6-Annexe DLE 05-Mission Geotechnique G2

Bordeaux -Tél. 05 56 28 38 93

ET.14-0025 – Pièce n° 001-indice B

SICOVAL

AYGUESVIVES (31) Construction d’une STEP et d’un bâtiment de co-compostage Mission géotechnique G2 PRO

ET.14.0025 – Pièce n°001 – indice B AYGUESVIVES (31) – Construction d’une STEP et d’un bâtiment de compostage – Mission G2PRO

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A X X X X X X X X X X X X X X X X X X X X X X X X X X X X X X X X X X X X X X X X

X X X X X X X X X X X X X X X X X X X X X X X X X X X X X X X X X X X X X X X X

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A X X X X X X X X X X X X X X X X X X X X X X X X X X X X X X X X X X X X X X X X


B X X X X X X X X X X X X X X X X X X X X X X X X X X X X X X X X X X X X X X X X

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B

X X X X X X X X X X X

X X X X X X X X X X X

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Sommaire

PRESENTATION DE NOTRE MISSION ________________________________________________ 7 1-

Mission selon la norme NF P 94-500_____________________________________________ 7

2-

Documents mis à notre disposition pour cette étude_________________________________ 8

3-

Programme d’investigations ___________________________________________________ 8

DESCRIPTIF GENERAL DU PROJET ET APPROCHE DOCUMENTAIRE ________________ 10 1-

Description du site ________________________________________________________ 10

2-

Contexte géologique _______________________________________________________ 11

3-

Contexte hydrogéologique___________________________________________________ 11

3.1 Aquifères ________________________________________________________________ 11 3.2 Inondations par remontée de nappes ____________________________________________ 12 3.2 Sens d’écoulement de la nappe _________________________________________________ 12 4-

Enquête documentaire ______________________________________________________ 12

5-

Zonage sismique __________________________________________________________ 14

RESULTATS DES INVESTIGATIONS_________________________________________________ 15 1-

Résultats des sondages______________________________________________________ 15

1.1 Lithologie ________________________________________________________________ 15 1.2 Géomécanique ____________________________________________________________ 17 2-

Hydrogéologie ___________________________________________________________ 18

Niveau de nappe de référence ____________________________________________________ 18 3-

Rappel des résultats des essais de perméabilité ____________________________________ 20

4-

Résultats des essais de laboratoire _____________________________________________ 20

ADAPTATION DU PROJET AU SITE _________________________________________________ 26 1

Description générale du projet et des ouvrages _______________________________ 26

2

Rappel des contraintes du site et principes généraux de conception _____________________ 26

3

Centre de co-compostage ___________________________________________________ 28

4

STEP __________________________________________________________________ 53

5

Modalités de mise hors d’eau des fouilles en phase chantier et du projet en phase définitive ___ 67

6

Voiries _________________________________________________________________ 73

Conditions Générales ________________________________________________________ 77 Missions types d’ingénierie géotechnique

(Norme NF P 94-500) ___________________ 80

ANNEXES __________________________________________________________________________ 81 Plan d’implantation des sondages ______________________________________________ 82 Coupes des sondages à la pelle mécanique ______________________________________ 84


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Coupes des sondages carottés _________________________________________________ 92 Coupes des essais de pénétration statique _______________________________________ 99 Essais de laboratoire________________________________________________________ 111 Bâtiment co-compostage Calcul Tasseldo ______________________________________ 164 Bâtiment co-compostage Calcul Tasneg _______________________________________ 169 Bâtiment co-compostage Calcul capacité portante des pieux ______________________ 172 Calcul d’une fondation superficielle selon l’Eurocode 7 et sa norme d’application (NFP 94261) _____________________________________________________________________ 176 Bâtiment co-compostage Calcul Taspie+ - 3T/m2________________________________ 178 Bâtiment co-compostage Calcul Taspie + - 2T/m2 _______________________________ 181 Bâtiment co-compostage Calcul IR sous semelles________________________________ 184 Casiers extérieurs : calcul Tasseldo ___________________________________________ 186 STEP : calcul Tasseldo ______________________________________________________ 191 STEP : Descentes de charges_________________________________________________ 194 STEP : Calcul capacité portante des micropieux_________________________________ 203 STEP : Calcul TALREN _____________________________________________________ 207


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Présentation de notre mission

A la demande du SICOVAL et dans le cadre de la construction d’une station d’épuration et d’un bâtiment de co-compostage, sur des parcelles non construites sur la commune d’AYGUESVIVES (31), l’étude géotechnique de conception phase Projet, a été confiée à FONDASOL, Agence de Toulouse, suite à l’acceptation du devis DE.ET.14.01.018ind B.

1- Mission selon la norme NF P 94-500 Il s'agit d'une mission de type G2 PRO au sens de la norme NFP 94-500 (Missions Géotechniques Types – Révision Novembre 2013). Les objectifs de notre mission sont de développer les points suivants : • définir le contexte géotechnique et les niveaux d’eau du site ; • analyser les contraintes naturelles ou préexistantes s’imposant au projet ; • définir les hypothèses géotechniques ; • définition et dimensionnement des modes de fondation des ouvrages : • Pour les bassins de la STEP, il sera étudié les solutions suivantes : o Radier sur amélioration des sols (sous certaines conditions), o Fondations profondes de type pieux ou micropieux, o Etude des talus pour les bassins enterrés, o Rabattement de nappe, •

Pour le bâtiment de co-compostage : o Fondations superficielles sur amélioration de sols, o Dallage sur amélioration de sols, o Fondations profondes de type pieux, o Principe de réalisation du remblai constituant la plateforme.

•

Pour les voiries : o Caractérisation des travaux à mettre en œuvre pour la mise en œuvre des remblais et des traitements préalables des sols en place, o Définition des structures à mettre en œuvre en fonction des différents trafics communiqués, o Recommandations particulières à la réalisation de ces travaux.

•

Vis-à-vis des eaux souterraines : o Estimation des débits d’exhaure pour les bassins enterrés, o Principe de mise en œuvre des rabattements, o Evaluation des principes d’assainissement à envisager vis-à-vis des eaux souterraines, o Recommandations particulières à la réalisation de ces travaux.

•

Pour les murs de soutènement prévus en aval de la parcelle : o Type et dimensions des fondations, o Vérification au poinçonnement, au renversement et au glissement, o Recommandations pour la réalisation des travaux.

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• Définir les éventuels aléas ou anomalies mis en évidence par l’étude et les suites à donner.

Conformément à la réunion du 7 janvier 2014, notre étude ne portera pas sur le dimensionnement des bassins plantés qui seront créés en périphérie des projets de station d’épuration et du bâtiment de compostage.

2- Documents mis à notre disposition pour cette étude Les documents reçus sont les suivants : -

Plans topographiques (plan topo initial.dwg et RO110009-166-Ayguesvives-axz-Sud140428.dwg), Plans d’implantations (10STO006-DCE-IMP-1B et STO006-DCE-IMP-2B), Plan de masse (10STO006-DCE-MAS-1B) Profil hydraulique – Filière eau (10STO006-DCE-3A) Vues en coupe co-compostage (10STO006-DCE-4A).

