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UNIVERSITA’ DEGLI STUDI DI CASSINO
FACOLTA’ DI INGEGNERIA
CORSO DI LAUREA IN INGEGNERIA DELL’AMBIENTE E DEL TERRITORIO
TESI DI LAUREA
CEDIMENTI IN FONDAZIONE INDOTTI
DALLA COSTRUZIONE DI UNA DIGA DI
TERRA
RELATORI: CANDIDATO: DOTT. ING. GIACOMO RUSSO VINCENZO ORNANO PROF. ING. PAOLO CROCE matricola 0011192
ANNO ACCADEMICO 2007 – 2008
1
INDICE
1 INTRODUZIONE ...................................................................................3
1.1 GENERALITA’SULLE DIGHE DI TERRA.................................. 5 1.2 TIPOLOGIE DEI MANUFATTI........................................................ 7 1.3 IL PROGETTO...................................................................................... 10 1.4 INDAGINI GEOTECNICHE ............................................................ 11 1.5 STRUMENTI DI MISURA................................................................ 12
1.5.1 PIEZOMETRI...................................................................................... 12 1.5.2 CELLE DI PRESSIONE...................................................................... 16 1.5.3 ASSESTIMETRI ................................................................................. 17 1.5.4 INCLINOMETRI................................................................................. 19
2 DIGA DEL LOCONE .........................................................................20
2.1 GENERALITA’..................................................................................... 20 2.2 LINEAMENTI GEOLOGICI ............................................................ 22 2.3 MATERIALI .......................................................................................... 24
2.3.1 ARGILLE PLIOCENICHE ................................................................. 25 2.3.2 NUCLEO ............................................................................................. 27 2.3.3 AVANDIGA ........................................................................................ 30 2.3.4 RINFIANCHI....................................................................................... 33 2.3.5. ZONE DI TRANSIZIONE E DRENO SUB-VERTICALE............... 35
2.4 OPERE IDRAULICHE ....................................................................... 36 2.4.1 SCARICO DI FONDO ........................................................................ 36 2.4.2 SCARICO DI SUPERFICIE................................................................ 37 2.4.3. OPERA DI DERIVAZIONE .............................................................. 38
2.5 COSTRUZIONE ................................................................................... 39 2.6 STRUMENTI DI MISURA E MONITORAGGIO...................... 46
2.6.1 CEDIMENTI........................................................................................ 49 2.6.2 DEFORMAZIONI VERTICALI ......................................................... 51 2.6.3 PRESSIONI TOTALI .......................................................................... 52 2.6.4 PRESSIONI INTERSTIZIALI ............................................................ 53 2.6.5 CARATTERIZZAZIONE GEOTECNICA......................................... 54 2.6.6 NUCLEO ............................................................................................. 55
2
2.6.7 RINFIANCHI....................................................................................... 61 2.6.8 DEPOSITI ALLUVIONALI................................................................ 65
3 MODELLO DI CALCOLO ............................................................70
3.1 INTRODUZIONE................................................................................. 70 3.2 MODELLO GEOMETRICO ............................................................. 72
3.2.1 VINCOLI ............................................................................................. 74 3.2.2 MATERIALI........................................................................................ 74
4 ANALISI NUMERICA ......................................................................83
4.1 CONDIZIONI INIZIALI .................................................................... 83 4.2 FASI DI CALCOLO ............................................................................ 85
4.2.1 CASO A ............................................................................................... 85 4.2.2 CASO B ............................................................................................... 86 4.2.3 CASO C ............................................................................................... 88 4.2.4 RISULTATI ......................................................................................... 92
5 CONCLUSIONI ...................................................................................105
BIBLIOGRAFIA......................................................................................108
3
1 INTRODUZIONE
Il seguente lavoro di tesi si propone l’obiettivo di simulare, attraverso un codice di
calcolo agli elementi finiti, il comportamento dei terreni di fondazione di una diga
di terra zonata durante la costruzione e confrontare i risultati derivanti da
modellazione con quelli derivati da monitoraggio. Per la modellazione ci si è
riferiti alla diga situata sul torrente Locone, tra i comuni di Minervino Murge
(BA) e Montemilone (PZ), che raccoglie le acque del bacino imbrifero
dell’Ofanto; costruita per l’approvvigionamento idrico della fascia litoranea
barese per uso irriguo, idropotabile ed industriale, è uno dei rari casi ben
documentati in letteratura grazie all’elevata quantità di dati sperimentali
disponibili ed ai dati derivanti dagli strumenti di misura inseriti nel corpo diga che
continuamente monitorano il suo comportamento.
La tesi si articola in 6 capitoli:
1. Panoramica sulle dighe di terra per quanto concerne le tipologie, i principi
progettuali, le indagini geotecniche, la strumentazione;
2. Approfondimento relativo all’opera di riferimento (Diga del Locone),
esposizione delle caratteristiche fisiche e meccaniche dei singoli materiali
costituenti l’opera, derivanti da monitoraggio strumentale e prove di
laboratorio e relativa caratterizzazione geotecnica;
3. Descrizione del programma di calcolo utilizzato per l’analisi numerica,
procedure da esso utilizzate, modalità di implementazione della geometria,
dell’assegnazione dei vincoli e delle condizioni al contorno. Per la
modellazione si sono utilizzati come dati di input, per le caratteristiche
meccaniche, i risultati di precedenti studi sul comportamento della diga in
fase di costruzione;
4
4. Analisi dei cedimenti derivanti dal processo di consolidazione dei terreni
di fondazione (Argille Azzurre plioceniche), effettuata simulando tre
differenti modalità di applicazione del carico, rappresentato dall’intero
corpo diga. In particolare, si è ipotizzata l’applicazione dell’intero carico
totale e di aliquote differenti del carico totale, modulando opportunamente
l’altezza degli strati considerati;
5. Esposizione dei risultati per ogni singolo caso di studio e confronto con i
dati derivanti da monitoraggio;
6. Conclusioni.
5
1.1 GENERALITA’SULLE DIGHE DI TERRA
Le rocce sciolte, selezionate e poste in opera in modo appropriato, sono state
utilizzate dall’uomo fin dalle origini dell’attività costruttiva per realizzare
manufatti o parti di manufatti, con criteri ancora oggi in evoluzione.
I rilevati, gli argini, le dighe di terra o di pietrame, gli accumuli di materiali sciolti
di vario tipo hanno raggiunto notevole diffusione, perché consentono di realizzare
strutture dotate di idonea permeabilità e resistenza, notevolmente deformabili e
capaci di tollerare cedimenti differenziali anche rilevanti.
Sotto l’aspetto paesaggistico offrono soluzioni gradevoli e si adattano ad una
morfologia accidentata. Tali manufatti possono raggiungere altezze e volumi
rilevanti con forma e disposizione planimetrica assai varie secondo la finalità, i
materiali disponibili, i terreni di fondazione e le azioni applicate.
Lo sviluppo di tali costruzioni trova i suoi limiti oggi solo nella difficoltà di
valutare, su opere di notevole altezza, gli effetti delle azioni sismiche, specie in
presenza di terreni di fondazione o materiali da costruzione particolarmente
sensibili alle azioni dinamiche.
La convenienza economica dipende dall’esigenza di garantire la sicurezza del
territorio con prelievi controllati di materiali da costruzione.
Inoltre sono da considerare con crescente attenzione le alterazioni del paesaggio
che possono derivare dall’apertura incontrollata di grandi cave di prestito.
Il proporzionamento dei manufatti di terra avviene principalmente in funzione
delle proprietà dei terreni d’imposta e dei materiali disponibili per la costruzione,
tenendo conto del peso proprio (sempre preponderante rispetto alle altre forze
applicate) e delle azioni esterne (statiche o dinamiche) quali traffico, acque in
quiete o in moto con livelli variabili, azioni sismiche e intensi eventi di pioggia.
La realizzazione avviene con modalità diverse a secondo della finalità, tra le quali:
appoggio o sostegno di sovrastrutture (rilevati), difesa idraulica (argini), ritenuta
dei liquidi (dighe), stabilizzazione dei pendii (rinfianchi, placcaggi,
banchinamenti), anticipazione del decorso dei cedimenti (rilevati), accumulo di
rifiuti solidi.
6
I requisiti geotecnici fondamentali riguardano la deformabilità, la resistenza, la
permeabilità e sono alquanto diversi nei vari casi, in dipendenza delle finalità e
delle azioni applicate.
7
1.2 TIPOLOGIE DEI MANUFATTI
Le dighe di materiali sciolti hanno un campo d’impiego più ampio di quello delle
dighe di altro tipo, in virtù della loro capacità di trasmettere ai terreni d’imposta
sollecitazioni relativamente ridotte e di tollerare deformazioni maggiori. Questo fa
sì che possono realizzarsi anche su terreni di fondazione poco resistenti e molto
comprimibili.
Secondo la disposizione dei materiali nella sezione tipo, le dighe di terra si
distinguono convenzionalmente in:
Omogenee
Zonate
Nelle dighe omogenee la tenuta può essere affidata:
Al materiale del rilevato: si adoperano materiali di bassa
permeabilità, ai quali si affidano anche funzioni statiche;
Ad un manto esterno poggiato sul paramento a monte: questa
soluzione è affidabile per rilevati di buone caratteristiche meccaniche e
su terreni di fondazione poco deformabili, offre vantaggi per la
separazione della funzione di tenuta (manto) da quella statica (corpo
diga) e la possibilità d’ispezione diretta e riparazione del manto;
8
Ad un diaframma immerso nel corpo diga: il diaframma è costituito
da materiale capace di tollerare deformazioni anche elevate senza
perdere la continuità; questa soluzione si applica con successo anche su
terreni relativamente cedevoli.
Nelle dighe zonate i materiali vengono disposti nella sezione tipo in dipendenza
delle proprietà geotecniche fondamentali, in particolare permeabilità, resistenza,
deformabilità;
Per fronteggiare un rapido svaso, può essere opportuno disporre il
materiale più drenante nel fianco a monte;
In presenza di un manto è opportuno usare materiale poco
deformabile, almeno nel fianco di monte;
In zona sismica si dispongono i materiali con permeabilità
crescente verso valle per un più sicuro controllo delle filtrazioni e delle
pressioni neutre in caso di improvvisa rottura del manto;
Quando si dispone di un materiale di bassa permeabilità si può
affidare la tenuta ad un nucleo centrale, mentre le funzioni resistenti
sono assolte prevalentemente da due fianchi di materiale di elevata
permeabilità e resistenza;
Un taglione o un diaframma assicurano l’ammorsamento del nucleo
in una formazione di bassa permeabilità;
9
Il nucleo può essere anche inclinato, se questa disposizione è
ritenuta opportuna per ragioni statiche, per l’esigenza di realizzare la
tenuta in fondazione in una sezione più favorevole, per estendere la
struttura di tenuta con un tappeto verso monte;
Per garantire un graduale passaggio fra materiali di granulometria e
proprietà molto diverse è possibile inserire dei contronuclei di
transizione, costituiti di materiale di granulometria e proprietà
intermedie;
Importanza fondamentale assumono, nelle dighe, i dispositivi di
drenaggio per il controllo delle pressioni neutre nel rilevato e in
fondazione nelle fasi di costruzione, di esercizio e di svaso.
10
1.3 IL PROGETTO
I principali requisiti che devono essere rispettati nel corpo diga ed in fondazione
sono la tenuta e la stabilità (estesa ai pendii naturali nell’area del serbatoio). Alle
dighe si richiede un elevato grado di affidabilità per motivi di sicurezza del
territorio a valle: ne consegue che le indagini idrologiche, idrauliche, geologiche e
geotecniche sono molto dettagliate ed accurate. Inoltre, a causa della limitata
resistenza di questi manufatti ad una eventuale tracimazione, gli organi di scarico
assumono particolare importanza.
I temi dominanti della ricerca progettuale sotto l’aspetto geotecnico toccano:
I criteri d’indagine;
I problemi di fondazione;
La stabilità dei pendii;
Le opere di sostegno e le gallerie;
Gli interventi di consolidamento dei terreni.
I procedimenti costruttivi per scavi, strutture di tenuta, interventi di
consolidamento, drenaggi, sono determinanti sull’assetto e sulle proprietà dei
terreni; in maniera analoga i metodi di coltivazione delle cave e di posa in opera
dei materiali è importante ai fini della valutazione del comportamento di questi
nel manufatto.
Occorre, inoltre, rispettare attentamente le disposizioni del Regolamento Dighe, le
prescrizioni del Servizio Nazionale Dighe e i pareri del Consiglio Superiore dei
Lavori Pubblici (Regolamento Dighe, Parte I, GU 24/3/1959 n. 72; Parte II, Art.
H, GU 4/8/1982 n. 212, Suppl. ordinario; Ministero LLPP, Norme Geotecniche,
Art. E, GU 1/6/1988 n. 127, Suppl. ordinario; CM LLPP 28 agosto 1986 n. 1125,
Dir. Gen. Acque e Imp. El.; CM LLPP Prescrizioni inerenti l’applicazione del
Regolamento sulle dighe di ritenuta, GU 19 gennaio 1988, n. 14; DPR GU
18/3/1991; Legge 21/10/1994 n. 584, Misure urgenti in materia di dighe; Circ.
Pres. CM 13 dicembre 1995; CM LLPP Dighe di ritenuta – Competenze in
materia di vigilanza, 19 aprile 1995 n. US/482; Circ. Pres. CM 19 marzo1996).
11
1.4 INDAGINI GEOTECNICHE
Particolarmente impegnative sono le indagini che riguardano:
I terreni di fondazione e d’imposta delle dighe e delle opere di scarico;
I materiali per il rilevato.
