PIANO REGOLATORE PORTUALE DI MARINA DI CARRARA

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1 REGIONE TOSCANA PROVINCIA DI MASSA-CARRARA SOGGETTO INCARICATO DELLA REDAZIONE DEL PRP AUTORITA' PORTUALE MARINA DI CARRARA PIANO REGOLATORE PORTUALE DI MARINA DI CARRARA TITOLO STUDI DI SETTORE Dimensionamento preliminare delle opere marittime ELABORATO SCALA NS. RIF RIF. ARC. - NA4 E.10 - MARAMS11-65 DATA REVISIONE REDATTORE CONTROLLO APPROVAZIONE 30 Novembre 2012 emissione AL-RB GI EC 16 Settembre 2013 rev.01 AL GI EC 29 Novembre 2013 rev.01.1 AL GI EC IL COMMITTENTE IL TECNICO PER L'A.T.I. Ing. Elio Ciralli Associazione Temporanea di Imprese Tel. e Fax: postmaster@progettieopere.it Tel. e Fax: crea@mclink.it A TERMINI DI LEGGE CI RISERVIAMO LA PROPRIETA' DI QUESTO ELABORATO CON DIVIETO DI RIPRODURLO, ANCHE IN PARTE,O DI RENDERLO NOTO A TERZI

2 REGIONE TOSCANA PROVINCIA DI MASSA CARRARA COMUNE DI CARRARA AUTORITA PORTUALE DI MARINA DI CARRARA PIANO REGOLATORE PORTUALE DI MARINA DI CARRARA DIMENSIONAMENTO PRELIMINARE DELLE OPERE MARITTIME Novembre 2013 DATA REVISIONE REDATTORE CONTROLLO APPROVAZIONE 30 NOV 2012 EMISSIONE RB GI EC 16 SET 2013 REV. 1 AL GI EC 29 NOV 2013 REV. 1.1 AL GI EC NOME FILE: E_10_REV_01_1.DOCX DISTRIBUZIONE: RISERVATA PROGETTI E OPERE SRL C.R.E.A. SOC. COOP

3 DI ME NSI ON AM ENTO PR ELI MI NA R E INDICE 1. GENERALITA INTRODUZIONE NORMATIVA DI RIFERIMENTO RISK-ANALYSIS GENERALITÀ FORZANTE ONDOSA AZIONE SISMICA Classificazione Azione sismica di progetto STATO DI MARE LIVELLI IDRICI OPERE IN PIANIFICAZIONE GENERALITÀ CARATTERIZZAZIONE GEOTECNICA DEI TERRENI DI FONDAZIONE OPERE FORANEE DIGA FORANEA DEL PORTO COMMERCIALE Pre-dimensionamento SCOGLIERA: MOLO DI SOTTOFLUTTO DEL PORTO COMMERCIALE Pre-dimensionamento DIGHE FORANEE DELL APPRODO TURISTICO Scogliera: dimensionamento BANCHINAMENTI OPERE A GIORNO Verifica al ribaltamento Dimensionamento di massima della mantellata BANCHINE DI RIVA DELL APPRODO TURISTICO Pre-dimensionamento PALANCOLATE Generalità Lunghezza di penetrazione limite ANALISI DELLA TRACIMABILITA DELLE OPERE GENERALITA MOLO DI SOPRAFLUTTO DEL BACINO COMMERCIALE: DIGA A PARETE VERTICALE MOLO DI SOPRAFLUTTO DEL BACINO TURISTICO: SCOGLIERA TIPOLOGIE COSTRUTTIVE ALTERNATIVE A.T.I. PROGETTI E OPERE S.R.L. (C.G.) C.R.E.A. SOC. COOP. I

4 DI ME NSI ON AM ENTO PR ELI MI NA R E 1. GENERALITA 1.1 INTRODUZIONE La strategia di pianificazione alla base della redazione del Piano Regolatore Portuale di Marina di Carrara si inserisce nell ottica della promozione del trasporto marittimo, attraverso un opportuna organizzazione della rete dei servizi, proponendosi di rafforzare, pertanto, il sistema economico in un contesto di sviluppo sostenibile. Tale strategia non può prescindere dalla pianificazione di interventi di riqualificazione volti al miglioramento delle infrastrutture portuali, dei servizi e dei mezzi. In tale ottica di incremento delle attività commerciali, pescherecce e diportistiche, il Piano Regolatore Portuale di Marina di Carrara prevede la pianificazione dei seguenti interventi: - potenziamento e prolungamento della diga foranea esistente; - realizzazione di una nuova diga di sottoflutto, con conseguente ampliamento del bacino portuale; - realizzazione di un approdo turistico. Per maggiori dettagli inerenti le infrastrutture e le opere si rimanda alle Tavv. B.3 Infrastrutture ed opere e F.1 Sezione tipo delle opere di grande infrastrutturazione, in allegato al presente Piano Regolatore Portuale. Il seguente studio, a supporto del Piano Regolatore Portuale di Marina di Carrara, presenta i calcoli relativi al dimensionamento di massima delle opere marittime previste dal medesimo piano. 1.2 NORMATIVA DI RIFERIMENTO Per i calcoli presentati nel documento la scrivente ATI ha fatto riferimento alla letteratura corrente ed alla normativa vigente in materia, ed in particolare: - Consiglio Superiore dei Lavori Pubblici, 23 settembre 1994 n. 156 Istruzioni tecniche per la progettazione delle dighe marittime ; - PIANC Breakwaters with vertical and inclined concrete walls - MarCom, Report of WG 28, 2003; - PIANC Guidelines for the design of armoured slopes under open piled quay walls - PTC II, Report of WG 22, 1997; - Legge 5 novembre 1971 n.1086 Norme per la disciplina delle opere in conglomerato cementizio armato, normale e precompresso ed a struttura metallica ; - Circolare del Ministero dei Lavori Pubblici, 6 novembre 1967 n Istruzione per il progetto, esecuzione e collaudo delle fondazioni - Ordinanza del Presidente del Consiglio dei Ministri, 20 marzo 2003 n Primi elementi in materia di criteri generali per la classificazione sismica del territorio nazionale e di normative tecniche per le costruzioni in zona sismica e ss.mm.ii.; - Eurocodice 7 Progettazione geotecnica ; - Eurocodice 8 Indicazioni progettuali per la resistenza sismica delle strutture ; - D.M. 14 gennaio 2008 Norme Tecniche per le Costruzioni ; - Circolare del Ministero delle Infrastrutture e dei Trasporti, 2 febbraio 2009 n. 617 Istruzioni per l applicazione delle Norme tecniche per le costruzioni di cui al D.M. 14/01/2008. A.T.I. PROGETTI E OPERE S.R.L. (C.G.) C.R.E.A. SOC. COOP. 1

5 2. RISK-ANALYSIS 2.1 GENERALITÀ L odierna analisi delle strutture costiere esige un approccio sempre meno deterministico e sempre più probabilistico, con metodologie basate sul rischio, grazie all evoluzione delle metodologie di calcolo ed alla reperibilità dei dati relativi alle serie storiche. I principali obiettivi nell adozione della risk-analysis sono: - identificare esplicitamente le incertezze; - fornire informazioni avanzate in merito alla relazione tra rischi e i costi derivanti; - migliorare la capacità di decisione per l ottimizzazione del progetto. La determinazione del grado di rischio accettabile per l opera consente di stabilire i criteri per la scelta della probabilità di superamento dell evento, della durata di vita del progetto e dei parametri dell evento estremo da considerare. 2.2 FORZANTE ONDOSA Per determinare il tempo di ritorno dello stato del mare di progetto si è fatto riferimento alle Istruzioni Tecniche per la Progettazione delle Opere Marittime emanate dal Consiglio Superiore dei Lavori Pubblici. Tale tempo di ritorno dipende dalla durata minima di vita di progetto delle opere, desumibile, in funzione del tipo di opera e dal livello di sicurezza richiesto, dalla Tabella 2.1. Tabella 2.1 Valutazione della vita di progetto in funzione della tipologia dell opera e del livello di sicurezza richiesto (Fonte: Istruzioni Tecniche per la Progettazione delle Opere Marittime) Per strutture ad uso generale si intendono opere di difesa di complessi civili e/o industriali, non destinate ad uno specifico scopo e per le quali non è chiaramente identificabile il termine di vita utile o funzionale. Per infrastrutture ad uso specifico si intendono opere di difesa di singole installazione industriali, porti industriali o piattaforme di carico e scarico, e petrolifere. Il livello di sicurezza 1 si riferisce ad opere o installazioni di interesse locale ed ausiliario, comportanti un piccolo rischio di perdite di vita o di danni ambientali in caso di danneggiamento (difese costiere, porti minori e marina, scarichi a mare, strade litoranee). Il livello di sicurezza 2 si riferisce ad opere ed installazioni di interesse generale, comportanti un moderato rischio di perdita di vite umane o di danni ambientali in caso di danneggiamento (grandi opere portuali, scarichi di grandi città). Il livello di sicurezza 3 si riferisce ad opere ed installazioni per la protezione da inondazione di interesse sopranazionale, comportanti un elevato rischio di perdita di vite umane e di danno ambientale in caso di danneggiamento. Oltre alla valutazione della vita di progetto occorre determinare anche la massima probabilità di danneggiamento ammissibile, desumibile dal tipo di danneggiamento, dalla ripercussione economica e dal rischio per la vita umana, come indicato in Tabella 2.2. A.T.I. PROGETTI E OPERE S.R.L. (C.G.) C.R.E.A. SOC. COOP. 2

6 Tabella 2.2 Tipologia di danneggiamento ammissibile in funzione del grado, della tipologia di rischio e della ripercussione economica Le probabilità corrispondenti al danneggiamento incipiente o alla distruzione totale sono assunte in relazione alle modificazioni subite dalle opere in caso di danneggiamento. Per strutture rigide (dighe a pareti verticali), per le quali è difficile riparare i danni, si assume la probabilità di distruzione totale, mentre, per strutture flessibili o comunque opere riparabili, si assume la probabilità corrispondente al danneggiamento incipiente, inteso come il livello di danneggiamento al di sopra del quale il danno è apprezzabile ed è necessario intervenire con lavori di manutenzione. Per rischio limitato si intendono i casi in cui, a seguito del danneggiamento, non è prevista alcuna perdita di vita; se le perdite sono preventivabili, il rischio è elevato. Per ripercussione economica bassa, media e alta si intendono i casi in cui il rapporto fra i costi di danneggiamento diretti ed indiretti e il costo totale di realizzazione dell opera è rispettivamente minore di 5, compreso tra 5 e 20 e maggiore di 20. La combinazione della vita di progetto dell opera T v e della probabilità di danneggiamento P f consente di determinare il tempo di ritorno dell evento ondoso di progetto T rp con la seguente espressione: = 1 Relativamente alle opere portuali di Marina di Carrara, si assume: - T v = 25 poiché per le opere in progetto si possono assumere ad uso specifico con un livello di sicurezza richiesto pari a 2; - P f = 0,15 poiché si assume una probabilità di distruzione totale, con rischio limitato e ripercussione economica media. Dall espressione sopra riportata si ottiene un tempo di ritorno per l evento ondoso T rp pari a 154 anni. Inoltre, tenendo in considerazione le prescrizioni del Piano di Assetto Idrogeologico le quali indicano, per il dimensionamento delle opere fluviali, eventi con tempi di ritorno pari ad almeno 200 anni (cfr. elaborato E.6 Studio idrologico e idraulico dei corsi d acqua che interferiscono con il porto ) ed essendo i medesimi eventi interferenti con le opere marittime, si è ritenuto opportuno assumere per gli stati del mare estremi, come e ove occorrenti, un tempo di ritorno pari a 200 anni. A.T.I. PROGETTI E OPERE S.R.L. (C.G.) C.R.E.A. SOC. COOP. 3

7 2.3 AZIONE SISMICA Classificazione Nel 2006 la Regione Toscana, con Delibera di Giunta Regionale n 431 del (in attuazione dell Ordinanza P.C.M. n 3519 del ) ha classificato gran parte del territorio regionale, introducendo 4 zone sismiche (2, 3S, 3 e 4). Secondo tale classificazione, il territorio comunale di Carrara ricade in zona 3S, con accelerazione sismica orizzontale massima di 0,25 a g /g. Con l entrata in vigore del D.M. 14/01/2008, la stima della pericolosità sismica viene definita mediante un approccio sito dipendente e non più tramite un criterio zona dipendente. Pertanto, attualmente, la classificazione sismica del territorio è scollegata dalla determinazione dell azione sismica di progetto, mentre rimane il riferimento per la trattazione di problematiche tecnico-amministrative connesse al livello del controllo dei progetti. L azione sismica di progetto in base alla quale valutare il rispetto dei diversi stati limite presi in considerazione viene definita partendo dalla pericolosità di base del sito di costruzione, elemento essenziale per la determinazione dell azione sismica. Per individuare la forzante sismica di progetto per il dimensionamento di massima delle opere marittime occorre valutare il periodo di riferimento della stessa, in funzione della vita nominale dell opera e della classe d uso. Si definisce vita nominale di un opera V N come il numero di anni nel quale la struttura, purché soggetta ad ordinaria manutenzione, deve potere essere usata per lo scopo al quale è destinata. Tabella 2.3 Vita Nominale di una struttura in funzione della tipologia di costruzione (Fonte: D.M. 14/01/2008, Norme Tecniche per le Costruzioni ) Contestualmente alla Vita Nominale occorre determinare la Classe d Uso dell opera, con riferimento alle conseguenze di interruzione di operatività o di un eventuale collasso, in presenza di azioni sismiche. La Norme Tecniche per le Costruzioni (D.M. 14/01/2008) individuano quattro differenti classi d uso, così definite: - Classe I: costruzioni con presenza occasionale di persone, edifici agricoli; - Classe II: costruzioni il cui uso preveda normali affollamenti, senza contenuti pericolosi per l ambiente e senza funzioni pubbliche o sociali essenziali. Rientrano in questa classe le industrie con attività non pericolose per l ambiente, ed opere infrastrutturali la cui interruzione non provochi situazioni di emergenza; - Classe III: costruzioni il cui uso preveda affollamenti significativi: in questa classe rientrano industrie con attività pericolose per l ambiente, ponti e reti ferroviarie la cui interruzione provochi situazioni di emergenza; - Classe IV: Costruzioni con funzioni pubbliche o strategiche importanti, anche con riferimento alla gestione della protezione civile in caso di calamità. Rientrano in questa classe ponti e reti ferroviarie di importanza critica per il mantenimento delle vie di comunicazione, particolarmente dopo un evento sismico. A.T.I. PROGETTI E OPERE S.R.L. (C.G.) C.R.E.A. SOC. COOP. 4

8 Poiché le opere in pianificazione appartengono alla tipologia di opere di normale importanza e per le quali si prevedono affollamenti significativi, si ritiene opportuno attribuire Vita Nominale pari a 50 anni e Classe d Uso III. Le azioni sismiche di calcolo per il pre-dimensionamento vengono valutate in funzione del periodo di riferimento V R, che si ricava dalla seguente formula: = dove: - V N : vita nominale dell opera (V N = 50 anni); - C U : coefficiente in funzione della classe d uso (per la classe d uso III C U = 1,5). Nel caso in esame il periodo di riferimento è pari a 75 anni. Nei confronti delle azioni sismiche sono individuati gli stati limiti di esercizio e gli stati limiti ultimi. Gli stati limiti di esercizio sono: - Stato Limite di Operatività (SLO): a seguito del terremoto l opera, nel complesso, compresi gli elementi strutturali, non strutturali e le apparecchiature, non subiscono danni ed interruzioni d uso significativi; - Stato Limite di Danno (SLD): a seguito dell evento sismico, l opera nel suo complesso non subisce danni da mettere a rischio gli utenti, non compromettendo significativamente la capacità di resistenza e di rigidezza nei confronti delle azioni verticali ed orizzontali. Gli stati limiti ultimi sono: - Stato Limite di salvaguardia della Vita (SLV): a seguito del terremoto l opera subisce rotture e crolli dei componenti non strutturali ed impiantistici e significativi danni dei componenti strutturali cui si associa una perdita significativa della rigidezza nei confronti delle azioni orizzontali; la costruzione conserva, invece parte della rigidezza e della resistenza per azioni verticali, ed un margine di sicurezza nei confronti del collasso per azioni sismiche orizzontali; - Stato Limite di Collasso (SLC): a seguito dell evento sismico, l opera nel suo complesso subisce gravi rotture e crolli dei componenti non strutturali ed impiantistici e danni molto gravi dei componenti strutturali; la costruzione conserva ancora un margine di sicurezza per azioni verticali ed un esiguo margine di sicurezza nei confronti del collasso per azioni orizzontali. Per le opere in pianificazione si ipotizza uno stato limite di salvaguardia della vita (SLV); come specificato nel D.M.14/01/2008, a tale stato limite è associato una probabilità di superamento nel periodo di riferimento V R pari al 10%, come mostrato in Tabella 2.4. Tabella 2.4 Probabilità di superamento di una struttura in funzione dello stato limite considerato (Fonte: D.M. 14/01/2008, Norme Tecniche per le Costruzioni ) A.T.I. PROGETTI E OPERE S.R.L. (C.G.) C.R.E.A. SOC. COOP. 5

