REVISIONE GENERALE Aprile 2008 - Bordighera

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Comune di BORDIGHERA 

ALLUVIONE DEL 14/09/2006 

Rio Borghetto 

PROGETTO PRELIMINARE – PRIMO LOTTO 

Dalla Foce alla via Romana (inclusa) 

REVISIONE GENERALE 

Aprile 2008 

Con riferimento all’incarico conferito con contratto n° 1999 del 29/12/2006 trasmesso in data 

04/01/2007 prot. 000144 i sottoscritti professionisti hanno svolto attività di rilievo per valutare le 

conseguenze dell’evento meteorologico del 14 settembre 2006. 

Il gruppo di lavoro è così composto: 

Per gli aspetti Idraulico-idrologici 

TEMA.IDRO Studio Ass.to 

Ing. Stefano Puppo 

Ing. Pierfrancesco Russo 

Ing. Stefana Rossi 

Ing. Luca Tarantino 

Ing. J Fabio Ravera 

Per gli aspetti strutturali: 

Ing. Giovanni Rolando 

Ing. Luca Siccardi 

Ing. Stefano Negro 

Per gli aspetti Geologici: 

Dott. Geol. Marco Abbo 

Il presente elaborato costituisce Revisione Generale del progetto preliminare a seguito degli 

intercorsi incontri con l’Amministrazione provinciale di Imperia e la Regione Liguria, in 

ottemperanza alle osservazioni formulate dall’ente universitario consulente della Regione Liguria 

stessa e contiene i seguenti paragrafi: 

1) PARTE PRIMA – RELAZIONE ILLUSTRATIVA pag. 2 

(Art. 19 del Regolamento 554/99) 

2) PARTE SECONDA – RELAZIONE TECNICA pag. 8 


II – 1 RELAZIONE IDRAULICA pag. 8 

II – 2 RELAZIONE STRUTTURE ED OPERE STRADALI pag. 29 

II – 3 ASPETTI GEOLOGICI pag. 62 

3) PARTE TERZA – PREFATTIBILITA’ AMBIENTALE pag. 85 


4) PARTE QUARTA – CALCOLO SOMMARIO DELLA SPESA pag. 87 


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I - PARTE PRIMA – RELAZIONE ILLUSTRATIVA 

Redatta in conformità all’Art. 19 del Regolamento 554 

(Relazione illustrativa del progetto preliminare – revisione generale) 

La relazione illustrativa contiene: 

1. la descrizione dell’intervento da realizzare; 

2. l’illustrazione delle ragioni della soluzione prescelta sotto il profilo localizzativo e 

funzionale, nonché delle problematiche connesse alla prefattibilità ambientale, alle 

preesistenze archeologiche e alla situazione complessiva della zona, in relazione alle 

caratteristiche e alle finalità dell’intervento, anche con riferimento ad altre possibili 

soluzioni; 

3. l’esposizione della fattibilità dell’intervento, documentata attraverso lo studio di 

prefattibilità ambientale, dell’esito delle indagini geologiche, geotecniche, idrologiche, 

idrauliche e sismiche di prima approssimazione delle aree interessate e dell’esito degli 

accertamenti in ordine agli eventuali vincoli di natura storica, artistica, archeologica, 

paesaggistica o di qualsiasi altra natura interferenti sulle aree interessate; 

4. l’accertamento in ordine alla disponibilità delle aree o immobili da utilizzare, alle relative 

modalità di acquisizione, ai prevedibili oneri e alla situazione dei pubblici servizi; 

5. gli indirizzi per la redazione del progetto definitivo in conformità di quanto disposto 

dall’articolo 15, comma 4, anche in relazione alle esigenze di gestione e manutenzione ; 

6. il cronoprogramma delle fasi attuative con l’indicazione dei tempi massimi di svolgimento 

delle varie attività di progettazione, approvazione, affidamento, esecuzione e collaudo ; 

7. le indicazioni necessarie per garantire l’accessibilità, l’utilizzo e la manutenzione delle 

opere, degli impianti e dei servizi esistenti. 

La relazione fornisce inoltre ogni nozione di quelle circostanze che non possono risultare dai 

disegni ma che hanno influenzato la scelta e la riuscita del progetto con riferimento agli aspetti 

funzionali ed interrelazionali dei diversi elementi del progetto stesso e ai calcoli sommari 

giustificativi della spesa riportando infine una sintesi riguardante possibili forme e fonti di 

finanziamento per la copertura della spesa e l’eventuale articolazione dell’intervento in lotti 

funzionali e fruibili, nonché i risultati del piano economico finanziario. 

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I – 1 Descrizione dell’intervento da realizzare 

L’intervento progettuale previsto è finalizzato all’eliminazione del rischio idraulico correlato 

con il torrente Borghetto. 

Il sistema idraulico previsto nel presente progetto tiene conto dell’eliminazione 

dell’interferenza idraulica costituita dall’attuale ponte ferroviario che rappresenta, tra le varie 

cause di insufficienza idraulica, quella di maggior importanza per gli effetti che determina sui 

profili di rigurgito verso monte. L’Ente Ferroviario ha già intrapreso le attività progettuali per 

procedere alla costruzione di un nuovo ponte ferroviario di luce pari a 16,00 m. 

L’opera suddivisa nel progetto preliminare originario in sette stralci funzionali e successivi 

legati soprattutto al finanziamento degli stessi a seguito della D.G.R. n° 1706/2007 del 

28/12/2007 che prevede il contemporaneo finanziamento dell’intero intervento, viene con la 

presente revisione generale suddivisa in tre nuovi stralci e precisamente: 

• Stralcio “A” – adeguamento idraulico del ponte ferroviario (a carico Ente FS). Tale 

interferenza idraulica verrà eliminata con la costruzione di un nuovo ponte a sezione 

rettangolare di larghezza 16,00 m e altezza media 3,70 m. Tale opera è a carico 

dell’Ente Ferroviario che ha intrapreso le attività di progettazione. 

• Stralcio “B” – intervento su via Aurelia (progettazione definitiva ed esecutiva già 

affidata dall’Amm.ne Provinciale di Imperia) che prevede la costruzione di un nuovo 

impalcato di larghezza 9,60 m in prosecuzione del canale principale del rio Borghetto e 

di un tratto della tombinatura del canale scolmatore estesa fino all’imbocco di via 

Pasteur con sezione di 6,00 m di larghezza ed altezza 2,50. 

• Stralcio “C” – A valle della via Aurelia e fino al ponte ferroviario si prevede la 

demolizione della struttura esistente e la realizzazione di un doppio canale parallelo 

coperto il primo di larghezza 9,60 m. (in prosecuzione del canale principale a valle 

dell’intervento previsto sotto la via Aurelia stessa) e il secondo di larghezza 6,00 m. in 

prosecuzione del canale scolmatore che si raccorderà con il tratto di canale realizzato 

sotto la via Aurelia. I due canali sboccheranno paralleli 12,50 m. a monte del nuovo 

ponte ferroviario in un canale di larghezza pari a 16,00 m. come quella prevista per il 

nuovo ponte ferroviario stesso. A monte della via Aurelia si prevede la realizzazione 

del canale scolmatore sotto la via Pasteur con sezione di 6,00 m di larghezza ed altezza 

2,50 in prosecuzione del tratto realizzato sotto la via Aurelia, mantenimento dell’alveo 

a monte della via Aurelia nella attuale conformazione per circa 57 ml e successivo 

allargamento in sponda sinistra fino a monte dei fabbricati esistenti (“trenino”). In 

questo tratto si prevede comunque la demolizione di circa 30 ml del fabbricato 

denominato “il Trenino” ubicato tra la via Pasteur e l’alveo stesso a partire dalla 

sezione 6.5 per una superficie media di circa 100 mq. A seguire verso monte si prevede 

l’allargamento dell’alveo in sponda sinistra e la realizzazione dello scolmatore sotto 

via Pasteur fino al ponte di via Moro. L’intervento si mantiene dimensionalmente 

costante fino alla tombinatura posta a valle della via Romana di cui se ne prevede la 

demolizione in quanto idraulicamente insufficiente. Al posto delle tombinatura si 

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prevede la realizzazione di un canale a cielo aperto di larghezza pari a 9,00 m 

affiancato dalla tombinatura dello scolmatore che anche in questo tratto si mantiene di 

larghezza costante pari a 6,00 m. e di altezza pari a 3,00 m. In questo tratto si prevede 

la realizzazione del partitore con suddivisione delle portate in termini del 40% nello 

scolmatore e 60% nel canale principale. Si prevede inoltre l’adeguamento idraulico 

della tombinatura ubicata sotto la via Romana (zona rotonda) con approfondimento del 

fondo alveo mediante l’eliminazione del salto di fondo intermedio e spostamento dello 

stesso a monte della tombinatura da realizzarsi contestualmente all’intervento privato 

denominato “Gallinai” di allargamento dell’alveo immediatamente a monte della 

tombinatura in sponda sinistra.. 

I – 2 Illustrazione delle ragioni della soluzione prescelta 

Sulla scorta del rilievo preliminare del corso d’acqua dalla foce fino al confine del Comune di 

Bordighera, tenuto conto del rilievo integrativo messo a disposizione dai progettisti incaricati 

dall’Amministrazione Provinciale della progettazione del lotto “B”, considerato che le 

Ferrovie dello Stato prevedono la realizzazione di un nuovo ponte di larghezza 16,00 m. per il 

quale hanno già intrapreso le procedura di progettazione esecutiva, valutate le osservazioni 

formulate dalla Regione Liguria e dall’Ente Universitario dalla stessa incaricato in merito alle 

ipotesi idrauliche del progetto preliminare originario ed alla necessità di una nuova 

impostazione tecnico-scientifica volta ad una ottimizzazione del modello di simulazione 

idraulica adottato, svolti ulteriori sopralluoghi sull’area in oggetto in funzione delle medesime 

osservazioni formulate, sentito il parere degli uffici provinciali in merito alle considerazioni 

idrauliche di approfondimento da svolgere ed alle impostazioni teoriche da adottare illustrate 

negli incontri intercorsi presso gli uffici regionali, sono state effettuate nuove simulazioni 

idrauliche al fine di approfondire ed ottimizzare la scelta della soluzione progettuale secondo 

un percorso che ha consentito di determinare le criticità idrauliche presenti lungo l’intera asta 

del corso d’acqua e la successiva definizione delle priorità di intervento e contestualmente di 

valutare una nuova proposta progettuale di maggior garanzia per l’eliminazione del rischio 

idraulico attuabile attraverso tre stralci facenti capo ad Enti diversi, ma comunque coordinati 

in un unico progetto funzionale interamente finanziato. 

Conseguentemente la soluzione tecnica è stata studiata al fine di garantire le dimensioni 

idrauliche necessarie, adottando sistemi costruttivi adeguatamente valutati e predimensionati, 

anche se in via preliminare che dovranno essere oggetto di idonei approfondimenti nelle 

successive fasi progettuali. 

L’intervento complessivo dovrà essere completato anche nella parte a monte della via Romana 

dove tra l’altro, proprio al confine comunale, potranno essere inserite idonee strutture per la 

raccolta del materiale solido trasportato durante gli eventi di piena. 

I – 3 Fattibilità dell’intervento 

Gli interventi proposti nel presente progetto preliminare riguardano opere che, pur presentando 

aspetti particolarmente impegnativi dal punto di vista costruttivo e di inserimento nel contesto 

strutturale esistente, possono comunque essere realizzate per fasi successive in modo da 

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consentire sempre il funzionamento dei sottoservizi a rete e contenere al minimo i disagi per la 

popolazione nonché garantire una progressiva mitigazione del rischio. 

Pertanto particolare attenzione progettuale è stata rivolta alle fasi di calcolo strutturale, di 

inserimento nella viabilità cittadina delle opere in progetto, analizzando le fasi intermedie e la 

cantierizzazione dell’opera, e nella riorganizzazione dei servizi a rete esistenti, ricollocandoli 

in modo organico e funzionale all’interno delle nuove strutture in progetto. 

Dovrà inoltre essere garantita la completa accessibilità alle proprietà private limitrofe agli 

interventi in progetto mediante opportuni e sicuri accorgimenti provvisionali che dovranno 

essere valutati nelle successive fasi progettuali. 

Da un punto di vista geologico le opere non presentano aspetti realizzativi impegnativi, stante 

la natura subpianeggiante del paraggio, con la sola eccezione relativa alla stabilità degli scavi 

al breve termine e alla caratterizzazione sismica dei suoli. 

I – 4 Disponibilità delle aree 

Tutte le aree sede degli interventi previsti dalla presente progettazione ricadono per la maggior 

parte su alveo demaniale, la cui competenza autorizzativa spetta all’Amministrazione 

Provinciale di Imperia, o su strade pubbliche (via Pasteur, via Aurelia). 

Gli allargamenti dell’alveo previsti nel tratto urbano del torrente Borghetto che andranno ad 

interessare proprietà private, dovranno invece essere acquisiti dall’Ente attuatore 

dell’intervento (Comune di Bordighera) a seguito dell’espletamento delle procedure di 

esproprio per pubblica utilità. 

I – 5 Indirizzi per la redazione del progetto definitivo 

Preliminarmente alla redazione del progetto definitivo è necessario procedere ad un 

approfondito rilievo topografico dei luoghi oggetto di intervento. 

Tale rilievo, ancorato a capisaldi facilmente rintracciabili e accuratamente monografati, dovrà 

comprendere anche un preciso rilievo dei sottoservizi e delle reali dimensioni di eventuali 

scantinati presenti lungo la via Pasteur. 

Dovrà inoltre essere predisposta una accurata sovrapposizione catastale per stabilire 

inequivocabilmente le superfici da espropriare e da acquisire al fine di poter realizzare l’opera 

nelle dimensioni previste. 

Dal punto di vista geologico-geotecnico dovranno essere realizzati alcuni sondaggi e relative 

prove di laboratorio atti a definire le proprietà geotecniche dei materiali nel livello d'interesse. 

Dal punto di vista idraulico si consiglia di svolgere un approfondimento in merito alle 

sezioni di sbocco e a quelle di imbocco anche prevedendo, se del caso il ricorso ad una 

modellazione fisica. 

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I – 6 Cronoprogramma delle fasi attuative 

Stralcio “A” 

Eliminazione dell’interferenza idraulica del ponte F.S. 

A carico Ente Ferrovie dello Stato. (tempi presumibili) 

Progettazione definitiva ed esecutiva (in corso) 180 gg 

Approvazione e procedure di appalto 180 gg 

Esecuzione dell’intervento 120 gg 

Controlli e collaudi 90 gg 

Stralcio “B” 

A carico Provincia di Imperia (incarico già affidato) 

Progettazione definitiva ed esecutiva (in corso) 120 gg 

Approvazione progetto e procedure di appalto 150 gg 

Esecuzione intervento 180 gg 

Controlli e collaudi 90 gg 

Stralcio “C” 

A carico Comune di Bordighera (inizio procedure 01/06/2008) ipotesi 

Affidamento incarico 150 gg entro il 01/11/2008 

Progettazione definitiva 180 gg entro il 01/06/2009 

Approvazione progetto definitivo 90 gg entro il 01/09/2009 

Progettazione esecutiva 90 gg entro il 01/12/2009 

Approvazione progetto e procedure di appalto 150 gg entro il 01/05/2010 

Esecuzione intervento 700 gg entro il 01/04/2012 

Controlli e collaudi 90 gg entro il 31/07/2012 

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I – 7 Accessibilità, utilizzo e manutenzione delle opere 

L’accessibilità al rio e allo scolmatore sarà garantita da opportuna rampa di accesso 

posizionata a valle della tombinatura esistente posta sotto la via Romana. Ciò renderà possibile 

rapidi interventi di manutenzione all’interno di tutte le strutture progettate. 

Lungo le pareti del canale scolmatore, eventualmente e a quota conveniente compatibile con i 

massimi livelli d’acqua previsti verranno predisposte delle prese d’aria e di luce aperte verso il 

canale. 

L’utilizzo e la manutenzione degli impianti e reti esistenti potrà avvenire per tutta la durata dei 

lavori di cui al presente progetto preliminare, senza interruzioni o spostamenti di sorta. 

Durante tali fasi lavorative gli impianti a rete sottopassanti le strutture dovranno essere 

preventivamente interrotti e by-passati mediante l’utilizzo di reti provvisorie anche attraverso 

l’impiego di elettropompe. 

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II - PARTE SECONDA – RELAZIONE TECNICA 

Redatta in conformità all’Art. 20 del Regolamento 554 

(Relazione tecnica) 

II – 1 RELAZIONE IDRAULICA 

La relazione tecnica riporta lo sviluppo degli studi tecnici di prima approssimazione connessi 

alla tipologia e categoria dell’intervento da realizzare, con l’indicazione di massima dei 

requisiti e delle prestazioni che devono essere riscontrate nell’intervento. 

II – 1.1 Inquadramento del sito – Il rio BORGHETTO (detto anche rio 

Battagli) 

Dati principali. 

Superficie del bacino idrografico: 12.5 Kmq 

Lunghezza asta principale 8,850 Km 

Subaffluenti principali : 

Rio Cuneo Superficie 1,14 Kmq Lunghezza asta principale 1,250 Km 

Rio Lapalano Superficie 1,10 Kmq Lunghezza asta principale 1,300 Km 

Il bacino imbrifero del torrente Borghetto ha il baricentro alla longitudine 7°41’, il suo bacino 

imbrifero, chiuso alla sezione di foce con la superficie di 12.5 km 2 , ha larghezza pressoché 

costante (1500 m circa). Il torrente, che nasce sotto il nome di rio Battagli, assume una sua 

fisionomia nei pressi della località denominata Madonna del Carmine dove cambia il suo 

nome in Torrente Borghetto. Questo torrente non annovera affluenti con bacini secondari 

significativi, per cui il bacino si risolve in poco più che in un "canale" ad andamento 

planimetrico arcuato. La quota massima del bacino è poco superiore a 1000 m. s.l.m. (1090 m 

s.l.m. in vetta al monte Caggio), mentre l’asta principale del torrente si sviluppa per una 

lunghezza L = 8,850 km, dalla sorgente alla foce. 

t. Borghetto alla foce - Portate di massima piena da CIMA 

Tr 2.9 30 50 100 200 500 

Q (mc/s) 40 100 120 150 180 210 

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II – 1.2 L’evento del 14 settembre 2006-12-12 

Pare opportuno iniziare questo capitolo le parole di Nicola Podestà, Direttore dell’osservatorio 

Meteo di Imperia: 

“….non c’è stato nulla da fare contro gli allagamenti, provocati da una situazione 

pluviometrica decisamente eccezionale di fronte alla quale non esiste, al momento, e data la 

configurazione orografica …., un rimedio determinante e definitivo” – 

L’eccezionale evento meteorologico del 14 settembre 2006 ha pesantemente investito il 

territorio comunale di Bordighera causando enormi danni alle infrastrutture pubbliche e agli 

edifici privati e mettendo in ginocchio l’intera economia della città. 

I sottoscritti tecnici, su incarico dell’Amministrazione Comunale e di concerto con l’ufficio 

tecnico, hanno iniziato una attività ispettiva sul territorio per valutare l’entità del disastro e 

analizzare le cause e le conseguenze che tale evento eccezionale ha determinato. 

L’osservatorio del Porto di Bordighera inizia a registrare pioggia a partire dalle ore 4:00 del 

14/09. 

La pressione barica rimane su livelli alti e il vento è praticamente assente spirando 

mediamente da est (scirocco). 

L’umidità è molto alta (attorno al 90%) così come la temperatura che registra un picco attorno 

alle ore 1:45 con ben 25,5 °C. 

Alle ore 5:00 la precipitazione comincia ad aumentare d’intensità raggiungendo, tra le 6:30 e 

le 6:45 la massima intensità di 21,4 mm/15 minuti, ovvero (in termini di intensità oraria) 

85,6 mm/h. 

Stazione di Dolceacqua 

Stazione di Ventimiglia 

La massima quantità di pioggia caduta in un’ora si registra tra le 6:30 e le 7:30 con 53,6 mm, 

più alta dei dati registrati dal pluviografo di Ventimiglia (49 mm tra le 5:00 e le 6:00) e da 

quello di Dolceacqua (48 mm tra le 5:00 e le 6:00) mentre in 12 ore si registrano 

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complessivamente 228,80 mm su un totale giornaliero di 242,60 mm (vale a dire che il 

94,3% della pioggia del 14 settembre è caduto in dodici ore) mentre a Ventimiglia si sono 

registrati 120 mm in 12 ore (135 mm in 24 ore) e a Dolceacqua 165 mm in 12 ore (178 mm in 

24 ore). 

Con riferimento alla curva di possibilità climatica della stazione di Ventimiglia (dedotta dai 

dati ideologici a disposizione attraverso gli annali) l’evento pluviometrico ha caratteristiche 

superiori al tempo di ritorno cinquecentennale che individua per un tempo di ritorno di 

500 anni 160 mm in 12 ore (registrati a Bordighera 228,80 mm) e 210 mm in 24 ore 

(registrati a Bordighera 242,60 mm). 