La previsione del comportamento meccanico del complesso diga-terreno (sotto
l’azione del peso proprio e delle sollecitazioni indotte dalle azioni variabili
trasmesse dal serbatoio) comporta la ricerca dei valori e dell’andamento nel tempo
delle tensioni efficaci e degli spostamenti, in un corpo di forma geometrica molto
varia, composto da materiali diversi, con diverse caratteristiche meccaniche.
I corrispondenti calcoli geotecnici riguardano:
La previsione delle pressioni neutre nel rilevato e nei terreni di fondazione
in regime permanente ed in fase di consolidazione;
L’andamento nel tempo degli spostamenti e le deformazioni finali in
fondazione e nel rilevato;
La sicurezza del complesso diga-terreno e dei pendii circostanti nei
riguardi delle condizioni limite di rottura in varie ipotesi per l’esercizio del
serbatoio;
La compatibilità fra materiali di differenti caratteristiche meccaniche e con
diversa permeabilità, che vengono a trovarsi a contatto nel corpo del
rilevato e con i terreni d’imposta.
12
1.5 STRUMENTI DI MISURA
Nel rilevato e nei terreni di fondazione si installano degli strumenti di misura al
fine di controllare, in fase di costruzione, la validità delle ipotesi di progetto
attraverso il continuo controllo e monitoraggio delle tensioni totali, delle
pressioni neutre, degli spostamenti verticali (cedimenti), del contenuto d’acqua,
etc.. In fase d’esercizio servono per verificare il regolare funzionamento della
struttura e monitorarne il comportamento al fine di controllare eventuali
fenomeni che tendano a modificare il grado di sicurezza. Si riporta di seguito una
sintetica descrizione degli strumenti utilizzati nella diga del Locone.
1.5.1 PIEZOMETRI
Sono strumenti utilizzati per monitorare il livello di acqua nel terreno e
determinare il valore delle pressioni neutre; si tratta di elementi porosi cavi che
vengono disposti all’interno del terreno circondandoli con un filtro di sabbia.
Possono essere suddivisi in due categorie:
Tipo chiuso: è presente un diaframma tra acqua nel terreno e trasduttore;
rientrano in questa categoria, ad esempio:
piezometro idraulico a due tubi: consiste in un elemento filtrante
poroso collegato a due tubi di plastica, di piccolo diametro (3 mm), i
quali consentono l’eliminazione di eventuali bolle di gas attraverso la
circolazione di acqua. I tubi sono collegati a strumenti di misura della
pressione come manometri o trasduttori elettrici. Questo strumento
viene utilizzato per il monitoraggio a lungo termine delle pressioni
interstiziali e del livello piezometrico delle dighe di terra, installandolo
al momento della costruzione.
piezometro elettropneumatico: a differenza del precedente, l’acqua
attraversa il filtro poroso entrando in una cavità in cui agisce su una
membrana, in gomma o metallo. Il maggior vantaggio che si ha nel suo
utilizzo è l’elevata velocità di risposta. Il cavo è costituito da quattro
tubi, due pneumatici (realizzano il circuito di misura assieme a due
13
conduttori elettrici) e due idraulici (permettono di effettuare la
saturazione della camera idraulica e del filtro).
Figura 1.5.1 a: Schema di funzionamento piezometro idraulico a due tubi.
Figura 1.5.1 b: Schema di funzionamento piezometro pneumatico.
14
Tipo aperto: non è presente il diaframma; rientrano in questa categoria:
Piezometro aperto a tubo fisso: consiste in una colonna di tubi in
PVC rigido o in metallo, fessurati ed eventualmente rivestiti di
tessuto-non tessuto per la parte di falda e ciechi per il rimanente
tratto. Vanno posti in opera entro un foro, immettendo materiale
granulare, quale sabbia e ghiaietto, in modo da realizzare un filtro
poroso. Al termine si realizza un tappo impermeabile al fine di
separare la zona filtrante dal tratto di foro superficiale. I dati
registrati sono affidabili ma i tempi di risposta sono lunghi.
Figura 1.5.1 c: Piezometro aperto a tubo fisso.
15
Piezometro Casagrande: è dello stesso tipo del precedente ed è
costituito da un elemento filtrante in pietra porosa; l’estremità
superiore è collegata ad uno o due tubi di piccola sezione per il
raccordo in superficie. Si usa per ottenere una risposta più rapida in
terreni con permeabilità inferiore a 10-6 m/s.
Figura 1.5.1 d: Piezometro aperto a tubo fisso.
16
1.5.2 CELLE DI PRESSIONE
Sono utilizzate per determinare la distribuzione, l’intensità e la direzione delle
pressioni totali. Vi sono due tipi fondamentali:
Modello a diaframma: una membrana circolare rigida viene inflessa dalla
pressione esterna del terreno; la deflessione viene rilevata da un trasduttore
a resistenza elettrica collegato direttamente alla superficie interna della
cella o per mezzo di un trasduttore a corda vibrante. Le celle a diaframma
possono avere una o due superfici attive indipendenti: in quest’ultimo caso
le due misure indipendenti forniscono un importante controllo sulla bontà
dell’installazione, in particolare se entrambe le facce hanno un contatto
analogo con il terreno circostante.
Modello idraulico: è costituito da due piatti d’acciaio circolari o
rettangolari saldati insieme lungo il perimetro, di dimensioni analoghe al
modello a diaframma. La cavità interna è riempita con un liquido e
connessa, tramite un tubo d’acciaio, con un trasduttore di pressione. Le
pressioni totali che agiscono sull’esterno della cella vengono bilanciate da
un’eguale pressione indotta nel liquido interno.
Figura 1.5.2: Celle di pressione a diaframma e idrauliche.
17
1.5.3 ASSESTIMETRI
Sono utilizzati per il monitoraggio delle variazioni di distanza tra due o più punti
lungo un asse verticale comune; mediante tali strumenti si può ricavare, oltre che
gli assestamenti del terreno, il valore delle tensioni qualora siano note le proprietà
meccaniche del mezzo. L’assestimetro più comunemente impiegato consiste in
una serie di punti magnetizzati ad alette sporgenti, ancorati a diverse quote del
terreno di cui si vuole seguire l’assestamento e calzati attorno ad una colonna
verticale. Vi sono varie tipologie:
Assestimetro a piastra: è costituito da una piastra d’acciaio, legno o
calcestruzzo posizionata alla base del rilevato, a cui è attaccato un tubo
verticale in ferro la cui sommità esce dal rilevato. La piastra viene
posizionata all’inizio della costruzione del rilevato, e man mano che viene
aggiunto il materiale di riempimento si devono inserire gli elementi del
tubo di misura. Viene utilizzato per il monitoraggio degli assestamenti al
di sotto di rilevati su terreni soffici.
Figura 1.5.3 a: Assestimetro a piastra.
18
Assestimetro fisso in foro di sondaggio: è impiegato per il monitoraggio
delle variazioni di distanza tra due o più punti del terreno lungo l’asse del
sondaggio. Le aste sono in acciaio inossidabile, in lega d’alluminio o in
fibra di vetro e vengono messe in opera inserite entro un tubo di
rivestimento (talvolta riempito con olio per ridurre gli attriti). L’asta è
connessa, in corrispondenza dell’anello fisso, ad un trasduttore (ad
esempio un potenziometro lineare): le variazioni di lunghezza dell’asta
producono variazione della resistenza del potenziometro e vengono così
rilevate.
Figura 1.5.3 b: Assestimetro fisso in foro di sondaggio.
19
1.5.4 INCLINOMETRI
Sono strumenti per il monitoraggio delle deformazioni ortogonali all’asse di un
tubo per mezzo di una sonda che scorre nel tubo stesso. La sonda contiene un
trasduttore che misura l’inclinazione del tubo rispetto alla verticale. I tubi
inclinometrici possono essere installati sia in sondaggio che all’interno di
materiale di riempimento. Nelle dighe di terra vengono utilizzati per monitorare i
movimenti orizzontali.
Figura 1.5.4: Schema di funzionamento di un inclinometro.
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2 DIGA DEL LOCONE
2.1 GENERALITA’
La diga del Locone è situata qualche chilometro ad ovest del comune di
Minervino Murge, in provincia di Bari.
Il fiume Locone nasce in prossimità del paese di Spinazzola (provincia di Bari) e
scorre verso settentrione lungo un fondovalle ampio e pianeggiante con fianchi
collinari notevolmente addolciti. A circa trenta chilometri dalla sorgente il Locone
confluisce nel fiume Ofanto, tra i maggiori corsi d’acqua dell’Italia meridionale.
La sezione di sbarramento è situata nella zona intermedia del corso del Locone,
subito a valle della confluenza con il torrente Occhiatello.
Figura 2.1: Planimetria del bacino imbrifero.
21
Il Locone presenta le tipiche caratteristiche dei torrenti del sud Italia, ovvero
deflussi estivi molto scarsi e piene invernali brevi ma intense. All’esiguità delle
precipitazioni meteoriche corrisponde nei mesi estivi una drastica penuria
d’acqua, fattore questo che condiziona da sempre lo sviluppo del meridione ed in
particolare della regione Puglia. Il difficile problema dell’approvvigionamento
idrico della suddetta regione viene affrontato per mezzo di un complesso sistema
di opere di captazione, adduzione ed invaso delle acque provenienti dai rilievi
dell’Appennino Campano-Lucano.
La diga in esame è stata dimensionata per raccogliere le acque del bacino
imbrifero direttamente sotteso dalla sezione di sbarramento e quelle provenienti
da altri serbatoi e traverse di derivazione già esistenti od in costruzione nel bacino
dell’Ofanto.
Scopo principale dell’opera è l’approvvigionamento idrico della fascia litoranea
barese per uso irriguo, potabile ed industriale.
Figura 2.1 a: Planimetria della diga: 1) perimetro dell’invaso; 2)imbocco dello scarico di fondo; 3)coronamento della diga; 4) sfioratore; 5) casa di guardia; 6) pozzo di manovra dello scarico di fondo; 7) galleria dello scarico di fondo; 8) canale di fuga; 9) vasca di dissipazione; 10) canale di inalveazione; 11) canale di restituzione della galleria di derivazione; 12) scarico sussidiario della galleria di derivazione; 13) galleria di derivazione; 14) pozzo di manovra della galleria di derivazione; 15) imbocco della galleria di derivazione.
22
2.2 LINEAMENTI GEOLOGICI
L’invaso è interamente racchiuso nella formazione marina delle argille di Gravina
(Pleistocene inferiore) comunemente denominate Argille Azzurre.
La formazione, che costituisce il basamento impermeabile dell’intera porzione
valliva e della sezione di sbarramento, si innalza su ambo i versanti superando
abbondantemente la quota di massimo invaso per poi essere gradualmente
sostituita, in regolare successione stratigrafica, da sabbie argillose, sabbie e
conglomerati.
La parte inferiore del profilo vallivo è colmata dai sedimenti alluvionali recenti ed
attuali deposti dal torrente Locone, i quali occupano l’intero fondovalle
raggiungendo uno spessore massimo di circa 12 metri. Il deposito alluvionale
comprende due orizzonti: quello inferiore, a diretto contatto con la formazione
argillosa di base, dello spessore di 3-4 metri, è costituito prevalentemente da
terreni ghiaino-sabbiosi; quello superiore è formato da strati limosi debolmente
sabbiosi e argillosi.
23
Figura 2.2: Estratto della carta geologica dell’area.
24
2.3 MATERIALI
Lo sbarramento è realizzato per mezzo di una diga di terra zonata. Il nucleo di
tenuta è inserito nella formazione argillosa di base per una profondità di 3 metri. I
contronuclei sono fondati sull’orizzonte inferiore delle alluvioni di fondovalle,
costituito da terreni prevalentemente ghiaio-sabbiosi. A contatto del nucleo, sia a
monte che a valle, sono disposte due zone di transizione.
Le eventuali acque di filtrazione sono convogliate verso il piede di valle per
mezzo di un filtro sub-verticale e di un tappeto drenante.
Nel rinfianco di monte sono inseriti altri due tappeti drenanti. Questi ultimi hanno
la funzione di accelerare la dissipazione delle pressioni interstiziali in caso di
rapido svaso del serbatoio.
Il paramento di monte della diga è costituito da una scogliera, dello spessore di 2
metri, di blocchi calcarei. Lo stesso materiale è stato utilizzato per la realizzazione
dell’unghia di valle. Il paramento di valle è costituito da uno strato di terreno
vegetale, dello spessore di 0,50 metri, rivestito da un tappeto erboso.
Figura 2.3: Sezione trasversale della diga.
25
2.3.1 ARGILLE PLIOCENICHE Appartenenti alla formazione geologica delle Argille di Gravina, costituiscono i
terreni di fondazione della diga.
Le prove di laboratorio dell’Università di Napoli sono state eseguite su diversi
campioni, ciascuno dei quali sottoposto a prove di identificazione quali analisi
granulometriche e limiti di consistenza. I risultati vengono di seguito riportati.
Tabella 2.3.1 a - Risultati prove d’identificazione Argille Plioceniche.
Lab. Università di Napoli Campione 1 Campione 2 Frazione ghiaiosa (%) D>2 mm 0,0 0,0
Frazione sabbiosa (%) 0,02<D<2 mm 27,5 34,0
Frazione limosa (%) 0,002<D<0,02 mm 52,0 50,0
Frazione argillosa (%) D<0,002 mm
21,5 16,0
Tabella 2.3.1 b - Risultati prove d’identificazione Argille Plioceniche.
Lab. Università di Napoli Campione 1 Campione 2 γs (t/m³) 2,69 2,69 γ (t/m³) 2,12 2,10 γd (t/m³) 1,85 2,83 Wn (%) 14,40 14,80 Ws (%) - - S - - e 26,30 32,50 n (%) 83,90 85,00 Wl (%) 31,20 29,90 Wp (%) 19,30 19,50 Ip (%) 11,90 10,40 Ic 1,41 6,75
26
Sul campione 1 sono state eseguite:
Una prova di compressione triassiale non consolidata non drenata (Triax.
