Etude des différents types de blindage de fouille rencontrés sur les projets de construction au Luxembourg

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1 Etude des différents types de blindage de fouille rencontrés sur les projets de construction au Luxembourg Présenté en Septembre 2016 Par Léo BEGUINET Réalisé au sein de l entreprise : OGC S.A , rue de l Usine L-3754 RUMELANGE LUXEMBOURG Directeur de PFE : M. BERTHOME Directeur Tuteurs à l INSA : M. CHAZALLON M. REGENASS Institut National des Sciences Appliquées de Strasbourg Mémoire de soutenance de Diplôme d Ingénieur INSA Spécialité Génie Civil

2 Mémoire de Projet de Fin d Etudes Page 1 sur 69 Avant-propos Dans le cadre de mon cursus de formation pour l obtention d un diplôme d ingénieur spécialisé en Génie Civil réalisé au sein de l INSA de Strasbourg, il est nécessaire d effectuer en entreprise un Projet de Fin d Etudes au deuxième semestre de la cinquième année. Ce Projet de Fin d Etudes est un stage de longue durée effectué en entreprise et axé autour d une problématique définie ayant pour but d amener l élève ingénieur à réaliser un véritable travail d ingénieur en apportant une plus-value personnelle. Mon stage s est donc déroulé au sein de l entreprise OGC du 1 er février au 31 juillet J ai choisi d effectuer mon Projet de Fin d Etudes dans cette entreprise pour plusieurs raisons. Tout d abord, celle-ci étant située au Luxembourg, mon stage me permettait d effectuer une mobilité à l étranger, indispensable pour l obtention de mon diplôme d ingénieur. Ensuite, parce que l entreprise OGC est un bureau de contrôle et que ce domaine m attirait tout particulièrement, d abord pour mon stage, car je savais que dans le domaine du contrôle technique en bâtiment, j allais avoir l opportunité de découvrir et apprendre une multitude de choses, au-delà même des limites fixées par mon sujet de PFE, et ce fut le cas. En effet, j estimais important que mon Projet de Fin d Etudes m autorise de sortir des limites imposées pour développer mes connaissances dans de multiples domaines du bâtiment, et ce fut le cas durant mes 6 mois au sein d OGC. Le domaine du contrôle du contrôle technique est un domaine riche et diversifié qui m a beaucoup plu lors de cette première approche, au point d envisager mon avenir professionnel dans ce secteur. Enfin, j ai eu la chance de travailler au sein d OGC aux côtés d ingénieurs expérimentés, pour certains diplômés de l INSA de Strasbourg, qui ont toujours été présents pour répondre à mes interrogations et me transmettre leurs connaissances, et c est grâce à eux que j ai énormément apprécié d effectuer mon Projet de Fin d Etudes chez OGC. Le sujet qui m a été proposé par l entreprise et qui a été validé par l école traite des parois de soutènement, partie essentielle du domaine de la géotechnique, une matière que j ai particulièrement appréciée lors de mon cursus à l INSA de Strasbourg. Mon Projet de Fin d Etudes m a donc permis de mettre à profit les compétences acquises à l INSA et d approfondir encore mes connaissances dans ce domaine. J ai également beaucoup appris du domaine du bâtiment au contact des ingénieurs de l entreprise.

3 Remerciements Mémoire de Projet de Fin d Etudes Page 2 sur 69 En premier lieu, je tiens à remercier tout particulièrement M. Jean-Marie BERTHOME, directeur de l entreprise OGC, d avoir accepté d être mon tuteur durant ce Projet de Fin d Etudes et de m avoir fait bénéficier de toutes ses connaissances et son expérience durant l ensemble de ma période de stage au sein de l entreprise. Je souhaite bien sûr remercier l ensemble des dirigeants d OGC, Mme Joëlle AGUILLON, M. Jean-Marie BERTHOME, M. Stéphane HUET et M. Eric ZDJELAR d avoir accédé à ma demande de PFE au sein de leur entreprise. Je remercie bien sûr l ensemble des membres de l entreprise OGC, à savoir les dirigeants susnommés ainsi que MM. Samuel SCHMIDT et Guillaume PIERROT, pour m avoir très bien accueilli au sein de l équipe et pour s être toujours montrés disponibles pour répondre à mes questions et m aiguiller dans mon travail. Je n oublie pas de remercier également les membres de l entreprise SECTB, société qui travaille en étroite collaboration avec OGC, MM. Michel SOHN et Teddy MAREE. Toutes les personnes ainsi nommées ont contribué à rendre le cadre de travail le plus agréable possible. Je remercie également M. Thibaut BOULARD, présent pour effectuer son Projet de Fin d Etudes en même temps que moi au sein d OGC, dont le soutien a contribué à me faire évoluer de la façon la plus sereine qui soit tout au long de ce stage. J exprime ma reconnaissance à MM. Cyrille CHAZALLON et Pierre REGENASS, les professeurs de l INSA qui ont été mes tuteurs, pour m avoir accompagné et encadré lors de ce Projet de Fin d Etudes. Enfin, je remercie toute les personnes qui m ont aidé à avancer lors de ce Projet de Fin d Etudes et ont contribué à faire de ce travail une étape essentielle de mon parcours professionnel.

4 Mémoire de Projet de Fin d Etudes Page 3 sur 69 Table des matières Avant-propos...1 Remerciements...2 Introduction Etude bibliographique Inventaire des techniques de soutènement Les parois moulées Les parois de pieux tangents Les parois de pieux sécants Les parois berlinoises Les parois parisiennes Les parois lutéciennes Les parois de palplanches Les parois clouées Parois en Soilmix Parois en Jet-grouting Comparatif des systèmes de soutènement Les tirants d ancrage Généralités Descriptif Têtes d ancrage Longueur libre Longueur scellée Mise en œuvre Chronologie de réalisation Forage Drainage Evolution des tensions dans les barres Protection contre la corrosion Prédimensionnement et calcul Prédimensionnement du tirant Stabilité des soutènements Essais sur les tirants... 27

5 Mémoire de Projet de Fin d Etudes Page 4 sur Etude de cas : le projet Themis à Esch-sur-Alzette Présentation du projet Situation géotechnique du projet Etude des travaux de blindage Choix du type d écran de soutènement Caractéristiques des parois de pieux sécants mises en œuvre Calcul à la main Calcul des parois de pieux de 64 cm Calcul des parois de pieux de 88 cm Calcul sur logiciel Calcul des parois de pieux de 64 cm Calcul des parois de pieux de 88 cm Contrôle de la note de calcul Calcul des parois de pieux de 64 cm Calcul des parois de pieux de 88 cm Suivi des travaux de blindage Conclusion Table des illustrations Bibliographie Table des annexes... 69

6 Mémoire de Projet de Fin d Etudes Page 5 sur 69 Introduction L entreprise OGC, acronyme d Organisation, Gestion & Contrôle, est un bureau de contrôle Luxembourgeois basé à Rumelange et fondé en Il a été fondé par trois ingénieurs français assermentés au Luxembourg qui travaillaient pour un des bureaux de contrôle les plus importants du Luxembourg, à savoir LuxControl. Depuis, l entreprise a connu une croissance importante, étant donné le réseau et les compétences dont disposaient les fondateurs, et la bonne santé du secteur de la construction au Luxembourg. Sur les chantiers au Luxembourg, il est très courant d observer la mise en œuvre d écrans de soutènement pour la construction de bâtiments en milieu urbain. La géotechnique, et plus particulièrement la mise en œuvre de parois de soutènement, est donc un domaine à part entière de la construction, qui requiert des compétences particulières et demande la plus grande attention. C est dans ce contexte d abondance de diverses méthodes de soutènement sur une multitude de chantiers suivis par OGC que l entreprise a choisi de me proposer ce sujet d étude des différents types de blindage de fouille rencontrés au Luxembourg, et m a offert l opportunité de travailler sur un chantier en particulier comportant la mise en œuvre de parois de soutènement. Le choix d une méthode de soutènement dépend d un certain nombre de paramètres liés aux conditions géotechniques du sol en place ainsi qu au contexte environnant. En milieu urbain, la situation d un projet et son interaction avec ses alentours impose des contraintes plus nombreuses et plus importantes. La nécessité de réaliser des ouvrages de soutènement provient du fait que, contrairement aux chantiers au milieu rural, on ne peut pas se permettre de réaliser une fouille et de réaliser de simple talus en pente. Tout d abord, parce que cela engendre une perte de surface pour l implantation du futur sous-sol d un bâtiment, ce qui est bien sûr dommageable d un point de vue financier. En effet, la plupart des projets en milieu urbain sont des projets résidentiels, et sont souvent construits accolés aux bâtiments mitoyens. La seule façon de ne pas perdre d espace par rapport aux mitoyens étant bien sûr d excaver le terrain en place en descendant verticalement, il devient alors nécessaire de mettre en œuvre des parois de soutènement. Ensuite, les parois de soutènement permettent de garantir la sécurité des personnes amenées à travailler dans la fouille réalisée. J ai en effet, durant mon stage, eu l opportunité de constater que dans le cas d une fouille réalisée avec des talus, une rupture de ces talus pouvait induire un risque d ensevelissement pour toute personne se trouvant en aval du talus (Voir Annexe 1). Il existe une multitude de méthodes différentes pour mettre en œuvre une paroi de soutènement, chacune disposant de ses avantages et ses inconvénients. Le panel de solutions de soutènement existantes est suffisamment large pour que chaque projet trouve la solution qui lui est adéquate, et même, bien souvent, les solutions adéquates. Il est en effet courant d observer plusieurs méthodes de soutènement mises en œuvre sur un seul et même projet. La première grande partie de mon travail fut donc d effectuer des recherches bibliographiques, tout en m appuyant sur les connaissances acquises au cours de mon cursus, pour détailler les méthodes de réalisation, avantages et inconvénients de chaque type de paroi de soutènement. J ai également consacré une partie de ces recherches à la mise en œuvre des tirants d ancrage. En effet, les tirants d ancrage sont un élément essentiel des parois de soutènement, dès lors que celles-ci sont mises en œuvre pour une hauteur d excavation d au moins quelques mètres. Le dimensionnement et le choix de la mise en œuvre vis-àvis de la corrosion sont des éléments à ne pas négliger pour assurer la stabilité de la paroi de soutènement.

7 Mémoire de Projet de Fin d Etudes Page 6 sur 69 Une fois ce travail de bibliographie achevé, j ai pu utiliser cette base de connaissances pour les mettre en application sur un projet en particulier : le projet Themis. Il s agit d un ensemble commercial et résidentiel comportant deux niveaux de sous-sol, situé à Esch-sur-Alzette. Etant situé en milieu urbain, il est nécessaire de mettre en œuvre des parois de soutènement pour pouvoir accoler ce bâtiment aux existants. D autres critères importants étaient à prendre en compte comme le fait qu on se trouvait en présence d eau dans le sol, probablement du fait de la rivière Alzette voisine au chantier. Il a été choisi de réaliser des parois de pieux sécants. Mon travail a donc été, dans un premier temps, d effectuer le dimensionnement de cette paroi de soutènement, au moyen de logiciels mais aussi par le calcul. Il a ensuite fallu confronter ces résultats à ceux de la note de calcul émise par le bureau d études, laquelle a du bien sûr dû faire l objet d un contrôle. La principale difficulté rencontrée durant ce projet est liée au contexte normatif au Luxembourg. En effet, celui-ci est mal défini et son système normatif tient donc de l influence des trois pays voisins, à savoir l Allemagne, la Belgique, et la France. Ensuite, le travail du bureau de contrôle est d effectuer le suivi du chantier. Une fois de plus, le chantier est influencé par l origine des entreprises qui travaillent sur le chantier, chacune d entre elles ayant une origine différente et donc une culture différente.

8 Mémoire de Projet de Fin d Etudes Page 7 sur Etude bibliographique 1.1. Inventaire des techniques de soutènement Les parois moulées La paroi moulée dans le sol est un élément de fondation et de soutènement en béton coulé dans une tranchée qui a été excavée sous protection d une boue de forage. Elle est exécutée par la mise en œuvre de panneaux successifs en béton armé et c est la juxtaposition de ceux-ci qui forme la paroi moulée. Les détails de réalisation des parois moulées figurent en Annexe 2. Les parois moulées ont en général une épaisseur comprise entre 0.40 et 1.20 m, voire 1.50 m. La largeur d un panneau est généralement comprise entre 3 et 10 m. Les parois moulées peuvent atteindre une profondeur de 50 m, voire plus avec des engins adaptés. La fiche de la paroi moulée peut monter jusqu à 50 % de la profondeur de la fouille. Toutefois, ce chiffre dépend des caractéristiques du sol en place et de la présence ou non de tirants d ancrage / butons. Ceux-ci sont nécessaires pour une hauteur d excavation dépassant 5 m. De façon moins commune, les parois moulées peuvent aussi être préfabriquées. Toutefois, ceci nécessite de disposer de moyens de levage adaptés, les panneaux préfabriqués étant des éléments très lourds. Les dimensions des parois sont donc restreintes, ce qui limite, avec des moyens de levage courants, la paroi moulée préfabriquée à une profondeur de l ordre de 20 m. La mise en œuvre de la paroi moulée préfabriquée se fait sensiblement de la même façon, à la différence près qu au moment d incorporer la cage d armatures dans la bentonite pour la paroi moulée coulée en place, on incorpore directement un pan de mur préfabriqué dans un coulis de ciment. La paroi moulée peut être mise en œuvre en présence d une nappe phréatique, la densité de la boue bentonitique étant supérieure à celle de l eau. On recommande de disposer d un niveau de boue de forage dans la fouille qui soit 1.50 m plus haut que le plus haut niveau connu de la nappe. Etant donné l importance des moyens mis en œuvre pour ce type de paroi de soutènement (traitement de la bentonite, moyens de levage importants, machines d excavation ), elle est plutôt adaptée aux chantiers de grande envergure.

9 Mémoire de Projet de Fin d Etudes Page 8 sur 69 Avantages Inconvénients Grandes profondeurs Evacuation de la boue de forage Peu de nuisances Pas adapté pour des géométries complexes Peu de problèmes de corrosion Importante installation de chantier Peut être réalisé à proximité d un existant Coût élevé Peut être inclus à la structure porteuse de l ouvrage définitif Tolérances correctes Peut être réalisé en présence de nappe Etanchéité Adapté à tous types de sols Tableau 1 : Avantages et inconvénients des parois moulées Les parois de pieux tangents La paroi de pieux tangents est un élément de fondation et de soutènement basé sur un rideau de pieux. Ceux-ci sont tangents ou quasi-tangents, c est-à-dire qu ils sont contigus. Les détails de réalisation des parois de pieux tangents figurent en Annexe 3. Les pieux ont en général un diamètre compris entre 0.50 et 1.50 m. Ces pieux peuvent atteindre une hauteur de soutènement de l ordre de 8 m. La fiche de la paroi de pieux peut monter jusqu à 20 m de profondeur. Toutefois, ce chiffre dépend des caractéristiques du sol en place et de la présence ou non de tirants d ancrage / butons. Ceux-ci sont nécessaires dès que l on atteint une hauteur d excavation de l ordre de 4 m. La fonction de ce type de paroi est d assurer une fonction de soutènement. Elles peuvent néanmoins reprendre des charges verticales futures. Par contre, ces parois ne sont pas censées assurer une fonction d étanchéité. Pour rendre étanche une paroi de pieux sécants, on peut, si besoin est, la renforcer en réalisant une paroi en béton, par exemple en béton projeté sur la paroi de pieux, une fois l excavation réalisée. Avantages Inconvénients Adapté à tous types de géométries Paroi non étanche Peut être inclus à la structure porteuse de Défauts de verticalité l ouvrage définitif Peut être réalisé à proximité d un existant Peu de nuisances Peut être réalisé en présence de nappe Adapté à tous types de sols Tableau 2 : Avantages et inconvénients des parois de pieux tangents

10 Mémoire de Projet de Fin d Etudes Page 9 sur Les parois de pieux sécants La paroi de pieux sécants est un élément de fondation et de soutènement basé sur un rideau de pieux. Ceux-ci sont sécants, c est-à-dire qu ils s entrecoupent afin de former un écran continu en béton armé. Les détails de réalisation des parois de pieux sécants figurent en Annexe 4. Comme pour les pieux des parois de pieux tangents, les pieux ont en général un diamètre compris entre 0.50 et 1.50 m. Ces pieux peuvent atteindre une hauteur de soutènement de l ordre de 12 m. La fiche de la paroi moulée peut monter jusqu à 20 m de profondeur. Toutefois, ce chiffre dépend des caractéristiques du sol en place et de la présence ou non de tirants d ancrage / butons. Ceux-ci sont nécessaires dès que l on atteint une hauteur d excavation de l ordre de 4 m. Avantages Inconvénients Adapté à tous types de géométries Défauts de verticalité Peut être inclus à la structure porteuse de l ouvrage définitif Peut être réalisé à proximité d un existant Peu de nuisances Peut être réalisé en présence de nappe Adapté à tous types de sols Etanchéité Tableau 3 : Avantages et inconvénients des parois de pieux sécants Les parois berlinoises La paroi berlinoise est un écran de soutènement composé de profilés verticaux disjoints mis en œuvre avant le début de l excavation et d éléments de blindage, liaisonnés aux poteaux et destinés à leur transmettre les efforts de poussée des terres. Les détails de réalisation des parois berlinoises figurent en Annexe 5. Les profilés verticaux les plus fréquemment utilisés sont les profilés en H et les couples de profilés en U. Les éléments de blindage peuvent être des madriers en bois, des plaques métalliques, des parois gunitées, ou encore des plaques de béton préfabriquées. Les profilés verticaux sont généralement espacés d une longueur comprise entre 1 et 3 m. Dans les cas les plus courants, ces profilés ont une hauteur d environ 200 mm. On adopte généralement une distance d intervalle de l ordre de 2 m entre deux lits de dispositifs de retenue. Les madriers en bois ont une épaisseur qui varie de 5 à 15 cm et une hauteur comprise entre 13 et 18 cm. Les plaques en béton préfabriqué ont une épaisseur qui varie usuellement entre 4 et 6 cm, et une hauteur qui atteint généralement 1 m, voire plus. Généralement, on utilise ce genre de parois pour des soutènements dont la hauteur ne dépasse pas 8 m. La profondeur des poteaux peut toutefois descendre jusque 15 m.