Per quanto riguarda la durata oraria, la pioggia caduta ha invece tempo di ritorno 

duecentennale (53,6 mm). 

mm 

60 

50 

40 

30 

20 

10 

0 

stazione di Bordighera - porto 

1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 13 14 15 16 17 18 19 20 21 22 23 

t (ora) 

_______________________________________________________________________________ 

Pagina 10 di 87 

300 

250 

200 

150 

100 

50 

0 

curva cumulata

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Stazione di Passo Ghimbegna 

Stazione di Sanremo 

Particolarmente significativo è il dato registrato dal pluviografo di passo Ghimbegna (Bajardo) 

che tra le 4:00 e le 5:00 ha registrato ben 80 mm con 180 mm in 12 ore e 220 in 24 ore. 

. 

h (mm) 

300 

250 

200 

150 

100 

50 

53,3 

CURVA DI POSSIBILITA' CLIMATICA 

Stazione di Ventimiglia 

0 

0 2 4 6 8 10 12 14 16 18 20 22 24 

t (ore) 

228 

_______________________________________________________________________________ 


242 

T = 50 anni 

T = 100 anni 

T = 200 anni 

T = 250 anni 

T = 500 anni 

14-set-06 

Poco rilevanti i dati di Sanremo (21 mm in 1 ora, 90 mm in 12 ore e 120 mm in 24 ore).

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Il dato di Passo Ghimbegna (Bajardo), lascia presupporre che la parte alta del territorio fosse 

già interessata da una forte intensità di pioggia ancor prima dei rilevamenti di Bordighera. 

Tale fenomeno può spiegarsi con la rapida risalita di aria calda e umida per effetto della 

conformazione orografica del territorio attraverso le valli del Sasso e del Borghetto (e anche 

del Verbone) che ha condensato attorno ai 500 – 900 m di altitudine trasformandosi in violenta 

precipitazione per interessare dapprima le parti collinari e trasferirsi alle successive parti basse 

del territorio nelle ore successive. 

I corsi d’acqua, già carichi per la precipitazione in quota, sono quindi stati sovraccaricati dalla 

concentrazione pluviometrica delle ore successive nelle zone di fondovalle per cui la portata di 

piena è stata raggiunta in modo quasi istantaneo e improvviso: si è trattato dunque di un 

evento del tutto eccezionale e soprattutto molto circoscritto ad un fenomeno locale, 

difficilmente prevedibile nella sua violenza. 

Si ritiene che questa prima ipotesi, suffragata da dati certi, rappresenti come si sia sviluppato 

l’evento che ha messo in crisi l’intero sistema di deflusso, interessando prima di tutto i piccoli 

compluvi, caratterizzati da ridotti tempi di corrivazione, e successivamente i due principali 

corsi d’acqua del territorio. 

Ad un primo esame della situazione sembrerebbe inoltre che il rilevante e anomalo trasporto 

solido, determinato dall’elevato scorrimento superficiale, aggravato anche dal massiccio 

disboscamento generato dai devastanti incendi boschivi che hanno interessato il territorio 

comunale in un recente passato, abbia aggravato, a seguito dei repentini cedimenti delle 

sovrastrutture esistenti sul territorio, dell’elevata impermeabilità del suolo, dovuta al lungo 

periodo siccitoso precedente, e dell’insufficienza delle canalizzazioni esistenti in rapporto alla 

elevata intensità di pioggia, le condizioni di deflusso dei rii principali (Borghetto e Sasso), già 

carichi per la forte precipitazione in quota, causandone l’esondazione e trasformando le 

principali strade in veri e propri corsi d’acqua alternativi con tutte le conseguenze del caso. 

Si precisa, tra l’altro, che l’intero sistema di raccolta delle acque meteoriche, altrimenti noto 

come fognatura bianca, non può essere in grado di smaltire le acque superficiali nelle 

condizioni critiche che si sono verificate. 

Le canalizzazioni e le difese idrauliche del comune di Bordighera, come riferito dai tecnici 

comunali responsabili, erano in ottime condizioni di manutenzione, ma ciò non è bastato in 

quanto, si ribadisce, l’eccezionalità, la dimensione dell’evento e la dinamica dello stesso 

prescinde dalla condizione della rete di raccolta delle acqua bianche. 

Questa situazione è purtroppo comune a tutto il territorio provinciale in quanto le reti bianche 

sono generalmente di antica costruzione, dimensionate per condizioni di pioggia e di territorio 

di oltre cento anni fa, sollecitate da nuove canalizzazioni di raccolta periferiche e da una 

progressiva impermeabilizzazione del suolo. 

Inoltre, a seguito dell’esperienza maturata durante gli eventi alluvionali che hanno interessato 

questa provincia ed in particolare il comune di Sanremo del 30/09/1998, del 06/11/2000 e del 

23/11/2000 si ritiene doveroso sottolineare quanto segue. 

Il comprensorio dei bacini idrografici del comune di Bordighera è costituito da una serie di 

impluvi di modeste dimensioni caratterizzati da tempi di corrivazione molto bassi. 

Inoltre le elevate pendenze dei tratti d’alveo costituiscono una aggravante del pericolo legato 

ai violenti fenomeni meteorici (come quelli che si sono verificati) in quanto non consentono la 

valutazione in tempo reale del rischio di esondazione. 

In tali bacini risulta pertanto di difficile attuazione la realizzazione di un sistema in grado di 

allertare i centri della protezione civile preposti alla valutazione del rischio idraulico. 

_______________________________________________________________________________ 

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Le uniche previsioni in tal senso possono essere formulate in base a valutazioni di mero 

carattere meteorologico disponendo (come oggi è possibile) di un sistema efficace ed 

efficiente di previsione. 

Purtroppo nell’intero territorio comunale non vi è alcuna stazione di misura delle portate ed 

una sola stazione pluviometrica (porto di Bordighera); non si è pertanto in grado di definire 

con una certa attendibilità la correlazione esistente tra gli afflussi e i deflussi e le previsioni 

meteo per consentire di stabilire il livello di rischio legato ad una data intensità di pioggia. 

II – 1.3 Criticità rilevate 

Esaminando il corso d’acqua a partire dalla foce si rileva la prima criticità costituita dal ponte 

ferroviario. 

Tale ponte non risulta verificato per nessuna portata di riferimento e provoca un rigurgito 

verso monte che si estende oggi fino all’intersezione di via Aldo Moro. 

La condizione principale che sta alla base di tutta la messa in sicurezza del rio Borghetto 

è caratterizzata proprio dall’eliminazione della interferenza idraulica costituita dal ponte 

ferroviario medesimo. 

Ci risulta che la Provincia di Imperia abbia abbia avviato la necessaria procedura per 

ingiungere all’Ente Ferroviario l’eliminazione dell’interferenza. 

Si fa presente che durante l’evento di piena del 14/09/2006 il ponte è stato sollecitato da una 

portata decisamente inferiore di quella che è transitata a monte nel rio Borghetto in quanto lo 

stesso è esondato in più punti e il territorio contiguo ha svolto il ruolo di bacino di espansione 

e laminazione. 

Proseguendo verso monte (vedi analisi idraulica) si evidenzia come le principali criticità siano 

rappresentate dai ponti esistenti e verso l’intersezione con la via Aurelia, da un progressivo 

restringimento dell’alveo e dalle sue ridotte dimensioni arginali. 

Per effetto delle criticità rilevate, a cui vanno aggiunte quelle rappresentate dalla prima 

tombinatura a valle della via Romana e quella in corrispondenza della rotonda della via 

Romana stessa, il corso d’acqua non solo non è in grado di consentire il deflusso della portata 

cinquantennale, ma si ritiene, dalle verifiche svolte e dall’approfondito esame delle condizioni 

di deflusso, che già con tempi di ritorno di soli 3 - 5 anni si possano verificare esondazione, 

anche in condizioni di alveo perfettamente sgombro da materiale. 

Si ritiene che solo con l’opera completa si possa consentire di raggiungere il grado di sicurezza 

richiesto per l’intero bacino del torrente Borghetto, così come finanziata 

_______________________________________________________________________________ 

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14/09/2006 

Effetto dell’onda di 

piena in via Moro. 

L’esondazione si è 

propagata lungo le vie 

laterali determinando 

un livello liquido tale 

da sollevare e 

trascinare le 

autovetture 

parcheggiate lungo la 

strada. 

14/09/2006 

Effetto dell’onda di 

piena in via Moro. 

_______________________________________________________________________________ 

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14/09/2006 

Una delle zone 

maggiormente colpite 

è stata quella 

dell’intersezione con 

via A.Moro dove per 

effetto 

dell’insufficiente 

sezione del ponte la 

portata è esondata 

anche in sponda destra 

con le conseguenze 

ben visibili nella foto 

14/09/2006 

Vista a monte della 

tombinatura della 

rotonda in 

corrispondenza della 

via Romana. 

Il livello liquido ha 

superato l’estradosso 

della copertura e si è 

riversato lungo la 

strada 

_______________________________________________________________________________ 

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II – 1.4 La verifica idraulica 

Si richiamano le massime portate di piena assunte alla base del calcolo idraulico; 

Tali valori si riferiscono alle sezioni delle fasce del Torrente e cautelativamente vengono 

assunti costanti per tutto il tratto analizzato. 

Viene inoltre determinata una ulteriore portata di calcolo che tiene conto dell’incremento 

dovuto al trasporto solido come di seguito illustrato. 

STIMA DEL TRASPORTO SOLIDO 

Per l’elaborazione di un modello matematico di stima della portata solida fluviale si è fatto 

ricorso al manuale dell’Ingegnere (“Manuale di Ingegneria Civile”, Volume primo, Terza 

edizione, ZANICHELLI/ESAC). 

Seguendo la trattazione del Prof. Ing. Giovanni Seminara e del Prof. Ing. Marco Tubino si 

deduce che il primo passo da effettuare è quello di analizzare le proprietà dei sedimenti 

presenti nella tratta di corso d’acqua in fase di studio. 

Dopo aver effettuato l’analisi granulometrica, si prendono in considerazione i parametri della 

corrente, dedotti dalle elaborazioni numeriche effettuate con il programma di calcolo Hec-Ras. 

Si deve procedere alla valutazione del tipo di trasporto presente, tramite il calcolo del numero 

di Reynolds Re della corrente e delle particelle Rp, nonché quello della tensione di Shields 

(1936) che ci permette di stimare la situazione di inizio trasporto dei sedimenti tramite un 

valore da confrontare con quello critico cr: 

τ 0 θ = 

( ρ − ρ)gD 

_______________________________________________________________________________ 


s 

dove τ0 rappresenta la tensione tangenziale (mediata rispetto alle fluttuazioni turbolente) 

valutabile come 

ττττ 0 = 

i f i gR ρρρρ 

con Ri e if deducibili dalle caratteristiche geometriche della corrente, s e densità 

rispettivamente dei sedimenti e del liquido, g costante di gravità e D diametro medio dei 

sedimenti. 

Il parametro di soglia per la curva di Shields è rappresentato da cr 

θ 

−0, 

6 

( −17, 

77R 

) 

−0, 

6 

cr = 0, 

22R 

p + 0, 

06exp 

p

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Il confronto dei valori di e cr ci permette di individuare se il nostro corso d’acqua in esame 

sia caratterizzato da assenza di trasporto ( < cr), solo trasporto al fondo o trasporto al fondo 

unitamente a quello in sospensione. 

Qualora ci si trovi in una condizione di presenza di trasporto, si deve verificare quale delle 

restanti situazioni possibili sia in atto. A questo scopo si deve inserire un coefficiente di 

resistenza CD, ottenibile empiricamente dalla formula 

rappresentabile dalla curva seguente 

C D 

Si passa al calcolo della velocità di attrito u* 

e di Ws, velocità di sedimentazione, data da 

W 

s 

= 24 

Re 

_______________________________________________________________________________ 


u* 

= 

4 gS 

= s 

3 C 

D 

τ 0 

ρ 

( −1) 

Dopo aver stabilito il parametro N, che identifica la forma del fondo alveo, e che 

normalmente, per gli alvei liguri, viene posto pari a 1, lo si confronta con il numero di Froude 

dei sedimenti

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u 

Fr 

= ≥ N 

W 

* 

* 

Se questa disuguaglianza è verificata, siamo in una situazione di trasporto al fondo e in 

sospensione, altrimenti vi è solo trasporto al fondo. 

In quest’ultimo caso, esistono più formule per la valutazione dell’entità del trasporto. 

In relazione alla dimensione dei sedimenti, la portata sf per unità di larghezza della sezione 

di alveo si ottiene da: 

AUTORI E FORMULAZIONE 

Meyer-Peter e Muller (1948) 

( ) 2 3 

θ θ 

_______________________________________________________________________________ 


s 

CAMPO DI VALIDITA’ 

EMPIRICO 

φ = 8 − cr , θ cr = 0, 

047 

0.4

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5 

C = 6 + ln 

2 

essendo Ri e D rispettivamente il raggio idraulico della sezione ed il diametro medio dei 

sedimenti. Nel caso del t. Borghetto i sedimenti presenti sono fortemente eterogenei, tuttavia 

come diametro medio (Dn50) è stato stimato cautelativamente un valore pari a 1 mm, che, in 

base ai dati di portata, sezione e raggio idraulico ottenibili dalla simulazione in Hec-Ras, ci 

pone in una condizione di solo trasporto solido al fondo. Con i dati in nostro possesso (Dn50 = 

1 mm e risultati Hec-Ras), l’entità della portata solida al fondo per unità di larghezza è stata 

stimata come segue: 

_______________________________________________________________________________ 


Ri 

5 

D 

2 

b Y Ω B Ri Q if 

12.47 5.00 55.06 22.485 2.44 180 0.018 

ρs 2.65 ρ 1 

D g s Cd Re U ν 

0.01 9.81 2.65 Tabella 38920843 3.972 0.000001 

τ 0 0.43247 2.67181 

Primo Controllo: Trasporto al fondo o Assenza di Trasporto 

Rp θcr 

4023.2 0.054 TRASPORTO AL FONDO 

Secondo Controllo: Trasporto al Fondo o in Superficie 

Cd Ws u* u*/Ws N 

0.1 1.46908 0.657 0.44764 1 

Controllo se u*/Ws >= N TRASPORTO AL FONDO

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ENTITA' DEL TRASPORTO AL FONDO 

Meyer-Peter e Muller Variabilità Portata = m^3/sm 

φ = 34,020 0.4

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MODELLISTICA IN MOTO PERMANENTE-VARIO 

Con l’uso del software Hec-Ras è possibile studiare il comportamento delle correnti, siano 

esse in pressione o a pelo libero, sia in condizioni di moto uniforme, che in condizioni di moto 

permanente gradualmente variato. 

Nel caso in esame come per ogni bacino a pelo libero a meno di non studiare un canale molto 

lungo, con una pendenza bassa si deve considerare il moto permanente gradualmente variato. 

La verifica idraulica adottata per la determinazione dei massimi livelli d’acqua all’interno 

dell’alveo è stata condotta in moto permanente utilizzando il modello matematico di calcolo 

implementato su calcolatore elettronico denominato HEC-RAS della U.S. Army Corps of 

Engineering. 

Le formule adottate sono quelle contenute nella moderna letteratura in materia e sono basate 

sull’equazione del bilancio energetico: 

dove: 

α V 

2g 

2 

2 

y 2 + Z2 

+ 2 2 = y1 

+ Z1 

+ 1 1 + 

_______________________________________________________________________________ 


α V 

2g 

Y = altezze d’acqua in due sezioni consecutive del corso d’acqua in m 

Z = quota del fondo alveo in due sezioni consecutive del corso d’acqua in m 

V = velocità medie in due sezioni consecutive del corso d’acqua in m/s 

g = accelerazione di gravità in m/s2 

( = coefficiente di Coriolis 

he = perdite di carico tra una sezione e la successiva del corso d’acqua in m 

Le perdite di carico tra le due sezioni successive vengono calcolate con un analogo 

procedimento iterativo e sono in diretta dipendenza con la scabrezza dell’alveo. 

Nei casi in cui il profilo liquido dell’acqua passa attraverso la profondità critica , la suddetta 

equazione dell’energia non è più applicabile; in tali casi si applica pertanto l’equazione del 

momento: 

dove: 

P − P + W − F = Qρ∆V 

P = pressione idrostatica nelle due sezioni consecutive del corso d’acqua 

W = forza peso dell’acqua nella direzione x (direzione del moto) 

F = forza d’attrito della corrente 

Q = portata del corso d’acqua 

ρ= densità dell’acqua 

∆V = variazione della velocità tra le due sezioni consecutive 

2 

1 

x 

F 

x 

h 

e

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I dati da fornire in input al modello matematico sono costituiti essenzialmente dalle 

caratteristiche geometriche del corso d’acqua (sezioni trasversali, lunghezze dei singoli tratti, 

altezze del fondo alveo),dal valore della portata di verifica e dalle condizioni idrauliche al 

contorno (condizioni di moto all’inizio e alla fine del tratto analizzato che nel caso in esame 

vengono assunti pari al moto critico della corrente nel tratto a monte e pari allo 0 assoluto del 

livello di medio mare). 

In alcuni punti le sponde delle sezioni dell’alveo non sono state rilevate a causa dell’elevata 

vegetazione arbustiva; è stato quindi proiettato verticalmente l’ultimo punto della sezione 

rilevato adottando la configurazione di calcolo propria dell’Hec-Ras “ad argini infiniti”. Tale 

ipotesi, portando a sottostimare la superficie della sezione d’alveo rispetto a quella effettiva, 

rappresenta una condizione cautelativa a favore della sicurezza. Il coefficiente di scabrezza 

adottato è pari 30 m 1/3 /s (alvei naturali con vegetazione e movimento di materiale sul fondo) 

per i tratti d’alveo naturali, pari a 40 m1/3/s per i tratti urbanizzati con argini cementati e pari a 

50 m 1/3 /s per i tratti completamente cementati ed in buono stato di conservazione; i suddetti 

coefficienti si desumono dai disposti di cui alla delibera n° 32 del Comitato Istituzionale 

Regionale del 30/05/1999. 

Nelle tabelle in allegato sono riportati i risultati dei calcoli sopra descritti ed i valori hanno il 

seguente significato: 

1° colonna : descrizione tratto 

2° colonna : n° sezione idraulica (riferita alle tavole grafiche) 

3° colonna : portata di verifica 

4° colonna : altezza del fondo alveo in mslm 

5° colonna : quota dell’altezza d’acqua in mslm 

6° colonna : quota dell’altezza d’acqua critica in mslm 

7° colonna : quota del carico totale in mslm 

8° colonna: pendenza della piezometrica in m/m 

9° colonna: velocità media della corrente in m/s 

10° colonna : area bagnata in mq 

11° colonna: larghezza al pelo libero in m 

12° colonna: numero di Froude 

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II – 1.5 Simulazioni effettuate 

Sulla scorta del rilievo puntuale dell’intero corso d’acqua dalla foce fino al confine del 

Comune di Bordighera (rilievo effettuato dal Geom. Badano Marco nel mese di novembre 

2006 – allegati grafici) sono state effettuate numerose simulazioni al fine di accertare le 

seguenti particolarità: 

• determinazione delle criticità idrauliche presenti lungo l’intera asta e successiva 

valutazione delle priorità di intervento; 

• valutazione delle proposte progettuali alternative di mitigazione o eliminazione del 

rischio. 

I differenti scenari progettuali ed i risultati delle simulazioni sono stati studiati ed approfonditi 

anche grazie all’apporto fornito dai funzionari della Regione Liguria, determinando la 

soluzione finale nel prosieguo descritta. 

II – 1.5.1 - Simulazione “REGFINALE” 

Stato di progetto – Nuovo canale con Scolmatore (1° Lotto 

Funzionale). 

La presente simulazione verifica le condizioni idrauliche derivanti dall’adozione delle seguenti 

ipotesi progettuali per l’intero tratto compreso tra la foce e la sezione a monte della 

tombinatura della strada Romana: 

ampiamento di sezione dei ponti Ferroviario e dell’Aurelia; 

demolizione e ricostruzione a sezione maggiore della tombinatura presente tra il ponte 

ferroviario e l’Aurelia; 

allargamento delle sezioni di deflusso del canale principale per tutto il tratto compreso tra 

la sezione 6.5 e la sezione 26; 

ricostruzione del ponte di via Aldo Moro; 

demolizione delle passerelle ubicate a monte del ponte di via A. Moro e loro eventuale 

ricostruzione alle quote minime indicate nei calcoli; si precisa che tale eventuale 

ricostruzione non rientra nelle finalità del presente progetto e dovranno pertanto intendersi 

a cura e spese dei Concessionari privati; 

demolizione della tombinatura ubicata a valle del passaggio della via Romana ed 

eventuale ricostruzione di un ponticello di accesso ai garage interrati posti in sponda 

sinistra (a cura e spese del concessionario privato) , alle quote minime indicate nei calcoli 

idraulici; 

realizzazione di tombino scolmatore ubicato al di sotto del sedime stradale di via Pasteur e 

dotato di partitore delle portate con adiacente innesto nel tombino, all’altezza della 

sezione 26 di progetto; 

adeguamento della sezione idraulica al di sotto della tombinatura del passaggio della via 

Romana; 

adeguamento della sezione idraulica a monte della suddetta tombinatura. 

