniciais. Esta análise é de extrema importância para a execução e segurança da obra pois permite uma adequação do projecto às condições reais existentes em obra, confirmando as soluções definidas ou então alertando para a necessidade de alteração dos meios de estabilização da escavação previstos.

Procedeu-se desta forma à identificação de situações de instabilidade dos taludes rochosos referentes a roturas em cunha, entre a cota (376,00) e a cota (365,00), através do software DIPS desenvolvido pela Rocscience.


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5.2. TIPOS DE INSTABILIDADE EM TALUDES

O tipo de estruturas geológicas presentes num maciço rochoso determina os tipos de instabilidade possíveis em taludes localizados nesse maciço. Deste facto advém a importância de identificar desde cedo as potenciais situações de instabilidade provocadas pelas referidas estruturas geológicas.

A análise de um diagrama onde se representam os pólos das descontinuidades e as respectivas curvas de isodensidades permite identificar facilmente, na maior parte dos casos, as situações potenciais de instabilidade.

Os tipos de instabilidade primários são quatro: rotura planar, rotura de cunhas, rotura por “toppling” e rotura circular. Os três primeiros tipos de rotura estão relacionados com a instabilidade de blocos, mas apresentam formas diferentes consoante a estrutura geológica. A rotura circular pode ser observada em solos, enrocamentos ou rochas com fracturas muito próximas e com descontinuidades não persistentes mergulhando para fora da face do talude.

Na rotura planar e em cunha, as estruturas geológicas possuem uma inclinação concordante com a face de talude e surgem nela. Assim, na representação hemisférica, os pólos das descontinuidades vão situar-se na zona oposta ao circulo maior representativo do plano da face do talude. Contrariamente à rotura planar e em cunha, na rotura por toppling as descontinuidades têm uma inclinação contrária à face do talude, mergulhando para o interior da face, localizando-se deste modo os pólos das descontinuidades na mesma lado da área de projecção que o círculo maior do plano da face do talude.

Fig.5.1 – Rotura Planar, em Cunha e por Toppling (Vallejo et al, 2004)

5.3. ANÁLISES CINEMÁTICAS DE ROTURAS DE CUNHAS

A representação hemisférica permite obter uma indicação das possíveis condições de instabilidade. A esta aplicação da projecção hemisférica dá-se nome de análise cinemática. As indicações sobre as condições de estabilidade obtidas com base na análise cinemática não englobam a influência de forças externas tais como as cargas das fundações, pressões da água ou reforços (ancoragens ou pregagens), podendo estes factores ser preponderantes na estabilidade. Na elaboração de projectos é frequente aplicar a análise cinemática para identificar blocos potencialmente instáveis e de seguida com base em métodos analíticos ou numéricos avaliar a estabilidade desses blocos.

A análise cinemática da rotura de cunhas é efectuada definindo um plano perpendicular às duas famílias de descontinuidades em estudo, isto é, traçando um círculo maior que contenha os pólos


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destas famílias. A recta normal a este plano é coincidente com a recta de intersecção das duas descontinuidades.

Para que se observe uma situação potencialmente instável duas condições tem de ser verificadas simultaneamente. A primeira condição é a recta referente à intersecção dos planos das duas famílias possuir uma inclinação aparente inferior à da face do talude, ou seja, a recta de maior declive do plano perpendicular às duas famílias localizar-se no interior de uma área restrita designada por envoltória “daylight”. A envoltória “daylight” corresponde à área da projecção hemisférica situada para o interior do pólo da face de talude na qual se localizam os pólos dos planos que emergem na face do talude.

A segunda condição a verificar é a localização da recta de maior declive do plano perpendicular às duas famílias no exterior do circulo menor designado por “cone de atrito”. A projecção hemisférica permite analisar a estabilidade de um bloco formado pela intersecção de duas famílias tendo em conta apenas a componente atrítica na resistência ao longo da superfície de deslizamento, desprezando a componente coesiva. Deste modo, ao desenhar um circulo menor com centro coincidente com o centro da área de projecção, correspondente a um cone de eixo vertical e semi-abertura igual ao ângulo de atrito das descontinuidades(�), um bloco será instável se a recta de maior declive do plano que contém os pólos das duas famílias de descontinuidades estiver no exterior do circulo.

Na figura seguinte apresenta-se um esquema representativo da metodologia descrita anteriormente. No exemplo apresentado, o bloco formado pela duas descontinuidades mais representativas das famílias é instável pois a recta de maior declive do plano definido pelas normais aquelas descontinuidades localiza-se no interior da envoltória “daylight” e simultaneamente no exterior do cone de atrito com abertura � e eixo vertical.

Fig.5.2 – Esquema representativo da análise cinemática de rotura de cunhas.


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5.4. IDENTIFICAÇÃO DE SITUAÇÕES DE INSTABILIDADE NOS TALUDES ENTRE A S COTAS (376,00) E

(365,00)M

O software DIPS foi utilizado na realização de análises cinemáticas de rotura de cunhas com base nos dados fornecidos pelo Estudo de Caracterização Geológica e Geotécnica e nos dados provenientes dos perfis geológico-geotécnicos elaborados durante a escavação. Pretende-se avaliar desta forma a importância da observação permanente das escavações no que concerne à identificação de potenciais situações de instabilidade.

Apresenta-se na Figura 5.3 a identificação e localização dos taludes em estudo e no Quadro 5.1 as orientações destes, localizando-se os mesmos entre as cotas (376,00) e (365,00), correspondendo respectivamente ao piso principal e o piso do átrio de descarga e montagem.

Fig.5.3 – Identificação e localização dos taludes em estudo.


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Quadro 5.1 – Orientação dos taludes em estudo.

Talude dip/dd

1 90°/85°

2 90°/175°

3 90°/260°

4 90°/350°

5 90°/260°

6 90°/350°

7 90°/80°

8 90°/350°

5.4.1. FUNDAMENTADA NOS DADOS DO ESTUDO DE CARACTERIZAÇÃO GEOLÓGICA E GEOTÉCNICA

Na identificação das situações de instabilidade com base no Estudo de Caracterização Geológica e Geotécnica foram consideradas as atitudes das famílias com maior preponderância na zona da central, já apresentadas e descritas no Capitulo 4 (Quadro 4.1). Relativamente ao ângulo de atrito, foi considerado o valor médio dos resultados dos ensaios laboratoriais de deslizamento sobre diáclases executados pelo LNEC e apresentados no Capítulo 4.

Tendo por base as análises cinemáticas dos oito taludes em estudo, verifica-se que, apenas nos taludes 1,2 e 7 se identificam situações de blocos instáveis, resultantes da intersecção das descontinuidades das famílias 1 e 2. As referidas análises são apresentadas com detalhe no Anexo A1.

5.4.2. FUNDAMENTADA NOS DADOS DOS PERFIS GEOLÓGICO-GEOTÉCNICOS

O mapeamento de escavações, durante a sua execução, é uma prática que vem sendo frequente ao longo dos últimos anos em túneis, poços e taludes. Após a escavação de um troço de um talude ou de um túnel, o Geólogo/Geotécnico regista as características das descontinuidades observadas, a presença de água, a litologia, o grau de alteração e de fracturação do maciço, com base na observação da face escavada. Segundo Price (2009) estes mapeamentos têm como principais objectivos:

• registar a geologia observada, para que a caracterização efectuada seja reinterpretada com os novos dados possibilitando uma imagem mais clara da geologia a encontrar ao longo da restante escavação;

• avaliar o sucesso do sistema de classificação do maciço utilizado para dimensionar o suporte, o avanço da escavação, o equipamento/processo de escavação, para que , se necessário, se proceda a alterações de acordo com o observado.

A execução do mapeamento, como é efectuada logo a seguir à escavação antes da colocação do suporte, deve ser célere não permitindo uma prolongada consideração de parâmetros geológicos. O pouco tempo disponível para o estudo da face de escavação implica que as informações a recolher estejam previamente definidas.

O mapeamento de escavações resulta na elaboração de perfis geológico-geotécnicos nos quais são desenhadas as descontinuidades observadas, indicadas as respectivas atitudes e onde se apresentam em


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pormenor as várias características observadas já referidas. Na figura seguinte é possível observar um esquema representativo do mapeamento de escavações em túneis.

Fig.5.4 – Esquema ilustrativo do mapeamento de escavações em túneis (Price, 2009).

Na figura 5.5 é apresentado um dos perfis geológico-geotécnicos elaborados durante a obra em estudo pela empresa SOMAGUE, que foram utilizados para identificar possíveis situações de instabilidade de blocos nos taludes escavados.


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Fig.5.5 – Perfil Geológico-Geotécnico.


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Com base nos perfis geológico-geotécnicos e utilizando o software DIPS, procedeu-se ao tratamento estatístico das descontinuidades observadas em cada um dos taludes escavados. Como os perfis elaborados representam apenas um troço de cada face escavada, foi necessário utilizar um programa de edição de imagem para agregar os vários troços referentes cada talude e analisar cada um dos taludes em toda a sua extensão.

O software DIPS possibilita o tratamento informático dos dados das descontinuidades, representando as descontinuidades em projecção hemisférica. A representação dos planos das descontinuidades é efectuada através dos pólos para facilitar a análise. O software DIPS permite obter curvas de isodensidades de concentração de pólos, que ajudam a definir as famílias com maior preponderância no talude em estudo, e a orientação mais representativa de cada família. Na Figura 5.6 exibe-se o tratamento informático das descontinuidades observadas no Talude 1, no qual se identificaram quatro famílias com maior predominância.

Fig.5.6 – Tratamento informático das descontinuidades observadas na face de escavação do Talude 1.

A definição das famílias com maior influência em cada talude possibilitou a identificação de potenciais situações de instabilidade de blocos através de análises cinemáticas. Procedeu-se à identificação dessas situações nos taludes de escavação, com excepção do Talude 2 sobre o qual não foi possível obter os perfis geológico-geotécnicos.

A Figura 5.6 apresenta as várias análises cinemáticas efectuadas no Talude 1 para determinar quais as possíveis situações instáveis.


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Fig.5.7 – Análises cinemáticas efectuadas no Talude 1.

Conforme se pode observar na figura anterior, existe apenas uma situação potencial de instabilidade no Talude 1, que corresponde à intersecção entre a Família 1 e a Família 4 representada na figura anterior pela círculo maior com o nome Cunha 5.

Apresenta-se de seguida as análises cinemáticas efectuadas nos taludes onde se observaram situações potenciais de instabilidade.



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No quadro seguinte são indicadas as potenciais situações de instabilidade identificadas em cada talude e as orientações médias das famílias que provocam essas situações. De salientar, que a identificação das famílias e das cunhas apresentada no Quadro 5.2 refere-se a cada caso em concreto.


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Quadro 5.2– Situações de instabilidade identificadas com base nos dados das escavações.

Talude Cunha Famílias e Atitudes médias das

descontinuidades (dip/dd)

1 5 Famíla 1 (85°/109°) Família 4 (90°/260°)

5 1 Família 1 (60°/225°) Família 2 (90°/284°)

6 1 Família 3 (86°/260°) Família 4 (47°/291°)

6 Família 1 (90°/140°) Família 2 (81°/102°)

8 4 Família 1 (90°/220°) Família 2 (80°/250°)

1 Família 3 (90°/125°) Família 4 (83°/100°)

O número de situações potenciais de instabilidade de blocos, considerando os dados fornecidos pelos perfis geológico-geotécnicos, é superior ao obtido através dos dados do Estudo de Caracterização Geológica e Geotécnica. São identificadas situações de instabilidade em taludes nos quais, de acordo com os estudos iniciais, não existiria instabilidade de blocos.

As situações potencias de instabilidade de blocos identificadas com base nos dados provenientes da escavação serão alvo de uma análise de estabilidade no capítulo seguinte.


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6. 6 ANÁLISE DA ESTABILIDADE DE

BLOCOS

6.1. INTRODUÇÃO

A geologia do local e o comportamento mecânico dos solos e das rochas possuem uma importância vital para o projecto de uma obra subterrânea, pois o dimensionamento desta implica a consideração de um conjunto de parâmetros geotécnicos que caracterizam o maciço onde se pretende efectuar a escavação. O conhecimento dos parâmetros geotécnicos advém de técnicas de investigação do maciço, mecânica e geofísicas, e de métodos de análise e modelação do terreno.

A caracterização geológica-geotécnica, descrita no Capítulo 4, permite a definição dos modelos geoló-gico e geomecânico. O modelo geológico inclui a distribuição espacial das camadas com diferentes características que compõem o maciços, os dados geomorfológicos e hidrogeológicos, as característi-cas das descontinuidades, e outros dados de cariz geológico existentes na área em estudo. O modelo geomecânico engloba a caracterização geotécnica e hidrogeológica do maciço e a respectiva classifi-cação mecânica.

Para que a execução da obra possa ser efectuada com maior segurança, é de interesse definir, além dos modelos atrás referidos, o modelo geotécnico de comportamento, que traduz a reacção do maciço durante e após a execução da obra.

A Central II do aproveitamento de Bemposta foi escavada a céu aberto num maciço rochoso aflorante de boa qualidade, logo a estabilidade local constituirá o aspecto mais importante a considerar no que concerne ao modelo geotécnico de comportamento do maciço. A formação de cunhas instáveis, pro-vocadas pela intersecção de descontinuidades constitui assim um dos parâmetros críticos da escavação de um poço com estas dimensões.