11 Mémoire de Projet de Fin d Etudes Page 10 sur 69 Les parois berlinoises sont des parois dont le seul rôle est de garantir une fonction de soutènement. Elles ne sont pas adaptées pour reprendre les charges verticales d une construction future ou pour assurer une fonction d étanchéité. Elles sont donc généralement utilisées sur des chantiers sans présence d eau. Dans la majorité des cas, les parois berlinoises sont utilisées en tant qu ouvrage provisoire. Dans le cas où elles sont destinées à faire partie de l ouvrage définitif, il faut faire attention à surveiller les risques dus à la corrosion des profilés métalliques. Les parois berlinoises nécessitent un sol cohérent à court terme, afin que l auto-stabilité de la fouille soit assurée le temps de mettre en œuvre le blindage. Les sols sableux sont à éviter car ils induisent des risques d éboulement. La présence de gros éléments durs peut également compliquer la mise en place des profilés métalliques. Exceptionnellement, afin de contourner ce problème, il est possible de mettre en place par vibrofonçage les plaques métalliques avant l excavation de la fouille. Dans le cas où la paroi n est pas en béton coulé en place, c est-à-dire en utilisant des madriers en bois, des plaques métalliques, ou des voiles préfabriqués, il est primordial de veiller à un bon contrôle de la verticalité des profilés afin de garantir la bonne mise en place des éléments. Bien que l emploi des parois composites soit en principe réservé à des terrains hors nappe, il est nécessaire d être vigilant par apport aux risques d accumulation d eau à l amont de l écran de soutènement. Ce type d ouvrage comporte donc généralement un système de drainage. Une première solution est la mise en place de barbacanes en fond de fouille associées à des tapis géosynthétiques disposés en bandes verticales. Une seconde solution est de mettre en place des drains subhorizontaux. Au Luxembourg, la mise en œuvre de parois berlinoises en milieu urbain est très employée, mais elle peut être compliquée par le fait qu elle nécessite des tirants d ancrages dès une faible profondeur, ce qui peut se confronter au refus du voisinage, car celui-ci peut s opposer à l ancrage des tirants dans son terrain. Avantages Inconvénients Adapté à tous types de géométries Impossible en présence de nappe Vitesse d exécution Profondeur limitée Peut être réalisé à proximité d un existant Paroi non étanche Peu de nuisances Nécessité d ancrages dès faible profondeur Bon marché Corrosion si ouvrage définitif Inadapté aux sols non cohérents à court terme Tableau 4 : Avantages et inconvénients des parois berlinoises Les parois parisiennes Cette technique est également une paroi composite, et est très analogue à celle employée pour la réalisation de parois berlinoises. Néanmoins, dans le cas des parois parisiennes, les profilés sont remplacés par des poteaux préfabriqués en béton armé.

12 Mémoire de Projet de Fin d Etudes Page 11 sur 69 Les détails de réalisation des parois parisiennes figurent en Annexe 6. Les caractéristiques des parois parisiennes sont sensiblement les mêmes que celles des parois berlinoises. Toutefois, les parois parisiennes, de par leur structure en béton, sont plus rigides que leurs homologues berlinoises. Cela leur confère l avantage de pouvoir soutenir un sol sur lequel est appliquée une surcharge plus importante sans trop se déformer, ce qui constitue un énorme avantage en milieu urbain. Un autre avantage des parois parisiennes réside dans le fait que, dans le cas d un ouvrage non provisoire, on n a pas à se soucier de problèmes éventuels de corrosion des éléments verticaux. Enfin, un avantage supplémentaire de la paroi parisienne est que l on peut conférer à celle-ci, si certaines conditions sont réunies, des capacités d étanchéité acceptables. Avantages Inconvénients Adapté à tous types de géométries Impossible en présence de nappe Vitesse d exécution Profondeur limitée Peut être réalisé à proximité d un existant Nécessité d ancrages dès faible profondeur Peu de nuisances Inadapté aux sols non cohérents à court terme Bon marché Tableau 5 : Avantages et inconvénients des parois parisiennes Les parois lutéciennes Cette technique, comme les deux précédentes, fait partie de la catégorie des parois dites composites. Comme les parois parisiennes, les parois lutéciennes sont intégralement en béton armé. Néanmoins, pour ce qui est des parois lutéciennes, les éléments verticaux sont des pieux forés en béton armé. Les détails de réalisation des parois lutéciennes figurent en Annexe 7. Les parois lutéciennes possèdent sensiblement les mêmes caractéristiques que les deux autres types de parois composites présentées précédemment. Toutefois, les parois lutéciennes peuvent permettre d obtenir des hauteurs de soutènement plus importantes, jusqu à une quinzaine de mètres dans le meilleur des cas. Les remarques valables pour les parois parisiennes s appliquent également dans le cas des parois lutéciennes.

13 Mémoire de Projet de Fin d Etudes Page 12 sur 69 Avantages Adapté à tous types de géométries Vitesse d exécution Peut être réalisé à proximité d un existant Peu de nuisances Bon marché Inconvénients Impossible en présence de nappe Nécessité d ancrages dès faible profondeur Inadapté aux sols non cohérents à court terme Tableau 6 : Avantages et inconvénients des parois lutéciennes Les parois de palplanches Les palplanches sont des profilés métalliques rectilignes conçus pour s enclencher les uns dans les autres. Une fois enfoncés dans le sol, ils forment un rideau continu qui peut constituer un écran de soutènement et d étanchéité. Les détails de réalisation des parois de palplanches figurent en Annexe 8. Les palplanches sont des profilés en acier obtenus à partir d une tôle laminée à chaud ou à froid. Elles peuvent avoir différents profils : les profils en Z, les profils en U, les profils Oméga (variante des profils en U) sont les plus fréquemment utilisés, mais il existe aussi d autres modèles comme les palplanches plates. On peut également réaliser des rideaux mixtes à partir d éléments métalliques creux, comme des tubes ou des caissons, ou en utilisant des profilés en H pour renforcer le rideau de palplanches classique. Les palplanches ont une épaisseur d acier comprise entre 3 et 20 mm, une largeur comprise entre 0.40 et 0.75 m, et une longueur qui peut aller jusqu à 30 m. Ce sont les dimensions des lamineurs qui limitent les dimensions des palplanches, toutefois, il est possible d atteindre des longueurs supérieures en procédant au soudage des palplanches sur site. Généralement on limite la longueur des palplanches à 24 m pour des raisons de transport et de mise en œuvre. La fiche du rideau de palplanches peut atteindre 70 % de la hauteur totale des profils. Toutefois, ce chiffre dépend de la présence ou non de tirants d ancrage / butons et des caractéristiques du sol en place. Ceux-ci sont nécessaires pour une hauteur d excavation dépassant 4 m. Avec un de ces dispositifs, la fiche est généralement comprise entre 30 et 50 % de la hauteur totale de la palplanche. Les palplanches admettent un degré de rotation qui leur permet de réaliser des formes géométriques très variables. Malgré cela, dans les angles des parois de palplanches, il existe des profilés spécifiques afin de réaliser des angles plus tranchés que ce que peuvent tolérer les palplanches. Les palplanches peuvent être utilisées en tant qu ouvrage de soutènement provisoire ou permanent. Dans le cas d un ouvrage provisoire, il est aisé de retirer du sol les profils métalliques en fin de chantier. La méthode utilisée est alors très similaire à la technique d implantation de ceux-ci. On peut utiliser les méthodes par vibrofonçage ou par vérinage pour extraire les palplanches. Il est alors possible de les réutiliser pour d autres ouvrages. Comme annoncé en présentation, les palplanches peuvent être utilisées pour leur fonction d étanchéité. Toutefois, les serrures peuvent être le siège d écoulements d eau à travers le rideau de palplanches. Pour y remédier, on peut mettre en œuvre des produits d étanchement dans les serrures

14 Mémoire de Projet de Fin d Etudes Page 13 sur 69 des palplanches ou réaliser des cordons de soudure au droit des serrures une fois les palplanches en place et le sol excavé. Cette dernière méthode ne convient donc pas aux ouvrages hydrauliques. Le mode de mise en œuvre des palplanches limite leur emploi à des sites constitués de terrains meubles, sans présence d éléments durs. Pour la mise en œuvre par vibrofonçage, elle est adaptée pour des sols granulaires de compacité faible à moyenne. Au Luxembourg, l usage des palplanches se limite surtout aux soutènements des culées de pont, en milieu non urbain. En milieu urbain, l usage des palplanches est proscrit, à cause des nuisances occasionnées pas leur mise en œuvre. La dimension de l installation de chantier nécessaire est certainement une des raisons qui renforcent l'opinion générale de préférer aux palplanches d autres solutions de soutènement en milieu urbain. Avantages Inconvénients Adapté à tous types de géométries Impossible en présence de sol dur Vitesse d exécution Nuisances Palplanches susceptibles de réemploi Corrosion si ouvrage définitif Etanchéité Importante installation de chantier Coût relativement élevé Impossible à proximité d existants Tableau 7 : Avantages et inconvénients des parois de palplanches Les parois clouées Les parois clouées sont des écrans de soutènement en béton coulé en place et renforcés à l aide de barres métalliques ancrées dans le massif de sol, appelées «clous». Les détails de réalisation des parois clouées figurent en Annexe 9. La paroi clouée compte une épaisseur de béton de l ordre de 20 cm. Généralement, on utilise ce genre de parois pour des soutènements dont la hauteur ne dépasse pas 10 m. En site urbain, pour des raisons évidentes liées à l emprise disponible pour réaliser les travaux, les ouvrages sont souvent conçus avec des parements verticaux. Toutefois, dans la mesure du possible, il est préférable de les incliner légèrement, afin d améliorer la stabilité de l ensemble. De par son mode de réalisation, il n est pas possible de conférer une fiche conséquente aux parois de soutènement clouées. Toutefois, la norme XP P impose tout de même une fiche de 0.20 m si l assise est rocheuse, et une fiche de 0.40 m minimum si l assise est meuble. Dans le cas d un ouvrage provisoire, il peut être autorisé de ne pas réaliser de fiche. Les clous proprement dits sont des tiges d armature Haute Adhérence d un diamètre proche de 30 mm, fabriqués avec de l acier de qualité B500. Les clous sont communément ancrés avec un angle d inclinaison par rapport à l horizontale compris entre 5 et 40 degrés. Pour des clous foncés ou battus dans le sol, on choisit des clous de longueur comprise entre 50 et 70 % de la hauteur totale du soutènement. Dans la pratique, on implante environ 1 à 2 clous par mètre carré de parement. Pour des clous réalisés par forage, cette longueur de clou est généralement voisine de la hauteur totale du soutènement, et on implante un clou tous les 2.5 à 6 mètres carrés de parement.

15 Mémoire de Projet de Fin d Etudes Page 14 sur 69 La mise en œuvre des clous par battage ou vibrofonçage peut s effectuer uniquement dans les sols granulaires, c est-à-dire les sables ou les graves. Les clous mis en œuvre après réalisation d un forage peuvent être implantés dans tous types de sol. Une des raisons qui explique ceci est que l implantation des clous directement dans le massif de sol nécessite la présence d un terrain frottant afin de mobiliser la traction du clou. Dans tous les cas, il est nécessaire de se trouver en présence d un sol cohérent à court terme, comme cela peut être le cas pour les parois berlinoises, ce qui permet de garantir la stabilité du massif durant l excavation, avant de procéder au bétonnage de la paroi. Dans le cas d un ouvrage permanent, il faut anticiper la corrosion des barres et prévoir une surépaisseur de celle-ci, surtout dans le cas où celles-ci sont implantées directement dans le sol. Les parois clouées sont des parois dont le rôle majeur est de garantir une fonction de soutènement. Elles ne sont pas adaptées pour reprendre les charges verticales d une construction future. Pour ce qui est d assurer une fonction d étanchéité, les parois clouées peuvent tenir ce rôle grâce à la bonne implantation du système de drainage, mais cela ne constitue toutefois pas le principal intérêt des parois clouées. Au Luxembourg, la mise en œuvre de parois clouées en milieu urbain présente de nombreux avantages, comme par exemple la fait que les clous sont généralement de longueur moins importante que les tirants employés dans les autres parois, ce qui limite les implantations dans les terrains environnants et donc les problèmes d ordre législatif. L autre avantage d un emploi en milieu urbain est le faible espace nécessité par les moyens de mise en œuvre de la paroi. Avantages Inconvénients Adapté à tous types de géométries Impossible en présence de nappe phréatique Vitesse d exécution Nécessite un sol cohérent à court terme Bon marché Corrosion si ouvrage définitif Etanchéité Possible en site exigu Peut être réalisé à proximité d un existant Aucune nuisance Tableau 8 : Avantages et inconvénients des parois clouées Parois en Soilmix Les parois en Soilmix sont des parois en béton de sol, c est-à-dire qu elles résultent d un mélange du sol en place et d un coulis de ciment au moyen de machines qui désagrègent le terrain en place et injectent le coulis. Elles peuvent prendre la forme d un rideau de colonnes ou d une paroi constituée de plusieurs panneaux accolés. Les détails de réalisation des parois en Soilmix figurent en Annexe 10. Les colonnes des parois en Soilmix ont généralement un diamètre compris entre 0.20 et 0.40 m (voire plus) pour ce qui est des mises en œuvre par voie humide. Pour la technique de réalisation par voie sèche, les diamètres des colonnes sont plus importants, leur diamètre varie de 0.60 à 0.80 m.

16 Mémoire de Projet de Fin d Etudes Page 15 sur 69 Les panneaux des parois en Soilmix ont généralement une épaisseur qui va d environ 0.50 à 1.20 m. La largeur d un panneau varie dans la plupart des cas de 2 à 3 m. Ces dimensions dépendent bien évidemment des dimensions des roues dentées utilisées pour le forage. Couramment, les écrans de soutènement en Soilmix descendent jusqu à une profondeur d environ 20 m. La hauteur de soutènement est dans la majorité des cas voisine de ⅔ de la hauteur de la paroi, le ⅓ restant représentant la profondeur d ancrage de la paroi. De manière générale, il est possible de mettre en œuvre des parois de soutènement en Soilmix dans à peu près tout type de sol. Bien sûr, les capacités de soutènement peuvent varier de façon conséquente selon ce dernier. Les conditions de sol favorables sont généralement associées à la présence de sols pas ou peu cohérents, typiquement les sols sableux. Les parois de Soilmix réalisées dans des sols cohérents ou organiques présentent de bien moins bonnes capacités de résistance. Les sols trop denses, voire durs, compliquent également la mise en œuvre de la paroi, il est possible de ne pas disposer d un béton de sol homogène dans ce cas. La mise en œuvre de colonnes de Soilmix par voie sèche est adaptée pour des sols mous ou organiques à forte teneur en eau. Comme pour tous les modes de soutènement décrits plus haut, il est possible de mettre en œuvre un système de tirants d ancrage pour améliorer la capacité de soutènement de la paroi en Soilmix. La profondeur à partir de laquelle il est absolument nécessaire d ancrer la paroi dépend de trop nombreux paramètres pour qu il soit possible de donner une valeur de profondeur valable dans la majorité des cas. Les parois en Soilmix sont très polyvalentes dans la mesure où elles ont la capacité d agir en tant que soutènement, et de par leur utilisation dans les cas de renforcement des sols, elles sont capables de reprendre les charges d un bâtiment futur. On confère également à ces parois de très bonnes capacités d étanchéité, réputées meilleures que celles des parois de pieux. De par leur mode de réalisation, tous les types de parois en béton de sol ne s adaptent pas à des géométries très complexes. Il faut distinguer le Deep Soil Mixing, qui, de manière analogue aux parois de pieux, permet de s adapter à tout type de géométrie, et le Cutter Soil Mixing, qui, de manière analogue aux parois moulées, est plus adapté aux géométries simples. Avantages Inconvénients Aucune nuisance Impossible en présence de nappe phréatique Peut être réalisé à proximité d un existant Coût élevé Possible avec tous types de sol Etanchéité Vitesse d exécution Peut être inclus à la structure porteuse de l ouvrage définitif Tableau 9 : Avantages et inconvénients des parois en Soilmix

17 Mémoire de Projet de Fin d Etudes Page 16 sur Parois en Jet-grouting Les parois en Jet-grouting sont des parois en béton de sol, c est-à-dire qu elles résultent d un mélange du sol en place et d un coulis de ciment au moyen d une injection sous haute pression qui déstructure le sol et permet ainsi d effectuer le mélange. Les détails de réalisation des parois en Jet-grouting figurent en Annexe 11. Les colonnes de Jet-grouting ont généralement un diamètre compris entre 0.80 et 3.50 m, en fonction de la méthode utilisée (les jets double et triple permettent d atteindre des diamètres plus importants), de la pression du jet, et des caractéristiques du sol en place. Pour ce qui est de la profondeur, une colonne de Jet-grouting peut atteindre une profondeur de l ordre de 50 m. Toutefois, pour ce qui est de la hauteur de soutènement maximale que peut supporter une paroi en Jet-grouting, il est difficile de se prononcer tant la quantité de paramètres influençant cette valeur est importante. Pour garantir la bonne mise en œuvre du procédé, il est idéal de se trouver en présence d un sol qui ne soit ni trop dense ni trop cohérent. Néanmoins, tous les types de sol peuvent être traités par cette méthode. Jusqu à présent, il a toujours été mentionné la réalisation de colonnes de Jet-grouting. Mais ce qu on a appelé des colonnes peut prendre bien des formes : colonne pleine, lamelle, demi-colonne, quart de colonne, Comme pour tous les modes de soutènement décrits plus haut, il est possible de mettre en œuvre un système de tirants d ancrage pour améliorer la capacité de soutènement de la paroi en Soilmix. La profondeur à partir de laquelle il est absolument nécessaire d ancrer la paroi dépend de trop nombreux paramètres pour qu il soit possible de donner une valeur de profondeur valable dans la majorité des cas. Les parois en Jet-grouting sont très polyvalentes dans la mesure où elles ont la capacité d agir en tant que soutènement, et de par leur utilisation dans les cas de renforcement des sols, elles sont capables de reprendre les charges d un bâtiment futur ou de reprendre en sous-œuvre les charges d un bâtiment existant. Ces parois peuvent également avoir une fonction de paroi d étanchéité, toutefois il est préférable de prévoir deux séries de colonnes pour s assurer de l étanchéité à long terme de la paroi. Comme tous les autres types d écran de soutènement présentés ici, il est possible d incorporer aux parois de Jet-grouting des tirants d ancrage.