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Nel modello matematico implementato in Hec-Ras è stata inserita anche la sistemazione 

progettuale dell’intero tratto a monte della strada Romana ( sezioni a monte della sezione 29); 

tale sistemazione progettuale è ampiamente decritta negli elaborati del II stralcio progetto 

preliminare a cui si rimanda per la descrizione completa. 

Nella suddetta ipotesi progettuale le massime portate di piena vengono suddivise tra la sezione 

25.9 e la sezione 27 mediante un setto di partizione delle portate e pertanto proseguono lungo 

il canale principale in misura ridotta ( 60 % nel canale principale e 40 % nel tombino 

scolmatore): 

Qt = portata totale 

Qs = portata scolmatore = 40% Qt 

Qc = portata canale principale= 60% Qt 

Tale riduzione nel canale principale comporta comunque un adeguamento di tutte le sezioni 

sia in termini di allargamento sia in termini di innalzamento degli argini o di sopraelevazione 

dei ponti. 

Inoltre, nella zona dell’innesto del tombino scolmatore nel canale principale ubicato a monte 

del ponte ferroviario risulta necessario operare un allargamento a 16,00 m della sezione stessa 

rispetto all’attuale sezione (13,00 m) 

Dopo una serie di simulazioni preparatorie in cui si sono valutate diverse configurazioni 

geometriche, si è giunti alla configurazione illustrata negli elaborati grafici e che in sintesi 

presenta le seguenti caratteristiche generali: 

A) allargamento delle sezioni d’alveo fino a 9,00 m 

B) realizzazione di uno scolmatore di 6,00 m di larghezza; 

C) allargamento dei ponti Aurelia a circa 9,60 m e del ponte FFSS a 16,00 m; 

D) demolizione ed allargamento della tombinatura esistente tra il passaggio ferroviario e la 

via Aurelia; tale allargamento verrà attuato mediante la costruzione di una tombinatura 

di larghezza costante pari a circa 9,60 m (canale principale) affiancata da un’altra 

tombintaura anch’essa a larghezza costante di 6,00 m (tombino scolmatore) 

E) adeguamento dell’altezza della tombinatura sottopassante la via Romana (eliminazione 

del salto di fondo). 

Con le suddette ipotesi risulta garantito il transito di tutte le portate di piena previste nel piano 

di bacino ad esclusione della portata cinquecentennale; risulta altresì contenuta la portata 

duecentennale incrementata della quota parte derivante dal trasporto solido. 

I franchi di sicurezza non possono essere conformi alle disposizioni normative di piano; tale 

impossibilità è dovuta al particolare contesto urbano cittadino in cui si sviluppa l’opera, per 

cui risulta necessario salvaguardare con eventuali accorgimenti gli accessi carrabili, le 

intersezioni viarie, ed ogni altra struttura o costruzione presistente. 

Nel dettaglio, la suddetta soluzione progettuale presenta le seguenti caratteristiche: 

1) Demolizione e ricostruzione del ponte FF.SS mediante una sezione di larghezza netta 

interna di 16,00 m ed altezza minima dell’impalcato ubicata a 5,00 mslm; in tale 

soluzione si osserva una altezza d’acqua della duecentennale di 3,99 mslm ed un franco 

di sicurezza minimo pari a 1,01 m (superiore al carico cinetico) ed una velocità della 

corrente (lenta) di 4.35 m/s . Tutte le portate di piano sono contenute all’interno della 

sezione d’alveo. 

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2) Demolizione e ricostruzione del ponte dell’Aurelia mediante una sezione di larghezza 

netta interna di 9.66 m ed altezza minima dell’impalcato ubicata a 5,00 mslm (quota 

intradosso); in tale soluzione si osserva una altezza d’acqua associata alla portata 

duecentennale massima di 3,93 mslm ed un franco di sicurezza minimo pari a 1,07 m 

(inferiore al carico cinetico) ed una velocità della corrente (veloce) di 6,10 m/s . Tutte le 

portate di piano sono contenute all’interno della sezione d’alveo. 

3) Demolizione e ricostruzione a sezione più ampia della tombinatura ubicata a valle della 

via Aurelia; la nuova tombinatura avente la stessa lunghezza dell’esistente è suddivisa in 

due canne rispettivamente di 9,66 m di larghezza per il canale principale e di 6,00 m di 

larghezza per il tombino scolmatore. Nell’asta principale i valori dell’acqua in entrata alla 

tombinatura sono quelli della sezione 6.01 ( v. punto precedente – ponte dell’Aurelia) 

mentre allo sbocco si osserva una corrente duecentennale veloce di altezza d’acqua pari a 

3,30 m (1,50 m di franco con carico cinetico non contenuto). 

4) Demolizione e ricostruzione della sezione d’alveo compresa tra la sezione 6.3 e la sezione 

26 mediante una sezione di larghezza netta interna di min 9,00 m circa ed altezza minima 

delle sponde pari alla quota del carico totale della portata duecentennale; in tale soluzione 

si osservano velocità della corrente prossime ai 5-6 m/s . Tutte le portate di piano ( tranne 

la cinquecentennale) sono contenute all’interno della sezione d’alveo e si rispettano 

integralmente le norme relative ai franchi di sicurezza . 

5) Ricostruzione del ponte di via A. Moro mediante una sezione di larghezza netta interna di 

9,00 m ed altezza minima dell’interdosso dell’impalcato ubicata a 6,15-6,65 mslm; in tale 

soluzione si osserva una altezza d’acqua associata alla portata duecentennale massima di 

5,59 mslm ed un franco di sicurezza in chiave pari a 1,06 m (inferiore al carico cinetico) 

ed una velocità della corrente (veloce) di 6,04 m/s . Tutte le portate di piano ad 

esclusione della portata cinquecentennale sono contenute all’interno della sezione d’alveo. 

6) Demolizione e ricostruzione del 1° ponte a monte di via A.Moro (ad opera del 

concessionario privato) mediante una sezione di larghezza netta interna di 9,00 m ed 

altezza minima dell’impalcato ubicata a 7,40 mslm; in tale soluzione si osserva una 

altezza d’acqua associata alla portata duecentennale massima di 6,63 mslm ed un franco 

di sicurezza minimo pari a 0,77 m (inferiore al carico cinetico) ed una velocità della 

corrente (veloce) di 5,26 m/s . Tutte le portate di piano ad esclusione della 

cinquecentennale sono contenute all’interno della sezione d’alveo. 

7) Demolizione e ricostruzione del 2° ponte a monte di via A.Moro (ad opera del 

concessionario privato - sezione 22) mediante una sezione di larghezza netta interna di 

9,00 m ed altezza minima intradosso dell’impalcato ubicata a 7,80 mslm; in tale soluzione 

si osserva una altezza d’acqua associata alla portata duecentennale massima di 6,83 mslm 

ed un franco di sicurezza minimo pari a 0,97 m (inferiore al carico cinetico) ed una 

velocità della corrente (veloce) di 5,49 m/s . Tutte le portate di piano ad esclusione della 


8) Demolizione della tombinatura posta a valle del passaggio della via Romana e 

ricostruzione del ponticello di accesso ai garage in sponda sinistra (ad opera del 

concessionario privato) mediante una sezione di larghezza netta interna di 9,00 m ed 

altezza minima intradosso dell’impalcato ubicata a 8,70 mslm; in tale soluzione si osserva 

una altezza d’acqua associata alla portata duecentennale massima di 7.39 mslm ed un 

franco di sicurezza minimo pari a 1,31 m (inferiore al carico cinetico) ed una velocità 

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della corrente (veloce) di 6.01 m/s . Tutte le portate di piano ad esclusione della 


9) Adeguamento delle sezioni d’alveo comprese tra la sezione 27 e la sezione 29 (sezioni al 

di sotto della tombinatura del passaggio stradale della via Romana) mediante 

abbassamento del fondo alveo e ricostituzione della platea; in tale ottica si dovrà 

prevedere lo spostamento delle condotte fognarie e acquedottistiche. L’altezza minima 

nella sezione 29 è di 3,5 m ed in tale tratto sono contenute tutte le portate di piano, inclusa 

la duecentennale con il trasporto solido, tranne la portata cinquecentennale. 

In associazione alla precedente verifica viene sviluppato il modello relativo ad un canale 

scolmatore che si sviluppa, al di sotto del piano stradale di via Pasteur, dalla sezione 25.9 alla 

sezione 4.71, ossia dall’uscita della tombinatura del passaggio stradale della via Romana fino 

al tratto di monte del ponte ferroviario. 

Il tombino è costituito da una struttura scatolare in cemento armato di dimensioni interne 

6,00x3,00 m (tratto a monte) e 6,00x2,50 m (tratto intermedio) e ad altezza variabile da 2,50 m 

a 3,53 m nell’ultimo tratto di valle fino allo sbocco nel canale principale; l’imbocco nel canale 

principale è costituito da un setto in c.a. partitore che divide la sezione in proporzione 2/5 – 

3/5 verticale che convoglia all’interno del tombino una portata pari al 40 %; le portate deviate 

nel canale scolmatore sono pertanto pari a: 

T=50 anni -- 48 mc/s 

T=200 anni - 72 mc/s 

T=200+TS - 76 mc/s 

T= 500 anni - 84 mc/s 

In base a tali valori viene condotta la verifica in moto permanente inserendo nel modello due 

“Junction” in corrispondenza della deviazione di imbocco a monte (tratto compreso tra le 

sezioni 25.8 e la 27 del canale principale) e dell’innesto di sbocco a valle (tratto compreso tra 

le sezioni 4.5 e 4.71-5.51). 

I risultati della simulazione confermano l’adeguatezza delle sezioni del tombino per tutte le 

portate di piano di bacino (compresa anche la portata duecentennale incrementata del trasporto 

solido e ad esclusione della portata cinquecentennale); non è verificato il franco di sicurezza 

imposto dalla normativa (franco minimo rispetto alla portata duecentennale pari a minimo 50 

cm). La corrente di tipo veloce assume valori prossimi a 6 m/s per la portata duecentennale; si 

osserva un rallentamento nella sezione di sbocco dello scolmatore come documentato negli 

allegati specifici. 

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II – 2 RELAZIONE STRUTTURE ED OPERE STRADALI 

II – 2.1 PRECISAZIONI IN MERITO ALLA NORMATIVA 

APPLICATA 

Si precisa che, su richiesta della Committenza tutte le strutture sono state predimensionate e 

successivamente verranno calcolate e verificate secondo quanto previsto dall’Ordinanza del 

Presidente del Consiglio dei Ministri 20.03.2003 n.3274 (Testo coordinato con le rettifiche 

introdotte dall’Ordinanza n° 3316 e successive modifiche ed integrazioni): "PRIMI ELEMENTI 

IN MATERIA DI CRITERI GENERALI PER LA CLASSIFICAZIONE SISMICA DEL 

TERRITORIO NAZIONALE E DI NORMATIVE TECNICHE PER LE COSTRUZIONI IN 

ZONA SISMICA”. 

Tale norma disciplina la progettazione di strutture, di opere di fondazione e di sostegno dei terreni 

soggette ad azioni sismiche, nonché i requisiti cui devono soddisfare i siti di costruzione e i terreni 

di fondazione in presenza di tali azioni. 

Lo scopo delle norme è di assicurare che in caso di terremoto sia protetta la vita umana, siano 

limitati i danni e rimangano funzionanti le strutture essenziali agli interventi di protezione civile. 

II – 2.2 AZIONE SISMICA 

CATEGORIE DI SUOLO DI FONDAZIONE 

Ai fini della definizione della azione sismica di progetto si definiscono le seguenti categorie di 

profilo stratigrafico del suolo di fondazione (le profondità si riferiscono al piano di posa delle 

fondazioni): 

TIPO A - Formazioni litoidi o suoli omogenei molto rigidi caratterizzati da valori di Vs30 

superiori a 800 m/s, comprendenti eventuali strati di alterazione superficiale di spessore massimo 

pari a 5 m. 

TIPO B - Depositi di sabbie o ghiaie molto addensate o argille molto consistenti, con 

spessori di diverse decine di metri, caratterizzati da un graduale miglioramento delle proprietà 

meccaniche con la profondità e da valori di Vs30 compresi tra 360 m/s e 800 m/s (ovvero 

resistenza penetrometrica NSPT > 50, o coesione non drenata cu>250 kPa). 

TIPO C - Depositi di sabbie e ghiaie mediamente addensate, o di argille di media 

consistenza, con spessori variabili da diverse decine fino a centinaia di metri, caratterizzati da 

valori di Vs30 compresi tra 180 e 360 m/s (15 < NSPT < 50, 70

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TIPO D - Depositi di terreni granulari da sciolti a poco addensati oppure coesivi da poco a 

mediamente consistenti , caratterizzati da valori di Vs30 < 180 m/s (NSPT < 15, cu 800 m/s. 

In aggiunta a queste categorie, per le quali nel punto 3.2 dell’Ordinanza vengono definite le azioni 

sismiche da considerare nella progettazione, se ne definiscono altre due, per le quali sono richiesti 

studi speciali per la definizione dell’azione sismica da considerare: 

S1 - Depositi costituiti da, o che includono, uno strato spesso almeno 10 m di argille/limi di 

bassa consistenza, con elevato indice di plasticità (PI > 40) e contenuto di acqua, caratterizzati da 

valori di Vs30< 100 m/s (10 < cu < 20 kPa); 

S2 - Depositi di terreni soggetti a liquefazione, di argille sensitive, o qualsiasi altra categoria di 

terreno non classificabile nei tipi precedenti. 

Nelle definizioni precedenti Vs30è la velocità media di propagazione entro 30 m di profondità delle 

onde di taglio e viene calcolata con la seguente espressione: 

V 

s30 

= 

i= 1, 

N i 

dove hi e Vi indicano lo spessore (in m) e la velocità delle onde di taglio (per deformazioni di 

taglio < 10-6) dello strato i-esimo, per un totale di N strati presenti nei 30 m superiori. 

Il sito verrà classificato sulla base del valore di Vs30, se disponibile, altrimenti sulla base del valore 

di NSPT. 

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30 

hi 

v 

II- 2.3 CALCOLO DELL’AZIONE SISMICA 

Zone sismiche 

Ai fini dell’applicazione di queste norme, il territorio nazionale viene suddiviso in zone sismiche, 

ciascuna contrassegnata da un diverso valore del parametro ag = accelerazione orizzontale 

massima su suolo di categoria A (definito al punto 3.1 dell’Ordinanza). I valori di ag, espressi 

come frazione dell’accelerazione di gravità g, da adottare in ciascuna delle zone sismiche del 

territorio nazionale sono: 

Zona Valore di ag 

1 0,35g 

2 0,25g 

3 0.15g 

4 0,05g

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Nel caso in esame il Comune di Bordighera interessato dagli interventi in oggetto rientra nella ZONA 3 e pertanto è stato considerato un 

valore di accelerazione orizzontale massima al suolo pari a: 

ag = 0,15 x g = 0,15 x 981 cm/s 2 = 147.15 cm/s 2 

II – 2.4 OPERE DI SOSTEGNO DEI TERRENI 

Requisiti generali 

Le opere di sostegno sono state concepite e progettate in modo tale da espletare la loro funzione 

sia durante che dopo il terremoto di progetto, senza subire danni strutturali significativi. 

Sono stati ammessi eventuali spostamenti permanenti, sotto forma di scorrimento combinato a 

rotazione, causati da deformazioni irreversibili del terreno di fondazione, compatibili con i 

requisiti funzionali e/o estetici della struttura. 

Criteri di progetto 

Il materiale di riporto dietro la struttura avrà granulometria controllata e sarà addensato in sito, in 

modo da ottenere la maggiore continuità possibile con la massa di terreno esistente. 

I sistemi di drenaggio dietro la struttura saranno in grado di assorbire movimenti transitori e 

permanenti, senza che venga pregiudicata la loro funzione. 

In particolare, nel caso di terreni non coesivi in presenza di acqua, il drenaggio dovrà risultare 

efficace fino ad una profondità superiore a quella della superficie potenziale di rottura dietro 

l'opera di sostegno. 

Metodi di analisi 

L’Ordinanza prevede, per opere di geometria e di importanza ordinaria, la verifica con il metodo 

pseudo-statico. 

Analisi pseudo-statica 

Modelli di riferimento 

Il modello di base per l'analisi pseudo-statica deve essere costituito dall'opera di sostegno e dalla 

sua fondazione, da un cuneo di terreno dietro la struttura che si suppone in stato di equilibrio 

limite attivo (se la struttura è sufficientemente flessibile), dai sovraccarichi agenti sul cuneo 

suddetto e, ove presente, da una massa di terreno alla base dell'opera, da supporre in stato di 

equilibrio limite passivo. 

Per generare lo stato di spinta attiva nel terreno, il movimento del muro di sostegno durante il 

terremoto di progetto deve essere sufficientemente ampio. 

Nel caso di strutture flessibili, ciò può essere ottenuto tramite flessione, e nel caso di strutture a 

gravità tramite slittamento o rotazione. 

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Nel caso di strutture rigide, come muri di cantinato o muri a gravità fondati su terreno roccioso o 

su pali, le spinte che si sviluppano sono maggiori di quella attiva, ed è quindi necessario 

considerare il terreno in stato di riposo, come indicato al punto 4.4.3. dell’Ordinanza. 

Lo stesso vale per muri tirantati, ove non sia consentito alcun movimento. 

Azione sismica 

Nell'analisi pseudo-statica, l'azione sismica è stata rappresentata da un insieme di forze statiche 

orizzontali e verticali date dal prodotto delle forze di gravità per un coefficiente sismico. 

La componente verticale dell'azione sismica è stata considerata agente verso l'alto o verso il basso, 

in modo da produrre gli effetti più sfavorevoli. 

L'intensità delle forze sismiche equivalenti così introdotte dipende, per un'assegnata zona sismica, 

dall'entità dello spostamento permanente ammissibile ed allo stesso tempo effettivamente 

consentito dalla soluzione strutturale adottata. 

I coefficienti sismici orizzontale (kh) e verticale (kv) che interessano tutte le masse devono essere 

calcolati come: 

kh = S ag /r kv = 0,5 kh 

Al fattore r è stato assegnato il valore r = 2 nel caso di opere di sostegno che ammettano 

spostamenti, per esempio i muri a gravità, o che siano sufficientemente flessibili. 

In presenza di terreni non coesivi saturi è stato assunto il valore r = 1. 

Salvo che nel caso di muri a gravità, la componente verticale dell'accelerazione sismica agente 

sulla struttura è stata trascurata. 

I coefficienti sismici sopra definiti sono stati assunti costanti lungo l'altezza del muro. 

Spinte di calcolo del terreno e dell'acqua 

La forza di calcolo Ed è stata considerata come risultante delle spinte statiche e dinamiche del 

terreno. 

Nel caso di muri di sostegno liberi di ruotare intorno al piede, la forza dinamica è stata considerata 

agente nello stesso punto di quella statica. 

La distribuzione lungo il muro delle pressioni dovute ad azioni statiche e dinamiche è stata 

considerata agente con un'inclinazione rispetto alla normale al muro pari a (2/3) ', per lo stato di 

spinta attiva, ed uguale a zero per lo stato di spinta passiva. 

Il coefficiente di spinta del terreno è stato calcolato mediante la formula di Mononobe e Okabe. 

Verifiche di resistenza e stabilità 

Terreno di fondazione 

Le fondazioni delle opere di sostegno soddisfano la verifica di stabilità generale di cui al punto 2.2 

dell’Ordinanza, e le verifiche al collasso per slittamento e per rottura generale di cui al punto 

3.3.1. della stessa. 

Le azioni di calcolo considerate sono state desunte dalla combinazione delle azioni gravitazionali 

permanenti agenti su di esse, dalla spinta orizzontale Ed esercitata dal terrapieno, e dalle azioni 

sismiche agenti direttamente sul muro. 

Resistenza della struttura 

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E’ stato verificato che, in presenza dell’azione sismica combinata con gli altri carichi possibili, è 

garantito l’equilibrio senza superare la resistenza di calcolo del muro e degli altri elementi 

strutturali. 

Tutti gli elementi strutturali verificano la condizione: 

Rd > Sd 

nella quale Rd è la resistenza di calcolo dell'elemento, valutata come per le condizioni non 

sismiche, ed Sd è la sollecitazione di calcolo, valutata secondo i procedimenti descritti al punto 4 

dell’Ordinanza. 