9 Il tempo di ritorno è legato al periodo di riferimento V R e alla probabilità di superamento nel periodo di riferimento dalla seguente espressione: = 1 Ai fini della definizione dell azione sismica di progetto è necessario valutare l effetto della risposta sismica locale facendo riferimento, qualora non fosse possibile riferirsi a specifiche analisi, ad un approccio semplificato, sull individuazione di categorie di sottosuolo e topografiche di riferimento. Per la caratterizzazione del sottosuolo si è fatto riferimento ai dati derivanti dalle Indagini idro-geo-lito-morfologiche presentate nella Relazione Geologico-Tecnica di supporto alla Variante al Regolamento Urbanistico del Comune di Carrara dal Dott. Geologo Carlo Turba nell anno 2004 e dalle misure sismiche con tecnica down-hole realizzate durante il Progetto VEL (DOCUP TOSCANA riduzione rischio sismico nelle aree produttive) finanziato dalla Regione Toscana e dalle Indagini geognostiche per ampliamento banchinamento città di Massa. Utilizzando la formula! per il caso in questione (dove h i e V i indicano, rispettivamente, lo spessore in metri e la velocità delle onde di taglio dello strato i-esimo per un totale di N strati presenti nei 30 metri superiori) si è ottenuto per il sito in esame una Vs30 pari a circa 210 m/s, valore riferito al piano di campagna. Ai fini della definizione delle azioni sismiche secondo le nuove Norme Tecniche per le Costruzioni, D.M. 14/01/08, i risultati concorrono ad ascrivere il sito come appartenete alla Categoria C di sottosuolo in riferimento alla quota di imposta delle fondazioni esistenti (cfr. Tabella 2.5). Tabella 2.5 Categorie di sottosuolo (Fonte: D.M. 14/01/2008, Norme Tecniche per le Costruzioni ) Inoltre, per le condizioni topografiche del sito si ricade nella Categoria Topografica T1, in riferimento alla classificazione proposta dalle Norme tecniche costruttive (cfr. Tabella 2.6). A.T.I. PROGETTI E OPERE S.R.L. (C.G.) C.R.E.A. SOC. COOP. 6

10 Tabella 2.6 Categorie di superficie topografica (Fonte: D.M. 14/01/2008, Norme Tecniche per le Costruzioni ) Azione sismica di progetto Ai fini del D.M. 14/01/2008 le forme spettrali sono definite, per ciascuna delle probabilità di superamento nel periodo di riferimento P VR, a partire dai valori dei seguenti parametri relativi ad un sito di riferimento rigido orizzontale: - a g : accelerazione orizzontale massima al sito; - F o : valore massimo del fattore di amplificazione dello spettro in accelerazione orizzontale; - T C *: periodo di inizio del tratto a velocità costante dello spettro in accelerazione orizzontale. Quale che sia la probabilità di superamento nel periodo P VR considerato, lo spettro di risposta elastico della componente orizzontale è definito dalle seguenti espressioni: 0# # $ % & '( ) * % +, -. 1 /1 01 $ +, $ $ # # 2 % & '( ) * % +, 2 # # 3 % & '( ) * % +, # % & '( ) * % +, avendo indicato con: - T: periodo di vibrazione; - S e : accelerazione spettrale orizzontale; - S: coefficiente che tiene conto della categoria di sottosuolo e delle condizioni topografiche, pari a S= S S S T ; - η: fattore di alterazione dello spettro in funzione del coefficiente di smorzamento ξ convenzionalmente pari al 5%; - F 0 : fattore di amplificazione spettrale massima pari a 2,2; - T C : periodo corrispondente all inizio del tratto a velocità costante dello spettro, pari a T C = C C T C *; - T B : periodo corrispondente all inizio del tratto ad accelerazione costante; - T D : periodo corrispondente all inizio del tratto a spostamento costante, essendo pari a 3 4,0 7 8 *.1,6. A.T.I. PROGETTI E OPERE S.R.L. (C.G.) C.R.E.A. SOC. COOP. 7

11 In funzione della categoria di sottosuolo sono forniti i valori dei coefficienti di amplificazione stratigrafica S S e del coefficiente funzione della categoria del sottosuolo C C. In Tabella 2.7 si riportano i valori dei sopracitati coefficienti per le categorie di sottosuolo. Tabella 2.7 Coefficiente di amplificazione stratigrafica S S e di categoria del sottosuolo C C (Fonte: D.M. 14/01/2008, Norme Tecniche per le Costruzioni ) Si presenta, a seguire, il calcolo dei coefficienti di spinta sismica per gli stati limite d esercizio, SLO (stato limite di operatività) e SLD (stato limite di danno), e per gli stati limite ultimi, SLV (stato limite di salvaguardia della vita) e SLC (stato limite di prevenzione del collasso), in ottemperanza alla sopracitata normativa. Latitudine (Coordinata geografica ED 50) Longitudine (Coordinata geografica ED 50) Classe Vita nominale: Categoria sottosuolo: Categoria topografica: Periodo di riferimento: Coefficiente C U 44, , C T1 75 anni 1,5 Tabella 2.8 Parametri sismici dell opera e del sito in esame ID: Lat: 44,0336 Lon: 10,0132 Distanza: 2525,279 ID: Lat: 44,0356 Lon: 10,0826 Distanza: 3077,402 ID: Lat: 43,9857 Lon: 10,0853 Distanza: 6031,106 ID: Lat: 44,0836 Lon: 10,0159 Distanza: 5773,989 Tabella 2.9 Parametri del reticolo sismico di riferimento Stato Limite di Operatività (SLO) Stato Limite di Danno (SLD) Probabilità di superamento 81% Probabilità di superamento 63% T R 45 anni T R 75 anni a g 0,049 g a g 0,060 g F o 2,527 F o 2,543 T C * 0,242 s T C * 0,262 s S S 1,5 S S 1,5 C C 1,67 C C 1,63 S T 1 S T 1 K h 0,01 K h 0,012 Kv: 0,005 Kv: 0,006 A max 0,481 A max 0,587 β 0,2 β 0,2 a b Tabella 2.10 Parametri sismici: a) Stato Limite di Operatività; b) Stato Limite di Danno A.T.I. PROGETTI E OPERE S.R.L. (C.G.) C.R.E.A. SOC. COOP. 8

12 Stato Limite di salvaguardia della Vita (SLV) Stato Limite di Collasso (SLC) Probabilità di superamento 10% Probabilità di superamento 5% T R 712 anni T R 1462 anni a g 0,144 g a g 0,183 g F o 2,39 F o 2,382 T C * 0,296 s T C * 0,305 s S S 1,48 S S 1,43 C C 1,57 C C 1,55 S T 1 S T 1 K h 0,042 K h 0,0653 Kv: 0,021 Kv: 0,027 A max 1,416 A max 1,798 β 0,29 β 0,29 a b Tabella 2.11 Parametri sismici: a) Stato Limite di salvaguardia della Vita; b) Stato Limite di Collasso A seguire si riportano i grafici relativi allo spettro di risposta elastico per i vari stati limiti analizzati e lo spettro di progetto relativo allo stato limite di danno. Figura 2.1 Spettro di risposta elastico delle accelerazioni delle componenti orizzontali Figura 2.2 Spettro di risposta elastico delle accelerazioni delle componenti verticali Figura 2.3 Spettro di progetto per lo stato limite SLV A.T.I. PROGETTI E OPERE S.R.L. (C.G.) C.R.E.A. SOC. COOP. 9

13 2.4 STATO DI MARE Ai fini della verifica della stabilità delle opere previste dal presente Piano Regolatore Portuale, così come specificato in paragrafo 2.2, si considerano come onde di progetto gli stati del mare con tempo di ritorno 200 anni. Di seguito si riporta la descrizione della modalità mediante la quale è stata effettuata la stima di tali onde. Analizzando i fenomeni di propagazione delle onde dal largo sottocosta si è desunto che in corrispondenza del Punto di Controllo 0 (cfr. Figura 2.4), localizzato sulla batimetrica dei -15,00 m sul l.m.m. (cfr. elaborato E.2 Studio Meteomarino ), i treni d onda si dispongono normalmente alla linea di riva e, in particolar modo, con direzioni comprese nel settore N. Punto di controllo 0 z= -15,00 m sul l.m.m. Figura 2.4 Localizzazione punto di controllo 0 Si riportano, a seguire, i grafici relativi al clima d onda al largo e sottocosta per il sito di Marina di Carrara. Grafico 2.1 Diagramma polare del clima d onda al largo per il sito di Marina di Carrara A.T.I. PROGETTI E OPERE S.R.L. (C.G.) C.R.E.A. SOC. COOP. 10

14 Grafico 2.2 Diagramma polare del clima d onda sottocosta per il sito di Marina di Carrara, Punto di Controllo 0 E stato possibile identificare, per i principali settori direzionali delle onde al largo (cfr. elaborato E.4 Studio dell agitazione residua e dell operatività del sistema portuale ) tre direzioni medie principali di propagazione del moto ondoso sottocosta, mean wave directions, in corrispondenza della batimetrica dei -15,00 m sul l.m.m.: N < D L < 180 N D s = 180 N; N < D L < 225 N D s = 210 N; N < D L < 330 N D s = 240 N. Per ciascuno dei tre macrosettori al largo è stata effettuata, mediante il codice di calcolo STWAVE, la propagazione dei treni d onda, associati agli eventi estremi con tempo di ritorno 200 anni. A ciascuna delle mean wave directions sottocosta sopraindicate è stato associato il maggiore, e pertanto il più cautelativo, tra i valori di altezza d onda significativa H S sottocosta sul Punto di Controllo 0 (cfr. Figura 2.4), associato ai corrispondenti eventi estremi al largo. I rispettivi periodi di picco sono stati valutati con la seguente espressione : 8,5 = >? 4@ Di seguito si riporta la tabella riepilogativa delle altezze significativa degli eventi estremi sottocosta sul Punto di Controllo 0. PUNTO AL LARGO PUNTO 0 R (anni) D L [ N] H s [m] D s [ N] H s [m] ,36-8, ,40-7, ,07-8, Tabella 2.12 Eventi estremi sottocosta sulla batimetrica dei -15 m slm, valori massimi dell altezza d onda significativa H s per ciascun settore direzionale (Punto di Controllo 0) Nell elaborato E.4 Studio dell agitazione residua e dell operatività del sistema portuale sono state effettuate le simulazioni per le condizioni di stato del mare riportate in Tabella A.T.I. PROGETTI E OPERE S.R.L. (C.G.) C.R.E.A. SOC. COOP. 11

15 Tabella 2.13 Stati del mare in analisi DIREZIONE SOTTOCOSTA [ N] PERIODO [s] ALTEZZA D'ONDA [m] 1,00 1,00 1,00 Dalle simulazioni eseguite sono stati estratti i coefficienti di amplificazione relativi a ciascuno dei punti di controllo indicati in Figura 2.5. Figura 2.5 Ubicazione dei punti di controllo per il calcolo delle onde di progetto Le onde utilizzate per il dimensionamento di massima delle opere marittime sono state ricavate amplificando l altezza d onda significativa sottocosta H S associata al tempo di ritorno di 200 anni con i coefficienti di amplificazione ottenuti dalle simulazioni CGWAVE. Di seguito si riportano, in Tabella 2.14, le onde di progetto in prossimità delle opere per tempo di ritorno 200 anni. PUNTO AL LARGO PUNTO 0 PUNTO 1 PUNTO 2 R (anni) D L [ N] H s [m] D s [ N] H s [m] D s [ N] H s [m] D s [ N] H s [m] D s [ N] H s [m] D s [ N] H s [m] ,36-8, , , , , , ,40-7, , , , , , ,07-8, , , , , ,04 PUNTO AL LARGO PUNTO 3 PUNTO 4 PUNTO 5 PUNTO 6 PUNTO 7 PUNTO 8 R (anni) D L [ N] H s [m] D s [ N] H s [m] D s [ N] H s [m] D s [ N] H s [m] D s [ N] H s [m] ,36-8, ,40-7, ,07-8, Tabella 2.14 Altezze d onda significativa sottocosta e direzioni sottocosta in prossimità dei punti di controllo (T R= 200 anni) A.T.I. PROGETTI E OPERE S.R.L. (C.G.) C.R.E.A. SOC. COOP. 12

16 Per tempo di ritorno 200 anni si desume che l onda sottocosta (Punto di Controllo 0) più gravosa è caratterizzata da direzione di propagazione 240 N, altezza d onda significativa 7,75 m e periodo di picco 12 s; essa corrisponde ad un treno d onda al largo con direzione di propagazione compresa fra 240 N e 330 N. Per ciascuno dei punti di controllo sono stati scelti, pertanto, i massimi valori in termini di altezza d onda significativa degli stati del mare di progetto: Punto di Controllo 1: - D s = 231 N, H s = 5,86 m, T p = 12 s, R= 200 anni. Punto di Controllo 2: - D s = 96 N, H s = 1,47 m, T p = 12 s, R= 200 anni. Punto di Controllo 3: - D s = 203 N, H s = 0,22 m, T p = 12 s, R= 200 anni. Punto di Controllo 4: - D s = 177 N, H s = 0,15 m, T p = 12 s, R= 200 anni. Punto di Controllo 5: - D s = 165 N, H s = 1,85 m, T p = 10 s, R= 200 anni. Punto di Controllo 6: - D s = 214 N, H s = 5,53 m, T p = 12 s, R= 200 anni. Punto di Controllo 7: - D s = 200 N, H s = 0,58 m, T p = 10 s, R= 200 anni. Punto di Controllo 8: - D s = 192 N, H s = 0,17 m, T p = 10 s, R= 200 anni. 2.5 LIVELLI IDRICI Di seguito sono riportati i valori di incremento del livello idrico stimati per effetto della marea astronomica e dello storm surge. Secondo le analisi metodologiche eseguite nell elaborato E.2 Studio Meteomarino, al quale si rimanda per ulteriori dettagli, si riportano, in Tabella 2.6 le principali aliquote concorrenti alla determinazione della marea astronomica: COMPONENTE LUNARE PRINCIPALE SOLARE PRINCIPALE LUNISOLARE DIURNA LUNARE DIURNA PRINCIPALE Tabella Componenti principali di marea in funzione del periodo SIMBOLO PERIODO (H) M2 12,42 S2 12,00 K1 23,93 O1 25,82 Di seguito si riportano i valori locali relativi alle costanti ampiezza relativa e fase di riferimento. AMPIEZZA E FASE ( LA SPEZIA) COMPONENTI M2 S2 K1 O1 AMPIEZZA 0.09 cm 0.03 cm 0.04 cm 0.01 cm FASE Tabella Valori dei coefficienti di ampiezza relativa e fase per il sito di La Spezia A.T.I. PROGETTI E OPERE S.R.L. (C.G.) C.R.E.A. SOC. COOP. 13