Neste capitulo será analisada a estabilidade local dos taludes resultantes da escavação da central,entre a plataforma principal à cota (377,00) e o piso principal da central à cota (338,00), com base nos dados fornecidos pelos perfis geológico-geotécnicos sobre as descontinuidades observadas durante a escava-ção. A estabilidade dos taludes escavados entre a plataforma principal (377,00) e o piso do átrio de descarga e montagem (365,00) será aqui analisada através do software Swedge, da empresa Rocscien-ce. Os taludes resultantes da escavação do poço propriamente dito, entre o piso do átrio de descarga e montagem (365,00) e o piso principal (338,00), serão analisados com base no software Unwedge, também da Rocscience.


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6.2. EFEITO DA ESCAVAÇÃO NO MACIÇO ROCHOSO ENVOLVENTE

No dimensionamento de uma obra subterrânea há dois aspectos fundamentais a reter: o primeiro é que é impossível prever com exactidão os deslocamentos na envolvente de uma escavação, o segundo é que um erro no dimensionamento da escavação poderá ter graves consequência no desenvolvimento da escavação e nos processos de estabilização adaptados.

Segundo Hudson e Harrison (1997), os três efeitos principais de uma escavação num maciço rochoso são:

• ocorrência de deslocamentos provocados pela remoção de rocha sob tensão, permitindo movimentos da rocha remanescente;

• ausência de tensões normais e de corte na face de escavação não suportada, logo, a face de escavação será um plano principal de tensão, com uma das tensões principais, de magnitude zero, perpendicular a face de escavação;

• na envolvente de uma escavação aberta para a atmosfera, qualquer pressão hidrostática exis-tente será reduzida a zero, mais concretamente ao valor da pressão atmosférica, o que faz com que a escavação funcione como um dreno, ao permitir o escoamento livre da água existente no maciço para a escavação.

Fig. 6.1 – Efeitos da escavação num maciço rochoso (adaptado de Hudson e Harrison,1997).


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6.3. CONCEITOS BASE NA ESTABILIZAÇÃO DE ESCAVAÇÕES

A estabilização de escavações pode ser efectuada com base no reforço ou no suporte do maciço. Estes dois conceitos de reforço e de suporte são diferentes na medida em que dependem da filosofia de abordagem considerada para a estabilização. Segundo Hudson e Harrison (1997), duas filosofias de abordagem podem ser consideradas para a estabilização de escavações:

• deslocamentos de blocos ocorrem pelo facto do maciço rochoso ser descontínuo, logo o maci-ço rochoso é reforçado e passa a comportar-se como um meio contínuo;

• elementos de suporte são instalados na escavação com o objectivo de manter os deslocamen-tos de blocos em níveis toleráveis.

A primeira filosofia é denominada por reforço de maciço, sendo os elementos estruturais introduzidos no interior do maciço. Os elementos estruturais referidos podem ser varões ou cabos de aço selados em furos executados no maciço, que vão minimizar o deslocamento ao longo de descontinuidades existentes. A segunda filosofia designa-se por suporte de maciços , onde elementos estruturais, tais como arcos metálicos e anéis de betão, são instalados na face da escavação. Estes elementos não aumentam a resistência intrínseca do maciço, mas alteram as condições da face de escavação, supor-tando o maciço.

O betão projectado aplicado numa superfície rochosa logo após a escavação não constitui uma medida de suporte, mas sim uma medida de prevenção associada ao reforço do maciço para proteger a superfí-cie e impedir o deslocamento de pequenos blocos.

Fig. 6.2 – a) Reforço de maciços b) Suporte de Maciços (Hudson e Harrison,1997).

É frequente a generalização do termo suporte de escavações para cada um dos elementos referidos, quer para pregagens, quer para anéis metálicos ou de betão, no entanto, é importante conhecer as dife-renças entre os dois tipos de filosofias de abordagem.

6.4. SUPORTE PARA ESCAVAÇÕES EM MACIÇO ROCHOSO

6.4.1. SUPORTES PRIMÁRIOS

Em obras subterrâneas, a instalação do suporte primário, também designado por temporário ou provi-sório, constitui uma das fases construtivas mais importantes na execução deste tipo de obras. Os suportes provisórios, apesar do nome, permanecem instalados, na maior parte das obras subterrâneas, por todo o período de vida útil da obra, já que não são removidos durante a execução do suporte secundário ou definitivo.


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Estes suportes, dependendo do tipo de obra, podem ser simultaneamente suportes definitivos, isto é, em obras em que apenas se pretende suportar os taludes escavados, não sendo executada qualquer estrutura sobre estes.

Os sistemas de suporte primários mais utilizados em obras subterrâneas incluem pregagens, ancora-gens e betão projectado reforçado com rede metálica electrossoldada ou com fibras metálicas.

Fig. 6.3 – Situação na qual o suporte primário é também suporte definitivo.

6.4.2. SUPORTES SECUNDÁRIOS OU DEFINITIVOS

O suporte definitivo ou secundário, empregue no poço da central de Bemposta baseia-se numa estru-tura de betão armado cofrado, que apresenta algumas dificuldades de execução não só devido as dimensões e geometria, como também devido ao faseamento construtivo adoptado.

A execução do revestimento final inicia-se após o término da escavação do troço em estudo neste tra-balho, isto é, entre o piso do átrio de descarga e montagem à cota (366,00) e o piso principal à cota (338,00). O revestimento final será executado no sentido ascendente a partir da cota do piso principal e provisoriamente suportado nas pregagens executadas durante a escavação. Simultaneamente é efec-tuada a escavação do troço inferior do poço da central, cujos betões de revestimento irão suportar no final o suporte definitivo do troço superior.

Na obra em estudo, o suporte definitivo terá como principais objectivos:

• assegurar a estabilidade a longo prazo; • impermeabilizar o contorno, impedindo o fluxo de água para o interior da central; • fornecer ao poço um aspecto regular e uniforme de acabamento final.


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Fig. 6.4 – Execução do suporte definitivo na obra em estudo.

6.5. PREGAGENS

6.5.1. HISTÓRIA DAS PREGAGENS

A estabilização de massas rochosas através de pregagens é uma técnica que vem sendo empregue em todo o mundo há mais de um século. A utilização por parte de uma tribo primitiva na Índia de canas de bambu no terreno para prevenir deslizamentos constitui uma das aplicações mais antigas de pregagens. O nascimento de um novo método de execução de túneis no final dos anos 50, o New Austrian Tunne-ling Method (NATM), no qual escavações realizadas em terrenos altamente plastificados são estabili-zadas através de suportes flexíveis, constitui um momento importante no desenvolvimento da técnica de pregagens e de betão projectado. Hoje em dia, as aplicações desta técnica são muito variadas, quer à superfície como em obras subterrâneas, constituindo actualmente, devido aos desenvolvimentos con-ceptuais e tecnologias de execução, uma ferramenta importante na estabilização de escavações subter-râneas.

6.5.2. TIPOS DE PREGAGENS

A principal função de uma pregagem é a prevenção do deslizamento de blocos ou cunhas de rocha ao longo de planos de descontinuidade através da mobilização de forças normais e tangenciais actuantes no plano de descontinuidade. Podemos ter dois tipos de pregagens, simples e tensionadas. A principal característica que distingue as pregagens tensionadas das pregagens simples é que as primeiras ao serem pré-esforçadas aplicam uma força activa no maciço ao contrário das segundas em que a resis-tência é mobilizada após a ocorrência de movimentos no maciço.

As pregagens simples são utilizadas para prevenir a diminuição da resistência ao corte das desconti-nuidades impedindo o deslizamento, enquanto que, as pregagens tensionadas quando a necessidade de limitar deslocamentos é fundamental. As pregagens são instaladas atravessando as potenciais superfí-cies de deslizamento e são ancoradas na rocha sã numa zona do maciço para além da superfície de


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deslizamento. A força de tracção aplicada nas pregagens tensionadas é transmitida ao maciço na cabe-ça da pregagem, o que provoca a compressão no maciço, alterando as tensões normais e de corte na superfície de deslizamento.

As pregagens consideradas para o projecto em estudo foram as pregagens de varão selado com calda de cimento. Existem outros tipos de pregagens passivas, tais como as pregagens seladas com resina e as pregagens de fricção (“Split Set”, “Swellex”, “Boltex”).

As pregagens com injecção de calda de cimento são o tipo mais simples e usual de pregagem definiti-va em uso actualmente. São essencialmente utilizadas como pregagens passivas, sendo empregues quer em suportes provisórios quer em suportes definitivos. O furo é executado, introduz-se o varão e a calda de cimento, e após a calda adquirir a resistência estipulada são instaladas uma placa e uma por-ca no topo da pregagem e apertadas firmemente.

Fig.6.5 – Pregagem com injecção de calda de cimento (Hoek,2007).

As pregagens com injecção de calda ao serem executadas ao longo de um plano vão, devido à aderên-cia ao longo do seu comprimento, proporcionar um reforço quase homogéneo do maciço. As princi-pais vantagens e desvantagens deste tipo de pregagens são as seguintes:

• vantagens:

a) representam um sistema seguro e durável de suporte ao maciço rochoso; b) resistem a altas tensões, adequando-se a maciços rochosos de qualidade variada; c) os efeitos da corrosão são mínimos;

• desvantagens:

a) são necessários intervalos de tempo superiores para atingir as resistências necessárias, o que tem impede a entrada em serviço imediata da pregagem;

b) dificuldade no controlo da qualidade da calda de injecção e da execução da selagem.

6.5.3. CAPACIDADE DE SUPORTE DE UMA PREGAGEM DE VARÃO SELADO COM CALDA

A estabilização de taludes e escavações tem vindo a ser efectuada frequentemente com recurso a pre-gagens de varão selado com calda de cimento, no entanto, não existe uma expressão universalmente aceite para definir a capacidade de suporte destes elementos. O dimensionamento destes elementos é efectuado com base em diferentes diagramas esquemáticos, não existindo actualmente consenso em


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relação a nenhum deles. A capacidade de suporte de uma pregagem de varão selado constitui desta forma uma questão que está na origem de vários estudos ao longo dos últimos 35 anos.

A capacidade de suporte de uma pregagem depende de vários factores tais como o modo de deforma-ção da pregagem, a resistência à tracção da pregagem, as características do maciço, a orientação da pregagem e as características da calda.

O modo de deformação da pregagem está directamente relacionado com o tipo do plano de rotura, se é de corte ou se é dilatante, e com a orientação da pregagem em relação ao plano ou direcção de desli-zamento, conforme se pode observar na Figura 6.6. Enquanto que em movimentos dilatantes da super-fície de deslizamento o funcionamento da pregagem é nitidamente à tracção, quando este movimento é de corte o funcionamento da pregagem é mais complexo.

Fig. 6.6 – Modos de deformação de uma pregagem (Windsor, 1997).

Foi efectuado um estudo com base em experiências de vários especialistas para determinar qual a res-posta a considerar quando se está perante um movimento de corte ao longo da superfície de desliza-mento, isto é, qual a contribuição de uma pregagem de varão selado para a resistência ao corte de uma superfície de deslizamento.

6.5.3.1. Contribuição da pregagem para a resistência ao corte de uma superfície de deslizamento.

O comportamento destas pregagens sujeitas ao esforço de corte nas superfícies de deslizamento não é totalmente conhecido, sendo uma das causas para a inexistência de uma expressão universalmente aceite para a capacidade de suporte destes elementos. O primeiro trabalho de investigação sobre esta problemática é da autoria de Bjurström, em 1974, que efectuou ensaios de corte em pregagens execu-tadas entre blocos de granito. Bjurström avaliou três aspectos do comportamento de uma pregagem: a força de tracção na pregagem, a fricção na superfície de corte resultante do aumento da tensão normal e o efeito de cavilha da pregagem. Segundo Bjurström, a execução de pregagens inclinadas tem como consequência um aumento da resistência ao corte para pequenos deslocamentos.


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Durante os anos seguintes, vários autores como Haas (1976, 1981), Azuar ( 1977), Dight (1982), Egger e Fernandez (1983), Schubert (1984), Panet (1987), Spang (1988) e Spang e Egger (1990), pro-curaram com base em ensaios laboratoriais, ensaios de campo e modelos em elementos finitos, esta-belecer relações quantitativas entre as propriedades das descontinuidades e da rocha intacta, os parâ-metros das pregagens e o aumento da resistência do maciço. No entanto, a grande variedade de variá-veis envolvidas neste problema impossibilitou a definição de uma teoria, geral e consensual, que explique o efeito das pregagens.

A análise em simultâneo de factores tais como a geometria da descontinuidade, o espaçamento de descontinuidades, os diversos parâmetros das pregagens, a orientação relativa entre a descontinuidade e a pregagem, as propriedades dos diversos tipos de maciços, a presença de água ou não nas desconti-nuidades, torna o problema excessivamente complexo.

Os estudos referidos foram efectuados seleccionando um conjunto limitado de aspectos a analisar, procurando determinar relações qualitativas e em alguns casos quantitativas, todavia, essas ficam directamente ligadas as condições em que os ensaios foram realizados. Estes estudos focaram-se ape-nas na resistência das pregagens com injecção de calda sujeitas ao esforço de corte.

Um dos métodos simplificados para o dimensionamento destes elementos é o método simplificado utilizado frequentemente pelo LRPC (Laboratoire Régional des Ponts et Chaussées) de Lyon. O méto-do do LRPC utilizado para determinar a contribuição de uma pregagem passiva, inclui um factor de segurança no aço, para descontinuidades com dilatância nula ou reduzida. Este método estabelece que para inclinações da pregagem em relação à superfície de deslizamento inferiores a 75º (α <75º) a con-tribuição da pregagem a considerar é dois terços da resistência a tracção do varão correspondente à tensão de cedência. Para valores de α superiores a 75º, a contribuição da pregagem a considerar é metade da resistência à tracção.

De entre os estudos efectuados, a expressão obtida por Spang e Egger (1990) após a análise de resulta-dos obtidos em laboratório, no campo e através de um modelo utilizando elementos finitos constitui um bom ponto de referência para o dimensionamento deste tipo de pregagens.