NOTA PROGETTUALE: 

Nelle verifiche dovranno essere amplificate le azioni dovute ai carichi agenti (Caso B dell’EC7) o 

ridotti i parametri resistenti del terreno (Caso C dell’EC7). Ai fini del calcolo dovrà essere 

considerato l’inviluppo delle combinazioni di carico dovranno essere eseguite le relative verifiche. 

Il coefficiente di importanza assunto sarà pari a 1,0. 

Nel caso in esame è stato considerato per le fondazioni delle strutture un suolo TIPO B - Depositi 

di sabbie o ghiaie molto addensate o argille molto consistenti, con spessori di diverse decine di 

metri, caratterizzati da un graduale miglioramento delle proprietà meccaniche con la profondità e 

da valori di Vs30 compresi tra 360 m/s e 800 m/s (ovvero resistenza penetrometrica NSPT > 50, o 

coesione non drenata cu>250 kPa) 

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II – 2.5 ANALISI DEI CARICHI IMPALCATI 

CARICHI PERMANENTI 

PESI PROPRI 

Per i pesi propri delle strutture portanti e dei sovraccarichi permanenti si considerano i seguenti 

pesi specifici: 

–– Calcestruzzo non armato: γ = 2.400 Kg/m 

–– Acciaio: γ = 7.850 Kg/m 

–– Calcestruzzo armato: γ = 2.500 Kg/m 

–– Terreno per rilevato: γ = 1.900 Kg/m 

Per il peso proprio della pavimentazione stradale si può prevedere un carico 

uniformemente distribuito pari a: 

= 250 Kg/m . 

Figura 1– Esempio di numerazione delle corsie 

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II – 2.6 SOVRACCARICHI ACCIDENTALI (carichi mobili) 

Si considerano nel calcolo i carichi accidentali (colonne di carico), corrispondenti al carico 

previsto dalla vigente Normativa (Testo Unitario – Norme Tecniche per le Costruzioni - D.M. 

14/09/2005) per strade di Seconda Categoria. Ogni colonna di carico é convenzionalmente 

prevista di larghezza pari a 3,00 m. 

Figura 2 - Numero e Larghezza delle corsie 

Se non diversamente specificato, qualora la carreggiata di un impalcato da ponte sia divisa in due 

parti separate da una zona spartitraffico centrale, si distinguono i casi seguenti: 

a) se le parti sono separate da una barriera di sicurezza fissa, ciascuna parte, incluse 

tutte le corsie di emergenza e le banchine, è autonomamente divisa in corsie 

convenzionali. 

b) se le parti sono separate da barriere di sicurezza mobili o da altro dispositivo di 

ritenuta, l’intera carreggiata, inclusa la zona spartitraffico centrale, è divisa in corsie 

convenzionali. 

La disposizione e la numerazione delle corsie va determinata in modo da indurre le più sfavorevoli 

condizioni di progetto. Per ogni singola verifica il numero di corsie da considerare caricate, la loro 

disposizione sulla carreggiata e la loro numerazione vanno scelte in modo che gli effetti della 

disposizione dei carichi risultino i più sfavorevoli. 

La corsia che, caricata, risente dell’effetto più sfavorevole è numerata come corsia Numero 1; la 

corsia che risente del successivo effetto più sfavorevole è numerata come corsia Numero 2, etc. 

Per ciascuna singola verifica e per ciascuna corsia convenzionale, si applicano gli Schemi di 

Carico definiti nel seguito per una lunghezza e per una disposizione longitudinale, tali da ottenere 

l’effetto più sfavorevole. 

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Le azioni variabili del traffico sono definite dai seguenti Schemi di Carico: 

Schema di Carico 1: è costituito da carichi concentrati e da carichi uniformemente 

distribuiti come mostrato in Fig.6.2.2. Questo schema è da assumere a riferimento sia per le 

verifiche globali, sia per le verifiche locali. Ai fini delle verifiche locali l'intensità dei 

carichi va ridotta al 90%. 

Schema di Carico 2: è costituito da un singolo asse applicato su specifiche 

impronte di pneumatico come mostrato in Fig.6.2.2. Questo schema va considerato 

autonomamente ed è da assumere a riferimento solo per verifiche locali. Qualora sia 

significativo si considererà il peso di una singola ruota di 180 kN. 

Schema di Carico 3: è costituito da un carico isolato da 100kN con impronta 

quadrata di lato 0.30m. Si utilizza per verifiche locali su marciapiedi non protetti da 

sicurvia. 

Schema di Carico 4: è costituito da un carico isolato da 10kN con impronta 

quadrata di lato 0.70m. Si utilizza per verifiche locali su marciapiedi protetti da sicurvia e 

sulle passerelle pedonali. 

kN/m2. 

Schema di Carico 5: costituito dalla folla compatta, agente con intensità 4.0 

Schemi di Carico 6.a, b: Per opere singole di luce maggiore a 300 m, ai fini della 

statica complessiva del ponte, si farà riferimento ai seguenti carichi q6,a e q6,b: 

Sulla base dei carichi mobili ammessi al transito, i ponti stradali si suddividono nelle tre seguenti 

categorie: 

1a Categoria: ponti per il transito dei carichi mobili sopra indicati con il loro intero valore; 

2a Categoria: come sopra, ma con valori ridotti dei carichi come specificato nel seguito; 

3a Categoria: ponti per il transito dei soli carichi associati allo Schema 5 (passerelle 

pedonali). 

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Figura 3 – Schemi di Carico 

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II – 2.7 INRCREMENTO DEI CARICHI MOBILI DOVUTO AD AZIONI 

DINAMICHE 

L’entità dei carichi mobili deve essere maggiorata per tenere conto degli effetti dinamici. 

Tale incremento è fornito da un coefficiente dinamico la cui espressione è data dalla formula: 

dove L = luce di calcolo degli impalcati in esame 

ød = 1,4 - (L-10)/150 = 1,4 

Figura 4: 

Tipologia 

colonna di 

carico 

Nelle analisi 

strutturali 

dovranno 

essere 

valutate le 

ripartizioni 

trasversali e 

longitudinali 

della prima 

colonna di 

carico (a favore di sicurezza) fino a livello baricentrico della soletta di copertura in calcestruzzo 

armato; quindi tale valore dovrà essere inserito come carico agente all’interno del programma di 

calcolo che analizza le strutture scatolari. 

II – 2.8 STRUTTURA SCATOLARE SCOLMATORE TIPO 1 (tra sez. 5 

e sez. 24) 

La larghezza netta interna di tale struttura è costante e pari a 6,00 m; l’altezza interna dello 

scatolare è pari a 2,50 m mentre il ricoprimento con finiture stradali soprastante la fondazione 

risulta variabile con un minimo di 10 cm. La fondazione, costituita da una platea in calcestruzzo 

armato dello spessore medio di 40 cm è appoggiata su uno strato di calcestruzzo magro dello 

spessore di 10 cm. La soletta di copertura è realizzata mediante pannelli alveolari in calcestruzzo 

armato precompresso con acciaio armonico a trefoli stabilizzati aderenti, autoportanti ad 

estradosso ed intradosso piano con finitura dell’intradosso da cassero in acciaio (calcestruzzo tipo 

C45/55); lo spessore dei pannelli risulta pari a 32 cm a cui viene aggiunto quello della soletta di 

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ripartizione superiore gettata in opera con calcestruzzo tipo C30/37 pari a 8 cm. Pertanto la soletta 

di copertura avrà uno spessore totale pari a 32 cm + 8 cm = 40 cm, il tutto per dare a lavoro finito 

un manufatto idoneo per sopportare oltre ai pesi propri ed ai sovraccarichi permanenti, 

sovraccarichi accidentali per strade di Seconda Categoria, corrispondenti ai massimi carichi civili 

transitanti in senso trasversale sulla pista in esame. I piedritti verranno realizzati anch’essi in 

calcestruzzo armato ed avranno spessore pari a 40 cm. Il terreno di ricoprimento sopra la soletta di 

copertura ha uno spessore variabile in funzione della pendenza longitudinale e trasversale della 

strada sovrastante (Via Pasteur); a livello di calcolo verrà assunto un valore medio. Alla base 

dell’elevazione (lato alveo) verrà posato un bauletto in calcestruzzo con un tubo in PVC φ 300 per 

lo scarico delle acque nere con pozzetti a tenuta ogni 50 m. In alcuni tratti sopra il piedritto lato 

alveo sono previste strutture in c.a. a sbalzo di luce variabile fino ad 1 m; l’altezza dei parapetti da 

realizzare su tali sbalzi sarà variabile da 60 cm a 150 cm per rispettare i franchi minimi richiesti 

dalla normativa vigente (Piano di Bacino). 

II – 2.9 STURUTTURA SCATOLARE SCOLMATORE TIPO 2 (tra sez. 

24 e sez. 26) 

La larghezza netta interna di tale struttura è costante e pari a 6,00 m; l’altezza interna dello 

scatolare è pari a 3,00 m mentre il ricoprimento con finiture stradali soprastante la fondazione 

risulta variabile con un minimo di 10 cm. La fondazione, costituita da una platea in calcestruzzo 

armato dello spessore medio di 40 cm è appoggiata su uno strato di calcestruzzo magro dello 

spessore di 10 cm. La soletta di copertura è realizzata mediante pannelli alveolari in calcestruzzo 

armato precompresso con acciaio armonico a trefoli stabilizzati aderenti, autoportanti ad 

estradosso ed intradosso piano con finitura dell’intradosso da cassero in acciaio (calcestruzzo tipo 

C45/55); lo spessore dei pannelli risulta pari a 32 cm a cui viene aggiunto quello della soletta di 

ripartizione superiore gettata in opera con calcestruzzo tipo C30/37 pari a 8 cm. Pertanto la soletta 

di copertura avrà uno spessore totale pari a 32 cm + 8 cm = 40 cm, il tutto per dare a lavoro finito 

un manufatto idoneo per sopportare oltre ai pesi propri ed ai sovraccarichi permanenti, 


transitanti in senso trasversale sulla pista in esame. I piedritti verranno realizzati anch’essi in 

calcestruzzo armato ed avranno spessore pari a 40 cm. Il terreno di ricoprimento sopra la soletta di 

copertura ha uno spessore variabile in funzione della pendenza longitudinale e trasversale della 

strada sovrastante (Via Pasteur); a livello di calcolo verrà assunto un valore medio. Alla base 

dell’elevazione (lato alveo) verrà posato un bauletto in calcestruzzo con un tubo in PVC φ 300 per 

lo scarico delle acque nere con pozzetti a tenuta ogni 50 m. In alcuni tratti sopra il piedritto lato 

alveo sono previste strutture in c.a. a sbalzo di luce variabile fino ad 1 m; l’altezza dei parapetti da 

realizzare su tali sbalzi sarà variabile da 60 cm a 150 cm per rispettare i franchi minimi richiesti 

dalla normativa vigente (Piano di Bacino). 

II – 2.10 IMPALCATO S.P. N° 1 “VIA AURELIA” 

La larghezza netta interna di tale struttura sarà costante a pari a 13,00 m; l’altezza dell’intradosso 

dell’impalcato risulta circa 300 cm. L’impalcato potrà essere realizzato mediante una struttura 

mista composta da putrelle metalliche inglobate in un getto di calcestruzzo armato a cui potrà 

essere aggiunta una soletta gettata in opera con calcestruzzo di spessore totale pari a 50 cm, o in 

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alternativa con strutture prefabbricate in c.a.p.; il tutto per dare a lavoro finito un manufatto 

idoneo per sopportare oltre ai pesi propri ed ai sovraccarichi permanenti, sovraccarichi accidentali 

per strade di Prima Categoria, corrispondenti ai massimi carichi civili transitanti in senso 

trasversale sulla pista in esame. L’impalcato appoggerà direttamente su micropali di fondazione 

collegati in testa da un cordolo; in seguito verranno eseguiti i placcaggi in calcestruzzo armato. 

II – 2.11 IMPALCATO VIA ALDO MORO 

La larghezza netta interna di tale struttura sarà costante a pari a 9,00 m; l’altezza dell’intradosso 

dell’impalcato in esame potrebbe risultare variabile in quanto per il progetto preliminare in esame 

è stata prevista una struttura portante “ad arco”: in particolare in mezzeria la massima altezza sarà 

pari a circa 300 cm mentre alle imposte tale valore si riduce a 250 cm è. Le fondazioni delle spalle 

saranno in calcestruzzo armato di tipo superficiale e saranno appoggiate su uno strato di 

calcestruzzo magro dello spessore di 10 cm. L’impalcato potrà essere realizzato mediante una 

struttura mista composta da putrelle metalliche calandrate inglobate in un getto di calcestruzzo 

armato a cui potrà essere aggiunta una soletta gettata in opera con calcestruzzo di spessore totale 

pari a 30 cm, o in alternativa con strutture ad arco prefabbricate in c.a.; il tutto per dare a lavoro 

finito un manufatto idoneo per sopportare oltre ai pesi propri ed ai sovraccarichi permanenti, 


transitanti in senso trasversale sulla pista in esame. Le elevazioni delle spalle verranno realizzate 

anch’esse in calcestruzzo armato. 

II – 2.12 MURO D’ARGINE TIPO (H = 3,50-4,50 m) E PLATEA 

Si tratta di un muro d’argine a mensola in calcestruzzo armato che nasce direttamente dalla platea 

costituente l’alveo del Torrente Borghetto. L’altezza del terreno spingente a tergo del paramento 

risulta variabile fino ad un valore massimo di 4,50 m. 

I paramenti di valle e di monte risultano perfettamente verticali; a livello di calcolo lo spessore in 

elevazione dello stesso verrà assunto quindi costante dalla base (attacco con la fondazione) alla 

sommità del terreno spingente e pari a 30 cm. In realtà nella parte sommitale del muro in esame 

verrà realizzata una rastremazione costituita da un parapetto di 15 cm di altezza totale pari a 65 

cm, di cui 45 cm fuori dal piano della strada. 

Lo spessore medio della fondazione a platea sarà pari a 40 cm. La platea appoggerà su uno strato 

di magrone avente funzione di sottofondazione e “getto di pulizia” di spessore pari a circa 10 cm. 

A tergo dell’opera di sostegno è prevista la realizzazione di un rilevato compattato. Nel caso in 

esame tale opera è stata progettata per dare a lavoro finito un manufatto idoneo per sopportare 

nelle diverse combinazioni di carico le spinte delle terre permanenti e sismiche, i pesi propri, i 

sovraccarichi permanenti e le sovraspinte dovute ai sovraccarichi accidentali per strade di Seconda 

Categoria (q = 1.500 kg/mq), corrispondenti ai massimi carichi civili transitanti in senso 

trasversale sulla strada in esame. 

II – 2.13 OPERE PROVVISIONALI LUNGO LO SVILUPPO DELLA 

STRUTTURA SCATOLARE IN PROSSIMITA’ DEI FABBRICATI 

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Per un tratto di circa XXX m; esse risultano costituite da berlinesi di micropali di fondazione 

φ200-220 mm posti ad interasse i = 60 cm, orditi con armatura tubolare φ139,7 mm – spessore s = 

10 mm (p = 32 kg/m) di lunghezza indicativa pari a 8,00 m. In testa ai micropali di fondazione è 

prevista la realizzazione di un cordolo di ripartizione in calcestruzzo armato di dimensioni 40 cm 

x 40 cm. In prossimità di tale cordolo di sommità verranno posizionati idonei puntelli provvisori 

di contrasto, costituiti da putrelle metalliche, che eventualmente potranno essere inglobati nel 

successivo getto della soletta di impalcato della struttura scatolare. Tali opere risultano necessarie 

al fine di contenere il terreno di monte consentendo quindi le lavorazioni a valle. L’altezza 

massima dello scavo risulta pari a 4,00 m e tale valore è stato considerato come altezza libera a 

livello di calcolo; ne deriva pertanto un valore di infissione minimo pari a 4,00 m. Nel caso in 

esame tale opera è stata progettata per sopportare nelle diverse combinazioni di carico le spinte 

delle terre permanenti, i pesi propri, i sovraccarichi permanenti e le sovraspinte dovute ai 

sovraccarichi accidentali a tergo della stessa. 

II – 2.14 TIPOLOGIE COSTRUTTIVE 

Dal punto di vista strutturale e realizzativo sono state individuate alcune sezioni tipo di seguito 

descritte: 

Sezione tipo A: intervento di demolizione e rifacimento con dimensioni adeguate del ponte sotto 

l’Aurelia e realizzazione imbocco canale scolmatore. 

Tale intervento verrà eseguito in due fasi distinte in modo da separare la carreggiata 

longitudinalmente e garantire il traffico veicolare almeno in senso unico alternato. 

Verranno realizzate preventivamente le paratie di micropali in modo da sostenere in fase 

provvisionale il fronte di scavo. 

Esse saranno disposte nelle seguenti posizioni: a est ed ad ovest della zona di intervento 

(trasversalmente alla carreggiata), longitudinalmente nella zona di mezzeria nel tratto al di fuori 

del ponte esistente (in modo da dividere in due parti l’area di intervento) e a monte in prossimità 

dell’edificio esistente. 

Dopo tale operazione si interverrà sul tratto di valle con la demolizione del ponte, di parte dello 

scatolare esistente e la realizzazione del nuovo impalcato nonché dell’imbocco del nuovo canale 

scolmatore. 

A fase ultimata, si passerà sul tratto di monte spostando il traffico veicolare leggero sulle opere 

appena realizzate con la demolizione della parte restante del ponte, la realizzazione del nuovo 

impalcato nonché del tratto di canale scolmatore sotto l’Aurelia. 

Sezione tipo B1: canale scolmatore tra fabbricati. 

La realizzazione del tratto ad una sola canna avverrà a conci di almeno 12/15 ml suddivisi nelle 

seguenti fasi: 

- realizzazione paratie di micropali su ambo i lati 

- scavo a sezione obbligata preliminare per creazione alloggiamento cordolo testa pali e 

spostamento eventuali interferenze 

- realizzazione cordolo testa pali con richiami alla base per successivo collegamento a piedritti 

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- posizionamento elementi puntoni ad interasse medio 400 cm su terrapieno previa posa di 

letto di sabbia e collegamento a contrasto dei due cordoli testa pali mediante inghisaggi con resine 

epossidiche 

- scavo fino a quota magrone fondo tombinatura 

- realizzazione platea e piedritti opportunamente collegati in testa ai cordoli mediante 

monconature lasciate preventivamente 

- realizzazione solaio a pannelli alveolari e tratti realizzati con getto pieno in opera posti tra i 

puntoni in acciaio (questi ultimi da lasciare annegati nello spessore di solaio) 

Sezione tipo B2: tale sezione si differenzia dalla precedente solo per la realizzazione in più del 

nuovo muro d’argine sinistro dell’alveolatura esistente previa realizzazione di paratia 

provvisionale. 

Sezione tipo C: realizzazione canale scolmatore e alveolatura posti affiancati. La soluzione sarà 

molto simile a quella adottata per la sezione tipo B tranne la preventiva realizzazione 

dell’elevazione della alveolatura che servirà da appoggio dell’elemento puntone posto a contrasto 

della paratia realizzata sull’argine destro del canale scolmatore in prossimità degli edifici. 

Sezione tipo D: realizzazione ponte via Aldo Moro. Tale tratto non presenta particolari difficoltà. 

Occorrerà realizzare preventivamente le due paratie di tipo provvisionale lato est e lato ovest 

dell’intervento e successivamente le due canne con le dimensioni e forma previste. In tale tratto 

non occorrono opere di contrasto. 

Sezione tipo E. In tale tratto ove necessario occorrerà operare con puntoni di contrasto a sostegno 

della paratia lato ovest in prossimità degli edifici. L’argine dell’alveolatura lato est sarà costituito 

ove possibile da un muro di placcaggio a quello esistente evitando in tal modo opere 

provvisionali. 

Sezione tipo F. Tratto di canale scolmatore e alveolatura realizzati senza opere provvisionali da 

ambo i lati 

Sezione tipo G. In tale tratto il muro d’argine sinistro dell’alveolatura risulta estremamente 

vicino ai fabbricati posti sul lato est dell’intervento per cui sarà necessario realizzare un 

intervento identico ma speculare rispetto a quanto previsto nella sezione tipo E utilizzando questa 

volta la struttura del canale scolmatore, preventivamente realizzata, come appoggio dei puntoni 

posti a contrasto della paratia lato est. 

Tali elementi verranno eliminati una volta realizzato il muro di sostegno definitivo sull’argine 

sinistro. 

II – 2.15 PROGETTO PAVIMENTAZIONI 

Per il calcolo del pacchetto di pavimentazione sono stati analizzati i dati di traffico presunti ed 

ipotizzate le caratteristiche del sottofondo. La pavimentazione del nuovo tratto sarà costituita dai 

seguenti strati: massicciata di spessore pari a 25 cm, base di spessore 10 cm, binder di spessore 4 

cm ed infine un tappeto di usura dello spessore di 3 cm. Per quanto riguarda invece il tratto di 

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strada soprastante gli impalcati, la scelta é ricaduta su una pavimentazione più leggera realizzata 

mediante un primo strato di binder di spessore minimo pari a 4 cm ed un tappeto di usura dello 

spessore di 3 cm, previa impermeabilizzazione delle superfici. 