17 L ampiezza massima di marea astronomica è pari a circa 17 cm; ciò implica che sia verosimile valutare l escursione dei livelli idrici indotta dal fenomeno della marea astronomica pari a circa cm, con andamento semidiurno. Per quanto riguarda lo storm surge sono stati valutati i valori relativi a tempi di ritorno 30, 100, 200 anni e direzione 240 N, direzione alla qua le competono i valori di sovralzo più elevati per vento e moto ondoso in frangimento. Si ricorda che la componente di storm surge tiene conto degli effetti di sovralzo causati dalle condizioni di pressione atmosferica, vento e onde. Tempo di ritorno [anni] Storm Surge [m] 30 1, , ,3 Tabella 2.17 Valori di storm surge al variare del tempo di ritorno R A.T.I. PROGETTI E OPERE S.R.L. (C.G.) C.R.E.A. SOC. COOP. 14

18 3. OPERE IN PIANIFICAZIONE 3.1 GENERALITÀ Il layout definitivo presentato nel Piano Regolatore Portuale di Marina di Carrara è scaturito da una serie di affinamenti progettuali, in termini di orientamento dell imboccatura e delle opere foranee ed interne, stante la necessità di ottemperare alle esigenze delle varie attività che si intende svolgere all interno della infrastruttura portuale. Il layout prescelto è stato ottimizzato per offrire la massima garanzia sotto il profilo strutturale e della protezione dello specchio acqueo operativo, in modo da resistere ad eventi ondosi con elevati tempi di ritorno, nonché per limitare il fenomeno della tracimazione. In particolare, nel dimensionamento e nella progettazione delle opere foranee e delle opere marittime interne, si è tenuto conto dei seguenti fattori: - caratteristiche del moto ondoso incidente sulle opere, a partire dal moto ondoso al largo simulando i fenomeni di rifrazione, frangimento e diffrazione; - ottimizzazione degli specchi acquei protetti per poterlo sfruttare nel modo più razionale possibile in relazione ai servizi ed alle attività che si prevedono di fornire; - esigenze paesaggistiche e di riqualificazione ambientale dell area; - necessità di garantire un idoneo inserimento del sistema portuale nell ambito urbano e territoriale. Pertanto, stante quanto sopra riportato, la pianificazione degli interventi previsti dal Piano Regolatore Portuale di Marina di Carrara finalizzati all adeguamento e alla riqualificazione delle infrastrutture portuali riguardano, relativamente al porto commerciale: - prolungamento del molo foraneo di sopraflutto ed adeguamento dei banchinamenti; - realizzazione del nuovo molo di sottoflutto di levante; - realizzazione dei banchinamenti del nuovo bacino commerciale; - realizzazione di un nuovo sporgente nel bacino esistente. Per quanto concerne l approdo turistico, le opere in previsione interessano: - realizzazione delle opere di protezione della nuova darsena con dighe foranee a scogliera e muro paraonde; - realizzazione dei nuovi banchinamenti di riva della darsena con cassoni cellulari. A.T.I. PROGETTI E OPERE S.R.L. (C.G.) C.R.E.A. SOC. COOP. 15

19 Figura 3.1 Tipologie di opere marittime in pianificazione o insistenti 3.2 CARATTERIZZAZIONE GEOTECNICA DEI TERRENI DI FONDAZIONE Per la caratterizzazione geotecnica dei terreni di fondazione si è fatto riferimento alle indagini geognostiche realizzate per il progetto di ampliamento del banchinamento Piazzale Città di Massa, realizzate nel settembre 1999, derivanti dall analisi dei risultati di prove in situ ed in laboratorio. Ai fini della successiva progettazione geotecnica delle opere, in base alle caratteristiche dei manufatti, al profilo stratigrafico, alle elaborazioni dei risultati delle indagini geotecniche in sito e delle prove di laboratorio, si definisce il seguente modello geotecnico di sottosuolo. Strato A: - quota -3,00 m dal piano campagna; - sabbie medio fini debolmente limose e poco addensate. - peso per unità di volume γ = 19 kn/m 3 ; - coesione c = 0 kn/m 2 ; - angolo d attrito φ = 25. Strato B: - quota da -3,00 m a -27,00 m dal piano campagna; - sabbie limose da poco a moderatamente addensate che contengono anche livelli limo-argillosi, di consistenza media. - peso di volume γ = 20 kn/m 3 ; - coesione drenata c = 0 kn/m 2 ; - angolo d attrito φ = 27. Ai fini delle verifiche di seguito riportate si sono adottati i seguenti valori dei parametri geotecnici: - terreno di fondazione (tout-venant e terreno esistente): φ = 31, γ = 20 kn/m 3 ; - parametri per la spinta del terreno: φ = 38, γ = 18 kn/m 3. A.T.I. PROGETTI E OPERE S.R.L. (C.G.) C.R.E.A. SOC. COOP. 16

20 4. OPERE FORANEE 4.1 DIGA FORANEA DEL PORTO COMMERCIALE Il Piano Regolatore Portuale di Marina di Carrara prevede il prolungamento del molo di sopraflutto del bacino commerciale con un opera a parete verticale. L opera sarà realizzata con cassoni cellulari in cemento armato imbasati a quota -13,50 m sul l.m.m., la cui sezione tipo è rappresentata in Figura 4.1. Figura 4.1 Opera a parete verticale con cella antiriflettente, tratto terminale del prolungamento del molo foraneo di sopraflutto Si prevede la costituzione di uno scanno di imbasamento in pietrame sul quale, a seguito di regolarizzazione e spianamento della superficie mediante un intasamento in pietrisco, sarà posizionato il cassone cellulare in conglomerato cementizio armato di larghezza 15,00 m. La presenza dell imbasamento è determinata sia dall esigenza di ripartire i carichi sul terreno di fondazione, riducendo pertanto la sollecitazione trasmessa ai fondali, sia da considerazioni di natura economica. Essendo, infatti, i terreni di fondazione costituiti da sabbie medio-fini debolmente limose e poco addensate e sabbie poco limose moderatamente addensate, si rende necessario prevedere un adeguato imbasamento. La tecnologia nel campo delle opere marittime prevede l impiego di cassoni cellulari prefabbricati, trasportati dal cantiere al luogo di impiego in condizioni di galleggiamento, affondati successivamente nella posizione finale. Una volta in situ, l infrastruttura sarà completata col riempimento delle celle con materiale incoerente; manifestatisi gli assestamenti dell imbasamento e della fondazione si procederà alla realizzazione della sovrastruttura e del muro paraonde. A.T.I. PROGETTI E OPERE S.R.L. (C.G.) C.R.E.A. SOC. COOP. 17

21 Le pareti interne lato porto saranno opportunamente forate e riempite con sabbia e scogli di 1 a categoria, al fine di consentire l abbattimento del coefficiente di riflessione delle onde all interno del bacino portuale. Le rimanenti celle saranno riempite con sola sabbia; ai piedi del cassone, ai fini della stabilità della struttura, saranno posizionati dei massi guardiani di dimensioni 2,00 m x 2,00 m x 1,00 m. Sul cassone sarà realizzata una sovrastruttura in conglomerato cementizio fino alla quota di calpestio prevista di +2,50 m sul l.m.m. e larghezza 15,00 m. È consigliato l eventuale impiego di conglomerato cementizio opportunamente pigmentato, per l ottimizzazione dell inserimento paesaggistico; in tale sovrastruttura è prevista la realizzazione di un cunicolo di servizio, contestualmente all arredo finale che preveda ausili all ormeggio e dotazione impiantistica (idrico-sanitaria, elettrica, illuminotecnica e segnali). L infrastruttura prevede un coronamento in calcestruzzo munito di paraonde a quota +7,00 m sul l.m.m., analogamente alle opere dell attuale molo di sopraflutto Pre-dimensionamento Per il cassone, di dimensioni 15,00 m x 20,00 m, si prevede l imbasamento a quota -13,50 m sul l.m.m.; esso sarà costituito da 3 file di celle con altezza complessiva di 13,35 m riempite completamente di inerte, ad eccezione delle celle lato porto dove sarà presente un foro di altezza 2,00 m. Le pareti esterne ed interne avranno uno spessore di 0,50 m ed il solettone di base 1,50 m; sulla parte inerte del cassone sarà realizzato un massiccio di sovraccarico in calcestruzzo, debolmente armato, che porterà la quota di calpestio a +2,50 m sul l.m.m. Inoltre sarà previsto un muro paraonde con quota sommitale pari a 7,00 m sul l.m.m., oggetto di apposita verifica di overtopping (cfr.capitolo 6). Per queste strutture l onda di progetto è quella registrata lungo il lato esterno del prolungamento del molo di sopraflutto esistente (Punto di Controllo 1) avente le seguenti caratteristiche: D s =231 N, H s =5.86 m, T p =12s, R=200 anni. Ai fini delle verifiche di stabilità si è fatto riferimento alle prescrizioni indicate nelle Istruzioni tecniche per la progettazione delle Dighe Marittime emanate dal Consiglio Superiore dei Lavori Pubblici e al D.M. 14/01/2008 Norme Tecniche per le Costruzioni. Lo schema di calcolo adottato è quello dell onda regolare cilindrica; secondo questo schema le forze agenti sulla struttura nel suo complesso (cassone+sovrastruttura) sono: - peso in acqua; - forze esercitate dall onda incidente; - componenti della reazione del terreno. Inoltre in fase di esercizio vanno considerate ulteriori forzanti, dovute a: - evento sismico; - peso della sovrastruttura. Le verifiche presentate sono state eseguite mediante l analisi di interazione terrenostruttura, considerando tutti i meccanismi di rottura relative allo stato limite ultimo. In particolare, gli stati limiti ultimi relativi alle opere di sostegno si riferiscono allo sviluppo di meccanismi di collasso determinati dalla mobilitazione della resistenza a taglio del terreno, e al raggiungimento della resistenza degli elementi strutturali che compongono le opere stesse. A.T.I. PROGETTI E OPERE S.R.L. (C.G.) C.R.E.A. SOC. COOP. 18

22 Per il cassone saranno effettuate le verifiche con riferimento ai seguenti stati limiti: - Stato Limite Ultimo di tipo geotecnico (GEO) e di equilibrio di corpo rigido (EQU): - stabilità globale del complesso opera di sostegno-terreno; - scorrimento del piano di posa; - collasso per carico limite dell insieme fondazione-terreno; - ribaltamento. La verifica di stabilità globale del complesso opera di sostegno-terreno deve essere effettuata, come specificato nel D.M. 14/01/2008, secondo l Approccio 1 Combinazione 2 (A2+M2+R2). Le rimanenti verifiche saranno effettuate secondo uno degli approcci proposti, in particolare l Approccio 2: (A1+M1+R3). Si riportano, a seguire, le tabelle relative ai coefficienti parziali per i parametri in esame in funzione della combinazione considerata. Tabella 4.1 Coefficienti parziali per le azioni o per gli effetti delle azioni Tabella 4.2 Coefficienti parziali per i parametri geotecnici del terreno Tabella 4.3 Coefficienti parziali γ R per le verifiche agli stati limiti STR e GEO Verifica allo scorrimento Per quanto riguarda le verifiche geotecniche, lo scorrimento si può ipotizzare come il meccanismo di collasso che governa il progetto della struttura, poiché la capacità portante del terreno di fondazione può essere soddisfatta migliorando preventivamente il terreno di base sul quale poggia l opera ed il ribaltamento risulta più improbabile grazie al contributo stabilizzante dell acqua dal lato porto. Pertanto, questa trattazione considera che la stabilità dell opera sia governata dalla verifica allo scorrimento. La verifica è stata eseguita in accordo con le nuove norme tecniche italiane per le costruzioni in zona sismica (D.M. 14/01/2008, Norme Tecniche per le Costruzioni ) rifacendosi, in caso di mancanze, alle indicazioni impartite nell Eurocodice 8. A.T.I. PROGETTI E OPERE S.R.L. (C.G.) C.R.E.A. SOC. COOP. 19

23 Si individueranno, pertanto, le forze agenti sul cassone nell ipotesi di un meccanismo di collasso quale è lo scorrimento del cassone rispetto all imbasamento, rifacendosi al modello geotecnico descritto al par.3.2. Figura 4.2 Forze genti sul cassone La spinta idrodinamica U dyn è calcolata mediante la teoria di Westergaard (1933). Nell ipotesi di struttura a parete verticale, acqua incomprimibile e frequenza della sollecitazione armonica orizzontale, applicata alla base, minore della frequenza fondamentale f 0 del serbatoio d acqua infinitamente esteso (f 0 = V P /4H, con V P velocità delle onde P nell acqua ed H altezza d acqua), Westergaard (1993) considera la spinta idrodinamica risultante U dyn, agente ad un altezza pari a 0,4 H dalla base della struttura, pari a: avendo indicato con: A BCD ± 7 12 H IJK J? 4 - k hw : coefficiente sismico relativo all acqua; Ebeling e Morrison (1992) e PIANC (1992) assumono per k hw lo stesso valore del coefficiente sismico orizzontale utilizzato per il terreno (k hw = k h ); - γ w : peso per unità di volume dell acqua; - H: profondità dell imbasamento del cassone dal pelo libero. La sottospinta alla base U b è sempre presente nelle opere di sostegno marittime, e dipende dalla distribuzione delle pressioni interstiziali sotto la base stessa. Lo schema di calcolo più semplice, nell ipotesi di un andamento lineare delle pressioni interstiziali ed effetti delle pressioni idrodinamiche trascurabili, consente di determinare la seguente espressione: avendo indicato con: A L =0,5 M [K J h P +K J h Q ] - γ w : peso per unità di volume dell acqua; - h t : altezza del pelo libero lato terra; - h m : altezza del pelo libero lato mare. Le forze di inerzia del cassone sono proporzionali al peso complessivo del cassone stesso. La forza di inerzia orizzontale, pari a F i,o = k h W, va considerata agente nello stesso verso della forza sismica. A.T.I. PROGETTI E OPERE S.R.L. (C.G.) C.R.E.A. SOC. COOP. 20

24 La forza di inerzia verticale F i,v = k v W va considerata agente verso l alto o verso il basso a seconda dell effetto più sfavorevole per il meccanismo di collasso ipotizzato. Inoltre per il calcolo delle forzanti indotte dal moto ondoso F 1 e F 2 si è considerata l onda di progetto, facendo riferimento allo schema di onda regolare cilindrica e alle formule di Goda per le pressioni in fase di cresta e cavo. Figura 4.3 Schema di riferimento per il calcolo delle forzanti per moto ondoso in fase di cresta Figura 4.4 Schema di riferimento per il calcolo delle forzanti per moto ondoso in fase di cavo Per la fase di cresta si ha che: S T K /U.? coshu 0 + U.+ S 4 S T + h Z + S K [? h coshuu ] S T' h U 1) S^= S +` + =?+ =?4 a 1 tanh HU H= 2= a A.T.I. PROGETTI E OPERE S.R.L. (C.G.) C.R.E.A. SOC. COOP. 21

25 Per la fase di cavo si ha che: S K S T K + f? + f coshu [hf U+ f] S T [ hf U U+ f 1] S^= S +` + =? =?4 a 1 tanh HU H= 2= a La condizione più gravosa per la verifica allo scorrimento del cassone è quella in cui la forza di inerzia verticale agisce verso l alto, mentre per la verifica a capacità portante del terreno di fondazione bisogna considerare la forza d inerzia verticale additiva al peso. I coefficienti sismici k h e k v sono gli stessi di quelli relativi al terreno, riportati in Tabella 2.10 e Tabella 2.11 per lo stato limite di salvaguardia della vita (SLV). Nell ipotesi che la verifica a scorrimento governi il progetto dell opera, la resistenza di progetto R d è proporzionale alla risultante di tutte le forze verticali agenti sulla banchina; in condizioni statiche, senza tenere conto delle forze dovute al sisma, R d è data dalla somma del peso del cassone W e della risultante delle pressioni interstiziali agenti sulla base del cassone U b : dove: g B = htani LB[K jt k]l K - δ bd : angolo di attrito di progetto tra cassone e terreno di fondazione; - γ G1, γ G2 : coefficienti di sicurezza parziali per le azioni permanenti; - γ R : coefficiente di sicurezza parziale per la resistenza. L azione di progetto E d comprende invece la somma di tutte le forze orizzontali agenti sulla struttura; nel caso in esame è rappresentata dalla spinta dell acqua su entrambi i lati del cassone: con: - U st, t : spinta idrostatica lato terra; - U st,m : spinta idrostatica lato mare; m B = K j A np,p K j A np,q +, T +, 4 - F 1, F 2 : forzanti indotte dal moto ondoso. A.T.I. PROGETTI E OPERE S.R.L. (C.G.) C.R.E.A. SOC. COOP. 22