Spang e Egger (1990), com base nas observações efectuadas durante os ensaios de corte, descreveram o comportamento das pregagens seladas com calda, dividindo-o em 3 fases:

1. Fase Elástica – Após vencida a coesão ou aderência da descontinuidade, o bloco começa a movi-mentar-se ao longo da superfície de deslizamento. A resistência ao movimento de corte resulta da soma da resistência ao corte da própria descontinuidade e da resistência da pregagem. Esta última é consequência do comportamento deformacional do varão, da calda e da rocha, dependendo do módulo de elasticidade, E, dos três materiais.

2. Cedência – Nesta fase podem ocorrer duas situações, a primeira corresponde ao caso em que a envolvente da pregagem é extremamente rígida, em que o varão resiste até atingir a resistência de corte. A segunda situação, correspondente a uma envolvente mais deformável (rocha fraca) na qual, considerando as características correntes da calda, o varão se deforma até se mobilizar a resistência à tracção. Nestes casos, a cedência da calda ocorre por compressão e a do aço por tracção.

3. Fase Plástica – Como todos os materiais envolvidos nos ensaios de corte entram em cedência numa fase inicial do teste, perante forças de corte relativamente baixas, a reacção ao corte de uma super-fície de descontinuidade reforçada por uma pregagem vai depender essencialmente do relação for-ça-deslocamento dos materiais plastificados.

A contribuição da pregagem para a resistência ao corte da descontinuidade depende de vários parâme-tros, sendo os mais importantes para os referidos autores:


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• Ângulo de atrito das descontinuidades (φ); • Inclinação da pregagem relativamente à superfície de deslizamento (α) • Rigidez da calda e da rocha; • Ângulo de dilatância; • Espessura da calda de injecção; • Diâmetro do varão; • Propriedades resistentes do aço.

Fig. 6.7 – Esquemas dos ensaios de corte laboratorial (esquerda) e de campo (direita) (Spang e Egger, 1990).

Spang e Egger (1990) analisaram no seu estudo a influência do diâmetro, do ângulo de atrito da super-fície de deslizamento, da deformabilidade da rocha, da inclinação da pregagem, da dilatância da des-continuidade e da tensão normal na superfície de corte. Após a análise destes parâmetros, os autores, referem os seguintes aspectos mais importantes para contribuição da pregagem para resistência de corte de descontinuidades:

• uma descontinuidade rugosa aumenta esta contribuição em cerca de 50% em relação a uma descontinuidade lisa.

• a inclinação da pregagem ou dilatância da descontinuidade aumenta em cerca de 20% a con-tribuição em relação a pregagens normais à superfície de deslizamento.

• a resistência ao corte aumenta com a deformabilidade da rocha e da calda, no entanto, em menor escala.

Segundo os mesmos autores, a influência das pregagens na resistência das descontinuidades ou de rochas estratificadas pode ser decomposta em dois termos: o primeiro, correspondente ao efeito de cavilha da pregagem, que representa a contribuição da pregagem para resistência ao corte da desconti-nuidade dada pela componente paralela ao corte. O segundo termo, referente ao efeito de fricção, que resulta da contribuição da pregagem para a resistência ao corte da descontinuidade resultante do atrito e da componente normal ao corte.

Com base nos resultados dos ensaios laboratoriais e de campo, Spang e Egger (1999) propõem a Expressão 6.1 para a determinação da contribuição da pregagem para a resistência ao corte da descon-tinuidade:

�� 1,55 0,011� �,��

��,��0,85 0,45�� (6.1)


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Nesta expressão, R! corresponde à resistência à tracção do varão em kN, σ# é a resistência à compres-são uniaxial da rocha em MPa, $ é o ângulo de atrito na descontinuidade e α é a inclinação da prega-gem em relação à superfície de deslizamento.

No entanto, como se trata de uma expressão empírica, a sua validade está associada às seguintes con-dições:

• as pregagens consistem em varões de aço injectados com calda de cimento, selados em todo o comprimento;

• o diâmetro do furo é duas vezes o diâmetro do varão. • a resistência da rocha é superior a 10 MPa e inferior a 70 MPa; • a inclinação do furo 45 <α < 90 (α em relação à superfície de corte) • a dilatância é desprezável

Mais recentemente, Durville et al. (2006) procuraram no seu estudo comparar os resultados obtidos experimentalmente numa caixa de corte de grandes dimensões, com alguns métodos de dimensiona-mento de pregagens injectadas com calda de cimento, tais como o método de Panet (1987) e o de Spang e Egger (1990).

Fig. 6.8 – Caixa de corte utilizada por Durville et al. (2006).

No estudo em questão, os autores analisaram também a influência de vários parâmetros tais como o diâmetro do varão, a inclinação da pregagem, a abertura da descontinuidade e a resistência da calda de injecção. Verificaram em relação à inclinação da pregagem, que o valor da contribuição desta para a resistência é maior quando o varão está inclinado 45 a 60 graus em relação à superfície de desloca-mento no sentido do movimento.

Outra observação, é o facto de no caso do varão ser inclinado em relação à superfície de deslizamento, o valor da contribuição é sempre superior ao valor da resistência à tracção. A contribuição da prega-gem para a resistência diminui à medida que a inclinação do varão se aproxima da normal em relação à superfície de corte, continuando a diminuir quando o varão é inclinado contra o sentido do movi-mento (α>90º, considerando a Figura 6.9)


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Fig. 6.9 – Definição do ângulo α.

No que toca à influência do diâmetro do varão, observa-se um crescimento quase linear da contribui-ção com o aumento do diâmetro. Em relação à abertura da descontinuidade, verifica-se um pequeno aumento da contribuição da pregagem à medida que se consideram aberturas maiores, bem como um aumento do deslocamento ao longo da superfície de corte para o qual se atinge a contribuição máxima. Relativamente à influência da resistência da calda os autores observaram que, dependendo da inclina-ção, a utilização de uma argamassa mais fraca poderá aumentar um pouco a contribuição, contudo conduz a maiores deslocamentos.

Os resultados obtidos por Durville et al.(2006) constituem uma avaliação da sensibilidade do valor da contribuição última da pregagem em relação a parâmetros difíceis de controlar na prática, como a inclinação do varão, a qualidade da calda de injecção e a abertura da descontinuidade

Durville et al.(2006) realizam no seu estudo uma comparação dos valores experimentais com o méto-do de Spang e Egger (1990) e com o método simplificado utilizado frequentemente pelo LRPC de Lyon.

Procedeu-se do mesmo modo à comparação entre os valores experimentais e a resistência à tracção simples de um varão, admitindo que a contribuição do varão para o aumento da resistência ao corte de uma descontinuidade pode também ser definida desta forma.

Esta análise consistiu na avaliação da razão entre os valores experimentais e os valores teóricos, con-siderando as inclinações das pregagens estudadas por Durville et al.(2006). Considerou-se nesta análi-se um aço A500 com uma tensão de cedência de cálculo igual a 435 MPa (Eurocódigos). Em relação aos valores de � e de $ a introduzir no método de Spang e Egger (1990), foram utilizados os valores referidos por Durville et al.(2006) como propriedades dos materiais empregues nos ensaios, ou seja, 60 MPa e 35º respectivamente.

No Quadro 6.1 apresentam-se os valores das contribuições determinados para cada um dos métodos e os resultados do ensaios de Durville et al.(2006) e no Quadro 6.2 estão presentes os respectivas rela-ções entre os valores experimentais e teóricos.


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Quadro 6.1 – Valores das contribuições obtidos experimentalmente e através dos métodos de cálculo.

Ângulo (º) Durville (kN) Cb (kN) LRPC (kN) Tracção (kN)

45 338 279 142 214

60 331 248 142 214

75 285 226 142 214

80 280 221 107 214

90 270 217 107 214

Quadro 6.2– Relação valor experimental/valor teórico referente a cada um dos métodos.

Ângulo Cb LRPC Tracção

45° 1,21 2,37 1,58

60° 1,33 2,33 1,55

75° 1,26 2,00 1,33

80° 1,27 2,62 1,31

90° 1,24 2,53 1,26

Observando os valores obtidos verifica-se que o método da LRPC é o mais conservador, apresentando para a inclinação mais desfavorável uma relação valor experimental/valor teórico superior a 2,5. Em termos de coerência dos valores, o método desenvolvido por Spang e Egger (1990) é o que apresenta maior consistência.

Como refere Durville et al.(2006), os valores obtidos com o método desenvolvido por Spang e Egger(1990) são bastantes próximos dos determinados experimentalmente no que concerne à contri-buição última de uma pregagem, podendo ser utilizados na prática desde que aplicando factores de segurança aos parâmetros estimados, procurando assim limitar a plasticidade e a deformação.

Em relação ao método do LRPC e a outros métodos que calculam as contribuições das pregagens com base apenas na tensão de cedência, os autores afirmam que os valores obtidos através destes métodos provam ser heterogéneos dada uma evolução pós-elástica que pode variar drasticamente em função das condições de teste.

Um dos factores que pode conduzir à variação referida anteriormente é o esmagamento do material envolvente à pregagem no caso de rochas com resistências relativamente baixas, que pode provocar uma reorientação do varão mais favorável que permita trabalhar principalmente à tracção.

Relativamente aos ensaios de corte efectuados por Durville et al. (2006), estes foram realizados utili-zando blocos de betão simulando rochas de elevada resistência, logo, em rochas de menor resistência e mais deformáveis os valores da contribuição das pregagens serão superiores e as relações valores experimentais/valores teóricos obtidos através dos métodos da LRPC e o que considera apenas a resis-tência à tracção simples ainda serão maiores.

Na prática, a consideração da resistência à tracção como contribuição da pregagem para a resistência ao corte de uma descontinuidade assume-se desta forma como sendo a metodologia mais simples, não


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dependendo dos parâmetros do maciço, nem da inclinação do varão, como o método de Spang e Egger (1990), apresentando valores inferiores aos obtidos por este método e menos conservativos que os obtidos pelo método proposto pela LRPC.

6.5.3.2. Modos de Rotura

A máxima resistência à tracção que uma pregagem pode fornecer ao movimento de um bloco depende do modo de rotura que esta pode sofrer. Os modos de rotura de uma pregagem são três: arranque (“pull out”), resistência à tracção do varão e capacidade da placa de reacção (“stripping”).

O primeiro caso depende da resistência ao corte da interface rocha-calda, valor que pode ser determi-nado em obra através da execução de ensaios de arranque, e do comprimento selado existente para o interior do maciço após a superfície de deslizamento. O ensaio de arranque deve ser efectuado numa zona do maciço onde não atravesse nenhuma descontinuidade, pois o resultado deste ensaio depende da intersecção do comprimento selado por alguma descontinuidade.

Fig. 6.10 – Modos de rotura de uma pregagem de varão selado com calda de cimento (Unwedge Theory Manual, 2005).

A rotura provocada pela superação da capacidade da placa de reacção depende, além da capacidade da placa, do comprimento selado no interior do bloco suportado e como consequência da resistência de corte na interface rocha-calda.

Em maciços de elevada resistência como o existente no projecto em estudo, a resistência ao corte da interface rocha-calda depende essencialmente das características da calda. Contudo, considerando as características actuais das caldas correntes, a resistência da interface calda-rocha apresentará valores significativos, permitindo atingir uma resistência ao arranque, para um pequeno comprimento de sela-gem e considerando diâmetros comerciais, superior ao valor da resistência à tracção do varão de aço.

As próprias placas de reacção apresentam hoje em dia uma resistência elevada, logo também não será o correspondente modo de rotura o mais limitativo no grande maioria das situações.

A máxima resistência à tracção que uma pregagem é capaz de mobilizar para contrariar o movimento de um bloco será o menor valor obtido em cada um dos três modos de rotura referidos. Logo, a capa-cidade de suporte de uma pregagem de varão selado a considerar no dimensionamento das malhas de


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pregagens corresponderá no caso presente à resistência à tracção de um varão de aço com característi-cas definidas previamente.

6.6. BETÃO PROJECTADO

6.6.1. INTRODUÇÃO

Segundo Yoggy (2000) o termo betão projectado aparece pela primeira vez em 1912 nos Estados Uni-dos por intermédio da indústria de cimento, sendo considerado desde logo um sucesso. Segundo o American Concrete Institute, a designação betão projectado corresponde a uma argamassa ou betão que é projectado a alta velocidade contra uma superfície utilizando ar comprimido.

Fig.6.11 – Operador colocando betão projectado em 1919 (Yoggy, 2000).

O betão projectado pode ter características semelhantes às do betão convencional sobre o ponto de vista de resistência à compressão, tracção por flexão ou durabilidade. Uma das grandes desvantagens em relação ao betão convencional está relacionada com o facto de o processo de colocação exigir uma maior experiência do operador. Outra desvantagem deste material é o custo do equipamento, exigindo o betão projectado um equipamento mais complexo e como consequência mais caro.

Em relação aos betões convencionais, em especial os de classe de resistência mais baixa, o betão pro-jectado exige uma maior dosagem de cimento. Segundo Thomas (2009), a composição do betão deve ser adaptada para que:

• possa ser encaminhado para a ponteira e projectado com o mínimo de esforço; • vá aderir a superfície de escavação, suporte o seu próprio peso e as cargas do terreno; • atinja a resistência e a durabilidade requeridas para a sua aplicação a médio e longo prazo;

O campo de aplicação do betão projectado limitou-se durante alguns anos à estabilização de taludes, revestimento primário de túneis, reparação de estruturas e execução de depósitos. Hoje em dia, o betão projectado tem um papel de grande importância no suporte a curto e longo prazo das frentes e períme-tros de obras subterrâneas, e por isso, constitui um elemento de suporte utilizado neste tipo de obras. Actualmente o betão projectado pode ser alternativa ao betão armado em algumas estruturas.