II – 2.16 MATERIALI 

Sono previsti i seguenti materiali da costruzione: 

a) CALCESTRUZZO MAGRO 

per sottofondazioni Rck > 150 Kg/cmq 

b) CONGLOMERATO CEMENTIZIO tipo C25/30 

Per muri di sostegno e strutture scatolari (fondazioni ed elevazion) 

Metodo degli stati limite 

Resistenza caratteristica cubica calcestruzzo Rck = 300 kg/cm 2 

Resistenza caratteristica cubica cilindrica fck = 250 kg/cm 2 

c) CONGLOMERATO CEMENTIZIO tipo C30/37 

Per getti di completamento solette con pannelli alveolari 




d) CONGLOMERATO CEMENTIZIO tipo C45/55 

Per pannelli alveolari 




e) ACCIAIO AD ADERENZA MIGLIORATA Tipo Fe B 44 k 

controllato in stabilimento 


Resistenza caratteristica snervamento acciaio fy,k = 4.400 kg/cm 2 

Resistenza caratteristica rottura acciaio ft,k = 5.400 kg/cm 2 

Rapporti di duttilità: 

σy/σy,k ≤ 1,35 

(σt/σy) medio ≥ 1,13 

in cui: 

σy = tensione di snervamento di un singolo campione 

σy,k = tensione caratteristica di riferimento normativo = 4400 kg/cmq 

σt = tensione di rottura 

Coefficiente di omogeneizzazione n = 15 

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f) ACCIAIO LAMINATO A CALDO Tipo Fe 510 

Per orditure tubolari micropali 


Resistenza caratteristica snervamento acciaio fy,k = 3.550 kg/cm 2 

Resistenza caratteristica rottura acciaio ft,k = 5.100 kg/cm 2 

II – 2.17 IPOTESI DI CALCOLO 

Lo schema adottato per il calcolo dei manufatti scatolari terrà conto dell’interazione tra strutture e 

terreno. Noti i carichi di progetto, si è proceduto all’elaborazione strutturale geotecnica ed alle 

relative verifiche delle varie strutture. 

Ai fini dei calcoli statici e delle verifiche delle strutture verrà adottato il metodo degli STATI 

LIMITE utilizzando programmi specifici su Personal Computer quali: 

Programma di calcolo agli elementi finiti denominato “EDILUS CA” della “Acca 

Software” di Avellino; 

Programma di calcolo agli elementi finiti denominato “NOLIAN” della “Softing” di 

Roma; 

Programma di calcolo appositamente dedicato per muri di sostegno denominato “MAX 

9.0” della “AZTEC Informatica” di Cosenza; 

Programma di calcolo appositamente dedicato per opere provvisionali (berlinesi di 

micropali) denominato “PAC 9.0” della “AZTEC Informatica” di Cosenza; 

Programma di calcolo appositamente dedicato per strutture scatolari denominato “SCAT 

9.0” della “AZTEC Informatica” di Cosenza. 

II – 2.18 NORMATIVA 

Alla base del calcolo statico e delle verifiche di stabilità, sarà tenuta la seguente normativa: 

a. Legge 5 Novembre 1971 - n. 1086 

Gazzetta Ufficiale n. 321 del 21/12/1971 

"NORME PER LA DISCIPLINA DELLE OPERE DI CONGLOMERATO CEMENTIZIO 

ARMATO, NORMALE E PRECOMPRESSO ED A STRUTTURA METALLICA". 

b. Decreto Ministeriale 9 Gennaio 1996: 

Supplemento Gazzetta Ufficiale n. 29 del 5/2/1996 

"NORME TECNICHE PER IL CALCOLO, L'ESECUZIONE ED IL COLLAUDO DELLE 

STRUTTURE IN CEMENTO ARMATO, NORMALE E PRECOMPRESSO E PER LE 

STRUTTURE METALLICHE". 

c. Decreto Ministeriale 16 Gennaio 1996: 


"NORME TECNICHE RELATIVE AI CRITERI GENERALI PER LA VERIFICA DI 

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SICUREZZA DELLE COSTRUZIONI E DEI CARICHI DEI SOVRACCARICHI”. 

d. Decreto Ministeriale 16 Gennaio 1996: 


"NORME TECNICHE PER LE COSTRUZIONI IN ZONE SISMICHE”. 

e. Circolare 15.10.1996, n. 252 AA.GG./S.T.C.: 

Istruzioni per l’applicazione delle “NORME TECNICHE PER IL CALCOLO, L’ESECUZIONE 

ED IL COLLAUDO DELLE OPERE IN CEMENTO ARMATO NORMALE E 

PRECOMPRESSO E PER LE STRUTTURE METALLICHE” di cui al Decreti Ministeriale 

9.01.1996. 

f. Circolare Ministero LL.PP. 10.04.1997 n. 65 AA.GG. 

Istruzioni per l’applicazione delle “NORME TECNICHE PER LE COSTRUZIONI IN ZONE 

SISMICHE” di cui al D.M. 16.01.1996. 

g. Circolare 4 Luglio 1996 n. 156 AA.GG./STC.: 

Istruzioni per l’applicazione delle “NORME RELATIVE AI CRITERI GENERALI PER LA 

VERIFICA DI SICUREZZA DELLE COSTRUZIONI E DEI CARICHI E SOVRACCARICHI ” 

di cui al D.M. 16.01.1996 

h. Legge 2 Febbraio 1974 n.64 

Gazzetta Ufficiale n. 76 del 21.03.1974 

“PROVVEDIMENTI PER LE COSTRUZIONI CON PARTICOLARI PRESCRIZIONI PER LE 

ZONE SISMICHE” 

i. Decreto Ministeriale 11 Marzo 1988: 

Gazzetta Ufficiale n. 127 suppl. del 1/6/1988 

"NORME TECNICHE RIGUARDANTI LE INDAGINI SUI TERRENI E SULLE ROCCE, LA 

STABILITA' DEI PENDII NATURALI E DELLE SCARPATE, I CRITERI GENERALI E LE 

PRESCRIZIONI PER LA PROGETTAZIONE, L'ESECUZIONE ED IL COLLAUDO DELLE 

OPERE DI SOSTEGNO DELLE TERRE E DELLE OPERE DI FONDAZIONE". 

j. Circolare Ministero LL.PP. 24.09.1988 n.30483: 

Legge 2 Febbraio 1974 n.64 Art.1 D.M. 11.03.1988 

"NORME TECNICHE RIGUARDANTI LE INDAGINI SUI TERRENI E SULLE ROCCE LA 

STABILITA’ DEI PENDII NATURALI E DELLE SCARPATE E LE PRESCRIZIONI PER LA 

PROGETTAZIONE L’ESECUZIONE ED IL COLLAUDO DELLE OPERE DI SOSTEGNO 

DELLE TERRE E DELLE OPERE DI FONDAZIONE PER L’APPLICAZIONE”. 

k. ORDINANZA DEL PRESIDENTE DEL CONSIGLIO DEI MINISTRI 20.03.2003 

N.3274 

(Testo coordinato con le rettifiche introdotte dall’Ordinanza n° 3316 e ss.mm.ii.): 

"PRIMI ELEMENTI IN MATERIA DI CRITERI GENERALI PER LA CLASSIFICAZIONE 

SISMICA DEL TERRITORIO NAZIONALE E DI NORMATIVE TECNICHE PER LE 

COSTRUZIONI IN ZONA SISMICA”. 

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l. EUROCODICE 7 

PROGETTAZIONE GEOTECNICA 

m. EUROCODICE 8 

INDICAZIONI PROGETTUALI PER LA RESISTENZA SISMICA DELLE STRUTTURE 

n. D.M. 14 SETTEMBRE 2005 

II – 2.19 METODI DI ANALISI MANUFATTI SCATOLARI 

Calcolo del carico sulla calotta 

Pressione geostatica 

In questo caso la pressione in calotta viene calcolata come prodotto tra il peso di volume del 

terreno per l'altezza del ricoprimento (Spessore dello strato di terreno superiore). Quindi la 

pressione in calotta è fornita dalla seguente relazione: 

Pv = γ H 

Se sul profilo del piano campagna sono presenti dei sovraccarichi, concentrati e/o distribuiti, la 

diffusione di questi nel terreno avviene secondo un angolo, rispetto alla verticale, pari a 45.00°. 

Spinta sui piedritti 

Spinta attiva - Metodo di Coulomb 

La teoria di Coulomb considera l'ipotesi di un cuneo di spinta a monte della parete che si muove 

rigidamente lungo una superficie di rottura rettilinea. Dall'equilibrio del cuneo si ricava la spinta 

che il terreno esercita sull'opera di sostegno. In particolare Coulomb ammette, al contrario della 

teoria di Rankine, l'esistenza di attrito fra il terreno e la parete, e quindi la retta di spinta risulta 

inclinata rispetto alla normale alla parete stesso di un angolo di attrito terra-parete. 

L'espressione della spinta esercitata da un terrapieno, di peso di volume γ, su una parete di altezza 

H, risulta espressa secondo la teoria di Coulomb dalla seguente relazione (per terreno incoerente) 

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S = 1/2γH 2 Ka 

Ka rappresenta il coefficiente di spinta attiva di Coulomb nella versione riveduta da Muller- 

Breslau, espresso come 

sin(α + φ) 

Ka = –––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––– 

√[ sin(φ+δ)sin(φ−β) ] 

sin 2 α sin(α−δ) [ 1 + –––––––––––––––––––––––––––––––––––––– ] 2 

√[ sin(α−δ)sin(α+β) ] 

dove φ è l'angolo d'attrito del terreno, α rappresenta l'angolo che la parete forma con l'orizzontale 

(α = 90° per parete verticale), δ è l'angolo d'attrito terreno-parete, β è l'inclinazione del terrapieno 

rispetto all'orizzontale. 

La spinta risulta inclinata dell'angolo d'attrito terreno-parete δ rispetto alla normale alla parete. 

Il diagramma delle pressioni del terreno sulla parete risulta triangolare con il vertice in alto. Il 

punto di applicazione della spinta si trova in corrispondenza del baricentro del diagramma delle 

pressioni (1/3 H rispetto alla base della parete). L'espressione di K a perde di significato per β>φ. 

Questo coincide con quanto si intuisce fisicamente: la pendenza del terreno a monte della parete 

non può superare l'angolo di natural declivio del terreno stesso. 

Nel caso di terreno dotato di attrito e coesione c l'espressione della pressione del terreno ad una 

generica profondità z vale 

Spinta in presenza di falda 

σa = γz K a - 2 c √ Ka 

Nel caso in cui a monte della parete sia presente la falda il diagramma delle pressioni sulla parete 

risulta modificato a causa della sottospinta che l'acqua esercita sul terreno. Il peso di volume del 

terreno al di sopra della linea di falda non subisce variazioni. Viceversa al di sotto del livello di 

falda va considerato il peso di volume di galleggiamento 

γa = γsat - γw 

dove γsat è il peso di volume saturo del terreno (dipendente dall'indice dei pori) e γw è il peso di 

volume dell'acqua. Quindi il diagramma delle pressioni al di sotto della linea di falda ha una 

pendenza minore. Al diagramma così ottenuto va sommato il diagramma triangolare legato alla 

pressione idrostatica esercitata dall'acqua. 

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Spinta a Riposo 

Si assume che sui piedritti agisca la spinta calcolata in condizioni di riposo. 

Il coefficiente di spinta a riposo è espresso dalla relazione 

K0 = 1 - sinφ 

dove φ rappresenta l'angolo d'attrito interno del terreno di rinfianco. 

Quindi la pressione laterale, ad una generica profondità z e la spinta totale sulla parete di altezza H 

valgono 

σ = γ z K0 + pvK0 

S = 1/2 γ H 2 K0 + pvK0 H 

dove pv è la pressione verticale agente in corrispondenza della calotta. 

Spinta in presenza di sisma 

Per tener conto dell'incremento di spinta dovuta al sisma si fa riferimento al metodo di Mononobe- 

Okabe (cui fa riferimento la Normativa Italiana). 

La Normativa Italiana suggerisce di tener conto di un incremento di spinta dovuto al sisma nel 

modo seguente. 

Detta ε l'inclinazione del terrapieno rispetto all'orizzontale e β l'inclinazione della parete rispetto 

alla verticale, si calcola la spinta S' considerando un'inclinazione del terrapieno e della parete pari 

a 

ε' = ε + θ 

β' = β + θ 

dove θ = arctg(kh/(1±kv)) essendo kh il coefficiente sismico orizzontale e kv il coefficiente sismico 

verticale, definito in funzione di kh. 

Detta S la spinta calcolata in condizioni statiche l'incremento di spinta da applicare è espresso da 

∆S = AS' - S 

dove il coefficiente A vale 

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cos 2 (β + θ) 

A = ––––––––––––––––––––––––––––– 

cos 2 βcosθ 

Tale incremento di spinta deve essere applicato ad una distanza dalla base pari a 2/3 dell'altezza 

della parete. 

Oltre a questo incremento bisogna tener conto delle forze d'inerzia orizzontali che si destano per 

effetto del sisma. Tale forza viene valutata come 

Fi = CW 

dove W è il peso della parete e dei relativi sovraccarichi permanenti e va applicata nel baricentro 

dei pesi. 

Strategia di soluzione 

A partire dal tipo di terreno, dalla geometria e dai sovraccarichi agenti il programma è in grado di 

conoscere tutti i carichi agenti sulla struttura per ogni combinazione di carico. 

La struttura scatolare viene schematizzata come un telaio piano e viene risolta mediante il metodo 

degli elementi finiti (FEM). Più dettagliatamente il telaio viene discretizzato in una serie di 

elementi connessi fra di loro nei nodi. 

Il terreno di rinfianco e di fondazione viene invece schematizzato con una serie di elementi molle 

non reagenti a trazione (modello di Winkler). L'area della singola molla è direttamente 

proporzionale alla costante di Winkler del terreno e all'area di influenza della molla stessa. 

A partire dalla matrice di rigidezza del singolo elemento, Ke, si assembla la matrice di rigidezza 

di tutta la struttura K. Tutti i carichi agenti sulla struttura vengono trasformati in carichi 

nodali(reazioni di incastro perfetto) ed inseriti nel vettore dei carichi nodali p. 

Indicando con u il vettore degli spostamenti nodali (incogniti), la relazione risolutiva può essere 

scritta nella forma 

K u = p 

Da questa equazione matriciale si ricavano gli spostamenti incogniti u 

u = K -1 p 

Noti gli spostamenti nodali è possibile risalire alle sollecitazioni nei vari elementi. 

La soluzione del sistema viene fatta per ogni combinazione di carico agente sullo scatolare. Il 

successivo calcolo delle armature nei vari elementi viene condotto tenendo conto delle condizioni 

più gravose che si possono verificare nelle sezioni fra tutte le combinazioni di carico. 

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II – 2.20 METODI DI VERIFICA OPERE DI SOSTEGNO 

Il calcolo dei muri di sostegno viene eseguito secondo le seguenti fasi: 

- Calcolo della spinta del terreno 

- Verifica a ribaltamento 

- Verifica della stabilità complesso fondazione terreno (carico limite) 

- Verifica della stabilità del pendio 

Calcolo delle sollecitazioni sia del muro che della fondazione, progetto delle armature e relative 

verifiche dei materiali 

Calcolo della spinta sul muro 

Metodo di Culmann 

Il metodo di Culmann adotta le stesse ipotesi di base del metodo di Coulomb. La differenza 

sostanziale è che mentre Coulomb considera un terrapieno con superficie a pendenza costante e 

carico uniformemente distribuito (il che permette di ottenere una espressione in forma chiusa per 

il coefficiente di spinta) il metodo di Culmann consente di analizzare situazioni con profilo di 

forma generica e carichi sia concentrati che distribuiti comunque disposti. Inoltre, rispetto al 

metodo di Coulomb, risulta più immediato e lineare tener conto della coesione del masso 

spingente. Il metodo di Culmann, nato come metodo essenzialmente grafico, si è evoluto per 

essere trattato mediante analisi numerica (noto in questa forma come metodo del cuneo di 

tentativo). Come il metodo di Coulomb anche questo metodo considera una superficie di rottura 

rettilinea. 

I passi del procedimento risolutivo sono i seguenti: 

- si impone una superficie di rottura (angolo di inclinazione ρ rispetto all'orizzontale) e si 

considera il cuneo di spinta delimitato dalla superficie di rottura stessa, dalla parete su cui si 

calcola la spinta e dal profilo del terreno; 

- si valutano tutte le forze agenti sul cuneo di spinta e cioè peso proprio (W), carichi sul terrapieno, 

resistenza per attrito e per coesione lungo la superficie di rottura (R e C) e resistenza per coesione 

lungo la parete (A); 

- dalle equazioni di equilibrio si ricava il valore della spinta S sulla parete. 

Questo processo viene iterato fino a trovare l'angolo di rottura per cui la spinta risulta massima. 

La convergenza non si raggiunge se il terrapieno risulta inclinato di un angolo maggiore 

dell'angolo d'attrito del terreno. 

Nei casi in cui è applicabile il metodo di Coulomb (profilo a monte rettilineo e carico 

uniformemente distribuito) i risultati ottenuti col metodo di Culmann coincidono con quelli del 

metodo di Coulomb. 

Le pressioni sulla parete di spinta si ricavano derivando l'espressione della spinta S rispetto 

all'ordinata z. Noto il diagramma delle pressioni è possibile ricavare il punto di applicazione della 

spinta. 

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Per tener conto dell'incremento di spinta dovuta al sisma si fa riferimento al metodo di Mononobe- 

Okabe (cui fa riferimento la Normativa Italiana). 

La Normativa Italiana suggerisce di tener conto di un incremento di spinta dovuto al sisma nel 

modo seguente. 

Detta ε l'inclinazione del terrapieno rispetto all'orizzontale e β l'inclinazione della parete rispetto 

alla verticale, si calcola la spinta S' considerando un'inclinazione del terrapieno e della parte pari a 

ε' = ε + θ 

β' = β + θ 

dove θ = arctg(kh/(1±kv)) essendo kh il coefficiente sismico orizzontale e kv il coefficiente sismico 

verticale, definito in funzione di kh. 

In presenza di falda a monte, θ assume le seguenti espressioni: 

Terreno a bassa permeabilità 

Terreno a permeabilità elevata 

θ = arctg[(γsat/(γsat-γw))*(kh/(1±kv))] 

θ = arctg[(γ/(γsat-γw))*(kh/(1±kv))] 

Detta S la spinta calcolata in condizioni statiche l'incremento di spinta da applicare è espresso da 

dove il coefficiente A vale 

∆S = AS' - S 

cos 2 (β + θ) 

A = ––––––––––––––––––––––––––––– 

cos 2 βcosθ 

In presenza di falda a monte, nel coefficiente A si tiene conto dell'influenza dei pesi di volume nel 

calcolo di θ. 

Adottando il metodo di Mononobe-Okabe per il calcolo della spinta, il coefficiente A viene posto 

pari a 1. 

Tale incremento di spinta è applicato a metà altezza della parete di spinta nel caso di forma 

rettangolare del diagramma di incremento sismico, allo stesso punto di applicazione della spinta 

statica nel caso in cui la forma del diagramma di incremento sismico è uguale a quella del 

diagramma statico. 

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Oltre a questo incremento bisogna tener conto delle forze d'inerzia orizzontali e verticali che si 

destano per effetto del sisma. Tali forze vengono valutate come 

FiH = khW FiV = ±kvW 

dove W è il peso del muro, del terreno soprastante la mensola di monte ed i relativi sovraccarichi 

permanenti e va applicata nel baricentro dei pesi. 

Il metodo di Culmann tiene conto automaticamente dell'incremento di spinta. Basta inserire 

nell'equazione risolutiva la forza d'inerzia del cuneo di spinta. La superficie di rottura nel caso di 

sisma risulta meno inclinata della corrispondente superficie in assenza di sisma. 

Verifica a ribaltamento 

La verifica a ribaltamento consiste nel determinare il momento risultante di tutte le forze che 

tendono a fare ribaltare il muro (momento ribaltante Mr) ed il momento risultante di tutte le forze 

che tendono a stabilizzare il muro (momento stabilizzante Ms) rispetto allo spigolo a valle della 

fondazione e verificare che il rapporto Ms/Mr sia maggiore di un determinato coefficiente di 

sicurezza η. 

