Lesioni da errato consolidamento delle fondazioni

1. Introduzione                                           

La presente relazione illustra i risultati delle indagini ad ampio spettro di osservazione, eseguite presso un edificio residenziale sito in Penna S.A. (TE) – di proprietà della signora Xxxxxxxx Xxxxxxxxx, al fine di accertare le cause attinenti il dissesto rilevato sull’edificio in questione ed ipotizzare un intervento di consolidamento.

L’edificio sviluppa su n° 2 livelli fuori terra, con un avancorpo realizzato successivamente al primo impianto (visibile nella fig. 2) e ad una distanza minima dal ciglio di una scarpata di circa 4 metri. Circa 10 anni or sono la copertura originaria con struttura lignea è stata sostituita da un’analoga in latero-cemento.

Lo schema strutturale è costituito da murature portanti e solai in latero-cemento, con un’altezza fuori terra sul fronte-strada di circa 6 m misurata alla gronda. Inoltre dallo studio delle strutture portanti emerge che la configurazione attuale è il risultato delle trasformazioni subite da un vecchio impianto, eseguito con muri a “sacco” in pietra arenacea e malta bastarda e volte a crociera. Porzioni dell’impianto antico sono chiaramente visibili nei locali adibiti a cantina ubicato al piano terra. Per ulteriori informazioni si rimanda ai grafici allegati.

Da un accurato sopralluogo è emerso quanto segue:

1. l’edificio presenta un quadro fessurativo sviluppato che ha interessato prevalentemente gli angoli compresi tra i prospetti ovest+nord e sud+est;
2. la realizzazione di una sottofondazione in calcestruzzo, presso l’angolo NW ha temporaneamente vincolato il cedimento, come dimostrato dalle lesioni di compressione rilevate sulle murature adiacenti, per poi cedere solidarmente all’edificio.

2. Riferimenti normativi

MINISTERO DEI LAVORI PUBBLICI

Decreto 11 marzo 1988

“Norme tecniche riguardanti le indagini sui terreni e sulle rocce, la stabilità dei pendii naturali e delle scarpate, i criteri generali e le prescrizioni per la progettazione, l’esecuzione e il collaudo delle opere di sostegno delle terre e delle opere di fondazione”.

(G.U. 01.06.1988, n° 127 supplemento)

LEGGE 2 febbraio 1974, n° 64

“provvedimenti     per     le     costruzioni     con particolari prescrizioni per le zone sismiche” (G.U. 21.03.1974, n° 76)

MINISTERO DEI LAVORI PUBBLIBI

Decreto 16 gennaio 1996

“Norme tecniche per le costruzioni in zona sismiche”

(G.U. 05.02.1996, n° 29)

MINISTERO DEI LAVORI PUBBLICI

Decreto aggiornato al 08.04.2003

“Norme tecniche per il progetto, la valutazione e l’adeguamento sismico degli edifici”.

3. Geologia e  geomorfologia 

Vengono di seguito brevemente descritte le caratteristiche geolitologiche e geomorfologiche del sito.

L’area in esame è ubicata nell’entroterra teramano, ad una quota di circa 375 m.s.l.m.

Essa si trova ubicata sul bordo interno di un ripiano morfologico variamente ondulato interessato da un copertura colluviale di modesto spessore.

I terreni affioranti sono costituiti quindi da depositi colluviali a granulometria generalmente limo-sabbiosa, in relazione ai litotipi di derivazione.

I depositi riscontrati (continentali) ricoprono il substrato regionale affiorante nelle immediate vicinanze (fig. 1), il quale è rappresentato dalla Associazione pelitico – arenacea della Formazione della Laga costituita da una alternanza di marne grigio – azzurre con sottili strati arenacei di colore giallo – ocra.

Lateralmente il ripiano in questione è bordato da

2 vallecole a fondo concavo, di cui quello prossimo all’edificio in questione termina verso l’alto in un fosso ad erosione concentrata.

I processi geomorfologici rilevati sono legati essenzialmente all’azione delle acque correnti superficiali e a localizzati fenomeni di deformazione plastica.

4. Analisi del quadro fessurativo

È stata eseguita una campagna di indagini con l’intento di rilevare eventuali stati di crisi negli elementi primari costituenti le strutture statiche. Sono stati quindi visionati ed ispezionati i setti murari dell’intero edificio, con particolare riferimento allo spigolo NW che, come premesso, risulta ubicato in prossimità del bordo di una scarpata di modesta altezza.