U.U.);
Una prova edometrica.
Sul campione 2 sono state eseguite:
Due prove di compressione triassiale consolidate drenate (Triax. C.D.)
delle quali la prima è stata condotta dopo aver saturato il campione
mediante l’applicazione di contropressione, la seconda è stata condotta
senza modificare il contenuto naturale d’acqua.
I risultati vengono di seguito riportati.
Lab. Università di Napoli Campione 1 Campione 2 Triax. U.U. Triax. C.D. Triax. C.D.
Cu = 2,75 C' = 3,36 C' = 4,37 Φ = 26°5" Φ' = 19°29" Φ' = 19°
Tabella 2.3.1 c - Risultati prove di compressione triassiale delle Argille Plioceniche.
y = 0,3389x + 3,0614
y = 0,3272x + 4,1339
0
2
4
6
8
10
12
14
16
0 5 10 15 20 25 30 35 40
p'=(σ1+σ3)/2
q'=(σ
1- σ3)
/2
Prova 1 wsProva 2 wn
Figura 2.3.1 d - Diagramma prove di compressione triassiale delle Argille Plioceniche.
27
2.3.2 NUCLEO
Il laboratorio GEO di Bari ha effettuato prove di compressione triassiale e misure
di permeabilità su di un campione proveniente dalla cava di prestito del nucleo. Di
seguito si riportano le caratteristiche di identificazione.
Laboratorio GEO Caratteristiche di
identificazione γs (t/m³) 2,7 Wn (%) 15,6 Wl (%) 31,9 Wp (%) 17,0 Ip (%) 14,9 Ic 1,1
Laboratorio GEO Frazione ghiaiosa (%)
D>2 mm 0,0
Frazione sabbiosa (%) 0,02<D<2 mm 62,7
Frazione limosa (%) 0,002<D<0,02 mm 16,0
Frazione argillosa (%) D<0,002 mm 21,3
Tabella 2.3.2. a – Identificazione del materiale per provini sottoposti a prove triassiali.
La preparazione dei campioni è stata effettuata costipando il materiale in
laboratorio con un contenuto d’acqua w = 16% fino ad ottenere un peso secco
dell’unità di volume γd = 1,82 t/m³, uguale a quello riscontrato nell’esecuzione del
rilevato sperimentale.
Sono state eseguite le seguenti prove:
N° 3 prove Triax. U.U.;
N° 6 prove Triax. C.U..
I campioni sono stati saturati mediante contropressione e durante le prove sono
state misurate le pressioni neutre. Si riportano di seguito i risultati:
Provino σ1 σ3 (σ1-σ3)/2 Cu 1 4 1,5 1,262 5,65 3 1,323 6,96 4,5 1,23
1,27
Tabella 2.3.2. b – Risultati prove di compressione triassiale U.U.
28
Provino 1 Provino 2 Provino 1+2 Φ C (Kg/cm²) Φ C (Kg/cm²) Φ C (Kg/cm²)
30,00 0,79 27,47 0,25 22,39 0,94
Tabella 2.3.2. c – Risultati prove di compressione triassiale C.U.
Dalle prove Triax. C.U., attraverso una serie di interpolazioni tra i risultati delle
singole prove e considerando i risultati ottenuti nel loro complesso, si è giunti ai
seguenti valori di angolo d’attrito e di coesione:
Φ′ = 22,3° c′ = 0,94 t/m²
In corso d’opera il laboratorio di cantiere ha eseguito le seguenti prove di
controllo:
N° 313 analisi granulometriche: dai risultati si ricavano le seguenti
percentuali delle frazioni granulometriche (% in peso)
Sabbia: 15 ÷ 55;
Limo: 40 ÷ 50;
Argilla: 5 ÷ 35.
N° 313 limiti di consistenza: la plasticità risulta essere medio-bassa;
N° 313 prove di costipamento (procedura Proctor Standard): si sono
ricavati i valori medi di
Wopt = 17,2 %;
γdmax = 1,73 t/m³.
N° 313 peso secco (tecnica della “Sabbia calibrata”);
N° 312 contenuto d’acqua.
29
Dalle misure effettuate sono stati rilevati anche i valori del grado di saturazione,
dell’indice dei vuoti e della porosità all’ottimo di Proctor; si osserva che il
materiale presenta un grado di saturazione medio pari a S = 0 86%, il contenuto
d’acqua all’ottimo di Proctor presenta un andamento leggermente crescente con il
progredire della costruzione ed il peso dell’unità di volume si riduce leggermente
nel tempo. Potendo, inoltre, correlare i risultati delle prove di costipamento alla
plasticità del materiale, si è visto come all’aumentare dell’indice di plasticità (Ip)
tenda ad aumentare il contenuto d’acqua all’ottimo di Proctor mentre il peso secco
massimo dell’unità di volume (γdmax) tenda a diminuire.
Durante la costruzione sono stati eseguiti n° 313 controlli (uguali al numero di
prove di costipamento in laboratorio) al fine di misurare il contenuto d’acqua ed il
peso dell’unità di volume in sito subito dopo la posa in opera del materiale; si è
riscontrata una media del contenuto d’acqua pari a w = 17,2% ed una media del
peso dell’unità di volume pari a γd = 1,75 t/m³.
Si riporta una sintesi dei risultati ottenuti:
Limiti Proctor Rilevato Wl Wp Ip γdmax Wopt e n S γd W e n S Max 47,4 26,0 24,3 1,85 22,7 0,68 0,40 0,98 1,89 22,2 0,65 0,39 1,02Min 22,5 14,9 3,6 1,58 13,2 0,43 0,30 0,72 1,61 12,5 0,40 0,29 0,69Media 31,0 18,5 12,5 1,73 17,2 0,53 0,35 0,86 1,75 17,2 0,51 0,34 0,89
Tabella 2.3.2. d – Sintesi delle grandezze del nucleo.
Confrontando i risultati, notiamo che i valori medi del contenuto d’acqua misurato
dopo la posa in opera ed il valore all’ottimo di Proctor sono sostanzialmente
identici; i valori medi del peso secco dell’unità di volume differiscono
leggermente deducendosene che il costipamento determinato dai rulli è maggiore
di quello prodotto in laboratorio.
30
2.3.3 AVANDIGA
E’ stata realizzata precedentemente alla costruzione della diga, al fine di
consentire la deviazione del torrente Locone in galleria e per preservare il cantiere
da eventuali piene. Il volume di materiale posto in opera è pari a circa 290000 m³,
di cui 110000 m³ in destra e 180000 m³ in sinistra orografica del torrente Locone.
Il materiale è lo stesso dei rinfianchi; la tenuta idraulica è stata affidata ad un
diaframma di calcestruzzo nei terreni di fondazione ed ad una guaina sintetica
posta in opera sul paramento di monte del rilevato.
Durante la costruzione sono state eseguite le seguenti prove di controllo:
in sito
N° 119 determinazioni del peso secco dell’unità di volume (γd) con il
metodo della “sabbia calibrata” e del contenuto d’acqua (w): la media dei
valori per il peso secco è pari a γd = 2,18 t/m³ mentre per il contenuto
d’acqua è pari a w = 2,97%. Da queste misure sono stati rilevati il grado di
saturazione, l’indice dei vuoti e la porosità. Di seguito si riportano i
risultati:
γd (t/m³) W S e n
Min 2,00 1,60 0,14 0,17 0,14 Max 2,31 5,30 0,68 0,35 0,26 Media 2,18 2,97 0,34 0,24 0,19
Tabella 2.3.3. a – Sintesi dei risultati sperimentali.
Si è osservato dai grafici come, relativamente alle variazioni di tempo, il grado di
saturazione (S) aumenti leggermente; di contro, l’indice dei vuoti e la porosità
diminuiscono.
N° 30 prove di permeabilità: si è misurato un coefficiente di permeabilità
(k) variabile tra 4,4*10ֿ³ cm/s e 1,7*10ֿ² cm/s;
31
in laboratorio
N° 71 analisi granulometriche che hanno fornito i seguenti risultati:
Materiale fino (passante δ = 0,074 mm): 0,6% ÷ 7,1% v.m. = 3,4%;
Sabbia inclusa frazione limosa (passante δ = 2 mm): 16,8% ÷
31,6% v.m. = 25,6%;
Ghiaia (2 mm < δ < 6 mm): 61% ÷ 77% v.m. = 69%;
Blocchi (δ > 6 mm): 2% ÷ 18% v.m. = 6%.
Il coefficiente di uniformità (d60/d10) è mediamente pari a 125; ne risulta che il
materiale è ben gradato; dalla curva granulometrica si deduce che il materiale è di
tipo “gap-graded” costituito da due frazioni ben distinte: una frazione sabbiosa (S)
con coefficiente di uniformità pari a 1,6 ed una frazione ghiaiosa (G) con
coefficiente di uniformità pari a 3,4 quindi ciascuna delle due frazioni
granulometriche risulta uniforme e può essere considerata approssimativamente
monogranulare.
N° 10 prove di permeabilità su provini di grande diametro (δ = 1000 mm)
a carico costante, secondo lo schema di Darcy: i valori di k ottenuti sono
compresi tra 1,2*10ֿ³ cm/s e 7,9*10ֿ² cm/s. Si riportano i risultati:
Ksito
(10⎯³ cm/s) Klab.
(10⎯³ cm/s) Min 36 79 Max 4,4 1,2 Media 10,2 18,5
Tabella 2.3.3. b – Sintesi dei risultati sperimentali.
Contemporaneamente l’Università di Napoli ha eseguito n° 6 prove di
compressione triassiale su campioni confezionati con materiale proveniente
dall’avandiga. Le prove sono state eseguite mediante una cella di compressione
triassiale di grandi dimensioni. Per il confinamento laterale del provino sono state
utilizzate due membrane di lattice di gomma, dello spessore di 2 mm e 1 mm.
32
La pressione laterale σ3 è stata applicata mediante acqua; successivamente si è
incrementata la componente assiale σ1 imprimendo al provino una velocità di
deformazione costante pari a 0,3 mm/min. Le deformazioni assiali sono state
rilevate tramite un comparatore centesimale, mentre le variazioni di volume del
provino sono state dedotte dalle corrispondenti variazioni volumetriche dell’acqua
di cella. I campioni sottoposti a prova sono stati confezionati con due diverse
percentuali di ghiaia (F1 = 75% e F2 = 50%) al fine di studiare le variazioni delle
caratteristiche meccaniche in funzione della granulometria. Sono state inoltre
condotte tre prove triassiali su campioni di piccole dimensioni, costituiti solo da
sabbia, per determinare la resistenza del materiale delle zone di transizione. In
definitiva, si dispone di:
N° 3 provini di granulometria F1;
N° 3 provini di granulometria F2;
N° 3 provini di sabbia F = 0.
Si riporta di seguito la sintesi dei risultati:
Provino γ (t/m³)
σ3 (t/m²)
σ1 (t/m²)
εr (%) Φ0 Φ C
(t/m²) A 2,167 10 78,04 2,42 50°36' B 2,155 20 123,68 3,39 46°11' C 2,190 40 253,71 3,88 46°41'
45°24' 2,67
Tabella 2.3.3. c – Avandiga: risultati su provini 75% ghiaia e 25% sabbia (F = 75%).
Provino γ (t/m³)
σ3 (t/m²)
σ1 (t/m²)
εr (%) Φ0 Φ C
(t/m²) A 1,989 10 70,24 2,91 48°39' B 2,008 20 125,37 3,64 46°27' C 2,045 40 251,93 3,88 46°32'
45°53' 1,41
Tabella 2.3.3. d – Avandiga: risultati su provini 50% ghiaia e 50% sabbia (F = 50%).
33
Provino γ (t/m³)
σ3 (t/m²)
σ1 (t/m²)
εr (%) Φ0 Φ C
(t/m²) A 6,31 1 6,47 B 12,42 2 6,47 C 21,75 4 7,65
42°08' 0,36
Tabella 4.1.3. d – Zone di transizione: risultati su provini di sabbia (F = 0%).
2.3.4 RINFIANCHI
Terminata l’avandiga è cominciata la costruzione dei rinfianchi, nel corso della
quale sono state eseguite analisi granulometriche, misure di contenuto d’acqua, di
peso dell’unità di volume e di permeabilità in sito. Sulla base di queste misure
sono stati calcolati anche il grado di saturazione (S), l’indice dei vuoti (e), e la
porosità (n). Si riportano i valori medi delle misure effettuate per il rinfianco di
valle, di monte e l’insieme dei due:
γd (t/m³)
W (%)
K (10⎯³ cm/s)
N° Media N° Media N° Media Valle 1100 2,23 1100 3,70 259 8,32 Monte 1332 2,24 1332 3,65 354 8,12 Tot. 2432 2,24 2432 3,67 613 8,24
S e n N° Media N° Media N° Media
Valle 1100 0,49 1100 0,21 1100 0,17 Monte 1332 0,49 1332 0,21 1332 0,17 Tot. 2432 0,49 2432 0,21 2432 0,17
Tabella 2.3.4. a – Rinfianchi: confronti tra le grandezze medie.
Confrontando i tre casi, risulta che i valori del peso di volume secco, del
contenuto d’acqua e del coefficiente di permeabilità differiscono lievemente tra
loro; pertanto le misure relative ai due rinfianchi sono state considerate come
appartenenti ad un'unica popolazione di dati.