26 Dal momento che la sottospinta dell acqua alla base U b e il peso del cassone W dipendono dalla larghezza del cassone stesso (B), è possibile ricavare la larghezza minima della banchina B min che soddisfa la verifica a scorrimento in condizioni statiche: M QoD K 'K j 'A np,p A np,q ( tani LB NK jt 'K 2pn?(R In condizioni sismiche, nell ipotesi che la verifica a scorrimento governi il progetto dell opera, la resistenza di progetto R d dipende dal peso del cassone W e dalla forza di inerzia verticale del cassone k v W; in questa fase di dimensionamento di massima si trascurano i sovraccarichi; si può scrivere: g B tani LBNk'K jt K j^h (K j A L R K L azione di progetto E d comprende la forza di inerzia del cassone F i, la spinta statica dell acqua su entrambi i lati del cassone U st,t e U st,m e la spinta idrodinamica da entrambi i lati del cassone U dyn, m e U dyn, t. m B K j^kh I.K j A np,p A np,q.k jq A BCD,P.A BCD,Q.K jr, T.K js, 4 Il D.M.14/01/2008 precisa al par che in condizioni sismiche le verifiche agli stati limiti ultimi devono essere effettuate ponendo pari all unità i coefficienti parziali sulle azioni (γ Gi = 1) impiegando i parametri geotecnici e le resistenze di progetto con gli stessi valori dei coefficienti parziali indicati nel caso statico. Tabella 4.4 Coefficienti parziali sulle azioni in condizioni statiche e sismiche (Fonte: D.M. 14/01/2008) Tabella 4.5 Coefficienti parziali per i parametri geotecnici in condizioni sismiche (Fonte: D.M. 14/01/2008) Tabella 4.6 Coefficienti di sicurezza parziali γ R sulla resistenza del terreno in condizioni sismiche (Fonte: D.M. 14/01/2008) Sostituendo le espressioni di R d ed E d ponendo γ Gi = 1, si ottiene la seguente espressione: M K A np,p A np,q.a BCD,P.A BCD,Q., T., 4 t)i LB NK Zpn?'1H (K J hrk?k 2u H I 14,81 ` A.T.I. PROGETTI E OPERE S.R.L. (C.G.) C.R.E.A. SOC. COOP. 23

27 ricavando la larghezza minima della banchina che soddisfa la verifica a scorrimento in condizioni sismiche Verifica al ribaltamento Nell ipotesi di un meccanismo di collasso, a seguito del ribaltamento del cassone intorno ad un centro di rotazione O, la verifica va effettuata utilizzando la seguente disuguaglianza: g B m B dove: - R d : resistenza di calcolo, che tiene conto delle forze con effetti stabilizzanti; - E d : sollecitazione di calcolo, che tiene conto delle forze con effetti destabilizzanti. In accordo con quanto prescritto dalle Istruzioni tecniche per la costruzione delle dighe marittime, sono stati analizzati due differenti casi, il primo corrispondente alla fase di cresta (cfr. Figura 4.5a) e il secondo caso relativo alla fase di cavo (cfr. Figura 4.5b). Si osserva che, per ciascuna delle condizioni sopra esposte, i centri di ribaltamento ipotizzati sono O 1 (spigolo lato porto) e O 2 (spigolo lato mare), rispettivamente in fase di cresta e di cavo. Figura 4.5 Schema di riferimento per le verifiche al ribaltamento : a) fase di cresta, b) fase di cavo Le istruzioni tecniche raccomandano di utilizzare per verifiche: - H = H 1/20 1,40 H s in fase di cresta; - H = H 1/100 1,67 H s in fase di cavo; - T = T s T p /1,10. a) b) È stato considerato un livello di sovralzo causato da storm surge pari a 1,3 m e un elevazione massima di livello idrico per gli effetti di marea e climatici pari a circa 0,3 m. Per il calcolo delle forzanti indotte dal moto ondoso, considerando l onda di progetto precedentemente determinata, si fa riferimento allo schema di onda regolare cilindrica e alle formule di Goda per la determinazione delle pressioni in fase di cresta e di cavo (cfr. Figura 4.3 e Figura 4.4). Sono assunti i seguenti dati relativi ai materiali e ai terreni considerati: - peso specifico calcestruzzo sovrastrutture γ cls = 2,4 t/m 3 - peso specifico sabbia riempimento cassoni γ s = 1,6 t/m 3 - peso specifico pietrame riempimento cassoni γ s = 2,6 t/m 3 - peso specifico acqua di mare γ w = 1,03 t/m 3 - angolo di resistenza a taglio del fondale ϕ = 27 A.T.I. PROGETTI E OPERE S.R.L. (C.G.) C.R.E.A. SOC. COOP. 24

28 Note le caratteristiche dimensionali e fisiche, nonché le caratteristiche dell onda di progetto, sono state calcolate le risultanti delle forze indotte dal moto ondoso ed i relativi bracci, al variare del livello idrico. Di seguito si riporta il prospetto riepilogativo di tali risultanze per tipologia di cassone. Tabella 4.7 Forzanti dovute al moto ondoso Lo stato limite di ribaltamento non prevede la mobilitazione della resistenza del terreno di fondazione, pertanto deve essere trattato come uno stato limite di equilibrio di corpo rigido (EQU). Tabella 4.8 Coefficienti parziali per le azioni o per l effetto delle azioni nelle verifiche SLU (Fonte: D.M. 14/01/2008) Dalle verifica al ribaltamento, si ottiene: - per la fase di cresta con onda frangente: g B w np7lopoxx7dp& tm m B w ol7pp7dp& tm - per la fase di cavo: g B w np7lopoxx7dp& tm m B w ol7pp7dp& tm Pertanto, poiché per entrambe le condizioni di cresta e di cavo la condizione g B vm B è soddisfatta, la struttura verifica al ribaltamento Verifica del carico limite dell insieme fondazione-terreno La verifica della capacità portante del complesso fondazione-terreno è finalizzata a garantire che le azioni, trasmesse dall opera al fondale, non superino il carico limite che lo stesso può tollerare. Il carico limite del complesso terreno-struttura viene determinato mediante l espressione trinomia di Terzaghi, modificata da Brinch-Hansen. A.T.I. PROGETTI E OPERE S.R.L. (C.G.) C.R.E.A. SOC. COOP. 25

29 La predetta formula di Terzaghi determina il valore del carico massimo che comporta il collasso del terreno, relativamente ad una fondazione superficiale nastriforme, applicando la teoria dell equilibrio limite al terreno. Tale metodologia considera una superficie di rottura avente andamento in parte lineare ed in parte a spirale logaritmica, funzione, esclusivamente, della dimensione della base della fondazione e delle proprietà meccaniche del terreno su cui poggia la fondazione stessa. La formula di Brinch-Hansen generalizza il risultato di Terzaghi, considerando anche l inclinazione e l eccentricità del carico di fondazione, la profondità della fondazione rispetto al piano di campagna, l inclinazione della base della fondazione e del piano di campagna e la forma della fondazione. Il carico limite viene calcolato con la tradizionale formula: dove: } poq 0.5 K M ~ + ~ Z + } ~ - Q lim : carico limite della fondazione; - γ: peso dell unità di volume di terreno immerso; - B: larghezza del cassone; - N γ, N c, N q : fattori di capacità portante; - c : coesione intercetta in condizioni drenate; - q: sovraccarico. Noto il carico limite della fondazione, si procede col determinare il valore della tensione massima che il cassone trasmette al terreno, computando tutte le forze agenti. Nel rispetto delle condizioni imposte dal D.M. 14/01/2008 deve verificarsi che g B m B Il calcolo delle azioni e delle sollecitazioni di calcolo ha portato a determinare i seguenti valori: g B = 969 t m B = 464 t Pertanto la verifica allo schiacciamento è soddisfatta. 4.2 SCOGLIERA: MOLO DI SOTTOFLUTTO DEL PORTO COMMERCIALE La parte terminale del molo di sottoflutto sarà costituita da una scogliera emersa. La scogliera, imbasata alla profondità variabile tra -8,00 e -11,0 m sul l.m.m., si prevede dotata di nucleo in scogli naturali e pietrame, di strato filtro e di mantellata, quest ultima in massi naturali da 12 t. La quota sommitale della berma sarà pari a 5,50 m sul l.m.m.. Per mantenere la mantellata in massi naturali sono state utilizzate adeguate pendenze; la scogliere in corrispondenza del bacino commerciale sarà realizzata con pendenza 3:2, la scogliera in corrispondenza del torrente Carrione sarà realizzata con pendenza 1:1 (cfr. Figura 4.6). A.T.I. PROGETTI E OPERE S.R.L. (C.G.) C.R.E.A. SOC. COOP. 26

30 Figura 4.6 Scogliera della parte terminale del molo di sottoflutto Pre-dimensionamento Si riporta, a seguire, il calcolo effettuato per il dimensionamento di massima della scogliera; l onda di progetto utilizzata per il dimensionamento effettuato ha le seguenti caratteristiche: D s = 214 N, H s =5,53 m, T p = 12 s, R= 200 anni (Punto di controllo 6) Formula di Hudson (1974) L espressione più largamente utilizzata per ricavare il peso degli elementi della mantellata è quella proposta da Hudson (1974): in cui: - H: altezza d onda significativa H s [m];? ƒ D ' 3 t ( T/ - D n50 : dimensione del cubo mediano equivalente [m]; - = ρs/ρw 1, con ρ w densità dell'acqua [kg/m 3 ], ρ s densità della roccia [kg/m 3 ], cot α, cotangente angolo della scarpata; - K D : coefficiente adimensionale dipendente dal tipo di masso, dall ubicazione della sezione di calcolo, dall angolo della scarpa e dalla tipologia di onda (frangente o non frangente). In particolare, per il caso in esame, sono stati ipotizzati come unità elementari di ricoprimento massi naturali a spigoli vivi con posa in opera speciale in doppio strato per la scogliera lato bacino, in doppio strato semplice per la scogliera lato Carrione. Per il valore del coefficiente adimensionale K D si farà riferimento ai valori riportati in Tabella 4.9. A.T.I. PROGETTI E OPERE S.R.L. (C.G.) C.R.E.A. SOC. COOP. 27

31 Tabella 4.9 Valutazione del coefficiente di stabilità K D (Fonte: Le dighe marittime, autore Edoardo Benassai) Data la presenza di onde non frangenti, si è scelto un valore del coefficiente di stabilità pari a 7,0 per il tronco e a 6,4 per la testata, ipotizzando elementi naturali a spigoli vivi in disposizione speciale in doppio strato, con l asse longitudinale dei massi collocato perpendicolarmente alla superficie esterna della struttura. Dal calcolo si ottiene una dimensione del cubo mediano equivalente D n50 pari a 1,66 m per il tronco e 1,70 m per la testata; nell ipotesi che i massi utilizzati siano uguali a quelli costituenti la scogliera lato bacino si hanno massi da 12 t per il tronco e da 13 t per la testata. in cui: Dimensionamento di massima Lo spessore dello strato viene determinato applicando la seguente formula: H / k T/ r: spessore dello strato [m]; - n: numero di strati; - k : coefficiente di piano (pari a 1); - W: peso dell elemento della mantellata; - w a : peso specifico dell elemento della mantellata. Anche per la stima della larghezza della berma B (m) vale una formula analoga: M H / k 7 0 T/ in cui: - B: larghezza minima della berma [m]; - n: numero degli elementi che costituiscono la berma; A.T.I. PROGETTI E OPERE S.R.L. (C.G.) C.R.E.A. SOC. COOP. 28

32 - k : coefficiente di piano (pari a 1); - W: peso dell elemento della mantellata; - w a : peso specifico dell elemento della mantellata. Nel caso in esame si ottiene per il tronco della scogliera uno spessore r 1 del primo strato (mantellata) pari a 3,3 m con massi da 12 t, uno spessore r 2 del secondo strato (strato filtro, costituito da massi aventi peso pari ad un decimo del peso dei massi della mantellata) pari a 1,5 m con massi da 1-2 t. Per la testata della scogliera si ha uno spessore r 1 del primo strato (mantellata) pari a 3,4 m con massi da 13 t, uno spessore r 2 del secondo strato (strato filtro) pari a 1,6 m con massi da 1-2 t. Al piede della scogliera lato bacino sarà interposta un unghia, in massi di 2 a categoria con peso unitario da 1 a 2 t, larghezza 4,60 m e altezza 3,10 m; il nucleo sarà realizzato con massi di 1 a categoria, con peso unitario dell elemento di circa 50 kg/m 3. Si ritiene opportuno, a vantaggio di sicurezza, ipotizzare una larghezza della berma pari a 10 m. 4.3 DIGHE FORANEE DELL APPRODO TURISTICO Per le opere di protezione del bacino dell approdo turisticoil Piano Regolatore Portuale prevede delle scogliere banchinate. La parte interna è costituita da cassoni cellulari in conglomerato cementizio armato con celle antiriflettenti lato bacino. Si prevede la costituzione di uno scanno di imbasamento in pietrame sul quale, a seguito di regolarizzazione e spianamento della superficie con pietrisco, sarà posizionato il cassone cellulare in conglomerato cementizio armato. L opera sarà realizzata con cassoni cellulari in conglomerato cementizio armato di dimensioni 15,00 m x 15,00 m, imbasata a quota -7,00 m sul l.m.m., la cui sezione tipo è rappresentata in Figura 4.7. m. Le pareti esterne ed interne avranno uno spessore di 0,50 m ed il solettone di base 1,00 Figura 4.7 Scogliera banchinata L infrastruttura sarà completata col riempimento delle celle con materiale incoerente; manifestatisi gli assestamenti dell imbasamento e della fondazione si procederà alla realizzazione della sovrastruttura e del muro paraonde. A.T.I. PROGETTI E OPERE S.R.L. (C.G.) C.R.E.A. SOC. COOP. 29

33 Le pareti interne lato porto saranno opportunamente forate, al fine di consentire l abbattimento del coefficiente di riflessione delle onde; infatti, le sole celle interne del cassone lato bacino saranno riempite con sabbia e scogli di 1 a categoria, per consentire la riduzione dell agitazione interna al porto. Ai piedi del cassone lato porto, ai fini della stabilità della struttura, saranno posizionati dei massi guardiani di dimensioni 2,00 m x 2,00 m x 1,00 m. Sul cassone sarà realizzata una sovrastruttura in conglomerato cementizio fino alla quota di calpestio prevista di +1,20 m sul l.m.m. e della larghezza di 15,00 m. L infrastruttura sarà sormontata da un coronamento in calcestruzzo munito di paraonde,con quota sommitale a +4,50 m sul l.m.m.. Verrà impiegato conglomerato cementizio, opportunamente pigmentato, per l ottimizzazione dell inserimento paesaggistico; in tale sovrastruttura si prevede la realizzazione di un cunicolo di servizio, contestualmente alla realizzazione dell arredo finale con ausili all ormeggio e dotazione impiantistica (idrico-sanitaria, elettrica, illuminotecnica e segnali) Pre-dimensionamento Per queste strutture l onda di progetto è quella registrata lungo il lato esterno del prolungamento del molo di sopraflutto (Punto di Controllo 6) avente le seguenti caratteristiche: D s =232 N, H s =5.16 m, T p =12s, R=200 anni. Lo schema di calcolo adottato è quello dell onda regolare cilindrica; secondo questo schema le forze agenti sulla struttura nel suo complesso (cassone+sovrastruttura) sono: - peso in acqua; - forze esercitate dall onda incidente; - componenti della reazione del terreno; Inoltre in fase di esercizio vanno considerate ulteriori forzanti, dovute a: - evento sismico; - peso della sovrastruttura. Le verifiche presentate sono state eseguite mediante l analisi di interazione terrenostruttura, considerando tutti i meccanismi di rottura relative allo stato limite ultimo. In particolare, gli stati limiti ultimi relativi alle opere di sostegno si riferiscono allo sviluppo di meccanismi di collasso determinati dalla mobilitazione della resistenza a taglio del terreno, e al raggiungimento della resistenza degli elementi strutturali che compongono le opere stesse. Per il cassone saranno effettuate le verifiche analogamente a quanto effettuato nel paragrafo Verifica allo scorrimento Per quanto riguarda le verifiche geotecniche, lo scorrimento si può ipotizzare come il meccanismo di collasso che governa il progetto della struttura, poiché la capacità portante del terreno di fondazione può essere soddisfatta migliorando preventivamente il terreno di base sul quale poggia l opera ed il ribaltamento risulta più improbabile grazie al contributo stabilizzante dell acqua dal lato porto. Pertanto, questa trattazione considera che la stabilità dell opera sia governata dalla verifica allo scorrimento. Individueremo, pertanto, le forze agenti sul cassone nell ipotesi di un meccanismo di collasso quale è lo scorrimento del cassone rispetto all imbasamento, rifacendosi al modello geotecnico descritto al paragrafo 3.2. A.T.I. PROGETTI E OPERE S.R.L. (C.G.) C.R.E.A. SOC. COOP. 30