3- Programme d’investigations Dans le cadre de l’étude G2 PRO, il a été réalisé les investigations géotechniques suivantes : • 11 sondages au pénétromètre statique lourd 200 kN descendus au refus (entre 4.5 et 6.0m de profondeur) numérotés SP10 à SP20. • 2 sondages carottés en 116 mm à 8 m de profondeur, notés SC10 et SC11. • 14 sondages au tractopelle descendus entre 1.5 et 3.3m de profondeur et notés PM10 à PM23. • Des essais de laboratoire comprenant : • 16 teneurs en eau • 7 valeurs au bleu du sol (VBS) et 2 mesures des limites d’Atterberg, • 6 analyses granulométriques par tamisage • 6 mesures de la teneur en matières organiques, • 2 essais de retrait des argiles (essais de dessiccation sur échantillons non remaniés), • 2 essais œdométriques, • 1 essai de cisaillement consolidé drainé à la boite de Casagrande, • 2 essais Proctor avec mesures de l’IPI, • 1 essai Proctor Normal, • 2 essais d’aptitude des sols au traitement au liant hydraulique avec ou sans chaux, • Réalisation de 10 moulages en sol traité, compacté à l’énergie Proctor Normal avec mesure de l’indice de portance immédiat (IPI) et de l’indice CBR après 4 jours d’immersion • 2 tests d’agressivité des sols vis-à-vis du béton, • 2 tests d’agressivité de la nappe vis-à-vis du béton. L’implantation des reconnaissances ainsi que les résultats des sondages et essais sont donnés en annexe. Les cotes NGF des sondages ont été données d’après le plan topographique qui nous a été fourni pour cette affaire. ET.14.0025 – Pièce n°001 – indice B AYGUESVIVES (31) – Construction d’une STEP et d’un bâtiment de co-compostage – Mission G2PRO

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Nous avons de plus utilisé les sondages réalisés dans la zone lors de deux études antérieures : Rapport GINGER CEBTP n°STL2.7.0971/7 du 21/09/09 et Rapport GINGER CEBTP n°STL2.B.0265 du 12/12/11. Ces études correspondent à des missions géotechniques d’avant projet (mission G12 selon la norme NF-P-94-500 de décembre 2006) pour les mêmes projets. Ces études comprenaient la campagne d’investigations géotechniques suivante : o o o o o o

4 sondages pressiométriques (PR1, PR2, PR1-2 et PR2-2) avec réalisation d’essais pressiométriques et mise en place des tubes piézométriques dans deux sondages. 2 sondages destructifs (SD1 et SD2), 13 essais de pénétration dynamique (PD1 à PD5 et PD1-2 à PD8-2). 10 sondages à la pelle mécanique (PM1 à PM4 et PM1-2 à PM6-2). 3 essais de perméabilité, Des essais de laboratoire comprenant : mesures de teneur en eau, analyses granulométriques, valeurs au bleu, limites d’Atterberg, essais Proctor, IPI, CBRsat.

Les sondages numérotés xx-2 correspondent à ceux réalisés au droit du projet du bâtiment de co-compostage. Les sondages réalisés au droit des projets ont été reportés sur le plan d’implantation donné en annexe. Pour les coupes et diagrammes on se reportera aux rapports correspondants.


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Descriptif général du projet et approche documentaire 1- Description du site Le site est actuellement une ancienne parcelle agricole, en friche et présentant une légère pente. Ce terrain est enclavé entre la route départementale RD813, l’autoroute A61 et le ruisseau de l’AMADOU surplombant le site d’environ 1 m à 2 m de hauteur.

Site étudié

Selon les renseignements communiqués, la parcelle devant accueillir le bâtiment de compostage a fait l’objet de remblaiement sur une hauteur maximale de 1 m.

Parcelle concernée par les stagnations d’eau (« mares »)

Parcelle remblayée


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2- Contexte géologique D’un point de vue géologique, la parcelle repose sur les alluvions récentes de l’Hers, principalement caractérisées par des formations argileuses à argilo-graveleuses en profondeur. Ces alluvions reposent sur le substratum molassique sous-jacent.

Site étudié

Extrait de la carte géologique au 1/50 000e

3- Contexte hydrogéologique 3.1 Aquifères D’après les données de la carte géologique de Toulouse-Ouest au 1/50 000 et les données de la banque du sous-sol du BRGM, le principal aquifère présent au droit du site est constitué par les alluvions récentes de l’Hers de 4 à 5 m de puissance. Ces alluvions sont plutôt constituées de matériaux fins (limons, argiles et sables) mais aussi localement de niveaux plus grossiers (graves à matrice sableuse à argileuse). Une nappe libre circule au sein des alluvions. Son niveau varie en fonction des secteurs et subit de fortes fluctuations annuelles. Son mur est représenté par le substratum molassique peu perméable de plusieurs centaines de mètres d’épaisseur qui constitue un aquifère secondaire à la faveur de lentilles ou de niveaux principalement sableux ou gréseux plus ou moins interconnectés. La nappe qui y circule est généralement très peu productive.


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3.2 Inondations par remontée de nappes D’après la carte de remontées de nappes (source : BRGM), la zone d’étude est classée comme ayant une sensibilité très forte au risque d’inondations par remontée de nappe ou de nappe subaffleurante. La carte ci-dessous présente ce risque d’inondation par remontée de nappe :

Figure 1 : Carte de remontée de nappes (donnée extraite du site web www.inondationsnappes.fr, développé par le BRGM)

Cette carte de risque indique qu’au droit de notre secteur, les remontées de nappe sont fortement influencées par les flux issus du vallon de l’Amadou à Ayguesvives situé au Sud Ouest.

3.2 Sens d’écoulement de la nappe Aucune carte piézométrique d’archive n’a été retrouvée sur la zone. Néanmoins, d’après notre expérience régionale, la nappe devrait globalement s’écouler selon une direction Sud Nord à Sud-ouest Nord-Est.

4- Enquête documentaire Il est à noter que la commune d’AYGUESVIVES est soumise aux plans de prévention des risques suivants : Plans

Bassin de risque

PPRn Mouvement de terrain Tassements différentiels PPRn Inondation - Par une crue à débordement lent de cours d'eau

Hers-Mort

Prescrit le

Enquêté le

Approuvé le

24/06/2004

-

-

09/11/2007

19/07/2013

21/01/2014


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La commune a par ailleurs fait l’objet de plusieurs arrêtés de catastrophe naturelle : catastrophe

Début le

Fin le

Arrêté du

Sur le JO du

Tempête

06/11/1982

10/11/1982

30/11/1982

02/12/1982

Inondations et coulées de boue

23/04/1988

28/04/1988

02/08/1988

13/08/1988

Mouvements de terrain différentiels consécutifs à la sécheresse et à la réhydratation des sols

01/05/1989

31/12/1997

15/07/1998

29/07/1998

Effondrement de terrain

01/06/1989

31/12/1989

14/05/1990

24/05/1990


07/05/1990

07/05/1990

07/12/1990

19/12/1990


23/06/1992

24/06/1992

06/11/1992

18/11/1992


24/04/1994

24/04/1994

06/09/1994

25/09/1994


29/07/1996

29/07/1996

24/03/1997

12/04/1997


06/10/1997

06/10/1997

12/03/1998

28/03/1998


01/03/1998

31/12/1998

29/10/2002

09/11/2002


02/07/1998

03/07/1998

22/10/1998

13/11/1998

Inondations, coulées de boue et mouvements de terrain

25/12/1999

29/12/1999

29/12/1999

30/12/1999


01/07/2003

30/09/2003

25/08/2004

26/08/2004


24/09/2006

24/09/2006

22/02/2007

10/03/2007


24/01/2009

27/01/2009

28/01/2009

29/01/2009


01/01/2011

31/12/2011

11/07/2012

17/07/2012

Vis-à-vis de la sensibilité des argiles, le site est en aléa faible.