Para Thomas (2009), poços executados em rochas duras como o granito, dada a estabilidade da rocha, não exigem grandes exigências do revestimento de betão projectado. O betão projectado é apenas colocado para controlar a estabilidade dos blocos.


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Para permitir uma boa aderência, a superfície ideal para o betão projectado deve ser ligeiramente rugo-sa e húmida. O betão projectado não pode ser instalado em superfícies as quais não possa aderir tais como superfícies molhadas com água em movimento ou superfícies lisas e plastificadas.

6.6.2. SISTEMAS DE APLICAÇÃO DO BETÃO PROJECTADO

O betão projectado pode ser aplicado actualmente através de três sistemas diferentes, e como conse-quência com equipamentos diferentes: via seca, via húmida e via semi-húmida.

Na via seca, a mistura de agregados com humidade natural ou muito secos, cimento e aditivos é intro-duzida num alimentador, e mediante um distribuidor (rotor) entra numa mangueira, onde é transporta-da por ar comprimido para ponteira. A água de mistura e o acelerador, se necessário, são adicionados sob pressão na ponteira à mistura de cimento, agregados e aditivos, sendo então o betão projectado contra uma superfície. A dosagem de acelerador e a relação água/cimento é controlada pelo operador da ponteira durante a aplicação do betão projectado.

Fig.6.12 – Esquema representativo do sistema via seca de aplicação de betão projectado (Thomas, 2009).

A via semi-húmida é muito semelhante ao sistema anteriormente referido, consistindo a única diferen-ça na zona onde se procede à adição da água de mistura sobre pressão, que neste sistema é a 5 m da ponteira o que permite obter uma mistura mais homogénea devido ao facto do percurso até à ponteira ser maior.

Na via húmida, a adição da água aos restantes componentes do betão é efectuada antes da colocação da mistura no alimentador ou misturador. A projecção do betão pode ser feita por dois processos: flu-xo diluído semelhante à via seca sendo o transporte da mistura na mangueira realizado através de ar comprimido ou fluxo denso em que o ar comprimido é injectado apenas na ponteira. A razão água cimento é controlada neste caso no alimentador, contudo, o controlo da dosagem de acelerador é reali-zado pelo operador da ponteira. Segundo Thomas (2009), o sistema de via húmida é reconhecido por permitir um maior controlo da qualidade, por ser mais adequado à automação e por ser mais seguro pois conduz a menores níveis de poeiras.

As vantagens do sistema via seca são uma maior resistência para uma idade jovem, menores custos de instalação e a exigência de uma área reduzida para instalação do equipamento. No que concerne às


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desvantagens, as mais importantes residem nos maiores níveis de poeiras produzidos e na grande variabilidade do produto final devido à influência do operador.

Relativamente ao sistema via húmida, este apresenta várias vantagens tais como um maior controlo da qualidade, menor ressalto, menores níveis de poeiras, e permite a utilização de misturas já preparadas, o que possibilita o registo da mistura exacta e das quantidade aplicadas. Como desvantagens, este sis-tema apresenta uma maior necessidade de espaço, implica maiores custos de equipamentos e necessita de melhor coordenação na obra por causa da presa do cimento.

De acordo com Thomas(2009), em termos gerais, o sistema de via seca é mais adequado a casos que exijam um menor e irregular volume de betão, onde há restrições de espaço e onde a distância do local do alimentador ao local de aplicação é grande. O sistema de via húmida é mais adaptado a projectos que impliquem maiores quantidade de betão projectado e onde o alimentador pode ser instalado perto do local de projecção do betão.

6.6.3. BETÃO REFORÇADO COM AÇO: REDE ELECTROSSOLDADA OU FIBRAS

Segundo Wyllie e Mah (2005), para aplicações permanentes, o betão projectado deve ser reforçado para reduzir o risco de fendilhação e de laminação. A resistência à tracção do betão é baixa, cerca de um décimo da resistência à compressão e apresenta uma rotura frágil, logo muitas vezes esta resistên-cia é desprezada no dimensionamento. O reforço do betão projectado pode ser efectuado através de redes electrossoldadas de aço ou através de fibras metálicas, contudo, nos últimos anos têm sido efec-tuadas várias experiências utilizando fibras de polipropileno. O betão projectado reforçado quando sujeito a esforços de tracção abre fendas, no entanto, devido à aderência entre betão não fracturado e o aço, há uma transferência gradual da carga do betão fracturado para o aço à medida que a carga aumenta.

A utilização de fibras metálicas como reforço do betão projectado é uma questão que vem sendo estu-dada desde os anos 70. O betão reforçado com fibras é utilizado com vários fins tais como construção nova, reparação e reabilitação de estruturas antigas e deterioradas, muros de suporte para escavações, revestimento de túneis e estabilizações de taludes.

O betão projectado com fibras metálicas tem vindo a substituir em escavações subterrâneas o betão projectado com rede electrossoldada, sendo hoje em dia utilizado quase sempre em escavações subter-râneas e o betão projectado com rede electrossoldada na estabilização de taludes à superfície.

A aplicação de betão projectado com rede electrossoldada pode ser difícil, exigir um consumo de tem-po elevado o que a torna dispendiosa, e pode apresentar alguns perigos e riscos devido à não unifor-midade da aderência entre o betão e a rocha, o que tem como consequência a formação de vazios entre a rede e rocha.

Segundo Ortigão e Sayão (2004), as fibras metálicas vão fornecer ao betão projectado ductilidade, resistência à tracção, à fendilhação, ao choque, à fadiga e ao corte, contudo não têm influência signifi-cativa na resistência à compressão do betão projectado. De acordo com Morgan (1995), as fibras vão aumentar a capacidade de absorção de energia antes e depois da fendilhação, isto é, a tenacidade. As fibras permitem também redistribuir a fissuração provocada pelo excesso de ligante ou de água.


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Fig.6.13 – Fibras metálicas empregues no reforço do betão projectado (www.bekaert.com/en). A utilização de fibras no betão projectado permite uma melhor distribuição das tensões de tracção, pois quando este é sujeito a esforços de flexão as fibras alteram a posição do eixo neutro, permitindo uma maior dosagem de fibras um aumento da resistência à tracção.

Segundo Ortigão e Sayão (2004), quando se inicia o fenómeno de fendilhação, as fibras metálicas vão “coser” a fissura e reduzir as tensões em “frente” à fenda, o que provoca o aumento da tenacidade do betão projectado, que corresponde à energia absorvida antes e depois da fissuração.

Fig.6.14 – Efeito das fibras metálicas no aumento da tenacidade (Ortigao e Sayao, 2004).

As características mais importantes para a selecção do tipo de fibras para uma determinada aplicação são a esbelteza, que corresponde à razão comprimento/diâmetro, a resistência à tracção, a forma dos ganchos e a dosagem. A esbelteza varia entre 30 e 150, consoante o fabricante, enquanto que a dosa-gem é dependente das características do projecto estando em geral compreendida entre 30 a 90 Kg/m³.

Os melhoramentos do comportamento do betão projectado são proporcionais à quantidade de fibras adicionadas, no entanto, a partir de determinada dosagem, a trabalhabilidade da mistura diminui e o transporte na tubagem é mais difícil.

A eficácia da acção das fibras metálicas no betão projectado é máxima quando estas estão totalmente mergulhadas no betão e a distribuição é uniforme.

O comportamento do betão reforçado é muito diferente do betão projectado não reforçado, dependen-do o comportamento também do tipo de carga, dinâmica ou estática. Quando se efectua a comparação entre o comportamento do betão projectado reforçado e não reforçado quando sujeitos a uma carga estática crescente, verifica-se que o reforçado mantém a integridade após a fendilhação atingindo deformações significativas. O betão projectado sem reforço, apresenta uma resposta linear até ocorrer a primeira fenda, produzindo-se de seguida a rotura.

Turanli e Cengiz (2001) efectuaram um estudo onde analisaram a capacidade de absorção de energia do betão projectado reforçado, com fibras metálicas e com rede electrossoldada, utilizando ensaios de


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flexão em placa, onde é possível observar a diferença de comportamentos entre os dois tipos de betão projectado reforçado. Foram utilizadas três placas com as seguintes constituições:

• Betão reforçado com rede electrossoldada – SMRS • Betão projectado com fibras – dosagem 35 kg/m³ – SFRS 35 • Betão projectado com fibras – dosagem 50 kg/m³ – SFRS 50

Fig.6.15 – Resultado dos ensaios de flexão em placa (Turanli e Cengiz, 2001).

Analisando os resultados obtidos pelos autores referidos, verifica-se que o betão projectado atinge a resistência de pico para valores pequenos de deformação. Comprova-se que o comportamento do betão projectado está directamente relacionado com a dosagem de fibras. O comportamento do betão refor-çado com rede electrossoldada é diferente após a abertura da primeira fenda, possibilitando a obtenção de um segundo pico, superior ao primeiro, para uma flecha de 9mm.

Fig.6.16 – Placa de betão projectado com rede electrossoldada após ensaio de flexão (Turanli e Cengiz, 2001).


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6.6.4. RESISTÊNCIA AO CORTE DO BETÃO JOVEM REFORÇADO COM FIBRAS METÁLICAS

Bernard (2007) realizou um estudo onde analisou a evolução da resistência do betão projectado refor-çado com fibras metálicas em função da idade, ou seja, em função das horas após a aplicação. A resis-tência do betão projectado nas primeiras horas após colocação é uma questão de extrema importância pois afecta o progresso da escavação e, como é obvio, os custos da obra. Além disso, os movimentos de blocos podem dar-se a qualquer momento, logo, o betão projectado pode ser sujeito a cargas ime-diatamente após a sua instalação. Assim, é necessário considerar a resistência deste nas primeiras horas após a aplicação no dimensionamento do suporte de taludes.

Observando os resultados dos testes de arranque executados por Bernard, observa-se que a rotura ocorreu na grande maioria dos casos por punçoamento, logo, a capacidade de carga de um betão pro-jectado jovem é dependente essencialmente da resistência ao corte.

Fig.6.17 – Evolução da resistência de pico em função do tempo após aplicação (Bernard, 2007).

Analisando a figura anterior, verifica-se um aumento significativo da resistência de pico entre a sexta e a sétima hora após aplicação do betão projectado. Observando a relação entre os resultados dos ensaios de corte e de compressão é possível observar uma tendência bem definida com forma marca-damente não linear quando este são apresentados em gráficos com eixos log-log.

Fig.6.18 – Relação entre os resultados obtidos para à resistência à compressão uniaxial e ao corte (Bernard, 2007).


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A relação entre a resistência ao corte e a resistência à compressão para betões já endurecidos vem expressa em vários códigos estruturais, incluindo na Australian Standard 3600 (AS 3600), de 2001, através da expressão seguinte:

& � 0,34()* (6.2)

onde ν é a resistência ao corte e f*# a resistência característica do betão à compressão,correspondente a 90% da resistência média f#. Segundo Bernard (2007) esta expressão é muito conservativa para betões maduros, tendo sido desenvolvida uma nova expressão, menos conservativa com base no valor médio da resistência à compressão:

& � 0,42() (6.3)

No entanto, segundo o mesmo autor, estas expressões sobrestimam a resistência ao corte do betão para idades mais jovens, logo foi desenvolvida uma nova expressão para o betão jovem, a Expressão 6.4, para definir com maior exactidão a relação entre a resistência ao corte e a resistência à compressão. A melhor aproximação desta expressão em relação às anteriores pode ser verificada através da análise da Figura 6.18.

& � 0,28) �,. / 0,11 (6.4)

Analisando a evolução da resistência à compressão ao longo das primeiras dez horas após projecção do betão, verifica-se que esta apresenta um valor entre 1 e 2 MPa ao fim das mesmas dez horas. Con-siderando este intervalo de tempo após aplicação do betão projectado aceitável para a obtenção de uma resistência à compressão mínima, é possível estimar a resistência ao corte do betão projectado a consi-derar nas análises de estabilidade a efectuar. Assim, admitindo uma resistência à compressão de 1 MPa, a resistência ao corte estimada será na ordem de 200 KPa.

Fig.6.19 – Evolução da resistência à compressão em função do tempo após projecção do betão (Bernard, 2007).

6.7. ANÁLISE DE ESTABILIDADE DOS TALUDES ENTRE A PLATAFORMA PRINCIPAL E O PISO DO

ÁTRIO DE DESCARGA E MONTAGEM

6.7.1. SOFTWARE SWEDGE

O software Swedge, desenvolvido pela empresa Rocscience, é uma ferramenta rápida, interactiva e simples de utilizar na análise da estabilidade de cunhas formadas pela intersecção de duas desconti-


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nuidades e a face de um talude. A estabilidade da cunha pode ser avaliada de duas formas: determinís-tica, através do cálculo de um factor de segurança e probabilística, obtendo uma probabilidade de rotu-ra. Este software permite também modelar a pressão da água, forças externas e sísmicas, ancoragens e pregagens, e a colocação de betão projectado. O modo de rotura da cunha considerado pelo programa é o deslizamento translacional , não considerando o software o escorregamento rotacional e o “top-pling”.

A análise de estabilidade adoptada foi a determinística, isto é, pretendeu-se obter um factor de segu-rança que resulta do quociente entre as forças resistentes ao deslizamento e as forças destabilizadoras. A escolha da análise determinística é justificada pelo facto de se utilizar dados provenientes da esca-vação efectuada.