34
Di seguito si riportano per ciascuna grandezza i valori minimi, massimi e le
medie:
γd
(t/m³) W S e n K (10⎯³ cm/s)
Min 2,10 1,20 0,13 0,10 0,09 65 Max 2,45 9,40 1,24 0,29 0,22 1,0 Media 2,24 3,67 0,49 0,21 0,17 8,2
Tabella 2.3.4. b – Rinfianchi: sintesi dei dati.
Dallo studio di tali risultati ed esaminando l’andamento dei relativi grafici ne
concludiamo che:
Il peso secco dell’unità di volume si mantiene sostanzialmente invariato
nel tempo;
La permeabilità, misurata mediante prove in sito utilizzando la tecnica del
pozzetto, ha una media di valori pari a k = 8,2*10ֿ³ cm/s ed il suo
andamento nel tempo risulta sostanzialmente invariato.
35
2.3.5. ZONE DI TRANSIZIONE E DRENO SUB-VERTICALE Il volume di materiale posto in opera per le zone di transizione è pari a 455632
m³, mentre quello del dreno è stato pari a 91572 m³. Dall’analisi granulometrica
risulta che:
Materiale di transizione
Ghiaia: < 5%;
Sabbia: 95% ÷ 100%;
Coefficiente di uniformità (d60/d10) = 2.
Dreno di valle
Ghiaia: 60% ÷ 85%;
Sabbia: 40% ÷ 15%.
Presso il laboratorio di cantiere sono state eseguite prove di permeabilità a carico
costante ed in base alla composizione granulometrica si sono ottenuti i seguenti
risultati:
Zone di transizione
Ghiaia 10% - sabbia 90% → k = 4,6*10ֿ³ cm/s;
Ghiaia 14% - sabbia 86% → k = 4,2*10ֿ³ cm/s;
Ghiaia 5% - sabbia 95% → k = 1,2*10ֿ³ cm/s.
Dreno sub-verticale
Ghiaia 65% - sabbia 35% → k = 1,2*10ֿ² cm/s;
Ghiaia 85% - sabbia 15% → k = 1,07*10ֿ³ cm/s.
L’Università di Napoli ha determinato la densità minima (1,39 t/m³) e massima
(1,68 t/m³) del materiale e la sua resistenza a rottura mediante prove Triax C.D. a
deformazione controllata ed a contenuto d’acqua nullo su materiale composto
esclusivamente da sabbia.
36
Si riportano di seguito i risultati ottenuti:
Provino γ (t/m³)
σ3 (t/m²)
σ1 (t/m²)
εr (%) Φ' C'
(t/m²) a - 1 4,31 6,47 b - 2 8,42 6,47 c - 4 13,75 7,65
42°08' 0,36
Tabella 2.3.5 – Materiale di transizione: risultati prove Triax C.D.
2.4 OPERE IDRAULICHE
Le principali opere idrauliche dell’impianto sono lo scarico di fondo, lo scarico di
superficie e l’opera di derivazione.
2.4.1 SCARICO DI FONDO
Lo scarico di fondo (portata massima 380 m³/s) è costituito da una galleria, a
sezione circolare, ubicata in sinistra dello sbarramento. Questa si sviluppa per una
lunghezza pari a 770 m; il diametro della sezione di scavo è 9,30 m; il diametro
interno è 7,30 m.
La galleria è intercettata, a circa metà del suo sviluppo, da due paratoie piane
disposte in serie ed azionate con comando oleodinamico. L’accesso alla camera di
manovra avviene attraverso un pozzo circolare verticale della profondità di 46 m e
con un diametro interno di 9,60 m; il diametro della sezione di scavo è 11,60 m.
A valle della galleria, l’acqua viene restituita all’alveo del Locone attraverso un
canale in calcestruzzo armato che si raccorda alla parte terminale dello scarico di
superficie. La collocazione altimetrica della galleria consente il vuotamento
completo del serbatoio.
37
L’altezza di ricoprimento raggiunge un massimo di circa 50 m, in corrispondenza
del pozzo di manovra, e diminuisce progressivamente, sia a monte che a valle,
fino ad un valore di pochi metri in prossimità degli imbocchi.
La galleria attraversa, per tutta la sua lunghezza, la formazione delle Argille
Azzurre, costituita da argilla preconsolidata di media plasticità.
Figura 2.4.1: Profilo longitudinale della galleria.
2.4.2 SCARICO DI SUPERFICIE
Lo scarico di superficie è collocato in sinistra della sezione di sbarramento ed è
costituito da uno sfioratore a pianta rettangolare e da un canale collettore, seguiti
da un canale fugatore e da una vasca di dissipazione; si sviluppa per una
lunghezza complessiva di 667 m mentre la portata massima prevista è 890 m³/s.
Le prime opere realizzate sono state lo sfioratore e la vasca di dissipazione.
Successivamente è stato costruito il canale di fuga. Quest’ultimo si sviluppa,
secondo un asse rettilineo, per una lunghezza complessiva di 550 m.
In particolare, nel tratto di monte, la struttura raggiunge un’altezza di circa 22 m
dal piano di fondazione. La metà inferiore è stata realizzata effettuando uno scavo
di circa 13 m nelle Argille Azzurre, dopo aver preventivamente realizzato due
paratie di sostegno costituite da pali accostati del Ø 1500.
38
La metà superiore della struttura, sulla quale poggia il rilevato diga, è stata invece
costruita in elevazione dopo aver posto in opera una fila di puntoni in calcestruzzo
armato, prefabbricati in cantiere, i quali assorbono la maggior parte della spinta
dei terreni.
Figura 2.4.2: Planimetria dello scarico di superficie.
2.4.3. OPERA DI DERIVAZIONE
La derivazione delle acque dal serbatoio viene effettuata mediante una galleria
ubicata in destra della sezione di sbarramento.
L’imbocco di monte è costituito da un’opera in calcestruzzo, provvista di griglia
metallica e carro strigliatore. La regolazione del deflusso avviene mediante una
valvola a farfalla, ubicata alla base del pozzo di manovra.
La galleria si sviluppa per una lunghezza complessiva di 894 m. Il diametro della
sezione di scavo è 3,60 m; il diametro interno è 2,50 m.
39
Il tracciato attraversa, per quasi tutta la sua lunghezza, la formazione delle Argille
Azzurre. L’altezza di ricoprimento varia da pochi metri fino ad un massimo di
circa 43 m, nei pressi del pozzo di manovra. A circa 300 m dall’imbocco di valle.
Un pozzo verticale, delle stesse dimensioni di quello dello scarico di fondo,
consente la manovra delle apparecchiature di regolazione. La massima portata
derivabile è di 32 m³/s.
.
Figura 2.4.3: Profilo longitudinale della galleria di derivazione.
2.5 COSTRUZIONE
I problemi tecnici ed organizzativi che si incontrano nella realizzazione di opere
grandi e complesse, quali sono le dighe, non sono mai pochi né di facile
soluzione.
Tuttavia, il fattore che ha reso particolarmente impegnativa la costruzione della
diga del Locone è rappresentato dalla necessità di portare a termine i lavori in
tempi estremamente ridotti. Nel caso specifico l’impresa si impegnò nel farlo in
soli cinquanta mesi.
40
Il primo problema tecnico da risolvere è stato l’individuazione delle cave di
prestito dei materiali necessari alla costruzione della diga.
A questo scopo sono state condotte due ampie campagne di ricerca, mediante
indagini geotecniche in sito ed in laboratorio: la prima (1981-82) ha riguardato il
materiale per i rinfianchi e la seconda (1983) il materiale da nucleo.
La ricerca del materiale da contronucleo è stata particolarmente impegnativa, da
un lato per il notevole volume di materiale necessario (7000000 m³), dall’altro
lato perché i terreni più idonei (in un raggio di 25 Km dal cantiere) si rinvengono
sulla sommità di rilievi collinari, distribuiti irregolarmente sul territorio.
E’ stato pertanto necessario estendere le indagini ad una superficie di circa 250
Km², attraverso l’esecuzione di 940 sondaggi ed il prelievo di numerosi campioni
sottoposti a prove geotecniche di identificazione.
Sono state così individuate 8 aree di cavatura per una superficie complessiva di
400 ha.
41
Figura 2.5 a: Planimetria delle cave.
42
La tecnica di posa in opera del materiale per i rinfianchi è stata messa a punto
attraverso sperimentazioni di controllo, eseguite durante la costruzione
dell’avandiga. Le prove in sito ed in laboratorio hanno dimostrato l’idoneità del
materiale prescelto ed hanno consentito di definire lo spessore degli strati alla
stesa (70 cm) e la tecnica di compattazione (6 passaggi di rullo vibrante da 16 t).
Come materiale da nucleo è stato utilizzato, successivamente all’esecuzione di
un’opportuna campagna di indagini in sito ed in laboratorio, l’orizzonte superiore
dell’alluvione cavato sino ad uno spessore di 4 m.. Allo scopo di stabilire la
tecnica di posa in opera del materiale da nucleo è stato realizzato un rilevato
sperimentale, del volume di 2000 m³.. L’esame delle misure effettuate sul
rilevato, rapportate ai risultati delle prove di costipamento, ha permesso di
definire la metodologia esecutiva:
Spessore degli strati dopo la compattazione: 30 cm
Rulli compattatori: Hyster C 450 A e Bitelli Tornado
Numero dei passaggi di rullo: 10
Mentre era in corso la ricerca dei materiali, si procedeva all’esecuzione dei lavori
necessari per la deviazione del Locone in fasi progressive.
Figura 2.5 b: Installazione del cantiere e costruzione della casa di guardia.
43
In un primo periodo, il corso del Locone è stato deviato in un canale artificiale
realizzato a tal fine, della lunghezza di circa 2 Km e definito in modo da
interferire il meno possibile con gli scavi di fondazione della diga. Essendo la
quota del canale di circa 2 m più bassa della quota di fondo dell’alveo del Locone,
è stato possibile il recapito in esso delle acque di drenaggio, provenienti da un
reticolo di piccoli canali realizzati nell’area di scavo. Con tale accorgimento, il
livello di falda è stato abbassato di circa 2 m consentendo l’esecuzione degli scavi
di imposta della diga, fino al piano di fondazione dei rinfianchi.
Nel frattempo è stata realizzata l’avandiga la cui tenuta, durante l’esecuzione dei
lavori, è stata assicurata da un diaframma di calcestruzzo nei terreni di fondazione
e da una guaina sintetica sul paramento di monte.
Figura 2.5 c: Deviazione delle acque nel canale artificiale, costruzione dell’avandiga e scavo di fondazione dei contronuclei (giugno 1983-maggio 1984).
44
Successivamente il Locone è stato deviato nella galleria dello scarico di fondo
così da consentire di intraprendere gli scavi di fondazione del nucleo, fino alla
profondità di 3 m nella formazione delle Argille Azzurre.
Figura 2.5 d: Deviazione delle acque in galleria e scavo di fondazione del nucleo. Nel prosieguo dei lavori il problema fondamentale è stato quello di garantire
produzioni elevate di materiale, anche in condizioni climatiche sfavorevoli. Si è
quindi provveduto a pianificare il lavoro,in modo da ridurre al minimo i giorni di
interruzione dovuti al maltempo. Ciò è stato particolarmente difficile per il
materiale da nucleo, il cui contenuto d’acqua doveva essere mantenuto entro limiti
ben precisi. A tal fine la posa in opera è stata effettuata con particolare cura per
evitare il ristagno dell’acqua piovana sul piano di lavoro, mentre la coltivazione
della cava è stata programmata in modo da disporre, nelle diverse stagioni, di
materiale con accettabile contenuto di acqua.
45
La costruzione del corpo diga è terminata nell’agosto 1986.
Figura 2.5 e: Costruzione del rilevato diga (novembre 1984-agosto 1986). Nei mesi successivi sono stati eseguiti i diaframmi plastici, che garantiscono la
tenuta sulle sponde, e sono stati portati a termine i lavori di finitura.
46
2.6 STRUMENTI DI MISURA E MONITORAGGIO
Le grandezze misurate nel corpo diga sono: cedimenti, spostamenti orizzontali,
pressioni neutre e pressioni totali verticali. La strumentazione installata è la
seguente:
N° 19 assestimetri magnetici
N° 7 piezometri Casagrande
N° 15 piezometri ordinari
N° 40 piezometri elettropneumatici
N° 30 celle di pressione totale
N° 4 inclinometri
Ulteriori strumenti sono stati installati in prossimità della diga, per la misura delle
pressioni neutre e delle deformazioni nell’area circostante,durante l’esercizio del
serbatoio. Vi sono:
N° 25 piezometri Casagrande
N° 25 piezometri ordinari
N° 5 inclinometri
Gli strumenti sono stati posizionati all’interno del corpo diga in cinque sezioni
trasversali; le sezioni 8 e 50 corrispondono alla spalla destra e sinistra della diga
mentre le sezioni 18, 24 e 39 corrispondono al corpo centrale. Si riporta di seguito
uno schema di ubicazione degli strumenti in una sezione trasversale e gli
strumenti installati durante la costruzione.
47
Figura 2.6 a: Sezioni del corpo diga.
Strumenti Sez. 8
Sez. 18
Sez. 24
Sez. 39
Sez. 50 Totale
Assestimetri 3 3 3 3 3 15 Piezometri di Casagrande 1 1 1 1 1 5 Piezometri ordinari 3 3 3 3 3 15 Piezometri elettropneumatici 8 8 8 8 8 40 Celle di pressione totale 6 6 6 6 6 30
Tabella 2.6 – Strumenti nel corpo diga.