Allo Stato Limite Ultimo la Normativa Italiana impone che sia η >= 1.0. par Deve quindi essere 

verificata la seguente diseguaglianza 

Ms 

––––––– >= 1.0 

Mr 

Il momento ribaltante Mr è dato dalla componente orizzontale della spinta S, dalle forze di inerzia 

del muro e del terreno gravante sulla fondazione di monte (caso di presenza di sisma) per i 

rispettivi bracci. Nel momento stabilizzante interviene il peso del muro (applicato nel baricentro) 

ed il peso del terreno gravante sulla fondazione di monte. Per quanto riguarda invece la 

componente verticale della spinta essa sarà stabilizzante se l'angolo d'attrito terra-muro δ è 

positivo, ribaltante se δ è negativo. δ è positivo quando è il terrapieno che scorre rispetto al muro, 

negativo quando è il muro che tende a scorrere rispetto al terrapieno (questo può essere il caso di 

una spalla da ponte gravata da carichi notevoli). Se sono presenti dei tiranti essi contribuiscono al 

momento stabilizzante. 

Questa verifica ha significato solo per fondazione superficiale e non per fondazione su pali. 

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Verifica a scorrimento 

Per la verifica a scorrimento del muro lungo il piano di fondazione deve risultare che la somma di 

tutte le forze parallele al piano di posa che tendono a fare scorrere il muro deve essere minore di 

tutte le forze, parallele al piano di scorrimento, che si oppongono allo scivolamento, secondo un 

certo coefficiente di sicurezza. In particolare, allo Stato Limite Ultimo la Normativa Italiana 

richiede che il rapporto fra la risultante delle forze resistenti allo scivolamento Fr e la risultante 

delle forze che tendono a fare scorrere il muro Fs sia 

Fr 

––––– >= 1.0 

Fs 

Le forze che intervengono nella Fs sono: la componente della spinta parallela al piano di 

fondazione e la componente delle forze d'inerzia parallela al piano di fondazione. 

La forza resistente è data dalla resistenza d'attrito e dalla resistenza per adesione lungo la base 

della fondazione. Detta N la componente normale al piano di fondazione del carico totale gravante 

in fondazione e indicando con δf l'angolo d'attrito terreno-fondazione, con ca l'adesione terrenofondazione 

e con Br la larghezza della fondazione reagente, la forza resistente può esprimersi 

come 

Fr = N tg δf + caBr 

La Normativa consente di computare, nelle forze resistenti, una aliquota dell'eventuale spinta 

dovuta al terreno posto a valle del muro. In tal caso, però, il coefficiente di sicurezza deve essere 

aumentato opportunamente. L'aliquota di spinta passiva che si può considerare ai fini della 

verifica a scorrimento non può comunque superare il 50 percento. 

Per quanto riguarda l'angolo d'attrito terra-fondazione, δf, diversi autori suggeriscono di assumere 

un valore di δf pari all'angolo d'attrito del terreno di fondazione. 

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Verifica al carico limite 

Il rapporto fra il carico limite in fondazione e la componente normale della risultante dei carichi 

trasmessi dal muro sul terreno di fondazione deve essere superiore a 1. Cioè, detto Qu, il carico 

limite ed R la risultante verticale dei carichi in fondazione, deve essere: 

Qu 

––––– >= 1 

R 

Terzaghi ha proposto la seguente espressione per il calcolo della capacità portante di una 

fondazione superficiale. 

La simbologia adottata è la seguente: 

qu = cNcsc + qNq + 0.5BγNγsγ 

c coesione del terreno in fondazione; 

φ angolo di attrito del terreno in fondazione; 

γ peso di volume del terreno in fondazione; 

B larghezza della fondazione; 

D profondità del piano di posa; 

q pressione geostatica alla quota del piano di posa. 

I fattori di capacità portante sono espressi dalle seguenti relazioni: 

e 2(0.75π-φ/2)tg(φ) 

Nq = ––––––––––––––––– 

2cos 2 (45 + φ/2) 

Nc = (Nq - 1)ctgφ 

tgφ Kpγ 

Nγ = ––––– ( ––––––––– - 1 ) 

2 cos 2 φ 

I fattori di forma sc e sγ che compaiono nella espressione di qu dipendono dalla forma della 

fondazione. In particolare valgono 1 per fondazioni nastriformi o rettangolari allungate e valgono 

rispettivamente 1.3 e 0.8 per fondazioni quadrate. 

Il termine Kpγ che compare nell'espressione di Nγ non ha un'espressione analitica. Pertanto si 

assume per Nγ l'espressione proposta da Vesic 

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Nγ = 2(Nq + 1)tgφ 

Verifica alla stabilità globale 

Allo Stato Limite Ultimo la verifica alla stabilità globale del complesso muro+terreno deve fornire 

un coefficiente di sicurezza non inferiore a 1.0. 

Viene usata la tecnica della suddivisione a strisce della superficie di scorrimento da analizzare. La 

superficie di scorrimento viene supposta circolare e determinata in modo tale da non avere 

intersezione con il profilo del muro o con i pali di fondazione. Si determina il minimo 

coefficiente di sicurezza su una maglia di centri di dimensioni 6x6 posta in prossimità della 

sommità del muro. Il numero di strisce è pari a 25. 

Il coefficiente di sicurezza fornito da Fellenius si esprime secondo la seguente formula: 

cibi 

Σ n i ( ––––––––– + [Wicosαi-uili]tgφi ) 

cosαi 

η = ––––––––––––––––––––––––––––––––––––– 

Σ n iWisinαi 

dove n è il numero delle strisce considerate, bi e αi sono la larghezza e l'inclinazione della base 

della striscia iesima rispetto all'orizzontale, Wi è il peso della striscia iesima e ci e φi sono le 

caratteristiche del terreno (coesione ed angolo di attrito) lungo la base della striscia. 

Inoltre ui ed li rappresentano la pressione neutra lungo la base della striscia e la lunghezza della 

base della striscia (li = bi/cosαi ). 

Quindi, assunto un cerchio di tentativo lo si suddivide in n strisce e dalla formula precedente si 

ricava η. Questo procedimento viene eseguito per il numero di centri prefissato e viene assunto 

come coefficiente di sicurezza della scarpata il minimo dei coefficienti così determinati. 

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II – 2.21 METODO DI ANALISI E VERIFICHE OPERE 

PROVVISIONALI 

Calcolo della profondità di infissione 

Nel caso generale l'equilibrio della paratia è assicurato dal bilanciamento fra la spinta attiva agente 

da monte sulla parte fuori terra, la resistenza passiva che si sviluppa da valle verso monte nella 

zona interrata e la controspinta che agisce da monte verso valle nella zona interrata al di sotto del 

centro di rotazione. 

Nel caso di paratia tirantata nell'equilibrio della struttura intervengono gli sforzi dei tiranti (diretti 

verso monte); in questo caso, se la paratia non è sufficientemente infissa, la controspinta sarà 

assente. 

Pertanto il primo passo da compiere nella progettazione è il calcolo della profondità di infissione 

necessaria ad assicurare l'equilibrio fra i carichi agenti (spinta attiva, resistenza passiva, 

controspinta, tiro dei tiranti ed eventuali carichi esterni). 

Nel calcolo classico delle paratie si suppone che essa sia infinitamente rigida e che possa subire 

una rotazione intorno ad un punto (Centro di rotazione) posto al di sotto della linea di fondo scavo 

(per paratie non tirantate). 

Occorre pertanto costruire i diagrammi di spinta attiva e di spinta (resistenza) passiva agenti sulla 

paratia. A partire da questi si costruiscono i diagrammi risultanti. 

Nella costruzione dei diagrammi risultanti si adotterà la seguente notazione: 

Kam diagramma della spinta attiva agente da monte 

Kav diagramma della spinta attiva agente da valle sulla parte interrata 

Kpm diagramma della spinta passiva agente da monte 

diagramma della spinta passiva agente da valle sulla parte interrata. 

Kpv 

Calcolati i diagrammi suddetti si costruiscono i diagrammi risultanti 

Dm=Kpm-Kav e Dv=Kpv-Kam 

Questi diagrammi rappresentano i valori limiti delle pressioni agenti sulla paratia. La soluzione è 

ricercata per tentativi facendo variare la profondità di infissione e la posizione del centro di 

rotazione fino a quando non si raggiunge l'equilibrio sia alla traslazione che alla rotazione. 

Per mettere in conto un fattore di sicurezza nel calcolo delle profondità di infissione 

si può agire con tre modalità : 

1. applicazione di un coefficiente moltiplicativo alla profondità di infissione strettamente 

necessaria per l'equilibrio 

2. riduzione della spinta passiva tramite un coefficiente di sicurezza 

3. riduzione delle caratteristiche del terreno tramite coefficienti di sicurezza su tan(φ) e sulla 

coesione 

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Calcolo della spinte 

METODO DI CULMANN (METODO DEL CUNEO DI TENTATIVO) 

Il metodo di Culmann adotta le stesse ipotesi di base del metodo di Coulomb: cuneo di spinta a 

monte della parete che si muove rigidamente lungo una superficie di rottura rettilinea o spezzata 

(nel caso di terreno stratificato). 

La differenza sostanziale è che mentre Coulomb considera un terrapieno con superficie a 

pendenza costante e carico uniformemente distribuito (il che permette di ottenere una espressione 

in forma chiusa per il valore della spinta) il metodo di Culmann consente di analizzare situazioni 

con profilo di forma generica e carichi sia concentrati che distribuiti comunque disposti. Inoltre, 

rispetto al metodo di Coulomb, risulta più immediato e lineare tener conto della coesione del 

masso spingente. Il metodo di Culmann, nato come metodo essenzialmente grafico, si è evoluto 

per essere trattato mediante analisi numerica (noto in questa forma come metodo del cuneo di 

tentativo). 

I passi del procedimento risolutivo sono i seguenti: 

- si impone una superficie di rottura (angolo di inclinazione ρ rispetto all'orizzontale) e si 

considera il cuneo di spinta delimitato dalla superficie di rottura stessa, dalla parete su cui si 

calcola la spinta e dal profilo del terreno; 

- si valutano tutte le forze agenti sul cuneo di spinta e cioè peso proprio (W), carichi sul terrapieno, 

resistenza per attrito e per coesione lungo la superficie di rottura (R e C) e resistenza per coesione 

lungo la parete (A); 

- dalle equazioni di equilibrio si ricava il valore della spinta S sulla parete. 

Questo processo viene iterato fino a trovare l'angolo di rottura per cui la spinta risulta massima nel 

caso di spinta attiva e minima nel caso di spinta passiva. 

Le pressioni sulla parete di spinta si ricavano derivando l'espressione della spinta S rispetto 

all'ordinata z. Noto il diagramma delle pressioni si ricava il punto di applicazione della spinta. 


Per tenere conto dell'incremento di spinta dovuta al sisma si fa riferimento al metodo di 

Mononobe-Okabe (cui fa riferimento la Normativa Italiana). 

Il metodo di Mononobe-Okabe considera nell'equilibrio del cuneo spingente la forza di inerzia 

dovuta al sisma. Indicando con W il peso del cuneo e con C il coefficiente di intensità sismica la 

forza di inerzia valutata come 

Fi = W*C 

Indicando con S la spinta calcolata in condizioni statiche e con Ss la spinta totale in condizioni 

sismiche l'incremento di spinta è ottenuto come 

DS= S- Ss 

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L'incremento di spinta viene applicato a 2/3 dell'altezza della parete stessa(diagramma triangolare 

con vertice in basso). 

Analisi ad elementi finiti 

La paratia è considerata come una struttura a prevalente sviluppo lineare (si fa riferimento ad un 

metro di larghezza) con comportamento a trave. Come caratteristiche geometriche della sezione si 

assume il momento d'inerzia I e l'area A per metro lineare di larghezza della paratia. Il modulo 

elastico è quello del materiale utilizzato per la paratia. 

La parte fuori terra della paratia è suddivisa in elementi di lunghezza pari a circa 5 centimetri e più 

o meno costante per tutti gli elementi. La suddivisione è suggerita anche dalla eventuale presenza 

di tiranti, carichi e vincoli. Infatti questi elementi devono capitare in corrispondenza di un nodo. 

Nel caso di tirante è inserito un ulteriore elemento atto a schematizzarlo. Detta L la lunghezza 

libera del tirante, Af l'area di armatura nel tirante ed Es il modulo elastico dell'acciaio è inserito un 

elemento di lunghezza pari ad L, area Af, inclinazione pari a quella del tirante e modulo elastico 

Es. La parte interrata della paratia è suddivisa in elementi di lunghezza, come visto sopra, pari a 

circa 5 centimetri. 

I carichi agenti possono essere di tipo distribuito (spinta della terra, diagramma aggiuntivo di 

carico, spinta della falda, diagramma di spinta sismica) oppure concentrati. I carichi distribuiti 

sono riportati sempre come carichi concentrati nei nodi (sotto forma di reazioni di incastro 

perfetto cambiate di segno). 

Schematizzazione del terreno 

La modellazione del terreno si rifà al classico schema di Winkler. Esso è visto come un letto di 

molle indipendenti fra di loro reagenti solo a sforzo assiale di compressione. La rigidezza della 

singola molla è legata alla costante di sottofondo orizzontale del terreno (costante di Winkler). La 

costante di sottofondo, k, è definita come la pressione unitaria che occorre applicare per ottenere 

uno spostamento unitario. Dimensionalmente è espressa quindi come rapporto fra una pressione 

ed uno spostamento al cubo [F/L 3 ]. È evidente che i risultati sono tanto migliori quanto più è 

elevato il numero delle molle che schematizzano il terreno. Se (m è l'interasse fra le molle (in cm) 

e b è la larghezza della paratia in direzione longitudinale (b=100 cm) occorre ricavare l'area 

equivalente, Am, della molla (a cui si assegna una lunghezza pari a 100 cm). Indicato con Em il 

modulo elastico del materiale costituente la paratia (in Kg/cm 2 ), l'equivalenza, in termini di 

rigidezza, si esprime come 

k ∆m 

Am=10000 x ––––––––– 

Per le molle di estremità, in corrispondenza della linea di fondo scavo ed in corrispondenza 

dell'estremità inferiore della paratia, si assume una area equivalente dimezzata. Inoltre, tutte le 

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Em

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molle hanno, ovviamente, rigidezza flessionale e tagliante nulla e sono vincolate all'estremità alla 

traslazione. Quindi la matrice di rigidezza di tutto il sistema paratia-terreno sarà data 

dall'assemblaggio delle matrici di rigidezza degli elementi della paratia (elementi a rigidezza 

flessionale, tagliante ed assiale), delle matrici di rigidezza dei tiranti (solo rigidezza assiale) e 

delle molle (rigidezza assiale). 

Modalità di analisi e comportamento elasto-plastico del terreno 

A questo punto vediamo come è effettuata l'analisi. Un tipo di analisi molto semplice e veloce 

sarebbe l'analisi elastica (peraltro disponibile nel programma PAC). Ma si intuisce che considerare 

il terreno con un comportamento infinitamente elastico è una approssimazione alquanto 

grossolana. Occorre quindi introdurre qualche correttivo che meglio ci aiuti a modellare il terreno. 

Fra le varie soluzioni possibili una delle più praticabili e che fornisce risultati soddisfacenti è 

quella di considerare il terreno con comportamento elasto-plastico perfetto. Si assume cioè che la 

curva sforzi-deformazioni del terreno abbia andamento bilatero. Rimane da scegliere il criterio di 

plasticizzazione del terreno (molle). Si può fare riferimento ad un criterio di tipo cinematico: la 

resistenza della molla cresce con la deformazione fino a quando lo spostamento non raggiunge il 

valore Xmax; una volta superato tale spostamento limite non si ha più incremento di resistenza 

all'aumentare degli spostamenti. Un altro criterio può essere di tipo statico: si assume che la molla 

abbia una resistenza crescente fino al raggiungimento di una pressione pmax. Tale pressione pmax 

può essere imposta pari al valore della pressione passiva in corrispondenza della quota della 

molla. D'altronde un ulteriore criterio si può ottenere dalla combinazione dei due descritti 

precedentemente: plasticizzazione o per raggiungimento dello spostamento limite o per 

raggiungimento della pressione passiva. Dal punto di vista strettamente numerico è chiaro che 

l'introduzione di criteri di plasticizzazione porta ad analisi di tipo non lineare (non linearità 

meccaniche). Questo comporta un aggravio computazionale non indifferente. L'entità di tale 

aggravio dipende poi dalla particolare tecnica adottata per la soluzione. Nel caso di analisi elastica 

lineare il problema si risolve immediatamente con la soluzione del sistema fondamentale (K 

matrice di rigidezza, u vettore degli spostamenti nodali, p vettore dei carichi nodali) 

Ku=p 

Un sistema non lineare, invece, deve essere risolto mediante un'analisi al passo per tener conto 

della plasticizzazione delle molle. Quindi si procede per passi di carico, a partire da un carico 

iniziale p0, fino a raggiungere il carico totale p. Ogni volta che si incrementa il carico si 

controllano eventuali plasticizzazioni delle molle. Se si hanno nuove plasticizzazioni la matrice 

globale andrà riassemblata escludendo il contributo delle molle plasticizzate. Il procedimento 

descritto se fosse applicato in questo modo sarebbe particolarmente gravoso (la fase di 

decomposizione della matrice di rigidezza è particolarmente onerosa). Si ricorre pertanto a 

soluzioni più sofisticate che escludono il riassemblaggio e la decomposizione della matrice, ma 

usano la matrice elastica iniziale (metodo di Riks). 

Senza addentrarci troppo nei dettagli diremo che si tratta di un metodo di Newton-Raphson 

modificato e ottimizzato. L'analisi condotta secondo questa tecnica offre dei vantaggi immediati. 

Essa restituisce l'effettiva deformazione della paratia e le relative sollecitazioni; dà informazioni 

dettagliate circa la deformazione e la pressione sul terreno. Infatti la deformazione è direttamente 

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leggibile, mentre la pressione sarà data dallo sforzo nella molla diviso per l'area di influenza della 

molla stessa. Sappiamo quindi quale è la zona di terreno effettivamente plasticizzato. Inoltre dalle 

deformazioni ci si può rendere conto di un possibile meccanismo di rottura del terreno. 

Analisi per fasi di scavo 

L'analisi della paratia per fasi di scavo consente di ottenere informazioni dettagliate sullo stato di 

sollecitazione e deformazione dell'opera durante la fase di realizzazione. In ogni fase lo stato di 

sollecitazione e di deformazione dipende dalla 'storia' dello scavo (soprattutto nel caso di paratie 

tirantate o vincolate). 

Definite le varie altezze di scavo (in funzione della posizione di tiranti, vincoli, o altro) si procede 

per ogni fase al calcolo delle spinte inserendo gli elementi (tiranti, vincoli o carichi) attivi per 

quella fase, tendendo conto delle deformazioni dello stato precedente. Ad esempio, se sono 

presenti dei tiranti passivi si inserirà nell'analisi della fase la 'molla' che lo rappresenta. Indicando 

con u ed u0 gli spostamenti nella fase attuale e nella fase precedente, con s ed s0 gli sforzi nella 

fase attuale e nella fase precedente e con K la matrice di rigidezza della 'struttura' la relazione 

sforzi-deformazione è esprimibile nella forma 

s=s0+K(u-u0) 

In sostanza analizzare la paratia per fasi di scavo oppure 'direttamente' porta a risultati abbastanza 

diversi sia per quanto riguarda lo stato di deformazione e sollecitazione dell'opera sia per quanto 

riguarda il tiro dei tiranti. 

Verifica alla stabilità globale 

La verifica alla stabilità globale del complesso paratia+terreno deve fornire un coefficiente di 

sicurezza non inferiore a 1.0 nel caso di analisi allo Stato Limite Ultimo. 

È usata la tecnica della suddivisione a strisce della superficie di scorrimento da analizzare. La 

superficie di scorrimento è supposta circolare. 

In particolare il programma esamina, per un dato centro 3 cerchi differenti: un cerchio passante 

per la linea di fondo scavo, un cerchio passante per il piede della paratia ed un cerchio passante 

per il punto medio della parte interrata. Si determina il minimo coefficiente di sicurezza su una 

maglia di centri di dimensioni 6x6 posta in prossimità della sommità della paratia. Il numero di 

strisce è pari a 50. 

Il coefficiente di sicurezza fornito da Fellenius si esprime secondo la seguente formula: 

cibi 

Σi ( ––––––––– + [Wicosαi-uili]tgφi ) 

cosαi 

η = ––––––––––––––––––––––––––––––––––––– 

ΣiWisinαi 

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dove n è il numero delle strisce considerate, bi e αi sono la larghezza e l'inclinazione della base 

della striscia iesima rispetto all'orizzontale, Wi è il peso della striscia iesima e ci e φi sono le 

caratteristiche del terreno (coesione ed angolo di attrito) lungo la base della striscia. 

Inoltre ui ed li rappresentano la pressione neutra lungo la base della striscia e la lunghezza della 

base della striscia (li = bi/cosαi ). 

Quindi, assunto un cerchio di tentativo si suddivide in n strisce e dalla formula precedente si 

ricava η. Questo procedimento è eseguito per il numero di centri prefissato e è assunto come 

coefficiente di sicurezza della scarpata il minimo dei coefficienti così determinati. 