A consideração de pregagens na análise de estabilidade é efectuada através de três características des-ta: a capacidade, a orientação e o comprimento. A capacidade e a orientação são adicionadas vecto-rialmente e incluídas no factor de segurança como uma força única aplicada no centróide do bloco em análise, logo o ponto de instalação da pregagem não tem influência na análise de estabilidade. Em relação ao comprimento da pregagem, se esta intersecta o bloco na totalidade, atingindo o maciço para lá da superfície de deslizamento, toda a capacidade da pregagem é considerada na análise de estabili-dade. Pelo contrário, se a pregagem não atinge a superfície de deslizamento, então a contribuição da pregagem para análise de estabilidade é nula.

6.7.2. FORMULAÇÃO DO PROBLEMA

O programa Swedge foi utilizado com o objectivo de analisar a estabilidade local das situações poten-ciais de instabilidade, identificadas com base nos dados fornecidos pelos perfis geológico-geotécnicos, apresentadas no Capítulo 5 (Quadro 5.2). Nos taludes em que se identificou mais que uma situação de instabilidade, procurou-se determinar a situação mais desfavorável, isto é, a que necessita de uma capacidade resistente superior, a fornecer por uma malha de pregagens, para atingir um factor de segu-rança de 1,5.

Na determinação da situação mais desfavorável pretende-se determinar a situação ou cunha que neces-site de maior capacidade resistente, que pode não corresponder à cunha com menor factor de seguran-ça. Isto deve-se à possibilidade de formação de cunhas muito delgadas, vulgarmente chamadas de “lascas”, nas quais as forças resistentes são muito inferiores devido ao seu reduzido volume e peso, o que conduz a factores de segurança muito reduzidos, bastando apenas a introdução do elemento pre-gagem para aumentar significativamente o factor de segurança. Este tipo de blocos são normalmente removidos quando ocorrem ao longo da escavação.

Fig. 6.20 – Exemplo da formação de cunhas delgadas, vulgarmente designadas por “cascas”.


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Nos dados “input” do problema estão incluídas as atitudes das famílias de descontinuidades em estu-do, a orientação do talude, a altura do talude, o ângulo de atrito e a coesão. O ângulo de atrito conside-rado corresponde à média dos resultados dos ensaios de diaclases, executados pelo LNEC, referidos no Capítulo 4. A coesão de uma superfície de deslizamento não deve ser contabilizada na análise de esta-bilidade, pois quando ocorre movimento a coesão anula-se imediatamente.

Com base nos resultados obtidos no Swedge foi efectuado o dimensionamento das malhas de prega-gens para os taludes em estudo.

6.7.3. DETERMINAÇÃO DAS SITUAÇÕES MAIS DESFAVORÁVEIS EM CADA TALUDE

No Quadro 6.3, são apresentados as capacidades resistentes totais a fornecer ao talude pelas pregagens para se obter um factor de segurança de 1,5. A direcção da pregagem é perpendicular à face de talude e admitiu-se que a pregagem teria uma inclinação de 5º descendente, sendo esta uma inclinação que concilia a eficiência na resistência ao corte da superfície e a facilidade de execução em obra.

Fig. 6.21 – Determinação da capacidade resistente total a fornecer pelas pregagens.

Quadro 6.3– Capacidade resistente a fornecer pela malha de pregagens.

Talude Cunha Capacidade total pregagens (kN)

1 5 49,05

5 1 725,94

6 1 0

6 88,29

8 4 78,44

1 49,05

Com base na capacidade resistente total máxima determinada para cada talude é possível definir a malha de pregagens a fornecer.


71

6.7.4. DIMENSIONAMENTO DA MALHA DE PREGAGENS

A malha de pregagens a instalar é frequentemente definida pelo espaçamento entre pregagens ou área de influência por pregagem, pela inclinação da pregagem, pelo diâmetro do varão de aço e pelo com-primento da pregagem.

No que concerne ao diâmetro, de acordo com Ortigão e Sayão (2004), para pregagens permanentes não devem ser utilizados varões com menos de 25 mm por motivos relacionados com a protecção con-tra a corrosão do aço.

Como referido em 6.5.3., a capacidade de suporte de uma pregagem a considerar corresponde à resis-tência à tracção de um varão de aço, determinada através da expressão seguinte:

�012 çã5 � 67 8 )79: (6.5)

onde, 67 é área do varão e )79: a tensão de cedência de cálculo do aço considerado.

Com base nas disposições referidas, e adoptando varões com 25 mm de diâmetro de aço A500, deter-minaram-se as densidades das malhas de pregagens para cada talude.

Quadro 6.4 – Malhas de pregagem.

Talude Capacidade

(kN)

Resistência à tracção

(kN)

Altura (m)

Desenvolvimento (m)

nº de pregagens necessárias

Área de influência (m²/pregagem)

1 58,86 213,4 11,5 23,9 1 274,850

5 725,94 213,4 8 8,45 4 16,900

6 88,29 213,4 11,5 8 1 92,000

8 225,63 213,4 11,5 21,5 2 123,625

Conforme é possível observar nos valores das áreas de influência das pregagens, o espaçamento obtido entre pregagens nos taludes 1, 6 e 8 é muito elevado, enquanto que, para o Talude 5 o espaçamento determinado é cerca 4,0 m, considerando uma malha quadrada.

Foi considerada a hipótese da utilização de varões de Φ25 de aço A400, obtendo-se para este cenário uma malha com espaçamento inferior a 4 m no talude 5. No entanto, a escolha entre o tipo de aço para a pregagem não se resume apenas à quantidade de aço necessária e ao preço deste, englobando tam-bém os custos associados à calda, à furação e ao tempo de execução.

O software Swedge permite determinar a capacidade total necessária para sustentar um bloco definido por duas descontinuidades. No entanto, este bloco pode formar-se em qualquer ponto do desenvolvi-mento do talude, o que impede a prévia definição da aplicação das pregagens a áreas com desenvolvi-mento limitado às cunhas.

A impossibilidade de prever a localização dos blocos instáveis e consequente instalação das pregagens nos locais exactos, levou a que se limite o espaçamento entre a pregagens a 3 m, correspondentes a uma área de influência de 9 m² por pregagem. A existência de descontinuidades não observáveis na face de escavação, a formação de novas descontinuidades provocadas pela escavação dos troços seguintes do poço e a possibilidade da presença de água nas descontinuidades, são outros factores que justificam esta limitação do espaçamento das pregagens.


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Por estes motivos, e de forma a limitar os erros de execução, permitindo uma maior facilidade de exe-cução e gestão da obra, é frequente a consideração de uma malha uniforme de pregagens em todos os taludes.

O comprimento das pregagens é determinado em larga medida pelo volume e profundidade das cunhas, logo é necessário ter em atenção este factor. Com base nos resultados obtidos no programa Swedge, observa-se que a profundidade máxima das cunhas não ultrapassa os 3m.

Outro factor a ter em conta é que a consideração de uma malha de pregagens com espaçamento limita-do, solidarizada por uma camada de betão projectado reforçado com rede de aço electrossoldada, faz com que a rotura de uma pregagem seja compensada pelas restantes, devido à redistribuição de esfor-ços.

O comprimento de uma pregagem varia geralmente entre os 4 e os 9 m, podendo atingir no máximo 12m. Sendo o granito gnaissico uma rocha relativamente dura, um comprimento de 6 m é um compri-mento razoável e que introduz uma maior confiança, visto que, a resistência ao corte na interface rocha-calda é elevada.

A solução final consiste assim numa malha de pregagens constante em todos os taludes, com um com-primento de 6m e um espaçamento de 2,5m entre elas, e uma camada de betão projectado, reforçada com rede de aço electrossoldada, com 5 cm de espessura.

6.8. ANÁLISE DE ESTABILIDADE DOS TALUDES DO POÇO ENTRE AS COTAS (365,00) E (338,00).

6.8.1. SOFTWARE UNWEDGE

O software Unwedge, desenvolvido pela Rocscience, é uma programa de análise de estabilidade 3D de escavações subterrâneas em maciços rochosos, intersectadas por descontinuidades existentes nesses maciços. Este programa permite o cálculo de factores de segurança para blocos potencialmente instá-veis e a modelação de sistemas de suporte utilizando vários tipos de pregagens, ancoragens e betão projectado.

Uma melhor compreensão e análise dos resultados do programa Unwedge implica o conhecimento dos seguintes pressupostos e limitações:

• o Unwedge deve ser utilizado na análise de cunhas instáveis existentes na envolvente de esca-vações realizadas em rocha dura, onde as descontinuidades são persistentes, não se verifican-do rotura interna do maciço. O programa considera que os deslocamentos apenas ocorrem ao longo das descontinuidades e que os blocos instáveis movem-se como um corpo rígido, sem deformação nem fracturação.

• as cunhas são tetraédricas e são definidas por 3 descontinuidades. O programa analisa no máximo três descontinuidades simultaneamente. Quando existem mais descontinuidades, o Unwedge combina-as entre si, permitindo determinar as combinações mais desfavoráveis relativamente a vários parâmetros;

• todas as superfícies das descontinuidades são perfeitamente planas; • as descontinuidades podem ocorrer em qualquer parte do maciço rochoso; • por defeito, o programa considera que os blocos apenas estão sujeitos a acção da gravidade,

devido ao seu peso próprio. Este pressuposto é uma simplificação da análise que, no entanto, conduz a factores de segurança menores, logo, torna análise mais conservativa. Contudo, caso o utilizador pretenda, é possível definir o estado de tensão no maciço.


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• o programa calcula por defeito as cunhas com os maiores volumes possíveis. No entanto, permite através de uma opção, limitar a persistência e desenvolvimento das descontinuidades na face de escavação.

6.8.2. FORMULAÇÃO DO PROBLEMA

O software Unwedge foi empregue na análise da estabilidade local da nova central de Bemposta e na determinação do suporte necessário para garantir a sua estabilidade. Com base nos dados fornecidos pelos perfis geológico-geotécnicos elaborados ao longo da escavação do troço em análise foram iden-tificadas as famílias de descontinuidades mais influentes. Consideraram-se as várias combinações possíveis de famílias presentes no maciço rochoso, procurando-se desta forma avaliar a adequabilida-de do suporte a cada combinação. Para cada combinação, foram determinados os factores de segurança considerando as seguintes condições:

• sem suporte; • com betão projectado • com pregagens Φ25 de aço A500 • com betão projectado + pregagens Φ25 de aço A500

6.8.3. DETERMINAÇÃO DAS FAMÍLIAS COM MAIOR PREDOMINÂNCIA

Com base no software DIPS procedeu-se à determinação das famílias com maior preponderância no troço do poço entre as cotas (365,00) e (338,00), no qual foram introduzidos os dados fornecidos pelos perfis geológico-geotécnicos.

Estes perfis permitiram identificar a presença de duas falhas, com desenvolvimentos na face de esca-vação iguais à altura do talude, e que se intersectam a determinada profundidade. A observação do pormenor referido só foi possível através da análise simultânea dos vários perfis elaborados através da construção da mapas de escavação em toda a altura dos taludes, tal como se apresenta na figura 6.22 e no Anexo A2.


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Fig. 6.22 – Exemplo da análise simultânea de vários perfis ( parte da zona circular entre a cota (365,00) e (339,50)).

Com base nos perfis, foram contabilizadas 384 descontinuidades, no entanto, este número não engloba as descontinuidades existentes no Talude 7, pois não foi possível obter elementos referentes a este talude.

O tratamento estatístico das descontinuidades registadas permitiu definir três famílias predominantes no local de implantação da central.


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Fig. 6.23 – Determinação das famílias com maior influência na zona do poço da Central II.

No Quadro 6.5 apresentam-se os parâmetros das famílias determinadas anteriormente, bem como das duas falhas observadas na zona circular do poço.

Para efeitos da análise, relativamente aos parâmetros da resistência ao corte ao longo das descontinui-dades identificadas, tal como referido em 6.7.2, considerou-se para o ângulo de atrito o valor médio obtido nos ensaios laboratoriais de diaclases e a coesão nula.

As duas falhas observadas na zona circular apresentam, segundo os registos nos perfis, uma abertura de 5-10 cm, preenchida por material de natureza argilosa, rocha esmagada e sinais de oxidação. Por este motivo, definiu-se para ambas as falhas um ângulo de atrito de 28º, inferior ao das diaclases, e coesão nula.

Quadro 6.5 – Características das descontinuidades em estudo.

Descontinuidades Atitude (dip/dd)

Φ(°) c (kPa)

Família 1 (F1) 86°/99° 32,60° 0

Família 2 (F2) 81°/284° 32,60° 0

Família 3 (F3) 0°/270° 32,60° 0

Falha 6 (F4) 50°/60° 28° 0

Falha 7 (F5) 70°/70° 28° 0


76

6.8.4. COMBINAÇÕES POSSÍVEIS

Como já referido anteriormente, o programa Unwedge apenas permite a análise simultânea de três famílias de descontinuidades. Logo, considerando as três famílias identificadas e as duas falhas obser-vadas, é possível definir dez combinações. No entanto, a localização das falhas é conhecida, o que permite uma análise critica dos resultados das combinações elaboradas. Deste modo, nas combinações que envolvam as falhas, são importantes apenas as cunhas situadas na zona circular, dos lados Norte e Este, onde se situam as referidas falhas.

Combinações envolvendo as falhas 6 e 7.

No Quadro 6.6 são apresentados os factores de segurança para a condição de escavação sem suporte, para as cunhas dos lados Norte e Este das combinações que envolvem as falhas 6 e 7,

Quadro 6.6 – Factores de Segurança para as cunhas dos lados Norte e Este.

Combinação Descontinuidades

Talude Norte Talude Este 1 2 3

1 F1 F3 F5 Estável Estável

2 F1 F2 F5 Estável 0.101




6 F2 F4 F5 6.657 Estável




Observando os resultados obtidos, verifica-se a existência de uma cunha instável resultante da inter-secção entre as famílias 1 e 2 e a falha 7, correspondente à combinação 2. De forma a analisar em pormenor a combinação referida apresenta-se de seguida a descrição dos blocos determinados.