Per la misura dei cedimenti sono stati installati 3 assestimetri per ogni sezione in
corrispondenza delle posizioni A1, corrispondente all’asse del nucleo, A2 e A3
corrispondenti al rinfianco di valle. Per la misura delle pressioni totali sono stati
installati 6 piezometri per ogni sezione. La misura delle pressioni interstiziali è
stata eseguita attraverso due diversi tipi di strumenti: per ogni sezione sono stati
installati 3 piezometri ordinari ed 8 piezometri elettropneumatici. Di seguito si
riportano i dati relativi alla sola sezione trasversale 24 allo scopo di esemplificare
l’andamento delle grandezze e le loro correlazioni. Per approfondimenti si
rimanda alla letteratura.
48
Figura 2.6 b – Ubicazione strumenti di misura.
49
2.6.1 CEDIMENTI Si riportano di seguito gli andamenti dei cedimenti relativi all’interno del nucleo
(posizione A1) ed al rinfianco di valle (posizione A2) relativi alla sezione 24.
184 gg
335 gg
549 gg
700 gg
914 gg
1248 gg
0,00
0,25
0,50
0,75
1,00
1,25
1,50
0,00 10,00 20,00 30,00 40,00 50,00 60,00 70,00 80,00
z [m]
d [m
]
. Figura 2.6.1 a – Cedimenti del nucleo posizione A1.
184 gg.
335 gg.
549 gg.
914 gg.
1248 gg.
700 gg.
0,00
0,10
0,20
0,30
0,40
0,50
0,60
0,70
0,80
0,90
0,00 10,00 20,00 30,00 40,00 50,00 60,00 70,00 80,00
Z [m]
d [m
]
Figura 2.6.1 b – Cedimenti del rinfianco di valle posizione A2.
50
Si osserva che in entrambi i casi i massimi cedimenti avvengono alle quote
intermedie del rilevato. Confrontando tra loro i risultati, appare evidente che il
nucleo subisce cedimenti maggiori rispetto al rilevato.
NucleoRinfianco di
valle
0
10
20
30
40
50
60
70
80
0,00 0,20 0,40 0,60 0,80 1,00 1,20
d [m]
z [m
]
Figura 2.6.1 c – Confronto tra cedimenti del nucleo e del rinfianco di valle a termine costruzione.
51
2.6.2 DEFORMAZIONI VERTICALI Le deformazioni verticali (εv) corrispondono al rapporto tra la differenza di
cedimento di due elementi assestimetrici contigui (posti a circa 3 m di distanza) e
lo spessore iniziale dello strato compreso tra gli elementi medesimi (Δz):
( ))(
)()(0
01)( tttt
v iz
iiit δδδδε +Δ
+−+=
Il valore )( 0tiδ è il cedimento iniziale dell’elemento inferiore al momento della
posa in opera dell’elemento successivo. Si riporta di seguito l’andamento delle
deformazioni verticali per ciascuno strato.
0
10
20
30
40
50
60
70
0,00 0,01 0,02 0,03 0,04 0,05 0,06
ε v
Alte
zzza
del
rile
vato
[m]
gen-85giu-85gen-86giu-86gen-87dic-87
Figura 2.6.2 – Deformazione verticale durante la costruzione (sez. 24 posizione A1).
Osserviamo che le deformazioni si incrementano con la profondità secondo una
legge lineare.
52
2.6.3 PRESSIONI TOTALI
I dati elaborati si riferiscono a due celle di pressione totale: quella posta sulla
fondazione del nucleo (P1) e quella posizionata sulla fondazione del rinfianco di
valle (P2). Si riporta l’andamento delle pressioni totali verticali σv ed il
corrispondente valore della pressione di riferimento γH.
σ v
γH
0
20
40
60
80
100
120
140
160
15 20 25 30 35 40 45 50 55 60 65
t (mesi)
t/m
2
Figura 2.6.3 a – Pressione totale e pressione di riferimento ( sez. 24 posizione P1 ).
σ v
γH
0
20
40
60
80
100
120
140
160
15 20 25 30 35 40 45 50 55 60 65
t (mesi)
t/m
2
Figura 2.6.3 b – Pressione totale e pressione di riferimento (sez. 24 posizione P2).
Osserviamo una differenza tra nucleo e rinfianco; per il nucleo, infatti, la
pressione misurata risulta sempre inferiore alla pressione di riferimento (σv < γH)
mentre accade l’opposto per il rinfianco di valle (σv > γH).
53
2.6.4 PRESSIONI INTERSTIZIALI
Sono state misurate mediante celle piezometriche; data la grossa pezzatura del
materiale utilizzato per i rinfianchi, gli strumenti ivi installati non hanno fornito
risultati significativi. Al contrario, le celle piezometriche installate nel nucleo
hanno misurato l’incremento delle pressioni interstiziali determinato dalla
costruzione del rilevato. Si riporta l’andamento della quota piezometrica (h) in
funzione del tempo (mesi) registrata in corrispondenza della posizione 3, sezione
trasversale 24.
Pos. 3
120
125
130
135
140
145
150
155
160
165
170
0 10 20 30 40 50 60 70
t (mesi)
h [m
]
Figura 2.6.4 – Variazione di quota piezometrica nel tempo per la sezione 24 posizione 3.
Notiamo che i piezometri registrano incrementi significativi di pressione con un
sensibile ritardo rispetto alla posa in opera degli strati sovrastanti. Lo si spiega
considerando che, all’atto della posa in opera, il materiale costituente il nucleo è
in condizioni di parziale saturazione e ciò comporta pressione interstiziale
inizialmente negativa. Con il procedere della costruzione, il materiale,
comprimendosi a contenuto d’acqua praticamente costante, aumenta
progressivamente il proprio grado di saturazione sino a che, prossimo al 100%, la
pressione interstiziale diventa positiva e quindi registrabile dai piezometri.
54
2.6.5 CARATTERIZZAZIONE GEOTECNICA
La modellazione geotecnica, scaturita dall’elaborazione dei dati precedentemente
esposti, ha come scopo primario quello di determinare un’unica relazione che
possa ben esprimere il comportamento meccanico di ciascun materiale costituente
l’opera al fine di risalire ad un probabile valore di rigidezza E. Il legame tensioni
efficaci-deformazioni verticali (σ′v – εv) permette di individuare la curva
edometrica di ciascun materiale e quindi ricavare i valori dell’indice di
compressibilità (Cc), dell’indice di rigonfiamento (Cs) e della pressione di
sovraconsolidazione (Pc). L’interpretazione dei dati sperimentali è stata condotta
tenendo conto di due ipotesi semplificative:
Contenuto d’acqua (w) costante;
Stato deformativo edometrico (εx = εy = 0 ; εz = εv).
Le sezioni trasversali di cui si è tenuto conto per la caratterizzazione sono le 18,
24 e 39; gli strumenti di monitoraggio utilizzati sono stati:
Cella di pressione totale base nucleo posizione P1;
Cella piezometrica base nucleo posizione P1;
Cella di pressione totale base rinfianco valle posizione P2;
Cella piezometrica base rinfianco valle posizione P2.
Riportiamo, a scopo esemplificativo, i risultati relativi alla sola sezione trasversale
24; per approfondimenti si rimanda alla relativa letteratura.
55
2.6.6 NUCLEO
Nel seguente diagramma si riporta l’andamento delle tensioni totali (σv), misurate
dalla cella di pressione in posizione P1, con le tensioni verticali di riferimento
(γH), determinate dal prodotto tra peso dell’unità di volume ed altezza di
ricoprimento (differenza tra la quota del rilevato al tempo di misura t e la quota
dello strumento).
sez.24
sv = gH
0,00
20,00
40,00
60,00
80,00
100,00
120,00
140,00
160,00
0 20 40 60 80 100 120 140 160
s v [t/m2]
gH
[t/m
2 ]
Figura 2.6.1 a: Confronto σv - γH.
Si osserva che la pressione misurata risulta sempre inferiore a quella di
riferimento (σv < γH); ciò sta a significare la presenza di un probabile errore nella
rilevazione delle misure. Per eliminarlo si è proceduto ricercando una relazione
univoca tra tensioni totali e tensioni di riferimento, mediante una interpolazione
lineare tra i dati di misura di tutte le sezioni.
56
Si riporta il grafico di interpolazione:
y = 0,6095x
0,00
20,00
40,00
60,00
80,00
100,00
120,00
140,00
160,00
0,00 20,00 40,00 60,00 80,00 100,00 120,00 140,00 160,00
gH [t/m2]
sv [
t/m2 ]
Figura 2.6.1 b: Interpolazione unica di σv - γH.
Si è giunti in tal modo alla seguente relazione lineare (con k = 0,6095 coefficiente
di correlazione):
σv = k · γH
Analogo procedimento è stato seguito per le pressioni neutre; come risultato si è
giunti alla determinazione della funzione lineare interpolante
U = 0,2275 · γH – 4,8486
57
Si riporta il grafico:
y = 0,2275x - 4,8486
0,00
5,00
10,00
15,00
20,00
25,00
30,00
0,00 20,00 40,00 60,00 80,00 100,00 120,00 140,00 160,00
gH [t/m2]
u [t/
m2 ]
Figura 2.6.1 c: Interpolazione unica di γH - u.
Individuate per σv ed U le relazioni lineari riassumenti la loro variazione al
progredire della costruzione del rilevato, si è provveduto alla correzione delle
grandezze sezione per sezione. La determinazione delle deformazioni verticali
(εv) è consistita nella semplice lettura assestimetrica della differenza dei cedimenti
in corrispondenza delle due piastre di misura contigue, poste alla base ed alla
sommità dello strato interessato, rapportata allo spessore iniziale dello strato
stesso.
Noti i valori delle tensioni efficaci in base al principio di Terzaghi:
σ′v = σv -u
e note le deformazioni, si è proceduto all’inserimento dei valori nel diagramma
tensioni efficaci – deformazioni allo scopo di ottenere una quanto più verosimile
curva edometrica del materiale del nucleo.
58
Al fine di determinare un unico andamento che ben rappresenti il materiale, si è
proceduto ad una interpolazione della nuvola di punti delle tre sezioni centrali con
una funzione polinomiale del II° ordine. Si riportano i risultati:
0,000
0,010
0,020
0,030
0,040
0,050
0,060
0,070
0,00 10,00 20,00 30,00 40,00 50,00 60,00 70,00
s'v [t/m2]
ev
sez.18sez.24sez.39mediaPoli. (sez.18)Poli. (sez.24)Poli. (sez.39)Poli. (media)
Figura 2.6.1 d: Interpolazione polinomiale diagramma tensioni - deformazioni.
0,000
0,010
0,020
0,030
0,040
0,050
0,060
0,070
1,00 10,00 100,00
log s 'v [t/m2]
ev
sez.18sez.24sez.39mediaPoli. (sez.18)Poli. (sez.24)Poli. (sez.39)Poli. (media)
Figura 2.6.1 e – Interpolazione polinomiale diagramma tensioni – deformazioni in scala
semi-logaritmica.
59
Si è visto, mediante confronto, che la curva edometrica più rappresentativa è
quella della sezione 39; una ulteriore conferma si è avuta confrontando tale curva
con quella ottenuta dai dati di laboratorio. Si riporta il diagramma:
Figura 2.6.1 f: Confronto tra curva edometrica sperimentale e di laboratorio.
Da tale rappresentazione è stato possibile, attraverso la costruzione di Casagrande,
dedurre i seguenti valori:
Indice di compressibilità → Cc (sez. 39) = 0,092; Cc (lab.) = 0,104
Indice di rigonfiamento → Cs (sez. 39) = 0,022; Cs (lab.) = 0,005
Pressione di sovraconsolidazione → Pc (sez. 39) = 31,00 (t/m²);Pc (lab.) =
32,50 (t/m²).
Calcolato il valore del modulo edometrico per ogni step di costruzione (D)
mediante le seguenti equazioni:
( )00 1 eee v +⋅−= ε
20v
vvaσ
σσΔ
+=
60
( )c
va
Ce
D⋅⋅+
=435,0
1 σ
si è potuti risalire al modulo di rigidezza elastico mediante l’equazione
( )ννν
−−−
=1
21 2
DE
Dai calcoli si è ricavato un valore E = 14928,60 KN/m².
61
2.6.7 RINFIANCHI
Analogamente a quanto detto per il nucleo ed utilizzando lo stesso metodo di
studio per una caratterizzazione del materiale del rilevato, si sono confrontati i
risultati delle pressioni totali σv misurate da una cella di pressione posta alla base
del rinfianco con i valori di riferimento γH calcolati in base alla quota raggiunta
dal rilevato al tempo t considerato. Lo scopo è sempre quello di depurare i dati da
eventuali errori di misurazione. Esaminando il grafico si è visto che le pressioni
totali σv risultano essere costantemente maggiori delle tensioni di riferimento γH,
contrariamente a quanto accaduto nel nucleo.
sez.24
s v=gH
0,00
10,00
20,00
30,00
40,00
50,00
60,00
70,00
80,00
90,00
100,00
0,00 20,00 40,00 60,00 80,00 100,00 120,00 140,00 160,00
s v [t/m2]
gH
[t/m
2 ]
Figura 2.6.2 a: Confronto σv - γH.
Ciò lo si è spiegato partendo da considerazioni sui cedimenti differenziali tra
nucleo (fondato direttamente sulle Argille Azzurre indeformabili) e rinfianchi
(fondati su depositi alluvionali deformabili).
Questa differenza comporta una modifica dello stato tensionale con una riduzione
delle tensioni verticali in corrispondenza del nucleo ed un corrispondente
incremento nei rinfianchi.
62
Interpolando i dati delle tre sezioni:
y = 1,5x
0,00
20,00
40,00
60,00
80,00
100,00
120,00
140,00
160,00
180,00
0,00 10,00 20,00 30,00 40,00 50,00 60,00 70,00 80,00 90,00 100,00
gH [t/m2]
sv [
t/m2 ]
Figura 2.6.2 b: Interpolazione unica di σv - γH.
si è giunti alla relazione lineare ( con k = 1,5 coefficiente di correlazione)
σv = k · γH
Data la granulometria grossa del materiale del rilevato, le pressioni neutre
generatesi sono trascurabili quindi le tensioni totali coincidono con le tensioni
efficaci (principio di Terzaghi). Le deformazioni verticali sono state misurate con
un assestimetro relativo alla posizione di misura A2 ed al primo strato di posa.