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5- Zonage sismique D’un point de vue sismique, AYGUESVIVES se situe en zone 1 de sismicité très faible selon le décret du 22/10/2010. Aucune étude sismique n’est à mener.


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Résultats des investigations 1- Résultats des sondages 1.1 Lithologie Dans cette synthèse nous avons intégré l’ensemble des sondages réalisés sur le site (sondages GINGER CEBTP et sondages FONDASOL). L’analyse des sondages a mis en évidence deux zones distinctes qui correspondent aux deux projets étudiés : - La zone où sera implantée la STEP - La zone où sera implanté le bâtiment de co-compostage. Ces deux zones sont séparées par le chemin rural.

1-1-1

Zone STEP

Sondages GINGER CEBTP : PR1, PR2, SD1, SD2, PD1 à PD5, PM1 à PM4. Sondages FONDASOL : SC10, PS10 à PS15, PM10 à PM16. Au droit du projet de la STEP, le terrain naturel varie de 157.3 à 157.9NGF d’après le plan topographique fourni. Les sondages ont mis en évidence les formations suivantes, de haut en bas : -

De la terre végétale sur des épaisseurs variant de 0.30 à 0.50m,

-

En PM10, PM11 et PM13, des limons argileux ocre-bleu, renfermant des débris de brique, qui descendent jusqu’à 1.4m à plus de 3.2m au droit des sondages et qui pourrait correspondre à des remblais,

-

Des formations argilo-sableuses (argile sableuse, argile, sable argileux, limons argileux…) de couleur marron, de faible consistance. La base a été reconnue entre 1.0 et 5.0m au droit des sondages. On notera un approfondissement de la base vers le Nord (PS12 (4m), PS14 (4.1m), PD4 (4.2m) et PD5 (5m)). Nota : les sondages PD4 et PD5 sont en dehors des ouvrages béton. On notera des passages sableux notamment en PM16 à partir de 1.9m de profondeur, en PS12 vers 1m, en PS13 vers 1.2 et 1.3m, PS14 vers 1.6m et en PS15 entre 0.5 et 1.5m.

-

Des argiles à passées sableuses et des sables argileux de compacité faible à moyenne qui descendent jusqu’à des profondeurs variant de 5.1 à 6.0m. Au droit du sondage PM2, on notera la présence très localisée des graves argileuses entre 2.8 et 3.2m de profondeur au sein de ces formations. Ce sondage se situe le long du chemin rural.

-

Au-delà le substratum molassique constitué d’argiles marneuses et de marnes argileuses de bonne consistance.


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Nota : Au droit des essais de pénétration statique, la transition entre les formations argilo-sableuses de bonne consistance d’origine alluvionnaire et le substratum molassique est difficile à appréhendée en raison d’une augmentation progressive de la résistance de pointe. Nous l’avons située entre 4.5m et 6.0m de profondeur soit entre les cotes 151.8 à 152.9NGF. Nota 2 : On nous a déclaré que des remblais hors sol avaient été mis en œuvre. Ils sont observables sur le plan topographique fourni à l’entrée du site en dehors de la zone du projet.

1-1-2

Zone Bâtiment de co-compostage

Sondages GINGER CEBTP : PR1-2, PR2-2, PD1-2 à PD8-2, PM1-2 à PM5-2. Sondages FONDASOL : SC11, PS16 à PS20, PM17 à PM23. Au droit du projet du bâtiment de co-compostage, le terrain naturel varie de 156.75 à 158NGF d’après le plan topographique fourni. Les sondages ont mis en évidence les formations, suivantes de haut en bas : -

De la terre végétale sur des épaisseurs variant de 0.20 à 0.50m,

-

En PM1-2, des argiles marron, renfermant des débris de brique, qui descendent jusqu’à 0.8m profondeur et qui correspondent à des remblais,

-

Des argiles limoneuses et des limons silteux de couleur marron à marron-bleu, de faible consistance. Leur base a été reconnue entre 1.4 et 4.2m au droit des sondages. On notera un approfondissement de la base vers le Nord (PS20 (3.8m) et PD7.2 (4.2m)).

-

Des graves argileuses et des graves sableuses de bonne compacité qui descendent jusqu’à des profondeurs variant de 2.8 à 3.5m au droit des sondages.

-

Des argiles à passées sableuses et des sables argileux de compacité faible à moyenne qui descendent jusqu’à des profondeurs variant de 4.6 à 6.2m.

-

Au-delà le substratum molassique constitué d’argiles marneuses et de marnes argileuses de bonne consistance. On notera la présence d’un niveau de sable molassique au droit du sondage SC11 entre 6.9 et 7.0m de profondeur.

Nota : Au droit des essais de pénétration statique, la transition entre les formations argilo-sableuses de bonne consistance d’origine alluvionnaire et le substratum molassique est difficile à appréhendée en raison d’une augmentation progressive de la résistance de pointe. Nous l’avons située entre 4.6m et 6.2m de profondeur soit entre les cotes 151.3 à 152.9NGF. Nota 2 : On nous a déclaré que des remblais hors sol avaient été mis en œuvre. Ils sont observables sur le plan topographique fourni à l’entrée du site en dehors de la zone du projet.


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1.2 Géomécanique 1-2-1 Zone STEP Les caractéristiques pressiométriques et pénétrométriques sont : -

Faibles dans les formations argilo-sableuses, avec : o Pression limite nette, Pl* = 0.13 à 0.36MPa o Module pressiométrique : Em = 0.8 à 2.6MPa o Résistance de pointe dynamique : qd < 2MPa o Résistance de pointe statique : qc < 1MPa

-

Moyennes dans les argiles à passées sableuses et dans les sables argileux, avec : o Résistance de pointe dynamique : qd = 4 à 12MPa o Résistance de pointe statique : qc = 2 à 14MPa (on notera une augmentation de la résistance de pointe avec la profondeur)

-

Bonnes dans le substratum molassique, avec : o Pression limite nette, Pl* = 2.9 à 6.3MPa o Module pressiométrique : Em = 32 à 382MPa o Résistance de pointe dynamique : qd : refus o Résistance de pointe statique : qc >18MPa

1-2-2 Zone Bâtiment de co-compostage Les caractéristiques pressiométriques et pénétrométriques sont : -

Faibles dans les argiles et les limons silteux, avec : o Pression limite nette, Pl* = 0.26 et 0.33MPa o Module pressiométrique : Em = 3.3 à 3.6MPa o Résistance de pointe dynamique : qd < 3MPa o Résistance de pointe statique : qc < 1MPa

-

Moyennes dans les graves argileuses et sableuses, avec : o Résistance de pointe dynamique : qd = 4 à 12MPa o Résistance de pointe statique : qc >10MPa

-

Moyennes dans les argiles à passées sableuses et dans les sables argileux, avec : o Pression limite nette, Pl* = 0.6 à 1.9MPa o Module pressiométrique : Em = 5.1 à 20MPa o Résistance de pointe dynamique : qd = 4 à 15MPa o Résistance de pointe statique : qc = 4 à 11MPa

-

Bonnes dans le substratum molassique, avec : o Pression limite nette, Pl* = 3.82 à 4.88MPa o Module pressiométrique : Em = 40.3 à 51.1MPa o Résistance de pointe dynamique : qd : refus o Résistance de pointe statique : qc >20MPa