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Quadro 6.7 – Descrição dos blocos formados pela combinação 2.

Identificação do talude Factor de seguran-

ça Peso da

Cunha (kN) Pressão de suporte necessária

para atingir FS=1,5 (MPa)

Norte-Este (2) Estável 1322 0,00

Norte-Oeste (3) 0,194 0,05 0,00

Norte-Oeste (4) 0,045 0,03 0,00

Sul-Este (5) 1,375 49 0,00

Este (6) 0,101 0,08 0,00

Sul (7) 1,191 813 0,01

Fig. 6.24 – Formação de cunhas para a combinação 2 (F1, F2 e F5).

A cunha instável apresenta dimensões muito reduzidas, não constituindo perigo para a estabilidade, podendo facilmente ser removida durante a escavação ou suportada através da aplicação de betão pro-jectado.

Combinação das famílias de descontinuidades 1,2 e 3

No Quadro 6.8, apresentam-se os blocos formados, e respectivos factores de segurança, considerando as três famílias com maior preponderância no troço da central em estudo.


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Quadro 6.8 – Descrição dos blocos formados pela combinação das famílias 1,2 e 3.

Identificação do talude Factor de segurança Peso da



Sul (2) 13,796 47379 0,00

Norte-Oeste (3) Estável 0,001 0,00

Sul-Este (6) 0,101 3878,00 0,04

Norte (7) Estável 47976,00 0,00

Fig. 6.25 – Formação de cunhas para a combinação das famílias 1,2 e 3.

Conforme se pode observar, as três famílias dão origem a blocos de elevadas dimensões. No entanto, é possível limitar as dimensões dos blocos, introduzindo a extensão das descontinuidades na face da escavação. De acordo com os perfis geológico-geotécnicos elaborados verifica-se que as famílias em estudo apresentam uma extensão máxima de 10 a 12 metros. Admitindo uma extensão de 12 m para todas as famílias, é possível determinar as novas dimensões e factores de segurança. Apresentam-se no Quadro 6.9 as características dos blocos com base na limitação da extensão das descontinuidades.

Quadro 6.9 – Descrição dos blocos formados pela combinação das famílias 1,2 e 3 (com limitação da extensão)


ça Peso da



Sul (2) 13,796 4419 0,00


Sul-Este (6) 0,101 117,00 0,01

Norte (7) Estável 4422,00 0,00


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As cunhas de maior volume apresentam factores de segurança elevados, não existindo preocupações quanto à sua instabilidade. A única preocupação reside no talude Sul-Este, que possui um factor de segurança reduzido e um peso de cerca de 117 kN (aproximadamente 12 toneladas).

No próximo ponto esta combinação será estudada em pormenor com vista a determinar o suporte necessário para garantir a estabilidade local.

6.8.5. SIMULAÇÃO DOS CENÁRIOS DE SUPORTE CONSIDERADOS

Para a situação correspondente à combinação das famílias 1,2 e 3, precedeu-se a simulação dos dife-rentes suportes, com o objectivo de garantir a estabilidade local da central.

Como referido em 6.8.2., foram analisadas seguintes situações de suporte:

• Situação 1→Betão Projectado • Situação 2→Pregagens Φ25 (A500) • Situação 3→Betão Projectado + Pregagens Φ25 (A500).

Situação 1

A primeira situação em análise é a aplicação de betão projectado reforçado com fibras metálicas. O betão projectado com fibras metálicas, como já referido anteriormente, é mais adequado que o betão reforçado com rede electrossoldada em obras subterrâneas pois permite uma melhor adaptação à forma irregular da superfície de escavação, evitando a formação de ocos e zonas de menor aderência entre o maciço e o betão projectado.

Considerou-se nesta análise uma espessura da camada de betão projectado de 5 cm, peso volúmico de 24 kN/m³, e uma resistência ao corte de 200 kPa, valor este justificado em 6.6.4.

Fig. 6.26 – Aplicação de betão projectado na central.


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Quadro 6.10 – Factores de segurança para a Situação 1.


ça Peso da



Sul (2) 14,254 4419 0,00


Sul-Este (6) 1,064 117,00 0,01


A aplicação de betão projectado em torno de toda a superfície escavada, permite uma aumento signifi-cativo do factor de segurança relativo à cunha mais desfavorável no talude Sul-Este, no entanto, não garante um valor satisfatório. Este facto deve-se sobretudo à escolha de um valor conservativo para a resistência ao corte do betão projectado, correspondente à idade jovem deste.

Situação 2

Nesta situação é considerada uma solução de suporte constituída por pregagens de varão selado em todo o seu comprimento, designadas no programa Unwedge por “grouted dowels”. Os varões das pre-gagens possuem diâmetro 25 mm, comprimento 6 m e o aço é considerado é A500. O espaçamento das pregagens é 2,5 m no plano do perfil e também fora do plano, formando desta forma uma malha de 2,5x2,5 m. A direcção das pregagens é perpendicular à superfície escavada.

O software Unwedge considera os três modos de rotura das pregagens referidos no ponto 6.5.3.2. , logo é necessário definir os dados referentes à resistência à tracção, à capacidade da placa de reacção e da resistência ao corte na interface rocha-calda. O programa define que a força aplicada ao bloco pela pregagem corresponde ao menor valor resistente destes três modos de rotura, no ponto em que prega-gem intersecta a superfície de deslizamento.

A resistência à tracção é determinado com base na Expressão 6.5. De modo a garantir que o modo de rotura pela capacidade da placa não ocorre, considerou-se que a capacidade da placa é igual à resistên-cia à tracção.

Segundo Ortigão e Sayão (2004), a resistência unitária ao corte na interface rocha calda ;7 a conside-rar é o menor valor entre:

• 1/30 da resistência a compressão uniaxial da rocha não confinada, • 1/30 da resistência da resistência à compressão da calda.

A nova central está localizada numa zona composta essencialmente por granito gnaissico, que possui uma resistência à compressão uniaxial de 41,8 MPa, obtida através dos ensaios laboratoriais referidos no Capítulo 4.

As caldas apresentam normalmente uma resistência à compressão entre 20 e 30 MPa, atingidas rapi-damente graças à utilização hoje em dia de aditivos eficazes, logo, em pregagens executadas em rochas duras como os granitos gnaissicos, é a calda que controla a resistência ao arranque. Este facto explica que a rotura por arranque de pregagens executadas em rocha dura possa ocorrer por perda da aderência entre a calda e o varão.


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Para o caso em estudo, admitindo uma resistência à compressão da calda de 25 MPa, o valor de ;7 é de 833 kPa. Considerando que o diâmetro do furo das pregagens é no mínimo duas vezes o diâmetro do varão, a resistência ao corte da interface rocha-calda por metro de selagem para varões de aço com 25 mm diâmetro é igual a 130,8 kN/m.

Fig. 6.27 – Vista em perspectiva da aplicação de pregagens às cunhas em estudo.


Identificação do talude Factor de segurança Peso da



Sul (2) 14,948 4419 0,00


Sul-Este (6) 4,329 117,00 0,00


A instalação de pregagens em toda superfície escavada permite obter factores de segurança muito satisfatórios. Observa-se nesta situação uma eficácia deste tipo de suporte muito superior à do betão projectado.

Situação 3

Apesar de na Situação 2 se apresentar uma solução que garante factores de segurança elevados, é efec-tuada uma última análise considerando a aplicação simultânea dos dois tipos de suporte estudados nas situações 1 e 2.

A instalação de pregagens em escavações subterrâneas garante a segurança dos blocos definidos pelas descontinuidades em estudo. No entanto, a escavação por desmonte a fogo pode conduzir a uma frac-


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turação do maciço que gere blocos de alguma dimensão não contemplados pelo estudo efectuado. Este pequenos blocos são desta forma suportados pela camada de betão projectado, daí a utilização fre-quente destes dois tipos de suporte.

As características do betão projectado e das pregagens em estudo são idênticas às das situações ante-riores.

Fig. 6.28 – Aplicação de pregagens e betão projectado à superfície de escavação.


Identificação do talude Factor de segurança Peso da Cunha

(kN) Pressão de suporte necessária


Sul (2) 15,4 4419 0,00


Sul-Este (6) 4,664 117,00 0,00


A aplicação dos dois suportes em simultâneo, como seria previsto, conduz a um aumento do factor de segurança, neste caso não muito significativo.

Apesar de na Situação 2 já ser garantida a estabilidade de blocos, a aplicação do betão projectado é importante para a sustentação de pequenos blocos que se formem ao longo da escavação.


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A estabilidade local é garantida, tanto na Situação 2 como na Situação 3. As análises de estabilidade efectuadas com base no software Unwedge apenas tiveram em consideração a acção da gravidade, não tendo sido introduzido nenhum estado de tensão. Apesar da realização dos ensaios “in situ” para a determinação do estado de tensão referidos no Capítulo 4, este sofre grandes alterações durante o pro-cesso de escavação devido à descompressão do maciço. Deste modo, a não consideração de nenhum estado de tensão na análise de estabilidade constitui uma metodologia conservativa.


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7. 7 ANÁLISE ESTRUTURAL

7.1. INTRODUÇÃO

O estudo da execução do revestimento final ou suporte definitivo do troço superior da nova central do aproveitamento hidroeléctrico de Bemposta constitui um dos objectivos deste trabalho e será abordado ao longo deste capítulo.

O suporte definitivo consiste numa estrutura de betão com uma espessura variável entre 1,0 e 1,5 m que será realizada por fases. A execução dos sucessivos troços do suporte definitivo efectua-se de forma ascendente, isto é, após escavação e contenção do troço superior em estudo neste trabalho pro-cede-se à betonagem dos sucessivos troços dos betões de revestimento, com as escavações das cotas inferiores a decorrer.

As pregagens executadas ao longo da escavação do poço possuem desta forma dois objectivos: garan-tir a estabilidade de blocos ao longo da superfície escavada e assegurar a transferência de cargas, pro-venientes dos betões de revestimento, para o maciço. Logo, é necessário determinar a malha de prega-gens que satisfaça simultaneamente estes dois objectivos.

O software Robot 2009, desenvolvido pela Autodesk será empregue na determinação das cargas a suportar pelo maciço nas diversas fases de betonagem, tendo por base o Método dos Elementos Fini-tos.

7.2. MÉTODO DOS ELEMENTOS FINITOS (MEF)

A análise de problemas complexos em Engenharia e em todas as outras ciências, tem como metodolo-gia dividir os problemas em parcelas mais pequenas de forma a possibilitar um estudo mais fácil de cada uma delas e depois reagrupá-las novamente.

O MEF constitui hoje uma ferramenta poderosa na análise de problemas em Engenharia e tem como ideia base dividir o meio contínuo num número discreto de menores elementos, ou seja, elementos finitos. Cada um destes elementos pode ser modelado matematicamente por determinada matriz de rigidez e contacta com os elementos adjacentes por pontos, designados por nós, possuindo cada um destes nós um determinado número de graus de liberdade que depende do comportamento intrínseco apresentado por cada nó.

O Método dos Elemento Finitos vem apresentando desde a década de 60 um grande desenvolvimento como consequência da grande evolução dos meios informáticos, o que possibilitou o crescimento da utilização dos Métodos Numéricos, permitindo a análise de problemas de maior complexidade.


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Antes do aparecimento do MEF, o estudo dos meios contínuos era realizado por resolução directa dos sistemas de equações de derivadas parciais que regem o fenómeno, tendo em consideração as condi-ções fronteira. Graças à elevada complexidade, este tipo de análise só era aplicável para meios contí-nuos homogéneos e de geometria simples. Era assim muito atractivo a substituição do problema real por outro semelhante com o objectivo de se utilizar resultados publicados em ábacos e em tabelas. O MEF pode ser baseado no método dos deslocamentos, em modelos de equilíbrio, ou métodos híbridos ou mistos, no entanto o mais simples e com maior versatilidade é o método dos deslocamentos (Aze-vedo, 2003).

Os elementos finitos mais comuns são a membrana (plana), placa, casca e elementos sólidos, possuin-do cada um destes elementos um determinado conjunto de nós e padrões de deslocamentos associados a esses nós.

Fig.7.1 – Elementos finitos mais comuns (Carneiro de Barros, 2006).

7.3. DESCRIÇÃO DO PROCESSO CONSTRUTIVO

O planeamento inicial dos trabalhos definiu que a execução dos betões de revestimento e dos pisos da central é iniciada após a escavação do troço superior do poço entre a cota (365,00) e a cota (332,60), principiando-se a betonagem à cota (338,00). Os betões de revestimento vão crescer desde a cota refe-rida até atingir o topo do poço.

As fases de betonagem possuem altura variável entre os 2,20 m e os 3,30m, no entanto, de forma a simplificar o estudo, considera-se uma altura constante para todas as fases de betonagem de 2,80m. De acordo com os desenhos fornecidos, são quatro os pisos a executar acima da cota (338,00), sendo a altura de cada fase de betonagem considerada correspondente a metade da distância entre pisos, que é de 5,60 m.

A altura total de revestimento final referente ao troço do poço em estudo é de 25,2 m, o que corres-ponde a nove fases de betonagem, correspondendo cada uma delas à execução de um anel da parede de contenção do poço.


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Fig.7.2 – Execução do anel de betão correspondente à primeira fase de betonagem.

À medida que são executados os sucessivos anéis de betão, procede-se à realização das lajes e vigas dos pisos da central, bem como das paredes verticais no interior do poço, assinalados na planta apre-sentada na Figura 7.3.

Fig.7.3 – Elementos de betão armado a executar.