La necessarietà di tale indagine esplorativa deriva tra l’altro dalla presenza di un quadro fessurativo in stato avanzato e che nel contempo indica una condizione di possibile evoluzione e che dipende chiaramente dall’esistenza di cedimenti fondali che hanno già interessato buona parte del prospetti nord ed ovest. I cedimenti interessanti invece lo spigolo opposto (SE) sembrano allo stato attuale in condizione embrionale.

È bene anche chiarire che la presenza di uno stato fessurativo non significa necessariamente uno stato di pericolo, bensì che quasi sicuramente la mancanza di vincoli cinematici (o la variazione degli stessi nel tempo) al di sotto delle strutture murarie determinerà un incremento, per sviluppo e dimensioni, dello stato fessurativo.

Si precisa comunque che non sempre un aumento delle deformazioni possa essere incompatibile con l’integrità statica dell’edificio, ma che nel contempo ad esso potrebbe corrispondere un danno in termini funzionali, se la sua entità è tale da mettere in crisi i collegamenti impiantistici. Ossia, non necessariamente il danno è univocamente inteso in termini di comparsa di crepe, fessure ecc., ma in una sua accezione più ampia occorre considerare anche le modifiche dell’assetto di insieme in relazione alla destinazione ed alla funzionalità della struttura.

La natura delle lesioni è principalmente riconducibile alla natura iperstatica del complesso murario che in fase di sollecitazione ha determinato la riduzione della iperstaticità con ridistribuzione dei carichi; in tale contesto le fratture rappresentano degli ideali giunti destinati alla funzione.

In particolare l’edificio presenta un quadro fessurativo denotante l’esistenza di cedimenti fondali che hanno interessato parte dei muri dei prospetti nord ed ovest, con distacco dell’avancorpo, con un’azione sostanziale di pressoflessione-deviata: la direttrice della tensione principale massima (σ₁), individuata mediante ricostruzione dello stato tensionale attuale su tutte le lesioni (a partire dall’andamento della direttrice fessurativa, della tangente ad esso nel punto di analisi e della tensione principale ideale secondo il principio di De Saint Venant), indica un verso congruente con lo spigolo di NW e di conseguenza con la presenza della scarpata citata.

In particolare, da un punto di vista strutturale, il dissesto è da imputare a deformazioni di prevalente traslazione verticale delle fondazioni dei muri perimetrale, con rotazione secondaria. Data la particolare vicinanza della scarpata alle fondazioni dell’edificio in questione e la presenza di un probabile asse di drenaggio verso di essa delle acque sotterranee non vi è alcun dubbio riguardo la relazione causa – effetto tra gli stessi.

La realizzazione di un’opera di sottofondazione, eseguita con una trave in cls localmente allo spigolo NW, ha incrementato il quadro fessurativo. Di fatti, ad un iniziale rallentamento della velocità di deformazione, denotata dalla presenza di lesioni di compressione sullo spigolo nei pressi dell’intervento, è seguita una ripresa dei cedimenti che ha comportato la rottura localizzata delle spigolo stesso. Ovvero la sottofondazione, eseguita solo localmente, ha agito come vincolo parziale, imponendo una variazione della velocità di deformazione tra i setti ad essa ammorsata e quelli contigui.

Per quanto riguarda lo spigolo SE, le lesioni riscontrate mostrano chiaramente anche in esso la presenza di un quadro cinematico allo stato embrionale identico al precedente, con traslazione verticale principale e rotazione secondaria dei setti murari.

5. Ipotesi di intervento

In relazione a quanto emerso dal sopralluogo, dal rilievo ed analisi del quadro fessurativo, dall’analisi geomorfologica del sito nonché alla presenza di un tentativo mal riuscito di sottofondare lo spigolo NW, si ritiene necessario dover intervenire con fondazioni speciali tipo micropali iniettati. L’intervento può essere comunque suddiviso in 2 fasi:

• consolidamento fondale iniziale dello spigolo NW;
• consolidamento differito nel tempo dello spigolo SE.

Tale suddivisione arbitraria dipende quindi da una condizioni di urgenza per il primo caso e dal un quadro fessurativo embrionale (seppur in evoluzione) nel secondo caso. Inoltre dipende anche dal possibile trasferimento degli stati di coazione ai setti non consolidati a seguito di un ri-equilibrio della struttura in condizioni post-intervento. Pertanto si ritiene di dover monitorare le porzioni di edificio non consolidate per un tempo ragionevolmente lungo. Per ulteriori informazioni si rimanda ai grafici in allegato.