18 Mémoire de Projet de Fin d Etudes Page 17 sur 69 Avantages Inconvénients Aucune nuisance Coût élevé Peut être réalisé à proximité d un existant Possible avec tous types de sol Etanchéité Possibilité de reprise en sous-œuvre Possible en site exigu Adapté à tous types de géométries Possible en présence de nappe phréatique Peut être inclus à la structure porteuse de l ouvrage définitif Tableau 10 : Avantages et inconvénients des parois en Jet-grouting 1.2. Comparatif des systèmes de soutènement Le tableau comparant les différents types de soutènement est présenté en Annexe 12. On peut tirer plusieurs conclusions à partir de celui-ci, qui confirment les modes de soutènement observés sur les chantiers de construction en milieu urbain au Luxembourg. Tout d abord, certaines méthodes semblent inadaptées en milieu urbain. C est notamment le cas des palplanches, en effet il n est pas possible de réaliser les travaux d implantation des palplanches à proximité d un existant, à cause des nuisances sonores et/ou des vibrations générées. Au Luxembourg, les parois de palplanches sont fréquemment utilisées pour effectuer le maintien des culées de pont en milieu extra-urbain. C est également le cas des parois moulées, qui peuvent être adaptées pour des projets de grande ampleur mais qui deviennent inadaptées pour la plupart des projets qui prennent place en milieu urbain. De par leur prix et leur plus grande complexité de mise en œuvre (besoin d une installation) notamment, les parois en Soilmix et en Jet-grouting ne sont utilisées que pour des reprises en sousœuvre, lorsque la situation l impose. Toutefois, si la situation ne l impose pas, c est-à-dire si on n est pas limité par des questions d emprise de la méthode de soutènement, on préférera opter pour une paroi de pieux, qu ils soient tangents ou sécants, en fonction des conditions hydrauliques rencontrées, que l on accolera aux avoisinants. En effet, de par la surcharge engendrée par le poids des avoisinants, les parois de pieux, dans la mesure où elles sont bien ancrées dans le sol, sont plus à même de tolérer ces conditions. Il est très important de disposer dans ce cas d un écran de soutènement qui induit des déplacements en tête relativement faibles, ce qu on obtient beaucoup plus facilement avec une paroi de pieux qu avec une paroi composite. En effet les pieux sont plus rigides que ces dernières. De plus, les parois de pieux mobilisent plus la butée du sol, contrairement aux parois composites où seuls les éléments verticaux permettent de mobiliser une petite part de butée, ou encore aux parois clouées qui elles ne disposent d aucune butée. Il est important de noter que, parmi les différentes solutions courantes (parois de pieux, parois composites, parois clouées), seules les parois de pieux sécants conviennent en présence d une nappe phréatique. Il faut également noter que seules les parois de pieux ne nécessitent pas la présence d un sol cohérent à court terme. Pour ce qui est des parois de soutènement ne devant supporter aucun bâtiment, la solution la plus couramment utilisée est bien sûr la paroi berlinoise. C est elle qu on retrouve sur la majorité des

19 Mémoire de Projet de Fin d Etudes Page 18 sur 69 chantiers. En effet, elle constitue la solution la plus économique et est relativement facile à mettre en œuvre Les tirants d ancrage Généralités Descriptif Un tirant d ancrage est un dispositif capable de transmettre les forces de traction qui lui sont appliquées à une couche de sol résistant en prenant appui sur la structure à ancrer. Un tirant est dit provisoire si sa durée d utilisation est inférieure à deux ans, permanent dans l autre cas. Un tirant se compose : - D une tête d ancrage qui transmet les forces de traction de l armature à la structure à ancrer par l intermédiaire d un système d appui. - D une partie libre qui est la longueur d armature comprise entre la tête d ancrage et le début du scellement. - D une partie scellée qui est la longueur d armature sur laquelle la force de traction est transmise au terrain environnant par l intermédiaire du coulis de scellement. Figure 1 : Descriptif simplifié d'un tirant d'ancrage Un tirant peut être actif ou passif : - Passif, il n est mis en tension que du fait de l application à l ouvrage des actions qui sollicitent ce dernier. Ce type de tirant n a généralement pas de partie libre. L armature est le plus souvent une barre en acier, voir en matériau composite. Contrairement aux tirants précontraints qui prennent leur ancrage à l'extérieur de la zone à stabiliser (ou à l'extérieur du massif de poussée dans le cas de l'ancrage d'une paroi de soutènement), les ancrages passifs (clous) sont scellés sur toute leur longueur dans le massif à stabiliser.

20 Mémoire de Projet de Fin d Etudes Page 19 sur 69 - Actif, il est mis en charge préalablement à l application des actions afin de limiter les déformations de l ouvrage. L armature la plus courante est un faisceau de câbles en acier pour précontrainte. Les armatures sont de même nature que celles utilisées pour la précontrainte d ouvrages d art. Ce sont donc les ancrages actifs qui vont faire l objet d une étude dans cette partie, les clous ayant déjà été étudiés préalablement Têtes d ancrage Les têtes des tirants d ancrage sont disposées à l extérieur ou à l intérieur de la structure ancrée. Dans ce deuxième cas, elles sont soit noyées dans le béton, auquel cas elles sont inaccessibles, soit disposées dans des réservations prévues à cet effet. Lorsqu elles ne sont pas directement noyées dans le béton de la structure, les têtes d ancrage sont en principe protégées par un capot rempli d un produit approprié. Les têtes des tirants d ancrage, ainsi d ailleurs que la partie de l armature directement située sous la plaque d appui, sont des zones particulièrement exposées aux risques de corrosion. La tête d ancrage d un tirant précontraint est constituée par : - La tête d ancrage proprement dite dans laquelle sont bloqués les fils, torons, câbles ou barres qui constituent l armature. - La plaque d appui, qui transmet l effort à la structure ancrée et sur laquelle est généralement soudé un tube métallique appelé trompette destiné à recouvrir l extrémité de la gaine plastique de protection de l armature du tirant pour assurer la continuité de cette protection. - Eventuellement un capot ou une coiffe, fixé de façon étanche sur la plaque d appui, et rempli d un produit de protection contre la corrosion destiné à protéger la tête d ancrage. Si le tirant ne doit pas être remis en tension, on peut utiliser des graisses anticorrosives, des cires pétrolières ou encore des résines souples. Sinon, on peut utiliser des mélanges bentonite-ciment Longueur libre Sur sa longueur libre, en section courante, l armature des tirants d ancrage est protégée par une gaine métallique ou plastique, à l intérieur de laquelle elle peut se déplacer librement lors de sa mise en tension. L espace compris entre l armature et la gaine est en principe rempli d un produit de protection après mise en tension de l armature. Ce produit est généralement un coulis de ciment. Plusieurs niveaux de protection de l armature existent, comme on peut le voir dans le tableau ci-après.

21 Mémoire de Projet de Fin d Etudes Page 20 sur 69 Tableau 11 : Les différents types de protection des armatures des tirants en partie libre La continuité de la protection de l armature entre la partie libre et la tête d ancrage est assurée par un tube trompette, généralement métallique et soudé à la plaque d appui, qui recouvre partiellement la gaine de protection extérieure. La classe de protection la plus élevée (P2), nécessite une très bonne étanchéité au droit du recouvrement entre la trompette et la gaine de protection libre. Depuis 1986, la longueur minimale de recouvrement en France est de 30 cm et la présence d un joint torique est obligatoire Longueur scellée On peut classer les tirants selon leur mode de scellement au terrain, qui conditionne également le degré de protection de l armature vis-à-vis de la corrosion. - Les tirants d ancrage à armature directement scellée au terrain : seul le coulis de ciment joue un rôle de protection contre la corrosion. Ce type de mise en œuvre n est admis que pour des tirants provisoires dans un milieu non agressif. En effet, on suppose qu il peut exister un défaut local d enrobage de l armature. - Les tirants d ancrage à armature protégée par une gaine : ils se caractérisent par le fait que leur armature est protégée, sur la longueur totale du tirant, par une gaine plastique ou métallique, ondulée ou crénelée, pour en améliorer l adhérence.

22 Mémoire de Projet de Fin d Etudes Page 21 sur Mise en œuvre Chronologie de réalisation La mise en œuvre d'un tirant se déroule en plusieurs phases : - Réalisation d'un forage, diamètre compris entre 100 et 200 mm, toutes inclinaisons envisageables, au moyen d'un outillage et d'un fluide de perforation adaptés au terrain. - Après nettoyage du forage, substitution du fluide de forage par un produit de scellement, généralement un coulis de ciment fortement dosé. - Mise en place de l'armature (barre, torons...). La mise en place se fait avec une grue, un dérouleur, voire à bras d'hommes. - Après prise, le scellement peut être injecté sous pression avec un coulis de ciment. Divers systèmes coexistent pour conduire cette injection en fonction du terrain et de l'entreprise. Le procédé le plus courant est celui utilisant un tube à manchettes. - Après un délai de 1 à 7 jours suivant le type de terrain et le produit de scellement utilisé, mise en précontrainte avec un vérin et cachetage de la tête d'ancrage par un capot. Figure 2 : Chronologie de mise en œuvre d'un tirant d'ancrage

23 Mémoire de Projet de Fin d Etudes Page 22 sur Forage Le procédé de forage doit éviter toute modification des caractéristiques du sol et en particulier tout entrainement d éléments fins qui pourrait provoquer des désordres dans le voisinage. Par exemple, un procédé qui correspond est, en l absence de nappe en charge au niveau de la tête de forage, la mise en œuvre d un tubage de revêtement mis en place à l avancement. Sinon, on peut réaliser un forage non revêtu exécuté à l aide d un fluide de perforation dont les caractéristiques et le mode de mise en œuvre sont adaptés à la nature des terrains traversés. Ce fluide peut, suivant le cas, être constitué par de l air, de l eau, de l argile-ciment, de la boue bentonitique, un coulis de ciment, etc. En cas de forage dans une nappe en charge au niveau de la tête de forage, s il y a des risques d entrainement de terrain nuisibles à l accrochage du tirant ou à l environnement, on utilise, par exemple, la préinjection du terrain, les systèmes utilisant des fluides de perforation lourds, etc. Si le fluide de perforation ne présente pas des caractéristiques suffisantes pour assurer un scellement normal, il doit être chassé du trou du forage par le coulis de scellement définitif avant la mise en place de l armature Drainage Les voiles ancrés n étant pas conçus pour retenir les eaux d infiltration ou celles des nappes, ils comprennent généralement un dispositif de drainage, constitué d un réseau de barbacanes et de drains subhorizontaux, ainsi que de dispositifs de collecte des eaux superficielles. Figure 3 : Les dispositifs de drainage de l'écran de soutènement Evolution des tensions dans les barres Lorsque le scellement a atteint un durcissement suffisant, on procède à la mise en service du tirant, laquelle comporte, pour chaque tirant, les opérations suivantes : - Application de la traction d épreuve T e par étapes successives au cours desquelles sont mesurées simultanément les pressions du vérin et les déplacements du tirant.

24 Mémoire de Projet de Fin d Etudes Page 23 sur 69 - Maintien pendant une durée limitée de la traction d épreuve et mesure des déplacements correspondants suivant les prescriptions du mode opératoire de l essai de mise en tension. - Dans le cas où les critères de réception sont satisfaits, relâchement partiel de la traction jusqu à la traction de blocage T b puis blocage du tirant. - Détente du vérin. L évolution de ces tensions est représentée sur le graphique ci-après : Figure 4 : Diagramme de l'évolution de la tension dans une armature de tirant d'ancrage D abord, on porte la traction du tirant à une valeur de mise en service T e appelée traction d épreuve qui ne sera plus dépassée par la suite. On la laisse subsister un certain temps, fixé suivant la nature du terrain et les recommandations du TA.95. C est le palier qu on observe sur la figure ci-avant. Ensuite on laisse descendre la tension jusqu à une certaine traction de blocage T b. Cette traction de blocage est généralement inférieure à la traction d épreuve, mais elle peut également être égale. Puis intervient la mise en œuvre du blocage proprement dit qui peut entraîner une perte plus ou moins importante au calage. Cette perte est en général mal connue, sauf sur les tirants contrôlés par un appareil de mesure. La traction T r qui subsiste alors dans le tirant est appelée traction réelle après blocage. La suite du diagramme indique la traction dans le tirant lors des phases successives de travaux (excavations, réalisations de nouveaux tirants, ) jusqu à la phase finale. Durant ces phases, la tension dans le tirant doit toujours rester supérieure à T i, la traction initiale, c est-à-dire la traction minimale qui doit exister dans le tirant pour assurer la stabilité de l ouvrage dans les phases de construction.