34 Occorre tenere presente, per il calcolo delle forzanti delle onde frangenti agenti sulla struttura, che l interposizione della scogliera produce degli effetti di dissipazione delle onde impattanti; pertanto il calcolo di tali forze sarà effettuato mediante un coefficiente di trasmissione dell energia dell onda k t determinato come di seguito descritto. Da considerazioni di natura energetica associate alla trasmissione del moto ondoso, nell ipotesi di trascurare il fenomeno di assorbimento dell energia a vantaggio di sicurezza, ne deriva che H 4.H P 4 1 (cfr. The use of vertical walls with horizontal slots as breakwaters, O.S.Rageh and A.S. Koraim, Thirteenth International Water Technology Conference, IWTC , Hurghada, Egypt). Per la scogliera, ipotizzato un valore del coefficiente di riflessione k r pari a 0,35, come suggerito dalla corrente letteratura tecnica, si è ricavato un coefficiente di trasmissione k t dell energia del moto ondoso pari a 0,94. Figura 4.8 Forze agenti sul cassone La spinta idrodinamica U dyn è calcolata mediante la teoria di Westergaard (1933): avendo indicato con: A BCD = ± 7 12 H IJK J? 4 - k hw : coefficiente sismico relativo all acqua; Ebeling e Morrison (1992) e PIANC (1992) assumono per k hw lo stesso valore del coefficiente sismico orizzontale utilizzato per il terreno (k hw = k h ); - γ w : peso per unità di volume dell acqua; A.T.I. PROGETTI E OPERE S.R.L. (C.G.) C.R.E.A. SOC. COOP. 31

35 - H: profondità dell imbasamento del cassone dal pelo libero. La sottospinta alla base U b si determina attraverso la seguente espressione: avendo indicato con: A L 0,5 M [K J h P +K J h Q ] - γ w : peso per unità di volume dell acqua; - h t : altezza del pelo libero lato terra; - h m : altezza del pelo libero lato mare. Inoltre per il calcolo delle forzanti indotte dal moto ondoso F 1 e F 2 si è considerata l onda di progetto, facendo riferimento allo schema di onda regolare cilindrica e alle formule di Goda per le pressioni per la sola fase di cresta. Ai fini della verifica, data la natura frangente del moto ondoso in prossimità delle opere in oggetto, si è ritenuto opportuno effettuare tutte le verifiche di equilibrio e geotecnico considerando le forzanti ondose in frangenza con tempo di ritorno 200 anni (cfr. paragrafo 2.2). La condizione più gravosa per la verifica allo scorrimento del cassone è quella in cui la forza di inerzia verticale agisce verso l alto, mentre per la verifica a capacità portante del terreno di fondazione bisogna considerare la forza d inerzia verticale additiva al peso. I coefficienti sismici k h e k v sono gli stessi di quelli relativi al terreno, riportati in Tabella 2.10 e Tabella 2.11, per lo stato limite di salvaguardia della vita (SLV). Nell ipotesi che la verifica a scorrimento governi il progetto dell opera, la resistenza di progetto R d è proporzionale alla risultante di tutte le forze verticali agenti sulla banchina. In condizioni statiche, senza tenere conto delle forze dovute al sisma, R d è data dalla somma del peso del cassone W e della risultante U b delle pressioni interstiziali agenti sulla base del cassone: g B htani LB[K jt k]l K dove: - δ bd : angolo di attrito di progetto tra cassone e terreno di fondazione; - γ G1, γ G2 : coefficienti di sicurezza parziali per le azioni permanenti; - γ R : coefficiente di sicurezza parziale per la resistenza. L azione di progetto E d comprende invece la somma di tutte le forze orizzontali agenti sulla struttura; nel caso in esame è rappresentata dalla spinta dell acqua su entrambi i lati del cassone: con: - U st, t : spinta idrostatica lato terra; - U st,m : spinta idrostatica lato mare; m B K j A np,p K j A np,q +, T +, 4 - F 1, F 2 : forzanti indotte dal moto ondoso. Dal momento che la sottospinta dell acqua alla base U b e il peso del cassone W dipendono dalla larghezza del cassone stesso (B), è possibile ricavare la larghezza minima della banchina B min che soddisfa la verifica a scorrimento in condizioni statiche: M QoD K (K j (A np,p A np,q ) tani LB [K jt (K 2pn?)] A.T.I. PROGETTI E OPERE S.R.L. (C.G.) C.R.E.A. SOC. COOP. 32

36 In condizioni sismiche, nell ipotesi che la verifica a scorrimento governi il progetto dell opera, la resistenza di progetto R d dipende dal peso del cassone W e dalla forza di inerzia verticale del cassone k v W; in questa fase di dimensionamento di massima si trascurano i sovraccarichi; si può scrivere: g B tani LB[k(K jt K j^h ) K j A L ] K L azione di progetto E d comprende la forza di inerzia del cassone F i, la spinta statica dell acqua su entrambi i lati del cassone U st,t e U st,m e la spinta idrodinamica da entrambi i lati del cassone U dyn, m e U dyn, t. m B K j^kh I +K j A np,p A np,q +K jq A BCD,P +A BCD,Q +K jr, T +K js, 4 Il D.M.14/01/2008 precisa al par che in condizioni sismiche le verifiche agli stati limiti ultimi devono essere effettuate ponendo pari all unità i coefficienti parziali sulle azioni (γ Gi = 1) impiegando i parametri geotecnici e le resistenze di progetto con gli stessi valori dei coefficienti parziali indicati nel caso statico. Sostituendo le espressioni di R d ed E d ponendo γ Gi = 1, si ottiene la seguente espressione: M K A np,p A np,q +A BCD,P +A BCD,Q +, T +, 4 t)i LB [K Zpn?(1 H ) K J h] K?K 2u H I =11,20 ` ricavando la larghezza minima della banchina che soddisfa la verifica a scorrimento in condizioni sismiche Verifica al ribaltamento Nell ipotesi di un meccanismo di collasso, a seguito del ribaltamento del cassone intorno ad un centro di rotazione O, la verifica va effettuata utilizzando la seguente disuguaglianza: g B m B dove: - R d : resistenza di calcolo, che tiene conto delle forze con effetti stabilizzanti; - E d : sollecitazione di calcolo, che tiene conto delle forze con effetti destabilizzanti. È stato analizzato un solo caso, corrispondente alla fase di cresta (cfr. Figura 4.5a), in quanto rappresenta l unico meccanismo di collasso di ribaltamento potenzialmente possibile. Per la condizione sopra descritta il centri di ribaltamento ipotizzato è O 1 (spigolo lato porto). a) Figura 4.9 Schema di riferimento per le verifiche al ribaltamento in fase di cavo A.T.I. PROGETTI E OPERE S.R.L. (C.G.) C.R.E.A. SOC. COOP. 33

37 Le istruzioni tecniche raccomandano di utilizzare per verifiche: - H = H 1/20 1,40 H s in fase di cresta; - H = H 1/100 1,67 H s in fase di cavo; - T = T s T p /1,10. È stato considerato un livello di sovralzo causato da storm surge pari a 1,3 m e un elevazione massima di livello idrico per gli effetti di marea e climatici pari a circa 0,30 m. Per il calcolo delle forzanti indotte dal moto ondoso, considerando l onda di progetto precedentemente determinata, si fa riferimento allo schema di onda regolare cilindrica e alle formule di Goda per la determinazione delle pressioni in fase di cresta e di cavo (cfr. Figura 4.3 e Figura 4.4). Sono assunti i seguenti dati relativi ai materiali e ai terreni considerati: - peso specifico calcestruzzo sovrastrutture γ cls = 2,4 t/m 3 - peso specifico sabbia riempimento cassoni γ s = 1,6 t/m 3 - peso specifico pietrame riempimento cassoni γ s = 2,6 t/m 3 - peso specifico acqua di mare γ w = 1,030 t/m 3 - angolo di resistenza a taglio del fondale ϕ = 27 Di seguito si riporta il prospetto riepilogativo di tali risultanze per tipologia di cassone. Note le caratteristiche dimensionali e fisiche, nonché le caratteristiche dell onda di progetto, sono state calcolate le risultanti delle forze indotte dal moto ondoso ed i relativi bracci, al variare del livello idrico. Tabella 4.10 Forzanti dovute al moto ondoso Dalle verifica al ribaltamento, per la fase di cresta con onda frangente, si ottiene: g B w np7lopoxx7dp& tm m B w ol7pp7dp& tm Pertanto, poiché la condizione g B m B è soddisfatta, la struttura verifica al ribaltamento Verifica del carico limite dell insieme fondazione-terreno La verifica della capacità portante del complesso fondazione-terreno è finalizzata a garantire che le azioni, trasmesse dall opera al fondale, non superino il carico limite che lo stesso può tollerare. Il carico limite del complesso terreno-struttura viene determinato mediante l espressione trinomia di Terzaghi, modificata da Brinch-Hansen. A.T.I. PROGETTI E OPERE S.R.L. (C.G.) C.R.E.A. SOC. COOP. 34

38 Il carico limite viene calcolato con la tradizionale formula: dove: - Q lim : carico limite della fondazione; } poq 0.5 K M ~ + ~ Z + } ~ - γ: peso dell unità di volume di terreno immerso; - B: larghezza del cassone; - N γ, N c, N q : fattori di capacità portante; - c : coesione intercetta in condizioni drenate; - q: sovraccarico. Noto il carico limite della fondazione, si procede col determinare il valore della tensione massima che il cassone trasmette al terreno, computando tutte le forze agenti. Nel rispetto delle condizioni imposte dal D.M. 14/01/2008 deve verificarsi che: g B m B Il calcolo delle azioni e delle sollecitazioni di calcolo ha portato a determinare i seguenti valori: g B = 969 t m B = 299 t Pertanto la verifica allo schiacciamento è soddisfatta Scogliera: dimensionamento La scogliera presenta un fronte inclinato verso il largo, realizzato in massi naturali disposti a strati sui quali può avvenire il frangimento dell onda incidente, accompagnato da una graduale dissipazione dell energia associata al moto ondoso. Per contenere la permeabilità al moto ondoso e i cedimenti causati dal fenomeno di assestamento dei massi la diga sarà costituita da blocchi di differente pezzatura, decrescente dall esterno verso l interno. La mantellata sarà caratterizzata da materiale disposto secondo differenti configurazioni a seconda dell entità della sollecitazione della forzante ondosa, predisponendo degli elementi di maggiore pezzatura dove il moto ondoso si manifesta con la massima intensità. La scogliera sarà realizzata a doppio strato con nucleo in pietrame e per la berma in massi naturali. Si riporta, a seguire, il calcolo effettuato per il dimensionamento di massima delle opere a gettata. Per le opere di protezione del porto turistico, comprese tra i prolungamenti del Torrente Carrione e del Fosso Lavello (Punto di Controllo 6, Z m = -7,50 m sul l.m.m.), l onda di progetto ha le seguenti caratteristiche: D s = 214 N, H s =5,53 m, T p = 12 s, R= 200 anni Formula di Hudson (1974) L espressione utilizzata per ricavare il peso degli elementi della mantellata è quella proposta da Hudson (cfr ).? ƒ D = ' 3 t ) T/ A.T.I. PROGETTI E OPERE S.R.L. (C.G.) C.R.E.A. SOC. COOP. 35

39 Il coefficiente K D è stato scelto in base al valore cotα, nonché alla tipologia dell unità di ricoprimento, secondo i principi riportati nelle Istruzioni tecniche per la costruzione delle dighe marittime. Secondo tali raccomandazioni il coefficiente di stabilità assume differenti valori in funzione del rivestimento (rinfusa, speciale o uniforme) e della tipologia dell unità di ricoprimento (massi naturali, tetrapodi, cubi, esapodi, ecc). In particolare, per il caso in esame, sono stati ipotizzati come unità elementari di ricoprimento massi naturali a spigoli vivi con posa in opera speciale e in doppio strato: per il valore del coefficiente adimensionale K D si farà riferimento ai valori riportati in Tabella 4.9. Data la presenza di onde non frangenti, si è scelto un valore del coefficiente di stabilità pari a 7,0 per il tronco e pari 6,4 per la testata, ipotizzando un unità di ricoprimento a spigoli vivi con rivestimento collocato con posa in opera speciale. Dal calcolo si ottiene una dimensione del cubo mediano equivalente D n50 pari a 1,66 m per il tronco e 1,70 m per la testata, per cui si utilizzeranno massi da 12 t per il tronco e massi da 13 t per la testata. in cui: Conclusioni sul pre-dimensionamento della mantellata Lo spessore dello strato viene determinato applicando la seguente formula: H / k T/ r: spessore dello strato [m]; - n: numero di strati; - k : coefficiente di piano; - W: peso dell elemento della mantellata; - w a : peso specifico dell elemento della mantellata. Anche per la stima della larghezza della berma B (m) vale una formula analoga: M H / k 7 0 in cui: - r: spessore dello strato [m]; - n: numero degli elementi che costituiscono la berma; - k : coefficiente di piano; - W: peso dell elemento della mantellata; - w a : peso specifico dell elemento della mantellata. Nel caso in esame, ipotizzando che la mantellata sia composta da un doppio strato, la berma da 3 elementi e il coefficiente di piano k D sia pari a 1, si ottiene per il tronco della scogliera uno spessore della mantellata pari a 3,3 m con massi da 12 t, uno spessore dello strato filtro (caratterizzato da elementi con peso pari ad un decimo del peso degli elementi della mantellata) pari a 1,5 m con massi da 1-2 t. Per la testata della scogliera si ha uno spessore della mantellata pari a 3,4 m con massi da 12 t, ed uno spessore dello strato filtro pari a 1,6 m con massi da 1-2 t. La larghezza minima della berma è pari a 5,0 m. T/ A.T.I. PROGETTI E OPERE S.R.L. (C.G.) C.R.E.A. SOC. COOP. 36