Per dimensionare i singoli micropali è stata preliminarmente eseguita un’analisi dei carichi, al fine di definire la quota di carichi competenti alla fondazione esistente (38% pari a 55.7 kN) e quella da trasferire alle fondazioni speciali (62% pari a 90.8 kN).

Sulla scorta di un pre-dimensionamento geotecnico sono stati scelti micropali con la seguente geometria:

1. foro del diametro di 150 mm;
2. armatura con tubo metallico (Fe430) valvolato con valvole di non ritorno, con diametro esterno di 76.1 mm, diametro interno di 66.1 mm, spessore di 5 millimetri;
3. lunghezza di perforazione di 600 centimetri. Il tubo metallico racchiuderà un cilindro di malta di iniezione a bassa pressione (< 3 atm) e sarà a sua volta racchiuso da una corona cilindrica coassiale al          tubo      stesso,   della medesima malta, che in tale posizione definirà l’interfaccia con il terreno.

Le modalità di messa in opera di un micropalo dovranno essere le seguenti:

• perforazione eseguita con idonee attrezzature dotate di una batteria di aste (batteria di perforazione) con la quale saranno eseguiti i fori sino alla profondità di progetto;
• posa in opera dell’armatura metallica, costituita da un tubo metallico, a fine perforazione;
• iniezione del micropalo attraverso il tubo metallico di armatura facendo fuoriuscire la miscela cementizia dal by-pass costituito da una coppia di fori disposti ogni 100 cm a partire dal fondo del micropalo stesso;
• la miscela di iniezione sarà composta da cemento con resistenza caratteristica R’bk ≥

Per lo sviluppo del calcolo di portanza a trazione/compressione del singolo micropalo, sono 4 le analisi da eseguire:

• instabilità all’equilibrio elastico;
• resistenza della sezione;
• portanza
• resistenza dell’ancoraggio alla struttura

Tali calcoli richiedono l’assunzione implicita di alcuni vincoli al fine della determinazione dei parametri di cui al paragrafo precedente:

1. sono stati valutati inizialmente i parametri geomeccanici dei terreni di fondazione

scaturiti dall’esperienza degli scriventi su terreni analoghi (engineering judgment);

a. è stato imposto un legame costitutivo sforzi-deformazione del tipo elastico-non-lineare;

b. il calcolo del coefficiente di Winkler, che descrive le proprietà elastiche dei terreni, ha tenuto conto della compatibilità tra la pressione di contatto in corrispondenza della superficie del micropalo ed il relativo spostamento;

c. si è tenuto conto nella valutazione della plasticizzazione del cavo anche l’effetto del disturbo del terreno dovuto alla perforazione ed alla iniezione a pressione;

d. il coefficiente di maggiorazione del diametro di perforazione è stato valutato tramite apposite tabelle in funzione delle caratteristiche granulometriche e geomeccaniche dei terreni di fondazione;

e. il coefficiente di adesione acciaio-calcestruzzo è funzione di aderenza migliorata;

f. è stato completamente trascurato il contributo della punta alla portanza al fine di dimensionare la lunghezza del micropalo tale da assorbire totalmente i carichi trasmessi dalle sovrastrutture ed impedire fenomeni di punzonamento dei terreni di

Ciò premesso, l’analisi della fondazione a micropali è stata svolta secondo la seguente composizione:

I. determinazione della capacità portante di un singolo micropalo, tenuto conto dei contributi dei diversi terreni attraversati e per diversi diametri operativi: carico limite di 7 kN ed un carico ammissibile di 95.5 kN; il coefficiente di sicurezza adottato è stato quindi di 2.5, come prescritto del DM 11.03.1988 per le fondazioni profonde;

II. valutazione del coefficiente di sicurezza nei confronti dell’instabilità euleriana: 01 > 15 (valore minimo);

III. valutazione del coefficiente di sicurezza nei confronti della sezione reagente, calcolato sia per l’insieme acciaio + malta che per il solo acciaio, considerando quindi anche l’ipotesi di scollamento tubo-alone esterno; nel primo caso Fs = 3.63, con tensioni nel cls di 5.5 MPa e nell’acciaio di 44.1 MPa; nel secondo caso Fs = 2.34, con tensioni nell’acciaio di 68.3 MPa;

IV. infine è stato verificato l’ancoraggio nodale alla struttura fondale esistente, che ha portata al calcolo di una lunghezza minima di ammorsamento di 19.9 cm.