25 Mémoire de Projet de Fin d Etudes Page 24 sur 69 La traction de service T s est une tension dans le tirant qui ne doit pas être dépassée tout au long de la durée de vie de l ouvrage afin d assurer l équilibre de la structure. La traction T p est la tension à ne pas dépasser dans l armature du tirant. En effet, T p correspond à la traction limite élastique de l acier de l armature. Après la mise en charge définitive, le tirant subit un processus naturel de détente partielle dû aux pertes de toute nature : relaxation des armatures, fluage éventuel du scellement, Protection contre la corrosion Selon l agressivité du terrain, une armature peut perdre entre 0.01 et 0.1 mm par an de son épaisseur d acier lorsqu elle est simplement ancrée dans le sol en place. Il est donc primordial de prendre des mesures pour éviter que la corrosion ne fasse perdre trop de matière aux armatures des tirants. Selon les recommandations TA.95, un tirant permanent a une durée de vie supérieure à dixhuit mois et, suivant la norme NF EN.1537, une durée de vie supérieure à deux ans. L'armature des tirants permanents doit être protégée contre la corrosion de l'acier dont le risque augmente avec les contraintes en service. Au sens du TA.95, la protection des armatures des tirants permanents doit être du niveau P2. Ces mesures portent sur les trois parties du tirant ; la protection doit être continue sur l'ensemble du tirant. - Zone d'ancrage : L'armature est scellée dans une gaine annelée plastique ou un tube métal. - Partie libre : Gaine plastique ou tube métal et produit de remplissage souple entourant l'armature (ex: graisse, cire...). - Tête : Capot de protection plastique ou métal et produit de remplissage généralement identique à celui de la partie libre. L'armature des tirants provisoires ne doit être protégée contre la corrosion de l'acier que dans certains cas en relation avec leur durée de vie et l'agressivité du milieu. Ces mesures portent sur les trois parties du tirant ; la protection, lorsqu'elle existe, doit être continue sur l'ensemble du tirant : Durée d'utilisation / ambiance TA.95 Protection contre la corrosion Relié au temps et à l agressivité du milieu Moins de 9 mois de 9 mois à 18 mois Non agressive P0 P1 Moyennement agressive P1 P2 Agressive P2 P2 NF EN.1537 La protection de base est similaire à P0 et évolutive avec l'agressivité, la durée de vie peut être de plus de 2 ans si prévu à l'origine Tableau 12 : Recommandations de protection contre la corrosion des tirants provisoires Exemple : Protection P0 - Zone d'ancrage : Le coulis de scellement assure la protection. - Partie libre : Gaine plastique entourant l'ensemble des armatures ou chacune d'elles. - Tête : Pas de protection particulière

26 Mémoire de Projet de Fin d Etudes Page 25 sur 69 Des détails des dispositions à mettre en œuvre pour assurer un type de protection visé pour chaque partie du tirant d ancrage sont répertoriés dans un tableau en Annexe 13, ainsi que des schémas des dispositifs de protection des armatures de niveau P1 et P Prédimensionnement et calcul Prédimensionnement du tirant La capacité d'un tirant peut varier de quelques tonnes à plus de tonnes. La gamme courante va de 20 à 200 tonnes. Les longueurs totales dépendent des caractéristiques des projets et vont de 10 à plus de 60 mètres. Les longueurs moyennes sont de 15 à 25 mètres. Il s'agit de déterminer la section d'acier, la longueur d'ancrage et la longueur de la partie libre du tirant d ancrage. Prédimensionnement de la section d'acier : Il suffit de minorer simplement la traction de rupture de l armature correspondant à la limite élastique conventionnelle choisie. Comme annoncé précédemment, la traction de service est une tension dans le tirant qui ne doit pas être dépassée tout au long de la durée de vie de l ouvrage afin d assurer l équilibre de la structure. La traction de service résulte de limitations imposées : soit par les contraintes dans l armature ; soit par la rupture du scellement ; soit par les phénomènes de fluage. Pour un tirant définitif, le critère est le suivant : Suivant TA.95, section > 1,67 x Traction de service / Contrainte élastique acier Suivant NF EN 1537, section > 1,54 x Traction de service / Contrainte de rupture acier Pour un tirant provisoire, la section d'acier varie par rapport aux tirants définitifs : Suivant TA.95, section > 1,33 x Traction de service / Contrainte élastique acier Suivant NF EN 1537, section > 1,54 x Traction de service / Contrainte de rupture d'acier Prédimensionnement de la longueur libre : L importance de la longueur libre est, dans la majorité des cas, essentiellement conditionnée par la situation de la couche d ancrage. Comme on préfère dans la pratique sceller dans des sols relativement compacts, la longueur libre est d autant plus importante que la couche présentant de telles caractéristiques est profonde. Dans les autres cas, il faut s assurer que la longueur libre est suffisante pour délimiter un volume de sol suffisamment important pour ne faire courir aucun risque de rupture d ensemble du massif. Il faut également s assurer d une longueur totale minimale de l armature permettant le blocage à la traction désirée, compte tenu des pertes mécaniques. Prédimensionnement de la longueur de scellement : Il s'agit de mobiliser un frottement dans un terrain donné. Dans un rocher l'effort se transmet de l'armature au terrain par la formation de bielles de compression. Dans le cas d'un sol, le frottement latéral mobilisable augmente avec la contrainte normale à l'interface scellement/terrain.

27 Mémoire de Projet de Fin d Etudes Page 26 sur 69 Cette contrainte normale est fonction de : - la contrainte initiale - la compacité du sol par le phénomène de dilatance. A titre indicatif, on peut retenir : - Sables et graves lâches : 2 à 4 t/m - Sables et graves denses : 6 à 12 t/m - Argiles et limons raides : 2 à 6 t/m - Argiles et limons durs : 4 à 9 t/m - Craie altérée : 6 à 10 t/m - Craie saine : 10 à 15 t/m - Rocher : 15 à 30 t/m Pour un tirant de 80 t, la longueur de scellement est communément comprise entre 4 et 15m. Il faut être particulièrement prudent dans les terrains susceptibles de présenter des phénomènes de fluage, c est-à-dire dont l indice de plasticité supérieur à 20, comme les argiles ou les marnes. Les roches moyennes à dures, les alluvions propres et denses sont de bonnes couches d'ancrage. La capacité de scellement retenue est toujours vérifiée par des essais de tirants. Le TA.95 propose une méthode de prédimensionnement de la longueur de scellement, c est la méthode de Bustamante : Elle se base sur la formule suivante : T u = π D S L S q S Où q s est le frottement latéral unitaire limite du sol dans lequel le scellement doit être réalisé. Il peut être déterminé à l aide des abaques de M. Bustamante. (Annexe 14) Où T u est la traction limite conventionnelle par rupture du scellement. Où D s est le diamètre du bulbe de scellement, avec D S = α D d Où D d est le diamètre de forage et α un coefficient majorateur dont la valeur est renseignée en fonction du type de sol dans le tableau de M. Bustamante. (Annexe 14) Pour le prédimensionnement, on préconise d adopter une traction de service telle que : T S T u Stabilité des soutènements Pour s assurer de la stabilité de l ouvrage de soutènement, il faut vérifier les trois conditions de stabilité suivantes : - Equilibre de la paroi supposée isolée - Résistance de l ancrage - Stabilité d ensemble du massif contenant les ancrages Equilibre de la paroi isolée : Après avoir établi le diagramme des composantes horizontales des poussées correspondant au soutènement considéré, on peut effectuer l équilibre de ces dernières pour déterminer l effort minimal de traction à appliquer aux tirants d ancrage.

28 Mémoire de Projet de Fin d Etudes Page 27 sur 69 Une fois les valeurs de ces efforts déterminées, il y a lieu de déterminer le point d effort tranchant nul. Ce point doit se trouver au-dessus de la fiche de la paroi, celle-ci risquant de chasser lorsque ces deux points sont confondus. Résistance de l ancrage : Le dimensionnement de l accrochage du ciment au sol, que ce soit avec ou sans coulis/mortier de scellement, doit être tel qu il puisse transmettre au massif de sol associé l effort de traction de service sollicitant le tirant. La valeur de la traction de rupture du scellement de l ancrage étant difficilement estimable par le calcul, elle fait l objet d essais sur site, détaillés dans la partie suivante. Stabilité d ensemble du massif : On considère que le massif de sol en amont de l écran de soutènement est le massif de sol d étude soumis à une mise en pression par le système de tirants d ancrage. On applique la méthode d équilibre des forces pour trouver l effort maximal dans le tirant d ancrage, c est-à-dire la force qui conduit à la déstabilisation du massif de sol considéré. Un détail du calcul par cette méthode est fourni en Annexe Essais sur les tirants On distingue trois grandes catégories d essais différentes sur les tirants : les essais préalables, les essais de contrôle, et les essais de réception. Les essais préalables : Les essais préalables sont effectués avant la réalisation des tirants définitifs, dans le futur sol soutenu ou dans un sol de même structure géologique, de même compacité, avec des techniques et géométries de mise en œuvre identiques et avec l effort de traction qui sera appliqué lors du chantier. Le but premier est de vérifier que le tirant peut être soumis à une traction appelée traction limite de service. Le résultat que l on cherche à obtenir de ces essais est la résistance du scellement du tirant d ancrage. Pour ces essais, on peut surdimensionner la section d acier afin de s assurer que l on obtient bien la rupture du scellement de l ancrage, et non la traction limite élastique de l acier. Ce paramètre est le seul que l on autorise à modifier pour un essai préalable par rapport aux tirants finaux. En effet, la valeur de la traction limite conventionnelle par rupture du scellement est mal connue, il est donc préférable de l obtenir sur la base d essais expérimentaux dans le sol en place. Les essais de contrôle : Les essais de contrôle sont effectués sur les tirants réalisés incorporés à l ouvrage de soutènement définitif. On met en traction les tirants d ancrage jusqu à une traction d épreuve correspondant à l effort de traction maximal que celui-ci aura à subir, selon les calculs effectués à partir des données géotechniques et des résultats des essais préalables, au long de la durée de vie de l ouvrage de soutènement. On ne doit pas observer de rupture du scellement sous cet effort. Ils permettent de valider les résultats des essais préalables. Lorsqu aucun essai préalable n a été réalisé,

29 Mémoire de Projet de Fin d Etudes Page 28 sur 69 les essais de contrôle permettent d établir les capacités d ancrage des scellements, et dans le même temps de vérifier les calculs effectués en amont. Les essais de réception : Les essais de réception juste avant la mise en service de l ouvrage, ils précèdent donc l opération de blocage du tirant. Le principe consiste en le maintien du tirant sous la traction d épreuve pendant un certain laps de temps. Pendant cette phase, on procède à des relevés des déplacements du tirant. Il faut ensuite vérifier que ces déplacements soient satisfaisants. Pour cela, pour un tirant d ancrage scellé dans le sol en place, on doit calculer la longueur libre équivalente de l armature et la comparer à la longueur libre réelle du terrain. On doit donc vérifier : L app L sa + L e + 0,5 L la Où L sa est la longueur scellée de l armature. Où L e est la longueur extérieure de l armature, c est-à-dire la distance entre le point de fixation sur la tête d ancrage et le point de fixation sur le vérin. Où L la est la longueur libre de l armature. Où L app est la longueur libre équivalente de l armature, obtenue à l aide de la formule suivante : L app = A t E t s P Où A t est la section de l armature. Où E t est le module d élasticité de l armature. Où Δs est l allongement élastique de l armature. Où ΔP est la différence entre la traction d épreuve et la traction de référence.

30 Mémoire de Projet de Fin d Etudes Page 29 sur Etude de cas : le projet Themis à Esch-sur- Alzette 2.1. Présentation du projet Le projet consiste en la réalisation d un ensemble commercial et résidentiel situé dans la rue Berwart à Esch-sur-Alzette. Il s agit d un bâtiment composé de deux niveaux de sous-sol, un rez-dechaussée censé accueillir des commerces, et trois étages de logements. Le montant total des travaux est estimé à 10,8 millions d euros hors taxes. Figure 5 : Image de synthèse du projet Themis situé rue Berwart à Esch-sur-Alzette Le projet a débuté fin 2015 avec les travaux de démolition des existants. Ces travaux sont rendus compliqués par le fait que certaines façades existantes sont conservées. Ces travaux ont duré jusqu à la fin du mois d avril Les travaux de blindage ont ensuite démarré en mai 2016 et seront détaillés plus loin. La durée prévue des travaux est estimée à 24 mois.

31 Mémoire de Projet de Fin d Etudes Page 30 sur Situation géotechnique du projet Figure 6 : Carte géologique de l'emplacement du projet Le projet se trouve à l endroit indiqué par la flèche (en blanc sur la carte), à cet endroit la légende de la carte géologique indique que l on se trouve en présence d alluvions des vallées, ce qui implique que l on peut se trouver en présence de graviers, sables, limons et argiles localement tourbeux. Au nord-ouest du projet (en vert foncé sur la carte), on se trouve en présence d argilites marneuses feuilletées grises, avec présences éventuelles de concrétions calcaires. A l est du projet (en vert sur la carte), on se trouve en présence de marnes argileuses feuilletées grises. On se trouve donc à priori en présence d un sol marno-argileux. La société Fondasol a effectué 6 sondages de reconnaissance géologique avec essais pressiométriques (dont 4 à 12 m de profondeur et 2 à 15 m de profondeur), la pose d un équipement piézométrique à 8 m de profondeur, et 2 sondages de reconnaissance de fondation existante, pour les bâtiments existants accolés au projet. D après les résultats des sondages, on se trouve successivement en présence des couches suivantes : - Couche 1 : remblai sablo-graveleux limoneux, jusqu à des cotes locales comprises entre -1.0 et m suivant les sondages. - Couche 2 : limons argileux plus ou moins sableux, jusqu à des cotes locales comprises entre et m suivant les sondages. - Couche 3 : sables et graviers argileux correspondant aux alluvions de l Alzette, jusqu à des cotes locales comprises entre et m suivant les sondages. - Couche 4 : marnes argileuses schisteuses jusqu à la base des sondages.

32 Mémoire de Projet de Fin d Etudes Page 31 sur 69 Pour le projet, il faudra excaver le terrain en place jusqu à une profondeur de 7.43 m (Pour rappel, le bâtiment est fondé sur radier). On risque donc de se fonder dans les couches 3 et 4. Le rapport de sol fait état des caractéristiques mécaniques suivantes des couches de sol en place. - Couche 1 : Faibles à moyennes : pressions limites nettes comprises entre 0.29 et 1.59 MPa. - Couche 2 : Médiocres à moyennes, s améliorant avec la profondeur : pressions limites nettes comprises entre 0.23 et 1.71 MPa. - Couche 3 : Moyennes à très bonnes, s améliorant avec la profondeur ; pressions limites nettes comprises entre 0.53 et 4.09 MPa. - Couche 4 : Moyennes à très élevées : pressions limites nettes comprises entre 1.10 et 4.90 MPa. Les caractéristiques des sols sont répertoriées dans le tableau ci-après : Tableau 13 : Caractéristiques des sols en place pour le projet Themis à Esch-sur-Alzette Les relevés piézométriques mettent en évidence la présence d eau jusqu à un niveau maximal relevé situé à m sous la cote locale du projet, mais dont le niveau stabilisé de la nappe se trouvait plutôt sous une profondeur de 4 m. Ces présences d eau sont probablement en relation avec la rivière Alzette dont le niveau est soumis à des fluctuations saisonnières. En effet, comme on peut le voir sur la carte suivante, l Alzette se situe à proximité du chantier.

33 Mémoire de Projet de Fin d Etudes Page 32 sur 69 Figure 7 : Carte géographique de l'emplacement du projet L Alzette est interrompue au niveau du projet car l Alzette est enterrée (mais pas canalisée) sur cette partie, on remarque néanmoins que du fait de sa localisation, le projet repose dans des terrains baignés par l Alzette. Il est donc nécessaire de disposer d un écran de soutènement qui dispose de bonnes capacités d étanchéité. Enfin, pour les deux bâtiments avoisinants, la reconnaissance des fondations existantes a mis en évidence que les deux bâtiments disposaient d un étage de sous-sol. Le premier descend jusqu à 2 m de profondeur, le second descend jusqu à 3 m de profondeur Etude des travaux de blindage Choix du type d écran de soutènement Une fois le rapport d étude de sol effectué par l entreprise Fondasol transmis, il peut être soumis au bureau d études pour effectuer le dimensionnement des parois de soutènement. La première problématique à laquelle le bureau d études doit faire face est le choix de la paroi de soutènement. Les différents types de paroi de soutènement ont été détaillés dans la première partie, il reste donc à s adapter aux paramètres du projet fournis dans le rapport de sol pour effectuer ce choix. Tout d abord, le projet se situe à Esch-sur-Alzette, en milieu urbain, ce qui rend impossible l utilisation de palplanches. De plus, le fait qu il est nécessaire d effectuer des soutènements accolés à des bâtiments existants renforce l idée qu elles ne sont pas adaptées pour ce projet.