40 5. BANCHINAMENTI 5.1 OPERE A GIORNO Il banchinamento del nuovo bacino commerciale sarà realizzato con banchine a giorno. Le banchine saranno costituite da una sovrastruttura e da una struttura in elevazione, formata da una serie di pali verticali infissi nel fondale marino ad una fissata profondità, per garantire il requisito della stabilità dell opera e dell ancoraggio. La sovrastruttura, realizzata con elementi prefabbricati, sarà costituita da una soletta gettata in opera, posata su travi longitudinali prefabbricate a loro volta poggianti su traversi, sostenuti da pali profondi. Al di sotto dell impalcato, a garanzia anche della stabilità del terrapieno, sarà realizzata una mantellata in doppio strato in elementi naturali. In questa sezione sarà presentata la verifica al meccanismo di collasso dovuto alla rotazione intorno al piede del palo infisso, in presenza dell evento ondoso con tempo di ritorno 200 anni relativo al Punto di Controllo 5 (D s = 165 N, H s = 1,85 m) (cfr. Figura 5.1). Figura 5.1 Banchina a giorno su pali Verifica al ribaltamento Per la verifica allo stato limite del ribaltamento è stato necessario valutare, mediante la teoria delle aree di influenza, il contributo dei pesi permanenti agenti sul palo. Sono stati computati, pertanto, i carichi permanenti della sovrastruttura gravante su ogni singolo palo, effettuando in seguito la verifica per il palo maggiormente sollecitato dal moto ondoso, ovvero il palo con lunghezza di infissione minore e maggiore esposizione al moto ondoso. Si presenta in Figura 5.2 lo schema di calcolo relativo alla delimitazione dell area di influenza. Conformemente alla tipologia di opera a giorno presente nello stato di fatto, si è ipotizzata una palificata di pali in conglomerato cementizio di diametro pari a 1,6 m, infissi ad una profondità di -29,60 m sul l.m.m., interasse longitudinale pari a 4,5 m ed interasse traversale pari a 9,5 m. A.T.I. PROGETTI E OPERE S.R.L. (C.G.) C.R.E.A. SOC. COOP. 37

41 Figura 5.2 Area di influenza per il calcolo dei carichi permanenti Si presenta, nelle tabelle di seguito riportate, il calcolo dei pesi relativi al palo e ai carichi permanenti gravanti su di esso, ai fini della presente verifica. Palo Diametro 1,6 m Lunghezza 37 m Peso specifico conglomerato cementizio armato 2,5 t/m 3 Area palo 2,01 m 2 Volume palo 74,39 m 3 Peso palo 185,98 t Impalcato Larghezza 6,75 m Lunghezza 4,5 m Spessore 0,6 m Peso specifico conglomerato cementizio armato 2,5 t/m 3 Volume impalcato 18,23 m 3 Peso impalcato 45,56 t Trave longitudinale Larghezza 3 m Lunghezza 4,5 m Spessore 0,7 m Peso specifico conglomerato cementizio armato 2,5 t/m 3 Volume trave longitudinale 9,45 m 3 Peso trave longitudinale 23,63 t Trave trasversale Larghezza 1,6 m Lunghezza 6,75 m Spessore 0,7 m Peso specifico conglomerato cementizio armato 2,5 t/m 3 Volume trave trasversale 7,56 m 3 Peso trave trasversale 18,90 t A.T.I. PROGETTI E OPERE S.R.L. (C.G.) C.R.E.A. SOC. COOP. 38

42 Pulvino Larghezza 2,2 m Lunghezza 2,2 m Spessore 0,5 m Peso specifico conglomerato cementizio armato 2,5 t/m 3 Volume pulvino 2,42 m 3 Peso pulvino 6,05 t Tabella 5.1 Calcolo dei pesi permanenti del palo e della sovrastruttura gravante su di esso In analogia con i meccanismi che sviluppano le forze indotte da un fluido di corrente unidirezionale, Morrison et al. (1950) hanno dedotto che la forza orizzontale per unità di lunghezza su un palo cilindrico può essere espressa da una relazione empirica. Tale espressione è composta da due aliquote: una aliquota di inerzia ed una aliquota di drag (trascinamento). In particolare, la forza d inerzia, per unità di lunghezza, che un onda esercita su un palo è data da: 2 πd F max 4 a i = cmρ invece la forza di trascinamento, per unità di lunghezza, che un onda esercita su un palo è fornita dalla seguente relazione: 1 2 Fd = cd ρdvmax 2 dove: dove: - c m : coefficiente di massa; - D: diametro del palo; - a max : accelerazione massima ricavabile dalla teoria del primo ordine di Stokes; - c d : coefficiente di trascinamento; - v max : velocità massima ricavabile dalla teoria del primo ordine di Stokes; - ρ: densità dell acqua; - ν: viscosità.. Da prove di laboratorio si è notato che queste equazioni sono applicabili quando: D < 0,05 L A - D: diametro del palo cilindrico; - L A : lunghezza d onda per fissato periodo T e fissata profondità H. Sperimentalmente si è costatato che il coefficiente di trascinamento c d varia con il numero di R e, in particolare: g & <10 B =1,2 Œ10 <g & <4 10 B ) )_ g & >4 10 B =0,6 0,7 Il coefficiente di massa per piccoli rapporti tra il diametro del palo e la lunghezza d onda, come nei casi in studio è pari a c m =1,78 (Mc Camy, Fuchs, 1954). A.T.I. PROGETTI E OPERE S.R.L. (C.G.) C.R.E.A. SOC. COOP. 39

43 Integrando le equazioni su tutta la lunghezza del palo e considerando un altezza d onda di progetto pari alla profondità di imbasamento della struttura, si ottiene: Fi = c m πd ρ d H gk 2 cosh( k( d + z) dz cosh kd in cui i simboli sono quelli già sopra riportati; inoltre: - k: numero d onda; - ρ: densità dell acqua; H F = c γdg - γ : peso specifico dell acqua. d In definitiva le espressioni utilizzate sono le seguenti: F d 2 Si riportano di seguito le tabelle di calcolo della forzante per l opera in questione. k 2 2 8ω cosh ( kd) d 2 0 cosh 2 k( d + z) dz 2 D 1 Fi = cmγπh tanh( kd) H k d 1 = cdγdg + senh kd 2 2 8ω cosh ( kd) 2 4k d 2 Altezza d'onda H [m] 1,85 Periodo di picco T p [s] 10 Profondità d m [m] 12,5 Lunghezza d'onda a largo L [m] 156,05 Lunghezza d'onda alla profondità d m L d [m] 72 Diametro palo D [m] 1,6 Tabella 5.2 Dati per il calcolo della forzante sul palo del pontile Peso specifico dell'acqua γ w [kg/m 3 ] 1030 Viscosità u [m 2 /s] 0, Numero d'onda k 0,087 Velocità massima v max [m/s] 1,3 a max a z=0 Accelerazione massima [m/s 2 ] 0,8 Accelerazione massima a profondità d a [m/s 2 ] 0,5 Pulsazione w [rad/s] 0,6 Numero K e = v max T/D 7,82 Numero di Reynolds Re ,930 Re/Ke ,817 Coefficiente di massa c m 1,78 Coefficiente di trascinamento c d 0,62 Tabella 5.3 Parametri idraulici e fisici per il calcolo della forzante sul palo del pontile A.T.I. PROGETTI E OPERE S.R.L. (C.G.) C.R.E.A. SOC. COOP. 40

44 Dai dati sopra riportati si deducono i seguenti valori della forza di inerzia F i, della forza di trascinamento F d e della forza complessiva F tot., o 2,71 t, B =0,56 t, P P =3,27 t Su fondali di 12,50 m, previsti all interno del nuovo bacino commerciale, la forzante indotta dal moto ondoso sui pali è pari a 3,27 t. Per le opere esposte al moto ondoso si rende necessario il calcolo delle componenti della forza denominata wave uplift pressure per la verifica della struttura al meccanismo di sollevamento. Per ulteriori chiarimenti in merito si rimanda al Design of Marine Facilities for the Berthing, Mooring, and Repair of Vessels (John W. Gaythwaite - ASCE PRESS). L uplift force è costituita da una componente orizzontale ed una componente verticale, esprimibili mediante le seguenti relazioni: avendo indicato con: S I = K xi = '+ Q7 ) S = K x = '+ Q7 ) - p h : pressione orizzontale; - p v : pressione verticale; - γ: peso per unità di volume del fluido; - + Q7 : altezza della cresta d onda; - z v : quota del baricentro dell impalcato rispetto allo zeromare; - s: quota della base dell impalcato rispetto allo zeromare. In funzione delle sopracitate espressioni sono stati determinati i valori: S I =0,31 t/`4 S = 0,98 t/`4 Calcolate le superfici sulle quali agiscono le suddette pressioni, sono state calcolate le seguenti forze:, I =1,81 t, = 20,03 t La spinta idrodinamica U dyn è calcolata mediante la teoria di Westergaard (1933); per le ipotesi di applicabilità di tale formula si rimanda al paragrafo Tale spinta idrodinamica risultante U dyn, agente ad un altezza pari a 0,4 H dalla base della struttura, è pari a: avendo indicato con: A BCD = ± 7 12 H IJK J? 4 - k hw : coefficiente sismico relativo all acqua; Ebeling e Morrison (1992) e PIANC (1992) assumono per k hw lo stesso valore del coefficiente sismico orizzontale utilizzato per il terreno (k hw = k h ); - γ w : peso per unità di volume dell acqua; - H: profondità del centro di rotazione del palo dal pelo libero. A.T.I. PROGETTI E OPERE S.R.L. (C.G.) C.R.E.A. SOC. COOP. 41

45 Per lo specifico caso in esame, ipotizzando lo stato limite ultimo di salvaguardia della vita e il relativo valore k hw, otterremo un valore della forzante idrodinamica U dyn pari a 3,89 t. Si è ipotizzato, in questa fase di pre-dimensionamento, il meccanismo di collasso relativo alla rotazione intorno al punto O, prevedendo un diametro dei pali pari a 1,6 m. Note tutte le caratteristiche geometriche e meccaniche di interesse sono stati calcolati i momenti stabilizzanti e instabilizzanti. Inoltre si è tenuto conto della forzante sismica agente sui pali attraverso la determinazione della forzante idrodinamica, computando, pertanto, gli effetti dinamici cui è soggetta la massa d acqua e la forza che quest ultima esercita sulla struttura in esame. Come definito in normativa (D.M , Norme Tecniche per le costruzioni ), sono state calcolate le sollecitazioni di calcolo e le resistenze di calcolo secondo l Approccio 2 Combinazione (EQU-M 1 -R 3 ), trattandosi di un problema di equilibrio di corpo rigido. Per i coefficienti utilizzati per il calcolo delle resistenze di calcolo e per le azioni di calcolo si rimanda alla Tabella 4.1, Tabella 4.2 e Tabella 4.3. Dal calcolo sono stati ricavati i seguenti valori di resistenza di calcolo e di sollecitazione di calcolo: m B 168,42 t` g B = 169,12 t` Poiché la resistenza di calcolo è superiore alla sollecitazione di calcolo, la verifica è soddisfatta Dimensionamento di massima della mantellata Per il pre-dimensionamento della mantellata della scogliera al di sotto dell impalcato su pali si è fatto riferimento alla procedura riportata nel documento PIANC WG 22 Guidelines for aromured slopes under open piled quays walls, supplemento al bollettino n.96 del Queste scogliere saranno costituite da un doppio strato di elementi naturali, con pendenza 1/2. Le principali azioni che causano l erosione di queste mantellate sono rappresentate da: - moto ondoso incidente; - correnti indotte; - azione dei flussi indotti dai dispositivi di movimento dei natanti (eliche e thruster). Figura 5.3 Schema di riferimento per il dimensionamento delle scogliere sotto i pontili Per il dimensionamento della scogliera si è ipotizzata una nave di progetto da DWT, con lunghezza over all (L.O.A.) 290,00 m, larghezza 32,00 m e pescaggio 10,00 m. A.T.I. PROGETTI E OPERE S.R.L. (C.G.) C.R.E.A. SOC. COOP. 42

46 La profondità dei fondali è stata posta pari a -12,50 m sul l.m.m., in previsione del dragaggio previsto dal Piano Regolatore Portuale di Marina di Carrara. Si è supposto che la nave sia dotata di un elica co3n diametro D p = 7,4 m e potenza P d = kw; per il calcolo della velocità del flusso indotto U 0 si farà riferimento al 10% della potenza effettiva, necessaria nella fase di ormeggio della nave. Nel caso del flusso indotto da un elica (flusso non canalizzato) la velocità del flusso indotto U o si calcola tramite la seguente espressione: A T/ B ƒ 4 dove: - P d : potenza dell elica; - D p : diametro dell elica; - c: coefficiente che vale 1,48 per flussi canalizzati, 1,17 per flussi non canalizzati. Dalla formula si ricava che la velocità del flusso indotto U o vale 5,8 m/s. Il diametro del flusso non canalizzato viene calcolato tramite la seguente formula: ƒ 0,71 ƒ 5,25 ` Occorre quindi valutare la distanza tra il baricentro del flusso e il fondale, detta H p. Figura 5.4 Schema per il calcolo della distanza H p H p si ricava dalla seguente espressione:? 0,5 ƒ.5,55 ` dove C è la distanza tra il punto più basso della chiglia ed il fondale. Dalla Figura 5.5 è possibile ricavare il valore del rapporto tra la velocità massima consentita per il flusso e la velocità del flusso indotto U max /U o in funzione del rapporto H p /D 0. Per il caso in esame il valore U max /U o è pari a 0,62. Figura 5.5 Andamento del rapporto U max/u 0 al variare del rapporto H P/D o A.T.I. PROGETTI E OPERE S.R.L. (C.G.) C.R.E.A. SOC. COOP. 43

47 Ogni nave, quindi, durante le operazioni di accosto o di salpamento, dovrà avere velocità inferiori a U max ; nel caso in esame il valore della velocità massima consentita vale: A Q7 0,6 A =3,6 `/ Tramite la curva in Figura 5.6, in funzione di U max, è possibile determinare il diametro degli elementi da utilizzare per la scogliera. Figura 5.6 Determinazione del D 50 del materiale per la scogliera Dal diagramma sopra riportato, in corrispondenza del valore della velocità U max pari a 3,6 m/s, si determina la dimensione del cubo mediano equivalente D 50 pari a 0,7 m; tale valore è incrementato del 25% in considerazione del fatto che il materiale è lungo una scarpata. Il D 50 di progetto sarà, pertanto, pari a 0,9 m, al quale corrisponde un valore del peso W 50 pari a circa kg, come riportato in Tabella 5.4. Tabella 5.4 Determinazione del W 50 Lo spessore dello strato sarà compreso tra 1,5 D 50 e 1,8 D 50, ovvero tra 1,0 m e 1,26 m, e il sottostrato sarà costituito da materiale dal peso pari a 1/10 W 50 ovvero pari a 100 kg; si è scelto lo spessore del primo strato pari a 1,3 m e lo spessore del sottostrato pari a 1 m, così come raccomandato dalle linee guida PIANC. Inoltre sarà interposto tra il sottostrato e il nucleo un geotessile (cfr. Figura 5.1). A.T.I. PROGETTI E OPERE S.R.L. (C.G.) C.R.E.A. SOC. COOP. 44

48 5.2 BANCHINE DI RIVA DELL APPRODO TURISTICO I nuovi banchinamenti di riva della darsena dell approdo turistico saranno realizzati in cassoni cellulari; se ne riporta, a seguire, il relativo dimensionamento di massima Pre-dimensionamento Si prevede l imbasamento dei cassoni a quota -4,00 m su l.m.m.; ciascun cassone presenterà dimensioni in pianta pari a 10,00 x 10,00 m e due file di celle comunicanti, riempite completamente o parzialmente di inerte. Sulla parte sommitale del cassone infine è previsto un massiccio di sovraccarico in calcestruzzo debolmente armato che porterà la quota di calpestio a +1,50 m sul l.m.m. Per le verifiche sul cassone sono state considerate le seguenti onde di progetto: - Punto di Controllo 7 (Z=-4,00 m s.l.m.), D s = 200 N, H s = 0,58 m, T p = 10 s; - Punto di Controllo 8 (Z=-4,00 m s.l.m.), D s = 192 N, H s = 0,17 m, T p = 10 s; lla luce delle onde di progetto sopra riportate, si è ritenuto opportuno, in questa fase di pre-dimensionamento delle strutture, effettuare il dimensionamento per la condizione più gravosa in termini di altezza d onda significativa; pertanto, avremo la seguente condizione di forzante ondosa: - D s =186 N, H s = 0,58 m, T p = 10 s Tale onda è non frangente. Secondo la metodologia indicata nelle linee guida progettuali delle dighe marittime, occorrerà effettuare il dimensionamento sia in fase di cavo che in fase di cresta. E stato considerato un livello di storm surge pari a 1,3 m e un elevazione massima di livello idrico per gli effetti di marea pari a circa 0,30 m Verifica allo scorrimento Per quanto riguarda le verifiche geotecniche, come anticipato in par , si considera lo scorrimento come il meccanismo di collasso che governa il progetto della struttura. La presente trattazione sarà condotta nell ipotesi che la stabilità dell opera sia governata proprio da tale meccanismo. Si riporta a seguire una schematizzazione delle forze agenti sul cassone MARE TERRAPIENO Figura 5.7 Forze genti sul cassone La spinta idrodinamica U dyn è calcolata mediante la teoria di Westergaard (1933), ampiamente descritta in paragrafo , ed è pari a: A.T.I. PROGETTI E OPERE S.R.L. (C.G.) C.R.E.A. SOC. COOP. 45