_______________________________________________________________________________ 

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II – 3 ASPETTI GEOLOGICI 

II – 3.1 PRECISAZIONI IN MERITO ALLA NORMATIVA APPLICATA 

Si analizzano le caratteristiche del terreno di un'area significativa circostante il sito di progetto, 

verificando la conformità dell'intervento in oggetto con: 

quanto previsto dall'attuale normativa sismica (legge 64/1974 e successivi D.M. di 

attuazione: 03.03.1975; 19.06.1984; 24.01.1986; 16.01.96; L.R. 29/83; 16.01.1996; Circ. Min. 

LL.PP 10.03.1997 n° 65. O.P.C.M 20.03.2003); per cui Bordighera risulta Comune sismico di 

III categoria; 

quanto previsto dal D.M. 11.03.1988; 

quanto previsto dal vigente PRG (area a grado di tutela VI: “aree alluvionali marine e fluviali 

e coltri di medio spessore in favorevoli condizioni giaciturali”); 

quanto previsto nelle Norme di Attuazione del Piano di Bacino Ambito n° 3 S. Francesco, 

(zona FU/MA e AIN/TRZ) 

Stralcio della Carta dei Regimi Normativi 

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II – 3.2 INQUADRAMENTO GEOLOGICO 

II – 3.2.1 Geologia e stratigrafia 

L’area in studio appartiene alla Falda dei Flysch ad Elmintoidi delle Alpi Liguri Occidentali e in 

sottordine all'unità tettonica del Flysch di Sanremo-Monte Saccarello. 

La falda dei Flysch ad Elmintoidi nel suo bordo occidentale è accavallata sopra la zona delfinese - 

provenzale, con l'interposizione degli "schistes à blocs", mentre a Est è sovrapposta alle unità 

"prepiemontesi" e al Brianzonese ligure (Vanossi et Alii, 1984), con rapporti reciproci assai 

complessi. 

All'interno dell'unità tettonica del Flysch di Sanremo-Monte Saccarello si distinguono dal basso: 

- un "complesso di base" pelitico (Formazione di S. Bartolomeo, indicata con la sigla "ps" nella 

Carta Geologica Italiana del Franchi, mentre gli Autori francesi parlano di "sèriè du complexe de 

base"; 

-un corpo arenaceo (Arenarie di Bordighera, identificate dalla sigla "Ha" del Franchi, 

corrispondono alla "sériè à dominante grèseuse" degli autori francesi, che costituisce una grossa 

lente arenaceo-conglomeratica; che affiora decisamente ad W dell’area di interesse; 

-il Flysch di Sanremo, costituito prevalentemente da torbiditi marnoso-arenacee, generalmente in 

strati spessi. Il Franchi, seguendo gli autori francesi, distingue una litozona "H2" (corrispondente 

alla "sériè à dominante merneuse" e al "complesso a, flysch arenaceo-marnoso-argilloso" di Boni 

& Vanossi), sormontante i tipi litologici indicati con la sigla "H1" ("sèriè à dominante calcaire"). 

L’area di interesse risulta appoggiata alla Flysch di Sanremo, nella sua litofacies a componente 

marnoso-calcarea (H1). 

Il substrato risulta situato ad una profondità media variabile fra i 10-12 m, con spessore 

crescente in direzione S, avvicinandosi al mare, con alcune variazioni imposte dall’andamento 

morfologico superficiale connesso con l’urbanizzazione dell’area. 

La ricostruzione dell’andamento del substrato roccioso nel sottosuolo è stata effettuata mediante 

quanto già noto nell’area, sia a livello generale mediante i numerosi carotaggi eseguiti per conto 

della FF.SS., sia per privati. 

Da un punto di vista geomorfologico l’area insiste su un fondovalle alluvionale, racchiuso verso E 

da un versante con substrato roccioso in Arenarie di Bordighera e da locali accumuli in frangia 

pedemontana di coltri colluviali (vedi carta geologica allegata). 

In particolare per il sito di S. Giuseppe (poco a Ponente) è stato eseguito un sondaggio meccanico 

con recupero di carote e n° 3 prove S.P.T., attrezzato con tubo inclinometrico) che confermano i 

seguenti parametri del terreno: 

peso di volume γ = 2.0 t/m 3 

coesione c' = 0 t/m 2 

angolo di attrito φ' = 35° 

tensione max ammissibile (platea) σ‘= 5.9 t/m 2 

tensione max ammissibile (travi rovesce) σ‘= 2.2 t/m 2 

Subgrade reaction modulus k = 2-3 kg/cmc 

Si integra quanto sopra indicando il livello di falda, pari a circa 5.98 cm dal p.c. del 

rilevato ferroviario, quota banchina lato di monte. 

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Le prove penetrometriche, eseguite alle quote 1.50-1.95; 3.00-3.45; 4.50-4.95, 

forniscono i seguenti risultati: 

SPT1 = 7/9/12 

SPT2 = 6/9/13 

SPT3 = 10/14/18 

SOND. PRO N spt N1(60 Dr (S) PHI(S) PHI(R) PHI(J) Dr (B) PHI(B) PHI 

F. ) 

[n] [m] [n°] [n°] [%] [°] [°] [°] [%] [°] [°] 

1 1,5 21 35,40 59 36,3 32,7 33,3 70 37,7 35,0 

1 3,0 22 26,23 61 36,5 33,2 33,6 57 36,0 34,8 

1 4,5 32 31,15 73 38,2 36,9 36,6 60 36,3 37,0 

SOND. PRO N spt SIGM N1 E50(Ap E50(Bo E50(P) Vs G 

F. A' 

) ) 

[n] [m] [n°] [t/mq] [n°] kg/cmq kg/cmq kg/cmq m/s kg/cmq 

1 1,5 21 2,85 38,75 306 344 588 188 671 

1 3,0 22 5,7 26,38 319 356 616 217 891 

1 4,5 32 8,55 28,43 450 476 896 250 1186 

Quanto sopra risulta coerente con le risultanze delle indagini svolte dallo scrivente poco 

a Ponente del sito d’interesse con altra Committenza (Ex Bar “il Pirata”) e trasmesse a 

Codesto Ente, e quanto già noto dai sondaggi FFSS posti a Levante del sito oggetto 

dell’intervento. 

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Documentazione fotografica sondaggi 

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II – 3.2.2 Idrogeologia 

Con riguardo all'idrogeologia, la zona è caratterizzata da una sostanziale impermeabilità del 

substrato roccioso: esso può infatti presentare al più una bassa permeabilità secondaria per 

circolazione di acqua lungo le fratture dell'ammasso, con carattere però molto discontinuo e 

variabile arealmente, con valore crescente in funzione del grado di fratturazione, fagliazione ed 

alterazione dell'ammasso roccioso, oltre che al grado di microcarsismo che si sviluppa negli 

orizzonti maggiormente calcarei del Flysch. 

I materiali di coltre superficiale e alluvionali presentano permeabilità primaria da discreta a scarsa 

(k = 10 -4 -10 -6 m/sec), . 

La falda interessa lo spessore di materiale detritico alluvionale, conformandosi come un piano 

inclinato verso mare, che fornisce il livello di base imposto al sistema idrogeologico sotterraneo. 

La profondità media risulta essere di circa -5.00/-6.00 m dal piano campagna attuale in funzione 

dell’oscillazione stagionale del livello di falda. 

II – 3.2.3 La sezione geologica 

Le indagini note in sito permettono dunque di affermare che i terreni interessati dalle opere 

saranno costituiti da alluvionidel torrente Borghetto, costituite da una abbondate matrice limosa e 

sabbiosa con clasti e ghiere di varie dimensioni. Il tutto costituisce un insieme molto eterogeneo, 

con possibile presenza di massi talora di dimensioni notevoli. 

Il bedrock si trova a circa 10-12 m mediamente dal p.c., con maggiori profondità ubicate verso 

mare, che si riducono procedendo dalla foce alle sorgenti. 

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II – 3.3 Aspetti geotecnici-geomeccanici 

II – 3.3.1 La caratterizzazione geomeccanica 

La formazione flyschioide interessata dal progetto rappresenta un ammasso roccioso 

litologicamente eterogeneo; ad ogni distinto livello (arenaria, calcilutite, marna ed argillite) è 

quindi associabile uno specifico comportamento geomeccanico. 

Parametri Arenaria: Marna e marna 

argillosa 

Calcilutiti Argilliti 

peso di volume (t/m3) 2.58 - 2.68 2.48 - 2.72 2.61-2.72 2.2-2.5 

coesione (t/m3) 51.7 - 61.5 32 - 48 2 

angolo di resistenza al taglio 33° - 34° 17° - 20° 25° 

coesione residua (t/m3) 11 - 17 1 

angolo di resistenza al taglio residuo 12° - 14° 16° 

resist. a compress. uniass. (MPa) 107 1.6-100 0.28-5.74 

resist. a compress. uniass. (sclerometrie MPa) 77 35 128 

resist. a compress. uniass. (point load test; MPa) 18 65 

vel. onde longit. (campione integro; Km/sec) 5.5 3.7 5.6 

modulo elastico (Gpa) 23 13.5 

Contenuto in CaCO3(%) 15-50 % 88-90 0-6 

Procedendo secondo quanto indicato da Marinos e Hoek (Bull. Eng. Geol. Env n° 60 pp 85-92 del 

2001), individuando (con riferimento alla tabella 4-5) un indice rappresentativo del G.S.I. pari a 

25-30. 

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Parametrizzazione dell’ammasso mediante il metodo di Hoek 

Si possono determinare i parametri geomeccanici di resistenza (m,s) previsti dal criterio di rottura non lineare di Hoek-Brown per ammassi rocciosi 

fratturati. 

tensioni principali ( 1, 3) 1= 3 + ci (mb ci 

σ 

σ 

3 

+ s)a 

con a = costante che dipende dalle caratteristiche dell’ammasso roccioso, 

per GSI < 25 a = 0.65 - 200 

GSI 

per GSI > 25 a=0.50 - valori di resistenza di picco 

per GSIr < 25 ar = 0.65 - 

GSIr 200 

per GSIr > 25 a=0.50 - valori di resistenza residua, dove: 

GSIr = 0.36 GSI 

s = costante che dipende dalle caratteristiche dell’ammasso roccioso 

s = 

sr = 

e 

e 

GSI −100 

9−3D 

GSI r 

−100 

9−3D 

- valori di resistenza di picco 

- valori di resistenza residua 

ci = valore di rotture monoassiale del materiale roccia 

mb = valore della costante mi (dipende dal tipo di roccia) per gli ammassi rocciosi. 

mb = mi 

e 

GSI −100 

28−14 

D 

- valori di resistenza di picco 

mbr = mi e 

GSIr −100 

28−14D 

- valori di resistenza residua, dove mi rappresenta il valore del parametro di resistenza (m) riferito a roccia integra ed è 

posta uguale a 7 per litotipi marnoso-argillosi. 

D rappresenta il “fattore di disturbo” legato al metodo di scavo. In questa sede viene posto D=0.9. 

Dai parametri del criterio di rottura non lineare di Hoek e Brown vengono poi ricavati i parametri lineari di Mohr-Coulomb: 

1 = 3 + 2c λ con: = tan2 

π ϕ 

+ 

4 

2 

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Il substrato sarà quindi caratterizzato dai seguenti parametri: 

Hoek Brown Classification: 

Sigci (Mpa) 22 

GSI 25 

mi 7 

D 0.9 

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II – 3.3.2 I materiali alluvionali a parziale rimaneggiamento antropico 

superficiale 

Sulla base delle osservazioni geologiche-geomorfologiche condotte in sito, grazie all’esperienza 

acquisita in precedenti esperienze condotte in zona, alla luce di quanto già noto , si afferma che: 

Per i terreni di coltre detritica colluviale e in parte caratterizzata dal disturbo antropico è possibile 

elencare le seguenti principali caratteristiche geomeccaniche: 

Contenuto in CaCO3: 200-300 (g/kg) 

limite liquido 45-51% 

limite plastico 22-26% 

indice di plasticità 20-28% 

coesione (prove di taglio) c' = 0-85 kPa 

angolo di attrito (prove di taglio) φ' = 16° - 23° 

resist. compress. monoass. σc = 300-420 kPa 

velocità onde longitudinali vp = 0.3-0.9 km/sec 

velocità onde trasversali vs = 0.2-0.4 km/sec 

modulo elastico (dinamico) E = 1000-5000 MPa 

modulo di Poisson ν = 0.29-0.38 

peso di volume γ = 1.9-2.1 t/m3 

I parametri di coesione e angolo di attrito relativi alle coltri detritiche, ricavati da prove al taglio 

su campioni ricostruiti in laboratorio e più o meno disturbati dall’atto del campionamento 

risultano fortemente conservativi rispetto alla stabilità dei pendii osservabili in zona e anche 

rispetto al comportamento reale allo scavo. 

Anche i valori di resistenza a compressione monoassiale risultano influenzati dalle stesse 

condizioni di disturbo dei campioni e mediamente inferiori ai valori ottenuti con pocket 

penetrometer direttamente in sito (pur considerando con la dovuta prudenza i valori ottenuti con 

penetrometro tascabile). Nonostante ciò il valore teorico di resistenza a compressione 

monoassiale, direttamente ricavabile dai valori massimi di coesione e angolo di attrito prima 

esposti risulta pari a soli 256 kPA, contro i 320-420 kPa realmente misurati su campioni per 

giunta disturbati. 

Si potrebbe quindi consigliare l’adozione dei parametri massimi negli intervalli sopra proposti, 

ma, in considerazione di quanto esposto relativamente alle condizioni idrogeologiche, considerata 

la relativa diffusione di eventi franosi superficiali causati da lubrificazione della superficie di 

scorrimento da parte di acque di infiltrazione all’interfaccia coltre-substrato roccioso verificatesi 

durante gli ultimi eventi alluvionali (Settembre 1998, 1999; Ottobre 1999), si consiglia l’adozione 

dei seguenti parametri: 

peso di volume γ = 1.9-2.0 t/m3 

coesione c' = 0 t/m2 

angolo di attrito φ' = 34°-36° 

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Come risulta evidente dal grafico seguente, trascurare l’apporto della coesione “apparente” 

generata dal potenziale matriciale, a favore di un calcolato incremento dell’angolo d’attrito, porta 

a considerare condizioni di massima resistenza al taglio costantemente inferiori a quelle derivanti 

dai parametri ricavati dalle prove di laboratorio, perlomeno nel campo di pressioni realmente 

agente in sito. 

Ciò consente un ulteriore 

TAU (kpA) 

100 

90 

80 

70 

60 

50 

40 

30 

20 

10 

0 

0 

CONDIZIONI NON 

VERIFICABILINELLA 

REALTA' FISICA 

∆τ A FAVORE DI 

SICUREZZA 

10 

20 

30 

40 

CAMPO DELLE PRESSIONI 

CONSIDERATE EQUIVALENTI 

AD ALTEZZE DI SCAVO DI 

CIRCA 4 m 

50 

τ τ τ τ = = = = σσ 

σσ 

tg 35° 

RESISTENZA AL TAGLIO NON 

COMPLETAMENTE MOBILIZZATA 

60 80 100 120 140 160 180 200 

70 90 110 130 150 170 190 

SIGMA (kPa) 

∆τ A SFAVORE DI SICUREZZA 

τ τ τ τ = = = = 20 20 20 20 + + + + σσ 

σσ 

tg 20 

condizioni così critiche da giustificare di angoli di attrito interno inferiori a 35°. 

margine di sicurezza nella 

progettazione dell’opera, senza 

peraltro “appesantire” 

inutilmente l’opera con 

parametri troppo conservativi, 

permettendo infatti una 

modellazione dei materiali più 

consona alle condizioni 

peggiori riscontrabili sul 

terreno, quanto, per effetto 

delle acque di infiltrazione 

dovute magari a piogge 

particolarmente intense, 

diminuisce fortemente 

l’apporto alla resistenza al 

taglio 

della coesione, senza peraltro 

trovarsi realisticamente in 

Le difficoltà connesse con l’estrazione di campioni indisturbati in terreni alluvionali (o morenici, 

di colmata ecc.), caratterizzati da forte eterogeneità granulometrica, non consentono di 

determinare in laboratorio le caratteristiche di resistenza del terreno, il grado di 

sovraconsolidazione ecc.. Occorre quindi affidarsi a prove in situ, di cui la più utilizzata (in terreni 

parzialmente ghiaiosi) è la prova S.P.T. (Standard Penetration Test) e con diffusione 

internazionale che ha consentito l'acquisizione di un elevatissimo numero di risultati correlati fra 

loro con un'affidabile standardizzazione. 

A sfavore di questo metodo di indagine si deve ricordare che ciascun terreno segue percorsi degli 

sforzi efficaci diversi, cioè ciascun terreno ha una sua storia che non può essere conosciuta tramite 

prova penetrometrica dinamica; inoltre trova il suo miglior campo di applicazione nei materiali a 

prevalenza sabbiosa, risulta mediamente applicabile nei terreni ghiaiosi, limitatamente applicabile 

nei terreni fini coesivi. 

Esiste una sterminata bibliografia che riporta correlazioni, indici di correzione ecc. relativi 

all'interpretazione della prova che viene utilizzata per ricavare la densità relativa, l'angolo di attrito 

efficace, il modulo confinato, il modulo di Young, il modulo di taglio dinamico (attraverso la 

valutazione della velocità delle onde trasversali), il rapporto cedimento/carico ammissibile ed, 

infine, la stima della resistenza alla liquefazione dei depositi granulari. 

In questo lavoro verrà utilizzata la metodologia proposta da Ghionna e Robertson (87), che 

prevede la correzione del n° dei colpi in funzione della pressione verticale effettiva di 

confinamento, dell'energia di infissione (maglio tipo Pilcon della Nenzi), del tipo di punta 

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utilizzata, del tipo di campionatore, del diametro del foro e della lunghezza delle aste: infatti il 

peso dell’elemento battuto aumenta con la profondità (comportando una diminuzione del rapporto 

fra massa battente e massa battuta e quindi un incremento di N anche se il terreno resta 

omogeneo), inoltre una parte dell’energia viene assorbita dalle aste, in misura crescente con la 

profondità, con una sottovalutazione di N. 

Per quanto riguarda la dipendenza del valore di NSPT con la presenza di falda, la bibliografia 

specializzata riporta contributi molto contrastanti, essendo generalmente accettata solo la 

correzione proposta da Terzaghi e Peck, valida però solo per sabbie fini e/o limose con NSPT > 

15. 

In generale è possibile dire che in presenza di falda si ha una sopravvalutazione dei valori di 

NSPT per alte DR, mentre avviene esattamente l’opposto per DR basse, inoltre sembra che la 

divergenza fra i due comportamenti si riduca in funzione di un aumento dei materiali fini. 

La tabella riassuntiva sotto esposta indica i parametri derivati secondo le più comuni correlazioni 

è allegata poco sopra. 

_______________________________________________________________________________ 

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II – 3.4 Analisi geologica geotecnica del progetto 

II – 3.4.1 I valori della capacità portante 

Tali valori sono precisati mediante il calcolo con apposito software, nel rispetto delle seguenti 

condizioni: 

carico centrato; 

fondazione a trave con B = 0.65 m 

condizioni sismiche con correzione di Vesic 

- F.S. = 3 

!" # $% 

& ' !(( # $%" 

) ' * !+ # $(, 

- !"( # $+ 

. ' !" # 

_______________________________________________________________________________ 


$+ 

/$ $" # 0 * 

Le formule generali che permettono il calcolo della capacità portante del terreno (Brinch-Hansen; 

Vesic, Mayerhof, Terzaghi ecc..) risultano valide solo per meccanismi di “rottura generale” (vedi 

figura allegata, da Lancellotta, 97), cioè per un comportamento del terreno secondo il modello 

rigido-plastico perfetto. 

Sulla scorta di quanto stabilito da Vesic (75) risulta corretta l’applicazione delle formule 

convenzionali se l’indice di rigidezza Ir del terreno, calcolato come segue, risulta superiore ai 

valori critici (espressi in funzione dell’angolo di resistenza al taglio: 

G 

Ir = 

c + q tg φ' 

con : 

G = modulo di deformazione al taglio 

q = pressione efficace iniziale esistente a quota B/2 al di sotto delle fondazioni di larghezza B, 

assunta pari alla tensione orizzontale nel caso di fondazioni nastriformi (Lancellotta, 1987), 

mentre Viggiani consiglia l’adozione della tensione litostatica effettiva esistente alla profondità 

D+B/2. 

c= coesione del materiale 

Il valore dell’indice di rigidezza critico può essere valutato mediante la seguente formulazione:

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I 3.3- 0.45 B 

L ctg 

1 

r,crit = exp 

2 

π φ 

− 

4 2 

Il programma di calcolo utilizzato consente di determinare in automatico la tipologia di rottura. 

2 2 2 2 # # # # %" %" %" %" 

2 2 2 2 # # # # +, +, +, +, 

232 232 232 232 

_______________________________________________________________________________ 


1111 

4 1 5/6/478/

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Aumentando la dimensione in pianta delle fondazioni aumenteranno le corrispondenti capacità 

portanti, ma anche i relativi cedimenti elastici. 