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2- Hydrogéologie Niveau de nappe de référence Le principal aquifère pouvant être en interférence avec le projet correspond à la nappe alluviale. Seuls quelques ouvrages profonds mais de faible extension sont susceptibles d’interagir avec le substratum molassique, mais dont les faciès sont à prédominance argilo-marneuse d’après les résultats des sondages profonds réalisés. Le substratum molassique peut donc être considéré comme peu perméable. Les venues d’eau devraient donc en théorie y être négligeables. Des venues d’eau ont été observées lors de la réalisation des sondages à la pelle mécanique le 25 mars 2014 entre 0.9 et 1.8m de profondeur. Un suivi piézométrique a été réalisé sur le site entre avril 2009 et mai 2010. Il est présenté ci après :

Date 20 et 21/04/2009 20/08/2009 02/09/2009 02/10/2009 04/11/2009 01/12/2009 04/01/2010 03/02/2010 25/03/2010 06/04/2010 04/05/2010

PRI Cote TA (en mNGF*) = 157.7 Profondeur nappe Cote nappe en m/TA en mNGF 0.56 157.14 2.1 155.6 2.17 155.53 -

SD2 Cote TA (en mNGF*) = 156.5 Profondeur nappe Cote nappe en m/TA en mNGF 0 156.5 2 154.5 2.08 154.42 2.2 154.3 2.04 154.46 1.85 154.65 1.7 154.8 1.25 155.25 0.68 155.82 0.57 155.93 0 156.5

* extrapolation d'après plan topographique fourni par SICOVAL

De plus nous avons pu observer au mois de février 2014 que le terrain était submergé et/ou complètement saturé jusqu’à la cote approximative de 157.5mNGF et ce avec des fossés périphériques non saturés. L’analyse des documents d’archive disponibles auprès de l’ADES et de la banque de données du sous-sol dans le secteur n’ont pas permis d’obtenir d’informations supplémentaires. Ces relevés et observations permettent les commentaires suivants : • • •

•

En SD2, le niveau maximum relevé dans le piézomètre correspond à celui du terrain En PR1, le niveau maximum relevé correspond à 157.14mNGF Le suivi piézométrique a été relevé ponctuellement et mensuellement de manière aléatoire vis-à-vis de la pluviométrie, ce qui signifie que le plus haut niveau mesuré ne correspond pas forcément au plus haut niveau qu’à pu atteindre la nappe pendant la période de mesure Les fluctuations relevées sont importantes : 2.20m sur une année en SD2


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•

La récurrence des remontées de nappe au TN sur SD2 a été annuelle en 2009 et 2010. Ainsi à partir de ces données piézométriques et observations réalisées sur site, nous proposons de retenir, comme estimation de niveaux de référence selon le DTU 14.1 - Travaux de Cuvelage, les valeurs suivantes : o EB : le niveau des plus basses eaux qui donne les actions permanentes ; o EH : le niveau des Hautes Eaux qui correspond à la crue pouvant se produire 1 fois tous les 10 ans ; o EE le niveau exceptionnel et conventionnel de l’eau qui correspond au niveau des plus hautes eaux connues et/ou prévisibles. L’estimation de ces niveaux de nappe est fournie ci-dessous : EB Ouvrage

EH

EE

PR1

Prof. en m/TA -2.5

Prof. en mNGF 155.3

Prof. en m/TA 0

Prof. en mNGF 156.5

Prof. en m/TA 0

SD2

-2.5

154

0

157.7

0

Prof. en mNGF 156.5 157.7

Niveaux de référence EB, EH, EE Globalement, il faut considérer que le niveau de la nappe est susceptible de remonter annuellement au niveau du terrain naturel hors zone de remblai. En phase chantier, le niveau de nappe à considérer sera de : • •

-2.00 m/TA, soit 155.7 mNGF en période de basses eaux (généralement de Août à novembre) pour des conditions météorologiques normales au droit de la station et des plateformes du site de co-compostage 0m/TA en période de hautes eaux de nappe qui peuvent être rencontrées selon les années généralement entre décembre et mars, ou mars et juin.

Les niveaux devraient être intermédiaires pendant les périodes de transition. A l’est, au niveau des secteurs non suivis par des piézomètres, on considèrera une nappe au niveau du TN en EH et EE. Remarques importantes : Les niveaux définis ci-dessus correspondent à des estimations sur la base d’un seul relevé complet au droit du site. Ces niveaux de référence peuvent néanmoins faire l’objet de variations en fonction d’aléas imprévisibles : o aléas naturels : période et intensité de pluie ou de neige exceptionnelle ou de changements climatiques imprévisibles à ce jour ; o aléas artificiels : phénomènes de drainage ou de réalimentation provoqués par des travaux proches, de futures canalisations, des pompages en sous-sol, la mise en place de réseaux profonds ou de dispositifs d’infiltrations ; o une nappe superficielle et temporaire peut également se créer dans les formations superficielles en période humide


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Enfin, il appartient au Maître d’Ouvrage et aux concepteurs de s’assurer auprès des services compétents que le site n’est pas inondable. Le cas échéant, des dispositions spécifiques devront être prises en fonction des cotes d’inondabilité par les eaux de surface.

3- Rappel des résultats des essais de perméabilité Des essais de perméabilité, de type Lefranc ont été réalisés, au stade des missions G12 réalisées par GINGER CEBTP. Les résultats sont repris ci-après :

Sondage SD1 Profondeur de l'essai 0/5.6m Nature Argile limoneuse -5

k (m/s)

SD1-2 SD2-2 SD3-2 0.5/2m 0.5/2m 0.5/2m Argile limoneuse et argile +/- sableuse -7

3 10

6.3 10

-7

3.7 10

-7

2.75 10

Afin de tenir compte des hétérogénéités locales et des phénomènes de colmatage inhérent à la méthodologie de foration et de réalisation des essais, nous vous proposons de retenir les coefficients de perméabilité suivants : • •

Pour les matériaux argilo-sableux et limoneux : K = 1x10-5 m/s Pour les matériaux sableux à sablo-limoneux : K = 5x10-5 m/s

4- Résultats des essais de laboratoire Des essais de laboratoire ont été réalisés dans le cadre des missions G12. Les principaux résultats sont résumés dans les tableaux. On se reportera aux rapports correspondant pour avoir les PV d’essais.

Sondage

PM2-2

PM3-2

Profondeur (m) Nature wnat (%) Limite d'Atterberg wp Ip PROCTOR wOPN (%)

0.5/2

0.8/1.8 0.6/1.5 Argile +/- silteuse

2

ρ OPN (T/m )

23.7

22.8

PM4-2

24.6

PM2-2+PM3-2 +PM4-2 0.5/2.0 23.6 24 29 20.8 1.64


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Sondage Profondeur (m) Nature wnat (%) Granulométrie Passant à 2mm (%) Passant à 80µm (%) Limite d'Atterberg wl Ip PROCTOR wOPN (%)

PM1 0.6 sable argileux 21 99 56

PM2 0.6/0.8 Argile sableuse 23.2

PM3 0.6/0.8

PM4 0.6/0.8

Argile

Argile

24.9

23.6

PM3+PM4 0.7/0.9 Argile

100 96 43 22

ρ OPN (T/m ) TRAITEMENT Dosage wn avant (%) wn (%) IPI CBRi Gonflement

17.8

2

1.78 1% CaO 18.7 17.2 17 36 0.2%

2% CaO 19.8 17.9 18 43 0.2%

Les sols reconnus lors de cette reconnaissance sont des sols fins argileux de classification A2 à A3 selon le Guide des Terrassements routiers du SETRA LCPC. Ce sont des matériaux sensibles à l’eau qui perdent leurs caractéristiques mécaniques au contact de l’eau. Ils posent des problèmes de traficabilité et de portance pour des indices portants immédiats à 5 (IPI < 5). Ils sont également sujets au retrait – gonflement selon le diagramme de Casagrande. Lors de ces investigations, la majorité des sols étaient dans un état hydrique humide. Leur aptitude à un traitement à la chaux vive est vérifiée avec 1 % CaO et 2 % CaO pour un état hydrique humide. Les portances IPI après ajout de CaO sont satisfaisantes (IPI > 10) et les caractéristiques mécaniques sont conservées après 4 jours d’immersion dans l’eau (CBRi > IPI). La pérennité du traitement à la chaux vive est donc validée. Le gonflement après ajout de chaux est négligeable (Gv< 1 %). Les résultats des essais de laboratoire, réalisés dans le cadre de la mission G2PRO, sont résumés dans les tableaux présentés ci-après. Les PV d’essais sont donnés en annexe.