34 Mémoire de Projet de Fin d Etudes Page 33 sur 69 Ensuite, le rapport de sol fait état de la présence d une nappe phréatique, située à -4 m par rapport au niveau 0 du projet, il est donc souhaité que la paroi dispose de bonnes capacités d étanchéité. De plus, les caractéristiques du sol mises en évidence par le rapport de sol font état d une cohésion très mauvaise voire nulle dans les trois premières couches de sols en présence, soit jusqu à une profondeur de 8,80 m par rapport au niveau 0 du projet, c est-à-dire la totalité de la hauteur d excavation, étant donné que celle-ci ne descend que jusqu à une profondeur de 7,43 m. L utilisation de parois composites telles que les parois berlinoises, parisiennes, et lutéciennes, ainsi que les parois clouées, ne constituent donc pas des solutions viables dans notre cas, celles-ci disposant de mauvaises capacités d étanchéité et nécessitant la présence d un sol cohérent, au moins à court terme. Les parois de pieux tangents ne disposant également pas de capacités d étanchéité, elles sont elles aussi proscrites dans notre cas. Comme expliqué précédemment, de par leur prix et leur plus grande complexité de mise en œuvre notamment, les parois en Soilmix et en Jet-grouting ne sont utilisées que pour des reprises en sous-œuvre, lorsque la situation l impose. Dans notre cas, le choix a été fait de préférer accoler une paroi de soutènement aux existants plutôt que d effectuer des reprises en sous-œuvre. En effet, les deux options restantes, à savoir les parois moulées et les parois de pieux sécants, disposent d une bonne rigidité et peuvent être accolés à des avoisinants en admettant des déplacements relativement contenus. Etant donné la géométrie que devra avoir la paroi de soutènement (voir plan en Annexe 16), avec notamment la présence d une zone courbe de la paroi de soutènement, mais aussi la présence de légers retours et décrochés par endroits, la paroi moulée n est ici pas la solution idéale, d autant plus qu elle nécessite une installation plus importante que la paroi de pieux sécants. La solution idéale dans notre cas, qui est celle qui a été adoptée pour ce projet, est donc la paroi de pieux sécants. Pour rappel, cette solution est réalisable en milieu urbain (peu de nuisances), y compris accolée à des bâtiments avoisinants, dispose de bonnes capacités d étanchéité, est adaptable à toutes les géométries, convient pour les profondeurs du projet, et peut être réalisée en présence de tout type de sol. Elle dispose donc bien de toutes les caractéristiques requises pour ce projet, d autant qu elle ne constitue pas une solution excessivement coûteuse. Il faudra toutefois veiller lors de la mise en œuvre à bien contrôler la verticalité des pieux, car dans le cas contraire le recoupement des pieux, qui est de 8 cm pour ce projet, pourrait ne pas être assuré et compromettrait les capacités de la paroi : l étanchéité ne serait plus assurée et la paroi serait structurellement affaiblie, étant donné qu un pieu sur deux est non armé, et les efforts transmis pas les tirants d ancrage (qui seront implantés dans les pieux armés) ne seraient pas suffisamment transmis aux pieux voisins Caractéristiques des parois de pieux sécants mises en œuvre Les parois de soutènement du projet ont été décomposées en deux types. Celles avec des pieux de diamètre 88 cm et celles avec des pieux de diamètre 64 cm. Celles de diamètre 64 cm seront mises en œuvre contre les avoisinants (y compris les façades conservées), afin de limiter l emprise qu auront les pieux. Les pieux de 88 cm seront eux implantés à toutes les autres localisations, c est-à-dire surtout du côté de la route. La particularité de cette paroi de pieux est qu un béton C25/30 est employé pour les pieux primaires, c est-à-dire ceux qui ne sont pas armés. Le fait de prendre un béton de faible résistance est justifié par le fait qu il sera plus facile de carotter les pieux primaires pour la réalisation des pieux secondaires, lesquels seront réalisée en béton C30/37. Les armatures, elles, seront des aciers B500. Le bureau d études a choisi d implanter des ancrages dans tous les pieux armés. En premier lieu, il avait été décidé de choisir de mettre en œuvre des tirants d une longueur totale de 20 mètres, soit 14 mètres de longueur libre et 6 mètres de longueur ancrée. Les tirants étaient inclinés à 45, de telle sorte que l ancrage du tirant se trouvait entièrement dans la marne non altérée. Néanmoins,

35 Mémoire de Projet de Fin d Etudes Page 34 sur 69 devant les réserves émises par l entreprise en charge de la réalisation des tirants d ancrage qui considérait que l inclinaison des tirants était trop importante et ne correspondait pas aux habitudes de mise en œuvre de cette dernière. Le bureau d études a donc considéré une autre solution, qui consistait à baisser l angle d inclinaison des tirants à 30. Pour que les tirants restent ancrés dans la marne non altérée avec cette nouvelle inclinaison, il a fallu augmenter la longueur des tirants : on choisit donc de mettre en œuvre des tirants d une longueur totale de 25 mètres, soit 19 mètres de longueur libre et 6 mètres de longueur ancrée Calcul à la main Pour effectuer le calcul des sollicitations le long de l écran de soutènement, il est nécessaire de calculer au préalable les coefficients de poussée-butée qui régiront le calcul. On peut utiliser les équations de Rankine pour réaliser les calculs, ou employer les Tables de poussée et de butée des terres, de Kérisel et Absi. Les équations de Rankine sont les suivantes, en considérant que le sol en poussée est plat et que l écran de soutènement est vertical. 1 sin φ k aγ = k aq = 1 + sin φ 2 cos φ k ac = 1 + sin φ 1 + sin φ k pγ = k pq = k pc = 1 sin φ 2 cos φ 1 + sin φ Les valeurs des coefficients de Kérisel et Absi sont consignées dans des tableaux établis par un ensemble de considérations mathématiques et confirmés par des observations expérimentales. Ces tableaux fournissent des ensembles de valeurs. Pour choisir le bon tableau, il faut choisir l angle d inclinaison du sol en poussée (0, dans notre cas le sol est horizontal) et l angle d inclinaison de la contrainte de poussée (ou de butée) par rapport à la normale de l écran. Nous prendrons un angle égal à 2/3 de l angle de frottement, car c est la valeur recommandée par la partie 1 de l Eurocode 7, relative aux règles générales du calcul géotechnique, et la norme NF P , relative au calcul géotechnique des ouvrages de soutènement. On prendra donc un coefficient de 2/3 pour la poussée et -2/3 pour la butée. Comme on se trouve dans le cas d un écran vertical, on se place dans le cas où λ est nul :

36 Mémoire de Projet de Fin d Etudes Page 35 sur 69 Tableau 14 : Tableau des coefficients de poussée dus à un milieu pesant, sans surcharge ni cohésion, selon les paramètres géométriques déjà énoncés Les valeurs de k ag données dans le tableau ci-dessus sont données pour des valeurs d angle de frottement variables par pas de 5. Pour obtenir la valeur correspondante à l angle de frottement du sol en place, il faut procéder si nécessaire à une interpolation linéaire entre les valeurs les plus proches du tableau. On obtient donc, avec les deux méthodes, les valeurs de coefficients suivantes : Tableau 15 : Coefficients de poussée-butée des sols du projet avec les méthodes de Rankine ou de Kérisel & Absi

37 Mémoire de Projet de Fin d Etudes Page 36 sur 69 En premier lieu, on remarque qu en poussée, quel que soit le type de sol, les coefficients sont relativement proches, en étant toutefois légèrement inférieurs selon Kérisel & Absi. En revanche, on observe des différences plus importantes dans le cas de la butée : selon Kérisel & Absi, les coefficients de butée relatifs au poids propre et à la cohérence du sol sont plus importants que ceux selon Rankine. Ce constat s inverse de façon assez flagrante lorsque l on considère les coefficients de butée des surcharges Calcul des parois de pieux de 64 cm Détermination des sollicitations Pour les parois de pieux de diamètre 64 cm, on met en place le haut de la paroi de soutènement à -2 m dans le repère local, c est-à-dire qu on a une hauteur d excavation de 5,43 m. Il n existe pas de charge variable à prendre en considération étant donné que les parois de soutènement sont accolées aux bâtiments existants conservés. On doit donc prendre en compte les charges permanentes liées à la présence de ces bâtiments. En l absence d information plus précises, nous prendrons une charge permanente tel que définie dans la note de calcul du bureau d études, c est-à-dire un chargement permanent situé à 1,01 m de profondeur pas rapport à la paroi, c est-à-dire à -3,01 m dans le repère local, sur une largeur de 1,50 m, et une valeur de 120 kpa. L influence de cette surcharge sur le mur sera prise constante sur une hauteur correspondant à la hauteur du triangle de 1.50 m de côté et d angle π/4 + ϕ/2. Par le calcul, détaillé en Annexe 17 et effectué selon la norme NF P , on obtient une hauteur d application de 2,20 mètres sous le niveau d assise des fondations de ces bâtiments. En faisant les calculs avec les deux méthodes de détermination des coefficients de poussée et de butée des terres, on remarque que dans le premier cas (avec Rankine), la paroi de soutènement nécessite une fiche de 4,38 m. Dans le deuxième cas (selon Kérisel & Absi), une fiche de 2,92 m est suffisante. Il apparaît donc clair que cette deuxième méthode est plus favorable. Or selon la note (1) de la norme NF P , il convient de déterminer les valeurs de la poussée et de la butée des terres sous l effet du poids volumique, d une surcharge uniforme et de la cohésion à partir des coefficients proposés par Kérisel et Absi. C est donc cette deuxième méthode qui constitue la «bonne» solution pour notre calcul. Pour rappel, la fiche se calcule en prenant en compte l ensemble des actions transmises par les sols en place à l écran de soutènement. En effet, on se place à l endroit du tirant (1,50 m sous le niveau du sol pour les pieux de Ø 64 cm), et on calcule l influence des moments de ces actions par rapport à ce point. L objectif est de trouver la fiche correspondante à la valeur de moment nul, c està-dire pour quelle fiche les actions en poussée et en butée s équilibrent. Pour la sécurité, un coefficient diviseur a été appliqué aux efforts de butée. Ce coefficient de sécurité a été pris égal à 1,5. En effet, l article 4.2.2(4) de la norme NF P laisse la possibilité de procéder à une vérification en prenant un coefficient de sécurité global de 1,5 sur la seule butée limite. Une fois la fiche obtenue, on peut en déduire les actions horizontales transmises par le sol qui s exercent sur la totalité de la hauteur du mur. On peut donc faire la somme de ces actions, et ceci nous conduit à l effort horizontal nécessaire dans le tirant pour équilibrer ces forces. Cet effort est de 194,8 kn par mètre linéaire de la paroi de pieux sécants. Maintenant que l effort horizontal qui s applique au niveau de l ancrage du tirant a été déterminé, on peut utiliser cet effort pour calculer les sollicitations qui s exercent le long du mur de soutènement.

38 Profondeur (m) Profondeur (m) Mémoire de Projet de Fin d Etudes Page 37 sur 69 Pour ce faire on choisit de modéliser un écran de 8,40 m de hauteur totale (hauteur d excavation + fiche calculée = 5,43 + 2,92 = 8,35 m). Les résultats de cette modélisation nous fournissent les résultats suivants : Effort tranchant (kn) Moment (kn.m) Figure 8 : Diagramme des efforts tranchants le long de la paroi de soutènement n 1 Figure 9 : Courbe des moments fléchissants le long de la paroi de soutènement n 1 9 Les deux diagrammes ci-dessus semblent cohérents dans la mesure où le moment et l effort tranchant en pied sont proches de zéro. Les valeurs numériques relatives à ces courbes sont fournies en Annexe 18. Ces résultats font état d un moment maximal dans la paroi de soutènement de 210,7 kn.m par mètre linéaire de construction, soit, sachant que l entraxe entre pieux armés est de 1,12 mètres, un moment maximal par pieu armé de : M SLS = M SLS,min a = 210,7 1,12 = 236 kn. m On en tire également un effort tranchant maximal de 194,8 kn par mètre linéaire de construction, égal évidemment à l effort horizontal appliqué au niveau du tirant d ancrage. Soit un effort tranchant maximal par pieu armé de : V SLS = V SLS,lin a = 194,8 1,12 = 218,2 kn

39 Mémoire de Projet de Fin d Etudes Page 38 sur 69 On réalise un calcul de béton armé classique pour déterminer le ferraillage nécessaire à mettre en œuvre dans le pieu. On part sur des cages d armatures de 19 armatures verticales de même diamètre. Calculs préliminaires Tout d abord, on il faut calculer l enrobage nécessaire des armatures. D après le tableau 4.1. de l EN-1992, la classe d exposition des pieux est XC2, ce qui correspond à une surface de béton soumise au contact à long terme de l eau. Comme indiqué dans l EuroCode, cette classe d exposition correspond à la majorité des fondations. L enrobage minimal se calcule selon la formule suivante : c min,b c min = Max { c min,dur + c,dur,γ c,dur,st c,dur,add } 10 mm D après cet EuroCode et son annexe nationale, les valeurs des paramètres ci-dessus sont les suivants : On se place dans l hypothèse de barres HA 14, ce qui peut être inférieur à la réalité. c min,dur = barre = 14 mm Pour une classe structurale S4 et une classe d environnement XC2, on a : c min,dur = 25 mm c,dur,γ = c,dur,st = c,dur,add = 0 On a donc un enrobage minimal de 25 mm. En admettant qu on met en œuvre des cages d armature avec un cerclage d armatures de 8 mm de diamètre et toujours en considérant les armatures longitudinales dans les pieux de 14 mm de diamètre, on obtient donc une distance entre la surface du pieu et le centre de gravité des armatures tendues suivante : d = c min = = 40 mm Toutefois, dans le calcul, étant donné que la verticalité de la cage d armature souffrira probablement d un léger défaut de verticalité et que les armatures longitudinales pourraient être d un diamètre supérieur à 14 mm, on prendra : d = 50 mm Pour le dimensionnement du ferraillage des pieux, on simplifie les pieux, qui sont bien sûr de section circulaire, en pieux de section rectangulaire équivalente, pour les besoins du calcul. On considère donc que les deux pieux ont la même surface, et aussi la même largeur : { S π D² cercle = 4 } S rectangle = D 2B On souhaite déterminer la demi-hauteur équivalente B des pieux : π D² = D 2B B = 4 π D 8 = π cm A présent, on connait le moment agissant et la géométrie de la poutre considérée, on peut donc effectuer le calcul en béton armé pour déterminer la section d acier à mettre en œuvre.

40 Mémoire de Projet de Fin d Etudes Page 39 sur 69 Dimensionnement en flexion aux ELU On commence par effectuer un dimensionnement aux ELU : M Ed = 1,35 M max = 1, = 318,6 kn. m Avec le calcul fourni en Annexe 19, on trouve la section d acier tendu suivante : A st u = 16,99 cm² On détermine d abord la distance de l ensemble des 19 armatures par rapport à l axe neutre du pieu, afin de déterminer la quantité de pieux qui se trouve dans la section tendue du pieu : Sur le modèle du schéma suivant, on calcule la position y de chaque armature i : Figure 10 : Positions des barres dans un pieu de section circulaire Dans notre cas, on a 19 barres, on a donc l angle ϒ entre deux barres suivant : γ = 2π 19 D où la position y de chaque armature : y i = ( D 2 d ) sin((i 1) γ) On en déduit avec cette méthode que pour une section d acier tendu de 16,99 cm², soit 11 barres, on obtient une valeur de d de 0,394 m, ce qui n est pas conforme aux hypothèses prises en début de calcul (d = 0,45 m). Les hypothèses de calcul ne sont donc pas satisfaites, on prend donc des barres de diamètre supérieur, c est-à-dire des barres de diamètre 16 mm. Avec les armatures de diamètre 16 mm, 9 barres sont nécessaires pour garantir une section d acier tendu suffisante. En prenant 9 barres en traction on a une valeur de d, centre de gravité des barres sollicitées en traction, de 0,431 m. Les hypothèses de calcul ne sont toujours pas satisfaites. La section d acier de 9 barres de diamètre 16 vaut : A st = 18,10 cm² On réeffectue donc le calcul aux ELU en prenant d = 0,431 m, pour vérifier si la section d acier tendu de 9 HA 16 est suffisante. On trouve : A st,u = 17,92 cm² La section d acier est donc suffisante. La cage d armatures est donc composée de 19 barres de diamètre 16 mm.

41 Mémoire de Projet de Fin d Etudes Page 40 sur 69 Vérification en flexion aux ELS On effectue ensuite une vérification aux ELS : (Les détails des calculs sont fournis en Annexe 19). Conformément aux résultats fournis par le dimensionnement aux ELU, on considère une cage d armatures de barres de diamètre 16 mm. Comme on peut effectuer le calcul avec des aciers comprimés, on prend 9 barres comprimées. A st = A sc = 18,10 cm 2 d = 0,431 m d = 0,069 m On en déduit donc la répartition des contraintes suivantes dans le béton, les aciers tendus, et les aciers comprimés : σ c = 11,68 MPa { σ st = 250,98 MPa} σ sc = 139,03 MPa Ces contraintes doivent rester inférieures aux contraintes admissibles dans les matériaux, calculées ci-dessous : σ cm = 18 MPa { σ SMS = 300 MPa} σ SMS = 300 MPa Le non-dépassement des contraintes admissibles dans l acier et le béton est donc vérifié aux ELS, comme il se doit. La section d acier dans un pieu doit être comprise dans l intervalle suivant, selon les prescriptions de l EN-1992 : A s,min = 0,26 f ctm b d = 0,26 2, ,1 = 4,16 cm² f yk 500 A s,max = 0,04 A c = 0,04 π 642 = 128,68 cm² 4 Comme on a considéré tout au long du calcul qu on se trouvait en présence d une cage d armature de 19 barres, on en déduit que le diamètre des barres doit être compris entre 5,3 et 29,4 mm, ce qui est bien le cas ici. On retient donc l hypothèse d une cage d armatures de 19 barres longitudinales de diamètre 16 mm. Dimensionnement à l effort tranchant On doit à présent effectuer le calcul des armatures transversales, dimensionnées selon l effort tranchant maximal dans le pieu : V Ed = 1,35 V SLS = 1,35 218,2 = 294,6 kn Les détails des calculs suivants sont fournis en Annexe 20. On va en premier lieu commencer par chercher à déterminer la résistance intrinsèque du béton à l effort tranchant, celle-ci vaut : V RdC = 172,135 kn < V Ed On remarque donc que le béton n était pas suffisant pour reprendre les efforts tranchants dans les pieux, étant donné que V Ed > V RdC