Plottando i valori relativi alle tre sezioni in un diagramma tensioni – deformazioni
si è proceduto ad una interpolazione polinomiale del II° ordine.
63
Si riportano i risultati:
0,000
0,010
0,020
0,030
0,040
0,050
0,060
0,00 20,00 40,00 60,00 80,00 100,00 120,00 140,00 160,00
s 'vm od [t/m2]
ev
sez.18sez.24sez.39mediaPoli. (sez.18)Poli. (sez.24)Poli. (sez.39)Poli. (media)
Figura 2.6.2 c – Interpolazione polinomiale diagramma tensioni - deformazioni.
0,000
0,010
0,020
0,030
0,040
0,050
0,060
0,10 1,00 10,00 100,00 1000,00
logs 'vm od [t/m2]
ev
sez.18sez.24sez.39mediaPoli. (sez.18)Poli. (sez.24)Poli. (sez.39)Poli. (media)
Figura 2.6.2 d: Interpolazione polinomiale diagramma tensioni – deformazioni in scala semi-
logaritmica.
64
Dall’esame dei grafici si è deciso di adottare la curva media quale rappresentativa
del materiale. Attraverso la costruzione di Casagrande, si sono calcolati i seguenti
valori:
Indice di compressibilità → Cc (media) = 0,050;
Indice di rigonfiamento → Cs (media) = 0,004;
Pressione di sovraconsolidazione → Pc (media) = 50,00 (t/m²).
Dalla conoscenza dei valori di tensione e deformazione ricavati dalla relazione
polinomiale interpolante si è potuto ricavare il modulo edometrico (D), relativo ad
ogni quota raggiunta durante la costruzione ed al primo strato di posa, attraverso
la relazione:
v
vDεσΔΔ
=
e quindi il valore del modulo elastico E attraverso la relazione:
( )( )ν
νν−−−
=1
21 2
DE
Dai calcoli si è ricavato un valore E = 52515,00 KN/m².
65
2.6.8 DEPOSITI ALLUVIONALI
Costituiscono la fondazione su cui poggiano i rinfianchi e sono causa di
variazione tensionale tra questi ultimi ed il nucleo. A causa dell’esiguità dei dati a
disposizione, si è proceduto in maniera diversa rispetto alle caratterizzazioni
precedenti. Infatti si è ipotizzata una immediata ed equivalente deformazione dello
strato alluvionale rispetto ai rinfianchi. Quindi si sono utilizzate le letture degli
assestimetri del rinfianco di valle in posizione A2. Da queste si sono calcolate le
deformazioni verticali, subite dai depositi durante la costruzione, attraverso la
formula:
Dvδε =
dove D = 3,2 m (spessore iniziale del deposito) e δ sono i cedimenti. Le tensioni
totali sono le stesse misurate per il rinfianco di valle registrate dalla cella di
pressione posta alla base. Riportando i valori delle tre sezioni in un diagramma
tensioni – deformazioni, si è interpolata la nuvola di punti con una relazione
polinomiale del II° ordine. Si riportano i diagrammi:
0,000
0,020
0,040
0,060
0,080
0,100
0,120
0,140
0,160
0,180
0,200
0,00 20,00 40,00 60,00 80,00 100,00 120,00 140,00 160,00
s v [t/m2]
ev
sez.18sez.24sez.39Poli. (sez.18)Poli. (sez.24)Poli. (sez.39)
Figura 2.6.3 a: Interpolazione polinomiale diagramma tensioni - deformazioni.
66
0,000
0,020
0,040
0,060
0,080
0,100
0,120
0,140
0,160
0,180
0,200
0,10 1,00 10,00 100,00 1000,00
logs v [t/m2]
ev
sez.18sez.24sez.39Poli. (sez.18)Poli. (sez.24)Poli. (sez.39)
Figura 2.6.3 b: Interpolazione polinomiale diagramma tensioni – deformazioni in scala semi-
logaritmica.
Confrontando tra loro le curve si è visto che la curva edometrica più
rappresentativa è quella della sezione 24. Da questa, sempre attraverso la
costruzione di Casagrande, si sono estrapolati i valori:
Indice di compressibilità → Cc (sez. 24) = 0,392;
Indice di rigonfiamento → Cs (sez. 24) = 0,007;
Pressione di sovraconsolidazione → Pc (sez. 24) = 57,00 (t/m²).
Come in precedenza, note tensioni totali e deformazioni verticali, si è determinato
il modulo edometrico attraverso la relazione:
v
vDεσΔΔ
=
e quindi il valore del modulo elastico E attraverso la relazione:
67
( )( )ν
νν−−−
=1
21 2
DE
Dai calcoli si è ricavato un valore E = 9986,70 KN/m².
In definitiva, si riassumono le caratteristiche fisiche e meccaniche per ciascun
materiale:
CARATTERISTICHE FISICHE MATERIALE γd ( KN/m³) γw ( KN/m³) k (m/s)
Argille Plioceniche 18,5 20,5 1,0E-08 Depositi alluvionali 17,0 20,0 1,0E-03 Nucleo 17,5 19,5 1,0E-05 Rinfianchi e avandiga 22,4 24,4 8,2E-05 Zone di transizione 15,9 17,9 1,2E-05 Dreno sub-verticale 17,0 20,0 1,2E-04 Unghia di valle 20,0 22,0 1,0E-02
CARATTERISTICHE MECCANICHE MATERIALE C' ( KN/m² ) Φ′ ( ° ) ν
Argille Plioceniche 43,7 19,0 0,35 Depositi alluvionali 1,0 35,0 0,30 Nucleo 9,4 22,0 0,30 Rinfianchi e avandiga 27,0 45,0 0,30 Zone di transizione 31,0 42,0 0,30 Dreno sub-verticale 1,0 35,0 0,30 Unghia di valle 1,0 40,0 0,30
CARATTERISTICHE MECCANICHE MATERIALE Epoli ( KN/m² ) Cc Cs Pc ( KN/m² )
Argille Plioceniche 76900,00 " " " Depositi alluvionali 9986,70 0,392 0,007 570,00 Nucleo 14928,60 0,092 0,022 310,00 Rinfianchi e avandiga 52515,00 0,050 0,004 500,00 Zone di transizione 26257,50 " " " Dreno sub-verticale 26257,50 " " " Unghia di valle 13000,00 " " "
68
Figura 2.6.3 c: Planimetria dell’invaso e della rete stradale.
69
Figura 2.6.3 d: Caratteristiche della diga.
70
3 MODELLO DI CALCOLO
3.1 INTRODUZIONE
In questo capitolo si procede ad un’analisi numerica delle deformazioni dei terreni
di fondazione (Argille Plioceniche) considerando tre differenti modalità di carico:
Caso A: applicazione istantanea dell’intero carico (peso del corpo diga);
Caso B: applicazione del carico per step costruttivi (spessore: 12 m;
consolidazione: 5 gg);
Caso C: applicazione del carico per step costruttivi (spessore: 3 m;
consolidazione: 30 gg).
La modellazione è stata eseguita attraverso il codice di calcolo agli elementi finiti
bidimensionale PLAXIS vers. 8.2; il programma permette di simulare situazioni
reali riconducibili a stati di deformazione piana o a condizioni assialsimmetriche
attraverso la creazione di un modello geometrico e la generazione di un reticolo di
elementi finiti (mesh), partendo da una sezione trasversale verticale
rappresentativa della situazione considerata.
Figura 3.1 a: Esempi di problemi in stato piano di deformazione e in assialsimmetria.
71
I tipi di elemento di una mesh sono:
Elemento triangolare a 15 nodi: fornisce una interpolazione numerica del
4° ordine per gli spostamenti e l’integrazione numerica adopera 12 punti di
Gauss (stress points);
Elemento triangolare a 6 nodi: fornisce una interpolazione numerica del 2°
ordine per gli spostamenti e l’integrazione numerica adopera 3 punti di
Gauss (stress points).
Figura 3.1 b: Posizione di nodi e punti d’integrazione in elementi di terreno
La nostra modellazione è eseguita in stato piano di deformazione ed utilizza una
mesh ad elementi triangolari a 15 nodi.
Una precisazione sulla convenzione dei segni adottata dal programma: la
costruzione della geometria avviene nel piano x-y e la direzione z è uscente dal
piano stesso; nei valori di output le forze, le tensioni e le pressioni neutre sono
considerate negative se di compressione.
Figura 3.1 c Sistema di coordinate ed indicazione delle componenti positive di tensione.
72
Infine, l’interfaccia utente è costituita da quattro sottoprogrammi:
Input: creazione del modello geometrico e generazione delle condizioni
iniziali;
Calculation: definizione ed avvio dei calcoli;
Output: visualizzazione dei risultati;
Curves: generazione curve carico-cedimento, diagrammi tensione-
deformazione, percorsi di sollecitazione o di deformazione di punti
preselezionati.
3.2 MODELLO GEOMETRICO
Alla base di un’analisi agli elementi finiti attraverso PLAXIS vi è la creazione di
un modello geometrico dell’opera (in questo caso di una sua sezione trasversale),
la modellazione degli elementi strutturali inseriti nella stessa (diaframmi, tappeti
drenanti, etc) e l’assegnazione dei materiali. La sezione del corpo diga di
riferimento nella seguente modellazione è la sezione 24.
Figura 3.2 a Sezioni del corpo diga.
73
Il modello è stato preventivamente implementato per condizioni di deformazione
piana (plain strain); successivamente si è proceduto alla creazione della geometria
del corpo diga costituita da:
Nucleo centrale;
Zone di transizione;
Dreno sub-verticale;
Rinfianchi;
Paramento di monte e unghia di valle (blocchi calcarei);
Alluvioni di fondovalle (terreni ghiaio-sabbiosi);
Formazione argillosa di base (Argille azzurre).
Figura 3.2 b: Modello geometrico.
x
y
74
3.2.1 VINCOLI
Definito l’input geometrico sono stati assegnati i vincoli standard (Standard
fixities), condizioni al contorno generali generate secondo le seguenti regole:
Le linee geometriche verticali le cui coordinate x sono uguali alla minore o
alla maggiore coordinata x del modello ricevono un vincolo orizzontale
(Ux = 0);
Le linee geometriche orizzontali le cui coordinate y sono uguali alla
minore coordinata y del modello ricevono un vincolo totale (Ux = Uy = 0).
x
y
Figura 3.2.1: Assegnazione delle standard fixities.
3.2.2 MATERIALI
Di seguito si è proceduto all’assegnazione dei materiali ai singoli elementi del
corpo diga. Le caratteristiche fisiche (γd, γsat, k) di ciascuno sono state ricavate
dalle prove di laboratorio esaminate in precedenza; per quanto riguarda le
caratteristiche meccaniche, i coefficienti di Poisson sono dati dalla letteratura,
75
mentre il modulo di Young è stato ricavato da una precedente modellazione della
diga del Locone (Grimani, 2007) che simulava la reale successione costruttiva
dell’opera nel tempo (si riporta una sintetica descrizione del lavoro e dei relativi
risultati finali).
L’analisi è stata realizzata attraverso la suddivisione in 23 fasi di calcolo che
discretizzano la successione con la quale è stato realizzato il corpo diga. In
particolare, nella prima fase è stato modellato lo scavo dei depositi alluvionali e di
parte delle argille per la costruzione del nucleo; le rimanenti fasi si riferiscono alla
modellazione della posa in opera dello strato di materiale di cui l’opera è
costituita. E’ stato considerato uno spessore di 3 m per ogni strato. I risultati
ottenuti sono stati confrontati con le misure di monitoraggio derivate dagli assesti
metri posti in corrispondenza del nucleo (pos. A1) e del rinfianco di valle (pos.
A2). Dai cedimenti verticali, infine, è stato possibile ricavare le caratteristiche di
deformazione dei materiali.
Si riportano i grafici dei cedimenti misurati a fine costruzione (914 giorni):
0,00
0,20
0,40
0,60
0,80
1,00
1,20
1,40
0,00 20,00 40,00 60,00 80,00
z (m)
d (m
) Serie1
Poli. (Serie1)
Figura 3.2.2 a: Variazione cedimenti assestimetrici all’interno del nucleo ( posizione A1 ).
76
0,00
0,10
0,20
0,30
0,40
0,50
0,60
0,70
0,80
0,90
0,00 10,00 20,00 30,00 40,00 50,00
z (m)
d (m
)
Cedimenti
Poli.(Cedimenti)
Figura 3.2.2 b: Variazione cedimenti assestimetrici all’interno dei rinfianchi ( posizione A2 ).
I dati sperimentali sono stati inviluppati mediante curva quadratica; le quote
relative si riferiscono alla fondazione del nucleo (figura 3.2.2 a) ed a quella dei
rinfianchi (figura 3.2.2 b).
I dati da modellazione sono stati preventivamente depurati da una sorta di
“cedimento iniziale” prima di effettuare il confronto. Per ciascuna fase di calcolo,
e quindi per ciascuno strato di posa, all’effettivo cedimento raggiunto al termine
della procedura è stato sottratto quello ottenuto nella fase precedente dallo strato
sottostante. Questo perché la quota di posa in opera dello strato considerato,
all’atto della realizzazione, è differente dalla quota teorica di progetto: ciò è
dovuto al cedimento subito dagli strati sottostanti al crescere del rilevato. La
ricerca del modello costitutivo più opportuno per ciascun materiale è stata svolta
considerando i seguenti legami:
Elastico lineare;
Elastico non lineare;
Elastico lineare perfettamente plastico (Mohr – Coulomb);
Elastico non lineare perfettamente plastico (Mohr – Coulomb).