49 A BCD ± 7 12 H IJK J? 4 avendo indicato con: - k hw : coefficiente sismico relativo all acqua; Ebeling e Morrison (1992) e PIANC (1992) assumono per k hw lo stesso valore del coefficiente sismico orizzontale utilizzato per il terreno(k hw = k h ); - γw: peso per unità di volume dell acqua; - H: profondità dell imbasamento del cassone dal pelo libero La spinta esercitata dal terreno sul cassone denominata P AE è calcolata secondo quanto previsto dall Eurocodice 8, facendo riferimento alla teoria di Mononobe-Okabe, in condizioni di spinta attiva. Si ricorda, infatti, che la determinazione del coefficiente di spinta passiva di Okabe comporta una sovrastima della stessa, fornendo risultati molto conservativi. Per il calcolo della spinta (statica+dinamica) si è fatto riferimento alla seguente formula: avendo indicato con: š = 1 2 K '1+H )? 4 P AE : spinta complessiva, somma della spinta statica e della spinta dinamica; γ: peso per unità del volume di terreno; k v : coefficiente sismico verticale allo stato limite considerato; : coefficiente di spinta attiva;?: altezza del terrapieno a ridosso del cassone. La sottospinta alla base U b è sempre presente nelle opere di sostegno marittime, e dipende dalla distribuzione delle pressioni interstiziali sotto la base stessa. Lo schema di calcolo più semplice, nell ipotesi di un andamento lineare delle pressioni interstiziali ed effetti delle pressioni idrodinamiche trascurabili, consente di determinare la seguente espressione: avendo indicato con: γ w : peso per unità di volume dell acqua; h t : altezza del pelo libero lato terra; h m : altezza del pelo libero lato mare. A L =0,5 M [K J h P +K J h Q ] Le forze di inerzia del cassone sono proporzionali al peso complessivo del cassone stesso. La forza di inerzia orizzontale, pari a F i,o = k h W, va considerata agente nello stesso verso della forza sismica. La forza di inerzia verticale F i,v = k v W va considerata agente verso l alto o verso il basso a seconda dell effetto più sfavorevole per la condizione considerata. Inoltre per il calcolo delle forzanti indotte dal moto ondoso F 1 e F 2 si è considerata l onda di progetto, facendo riferimento allo schema di onda regolare cilindrica e alle formule di Goda per le pressioni in fase di cresta e cavo (cfr. paragrafo ). Ai fini della verifica, data la natura frangente del moto ondoso in prossimità delle opere in oggetto, si è ritenuto opportuno effettuare tutte le verifiche di equilibrio e geotecnico considerando le forzanti ondose in frangenza. A.T.I. PROGETTI E OPERE S.R.L. (C.G.) C.R.E.A. SOC. COOP. 46

50 La condizione più gravosa per la verifica allo scorrimento del cassone è quella in cui la forza di inerzia verticale agisce verso l alto, mentre per la verifica a capacità portante del terreno di fondazione bisogna considerare la forza d inerzia verticale additiva al peso. I coefficienti sismici k h e k v sono gli stessi di quelli relativi al terreno, riportati in Tabella 2.10 e Tabella In condizioni sismiche, nell ipotesi che la verifica a scorrimento governi il progetto dell opera, la resistenza di progetto R d dipende dal peso del cassone W e dalla forza di inerzia verticale del cassone k v W; in questa fase di dimensionamento di massima si trascurano i sovraccarichi, si può scrivere: g B tani LB[k(K jt K j^ ) K j A L + š i] K L azione di progetto E d comprende la forza di inerzia del cassone F i, la spinta statica dell acqua su entrambi i lati del cassone U st,t e U st,m e la spinta idrodinamica da entrambi i lati del cassone U dyn, m e U dyn, t. m B K j^kh I +K j A np,p A np,q +K jq A BCD,Q +K jr, T +K js, 4 + K jœ š i Il D.M.14/01/2008 precisa al par che in condizioni sismiche le verifiche agli stati limiti ultimi devono essere effettuate ponendo pari all unità i coefficienti parziali sulle azioni (γ Gi = 1) impiegando i parametri geotecnici e le resistenze di progetto con gli stessi valori dei coefficienti parziali indicati nel caso statico (cfr. Tabella 4.1, Tabella 4.2 e Tabella 4.3). Sostituendo le espressioni di R d ed E d ponendo γ Gi = 1, si ottiene la seguente espressione: M K š i+a np,p A np,q +A BCD,P +A BCD,Q +, T +, 4 ] [t)i LB š i t)i LB [K Zpn?(1 H ) K J h] K?K 2u H I =4,56 ` ricavando la larghezza minima della banchina che soddisfa la verifica a scorrimento in condizioni sismiche Verifica al ribaltamento Nell ipotesi di un meccanismo di collasso a seguito del ribaltamento del cassone intorno ad un centro di rotazione O, la verifica va effettuata utilizzando la seguente disuguaglianza: g B m B dove: - R d : resistenza di calcolo, che tiene conto delle forze con effetti stabilizzanti; - E d : sollecitazione di calcolo, che tiene conto delle forze con effetti destabilizzanti. Per il caso in esame, per lo stato limite al ribaltamento, è stata considerata la sola fase di cavo, in quanto il meccanismo di ribaltamento nella fase di cresta è impedito dall interposizione del terrapieno a tergo del cassone. A.T.I. PROGETTI E OPERE S.R.L. (C.G.) C.R.E.A. SOC. COOP. 47

51 TERRAPIENO Figura 5.8 Schema di riferimento per le verifiche al ribaltamento Per il calcolo delle forzanti indotte dal moto ondoso, considerando l onda di progetto precedentemente determinata, si fa riferimento allo schema di onda regolare cilindrica e alle formule di Goda per la determinazione delle pressioni in fase di cavo (cfr. Figura 5.8). TERRAPIENO Figura 5.9 Schema di riferimento per il calcolo delle forzanti per moto ondoso in fase di cavo Note le caratteristiche dimensionali e fisiche, nonché le caratteristiche dell onda di progetto, sono state calcolate le risultanti delle forze indotte dal moto ondoso ed i relativi bracci, al variare del livello idrico. Lo stato limite di ribaltamento non prevede la mobilitazione della resistenza del terreno di fondazione, pertanto deve essere trattato come uno stato limite di equilibrio di corpo rigido (EQU). Tabella 5.5 Coefficienti parziali per le azioni o per l effetto delle azioni nelle verifiche SLU (Fonte: D.M. 14/01/2008) Dalle verifica al ribaltamento per la fase di cavo si ottiene: A.T.I. PROGETTI E OPERE S.R.L. (C.G.) C.R.E.A. SOC. COOP. 48

52 g B w np7lopoxx7dp& 485,00 tm m B =w ol7pp7dp& = 372,74 tm Pertanto, poiché per la condizione di cavo è soddisfatta la relazione g B m B, la struttura verifica allo stato limite del ribaltamento Verifica del carico limite dell insieme fondazione-terreno Secondo quanto riportato in paragrafo 0, il carico limite viene calcolato con la presente formula: dove: - q lim : carico limite della fondazione; } poq =0.5 K M ~ + ~ Z + } ~ - γ: peso dell unità di volume di terreno immerso; - B: larghezza del cassone; - N γ, N c, N q : fattori di capacità portante; - c : coesione intercetta in condizioni drenate; - q: sovraccarico. Noto il carico limite della fondazione, si procede col determinare il valore della tensione massima che il cassone trasmette al terreno, computando tutte le forze agenti. Nel rispetto delle condizioni imposte dal D.M. 14/01/2008 deve verificarsi che g B m B Il calcolo delle azioni e delle sollecitazioni di calcolo ha portato a determinare i seguenti valori: g B = 430,66 t m B = 95,38 t Pertanto la verifica allo schiacciamento è soddisfatta Protezione del piede lato mare La determinazione delle dimensioni degli elementi da utilizzare la protezione al piede lato mare può essere condotta adattando al caso in esame la formula di Madrigal e Valdes (1995), (cfr. Engineering Manual Part VI, Cap.5): in cui: ƒ= - r w : densità dell'acqua (kg/m 3 ); - r s : densità del materiale (kg/m 3 ); - D: r w / r s -1;? 5,8 h L h n 0,6ž~,Tœ - H s : altezza d onda di progetto; - N: numero si stabilità posto pari a 0.5 (nessun danno 3% degli elementi fuori allineamento); - h b: profondità della sommità del masso, - h s: profondità del piano di posa; - D: diametro del cubo equivalente. A.T.I. PROGETTI E OPERE S.R.L. (C.G.) C.R.E.A. SOC. COOP. 49

53 Per i punti di controllo riportati in Figura 2.5 sono state considerate le seguenti profondità: - Punto di Controllo 7, h b: = -3,50 m s.l.m.; - Punto di Controllo 8, h b: = -3,50 m s.l.m.; - Punto di Controllo 10, h b: = -3,50 m s.l.m.. Per tale protezione è stato ipotizzato l uso di massi guardiani in conglomerato cementizio. Dai calcoli effettuati sono emersi le seguenti dimensioni per gli elementi da utilizzare per la protezione al piede: - Punto di Controllo 7, V:= 1,03 m 3 ; - Punto di Controllo 8, V:= 0,0003 m 3 ; - Punto di Controllo 10, V:= 0,0050 m 3. A vantaggio di sicurezza, si conviene che la protezione a piede delle pareti verticali dei cassoni venga eseguita tramite il posizionamento di massi parallelepipedi aventi dimensioni 1,00 m x 1,00 m x 1,00 m. 5.3 PALANCOLATE Generalità Per la realizzazione delle estensioni dello sporgente in prossimità dell area cantieri (cfr. Figura 3.1) si è ipotizzato l uso di paratie in acciaio. Questi sono dispositivi dotati di buone caratteristiche di rigidezza e impermeabilità adatti a risolvere i problemi di sostegno e contenimento dei terreni, contrastando di fatto le azioni orizzontali dei terreni e dell acqua. Sono costituiti da elementi metallici sagomanti, infissi nel terreno per una certa aliquota del loro sviluppo. Le sezione trasversale della paratia in acciaio deve essere in grado di garantire una discreta resistenza flessionale e deve essere adatta all infissione nel terreno, presentando un opportuna resistenza alle azioni assiali. I giunti per la connessione dei diversi elementi per la realizzazione di una struttura continua, devono garantire un unione meccanica resistente, con ridottissima mobilità e sufficientemente impermeabile. Tra le innumerevoli forme, le sezioni a Z o a U, risultano essere le più efficienti essendo caratterizzate da elevati valori di moduli di resistenza. Figura 5.10 Sezione palancola ad U Quando esigenze costruttive richiedano resistenze elevate, le normali palancole possono essere abbinate a rinforzi costituiti da normali travi in acciaio (ad esempio a profili IPE). Per limitare la deformabilità della parte non infissa si potranno disporre degli opportuni vincoli (puntelli o tiranti) che ne limitano la deformabilità. In questo sezione è stato eseguito il pre-dimensionamento di tali dispositivi, in particolare il calcolo della lunghezza di penetrazione degli elementi metallici nel terreno. A.T.I. PROGETTI E OPERE S.R.L. (C.G.) C.R.E.A. SOC. COOP. 50

54 Figura 5.11 Palancola metallica Le paratie sono utilizzate per sostenere un terrapieno di altezza H, eventualmente gravato da un sovraccarico q, infiggendole nel terreno per una profondità D. Sotto la spinta del terreno ciascuna palancola si deforma inflettendosi verso lo scavo; tale deformazione viene contrasta dal terreno attraverso la spinta passiva che esso sviluppa Lunghezza di penetrazione limite Si effettuerà, in questa sezione, la verifica della lunghezza di penetrazione limite di infissione della palancola nel terreno; a tal fine si è ipotizzato una lunghezza di infissione D pari a 19 m, computata a partire dal fondale a quota -11 m. A.T.I. PROGETTI E OPERE S.R.L. (C.G.) C.R.E.A. SOC. COOP. 51

55 Figura 5.12 Schema di riferimento per il calcolo della spinta Si ipotizzi il meccanismo di collasso relativo alla rotazione della palancola intorno al centro di ribaltamento O (cfr. Figura 5.13); le forze agenti su tale sistema, ipotizzando una distribuzione idrostatica delle pressioni e l assenza di moti di filtrazione, saranno le seguenti: - spinta idrostatica esercitata dall acqua; - spinta del terreno lato mare, sotto falda e in quiete; - spinta del terreno lato monte in condizioni asciutte. Si farà riferimento ai seguenti modelli geotecnici per il calcolo delle spinte: - terreno lato mare: - peso per unità di volume in condizioni sature γ sat = 20 kn/m 3 ; - angolo di resistenza a taglio ϕ = 27 ; - terreno lato terra: - peso per unità di volume γ = 18 KN/m 3 ; - angolo di resistenza a taglio ϕ = 38. La spinta idrostatica è pari a: avendo indicato con: % ob 1 2 K Jh 4 - γ w : peso per unità di volume dell acqua; - h: tirante idrico. La spinta che il terreno lato mare esercita sulla palancola sarà data dall area del diagramma delle pressioni trapezoidale, pari a: % T = ' T+ 4 ) ƒ 2 A.T.I. PROGETTI E OPERE S.R.L. (C.G.) C.R.E.A. SOC. COOP. 52

56 avendo indicato con: - P 1 : pressione agente a quota -11 m; - P 2 : pressione agente a quota -30 m; - D: lunghezza di infissione della palancola. La spinta che il terreno lato terra esercita sulla palancola sarà fornita dalla seguente relazione: % K B '?+ƒ) 4 avendo indicato con: - γ d : peso per unità di volume secco del terreno; - H: altezza del fondale dalla quota banchina; - D: lunghezza di infissione della palancola. Per maggiore chiarezza si riporta in Figura 5.13 la schematizzazione delle forza agenti sul sistema. Figura 5.13 Schematizzazione delle forze agenti sul sistema Per lo stato limite considerato il momento stabilizzante sarà fornito dalla spinta S idr ed S 2, mentre il momento instabilizzante sarà fornito dalla spinta S 1. Affinché la verifica allo stato limite ultimo sia soddisfatta, è necessario che g B >m B ; la resistenza di calcolo è fornita dal momento stabilizzante, la sollecitazione di calcolo è fornita dal momento ribaltante. La verifica eseguita rientra nella classe delle verifiche di equilibrio al ribaltamento secondo e l approccio statico è stato trattato secondo la combinazione proposta dalla vigente normativa (D.M Norme Tecniche per le Costruzioni ), applicando i coefficienti parziali di sicurezza riportati in Tabella 4.1 e Tabella 4.3. g B =7.792 t` m B = t` Poiché è soddisfatta la condizione g B >m B, la lunghezza di infissione ipotizzata (D = 19 m) è idonea a garantire la stabilità della palancola per il presente meccanismo di collasso. A.T.I. PROGETTI E OPERE S.R.L. (C.G.) C.R.E.A. SOC. COOP. 53