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Les résultats des essais de laboratoire effectués dans le cadre de la mission G2 confirment les résultats des essais réalisés dans le cadre de la mission G12. Nous avons identifié des sols fins argileux de classification A2 selon le GTR 2000. Les sols de couverture situés entre 0,3 m et 1 m de profondeur sont dans un état hydrique humide au moment des investigations. Leurs teneurs en eau varient de 18.7 % à 23.1 %. Nous avons effectué des tests de traitement à la chaux seule ainsi que des tests de traitement à la chaux et au ciment.


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Tests de traitement à la chaux seule : Nous avons confectionné des moules CBR traités à la chaux afin de vérifier l’amélioration de la portance immédiate (IPI) et après 4 jours d’immersion dans l’eau (CBRi). Les résultats sont mentionnés dans le tableau ci-dessous. Sur les limons argileux de couverture (entre 0,30 et 1 m de profondeur) Sondage PM 10 (0.3 / 1.3 m) PM 22 (0,7 m) PM 12 (0.5 m) PM 20 (0,6 m) PM17 (0,6 m)

Teneur en IPI eau initiale nat

Dosage CaO

IPI traité

CBR CBRi / IPI immergé

21 %

/

2%

16

22

>1

23.1 %

/

2%

2

8

>1

20.2 %

2

2%

3

12

>1

23.1 %

2

2%

16

24

>1

17.8 %

3

2%

17

18

>1

A la lecture de ces résultats, on s’aperçoit que pour la majorité des échantillons testés, un traitement à 2 % CaO permet d’améliorer les performances mécaniques des limons de classification A2. Pour des teneurs en eau trop élevées, un dosage en chaux de 2 % est insuffisant pour améliorer la portance du sol après ajout de chaux. Un dosage plus important peut être envisagé. En outre, le traitement à 2 % CaO permet de valider l’insensibilité à l’eau des matériaux traités grâce à l’obtention du rapport CBRi / IPI > 1. Sur les argiles plastiques situées sous les limons argileux de couverture : Sondage PM 14 (1,8 m) PM 19 (1,4 m) PM 18 (1,7 m)

Teneur en eau initiale

IPI nat

Dosage CaO

IPI traité

CBR immergé

CBRi / IPI

27.3 %

0

3%

5

16

>1

23.3 %

5

2%

16

36

>1

20.7 %

5

2%

21

28

>1

A la lecture de ces résultats, on s’aperçoit que pour la majorité des échantillons testés, un traitement à 2 % CaO permet d’améliorer les performances mécaniques des argiles plastiques de classification A2. Pour des teneurs en eau trop élevées, un dosage en chaux de 3 % permet d’améliorer la portance immédiate IPI. Un traitement à 2 % CaO ou 3 % CaO permet de valider l’insensibilité à l’eau des matériaux traités grâce à l’obtention du rapport CBRi / IPI > 1.


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Tests de traitement à la chaux et au ciment CPJ 32.5 Nous avons également confectionné des moules CBR traités avec 1,5 % CaO + 5 % Ciment CPJ 32.5 afin de vérifier la présence d’une prise hydraulique. Les résultats sont mentionnés dans le tableau ci-dessous. Sondage

Teneur en eau initiale

IPI nat

IPI traité

CBR immergé

CBRi / IPI

Limons A2 PM 18 22.1 % / 12 41 >1 (0,6 m) Argiles A2 PM 23 21.4 % 0 18 53 >1 (1 m) Ces résultats démontrent qu’une prise hydraulique a bien lieu avec des valeurs CBR immergés bien supérieures aux valeurs IPI. Ces valeurs sont satisfaisantes et permettent de valider un gain de portance et une insensibilité à l’eau des matériaux après ajout de chaux et de ciment. Parallèlement à cette vérification, nous avons réalisé des tests d’aptitude avec ce même dosage selon la norme NF P 94100. Les résultats sont donnés dans le tableau ci-dessous.

Sondage

Dosage

Limons A2 PM 18 (0,6 m) Argiles A2 PM 23 (1 m)

1.5 % CaO + 5% Ciment CPJ

Moyenne Moyenne Gv % Rtb

Aptitude

1.66

0.14

Douteuse

1.89

0.30

Validée

Compte tenu des résultats obtenus en laboratoire, nous pensons que ces matériaux sont aptes à une réutilisation en couche de forme après avoir subi un traitement mixte Chaux / Liants hydrauliques. Selon le liant hydraulique utilisé, l’entreprise devra fournir une étude de formulation de niveau 1 au minimum conforme au GTS validant les teneurs en eau de mise en œuvre, le liant et le dosage envisagé. Une planche d’essai permettra également de valider l’atelier de mise en œuvre ainsi que les performances obtenues en laboratoire.


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Essais mécaniques :

Les essais de laboratoire indiquent que : - Les sols sont de classe A2 selon la norme NF P11-300 : sable fin argileux, limon et argile peu plastiques, - Ils présentent un teneur en eau élevée au moment du prélèvement, - Ce sont des sols sensibles aux phénomènes retrait-gonflement sous déséquilibre hydrique avec un coefficient de rétractance Rl >0.4 et une plage de rétractance supérieure à 10%. - Ces sols sont peu à moyennement compressibles, les essais oedométriques montrent un remaniement des échantillons, - La cohésion mesurée ne nous semble pas représentative, compte tenu de la compacité des argiles limono-sableuses.

Matière organique et test d’agressivité vis-à-vis du béton Les essais réalisés (PV en annexe) donnent des teneurs en matière organique inférieure à 3% représentatives de sols non organiques. Les sols et la nappe sont non agressifs vis-à-vis du béton (XA0). Le PV des essais sont joints en annexe.


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Adaptation du projet au site

1 Description générale du projet et des ouvrages Le projet prévoit la réalisation : -

D’une station d’épuration dans la zone Nord Ouest du site (entre l’Amadou du Midi et le chemin rural central), constituée : o D’un poste de relevage entrée, o D’un dégrilleur o D’un bâtiment d’exploitation comprenant notamment un bassin d’orage et un ouvrage de prétraitement et d’une rampe d’accès extérieur, o D’un bassin d’aération, o D’un bassin clarificateur o D’un poste de relevage sortie, o De voiries.

-

D’un centre de co-compostage dans la zone Nord Est du site (entre l’autoroute A61 et le chemin rural central), constitué, d’un bâtiment et de casiers de stockage.

Les caractéristiques des différents ouvrages sont données dans des paragraphes spécifiques.