77
La modellazione numerica è stata effettuata per passi successivi di back analysis:
in un primo passo sono state portate a convergenza le caratteristiche dei materiali
di fondazione, successivamente quelle del nucleo e dei rinfianchi. La convergenza
tra risultati numerici e dati sperimentali è stata ricercata facendo riferimento ai
valori di cedimento forniti agli assestimetri. Richiamiamo in questa parte i risultati
ottenuti considerando il legame elastico lineare per le Argille Plioceniche ed i
depositi alluvionali ed il legame elastico perfettamente plastico di Mohr –
Coulomb utilizzato per il nucleo ed i rinfianchi. Attribuendo ad ogni materiale un
legame di tipo elastico lineare si sono portati a convergenza i cedimenti alla base
del nucleo, in corrispondenza delle argille Plioceniche con le misure ricavate
dall’assestimetro in posizione A1. Si è giunti a convergenza dei risultati dopo una
progressiva correzione del modulo di elasticità E delle argille. Il valore definitivo
è pari a:
E = 230000 KPa
0,00
10,00
20,00
30,00
40,00
50,00
60,00
70,00
80,00
0,0000 0,1000 0,2000 0,3000 0,4000 0,5000 0,6000 0,7000 0,8000
d [m]
H [m
]
cedimenti assestimetriciE=76900kPaE=100000kPaE=200000kPaE=215000kPaE=230000kPaPoli. (E=76900kPa)Poli. (E=100000kPa)Poli. (E=200000kPa)Poli. (E=215000kPa)Poli. (E=230000kPa)Poli. (cedimenti assestimetrici)
Figura 3.2 2 c: Convergenza dei cedimenti Argille Plioceniche – posizione A1.
78
Con analogo procedimento, ed inserendo per le Argille Plioceniche il valore di E
ricavato in precedenza, si è giunti a convergenza tra i cedimenti misurati
dall’assestimetro corrispondente ai rinfianchi (pos. A2) e quelli da modellazione
per un valore del modulo di elasticità dei depositi alluvionali pari a:
E = 20000 KPa
Si riporta il grafico di riferimento:
0,00
10,00
20,00
30,00
40,00
50,00
60,00
70,00
80,00
0,0000 0,1000 0,2000 0,3000 0,4000 0,5000 0,6000
d [m]
H [m
]
cedimenti assestimetriciE=9986,7kPaE=15000kPaE=20000kPaPoli. (E=9986,7kPa)Poli. (E=15000kPa)Poli. (E=20000kPa)Poli. (cedimenti assestimetrici)
Figura 3.2 2 d: Convergenza dei cedimenti depositi alluvionali – posizione A2
Il legame elastico lineare perfettamente plastico (Mohr – Coulomb) è stato
attribuito ai materiali del nucleo, dei rinfianchi e delle zone di transizione
lasciando agli altri un modello di tipo elastico lineare. Si sottolinea il fatto che gli
input di partenza per i materiali delle Argille Plioceniche ed i depositi alluvionali
si sono utilizzati i dati derivanti da modellazione elastica – lineare.
79
Riportiamo il grafico della convergenza relativa ai rinfianchi:
0,00
0,10
0,20
0,30
0,40
0,50
0,60
0,70
0,80
0,90
0,00 10,00 20,00 30,00 40,00 50,00
z [m]
d [m
]
cedimenti assestimetricicedimenti da modelloPoli. (cedimenti da modello)Poli. (cedimenti assestimetrici)
Figura 3.2 2 e: Convergenza dei cedimenti rinfianchi – posizione A2.
In questo caso si è giunti subito a convergenza per un valore del modulo di Young
pari a:
E = 17500 Kpa
80
Si riporta il grafico della convergenza relativa al nucleo:
-0,20
0,00
0,20
0,40
0,60
0,80
1,00
1,20
1,40
0,00 10,00 20,00 30,00 40,00 50,00 60,00 70,00 80,00
z [m]
d [m
]
cedimenti assestimetricicedimenti da modelloPoli. (cedimenti da modello)Poli. (cedimenti assestimetrici)
Figura 3.2 2 f: Convergenza dei cedimenti nucleo – posizione A1.
Una plausibile approssimazione si è avuta per un valore del modulo di Young pari
a:
E = 11500 Kpa
81
Riassumendo, le caratteristiche fisiche e meccaniche dei materiali utilizzate per la
modellazione sono le seguenti:
CARATTERISTICHE MECCANICHE
MATERIALE C' ( KN/m² ) Φ′ ( ° ) ν Epoli ( KN/m² ) Argille Plioceniche 43,7 19,0 0,35 230000,00Depositi alluvionali 1,0 35,0 0,30 20000,00Nucleo 9,4 22,0 0,30 11500,00Rinfianchi e avandiga 27,0 45,0 0,30 17500,00Zone di transizione 31,0 42,0 0,30 26257,50Dreno sub-verticale 1,0 35,0 0,30 26257,50Unghia di valle 1,0 40,0 0,30 13000,00
Nella modellazione al materiale delle fondazioni sono state associate condizioni
non-drenate (Undrained); ciascun materiale, inoltre, è stato considerato isotropo
nei confronti della permeabilità.
x
y
0
12
34 5 67
89
1011
1213
14
1516
17 1819 20
21222324 25
2627282930
31323334
35363738
3940414243
44
45
46
47
48
49
50 515253
5455
565758 59
Figura 3.2 2 g: Assegnazione dei materiali.
82
Terminata questa fase di input si è potuta generare la mesh; è stata realizzata
facendo riferimento alla geometria della sezione ed è costituita da elementi
triangolari a 15 nodi, ciascuno dei quali fornisce una interpolazione del 4° ordine
per gli spostamenti mentre l’integrazione numerica adopera 12 punti di Gauss.
La dimensione della mesh è stata scelta sulla base di coniugare precisione dei
risultati e velocità di calcolo; si è scelto di utilizzare un’impostazione di tipo Very
fine, che consente di infittire ulteriormente la mesh per ottenere una maggior
precisione di calcolo.
Figura 3.2 2 h: Generazione della mesh.
83
4 ANALISI NUMERICA
4.1 CONDIZIONI INIZIALI
Creato il modello geometrico e generata la mesh agli elementi finiti, è necessario
specificare la configurazione geometrica iniziale e lo stato tensionale iniziali. Ciò
viene fatto nella modalità Initial conditions del programma Input. Questa parte del
programma consta di due differenti sottomodalità di funzionamento:
Modalità Water conditions (condizioni idrauliche) per la generazione delle
pressioni neutre;
Modalità Geometry configuration (configurazione geometrica) per la
definizione della geometria e la generazione dello stato tensionale efficace
iniziali.
Il modello prevede una condizione idraulica iniziale in cui il livello di falda è
posizionato in corrispondenza della base del nucleo, 3,5 m al di sotto del piano
campagna. Imposta tale condizione, sono state generate le pressioni neutre.
Per quanto concerne la generazione delle tensioni efficaci iniziali si è utilizzata la
Procedure K0-. Le tensioni iniziali in un ammasso di terreno sono determinate dal
peso del materiale e dalla storia tensionale della sua formazione. Questo stato
tensionale è di solito caratterizzato da una tensione verticale efficace iniziale σ′v0.
la tensione efficace orizzontale iniziale σ′h0 è legata alla tensione efficace verticale
iniziale attraverso il coefficiente di spinta laterale a riposo, K0 (σ′h0= K0 σ′v0).
84
Figura 4.1 a: Generazione delle pressioni neutre.
Figura 4.1 b: Generazione delle tensioni efficaci iniziali.
85
4.2 FASI DI CALCOLO
4.2.1 CASO A
Si è sottoposto il terreno di fondazione ad un carico istantaneo pari al peso
dell’intero corpo diga. Per la modellazione del problema è stata sufficiente una
singola fase di calcolo; la fase di partenza (denominata Fase 0) rappresenta le
condizioni iniziali del modello, ovvero livello di falda alla base del nucleo (3,5 m
sotto il piano campagna) con conseguente generazione delle pressioni neutre, e la
generazione delle tensioni effettive iniziali attraverso la procedura K0. La
geometria è rappresentata dall’intero corpo diga e dal terreno di fondazione. Il
tutto è già stato definito nelle Initial conditions.
Fase 1 Applicazione istantanea del carico
La modalità di carico utilizzata è stata la Staged Costruction (costruzione per
fasi), la quale ci permette la modifica della geometria del modello, della
configurazione del carico o della distribuzione delle pressioni neutre generando
una variazione dello stato tensionale, del peso, della resistenza o rigidezza degli
elementi. In questo caso è stata effettuata una modifica nella configurazione
geometrica attivando istantaneamente l’intero corpo diga, simulando in tal modo
l’applicazione istantanea del massimo carico.
x
y
1
23
Figura 4.2.1 Applicazione istantanea del carico
86
4.2.2 CASO B
In questa modellazione si è incrementato il carico sui terreni di fondazione
attraverso step costruttivi del corpo diga ciascuno di spessore pari a 12 m; ad ogni
fase di carico è stata implementata una fase di consolidazione pari a 5 giorni. Il
calcolo è costituito da 15 fasi. Le condizioni iniziali sono: livello di falda alla base
del nucleo e terreno di fondazione scarico.
Fase 1 Costruzione primo strato
Sono stati riattivati i cluster relativi ai primi 12 m del corpo diga; di conseguenza
si è proceduto ad una rigenerazione delle pressioni neutre. La modalità di carico è
del tipo staged costruction.
Fase 2 Consolidazione a 5 gg.
I risultati della fase precedente costituiscono le condizioni iniziali dell’attuale; si è
simulato un periodo di consolidazione di 5 giorni in modalità staged costruction,
la quale permette di tenere conto della variabile tempo.
Figura 4.2.2 a: Costruzione del primo strato di posa (12 m).
87
La fase successiva riguarda la costruzione del secondo strato di posa a cui è
seguita una fase di consolidazione a 5 giorni. Si è proceduto in tal modo sino al
termine della costruzione dell’intero corpo diga (Fase 10).
Figura 4.2.2 b: Fine costruzione del corpo diga.
88
Fase 11 Consolidazione ad 1 anno.
Fase 12 Consolidazione a 2 anni.
Fase 13 Consolidazione a 3 anni.
Fase 14 Consolidazione a 4 anni.
Fase 15 Consolidazione a 5 anni.
Queste fasi sono state implementate tutte allo stesso modo; non è stata apportata
alcuna variazione nella geometria e quindi nessuna rigenerazione delle pressioni
neutre. Ogni fase ha per condizioni iniziali i risultati della fase che la precede. I
risultati finali delle procedure di calcolo sono stati visualizzati attraverso il
sottoprogramma Output.
4.2.3 CASO C
Si è cercato di modellare il comportamento dei terreni di fondazione attraverso la
costruzione graduale dell’opera, situazione di certo più attinente alla realtà. La
modellazione è avvenuta incrementando il carico istantaneamente in step
successivi per uno spessore pari a 3 m; ogni singolo step di carico è stato
consolidato per un periodo di tempo pari a 30 giorni. La simulazione ha richiesto
56 fasi di calcolo. Le condizioni iniziali sono le stesse del caso B.
Fase 1 Scavo della fondazione del nucleo
Il nucleo si fonda sulle Argille Azzurre per una profondità dal piano campagna
pari a 3,5 m; in modalità staged costuction è stata modificata la configurazione
geometrica disattivando il cluster relativo al basamento del nucleo stesso. Le
condizioni idrauliche sono rimaste le stesse (falda piano campagna) mentre, data
la variazione di geometria, le pressioni neutre sono state rigenerate.
Fase 2 Costruzione base nucleo
Successivamente alla fase di scavo si è simulata la posa in opera della base del
nucleo; è stato riattivato il relativo cluster assegnandogli come materiale quello
del nucleo stesso. Di conseguenza sono state rigenerate le pressioni neutre.
89
Fase 3 Consolidazione a 30 gg.
Il calcolo è avvenuto in modalità staged costruction per poter tenere conto
dell’intervallo temporale di consolidazione; non è stata effettuata alcuna
variazione di geometria o rigenerazione di pressioni neutre in quanto tale fase
parte da condizioni iniziali pari ai risultati della fase precedente.
Fase 4 Costruzione primo strato di posa
Questa fase simula il primo incremento di carico a cui viene sottoposto il terreno
di fondazione; la geometria è stata modificata inserendo i primi 3 m di strato di
posa e di conseguenza sono state rigenerate le pressioni neutre.
Fase 5 Consolidazione a 30 gg.
Successivamente si è imposto un periodo di consolidazione pari a 30 giorni. Si è
proceduto in questo modo alternato per le successive fasi, sino al termine di
realizzazione del corpo diga. Gli strati in cui è stata suddivisa l’opera sono 23, di
conseguenza le fasi inerenti la costruzione sono pari a 46.
Figura 4.2.3 a: Scavo della fondazione del nucleo.
90
Figura 4.2.3 b: Costruzione 1° strato di posa.
Fase 48 Consolidazione a 60 gg.
Al termine della costruzione è stata effettuata una consolidazione di 30 giorni; in
seguito si è proceduto ad un ulteriore periodo di consolidazione pari a 60 giorni
allo scopo di partire per gli step successivi da un periodo totale, tra inizio e fine
costruzione, di 25 mesi di consolidazione a cui è stato sottoposto il banco di
argille di fondazione. Da questo punto in poi non c’è alcuna variazione di
geometria del modello e quindi nessuna nuova generazione di pressioni neutre.
91
Figura 4.2.3 c: Fine costruzione.