57 6. ANALISI DELLA TRACIMABILITA DELLE OPERE 6.1 GENERALITA I disagi che potrebbero potenzialmente derivare dal fenomeno dell overtopping si manifestano nell impossibilità, durante le mareggiate, di rendere sicura ed agibile a persone ed imbarcazioni la zona retrostante il muro paraonde. La tracimazione può essere tollerata solo se non causa onde dannose a tergo della struttura e dipenderà dall altezza di risalita dell onda, run-up, dalle caratteristiche dell onda e della scarpata, dalla porosità e dalla rugosità dello strato di copertura. L esigenza di evitare consistenti sormonti di una diga si traduce, pertanto, nella ricerca della geometria ottimale del muro paraonde e della scogliera, tenendo conto dell impatto sul paesaggio e delle limitazioni economiche Al fine di determinare le condizioni di utilizzo e di eventuale danno delle opere, è stata valutata la tracimazione con i metodi dell Overtopping Manual ( Wave Overtopping of Sea Defences and Related Structures Assessment Manual, agosto 2007), frutto del recentissimo progetto europeo di ricerca CLASH (Crest Level Assessment of Coastal Structures). Il manuale è stato sviluppato per conto dei dipartimenti ambientali inglese (Environment Agency), olandese (Expertise Netwerk Waterkeren) e tedesco (Kuratorium für Forschung in Küsteningenieurwesen), dalla HR Wallingford, dall Università di Edimburgo, dal Leichtweiss Institut (Germania), dal Bundesanstalt für Wasserbau (Germania) e dall Infram (Olanda). Secondo i principi espressi in questo testo, vengono stabiliti i limiti di sicurezza per le varie categorie in funzione della portata media tracimante in l/s per m: LIMITI DI SICUREZZA PER I PEDONI Rischio possibile Portata media tracimante [l/s per m] Personale ben addestrato ed equipaggiato, ben consapevole della possibilità di bagnarsi e della possibilità di caduta dalle passerelle Pedoni che si muovono su un ampio camminamento non spaventati e non trbati, aventi chiara visuale del mare, consapevoli della possibilità di bagnarsi Tabella 6.1 Limiti di sicurezza per i pedoni ,1 A.T.I. PROGETTI E OPERE S.R.L. (C.G.) C.R.E.A. SOC. COOP. 54

58 Tabella 6.2 Limiti di sicurezza per i veicoli LIMITI DI SICUREZZA PER I VEICOLI Rischio possibile Possibilità di guida a bassa velocità, con presenza di overtopping impulsivo, dovuto a un flusso pulsante e a battenti Possibilità di guida a velocità alta o moderata, in presenza di overtopping impulsivo e di getti ad alta velocità Portata media tracimante [l/s per m] ,01-0,05 LIMITI DI SICUREZZA PER LE IMBARCAZIONI E GLI ARREDI Rischio possibile Danni o affondamento delle barche più grandi Portata media tracimante [l/s per m] 50 Affondamento di piccole imbarcazioni situate a 5-10 m dalla parete 10 Danni alle strutture in costruzione 1 Danni alle attrezzature e agli arredi fino ad una distanza di 5-10 m 0,4 Tabella 6.3 Limiti di sicurezza per le imbarcazioni e gli arredi LIMITI DI SICUREZZA PER LE STRUTTURE Rischio possibile Portata media tracimante [l/s per m] BANCHINA SU DIGA VERTICALE BANCHINA DI RIVA Nessun danno se la b erm a e la m antellata sono b en protette Nessun danno alla b erm a e alla scarpata anche se in argilla e/o inerb ite Nessun danno alla b erm a e alla m antellata anche se non b en protette Danni al b anchinam ento sia asfaltato che pavim entato Danni al b anchinam ento se inerb ito o con una protezione di tipo "leggero" ,4 0,4 Tabella 6.4 Limiti di sicurezza per le strutture Per la stima delle portate medie tracimanti si è fatto uso di un metodo empirico, noti i dati di geometria della struttura e le caratteristiche dell onda. A.T.I. PROGETTI E OPERE S.R.L. (C.G.) C.R.E.A. SOC. COOP. 55

59 6.2 MOLO DI SOPRAFLUTTO DEL BACINO COMMERCIALE: DIGA A PARETE VERTICALE Nel caso del prolungamento del molo di sopraflutto con opera a parete verticale, è stato adottato lo schema vertical wall with wave return, schema molto cautelativo per la tipologia di opera in esame. Figura 6.1 Schema di calcolo per la verifica della tracimabilità Si è ipotizzato, come riportato nella Tav. B.1 Ambito del P.R.P.- Planimetria sinottica, la quota sommitale del muro paraonde pari a 7,00 m sul l.m.m.. Per la verifica della tracimabilità si è fatto riferimento allo stato del mare al quale è associato la maggiore frequenza di accadimento, ovvero con direzione sottocosta 240 N, e diversi valori di altezza d onda significativa. Si riportano, in Tabella 6.5, i valori di altezza d onda utilizzati per la suddetta verifica, per fissato tempo di ritorno dell evento ondoso in corrispondenza del punto di controllo 1 (cfr. Figura 2.5). T R D T P H S [anni] [ N] [s] [m] ,02 2, ,92 3, ,39 3, ,22 5, ,39 7, ,86 7,75 Tabella 6.5 Valori dell altezza d onda associati ad eventi ondosi con tempi di ritorno 1, 5, 10, 50, 100 e 200 anni Per ciascuno degli eventi ondosi è stato ricavato il relativo valore della portata media tracimante. T R D T P H S Q [anni] [ N] [s] [m] [l /s m] ,02 2,71 0, ,92 3,46 0, ,39 3,88 0, ,22 5,75 2, ,39 7,15 8, ,86 7,75 13,41 Tabella 6.6 Valori della portata tracimante associati alla direzione sottocosta D= 240 N al variare del tempo di ritorno A.T.I. PROGETTI E OPERE S.R.L. (C.G.) C.R.E.A. SOC. COOP. 56

60 Dai risultati della verifica effettuata si può osservare che si hanno valori di portata media tracimante, per eventi ondosi con tempo di ritorno 5 anni, pari a 0,21 l s/m. Il massimo valore di portata media tracimante, per evento ondoso con tempo di ritorno 200 anni, è pari a 13,41 l s/m; a tale evento non è associato alcun danno permanente. 6.3 MOLO DI SOPRAFLUTTO DEL BACINO TURISTICO: SCOGLIERA Nel caso delle scogliere a protezione delle nuove opere foranee del porto turistico, lo schema adottato è di armoured simple slope with crest berm in conformità alla tipologia di opera da realizzare. Le scogliere avranno una mantellata a doppio strato in massi naturali permeabili (a cui viene associato un coefficient for reduction factors, secondo l Overtopping Manual, pari a 0,4,), con pendenza delle scarpate pari a 2:3 e larghezza della berma pari a 4 m. Sono state ipotizzate differenti quote sommitali del muro paraonde, al fine di individuare la quota ottimale che consenta un adeguata protezione nei confronti dei fenomeni di overtopping non limitando, contestualmente, la visuale da terra, al fine di consentire un adeguata fruizione visiva del waterfront. Figura 6.2 Schema di calcolo per la stima della tracimabilità delle scogliere Per la verifica della tracimabilità si è fatto riferimento allo stato del mare al quale è associato la maggiore frequenza di accadimento, ovvero con direzione sottocosta 240 N, e diversi valori di altezza d onda significativa. T R D T P H S [anni] [ N] [s] [m] ,89 3, ,30 3, ,79 4, ,08 4, ,13 5, ,54 6,12 Tabella 6.7 Valori dell altezza d onda associati ad eventi ondosi con tempi di ritorno 1, 5, 10, 50, 100 e 200 anni Per ciascuno degli eventi ondosi è stato ricavato il relativo valore della portata media tracimante, al variare della quota del muro paraonde. A.T.I. PROGETTI E OPERE S.R.L. (C.G.) C.R.E.A. SOC. COOP. 57

61 T R D D T P H S Q(R c =4,5) Q(R c =5) Q(R c =5,5) Q(R c =6,0) [anni] [ N] [ N] [s] [m] [l /s m] [l /s m] [l /s m] [l /s m ] ,78 3,33 0,29 0,11 0,04 0, ,90 4,36 5,38 2,55 1,21 0, ,30 4,76 12,10 6,11 3,09 1, ,41 4,88 15,07 7,74 3,98 2, ,65 5,13 23,10 12,26 6,51 3, ,71 5,19 25,45 13,61 7,27 3,89 Tabella 6.8 Valori della portata tracimante associati alla direzione sottocosta D= 240 N al variare del tempo di ritorno e della quota del muro paraonde Dai risultati dell analisi della tracimabilità, per evento ondoso con tempo di ritorno 200 anni, si osservano i seguenti valori di portata tracimante: - Q = 25,45 l /s m per muro paraonde con quota 4,5 m sul l.m.m.; - Q = 13,61 l /s m per muro paraonde con quota 5 m sul l.m.m.; - Q = 7,27 l /s m per muro paraonde con quota 5,5 m sul l.m.m.; - Q = 3,89 l /s m per muro paraonde con quota 6 m sul l.m.m.. Stante l esigenza di garantire un idonea fruibilità del waterfront e modesti valori della portate tracimante, si ritiene opportuno fissare la quota sommitale del muro paraonde pari a 4,5 m. In tal caso, seppur in presenza di maggiori valori di portata tracimante, anche con eventi con tempo di ritorno 200 anni (tempo di ritorno associato alle onde di progetto), non si prevedono danni alla struttura se la berma e la mantellata sono ben protette (cfr. Tabella 6.4). A.T.I. PROGETTI E OPERE S.R.L. (C.G.) C.R.E.A. SOC. COOP. 58

62 7. TIPOLOGIE COSTRUTTIVE ALTERNATIVE Negli ultimi anni l attenzione nel campo del settore marittimo si è rivolta sulle tematiche del risparmio energetico e dello sfruttamento di fonti rinnovabili. I porti costituiscono aree di notevole interesse, siano essi commerciali, e quindi di grandi dimensioni, che turistici e quindi di dimensioni più limitate e con un minore fabbisogno energetico. Tra gli obiettivi da conseguire si evidenzia quello di realizzare dei veri e propri Green Ports, cioè infrastrutture portuali in grado di soddisfare il fabbisogno interno di energia elettrica, e che, nell ottica della integrazione porto-città, consentano di mettere a disposizione, in ambito urbano, l energia in eccedenza. Le tecnologie per ricavare energia dal mare, fonte praticamente inesauribile, sono in piena fase di sviluppo. Dal mare è possibile ricavare energia elettrica a partire dall energia delle onde, dalle maree e dalle correnti marine, dalla conversione dell energia termica (OTEC) e dallo sfruttamento del gradiente salino. In particolare, i dispositivi utilizzati per lo sfruttamento del moto ondoso finalizzato alla produzione di energia elettrica sono denominati OWC (Oscillating Water Column). Le creste e i cavi delle onde entrando all interno dell OWC, comprimono e decomprimono l aria nella camera, compresa tra la superficie libera del mare all interno dell impianto e la copertura dello stesso, creando così un flusso d aria oscillante che va ad azionare una turbina collocata nella parte superiore della camera. Figura 7.1 Schema di un dispositivo Oscillating Water Column a parete verticale A.T.I. PROGETTI E OPERE S.R.L. (C.G.) C.R.E.A. SOC. COOP. 59

63 Figura 7.2 Schema di un dispositivo Oscillating Water Column a parete inclinata Nel settore della produzione di energia dalle onde di mare in Italia, un importante attività di ricerca è stata svolta dal Prof. Paolo Boccotti e dal suo staff del Laboratorio Naturale di Ingegneria Marittima (NOEL) presso l Università Mediterranea di Reggio Calabria. In particolare questo gruppo di ricerca ha ideato un dispositivo a cassoni in grado di convertire l energia ondosa in energia elettrica detto REWEC (REsonant Wave Energy Converter), noto anche come U-OWC ossia un OWC con un tubo ad U addizionale. Il REWEC è un cassone cellulare in cemento armato, che può essere costruito in un bacino di prefabbricazione utilizzando le tecniche di costruzione ormai consolidate per la realizzazione delle dighe portuali. E stato dimostrato che, rispetto agli OWC tradizionali, i cassoni REWEC hanno migliore efficienza in termini di assorbimento di energia (Boccotti, 2007, Ocean Engineering; Boccotti, 2004, edit. BIOS, Boccotti, 2004, 2007, 2011; Arena et al., 2007), a seguito di un attività sperimentale su modelli a scala ridotta e campi di prova. Dal 2005, al fine di favorire lo sfruttamento industriale del brevetto, è stata costituita la società denominata Wavenergy, Spin-Off dell Università Mediterranea di Reggio Calabria. Di seguito si riporta lo schema di un U-OWC. Figura 7.3 Schema di un dispositivo U-OWC Il cassone modificato è costituito da un condotto verticale nella parte anteriore interagente con il moto ondoso incidente attraverso un imboccatura superiore. Tale condotto è, poi, A.T.I. PROGETTI E OPERE S.R.L. (C.G.) C.R.E.A. SOC. COOP. 60

64 collegato ad una camera di assorbimento attraverso una luce di fondo. La camera è posta in contatto con l atmosfera mediante un condotto, nel quale viene alloggiata una turbina selfrectifying per la conversione dell energia ondosa in energia elettrica. La camera di assorbimento è collegata all atmosfera da un tubo di sfiato, mediante un condotto che collega detta camera all atmosfera, il quale consente la sicurezza ed il corretto funzionamento dell impianto anche senza turbina. All interno della camera di assorbimento è contenuta una massa d acqua nella parte inferiore ed una massa d aria nella parte superiore. Per effetto del campo di moto ondoso interagente con la struttura, si instaurano sull imboccatura del condotto verticale delle fluttuazioni di pressione, che determinano delle oscillazioni all interno della massa d acqua contenuta nel condotto e nella camera di assorbimento, corrispondenti alle fasi di cresta e di cavo d onda; la sacca d aria all interno della predetta camera viene alternativamente compressa ed espansa, generando una corrente d aria all interno del condotto che collega la camera con l atmosfera, il cui verso si inverte ogni mezzo periodo d onda. L assorbimento dei U-OWC nei mar mediterranei viene stimato in circa il 70% dell energia ondosa incidente su base annua. Ovvero, anziché riflettere tutta l energia ondosa, come le tradizionali dighe a cassoni a parete verticale, gli U-OWC dovrebbero riflettere solo il 30% delle onde incidenti. Ovviamente, una riduzione del 70% dell energia riflessa comporta un impatto ambientale nettamente minore. Infatti, a causa della riflessione dell energia, il moto ondoso al largo si amplifica; minore è la riflessione, minore è l amplificazione del moto ondoso in corrispondenza della diga. Si tenga presente, infatti, che l amplificazione del moto ondoso crea difficoltà e pericoli alla navigazione, contribuendo al fenomeno dell erosione del fondale marino. In recenti studi l istituto OCEANOR ha stimato l energia ondosa nel mondo, in kw/m a partire dai dati ECMWF (European Centre for Medium-Range Weather Forecasts) a seguito di calibrazioni e correzione effettuate con dati ondametrici e satellitari. Figura 7.4 Distribuzione dell energia del moto ondoso media annuale (KW/m) nel mondo Di seguito si riporta lo stralcio relativo ai mari italiani. A.T.I. PROGETTI E OPERE S.R.L. (C.G.) C.R.E.A. SOC. COOP. 61

65 Figura 7.5 Distribuzione dell energia del moto ondoso media annuale (kw/m) in Italia In recenti studi realizzati dagli sviluppatori della tecnologia U-OWC sono stati stimati i valori medi annuali di energia elettrica producibile per km di lunghezza della diga: - Mare Tirreno: MWh/km; - Canale di Sicilia: MWh/km; - Sardegna (costa occidentale): MWh/km; - Coste atlantiche europee: MWh/km; - California: MWh/km. Applicazioni di questo tipo in Italia sono state progettate per: - Porto di Trieste; - Porto di Genova; - Porto di Gioia Tauro; - Porto di La Spezia; - Porto di Formia; - Isole Eolie; - Coste della Calabria. A.T.I. PROGETTI E OPERE S.R.L. (C.G.) C.R.E.A. SOC. COOP. 62