42 Mémoire de Projet de Fin d Etudes Page 41 sur 69 On calcule donc la résistance de la bielle comprimée à l effort tranchant. V Rd,max = 843,591 kn > V Ed Il est donc nécessaire et suffisant de mobiliser des armatures transversales pour reprendre les efforts tranchants, sans modifier la section de béton des pieux. A la suite des conditions imposées par l EuroCode fournies en Annexe, on opte pour un cerclage en HA8 espacés de 12 cm. On détermine ainsi le pourcentage minimal d armatures transversales à mettre en œuvre : ρ w,min = 8, < ρ w = 13, Ainsi que la densité d armatures transversales : ( A sw = 7,49 cm s l )min 2 /m < A sw = 8,38 cm 2 /m < ( A sw = 77,72 cm s l s l )max 2 /m Les quantités d armatures transversales sont donc conformes aux recommandations émises par l EuroCode. On choisit donc de prendre des cerclages en HA 8 espacés de 12 cm. Vérification des tirants En premier lieu, le bureau d études avait choisi de considérer deux câbles en acier de 0,6 de diamètre. Toutefois, pour correspondre au mode opératoire de l entreprise, ce sont des barres d ancrage 52/26 qui ont été mises en œuvre, c est-à-dire des barres filetées creuses de diamètre extérieur 52 mm et de diamètre intérieur 26 mm. Ces barres sont produites par la société Ischebeck. La fiche technique de cette barre nous fournit les valeurs suivantes : A = 1337 mm 2 R e 0,2 = 550 MPa On en déduit donc l effort de traction maximal à appliquer au tirant : R Ed,tirant = R e 0,2 γ s A = , = 639,435 kn Comme on a un effort horizontal dans le tirant de 294,6 kn, on peut en déduire l effort normal dans le tirant : V Ed N Ed,tirant = cos α = 294,6 = 340,175 kn cos 30 La résistance en traction du tirant est donc vérifiée. Vérification des liernes Le bureau d études a choisi de considérer une lierne sur 4 appuis (c est-à-dire qu elle est ancrée par 4 tirants), ce qui est plutôt judicieux dans l optimisation du calcul puisqu on remarque que c est dans cette configuration, selon l abaque de Macquart (fourni en Annexe 21), que le moment sollicitant dans les liernes est le plus faible. q a2 q a2 M max = 0,8 = 8 10

43 Mémoire de Projet de Fin d Etudes Page 42 sur 69 La charge uniformément répartie q correspond à la poussée horizontale due aux effets du sol au niveau des tirants d ancrage. Pour cette paroi de pieux, on obtient la valeur suivante : q = 194,8 kn/ml On peut donc en déduire la valeur du moment fléchissant sollicitant maximal : q a² 194,8 1,12² M max = = = 24,44 kn. m D où le moment de flexion suivant aux ELU : M Ed = γ G M max = 1,35 24,44 = 32,99 kn. m On peut donc à présent dimensionner le tirant en flexion, en considérant qu on a choisi des liernes composées d un couple de profilés UPE et de nuance d acier S 235. Les profilés UPE sont de classe 1 en flexion, on doit donc obtenir la valeur du module de flexion plastique suivante : W pl,tot M Ed γ M0 = 32,99 1 f y = 0, m 3 = 140 cm 3 D où le module de flexion plastique minimal du profilé suivant : W pl W pl,tot = 140 = 70 cm3 2 2 D après le catalogue des profilés, un UPE 120 est suffisant pour reprendre les efforts de flexion engendrés par la poussée des terres sur les liernes (W pl = 70,3 cm 3 ) Il faut également vérifier sous sollicitation de cisaillement la résistance du profilé. Toujours dans le cas d une poutre chargée uniformément sur 4 appuis, l effort tranchant maximal vaut : V max = q a = 194,8 1,12 = 239,99 kn D où l effort tranchant sollicitant aux ELU suivant : V Ed = γ G V max = 1,35 239,99 = 323,99 kn On peut donc également dimensionner le tirant au cisaillement, pour cela on doit obtenir la valeur de l aire de cisaillement suivante : A v,tot V Ed 3 γ M0 323, = = 2, m 2 = 23,9 cm 2 f y D où l aire de cisaillement minimale du profilé suivante : A v A v,tot = 23,9 = 12 cm² 2 2 D après le catalogue des profilés, un UPE 200 est nécessaire pour reprendre les efforts de cisaillement dans les liernes (A v = 13,5 cm²) Il convient de s assurer que l âme du profilé n est pas sujette au voilement étant donné les efforts transversaux en présence. Pour ce faire, il convient de s assurer que la condition suivante est respectée : h w < 72 ε t w η A partir du catalogue des profilés, on a les dimensions suivantes pour un UPE 200 : h w = h 2 t f = = 178 mm t w = 6 mm h w = 178 t w 6 = 29,7 Pour un S 235, on a également : ε = 1 η = 1

44 Mémoire de Projet de Fin d Etudes Page 43 sur 69 On remarque bien qu on a un rapport des dimensions de l âme de 29,7 qui est donc inférieur à 72, ce qui signifie que l âme des profilés ne sera pas sujette au voilement. Enfin, il convient également de vérifier l interaction entre les sollicitations de flexion et de cisaillement. On cherche donc à déterminer le moment résistant de la lierne UPE 200 en prenant en compte l interaction. On commence donc par déterminer le coefficient de sollicitation de l effort tranchant : ρ = (2 V 2 Ed 1) = (2 A 2 v,min 1) = ( V pl,rd A v,upe ,5 1) = 0,605 On peut ainsi en déduire le moment résistant de la lierne en prenant en compte les effets de cisaillement : M V,Rd = (W pl ρ A w 2 ) f y = ( ,605 (13, ) 2 4 t w γ M ) = 40,90 kn. m Or on a déterminé le moment de flexion sollicitant par profilé suivant : M Ed = 32,99 = 16,50 kn. m < M 2 V,Rd = 40,90 kn. m Un couple de profilés UPE 200 est donc recommandé pour la mise en œuvre de liernes sur 4 appuis Calcul des parois de pieux de 88 cm Détermination des sollicitations Pour les parois de pieux de diamètre 88 cm, la hauteur d excavation est de 7.43 m. On prend en compte des charges variables liées à la circulation sur la voirie adjacente au projet. La voirie est composée de trois voies de circulation, dont une est séparée des deux autres par un terre-plein central, auxquelles s ajoutent un trottoir d environ 1,50 m de largeur de chaque côté de la chaussée. Pour évaluer les charges variables générées par le trafic, on se base sur la norme NF EN et son annexe nationale, relative aux actions dues au trafic. Le calcul de ces charges est détaillé en Annexe 22. On prend donc une charge variable répartie de 10 kpa sur une longueur considérée infinie dans le calcul car suffisamment grande comparé à la profondeur du soutènement. Les coefficients de poussée et de butée sont bien évidemment les mêmes que ceux énoncés précédemment, on prendra les coefficients fournis par Kérisel & Absi, comme recommandé dans la norme NF P Pour ces localisations, l ancrage des tirants se situe à une profondeur de 3 m par rapport au niveau supérieur de la paroi de pieux. En utilisant la même méthode que décrit précédemment, on trouve une fiche de 3,49 m, et on en déduit un effort horizontal au niveau de l ancrage du tirant de 193,1 kn. Maintenant que l effort horizontal qui s applique au niveau de l ancrage du tirant a été déterminé, on peut utiliser cet effort pour calculer les sollicitations qui s exercent le long du mur de soutènement. Pour ce faire on choisit de modéliser un écran de 11 m de hauteur totale (hauteur d excavation + fiche calculée = 7,43 + 3,49 = 10,92 m).

45 Profondeur (m) Profondeur (m) Mémoire de Projet de Fin d Etudes Page 44 sur 69 Les résultats de cette modélisation nous fournissent les résultats suivants : Effort tranchant (kn) Moment (kn.m) Figure 11 : Diagramme des efforts tranchants le long de la paroi de soutènement n 2 Figure 12 : Courbe des moments fléchissants le long de la paroi de soutènement n 2 11 Les deux diagrammes ci-dessus semblent cohérents dans la mesure où le moment et l effort tranchant en pied sont proches de zéro. Les valeurs numériques relatives à ces courbes sont fournies en Annexe 23. Ces résultats font état d un moment maximal dans la paroi de soutènement de 289,8 kn.m par mètre linéaire de construction, soit, sachant que l entraxe entre pieux armés est de 1,56 mètres, un moment maximal par pieu armé de : M SLS = M SLS,lin a = 289,8 1,56 = 452,1 kn. m On en tire également un effort tranchant maximal de 193,1 kn par mètre linéaire de construction, égal évidemment à l effort horizontal appliqué au niveau du tirant d ancrage. Soit un effort tranchant maximal par pieu armé de : V SLS = V SLS,lin a = 193,1 1,56 = 301,2 kn On réalise un calcul de béton armé classique pour déterminer le ferraillage nécessaire à mettre en œuvre dans le pieu. On part sur des cages d armatures de 25 armatures verticales de même diamètre. En première approche, on considère des barres de diamètre 14 mm.

46 Mémoire de Projet de Fin d Etudes Page 45 sur 69 Comme pour les pieux de diamètre 64 cm, on se place dans les mêmes conditions d enrobage, et on considère donc : d = 50 mm Comme précédemment, on simplifie les pieux, qui sont bien sûr de section circulaire, en pieux de section rectangulaire équivalente, pour les besoins du calcul. On considère donc que les deux pieux ont la même surface, et aussi la même largeur : { S π D² cercle = 4 } S rectangle = D 2B On souhaite déterminer la demi-hauteur équivalente B des pieux : π D² = D 2B B = π D 8 4 = π ,5 cm A présent, on connait le moment agissant et la géométrie de la poutre considérée, on peut donc effectuer le calcul en béton armé pour déterminer la section d acier à mettre en œuvre. Dimensionnement en flexion aux ELU On commence par effectuer un dimensionnement aux ELU : M Ed = 1,35 M max = 1,35 452,1 = 610,3 kn. m En effectuant les calculs de même façon que pour la paroi de soutènement n 1, on trouve la section d acier tendu suivante : A st u = 21,88 cm² De manière analogue à ce qui a été effectué précédemment, on détermine d abord la distance de l ensemble des 25 armatures par rapport à l axe neutre du pieu, afin de déterminer la quantité de pieux qui se trouve dans la section tendue du pieu. On en déduit avec cette méthode que pour une section d acier tendu d au moins 21,88 cm², soit 15 barres, on obtient une valeur de d de 0,542 m, ce qui n est pas conforme aux hypothèses prises en début de calcul (d = 0,64 m). Les hypothèses de calcul ne sont donc pas satisfaites, on prend donc des barres de diamètre supérieur, c est-à-dire des barres de diamètre 16 mm. Avec les armatures de diamètre 16 mm, 11 barres sont nécessaires pour garantir une section d acier tendu suffisante. En prenant 11 barres en traction on a une valeur de d, centre de gravité des barres sollicitées en traction, de 0,622 m. Les hypothèses de calcul ne sont toujours pas satisfaites. La section d acier de 11 barres de diamètre 16 vaut : A st = 22,12 cm² On réeffectue donc le calcul aux ELU en prenant d = 0,622 m, pour vérifier si la section d acier tendu de 9 HA 16 est suffisante. On trouve : A st,u = 22,65 cm² Les hypothèses de calcul n étant toujours pas satisfaites, on prend donc des barres de diamètre supérieur, c est-à-dire des barres de diamètre 20 mm. Avec les armatures de diamètre 20 mm, 7 barres sont nécessaires pour garantir une section d acier tendu suffisante. En prenant 7 barres en traction on a une valeur de d, centre de gravité des barres sollicitées en traction, de 0,687 m. Les hypothèses de calcul sont donc à présent satisfaites. La section d acier de 7 barres de diamètre 20 vaut : A st = 21,99 cm²

47 Mémoire de Projet de Fin d Etudes Page 46 sur 69 La section d acier est donc suffisante. La cage d armatures est donc composée de 25 barres de diamètre 20 mm. Vérification en flexion aux ELS On effectue ensuite une vérification aux ELS : Conformément aux résultats fournis par le dimensionnement aux ELU, on considère une cage d armatures de barres de diamètre 20 mm. Comme on peut effectuer le calcul avec des aciers comprimés, on prend 7 barres comprimées. A st = A sc = 21,99 cm 2 d = 0,687 m d = 0,003 m On en déduit donc la répartition des contraintes suivantes dans le béton, les aciers tendus, et les aciers comprimés : σ c = 7,25 MPa { σ st = 278,53 MPa} σ sc = 130,65 MPa Ces contraintes doivent rester inférieures aux contraintes admissibles dans les matériaux, calculées ci-dessous : σ cm = 18 MPa { σ SMS = 300 MPa} σ SMS = 300 MPa Le non-dépassement des contraintes admissibles dans l acier et le béton est donc vérifié aux ELS, comme il se doit. La section d acier dans un pieu doit être comprise dans l intervalle suivant, selon les prescriptions de l EN-1992 : A s,min = 0,26 f ctm b d = 0,26 2, ,4 = 8,68 cm² f yk 500 A s,max = 0,04 A c = 0,04 π 882 = 243,28 cm² 4 Comme on a considéré tout au long du calcul qu on se trouvait en présence d une cage d armature de 25 barres, on en déduit que le diamètre des barres doit être compris entre 6,6 et 35,2 mm, ce qui est bien le cas ici. On retient donc l hypothèse d une cage d armatures de 25 barres longitudinales de diamètre 20 mm. Dimensionnement à l effort tranchant On doit à présent effectuer le calcul des armatures transversales, dimensionnées selon l effort tranchant maximal dans le pieu : V Ed = 1,35 V SLS = 1,35 301,2 = 406,6 kn Les calculs suivants sont effectués exactement de la même façon que pour la paroi de soutènement n 1. On va en premier lieu commencer par chercher à déterminer la résistance intrinsèque du béton à l effort tranchant, celle-ci vaut : V RdC = 282,735,135 kn < V Ed

48 Mémoire de Projet de Fin d Etudes Page 47 sur 69 On remarque donc que le béton n était pas suffisant pour reprendre les efforts tranchants dans les pieux, étant donné que V Ed > V RdC On calcule donc la résistance de la bielle comprimée à l effort tranchant. V Rd,max = 2191,705 kn > V Ed Il est donc nécessaire et suffisant de mobiliser des armatures transversales pour reprendre les efforts tranchants, sans modifier la section de béton des pieux. A la suite des conditions imposées par l EuroCode fournies en Annexe, on opte pour un cerclage en HA8 espacés de 12 cm. On détermine ainsi le pourcentage minimal d armatures transversales à mettre en œuvre : ρ w,min = 8, < ρ w = 9, Ainsi que la densité d armatures transversales : ( A sw = 5,47 cm s l )min 2 /m < A sw = 8,38 cm 2 /m < ( A sw = 106,87 cm s l s l )max 2 /m Les quantités d armatures transversales sont donc conformes aux recommandations émises par l EuroCode. On choisit donc de prendre des cerclages en HA 8 espacés de 12 cm. Vérification des tirants En premier lieu, le bureau d études avait choisi de considérer trois câbles en acier de 0,6 de diamètre. Toutefois, pour correspondre au mode opératoire de l entreprise, ce sont des barres d ancrage 52/26 qui ont été mises en œuvre, c est-à-dire des barres filetées creuses de diamètre extérieur 52 mm et de diamètre intérieur 26 mm. Ces barres sont produites par la société Ischebeck. La fiche technique de cette barre nous fournit les valeurs suivantes : A = 1337 mm 2 R e 0,2 = 550 MPa On en déduit donc l effort de traction maximal à appliquer au tirant : R Ed,tirant = R e 0,2 γ s A = , = 639,435 kn Comme on a un effort horizontal dans le tirant de 294,6 kn, on peut en déduire l effort normal dans le tirant : V Ed N Ed,tirant = cos α = 406,6 = 469,501 kn cos 30 La résistance en traction du tirant est donc vérifiée. Vérification des liernes Le bureau d études a choisi de considérer une lierne sur 4 appuis (c est-à-dire qu elle est ancrée par 4 tirants), ce qui est plutôt judicieux dans l optimisation du calcul puisqu on remarque que c est dans cette configuration, selon l abaque de Macquart, que le moment sollicitant dans les liernes est le plus faible.