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O estudo do suporte dos sucessivos elementos de betão armados é efectuado com base no seguinte processo construtivo:

1. Execução do anel de betão ou parede de contenção entre a cota (338,00) e a cota (340,80), sendo o betão fresco referente a este anel suportado pela cofragem instalada para a sua execu-ção.

2. Procede-se à betonagem do segundo anel entre a cota (340,80) e a cota (343,60), apoiando-se o betão fresco deste troço no anel executado anteriormente, que é por sua vez suportado pelas pregagens que terão de ser instaladas durante o processo de escavação.

3. São executadas a viga circular, a laje de piso à cota (343,60) e o troço da parede interior da comporta entre a cota (338,00) e a cota (343,60), elementos estes que são suportados pelos anéis de betão já realizados e respectivas pregagens.

4. Betonagem do anel entre as cota (343,60) e a cota (346,40), sendo este anel suportado pelas pregagens embebidas nos anéis inferiores já realizados.

5. As fases 2,3 e 4 repetem-se sucessivamente até se atingir a cota (363,20)

Na determinação da capacidade de suporte a fornecer pelas pregagens, considera-se sempre as fases 3 e 4 em simultâneo , simplificação esta que não tem influência no valor final.

Na figura 7.4 é apresentado um esquema do processo construtivo da parede de contenção e dos ele-mentos estruturais a executar entre a cota (338,00) e a cota (346,40).

Fig.7.4 – Esquema representativo das fases 1,2,3 e 4.

7.4. DESCRIÇÃO DOS MODELOS ESTRUTURAIS

A determinação das cargas a suportar pelas pregagens ao longo do perímetro do poço da nova central é efectuada com base em dois modelos simplificados da estrutura a executar.

O primeiro modelo corresponde à execução do segundo anel ou troço da parede de contenção da cen-tral, o qual será suportado pelas pregagens embebidas no primeiro anel já executado. Com base no software Robot 2009, da empresa Autodesk, reproduziu-se um anel da parede de contenção da central com uma altura de 2,80 m, utilizando como tipo de modelo de análise no programa o modelo de cas-cas.

As condições de apoio do modelo referido consistem num conjunto de apoios simples verticais, isto é segundo o eixo zz considerando o referencial global. Foram adicionados dois apoios duplos, isto é, o segundo o eixo xx e yy, nos nós referentes aos extremos do talude 6. A introdução destes dois apoios teve como objectivo garantir a estabilidade de cálculo do modelo no Robot. Para simular a execução do segundo anel, introduziu-se um carregamento vertical ao longo de todo o contorno da parede de


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contenção, correspondendo ao peso do referido anel. Relativamente à malha de elementos finitos, definiram-se elementos quadrangulares com comprimento de 0,40m. Apresenta-se na Figura 7.5 o primeiro modelo reproduzido no software Robot 2009.

Fig.7.5 – Modelo da parede de contenção para a análise do suporte da segunda fase do processo construtivo.

O segundo modelo de análise corresponde a execução do terceiro anel da parede de contenção entre a cota (343,60) e a cota (346,40), após betonagem da laje de piso, da viga circular e da parede interior da comporta entre a cota (338,00) e a cota (343,60). A simulação da execução do terceiro anel é efec-tuada de forma semelhante à considerada no primeiro modelo para o segundo anel, isto é, através de uma carga distribuída vertical ao longo do perímetro da parede de contenção.

Relativamente às condições de apoio, são admitidas as condições do primeiro modelo, e a malha de elementos finitos é constituída de igual modo por elementos quadrangulares com 0,40 m de compri-mento.

O primeiro modelo permitiu analisar apenas a segunda fase do processo construtivo, enquanto que o segundo modelo foi empregue na análise das fases subsequentes através do principio da sobreposição de efeitos. Isto é, sabendo as reacções nos apoios provocadas quer pelo peso próprio dos anéis e ele-mentos estruturais e pelas sobrecargas correspondentes ao peso do anel a executar e à eventual utiliza-ção da laje de piso para o armazenamento de materiais e equipamento é possível extrapolar as reacções nos apoios durante o desenvolvimento do processo construtivo até à cota (363,20).

No segundo modelo foi efectuada uma simplificação quanto à geometria da laje de piso de forma a facilitar a definição do modelo. Foi representada apenas a abertura correspondente à caixa de elevador, não se representando as aberturas referentes à caixa de escadas e a passagem de tubagens, no entanto, esta simplificação tem em conta o facto de não se representarem igualmente as paredes divisórias de cada piso. Em ambos os modelos considerou-se um peso volúmico do betão armado de 25 kN/m³.

Em ambos os modelos foram definidas combinações das cargas a considerar no dimensionamento da malha de pregagens necessárias para o suporte dos vários elementos a suportar.

A localização da viga circular em relação à laje e a localização destas em relação à parede de conten-ção não são as exactas devido ao facto de o Robot 2009 permitir apenas ligar elementos estruturais pelos seus eixos.

Na Figura 7.6 é apresentado o segundo modelo representado no Robot 2009.


90

Fig.7.6 – Modelo da parede de contenção para a análise do suporte da terceira fase do processo construtivo.

7.5. DEFINIÇÃO DAS CARGAS E FACTORES DE SEGURANÇA

Na simulação das diversas fases do processo construtivo foram introduzidos factores de segurança e uma sobrecarga adicional. No que concerne ao peso próprio dos anéis e elementos estruturais já execu-tados, foi considerado em ambos os modelos um factor parcial de segurança de 1,35 referente à varia-ção das propriedades do betão mais um factor parcial de 0,5 relativo à sobreescavação que tende a ser elevada devido ao processo de escavação de desmonte a fogo. Logo, o peso próprio dos anéis e ele-mentos estruturais já executados é afectado de um factor parcial de segurança total de 1,85.

A sobreescavação constitui uma das maiores preocupações no dimensionamento das pregagens, prin-cipalmente nas zonas de ligação entre a viga circular e a parede de contenção, visto que se trata de uma zona de difícil controlo do processo de desmonte a fogo. Verificou-se em algumas zonas a neces-sidade de instalar uma armadura adicional na parede de contenção devido a uma elevada sobreescava-ção.

O carregamento proveniente do anel a executar em cada fase é considerado uma sobrecarga, sendo afectado de um factor de segurança total de 2,0 , estando incluído neste valor o factor de segurança parcial de 1,5 relativo a uma sobrecarga, acrescido de um factor de segurança parcial de 0,5 referente à sobreescavação e ao peso das cofragens necessárias para execução do respectivo anel.

Foi considerada uma sobrecarga de 4 kN/m³ em cada um dos pisos executados, devido a possibilidade de estas serem utilizadas para o armazenamento de materiais necessários, como por exemplo o aço para execução das armaduras, e equipamentos empregues na betonagem. Para esta sobrecarga é consi-derado um factor de segurança parcial de 1,5, sendo este um valor frequentemente considerado para este tipo de carregamentos


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Fig.7.7 – A diferença de armaduras nas duas ligações entre a viga circular e a parede de contenção devida à sobreescavação.

Apresenta-se no Quadro 7.1 um resumo dos factores de segurança considerados na determinação dos valores das reacções nos apoios considerados nos modelos.

Quadro 7.1 – Factores de segurança parciais considerados para as diversas acções.

Acções Factor de segurança parcial

Peso próprio dos elementos já executados 1,85

Peso do anel a executar 2,00

Sobrecarga da laje 1,50

7.6. RESULTADOS DO MODELO E DIMENSIONAMENTO DAS MALHAS DAS PREGAGENS

Os dois modelos descritos anteriormente foram elaborados com vista a determinar as reacções nos apoios definidos, constituindo o conjunto das reacções em cada superfície de escavação, a capacidade resistente a fornecer pelas ancoragens de modo a suportar os elementos executados, transferindo as cargas para o maciço.

As superfícies de escavação são analisadas em separado em cada uma das faces escavadas, no entanto, as ligações entre os taludes 5 e 7, e a zona circular constituem também uma preocupação, em especial nos dois primeiros anéis.

A fase 2 e 3 constituem as situações mais condicionantes, pois a superfície suportada pelas pregagens ainda é reduzida, isto é, constituirão as zonas com maior densidade de pregagens. Como se trata da zona inicial de betonagem, será considerada a situação mais desfavorável das duas, ou seja, a que apresentar uma área de influência por pregagem menor.

Realiza-se ao longo do desenvolvimento da betonagem uma optimização da malha de pregagens, de modo a obter uma solução mais racional e mais económica, mas segura.

Na figura 7.8 são apresentados os resultados correspondentes à simulação da segunda fase do processo construtivo, isto é, a betonagem do troço da parede de contenção entre a cota (340,80) e a cota (343,60), sendo o peso do betão fresco sustentado pelas pregagens embebidas no anel já executado entre a cota (338,00) e a cota (340,80). Como já referido, foi utilizado o primeiro modelo definido no programa Robot 2009, observando-se como já era esperado valores das reacções nos apoios ao longo


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da zona circular mais elevados do que na zona rectangular, correspondente aos taludes 5,6 e 7, devido ao facto de a espessura da parede de contenção ser 1,5m na zona circular e 1,0 m na zona rectangular.

Fig.7.8 – Resultados relativos à execução da parede de contenção entre a cota (340,80) e a cota (343,60).

Na Figura 7.9 estão representadas qualitativamente os reacções obtidas na análise da fase referente à betonagem do terceiro troço da parede de contenção entre a cota (343,60) e a cota (346,40). Nesta análise foi utilizado o segundo modelo definido no Robot.

Como seria de esperar, a execução dos elementos estruturais no interior do poço, tais como a viga circular, a laje de piso e a parede interior da comporta, vai conduzir a uma distribuição de reacções totalmente diferente das obtidas no primeiro modelo. Observa-se uma concentração de reacções nas zonas referentes às ligações entre a parede interior da comporta e os taludes da zona rectangular e também nas zonas de ligação entre a zona circular e a zona rectangular, correspondentes ao pontos de apoio da viga circular.

Fig.7.9 – Resultados relativos à execução da parede de contenção entre a cota (343,60) e a cota (346,40).

No dimensionamento da malha de pregagens definiram-se áreas ou faixas de concentração de prega-gens com vista determinar um reforço da malha nas zonas onde se observam as concentrações de reac-ções. Essas faixas apenas foram consideradas nos dois troços iniciais, pois nos restantes há uma maior degradação das cargas devida a uma maior superfície da parede de contenção apoiada nas pregagens.


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De referir ainda que no caso de se atingir a rotura de uma das pregagens existe uma redistribuição dos esforços pelas restantes pregagens.

Relativamente às pregagens embebidas na parede de contenção considera-se que estarão sujeitas essencialmente a um esforço de corte puro, no entanto, devido a possibilidade de alguma deformação local da envolvente da pregagem, poderá ocorrer alguma flexão. A consideração da resistência ao cor-te dos varões das pregagens como sendo a capacidade de suporte das pregagens constitui uma medida conservativa. A resistência ao corte de uma pregagem é determinada com base na Expressão 7.1,

��

√� (7.1)

onde �� representa a área do varão de aço e �� a tensão de cedência de cálculo do aço. Como já refe-rido no Capítulo 6, o diâmetro mínimo para pregagens definitivas é 25 mm, tendo sido considerado no dimensionamento o aço A500.

Na determinação da malha de pregagens necessária procedeu-se à análise de cada superfície escavada, nomeadamente os taludes 5,6 e 7 e a zona circular. A área de influência a considerar no fim do dimen-sionamento é frequentemente definida em múltiplos de 0,5 m²/pregagem. O espaçamento mínimo entre pregagens considerado em obra é normalmente 1,0 m, logo, não se adoptam soluções com pre-gagens com áreas de influência inferiores a 1,0 m²/pregagem. Quando tal situação se verifica é neces-sário aumentar o diâmetro das pregagens ou utilizar um aço mais resistente. Como espaçamento máximo considerou-se devido à importância da obra um espaçamento máximo entre pregagens de 2,0 m.

Considerando os resultados obtidos para o primeiro modelo, referente à execução do troço de parede de contenção entre a cota (338,00) e a cota (340,80), são determinadas as malhas de pregagens apre-sentadas no Quadro 7.2. São determinadas as malhas de pregagens com base em varões com diâmetro 25 mm e com diâmetro 32 mm, para ter em conta a variação na área de influência das pregagens da utilização de cada um destes diâmetros.

Quadro 7.2 – Dimensionamento das malhas de pregagem com base nos resultado do primeiro modelo.

Talude 5 Talude 6 Talude 7 Zona circular

Resultante das reacções (kN) 3.179,34 3.966,46 3.645,71 18.978,68

Resistência ao corte de uma pregagem (kN)

25 mm 123,22 123,22 123,22 123,22

32 mm 201,88 201,88 201,88 201,88

Altura de parede pregada (m) 2,80 2,80 2,80 2,80

Desenvolvimento da superfície (m) 11,79 15,00 13,53 47,47

Área de Influência por pregagem (m²/pregagem)

25 mm 1,28 1,30 1,28 0,86

32 mm 2,10 2,14 2,10 1,41

No Quadro 7.3 são apresentados os resultados relativos ao segundo modelo, correspondente à execu-ção da parede de contenção entre a cota (343,60 e a cota 346,40) e após a execução dos elementos estruturais no interior dos anéis já executados (viga circular, laje e parede interior da comporta). No entanto, estes apenas se referem às zonas correntes das superfícies de escavação, isto é, não são con-


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sideradas as zonas de concentração de reacções que serão sujeitas a uma atenção especial. De salientar que no dimensionamento das malhas de pregagens para este caso são consideradas as pregagens embebidas nos dois anéis já executados com o mesmo espaçamento, isto é, uma altura de parede pre-gada de 5,60m.