Le fasi successive sono intervallate da periodi di consolidazione di 5 mesi
ciascuno, sempre in modalità staged costruction.
Fase 49 Consolidazione a 30 mesi.
Fase 50 Consolidazione a 35 mesi.
Fase 51 Consolidazione a 40 mesi.
Fase 52 Consolidazione a 45 mesi.
Fase 53 Consolidazione a 50 mesi.
Fase 54 Consolidazione a 55 mesi.
Fase 55 Consolidazione a 60 mesi.
Fase 56 Consolidazione a 65 mesi.
Al termine delle fasi di calcolo si sono estrapolati i risultati attraverso il
sottoprogramma Output.
92
4.2.4 RISULTATI
Al termine delle fasi di calcolo per ciascun caso esaminato, si è proceduto
all’estrapolazione dei risultati attraverso il programma Output.
Caso A
Il risultato di una applicazione istantanea del carico è stato quello di un collasso
della struttura dovuta alla rottura non drenata delle Argille azzurre. L’effetto è
quello che viene chiamato meccanismo di rottura generale; è da notare come i
cedimenti maggiori li subisce la fondazione del rinfianco di valle.
Considerata una sezione trasversale orizzontale, in corrispondenza della base del
nucleo, dal diagramma degli spostamenti orizzontali e verticali la condizione è
ancor più evidente: i terreni di fondazione al di sotto del rinfianco di monte
subiscono uno spostamento orizzontale pari a 1,05 m, quelli in corrispondenza del
rinfianco di valle riportano uno spostamento orizzontale di 1,62 m.
Dal grafico degli spostamenti verticali appare evidente il meccanismo di rottura
generale: il terreno in fondazione del rinfianco di monte cede di 0,65 m per poi
rigonfiarsi sino ad un massimo di 0,15 m; analogamente dal lato di valle, le argille
cedono di 0,95 m e rigonfiano di 0,435 m.
Le sovrapressioni neutre raggiungono un picco di 820 KN/m² alla base dei
rinfianchi nelle vicinanze del nucleo. Diminuiscono di intensità man mano che si
procede in profondità e ci si allontana dalla zona centrale del corpo diga.
93
Figura 4.2.4 a: Cedimenti totali
94
Figura 4.2.4 b: Spostamenti orizzontali.
95
Figura 4.2.4 c: Spostamenti verticali.
96
Figura 4.2.4 d: Sovrapressioni neutre.
97
Caso B
Si è preso come riferimento la sezione orizzontale del terreno di fondazione in
corrispondenza della base del nucleo e si sono diagrammati i relativi cedimenti nel
tempo.
La consolidazione relativa al primo strato di posa genera dei cedimenti ad
andamento lineare ed omogeneo; già dal posizionamento del secondo strato, e
successiva consolidazione, si nota, in corrispondenza delle basi dei due rinfianchi,
un incremento di deformazione maggiore che tende a diminuire alla base del
nucleo; allontanandosi dal centro del corpo diga i cedimenti sono quasi nulli.
Con l’avanzare della costruzione si incrementano ulteriormente le deformazioni:
dal grafico si nota una inversione del segno dei cedimenti a causa di una sorta di
rigonfiamento dei terreni alluvionali all’esterno del corpo diga.
Terminato il periodo di costruzione, è stato considerato un ulteriore intervallo
temporale di consolidazione pari a 30 giorni; ne risulta un cedimento maggiore
alla base dei rinfianchi rispetto alla base del nucleo.
Considerata una sezione orizzontale a metà altezza del corpo diga, esplicitando il
grafico delle tensioni efficaci verticali, si nota come le tensioni maggiori si hanno
nelle zone di transizione e nei rinfianchi, quasi a voler indicare che il nucleo si
“appende” alle pareti delle zone di contatto.
I successivi step di consolidazione, ciascuno della durata di un anno, hanno dato
come risultato delle curve sovrapposte, quasi a voler indicare che i cedimenti
maggiori si sono verificati già dopo il primo anno di consolidazione.
Le sovrapressioni neutre si sono incrementate con il procedere della costruzione al
termine della quale hanno raggiunto un valore di circa 680 KN/m²; dopo il primo
anno di consolidazione si sono quasi del tutto annullate (circa 3,5 KN/m²).
98
Figura 4.2.4 e: Cedimenti sez. orizzontale base nucleo in funzione dei periodi di consolidazione.
-0,6
5
-0,5
5
-0,4
5
-0,3
5
-0,2
5
-0,1
5
-0,0
5
0,05
-360
-288
-216
-144
-72
072
144
216
288
360
SEZI
ON
E
CEDIMENTI
5 G
G10
GG
15 G
G20
GG
30 G
G1
AN
NO
2 A
NN
I3
AN
NI
4 A
NN
I5
AN
NI
99
Figura 4.2.4 f: Tensioni efficaci verticali sezione corpo diga.
100
Figura 4.2.4 g: Sovrapressioni neutre a due anni di consolidazione.
101
Caso C
Considerando la sezione orizzontale del banco di Argille Azzurre, in
corrispondenza della base del nucleo, si sono riportati in un diagramma i
cedimenti subiti dal terreno nei vari periodi di consolidazione.
Dopo i primi 30 giorni non si rilevano cedimenti apprezzabili, essendo di cinque
ordini di grandezza inferiori rispetto all’unità di misura; nei successivi 100 giorni
si ha un andamento lineare uniforme dei cedimenti lungo tutta la sezione.
Le prime differenze si notano dopo 4-5 mesi di consolidazione: i cedimenti
cominciano ad essere rilevanti alla base dei rinfianchi di monte e di valle in
prossimità del nucleo. I terreni in corrispondenza della base di quest’ultimo
cedono in misura inferiore, lasciando supporre che, durante la consolidazione, il
nucleo sia sorretto dai materiali delle zone di transizione e dei rinfianchi. Man
mano che ci si allontana dal centro, i cedimenti assumono nuovamente un
andamento lineare.
Procedendo nel tempo, risulta più evidente l’incremento maggiore alla base del
rinfianco di monte rispetto a quello di valle, tendenza che viene sovvertita dopo
circa 2 anni.
Alla fine del periodo di consolidazione simulato:
nelle zone esterne i massimi cedimenti rilevati nel periodo si hanno
durante i primi 6 mesi di consolidazione;
i cedimenti maggiori si hanno alla base del rinfianco di valle, in
prossimità del nucleo;
il nucleo cede in misura inferiore rispetto alle zone limitrofe,
sembrando quasi che rimanga “ appeso” ai rinfianchi.
Quest’ultima situazione è ancor più evidente considerando il diagramma delle
tensioni efficaci relativo ad una sezione orizzontale del corpo diga: si ha un
incremento maggiore delle tensioni efficaci verticali in corrispondenza delle zone
di transizione e nei rinfianchi in prossimità del nucleo (vedere diagramma in falsi
colori figura 4.2.4 i).
Le sovrapressioni neutre dopo 25 mesi di consolidazione raggiungono un picco
massimo di 3,8 KN/m²; dopo 30 mesi sono quasi completamente dissipate.
102
Figura 4.2.4 h: Cedimenti sez. orizzontale base nucleo in funzione dei periodi di
consolidazione.
-5,0
0E-0
1
-4,0
0E-0
1
-3,0
0E-0
1
-2,0
0E-0
1
-1,0
0E-0
1
1,00
E-05
-360
-240
-120
012
024
036
0
SEZI
ON
E (m
)
CEDIMENTI (m)
30 G
G90
GG
120
GG
6 M
ESI
1 A
NN
O15
MES
I18
MES
I21
MES
I25
MES
I45
MES
I60
MES
I
103
Figura 4.2.4 i: Tensioni verticali efficaci.
104
Figura 4.2.4 l: Sovrapressioni neutre a 35 mesi di consolidazione.
105
5 CONCLUSIONI
Il seguente lavoro di tesi si proponeva l’obiettivo di modellare il
comportamento dei terreni di fondazione di una diga di terra al termine della sua
costruzione. Il lavoro è stato realizzato attraverso il programma di calcolo agli
elementi finiti Plaxis 8.2, il quale, mediante la creazione di un modello
geometrico di riferimento, l’assegnazione dei materiali e delle condizioni al
contorno, fornisce una modellazione del problema in diversi livelli di difficoltà.
Vista la necessità di assegnare le quanto più realistiche caratteristiche fisiche e
meccaniche ai singoli materiali, si è presa come riferimento la diga del Locone,
ubicata nel comune di Minervino Murge (BA) e Montemilone (PZ), per l’enorme
quantità di dati a disposizione in letteratura derivanti da anni di studi, prove di
laboratorio su campioni dei suoi materiali, simulazioni del suo comportamento in
fase di costruzione e di esercizio e quant’altro. Esplicitati i dati e la
caratterizzazione geotecnica, si è proceduto al lavoro considerando tre differenti
condizioni di carico:
- Caso A: carico totale applicato istantaneamente;
- Caso B: carico totale applicato per step costruttivi;
- Caso C: carico totale applicato per step costruttivi.
Per step costruttivo si intende lo spessore di strato di materiale posto in opera per
la costruzione del rilevato diga. I casi B e C si differenziano tra loro per lo
spessore dello strato in ciascun step di carico (B = 12 m; C = 3 m) e per il periodo
di consolidazione assegnato alla fine di ogni fase costruttiva (B = 5 gg; C = 30
gg).
Nel primo caso, l’applicazione immediata dell’intero peso del corpo diga ha
portato alla rottura dei terreni di fondazione, rottura avvenuta secondo due
direttrici di scivolamento simmetriche. In particolare si è notato come i maggiori
spostamenti avvengano lungo il rinfianco di valle secondo un meccanismo di
rotazione e rigonfiamento dei terreni del piano campagna.
106
Le sovrapressioni neutre raggiungono il loro massimo in corrispondenza della
base dei rinfianchi nelle immediate vicinanze del nucleo. Analizzando il loro
andamento si può notare come proprio al di sotto della base del nucleo tali
pressioni in eccesso aumentano scendendo in profondità per poi diminuire
nuovamente. Si può interpretare questo andamento considerando un minore
cedimento del nucleo rispetto ai rinfianchi, forse dovuta ad una sorta di tendenza
del nucleo stesso ad “aggrapparsi” ai rinfianchi. Man mano che si procede verso
l’esterno le sovrapressioni diminuiscono di intensità.
La seconda modellazione è stata condotta simulando l’applicazione del carico in
step successivi, considerando strati di posa dello spessore di 12 m e tempi di
consolidazione per ciascuna fase di 5 giorni. Si è evidenziato come già dopo 15-
20 giorni i cedimenti alla base dei rinfianchi sono quasi doppi rispetto alla base
del nucleo mentre ai lati si rileva un rigonfiamento del terreno. A partire dal primo
anno di consolidazione, invece, non si rilevano ulteriori incrementi di cedimenti.
E’ evidente anche in questo caso come il nucleo tenda a farsi sorreggere dai
rinfianchi.
L’ultima simulazione è stata eseguita allo stesso modo della precedente per quello
che riguarda la modalità di applicazione del carico; la variazione è stata fatta nello
spessore dello strato di posa (3 m) e nell’intervallo temporale di consolidazione
per ogni step di carico (30 gg). Dal confronto dei grafici dei cedimenti, si nota una
immediata differenza di comportamento per ciò che riguarda il rigonfiamento dei
terreni: aumentando il tempo di consolidazione per ogni step di carico tale effetto
non è più rilevabile. Inoltre diminuisce l’entità dei cedimenti alla base dei
rinfianchi e delle zone di transizione, mentre rimangono sostanzialmente invariati
quelli alla base del nucleo. Per quel che riguarda le sovrapressioni neutre,
confrontando i valori a 25 mesi per i casi B e C si osserva che nel primo caso sono
quasi completamente dissipate mentre nel secondo sono di tre ordini di grandezza
maggiori. Infine, dal confronto tra i cedimenti da modellazione del caso C (0,35
m) con quelli misurati (0,27 m)si rileva una sovrastima del 22,8%.
107
Figura 5.1: Confronto cedimenti Caso C - monitoraggio.
CO
NFR
ON
TO C
EDIM
ENTI
0
0,050,
1
0,150,
2
0,250,
3
0,350,
4
010
2030
4050
60
tem
po (m
esi)
Cedimenti (m)
MO
NIT
OR
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ZIO
NE
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BIBLIOGRAFIA
ARREDI F., Costruzioni idrauliche, UTET
CROCE P., CATINI M., La diga del Locone, EDITORI ROMANI RIUNITI,
1986.
DELFT UNIVERSITY OF TECNOLOGY & PLAXIS BV, Versione 8
Manuale di riferimento, Olanda, 2003.
EVANGELISTI G., Impianti idroelettrici, Vol. I, PATRON EDITORE, Bologna,
1992.
FACCIORUSSO J., MADIAI C., VANNUCCI G., Dispense di geotecnica,
Università degli Studi di Firenze, 2006.
JAPPELLI R., “Costruzioni di materiali sciolti”- Manuale di Ingegneria Civile-
Vol. I, ZANICHELLI, 1996.
LAMBE–WHITMAN, Meccanica dei terreni, DARIO FLACCOVIO
EDITORE, Palermo, 1997.
SIMONI G., Strumentazione geotecnica di controllo delle pressioni e dei
movimenti – Appunti da lezione, Università degli Studi di Firenze, 2004.
VIGGIANI C., Fondazioni, HELVEIUS EDIZIONI, Napoli, 1999.
GRIMANI F., Analisi numerica di una diga di terra zonata – Tesi di laurea
2007.
RUSSO G., Applicazione di metodi statistici per il controllo della costruzione di
dighe di terra – Estratto 3/2008, Rivista italiana di geotecnica, PATRON
EDITORE.