2 Rappel des contraintes du site et principes généraux de conception Les différentes campagnes d’investigations ont mis en évidence : - Des formations alluviales de nature principalement argilo-sableuses que faible compacité et sur des épaisseurs de 5 à 6m au droit du site, reposant sur le substratum local de nature principalement argilo-marneuse, - La sensibilité des formations alluviales aux phénomènes de retrait gonflement sous déséquilibre hydrique, - La présence d’une nappe subaffleurante en période de hautes eaux. La cote des plate-formes de voiries et de travail n’est pas définie strictement à ce jour. Néanmoins elle avait été préétablie en avant projet à la cote 157.5 mNGF. Cette cote étant inférieure au niveau de nappe EH retenu pour le projet, il est nécessaire : • Soit de remonter la cote des plate-formes d’au moins 0.50 m par rapport au niveau prévisionnel de remontée de la nappe, soit 157.7 +0.5 = 158.2mNGF, • Soit de drainer les plate-formes, de manière efficace et pérenne, gravitaire non refoulant.

jusqu’à un exutoire

Celui-ci correspond à l’aqueduc sous l’A61 dont le fil d’eau se situerait à la cote 156.13mNGF d’après le relevé topographique fourni par le SICOVAL. En aval, le plan topographique indique une évacuation vers un réseau de fossé peu pentu dont l’efficacité reste à démontrer pour permette un écoulement efficace. De plus la distance entre la station d’épuration et cet aqueduc étant d’environ 200m, le fil d’eau des drains se situerait à 157.2 mNGF avec une pente minimale de 0.5%, ce qui ne serait pas suffisant pour rabattre la nappe au moins à 157.00m NGF. ET.14.0025 – Pièce n°001 – indice B AYGUESVIVES (31) – Construction d’une STEP et d’un bâtiment de co-compostage – Mission G2PRO

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Pour abaisser le niveau des drains, il faudrait mettre en place un dispositif avec pompe de relevage fonctionnant au moins 4 mois dans l’année ce qui ne nous paraît pas non plus pertinent si l’on veut s’inscrire dans une démarche de développement durable. Une autre solution consisterait à créer un fonçage sous l’autoroute à une cote plus basse si nous avions un exutoire accessible à la cote, ce qui n’est pas le cas. D’un point de vue administratif, ces rejets seront également soumis à déclaration ou à autorisation au titre de la loi sur l’eau. D’un point de vue technique, les dispositifs de drainages de plate-formes sont aussi difficiles à réaliser lorsque l’emprise est occupée par de nombreux réseaux. De plus, les matériaux étant fins, la densité des drains serait forcément forte (environ 1 tous les 5m) avec un temps de réaction relativement long nécessitant de réaliser les travaux de drainage quelques mois avant les travaux de terrassements. Ainsi, la solution de surélévation de la plate-forme nous semble la plus rationnelle pour adapter les ouvrages vis-à-vis des eaux souterraines. Pour les modes de fondations des ouvrages, compte tenu des éléments en notre possession et de la faible compacité des formations alluviales et de leur sensibilité aux phénomènes de retrait gonflement sous déséquilibre hydrique, on pourra s’orienter vers : -

-

Bâtiment de co-compostage : o

Des fondations profondes de type pieux avec un plancher porté sur les fondations pour le niveau bas,

o

Des fondations superficielles et un dallage pour le niveau bas sur une amélioration de sol par inclusions rigides, accompagnés de dispositifs constructifs.

Ouvrages de la STEP : o

Des fondations de type micropieux (ou pieux) pour tous les ouvrages,

o

Des radiers généraux dans le cas où le problème de sous pression est réglé et les contraintes apportées par l’ouvrage restent inférieures à celles des terres excavées.

Les prédimensionnements de ces ouvrages sont présentés dans les paragraphes suivants.


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3 Centre de co-compostage 3.1 – Caractéristiques du projet et descentes de charges Le centre de co-compostage est composé : -

D’un bâtiment de co-compostage. La structure est composée de voiles béton armé, de poteaux isolés, d’une dalle béton au niveau bas et d’une galerie technique. Les charges qui nous ont été fournies par la SAFEGE sont de 3.2T/ml pour les voiles béton, de 15 à 20T par poteaux et des charges sur le niveau bas de 1T/m2 à 3T/m2 (3T/m2 pour les casiers de compost (3m de hauteur avec une densité proche de 1), 2T/m2 pour les zones de circulation et 1T/m2 pour les autres zones). La répartition des charges est présentée sur le plan ci-après.

-

De casiers de stockage constitués d’une dalle en béton et de voile servant de mur de soutènement pour une partie en raison de la présence de la digue d’un bassin situé à proximité.

-

De voiries PL et VL.

Le TN au niveau du bâtiment varie de 157.40 à 157.5NGF. La cote finie du dallage sera à 158.2NGF.

Suite à la réunion entre Fondasol et Safege le 23/06/14, un tassement maximal admissible de 2cm a été retenu pour le bâtiment (dallage et fondation).


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3.2 – Prédimensionnement de fondation par pieux Il est à noter que compte tenu de la mise en œuvre de remblais pour rehausser la plateforme à la cote 158.2NGF sur des sols présentant de faibles caractéristiques mécaniques, des tassements vont se produire entraînant des efforts parasites sur les pieux (frottement négatif et poussée latérale). 3.2.1- Hypothèses de calcul Document de référence : Les pieux seront dimensionnés selon la norme d’application de l’Eurocode 7 (NF P 94-262) : Fondations profondes. Nous utilisons l’approche « modèle de terrain » et la méthode pressiométrique. Nous considérerons une condition de site simple et un ouvrage de catégorie géotechnique 2. Descentes de charges : Les descentes de charge sont présentées précédemment. Pour ce mode de fondation et compte tenu de la nature des formations et des charges sur le niveau bas, un dallage sur terre plein n’est pas envisageable, on devra s’orienter vers une dalle portée (étudiée dans le présent paragraphe) ou un dallage sur inclusions rigides (étudié dans le paragraphe 3.3). En prenant comme hypothèse un maillage de pieux de 5m x5m, on estime les charges sur les pieux, aux ELS caractéristiques (correspondant à la combinaison G+Q) à : - V=200kN pour les poteaux seuls, - V = 420kN pour les poteaux et dalle portée chargée à 1T/m2, - V = 910kN pour les casiers de maturation et de fermentation (murs et dalle portée chargée à 3T/m2), - V= 660kN pour les zones mixtes (zone de casiers et zone de machine), - V = 660 à 500kN pour la zone de circulation (avec ou sans voile). Les descentes de charges sont des estimations et devront être validées par un bureau d’étude Structure. 3.2.2- Caractéristiques générales des pieux Nous proposons de mettre en place des pieux à la tarière creuse (classe 2, catégorie 6 selon la norme NF P 94-262), ancrés dans le substratum molassique rencontré au-delà de 5 à 6m de profondeur au droit des sondages. 3.2.3- Efforts parasites Les efforts parasites (frottement négatif et poussée latérale g(z)) seront estimés à partir des annexes H et K de la norme NF P 94-262. Le phasage des travaux envisagé est le suivant : - Décapage de la terre végétale et purge des matériaux lâches et/ou remaniés, - Mise en œuvre des remblais correctement compactés, - Réalisation des pieux. Les paramètres de sols qui seront pris en compte sont (hypothèse de pieux non chemisés).