Nas zonas de concentração de reacções, isto é, locais onde se verificam picos nos valores de reacções obtidos, adoptaram-se malhas de pregagens mais densas de forma a ter em atenção essas reacções mais elevadas. Na zona de ligação entre a viga circular e os taludes 5 e 7, considerou-se uma faixa de com 4 m de desenvolvimento, isto é de 2m para cada lado do ponto de apoio. Nas zonas de ligação entre a parede interior da comporta e os taludes 5 e 7, adoptaram-se faixas com 2 m de desenvolvi-mento. Na Figura 7.10 estão indicadas as localizações das referidas faixas de reforço de pregagens.

Fig.7.10 – Localização das zonas de reforço da malha de pregagens entre a cota (338,00) e a cota 343,60).

Quadro 7.3 – Dimensionamento das malhas de pregagem com base nos resultado do segundo modelo.

Talude 5 Talude 6 Talude 7 Zona circular

Resultante das reacções (kN) 4697,06 6800,985 5720,095 24600,07


25 mm 123,22 123,22 123,22 123,22

32 mm 201,88 201,88 201,88 201,88

Altura (m) 5,60 5,60 5,60 5,60

Desenvolvimento da superfície (m) 7,79 15,00 9,53 43,47

Área de Influência por pregagem

(m²/pregagem)

25 mm 1,14 1,52 1,15 1,22

32 mm 1,87 2,49 1,88 2,00

Analisando os resultados obtidos para ambos os modelos, verifica-se que no primeiro caso, a zona circular é a que necessita de maior capacidade de suporte, enquanto que no segundo modelo são os taludes 5 e 7 que implicam uma área de influência de pregagens menor.


95

Conforme se pode observar no Quadro 7.2, a zona circular necessita de uma malha de pregagens de diâmetro 32 mm de forma a possibilitar uma área de influência superior a 1 m²/pregagem. Com o objectivo de minimizar os erros de execução em obra, minimizar risco humano e material, acautelar eventuais problemas decorrentes da escavação e outros imprevistos, e devido ao facto de se tratar de uma obra com grande importância será adoptado o mesmo diâmetro de pregagens em todo o desen-volvimento do poço.

Pelos motivos atrás referidos, o espaçamento das pregagens determinado para cada superfície de esca-vação será constante ao longo dos dois anéis inicialmente executados.

Apresenta-se no Quadro 7.4 as malhas de pregagens a adoptar em cada uma das superfícies de escava-ção nos dois trechos inicias da parede contenção.

Quadro 7.4 – Malhas de pregagens para os troços da parede de contenção entre as cotas (338,00) e (343,60).

Malhas de pregagens (m²/pregagem)

Talude 5 1,5

Talude 6 2

Talude 7 1,5

Zona Circular 1

Considerando apenas as zonas de concentração de reacções referidas anteriormente é possível realizar o mesmo raciocínio para determinar as malhas de pregagens a utilizar nessas zonas. No Quadros 7.5 a 7.7 é apresentado o dimensionamento das malhas de pregagens nas zonas referidas.

Quadro 7.5 – Malhas de pregagens nas zonas de reforço entre as cotas (338,00) e (343,60) para o Talude 5.

Ligação Parede de conten-ção /Zona circular

Ligação Parede de contenção/ Parede interior da comporta

Resultante das reacções (kN) 2153,22 2124,87


25 mm 123,22 123,22

32 mm 201,88 201,88

Altura (m) 5,60 5,60

Faixa (m) 2,00 2,00


(m²/pregagem)

25 mm 0,64 0,65

32 mm 1,05 1,06

.


96

Quadro 7.6– Malhas de pregagens nas zonas de reforço entre as cotas (338,00) e (343,60) para o Talude 7.

Ligação Parede de con-tenção /Zona circular

Ligação Parede de contenção/ Parede interior da comporta



25 mm 123,22 123,22

32 mm 201,88 201,88

Altura (m) 5,60 5,60

Faixa (m) 2,00 2,00


(m²/pregagem)

25 mm 0,69 0,67

32 mm 1,13 1,10

Quadro 7.7 – Malhas de pregagens nas zonas de reforço entre as cotas (338,00) e (343,60) para a zona circular.

Ligação Talude 5/Zona circular

Ligação Talude 7 /Zona circular



25 mm 123,22 123,22

32 mm 201,88 201,88

Altura (m) 5,60 5,60

Faixa (m) 2,00 2,00


(m²/pregagem)

25 mm 0,69 0,71

32 mm 1,13 1,16

Com base nos resultados obtidos, para as zonas que apresentam valores elevados de reacções no talu-de 5 e 7, e na zona circular, deverá ser considerada uma malha de pregagens com área de influência de 1,0 m²/pregagem.

Como já referido anteriormente, foram extrapolados através do segundo modelo os valores das reac-ções nos apoios para as sucessivas fases de betonagem até à cota (363,20). Com base nas malhas já definidas é possível efectuar uma optimização das malhas, adequando-as à capacidade de suporte for-necida pelos anéis executados anteriormente. Isto é, cada novo anel executado vai provocar um incre-mento de esforço nos anéis já betonados, sendo este incremento distribuído por estes.

Apresenta-se no Quadro 7.8 a optimização efectuada para o Talude 5. De modo a garantir a segurança, é necessário garantir que o valor da capacidade restante nunca seja inferior a 0. No Anexo A3 são apresentados os quadros referentes à optimização das restantes superfícies de escavação.


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Quadro 7.8 – Optimização da malha de pregagens no Talude 5 ao longo do desenvolvimento do poço.

Anéis da Parede de contenção (cotas)

338,00-343,60 343,60-346,40 346,40-349,20 349,20-352,00 352,00-354,80 354,80-357,60 357,60-360,40

Resultante das reacções (kN) 4697,06 1281,95 5471,81 1553,12 5471,81 1553,12 5471,81

Resistência de uma pregagem 201,88 201,88 201,88 201,88 201,88 201,88 201,88

Altura (m) 5,60 2,80 2,80 2,80 2,80 2,80 2,80

Desenvolvimento (m) 7,79 11,79 11,79 11,79 11,79 11,79 11,79


1,5 1,5 2,0 2,0 2,0 2,0 2,0

Nº de pregagens 29 22 16 16 16 16 16

Capacidade Resistente (kN) 5854,63 4441,44 3230,14 3230,14 3230,14 3230,14 3230,14

Capacidade Restante (kN) 1157,57 4317,06 2075,38 3752,40 1510,73 3187,75 946,08


98

Com base nos resultados obtidos, verifica-se que a malha de pregagens definida no Capitulo 6 para a garantir a estabilidade de blocos não é suficiente para suportar os betões de revestimento. Deste modo, ao utilizar as malhas determinadas neste capítulo o factor de segurança será mais elevado do que o obtido no software Unwedge.


99

8. 8 CONSIDERAÇÕES FINAIS

Ao longo deste trabalho procedeu-se à análise do projecto geotécnico do troço superior do poço da nova central do aproveitamento hidroeléctrico de Bemposta, com consequente dimensionamento dos principais elementos de contenção da escavação.

Foi apresentada uma descrição geral da obra, na qual se fez referência aos estudos de impacte ambien-tal realizados e às principais características do empreendimento em estudo, com maior foco nas carac-terísticas dos elementos integrantes do projecto do reforço de potência de Bemposta. São descritos os dois processos de escavação adoptados na execução do poço, “raise boring” e desmonte a fogo.

A observação das faces de escavação efectuada através de cartografia geológica-geotécnica e conse-quente elaboração de perfis geológico-geotécnicos permitiu obter dados de vital importância para identificação das famílias com maior predominância no local de implantação da nova central. Os dados provenientes dos perfis geológico-geotécnicos, em conjunto com os resultados obtidos nos ensaios laboratoriais realizados pelo LNEC e com a informação proveniente dos estudos geológico-geotécnicos efectuados, permitiram a identificação de situações potenciais de instabilidade de blocos nos taludes verticais e a análise de estabilidade de blocos ao longo do desenvolvimento do poço.

A constante monitorização da escavação permite validar o modelo geotécnico de comportamento defi-nido com base nos dados existentes antes do início da escavação e caso seja necessário adaptá-lo às condições reais observadas. É assim possível verificar a adequabilidade e a segurança das soluções definidas inicialmente para a contenção da escavação. Com base nas informações fornecidas pelos perfis geológico-geotécnicos elaborados durante a escavação do poço foi possível identificar situações potenciais de instabilidade de blocos, não identificáveis através dos estudos prévios realizados.

A análise de estabilidade de blocos ao longo do desenvolvimento do poço, efectuada com base nos programas Swedge e Unwedge, permitiu determinar a necessidade de suporte a instalar durante a escavação. Na definição dos suportes a utilizar procurou-se compatibilizar os resultados obtidos nos modelos com as questões práticas da colocação em obra destes elementos.

No programa Unwedge foram consideradas as várias combinações formadas pelas descontinuidades identificadas com maior predominância no troço em análise, a partir das quais se definiram os possí-veis blocos instáveis. Determinou-se a combinação mais desfavorável e consequentemente com maior necessidade de suporte.

No estudo dos elementos de suporte a instalar na escavação do poço propriamente dito, isto é, entre a cota (366,00) e a cota (338,00), foi analisado o efeito da implantação desses elementos de suporte no factor de segurança. Verificou-se que, para o caso em estudo, a instalação de pregagens constitui a medida com maior influência no factor de segurança, permitindo obter factores de segurança superio-


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res a 4 no bloco mais desfavorável. A colocação de betão projectado reforçado com fibras não garante por si só o nível de segurança desejado.

É considerada a utilização destes dois elementos de suporte em conjunto, pois, o betão projectado permite solidarizar as pregagens entre si e garantir a estabilidade de pequenos blocos formados entre pregagens.

As pregagens a executar durante a escavação do poço possuem, como já referido, dois objectivos: o primeiro consiste em garantir a estabilidade de blocos no período após a escavação e antes da realiza-ção dos betões definitivos; o segundo corresponde ao suporte, numa fase posterior, dos betões de revestimentos que são executados suspensos nas paredes laterais da escavação enquanto decorrem escavações nas cotas inferiores.

De forma a garantir o segundo objectivo procedeu-se à determinação da necessidade de suporte a garantir pelas pregagens a executar na superfície de escavação. Definido o processo construtivo para a execução dos betões de revestimento, representou-se este em dois modelos estruturais no software Robot 2009, comercializado pela Autodesk.

Observando os resultados obtidos, verifica-se que a execução dos dois primeiros troços de betões de revestimento constituem as situações mais exigentes em termos da necessidade de suporte a garantir. Realizou-se uma optimização da malha de pregagens necessária para suportar os betões de revestimen-to ao longo do desenvolvimento do poço, visto que, à medida que estes são executados, aumenta o número de pregagens responsável pelo suporte dos sucessivos anéis de betão.

Comparando as malhas de pregagens necessárias para atingir os dois objectivos estabelecidos, consta-ta-se que a malha determinada para o segundo objectivo (suspensão dos betões) é mais densa, logo, a segurança referentes à estabilidade de blocos vem substancialmente acrescida.


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http://www.bekaert.com/en/Product%20Catalog/Products/D/~/media/Files/Download%20Files/Building/RC8050BNpdf.ashx. Junho de 2009


ANEXOS

Anexo A1: Análises de estabilidade dos taludes entre a cota (376,00) e a cota (365,00) fundamentada nos dados do Estudo de Caracterização Geológica e Geotécnica.

Anexo A2: Mapas de escavação entre as cotas (365,00) e (339,5) elaborados com base nos perfis geológico-geotécnicos.

Anexo A3: Optimização das malhas de pregagens nos taludes 6 e 7, e na zona circular.


A1 – Análises de estabilidade dos taludes entre a c ota (376,00) e a cota (365,00) fundamentada nos dados do Estudo de Caracterização Geológica e Geotécnica.

Talude 1

Talude 2


Talude 3

Talude 4


Talude 5

Talude 6


Talude 7

Talude 8


A2 – Mapas de escavação entre as cotas (365,00) e ( 339,5) elaborados com base nos perfis geológico-geotécnicos.

Talude 5


Talude 6


Zona circular


A3 – Optimização das malhas de pregagens nos talude s 6 e 7, e na zona circular.

Talude 6


338,00-343,60 343,60-346,40 346,40-349,20 349,20-352,00 352,00-354,80 354,80-357,60 357,60-360,40

Resultante das reacções (KN) 6800,99 1900,49 2845,92 1900,49 2845,92 1900,49 2845,92


Altura (m) 5,60 2,80 2,80 2,80 2,80 2,80 2,80


Área de influência (m²/pregagem) 2,0 2,0 2,0 2,0 2,0 2,0 2,0

Nº de pregagens 44 22 22 22 22 22 22

Capacidade Resistente (KN) 8882,89 4441,44 4441,44 4441,44 4441,44 4441,44 4441,44

Capacidade Restante (KN) 2081,90 4622,86 6218,38 8759,34 10354,86 12895,82 14491,34


Talude 7


338,00-343,60 343,60-346,40 346,40-349,20 349,20-352,00 352,00-354,80 354,80-357,60 357,60-360,40



Altura (m) 5,60 2,80 2,80 2,80 2,80 2,80 2,80



1,5 1,5 2,0 2,0 2,0 2,0 2,0

Nº de pregagens 35 25 18 18 18 18 18




Zona circular


338,00-343,60 343,60-346,40 346,40-349,20 349,20-352,00 352,00-354,80 354,80-357,60 357,60-360,40



Altura (m) 5,60 2,80 2,80 2,80 2,80 2,80 2,80



1,5 2,0 2,0 2,0 2,0 2,0 2,0

Nº de pregagens 162 66 66 66 66 66 66



orientador: professor engenheiro celso manuel relva ... · mestrado integrado em engenharia civil...

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