49 Mémoire de Projet de Fin d Etudes Page 48 sur 69 q a2 M max = 0,8 = 8 q a2 La charge uniformément répartie q correspond à la poussée horizontale due aux effets du sol au niveau des tirants d ancrage. Pour cette paroi de pieux, on obtient la valeur suivante : q = 193,1 kn/ml On peut donc en déduire la valeur du moment fléchissant sollicitant maximal : q a² 193,1 1,56² M max = = = 46,99 kn. m D où le moment de flexion suivant aux ELU : M Ed = γ G M max = 1,35 46,99 = 63,44 kn. m On peut donc à présent dimensionner le tirant en flexion, en considérant qu on a choisi des liernes composées d un couple de profilés UPE et de nuance d acier S 235. Les profilés UPE sont de classe 1 en flexion, on doit donc obtenir la valeur du module de flexion plastique suivante : W pl,tot M Ed γ M0 = 63,44 1 f y = 0, m 3 = 270 cm 3 D où le module de flexion plastique minimal du profilé suivant : W pl W pl,tot = 270 = 135 cm3 2 2 D après le catalogue des profilés, un UPE 180 est suffisant pour reprendre les efforts de flexion engendrés par la poussée des terres sur les liernes (W pl = 173 cm 3 ) Il faut également vérifier sous sollicitation de cisaillement la résistance du profilé. Toujours dans le cas d une poutre chargée uniformément sur 4 appuis, l effort tranchant maximal vaut : V max = q a = 193,1 1,56 = 331,36 kn D où l effort tranchant sollicitant aux ELU suivant : V Ed = γ G V max = 1,35 331,36 = 447,34 kn On peut donc également dimensionner le tirant au cisaillement, pour cela on doit obtenir la valeur de l aire de cisaillement suivante : A v,tot V Ed 3 γ M0 447, = = 3, m 2 = 33 cm 2 f y D où l aire de cisaillement minimale du profilé suivante : A v A v,tot = 33 = 16,5 cm² 2 2 D après le catalogue des profilés, un UPE 240 est nécessaire pour reprendre les efforts de cisaillement dans les liernes (A v = 18,8 cm²) Il convient de s assurer que l âme du profilé n est pas sujette au voilement étant donné les efforts transversaux en présence. Pour ce faire, il convient de s assurer que la condition suivante est respectée : h w < 72 ε t w η A partir du catalogue des profilés, on a les dimensions suivantes pour un UPE 240 : h w = h 2 t f = ,5 = 215 mm t w = 7 mm h w = 215 t w 7 = 30,7 10

50 Mémoire de Projet de Fin d Etudes Page 49 sur 69 Pour un S 235, on a également : ε = 1 η = 1 On remarque bien qu on a un rapport des dimensions de l âme de 30,7 qui est donc inférieur à 72, ce qui signifie que l âme des profilés ne sera pas sujette au voilement. Enfin, il convient également de vérifier l interaction entre les sollicitations de flexion et de cisaillement. On cherche donc à déterminer le moment résistant de la lierne UPE 240 en prenant en compte l interaction. On commence donc par déterminer le coefficient de sollicitation de l effort tranchant : ρ = (2 V 2 Ed 1) = (2 A 2 v,min 1) = (2 16,5 2 V pl,rd A v,upe ,8 1) = 0,570 On peut ainsi en déduire le moment résistant de la lierne en prenant en compte les effets de cisaillement : M V,Rd = (W pl ρ A w 2 ) f y = ( ,57 (18, ) 2 4 t w γ M ) = 64,64 kn. m Or on a déterminé le moment de flexion sollicitant par profilé suivant : M Ed = 63,44 = 31,72 kn. m < M 2 V,Rd = 64,64 kn. m Un couple de profilés UPE 240 est donc recommandé pour la mise en œuvre de liernes sur 4 appuis Calcul sur logiciel Les modélisations et calculs qui ont été réalisés dans cette partie l ont été à partir du logiciel de calcul géotechnique GEO 5. Comme ce logiciel laisse la possibilité de choisir la norme employée, nous choisirons d effectuer le calcul selon la norme EN-1997 française. Les valeurs des efforts à appliquer dans les tirants d ancrage sont exprimées par mètre linéaire de paroi. Tous les paramètres entrés dans le logiciel sont conformes à ceux énoncés en préambule et concordent avec le rapport d étude de sol. Il n est malheureusement pas possible de consulter les notes de calcul relatives aux modélisations effectuées, la version gratuite du logiciel employée pour ces calculs ne permettant pas d y accéder Calcul des parois de pieux de 64 cm Comme pour le calcul à la main, le tirant d ancrage se trouve 1,50 m sous la tête de l écran de soutènement et est incliné de 30 par rapport à l horizontale dans le sol. Il est à noter qu on considère que la fiche est libre et non encastrée dans le sol comme il aurait été possible de le considérer. Une fois tous les paramètres indiqués, le logiciel peut procéder au calcul et détermine les résultats suivants (Figure de meilleure qualité en Annexe 24) :

51 Mémoire de Projet de Fin d Etudes Page 50 sur 69 Figure 13 : Diagrammes des sollicitations le long de la paroi de soutènement n 1 générées par le logiciel GEO 5 Le logiciel a d abord commencé par déterminer la profondeur de la fiche nécessaire : 2,74 m. Cela signifie donc que la hauteur de la paroi doit être d au moins 8,17 m. (Rappel : la hauteur d excavation est de 5,43 m.) Le calcul à la main imposait une hauteur de fiche d au moins 2,92 m, on trouve des résultats suffisamment similaires pour accepter le résultat fourni par le logiciel, certains paramètres comme les coefficients de poussée-butée ou la prise en compte de la surcharge pouvant différer. Le logiciel fournit également l effort à appliquer dans le tirant d ancrage, à savoir 269,31 kn par mètre linéaire de mur. Ce résultat est supérieur à celui fourni par la première étude, laquelle recommandait un effort de traction dans le tirant d ancrage d environ 225 kn par mètre linéaire de mur. Pour ce qui est des sollicitations le long de la paroi de soutènement, on remarque, avant de s attarder sur les valeurs numériques, que la courbe des moments et le diagramme des efforts tranchant ont la même allure que ceux tracés dans la partie précédente. Les résultats numériques font état d un moment fléchissant maximal de 233,88 kn.m par mètre linéaire de paroi. Le moment maximal précédemment calculé était de 210,7 kn.m et était donc inférieur. Il en va de même pour l effort tranchant, celui-ci ayant une valeur maximale de 233,23 kn alors que la valeur précédemment calculée était de 194,8 kn. Ces écarts proviennent du fait que le calcul à la main a été effectué en appliquant un coefficient de sécurité sur la butée seule et non sur l ensemble des sollicitations, donc celles de butée également, comme le préconise l EuroCode. La méthode employée pour le calcul à la main est néanmoins tolérée par la norme française. Il n est donc pas surprenant de constater que le logiciel fournit des valeurs de sollicitations supérieures le long de la paroi de soutènement, celles-ci ayant été majorées. Le logiciel permet également d effectuer un certain nombre de vérifications en rentrant les paramètres liés à la nature de la paroi de soutènement, à savoir, pour rappel, une paroi de pieux sécants de 64 cm de diamètre espacés de 1,12 m (tout comme les tirants), en béton C30/37 avec 19 armatures longitudinales HA 16 et des cerclages en HA 8 espacés de 12 cm, le tout en acier B500.

52 Mémoire de Projet de Fin d Etudes Page 51 sur 69 Tout d abord, le logiciel peut vérifier la stabilité externe / des pentes de l ouvrage : Figure 14 : Vérification de la stabilité externe de la paroi de soutènement n 1 à l'aide du logiciel GEO 5 Cette modélisation montre que la paroi de soutènement est stable dans ces conditions, puisque seulement 63,1 % de la résistance au glissement le long du cercle de rupture est mobilisée. Le logiciel peut également vérifier la stabilité interne de l ouvrage : Figure 15 : Vérification de la stabilité interne de la paroi de soutènement n 1 à l'aide du logiciel GEO 5 On constate donc que le massif de sol impacté par la mise en œuvre de la paroi de soutènement et plus particulièrement des tirants d ancrage est stable.

53 Mémoire de Projet de Fin d Etudes Page 52 sur 69 Le logiciel permet également de déterminer les déformations de la paroi de soutènement : Figure 16 : Diagramme des déformations de la paroi de soutènement n 1 à l'aide du logiciel GEO 5 La norme EN ne définit pas clairement les limites des déplacements des parois de soutènement, toutefois, selon le paragraphe (7), «une rotation relative de 1/500 est acceptable pour beaucoup d ouvrages», soit 2. Ici, on a calculé à l aide du logiciel un déplacement maximal de 6,9 mm pour une hauteur de soutènement de 5,43 m. On observe donc une rotation relative de 1,27. Les déplacements de la paroi de soutènement semblent donc être admissibles. Enfin, le logiciel vérifie également le ferraillage des pieux. Ici, il donne les résultats suivants, en considérant les aciers et le béton indiqués plus haut : Figure 17 : Résultats de la vérification du ferraillage des pieux de la paroi de soutènement n 1 selon le logiciel GEO 5 Le ferraillage des pieux de la paroi de soutènement n 1 établi dans la première partie est donc validé par le logiciel. Le logiciel a donc permis de valider un certain nombre de points comme les déplacements ou les stabilités d ensemble qu il aurait été difficile de réaliser à la main. La paroi de soutènement n 1 est ainsi validée par le logiciel GEO Calcul des parois de pieux de 88 cm Comme pour le calcul à la main, le tirant d ancrage se trouve 3 m sous la tête de l écran de soutènement et est incliné de 30 par rapport à l horizontale dans le sol. Il est à noter que comme pour le calcul à la main, les surcharges dues au trafic sont considérées infinies car suffisamment larges pour être considérées comme telles. Comme dans le cas précédent, la fiche est supposée libre et non encastrée dans le sol comme il aurait été possible de le considérer. Une fois tous les paramètres indiqués, le logiciel peut procéder au calcul et détermine les résultats suivants (Figure de meilleure qualité en Annexe 24) :

54 Mémoire de Projet de Fin d Etudes Page 53 sur 69 Figure 18 : Diagrammes des sollicitations le long de la paroi de soutènement n 2 générées par le logiciel GEO 5 Le logiciel a d abord commencé par déterminer la profondeur de la fiche nécessaire : 3,45 m. Cela signifie donc que la hauteur de la paroi doit être d au moins 10,88 m. (Rappel : la hauteur d excavation est de 7,43 m.) Le calcul à la main imposait une hauteur de fiche d au moins 3,49 m, on trouve donc des résultats quasiment identiques avec les deux méthodes, ce qui valide les résultats obtenus. Le logiciel fournit également l effort à appliquer dans le tirant d ancrage, à savoir 280,00 kn par mètre linéaire de mur. Ce résultat est supérieur à celui fourni par la première étude, laquelle recommandait un effort de traction dans le tirant d ancrage d environ 223 kn par mètre linéaire de mur. Comme précédemment, on remarque que les allures des courbes sont très similaires entre le calcul à la main et avec le logiciel GEO 5. Les résultats numériques font état d un moment fléchissant maximal de 340,45 kn.m par mètre linéaire de paroi. Le moment maximal précédemment calculé était de 289,8 kn.m et était donc inférieur. Il en va de même pour l effort tranchant, celui-ci ayant une valeur maximale de 242,49 kn alors que la valeur précédemment calculée était de 193,1 kn. Comme expliqué précédemment, ces écarts proviennent du fait que le calcul à la main a été effectué en appliquant un coefficient de sécurité sur la butée seule et non sur l ensemble des sollicitations, donc celles de butée également, comme le préconise l EuroCode. La méthode employée pour le calcul à la main est néanmoins tolérée par la norme française. Il n est donc pas surprenant de constater que le logiciel fournit des valeurs de sollicitations supérieures le long de la paroi de soutènement, celles-ci ayant été majorées. Le logiciel permet également d effectuer un certain nombre de vérifications en rentrant les paramètres liés à la nature de la paroi de soutènement, à savoir, pour rappel, une paroi de pieux sécants de 64 cm de diamètre espacés de 1,12 m (tout comme les tirants), en béton C30/37 avec 19 armatures longitudinales HA 16 et des cerclages en HA 8 espacés de 12 cm, le tout en acier B500.

55 Mémoire de Projet de Fin d Etudes Page 54 sur 69 Tout d abord, le logiciel peut vérifier la stabilité externe / des pentes de l ouvrage : Figure 19 : Vérification de la stabilité externe de la paroi de soutènement n 2 à l'aide du logiciel GEO 5 Cette modélisation montre que la paroi de soutènement est stable dans ces conditions, puisque seulement 65,3 % de la résistance au glissement le long du cercle de rupture est mobilisée. On vérifie également la stabilité interne de l ouvrage : Figure 20 : Vérification de la stabilité interne de la paroi de soutènement n 2 à l'aide du logiciel GEO 5 On constate donc que le massif de sol impacté par la mise en œuvre de la paroi de soutènement et plus particulièrement des tirants d ancrage est stable.

56 Mémoire de Projet de Fin d Etudes Page 55 sur 69 On détermine ensuite les déformations de la paroi de soutènement : Figure 21 : Diagramme des déformations de la paroi de soutènement n 2 à l'aide du logiciel GEO 5 Comme expliqué précédemment, la norme EN laisse la possibilité de considérer une rotation relative de 2 acceptable. Ici, on a calculé à l aide du logiciel un déplacement maximal de 2,3 mm pour une hauteur de soutènement de 7,43 m. On observe donc une rotation relative de 0,31. Les déplacements de la paroi de soutènement semblent donc être admissibles. Enfin, le logiciel vérifie également le ferraillage des pieux. Ici, il donne les résultats suivants, en considérant les aciers et le béton indiqués plus haut : Figure 22 : Résultats de la vérification du ferraillage des pieux de la paroi de soutènement n 2 selon le logiciel GEO 5 Le ferraillage des pieux de la paroi de soutènement n 2 établi dans la première partie est donc validé par le logiciel. Le logiciel a donc permis de valider un certain nombre de points comme les déplacements ou les stabilités d ensemble qu il aurait été difficile de réaliser à la main. La paroi de soutènement n 2 est ainsi validée par le logiciel GEO Contrôle de la note de calcul Le logiciel qui a servi à la réalisation de la note de calcul fournie par le bureau d études est le logiciel GGU-RETAIN, la norme de référence est l EuroCode 7. Toutefois, de multiples références sont faites aux normes allemandes, comme la norme DIN 4085 pour ce qui est des calculs de poussée et de butée des sols, la norme DIN relative aux structures en béton armé, et la norme DIN 1054 relative au calcul géotechnique. Les coefficients de poussée et de butée des sols employés dans la note de calcul sont donc différents de ceux qui ont été utilisés dans le calcul à la main, réalisé selon la norme française NF P

57 Mémoire de Projet de Fin d Etudes Page 56 sur 69 Tableau 16 : Coefficients de poussée-butée des sols du projet avec la méthode de Kérisel & Absi ou selon la DIN 4085 Comme on peut le constater sur le tableau ci-dessus, les coefficients employés dans la DIN 4085 diminuent les efforts favorables comme la cohésion, comparé aux coefficients fournis par Kérisel et Absi, et augmentent les efforts défavorables, comme les efforts sur l écran de soutènement dus au poids des terres ou à d éventuelles surcharges Calcul des parois de pieux de 64 cm La note de calcul est fournie en Annexe 25. Tout d abord, la fiche choisie par le bureau d études est de 3,50 m, soit une hauteur totale de la paroi de pieux de 8,93 m. Cette hauteur a été choisie par le bureau d études et est supérieure aux 8,40 m pris dans le calcul à la main, le bureau d études se place donc dans la sécurité. Toutefois, selon la DIN 1054, les coefficients de sécurité appliqués aux efforts sont les suivants : γ G = 1,20 γ Q = 1,30 On en déduit l effort normal caractéristique par mètre linéaire de mur dans le tirant d ancrage : N k = 204,56 kn/m N d = 235,24 kn/m Soit un effort de traction dans le tirant d ancrage de : A Ed = N d a = 235,24 1,12 = 263,47 kn Comme le bureau d études a considéré qu un tirant d ancrage était composé de deux câbles de 0,6 en acier 1570 MPa, l effort admissible dans le tirant d ancrage est le suivant : A Rd = 2 σ s A = = 382,26 kn γ M 1,15 Le tirant d ancrage est donc correctement dimensionné. On obtient également les moments et efforts tranchants maximaux le long de la paroi de soutènement : M SLS = M SLS,lin,max a = 154,2 1,12 = 172,7 kn. m M Ed = M Ed,lin,max a = 181,3 1,12 = 203,1 kn. m V Ed = V Ed,lin,max a = 205,5 1,12 = 230,2 kn On constate que les efforts sollicitants indiqués ci-dessus donnent des résultats assez nettement inférieurs à ceux déterminés par les deux études effectuées précédemment. Nous constatons donc qu à la fois les efforts dans le tirant d ancrage et le long de la paroi de soutènement sont inférieurs selon la note de calcul à ceux déterminés précédemment. Il est difficile d expliquer comment sont obtenus ces résultats étant donné que les calculs ont été effectués selon la norme allemande.