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Lithologie

K tan δ

(1)

Remblai Argile sableuse (1)

1 0.15

: en considérant des matériaux d'apport granulaire ou des matériaux traités chaux

Nous avons supposé que la hauteur de remblai était constante autour du pieu, de ce fait les poussées latérales dues au g(z) ne se développeront pas. 3.2.4- Modèle géotechnique et maquette de calcul pour un type de pieu Un remblai technique sera mis en œuvre sur le terrain naturel pour réaliser une plateforme à la cote 158.2NGF. L’épaisseur de ce remblai calculée depuis le niveau terrain naturel avant décapage est de 0,7 à 0.8m au droit du bâtiment projeté. Les modalités de mise en œuvre des remblais sont présentées dans le paragraphe 6 « voirie » et résumées ci-après : - Décapage de la terre végétale, sur une épaisseur d’au moins 0.30m, - Réalisation d’un traitement à la chaux vive sur 0.40m des sols en place (objectif d’une portance EV2 > 20MPa), - Mise en œuvre des remblais constitués de matériaux d’apport granulaires insensibles à l’eau (objectif de portance EV2>50MPa), jusqu’à la cote finie de la plateforme. Les matériaux mis en œuvre devront avoir les caractéristiques mécaniques minimales suivantes : Em = 15MPa / Pl*=1.00MPa Rappelons que conformément à l’Eurocode 7 le paramètre géotechnique pris en compte doit être une estimation prudente de la valeur qui influence l’occurrence de l’état limite ce qui conduit au modèle géotechnique (estimé à partir des sondages pressiométriques) :

Formations Remblais d’apport (1) Formations argilo-limoneuses Graves argileuses Argile sableuse peu compacte Argile à passées sableuses moyennement compacte Marne argileuse (substratum)

Profondeur de la base / terrain fini (3) De 1 à 1.1m (2)

De 3.7 à 4.0m De 4.2 à 4.5m De 4.7 à 5.0m De 6.7 à 7.0m >10m

Classe de sols (P94-262)

pl * (MPa)

Em (MPa)

α

Remblai

-

-

-

Argile molle

0.3

3.4

0.66

Sable et graves moy denses

0.6

7

0.33

Sols intermédiaires argileux mous

0.3

3.4

0.66

Sols intermédiaires argileux fermes

1.6

16

0.66

Marne raide

3.8

45

0.5

les prescriptions sur la nature et la mise en œuvre des remblais sont données dans le paragraphe 6 « voiries ».

(1)

les profondeurs ont été calculées en tenant compte d’une purge de 0.30m du terrain naturel (décapage de la terre végétale). Cette profondeur peut localement être plus importante en cas de surépaisseur de terre végétale. (2)

la cote terrain fini est à 158.2NGF. La coupe donnée est une coupe moyenne déduite des sondages réalisés dans cette zone.

(3)


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La mise en œuvre du remblai technique va générer des tassements donc des frottements négatifs sur les pieux. De ce fait les frottements latéraux positifs seront négligés jusqu’à une profondeur de 3.00m en moyenne /TA (déduite du calcul), c’est à dire dans les remblais et dans les formations argilo-limoneuses. En conséquence, nous proposons à partir des résultats des essais pressiométriques de retenir en première approche : Frottement axial Le frottement axial unitaire limite qs est estimé, pour chaque formation, à partir des tableaux de l’annexe F. Il est estimé à partir de la formule :

=

∗

Pour un pieu à la tarière creuse (classe 2 – catégorie 6)

Lithologie

Profondeur de la base / terrain fini

pl * (MPa)

Remblais d’apport

De 1 à 1.1m

-

Frottement négatif

Formations argilolimoneuses

De 3.7 à 4.0m De 4.2 à 4.5m De 4.7 à 5.0m De 6.7 à 7.0m

0.3

Frottement négatif

Graves argileuses Argile sableuse peu compacte Argile à passées sableuses moy compacte Marne argileuse (substratum)

>10m

0.6

α pieu-sol

1.8

fsol (kPa)

34

qs (kPa)

61

qs max (kPa)

170

Frottement négligé

0.3 1.6

1.5

45

67

90

3.8

1.6

110

177

200

On retiendra donc : - Remblai : - Argile limoneuse : - Graves argileuses : - Argile sableuse peu compacte : - Argile à passées sableuses : - Marne argileuse :

qs = 0 kPa (frottement négatif) qs = 0 kPa (frottement négatif) qs = 61kPa qs = 0kPa (frottement négligé) qs = 67 kPa qs = 177kPa


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3.2.5- Calcul des tassements du sol sous l’effet du remblaiement au droit des pieux On utilisera le module Tasseldo du logiciel Foxta V3. La coupe de sol est donnée précédemment. Le module d’Young a été pris égal à Em/α. Le module de Poisson a été pris égal à ν=0.3. Nous avons pris le cas de quelques pieux type : - Pieu 1 : V=200kN pour les poteaux seuls, - Pieu 2 : V = 420kN pour les poteaux et dalle portée chargée à 1T/m2, - Pieu 3 : V = 910kN pour les casiers de maturation et de fermentation, - Pieu 4 : V= 660kN pour les zones mixtes (zone de casiers et zone de machine), - Pieu 5 : V = 660 à 500kN pour la zone de circulation (avec ou sans voile). Nous avons modélisé un terrain horizontal et appliqué les surcharges en surface. Les surcharges modélisées sont celles apportées par les remblais en considérant un poids volumique γ = 20KN/m3. Le plan ci après schématise les surcharges prises en compte et la position des différents pieux.

Limite du bâtiment co-compostage Pi : numéro des pieux Hi : Hauteur de remblais mis en œuvre pour atteindre la cote 158.2NGF à partir de la cote du TN actuel.


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Les tassements du sol au droit des pieux type (en supposant que les remblais mis en œuvre sont correctement compactés pour ne pas générer de tassement sur leur épaisseur) sont : - Pieu 1 : w = 1.3cm - Pieu 2 : w = 1.0cm - Pieux 3, 4, 5 : w = 1.1cm Compte tenu de ces valeurs, du frottement négatif est à prendre en compte dans le dimensionnement des pieux. Des extraits des calculs Tasseldo sont donnés en annexe. 3.2.6- Calcul des tassements négatifs Les frottements négatifs sont calculés à l’aide du module Tasneg de Foxta V3. Le diamètre des pieux a été pris égal à 500mm. Nous avons pris un espacement moyen de 5m dans les deux directions. Les valeurs de frottement négatif dans le terrain naturel sont calculées par le module Tasneg de Foxta V3 (un exemple de calcul est donné en annexe pour un pieu). Nous avons pris en compte dans ce calcul un décapage du TN de 0.30m d’épaisseur. A ce frottement négatif, doit être rajouté le frottement négatif sur la hauteur du remblai technique rapporté. Il se calcule par la formule de l’annexe H de la norme NF P 94-262 : =

) *

" !

# =

. %

ℎ' 2

Avec : P : périmètre du micropieu K.tanδ = 1 dans le remblai technique γ = 20kN/m3 h = hauteur du remblai On obtient les frottements négatifs suivants : N° pieu

N° point Foxta

Pieu 1 Pieu 2 Pieu 3 Pieu 4 Pieu 5

1 2 3 4 5

Tassement du sol cm 1.3 1 1.1 1.1 1.1

Gsn TN kN 12 8 8 8 8

Hauteur remblai * m 1.5 1 1.1 1.1 1.1

G sn Rb kN 35 16 19 19 19

Gsn Total kN 47 24 27 27 27

* : hauteur augmentée de 0.30m pour tenir compte du décapage de la TV

En première approximation, pour réaliser un prédimensionnement aux ELS caractéristiques, on ajoute la totalité des efforts de frottement négatif aux charges G et Q.