La portanza dei terreni appare comunque adeguata ai carichi di progetto, ma dovranno essere 

attentamente valutate l’entità dei cedimenti correlati in sede di calcolo esecutivo. 

_______________________________________________________________________________ 

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II – 3.4.2 Inquadramento sismico 

Il calcolo statico e le verifiche di stabilità delle strutture saranno condotte sulla base di quanto 

previsto dalla normativa in materia sismica (L. 64/1974 e successivi D.M. di attuazione: 

03.03.1975; 19.06.1984; 24.01.1986; 16.01.1996; L.R. 29/83) in materia di indagini sui terreni 

(D.M. 11.03.1988 e circolari esplicative) e di materiali e strutture (L.05.11.1971; D.M. 

09.01.1996; D.M. 16.01.1996), oltre che quanto previsto dall’ O.P.C.M. del 20.03.2003. 

Secondo quanto previsto dalla OPCM 20.03.03 n° 3274 al punto 3, paragrafo 3.1 si individuano 

le categorie di profilo stratigrafico, sulla base delle velocità delle onde sismiche trasversali, 

considerando che il valore dell’indice di plasticità si mantiene sempre al di sotto del limite del 

40%. 

L’ordinanza privilegia l’informazione diretta desumibile dai valori sismici misurati rispetto alle 

analoghe considerazioni effettuabili dall’analisi dei dati penetrometrici, più facilmente ottenibili 

ma di minor rappresentatività rispetto agli effetti di sito. 

La presenza degli strati di terreno più superficiali induce una modificazione nelle onde sismiche, 

tale modificazione è una delle cause più importanti degli estesi danneggiamenti prodotti da alcuni 

terremoti, in ragione degli effetti locali o effetti di sito. Fra i molti studi interpretativi condotti dai 

ricercatori, molti sono basati sulla convinzione che la risposta del terreno sia essenzialmente 

basata dalle onde di taglio Vs. Ciò, unito all’assunzione di propagazione verticale, consente di 

trattare il problema dell’amplificazione locale in maniera abbastanza semplice, pur tenendo conto 

della stratificazione dei terreni e della non linearità delle caratteristiche del terreno stesso. 

La non linearità del legame costitutivo del terreno può essere risolta mediante relazioni secanti 

equivalenti e il moto di input sismico può essere trattato in modo probabilistico. 

Il terremoto viene assimilato ad un processo stocastico stazionario. 

Le modellazioni così effettuate, pur con alcune approssimazioni dovute sia alla modellazione del 

suolo (disuniformità e anisotropia), sia alla caratterizzazione del moto di input, mostrano di essere 

in buon accordo con i dati sperimentali. 

Dalle equazioni del modello monodimensionale sopra tratteggiato risulta che ai fini 

dell’amplificazione locale i valori massimi si hanno in corrispondenza di frequenze che dipendono 

dal rapporto delle velocità delle onde di taglio nel terreno superficiale e dal suo spessore. 

In corrispondenza di tali frequenze la funzione di amplificazione è semplicemente pari all’inverso 

del rapporto d’impendenza. 

Il rapporto d’impendenza dipende inoltre dal rapporto fra i prodotti della densità di massa e della 

velocità delle Vs del terreno superfiale e della roccia di base, a cui si somma un termine che 

dipende dallo smorzamento. 

Quanto più forte è il contrasto di velocità fra roccia di base e terreno superficiale, tanto più alta è 

l’amplificazione. Lo smorzamento del terreno, viceversa, determina una riduzione 

dell’amplificazione; poiché tale smorzamento in generale aumenta man mano che aumenta il 

livello di deformazione imposto dal sisma, risulta che le amplificazioni degli effetti di sito tendono 

ad essere più forti per sismi deboli e decrescono per sismi disastrosi. 

Sulla base delle informazioni definite nei paragrafi precedenti è possibile calcolare la classe di sito 

mediante entrambi i metodi proposti dall’Ordinanza. 

Sulla base dell’equazione seguente si ottiene il valore equivalente normalizzato sui 30 m di 

spessore.Le assunzioni di calcolo sono quindi: 

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- laddove la verticale indagata superi lo spessore dei 30 m di tronca la sequenza; 

- laddove la verticale indagata sia inferiore allo spessore dei 30 m si ipotizza la costanza 

dell’ultimo dato di Vs con la profondità (aumentando lo spessore dell’ultimo strato). 

d i 

i= 

1 

V s30 

; N 30 = n d i d i 

; ; 

i= 1 Vsi 

N i 

Ove: 

n = numero di strati omogenei in cui è possibile suddividere il terreno 

di = spessore dello strato i 

Vsi = velocità di propagazione dell’onda di taglio nello strato i 

Ni = numero di colpi della SPT nello strato i 

n 

d i 

i= 

1 

= 30 m 

Categoria Vs30 m/sec Nspt30 Indice di 

plasticità 

Coesione non 

drenata (kPa) 

Descrizione 

A >800 Formazioni litoide/molto rigide (con max 5.0 m 

cappellaccio 

B 360-800 >50 >250 Sabbie,ghiaie addensate, argille consistenti 

C 180-360 15-50 70-250 Sabbie e ghiaie mediamente addensate e argille media 

consistenza 

D

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Resta inteso che il F.S. deve dunque essere pari o superiore a 1.0. 

Azioni Proprietà del terreno 

Caso Permanenti 

Sfavorevoli Favorevoli 

Sisma 

Sfavorevole 

Tan φ c’ 

Caso C 1.00 1.00 1.30 1.25 1.6 

Sulla base della tabella, nell’analisi di stabilità vengono considerati i parametri geotecnici ridotti 

come sotto definiti. 

Livello 

litologico 

Coesione statica 

(kPa) 

Angolo 

statico 

Coesione 

ridotta 

kPa 

Angolo resist. 

taglio ridotto 

Coltri e riporti 

antropici 

0 35 0 29.3 

Substrato roccioso 27 34 16.87 28.35 

Le azioni sismiche vengono quantificate come di seguito esposto (Punto 4.12 EC8), tenuto conto 

delle limitazioni all’utilizzo del metodo pseudo – statico sotto esposte: 

1) Le verifiche di stabilità possono essere eseguite mediante metodi semplificati pseudostatici, 

nel caso in cui la superficie topografica e il profilo stratigrafico non presentino 

irregolarità molto marcate; 

2) I metodi semplificati pseudo-statici non devono essere usati nel caso di terreni soggetti allo 

sviluppo di pressioni interstiziali elevate o ad un degrado significativo della rigidezza sotto 

carico ciclico; i terreniin sito consono soggetti a rilevanti incrementi delle pressioni neutre 

per sollecitazioni rapide; 

3) Le forze di inerzia sismiche di progetto per analisi pseudo.statiche devono essere assunte 

come: 

Fh= 0.5 S agW; Fv = ± 0.5Fh 

Ove ag è l’accellerazione orizzontale massima, pari a 0.15 

W peso proprio della massa 

S = fattore correttivo per tener conto della classificazione locale dei suoli (1.25) 

Categoria suolo S 

A 1,0 

B, C, E 1,25 

D 1,35 

Si ottengono quindi i seguenti valori: 

Fh= 0.0937W; Fv = ± 0.0468W 

_______________________________________________________________________________ 

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Risultano quindi compiutamente definite sia le azioni che le proprietà del terreno previste dal caso 

C dell’EC7. 

In tal modo è possibile procedere alla analisi di stabilità seguente, che non tenendo conto della 

storia temporale dell’accelerazione sismica, risulta comunque conservativa. 

Analoghe verifiche vengono fatte, per confronto, sulla base dell’ancora vigente D.M. 11.03.1988, 

incrementando il F.S. a 1.3 ma mantenendo i parametri integrali. I valori di accelerazione previsti 

sono quelli riferiti alla vecchia normativa. 

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II – 3.4.3 Analisi di stabilità del fronte di scavo 

Sebbene l’opera prevista non comporti scavi/riporti di rilevante altezza, occorre verificare la 

stabilità del fronte di scavo, in attesa del getto delle opere di sostegno. 

Tali opere devono essere definite attraverso uno studio in condizioni di resistenza non drenata del 

terreno, in ragione del fatto che lo scavo avviene in tempi molto più rapidi del riequilibrio dei 

terreni. 

In via teorica l’altezza di sbancamento critica a parete verticale è stabilita dalla relazione: 

H c = 2c u / γ 

ove Cu è la coesione non drenata del terreno di peso specifica apparente pari a γ. 

Nel caso di pendii a inclinazione costante e per terreni omogenei si può ricorrere alla verifica della 

stabilità in sforzi totali con il metodo di Taylor (1937-1948), basato sul metodo del cerchio di 

attrito. Fornisce il fattore di sicurezza rispetto ad un fattore dimensionale Ns, detto numero di 

stabilità (vedi abaco). 

N s = 

c N s 

γ H 

Il numero di stabilità è funzione dell’angolo di inclinazione βdel versante e dell’angolo di 

resistenza al taglio del terreno (φ $ 

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Il risultato della prima formula per valori di Cu pari a 40 kPa da altezze critiche pari a 4m. 

Nel secondo caso per c= 20 kPa e resistenza al taglio del terreno (φ) eguale a 20°, per scavo 

verticale, si ottiene un fattore di sicurezza pare a 1.375. 

Pertanto in condizioni di saturazione normale del terreno risultano stabili al breve termine fronti di 

scavo IN COLTRI DETRITICHE ALLUVIONALI fino a circa 4 m di altezza massima, 

ipotizzando i parametri tipici del livello insaturo. 

In caso di pioggia, il valore della coesione apparente generato dal potenziale matriciale e/o 

l’eventuale presenza di acque ruscellanti (erosione superficiale) rende instabile il fronte di scavo. 

In ragione di ciò si impone la realizzazione di opere provvisionali per garantire la stabilità 

dei terreni anche in condizioni meteo avverse, tanto più laddove le opere insistano su 

particolari vincoli di soprassuolo posti in fregio agli scavi. 

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II – 3.5 Conclusioni 

Attraverso il rilievo geologico di superficie e un attento esame dei dati bibliografici e delle 

risultanze dei sondaggi noti eseguiti nell’area, si è ricostruito l’andamento della stratigrafia locale, 

giungendo alla parametrizzazione dei terreni sotto riassunta: 

Coltri detritiche alluvionali (da 0.0 m a circa -10-12 m dal p.c. attuale): 

coesione c' = 0 kPa 

angolo di resit. al taglio φ' = 34°-36° 

peso di volume γ = 1.9-2.1 t/m 3 

modulo di reazione (unitario) k = 3.0 kg/c m 3 

suolo NON liquefacibile sotto l’azione di sforzi ciclici 

Categoria del suolo di fondazione Tipo “B” 

Substrato roccioso (> -1.00-12.0 m dal p.c. attuale): 

coesione c' = 0.25-0.30 kg/cm 2 

angolo di attrito (picco) φ' = 33°-35° 

peso di volume γ = 2.75 t/m 3 

Capacità portante ammissibile: 2.5 kg/cmq per fondazione con B=0.60 m. 

I fronti di scavo andranno sostenuti con adeguate opere provvisionali. 

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III - PARTE TERZA – STUDIO DI PREFATTIBILITA’ AMBIENTALE 

Redatto in conformità all’Art. 21 del Regolamento 554 

Le opere previste dal presente progetto riguardano essenzialmente interventi di ricostituzione ed 

adeguamento idraulico delle arginature e del fondo alveo attualmente già in essere. 

Pertanto nelle successive fasi di progettazione definitiva non saranno necessari studi di particolare 

entità riguardanti l’inserimento ambientale delle suddette opere. 

Particolare riguardo dovrà essere rivolto invece nelle fasi progettuali relative al dimensionamento 

delle opere di attraversamento dell’alveo (ponti) per le quali dovrà essere condotto un attento e 

puntuale studio di inserimento ambientale dell’opera nel contesto urbano limitrofo. 

III – 1 “Verifica della compatibilità dell’intervento con le prescrizioni di eventuali piani sia a 

carattere generale che settoriale” 

L’intervento è conforme alle previsioni del Piano di Bacino e come tale è recepito da tutta la 

pianificazione locale. 

III – 2 “Analisi sui prevedibili effetti della realizzazione dell’intervento e del suo esercizio sulle 

componenti ambientali e sulla sicurezza dei cittadini” 

Non vengono modificate le componenti ambientali esistenti caratterizzate dalla presenza di un 

corso d’acqua tra argini in muratura, rimanendo inalterata la tipologia strutturale e costruttiva. 

Il canale scolmatore previsto sotto il sedime stradale non determina alcun impatto ambientale 

rimanendo completamente interrato senza modifica sostanziale delle dimensioni e delle quote del 

sedime stradale stesso. 

L’opera è determinante per la sicurezza dei cittadini in quanto elimina il rischio di esondazione 

per il tempo di ritorno duecentennale. 

III – 3 “Illustrazione delle ragioni della soluzione progettuale prescelta nonché delle possibili 

alternative e tipologiche” 

Lo studio svolto ha revisionato, recependole, le osservazioni maturate durante il confronto 

tecnico-scientifico effettuato sia con la Provincia sia con la Regione. 

La scelta della demolizione dei fabbricati costituenti il cosiddetto “Trenino” è stata scrtata per 

l’elevato costo di acquisizione dei volumi (confrontabile con l’esecuzione di un primo tratto di 

intervento). 

La scelta progettuale così come revisionata risulta essere pertanto la sola capace di consentire il 

deflusso della portata duecentennale con idonei franchi di sicurezza mantenendo la possibilità di 

non modificare le quote della viabilità esistente (via Pasteur, via Moro e via Aurelia). 

III – 4 “la determinazione degli eventuali interventi di ripristino, riqualificazione e miglioramento 

ambientale e paesaggistico, con la stima dei relativi costi da inserire nei piani finanziari dei 

lavori”; 

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Non viene ad essere modificato l’assetto ambientale esistente. Si sottolinea che l’omogeneità 

dell’intervento e le moderne tecniche costruttive consentiranno di uniformare tipologicamente e 

strutturalmente l’intero percorso della via Pasteur, eliminando quella serie di sovrastrutture di 

scarso pregio (passerelle esistenti) rendendolo organicamente collegato con l’assetto idraulico del 

corso d’acqua. Sarà possibile in questo modo riqualificare una porzione di territorio oggi 

particolarmente disomogenea e tipologicamente stratificata. 

III – 5 “l’indicazione delle norme di tutela ambientale che si applicano all'intervento nonché 

l’indicazione dei criteri tecnici che si intendono adottare per assicurarne il rispetto”. 

Durante l’esecuzione dei lavori si realizzeranno opportuni sistemi di deviazione della portata di 

magra mediante by-pass con tubazioni di adeguato diametro per evitare contatti diretti con le 

attività di scavo che possano determinare intorbidamenti del recapito finale (il mare), specie nel 

periodo estivo. 

In questo senso il cronoprogramma operativo sarà tale da evitare gli interventi in alveo proprio nei 

mesi di luglio e agosto. 

Le operazioni di scavo sulla sede stradale verranno precedute dalla deviazione delle reti di 

raccolta delle acqua reflue che verranno convogliate nelle nuove canalizzazioni previste 

all’interno dell’opera. 

In caso di necessità verranno realizzati by-pass locali mediante l’impiego di elettropompe di 

adeguata potenza. 

In ogni caso l’impresa esecutrice verrà responsabilizzata in materia di difesa ambientale mediante 

specifiche norme operative contenute sia negli elaborati specifici di progetto che nei documenti 

contrattuali e di controllo (Capitolato Speciale di Appalto e Piano di Sicurezza). 

Specifiche norme regolarizzeranno anche il transito degli automezzi da e per il cantiere, nonché le 

condizioni di fruibilità delle strade di accesso. 

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IV - PARTE QUARTA – CALCOLO SOMMARIO DELLA SPESA 

Stralcio “A” – adeguamento idraulico del ponte ferroviario (a carico Ente FS). Tale 

interferenza idraulica sarà eliminata con la ricostruzione di un nuovo ponte a sezione 

rettangolare di larghezza 16,00 m e altezza media 3,70 m. 

Tale opera è a carico dell’Ente Ferroviario che ha già intrapreso la fase di 

progettazione esecutiva. 

Stralcio “B” – intervento su via Aurelia (progettazione definitiva ed esecutiva già 

affidata dall’Amm.ne Provinciale di Imperia) che prevede la costruzione di un nuovo 

impalcato di larghezza 9,60 m in prosecuzione del canale principale del rio Borghetto e di 

un tratto della tombinatura del canale scolmatore estesa fino all’imbocco di via Pasteur con 

sezione di 6,00 m di larghezza ed altezza 2,50. 

Stralcio “C” – A valle della via Aurelia e fino al ponte ferroviario si prevede la 

demolizione della struttura esistente e la realizzazione di un doppio canale parallelo coperto il 

primo di larghezza 9,60 m. (in prosecuzione del canale principale a valle dell’intervento 

previsto sotto la via Aurelia stessa) e il secondo di larghezza 6,00 m. in prosecuzione del 

canale scolmatore che si raccorderà con il tratto di canale realizzato sotto la via Aurelia. I due 

canali sboccheranno paralleli 12,50 m. a monte del nuovo ponte ferroviario in un canale di 

larghezza pari a 16,00 m. come quella prevista per il nuovo ponte ferroviario stesso. A monte 

della via Aurelia si prevede la realizzazione del canale scolmatore sotto la via Pasteur con 

sezione di 6,00 m di larghezza ed altezza 2,50 in prosecuzione del tratto realizzato sotto la via 

Aurelia, mantenimento dell’alveo a monte della via Aurelia nella attuale conformazione per 

circa 57 ml e successivo allargamento in sponda sinistra fino a monte dei fabbricati esistenti 

(“trenino”). In questo tratto si prevede comunque la demolizione di circa 30 ml del fabbricato 

denominato “il Trenino” ubicato tra la via Pasteur e l’alveo stesso a partire dalla sezione 6.5 

per una superficie media di circa 100 mq. A seguire verso monte si prevede l’allargamento 

dell’alveo in sponda sinistra e la realizzazione dello scolmatore sotto via Pasteur fino al ponte 

di via Moro. L’intervento si mantiene dimensionalmente costante fino alla tombinatura posta a 

valle della via Romana di cui se ne prevede la demolizione in quanto idraulicamente 

insufficiente. Al posto delle tombinatura si prevede la realizzazione di un canale a cielo aperto 

di larghezza pari a 9,00 m affiancato dalla tombinatura dello scolmatore che anche in questo 

tratto si mantiene di larghezza costante pari a 6,00 m. e di altezza pari a 3,00 m. In questo 

tratto si prevede la realizzazione del partitore con suddivisione delle portate in termini del 40% 

nello scolmatore e 60% nel canale principale. Si prevede inoltre l’adeguamento idraulico della 

tombinatura ubicata sotto la via Romana (zona rotonda) con approfondimento del fondo alveo 

mediante l’eliminazione del salto di fondo intermedio e spostamento dello stesso a monte della 

tombinatura da realizzarsi contestualmente all’intervento privato denominato “Gallinai” di 

allargamento dell’alveo immediatamente a monte della tombinatura in sponda sinistra. 

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stralcio B (progetto provincia) 

Ex 1 

& $ * + , - 

. $ ' . $ & $ $ $ $ 

+ , - 

& $ / $ $ $ ( 

0 . $ & & $ * + 1 , - 

. $ * . / & $ + 2 , - 

3 - 4 + 5 6 , - 

0 . & & . $ * - # , , & * * $ 6 -1 4 + 7 2 ,1 1 - 

3 . & & - 4 + 7 ,5 - 

0 $ . * . . - & $ - 8 - 

+ 5 2 ,5 - 

& & , 

stralcio “C” unico 

1 bis * & * & $ $ $ $ $ $ + 1 , - 

& $ * + , - 

. $ ' & $ $ $ ( + , - 

. $ '$ $ ( + 2 2 , - 

. $ ' . . $ & . $ $ ( + 1 , - 

0 . $ & & $ * + , - 

Ex 2 . $ * . / & $ + , - 

& $ * + 2 , - 

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Ex 3 . $ * . / & $ + 1 1 , - 

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99 

Ex 4 

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& $ * + 6 , - 

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. $ '$ $ & . $ $ ( + 7 1 , - 

0 . $ & & $ * + 1 , - 

Ex 5 . $ * . / & $ + 1 , - 

& $ * + 1 , - 

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0 . $ & & $ * + 1 , - 

Ex 6 . $ * . / & $ + 6 , - 

3 - 4 € 608.800,00 

0 . & & . $ * - # , , & * * $ 7 - 4 € 547.920,00 

3 . & & - 4 € 109.584,00 

0 $ . * . $ & : * $ 

. - & $ - 8 - & & , € 730.000,00 

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Riepilogo per l’intero primo lotto funzionale 

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REVISIONE GENERALE Aprile 2008 - Bordighera

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