58 Mémoire de Projet de Fin d Etudes Page 57 sur 69 Le dimensionnement procède en considérant en le module d élasticité de la paroi égal à : E = MPa Et un module d inertie de la paroi de : I = π D 4 64 a En considérant donc uniquement les pieux armés. = π ,12 = ,2 cm4 /m Remarque : Bien qu il soit noté une valeur d espacement entre tirants a de 1,56 m dans la note de calcul (comme c est le cas pour la paroi de pieux de 88 cm), l espacement a à considérer est bien de 1,12 m. A présent, il faut déterminer la quantité d acier à mettre en œuvre dans les pieux armés pour reprendre les efforts de flexion : Il s avère que c est le critère d ouverture de fissure qui est dimensionnant et impose la section d acier minimale suivante : A s,min = 29,2 cm 2 Le bureau d études opte donc pour la mise en œuvre de 19 HA14, ce qui conduit à une section d aciers longitudinaux de : π 1,42 A s = 19 = 29,2 cm 2 4 La section d acier longitudinal employé diffère donc de celle calculée à la main. Cette différence provient bien sûr du fait que le moment agissant obtenu par le logiciel était inférieur à celui calculé à la main, et qu on ignore exactement comment procède le logiciel GGU-RETAIN pour déterminer les sections d acier. Il est également nécessaire de calculer la section d acier transversal à mettre en œuvre pour reprendre les efforts de cisaillement. D après la note de calcul, la section minimale d aciers transversaux à mettre en œuvre est de : A sw,lin,min = 6 cm 2 /m Le bureau d études laisse le choix à l entreprise pour la mise en œuvre des aciers transversaux. Enfin, le bureau d études effectue la vérification de liernes en prenant un couple d UPE 200. Comme expliqué précédemment, le moment agissant maximal d une charge uniformément répartie comme l est l action de poussée du sol sur une poutre sur 4 appuis équivaut à : M = q a² 10 C est la formule qui est employée dans la note de calcul. L effort agissant sur cette lierne est considéré égal à : q = 235,2 kn/ml Cette valeur est supérieure à celle déterminée dans la partie relative au calcul à la main où la valeur de q avait été prise égale à 194,8 kn/ml. Ceci s explique très probablement par le fait que les coefficients de poussée-butée sont supérieurs dans cette note de calcul. Toujours est-il que les profilés considérés sont les mêmes dans les deux cas. Ces efforts sont tout d abord vérifiés en flexion : Puis en cisaillement : σ d σ r = ,2 = 0,69 τ d τ r = = 0,51

59 Mémoire de Projet de Fin d Etudes Page 58 sur Calcul des parois de pieux de 88 cm La note de calcul est fournie en Annexe 26. Tout d abord, la fiche choisie par le bureau d études est de 3,50 m, soit une hauteur totale de la paroi de pieux de 10,93 m. Cette hauteur a été choisie par le bureau d études et est parfaitement cohérente avec les 10,92 m pris dans le calcul à la main. On en déduit l effort normal caractéristique par mètre linéaire de mur dans le tirant d ancrage : N k = 270,84 kn/m N d = 316,27 kn/m Soit un effort de traction dans le tirant d ancrage de : A Ed = N d a = 316,27 1,60 = 506,03 kn Comme le bureau d études a considéré qu un tirant d ancrage était composé de trois câbles de 0,6 en acier 1570 MPa, l effort admissible dans le tirant d ancrage est le suivant : A Rd = 3 σ s A = = 573,39 kn γ M 1,15 Le tirant d ancrage est donc correctement dimensionné. On obtient également les moments et efforts tranchants maximaux le long de la paroi de soutènement : M SLS = M SLS,lin,max a = 225,5 1,60 = 360,8 kn. m M Ed = M Ed,lin,max a = 266,6 1,60 = 426,6 kn. m V Ed = V Ed,lin,max a = 275,7 1,60 = 441,1 kn On constate que les efforts sollicitants indiqués ci-dessus donnent en flexion des résultats plutôt inférieurs à ceux déterminés par les deux études effectuées précédemment. Les résultats concernant l effort tranchant sont eux plus proches. Le dimensionnement procède en considérant en première approche le module d élasticité de la paroi égal à : E = MPa Et un module d inertie de la paroi de : I = π D 4 64 a En considérant donc uniquement les pieux armés. = π ,60 = ,3 cm4 /m Remarque : Bien que la valeur d espacement entre tirants a ait été considérée jusque-là égale à 1,56 m, dans la note de calcul, l espacement a à considérer est bien de 1,60 m. Ceci provient d une modification ultérieure aux plans fournis qui ont servi pour établir les calculs à la main et sur logiciel précédents. A présent, il faut déterminer la quantité d acier à mettre en œuvre dans les pieux armés pour reprendre les efforts de flexion : Il s avère que c est le critère d ouverture de fissure qui est dimensionnant et impose la section d acier minimale suivante : A s,min = 38,5 cm 2 Le bureau d études opte donc pour la mise en œuvre de 25 HA14, ce qui conduit à une section d aciers longitudinaux de : π 1,42 A s = 25 = 38,5 cm 2 4

60 Mémoire de Projet de Fin d Etudes Page 59 sur 69 La section d acier longitudinal employé diffère donc de celle calculée à la main. Cette différence provient bien sûr du fait que le moment agissant obtenu par le logiciel était inférieur à celui calculé à la main, et qu on ignore exactement comment procède le logiciel GGU-RETAIN pour déterminer les sections d acier. Il est également nécessaire de calculer la section d acier transversal à mettre en œuvre pour reprendre les efforts de cisaillement. D après la note de calcul, la section minimale d aciers transversaux à mettre en œuvre est de : A sw,lin,min = 8,2 cm 2 /m Le bureau d études laisse le choix à l entreprise pour la mise en œuvre des aciers transversaux. Enfin, le bureau d études effectue la vérification de liernes en prenant un couple d UPE 220. Comme expliqué précédemment, le moment agissant maximal d une charge uniformément répartie comme l est l action de poussée du sol sur une poutre sur 4 appuis équivaut à : M = q a² 10 C est la formule qui est employée dans la note de calcul. L effort agissant sur cette lierne est considéré égal à : q = 316,3 kn/ml Cette valeur est supérieure à celle déterminée dans la partie relative au calcul à la main où la valeur de q avait été prise égale à 193,1 kn/ml. Ceci s explique très probablement par le fait que les coefficients de poussée-butée sont supérieurs dans cette note de calcul. Il avait pourtant été nécessaire de mettre en œuvre des couples de profilés UPE 240 dans le calcul à la main. Ces efforts sont tout d abord vérifiés en flexion : Puis en cisaillement : σ d σ r = ,2 = 0,76 τ d = 76 τ r 126 = 0,60 Une fois les deux notes de calcul examinées par le bureau de contrôle, ce dernier valide (ou non, le cas échéant) les documents émis par le bureau d étude et marque ainsi son approbation pour le lancement des travaux. Le document correspondant à cette approbation est fourni en Annexe Suivi des travaux de blindage La mission du bureau de contrôle lors de la réalisation des travaux consiste en un suivi périodique suivant les principales étapes de la construction et la participation aux réunions de chantier. Lors des visites de contrôle, la mission est de s assurer que les dispositions recommandées par le bureau d études et également le bureau de contrôle soient appliquées sur chantier. Les réunions de chantier permettent de réunir tous les acteurs autour d une même table afin de décider des solutions qui seront mises en œuvre sur chantier. Par exemple, c est lors d une réunion de chantier que l entreprise a déclaré qu elle n était pas en mesure techniquement de mettre en œuvre des tirants avec une inclinaison de 45 par rapport à l horizontale comme l avait calculé le bureau d études. Il a donc fallu confronter les opinions des parties prenantes pour arriver à la solution de mettre en œuvre des tirants d ancrage inclinés de 30 par rapport à l horizontale, ce qui a dû entrainer un nouveau calcul de la part du bureau d études, soumis par la suite à la validation du bureau de contrôle.

61 Mémoire de Projet de Fin d Etudes Page 60 sur 69 La première étape de la réalisation de la paroi de soutènement a été la mise en œuvre des pieux non armés de la paroi. Ceux-ci ont été réalisés au moyen d un béton C25/30, afin de faciliter leur découpage ultérieur. En effet, il faudra procéder à un sécantage pour procéder à la réalisation des pieux secondaires. Cette étape a démarré à la fin du mois de Mai. Aucune observation particulière n a été effectuée à ce stade, les sols observés étaient conformes à ceux de l étude de sol, comme on peut le voir sur les rapports de visite en date des 27 et 30 mai 2016 (Voir Annexe 28). La réalisation des pieux secondaires armés a débuté en Juin Ceux-ci seront coulés avec un béton C30/37, afin d assurer la résistance de la paroi aux efforts calculés par le bureau d étude. La visite de contrôle effectuée pour le bétonnage des premiers pieux a permis de vérifier que le bon béton était mis en œuvre. Les rapports de visite sont également l occasion de rappeler aux parties prenantes de la construction des consignes déjà émises précédemment mais fondamentales pour assurer la qualité de la réalisation. Comme on peut le voir en consultant le rapport de visite du 8 juin fourni en Annexe 29, il est important de rappeler qu il est primordial d effectuer un bon recoupement des pieux, et que pour cela il est crucial de veiller à la parfaite verticalité des pieux coulés, sous peine de défauts d étanchéité dans la paroi. L implantation précise des pieux est également un paramètre essentiel. Le mois de Juin a été dévolu entièrement au coulage des parois de pieux. Au mois de Juillet, le coulage des pieux a continué sur les dernières localisations, en parallèle des travaux d excavation qui avaient débuté sur les portions où les parois de pieux étaient terminées. La prochaine étape a donc été la mise en œuvre des tirants d ancrage. Cette étape a fait l objet d un rapport de visite visible en Annexe 32. Comme énoncé dans la première partie, il est obligatoire de réaliser des essais de contrôle sur les tirants, surtout dans le cas où aucun essai préalable n a été réalisé, comme c est le cas ici. Cet essai de contrôle consiste en la mise en charge du tirant jusqu à 1,25 fois l effort qu il est censé subir selon les calculs du bureau d étude. En considérant un essai de contrôle sur un tirant de la paroi de soutènement n 2, l effort censé s appliquer dans un tirant est de 506 kn. Comme on peut le voir sur la photo ci-après, l essai de contrôle consiste à mettre en tension par palier le tirant, jusqu à la traction d épreuve égale à 1,25 fois la traction de service, comme décrit dans la partie relative à l évolution des tensions dans les barres. Les paliers se situent à 0,2, 0,5, 0,75, 1 et 1,25 fois la traction de service. Chacun de ces paliers est maintenu une minute. Une fois la traction d épreuve atteinte, celle-ci est maintenue pendant une certaine durée et des mesures de déplacement sont effectuées à 5 puis 10 et enfin 15 minutes afin de s assurer que le tirant est stable dans le sol sous l application de cet effort. Le tirant est ensuite relâché jusqu à la traction de service. C est donc pour cette tension que le tirant sera scellé au sol et à la paroi de soutènement. Cette tension est ainsi appelée traction de blocage. La photo 1 fournit plusieurs informations intéressantes. Tout d abord, on remarque que contrairement à la note de calcul du bureau d études et conformément au calcul réalisé à la main, le tirant utilisé est une barre 52/26, c est-à-dire une barre creuse de diamètre extérieur 52 mm et de diamètre intérieur 26 mm. On remarque également que l inclinaison du tirant d ancrage est spécifiée et que sa valeur est de 35, au lieu des 30 prédéfinis. Cette disposition est favorable d un point de vue statique étant donné qu ainsi, le tirant, dont les longueurs n ont pas été modifiées par rapport à la note de calcul, va s enfoncer plus en profondeur et aller ainsi chercher un sol de meilleure qualité. Comme on peut le voir, la fiche d essai était prévue pour un tirant de la paroi de soutènement n 2 puisque la traction de service prévue était de 512 kn, contre les 506 kn prévus par la note de calcul. Les différences doivent provenir d une légère modification de la note de calcul postérieure à mon analyse de celle-ci. Une ligne du rapport d essai est dédiée aux pressions dans le vérin.

62 Mémoire de Projet de Fin d Etudes Page 61 sur 69 Photo 1 : Rapport d'essai de contrôle d'un tirant d'ancrage Les résultats de l essai montrent bien que le tirant d ancrage est stable dans le sol lorsqu il est soumis à la traction d épreuve puisque les déplacements de celui-ci varient de 36,75 à 36,79 mm au long de la durée de maintien à la traction d épreuve du tirant. Le déplacement observé durant ce maintien étant infime (0,04 mm), l essai de contrôle valide le scellement du tirant dans le sol et autorise à effectuer le blocage à la traction de service. Une fois les tirants correctement scellés, il est possible de procéder à la suite de l excavation jusqu au niveau final du fond de fouille. Il n est nul besoin de s attarder sur les protections contre la corrosion des tirants d ancrage, ceux-ci étant provisoires. En effet, les dalles des niveaux enterrés sont dimensionnées pour jouer le rôle de butons une fois celles-ci réalisées.

63 Mémoire de Projet de Fin d Etudes Page 62 sur 69 Conclusion Le principal but de ce Projet de Fin d Etudes effectué au sein de l entreprise OGC, localisée au Luxembourg, était de développer mes connaissances et mes compétences dans un domaine que j apprécie tout particulièrement, à savoir la géotechnique, et plus particulièrement les structures de soutènement. J ai eu la chance d effectuer mon projet dans un pays où les chantiers comportant des blindages de fouille sont légion et ainsi apporter une véritable valeur ajoutée à ce projet. Les étapes de ce projet étaient multiples. Tout d abord, je me suis principalement documenté sur les différentes méthodes qui sont référencées comme étant les méthodes les plus couramment employées pour des chantiers où un blindage de fouille est nécessaire. J en ai retenu dix. La première catégorie de parois était celle des parois composites, c est-à-dire celles qui assemblent des éléments verticaux disjoints et des éléments pouvant être de différente nature assurant le blindage sur la hauteur de la fouille en transmettant les efforts de poussée aux éléments verticaux. Cette catégorie regroupe les parois berlinoises, lutéciennes, et parisiennes. La seconde catégorie de parois était celle des parois de pieux. C est-à-dire qu elle consiste en la mise en œuvre de rideaux de pieux afin de former un écran. Lorsque les pieux s entrecoupent, il s agit d une paroi de pieux sécants. Si les pieux sont disjoints, c est alors une paroi de pieux tangents. La troisième catégorie est celle des parois moulées. Cela consiste en la réalisation d excavations de panneaux dans le sol pour le coulage du béton dans la masse. La quatrième catégorie est celle des parois clouées. Elle consiste en la mise en œuvre d une multitude de tirants d ancrage passifs de petite dimension appelés clous qui assurent la stabilité de la paroi. La cinquième catégorie est celle des parois de palplanches. Les palplanches sont des profilés métalliques emboitables les uns dans les autres. Ils sont ainsi enfoncés dans le sol afin de former un écran de soutènement. Enfin, la sixième et dernière catégorie est celle des parois réalisées à l aide d un béton de sol. Pour cela, il faut déstructurer le sol en place pour le mélanger avec un coulis de ciment. Deux méthodes principales existent pour réaliser ce béton de sol. La première, le jet-grouting, consiste en l injection sous haute pression du coulis de ciment dans le sol. La seconde, le soil-mixing, consiste elle à déstructurer mécaniquement le sol tout en le mélangent au coulis de ciment. Chacune de ces parois présente des avantages et des inconvénients, le panel de solutions de soutènement existantes étant suffisamment large pour que chaque projet trouve la solution de blindage de fouille adéquate. Une fois ce travail de bibliographie effectué, j ai pu mettre en application celui-ci sur un chantier en particulier : le Projet Themis à Esch-sur-Alzette. La première étape de mon travail par rapport à ce chantier fut de justifier du choix du blindage de fouille employé, à savoir une paroi de pieux tangents. Il s avère que, de par les conditions du projet (présence d eau dans le sol, projet situé en milieu urbain, présence d un sol non cohérent, géométrie compliquée de l enceinte de soutènement) ou pour des raisons financières, la décision d opter pour la mise en œuvre de parois de pieux sécants semble être en tout point la meilleure. Mon prochain objectif fut donc d effectuer le dimensionnement de la paroi de pieux sécants. Celle-ci fut décomposée en deux parois ayant conduit à deux dimensionnements différents : la première était située le long des bâtiments voisins existants. Comme ces bâtiments disposaient des volumes enterrés, la mise en œuvre de la paroi de pieux pouvait débuter environ 2 mètres sous le niveau 0 du projet. La hauteur de soutènement étant réduite, il était ainsi possible de réduire les dimensions des pieux à 64 cm de diamètre pour diminuer l emprise de la paroi et optimiser l espace.

64 Mémoire de Projet de Fin d Etudes Page 63 sur 69 La seconde était située le long de la voirie et aux localisations où il n existait pas de bâtiment voisin. Dans ce cas, la hauteur d excavation devait se faire à partir du niveau du sol, c est-à-dire 2 mètres plus haut que les premières. Le diamètre des pieux dans ce cas a été choisi égal à 88 cm. Tout d abord, j ai commencé par réaliser des calculs à la main pour déterminer les sollicitations dans les parois, pour par la suite effectuer leur dimensionnement selon les EuroCodes, y compris le dimensionnement des liernes et des tirants. J ai ensuite procédé de la même façon à l aide du logiciel GEO 5. Toutefois, le logiciel m a permis d aller plus loin dans mon approche en effectuant des vérifications qu il m était difficile de réaliser à la main comme la vérification des stabilités internes et externes de la structure de soutènement ou encore le calcul des déplacements de l écran de soutènement. L étape suivante fut le contrôle de la note de calcul transmise par le bureau d étude. La principale difficulté était que cette note de calcul, réalisée à l aide du logiciel GGU-RETAIN, avait été effectuée en se basant sur la norme allemande. Il s avère que la plupart des coefficients variaient entre les deux méthodes, comme les coefficients de poussée-butée, les résultats du bureau d étude étant ainsi différents de ceux obtenus par les études précédentes. Toutefois, les résultats étaient cohérents. Il s avère néanmoins que la norme allemande fournit des conditions favorables à un dimensionnement plus «léger» de la paroi de soutènement. Tableau 17 : Récapitulatif des principaux résultats obtenus par les trois dimensionnements Enfin, la dernière étape de mon travail fut d effectuer le suivi des travaux de ces parois de soutènement. L essentiel du travail étant fourni en amont lors du contrôle de la note de calcul, le travail de suivi consiste à rappeler les procédures de mise en œuvre, essentiellement sur les points pouvant mettre en jeu les performances ou la santé de l ouvrage de soutènement. J ai ainsi pu suivre la mise en œuvre d une paroi de soutènement, en partant des raisons qui définissent le choix d une paroi, pour poursuivre par son dimensionnement et sa vérification, et enfin effectuer le suivi de la mise en œuvre de celle-ci. J ai donc réalisé un travail portant sur l ensemble des choix et décisions liés à la conception et la construction d une paroi de soutènement en conditions réelles. Je retire donc beaucoup de mon expérience durant de Projet de Fin d Etudes, dans un domaine essentiel de la construction au Luxembourg.