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n° pieu 1 2 3 4 5

VELS kN 200 420 910 660 660

Gsn kN 47 24 27 27 27

VELS + G sn (kN) 247 444 937 687 687

3.2.6- Capacité portante du pieu La capacité portante des pieux s’exprime à partir de l’effort mobilisable à la base Rb et de celui mobilisable en frottement axial Rs, à partir des relations suivantes : Terme de pointe : Rb = Ab x kp x ple* (ple* : pression limite nette équivalente) Valeur de kp max : 1.6 dans les marnes argileuses Terme de frottement axial :

Rs = p ∫ q s (z ) × dz D

0

On définit ensuite les valeurs caractéristiques de pointe et de frottement : +,

Rb;k = -+;/0 . - +;/' +1

Rs;k = -+;/0 . - +;/' Puis, les valeurs de calcul : E.L.U: Rc;d =

+,;2 -,

+

+1;2 -1

E.L.S: Rc;cr;k = 0.5 Rb;k+ 0.7 Rs;k (charge de fluage) Pour les pieux réalisés sans refoulement. Rc;cr; d =

+3 ; 34 ; 2 -34

(charge de service)

Les coefficients de sécurité dépendent de la classe et de la catégorie du pieu et de la méthode de calcul. • Coefficients pour l’approche modèle de terrain • •

γR ;d1 =1.15 γR ;d2 =1.1

(en compression)


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Facteurs partiels Résistance de pointe Résistance de frottement axial

Charge de fluage de compression

Compression

γb ELU durables et transitoires γs ELU durables et transitoires γcr ELS caractéristiques

1.1 1.1 0.9

γcr ELS quasi permanents

1.1

• Effet de groupe – coefficient d’efficacité Ce

Avec un entraxe supérieur à 3 diamètres entre pieux, le coefficient de groupe n’est pas à prendre en compte. Capacité portante obtenue Pour le calcul de la capacité portante des pieux, nous utiliserons une feuille de calcul développée par Fondasol dont un exemple de calcul est donné en annexe. Le tableau suivant donne la capacité portante pour des pieux de diamètre 0.5m et pour un ancrage minimum de 3 diamètres soit 1.5m dans les marnes

En compression Ancrage dans les Rc; ELU fond (kN) marnes 1.5 1343

Rc; ELUacc (kN)

Rc; ELScarac (kN)

1477

939

Rc;ELSquasi permanent (kN) 768

Les valeurs données dans ces tableaux sont des portances géotechniques vis à vis du sol (GEO). Elles doivent être limitées, si nécessaires, par la portance intrinsèque des pieux vis à vis du béton (STR). Des pieux de diamètre 0.50m ancrés de trois diamètres dans le substratum molassique permettent de reprendre les charges estimées. Avec les hypothèses de descentes de charges, les calculs conduisent à des pieux de 500mm de diamètre, ancrés d’au moins 1.5m dans les marnes argileuses (l ≥ 8.5m/niveau fini plateforme). Le diamètre des pieux et l’ancrage dans la couche de fondation (substratum molassique) devront être définis en fonction des descentes de charges du projet dans le cadre d’une étude géotechnique d’exécution (mission G3). L’ancrage dans la couche de fondation sera d’au moins trois diamètres pour des pieux de diamètre inférieur à 0.5m et de 1.5m pour des pieux de diamètre supérieur à 0.5m, conformément à la norme NF P 94-262.


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3.2.7- Dimensionnement sous efforts horizontaux et moments Si les pieux sont soumis à des efforts horizontaux, des moments ou des efforts parasites de type g(z), ils devront être armés toute hauteur et pour le dimensionnement en flexion composée on pourra prendre en compte les caractéristiques mécaniques des sols suivantes :

Lithologie Remblai d'apport Argile limoneuse Graves argileuses Argile sableuse peu compacte Argile à passées sableuses Marne argileuse

Pf* (Mpa) 0.7 0.2 0.36 0.2 0.9 1.9

Pl* (Mpa) 1 0.3 0.6 0.3 1.6 3.8

Em (Mpa) 15 3.4 7 3.4 16 45

α 0.5 0.66 0.33 0.66 0.66 0.5

Pieu D≤0.6m Kf CT (kPa) 67400 12765 38725 12765 60060 202210

On appliquera l’annexe I de la norme NF P 94-262 pour ce dimensionnement. Le coefficient de réaction kf correspond à Kf=Bkf. Le module linéique pour des sollicitations de longue durée d’application KfLT est égal à KfLT=KfCT/2. 3.2.8- Dispositions constructives pour les pieux Les descentes de charges devront être calculées par un bureau d’étude structure et le dimensionnement des pieux devra être établi dans le cadre d’une mission géotechnique d’exécution (mission G3). Les pieux seront réalisés par une entreprise spécialisée. Les outils et méthodes de forage devront être adaptés à chaque couche de sol rencontrée et devront permettre de respecter l’ancrage et les profondeurs demandés tout en assurant la stabilité des parois de forage en présence d’une nappe peu profonde. Il n’est pas à exclure la présence de blocs dans les remblais pouvant nécessiter un pontage, des préforages… Des surconsommations sont à prévoir compte tenu de la nature des formations. Les pieux devront respecter les principes généraux de construction des pieux forés de la norme NF EN 1536 d’octobre 1999. Conformément à la norme NF P 94-262, des contrôles sont à réaliser sur les pieux (impédance et/ou transparence, résistance du béton…). L’enregistrement des paramètres de forage et du bétonnage est obligatoire pour des pieux tarière creuse. Ils devront être analysés en continu dans le cadre de la mission G3 à la charge de l’entreprise.


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3.3 – Prédimensionnement d’une amélioration de sol par inclusions rigides Compte tenu de la mise en œuvre de remblais pour rehausser la plateforme à la cote 158.2NGF sur des sols présentant de faibles caractéristiques mécaniques, des tassements supérieurs au centimètre vont se produire. De ce fait, une amélioration des sols est nécessaire pour limiter les tassements sous fondations et dallages. 3.3.1- Hypothèses de calcul Documents de référence : Les inclusions rigides seront dimensionnées selon la norme d’application de l’Eurocode 7 (NF P 94-262) : Fondations profondes et selon les recommandations pour la conception, le dimensionnement, l’exécution et le contrôle de l’amélioration des sols de fondations par inclusions rigides (Projet national ASIRI). Pour le dallage, les calculs seront réalisés à l’aide du module TASPIE+ du logiciel Foxta V3. Descentes de charge : La structure du bâtiment sera fondée : - Sur des semelles filantes : V = 3.2T/ml soit pour une semelle filante de 0.50m de large une contrainte de q=64kPa, - Sur des poteaux isolés : V = 20T soit pour une semelle isolée de 1m de côté une contrainte de q = 200kPa. Les surcharges sur dallage sont de : - 3T/m2 pour les casiers de compost (3m de hauteur avec une densité proche de 1), - 2T/m2 pour les zones de circulation - 1T/m2 pour les autres zones. 3.3.2- Modèle géotechnique Le modèle géotechnique pris en compte dans le dimensionnement des inclusions sous dallage et sous semelle (avant amélioration de sol) :

Formations Remblais d’apport (1) Formations argilo-limoneuses Graves argileuses Argile sableuse peu compacte Argile à passées sableuses moyennement compacte Marne argileuse (substratum)

Profondeur de la base / terrain fini (3) De 1 à 1.1m (2)

De 3.7 à 4.0m De 4.2 à 4.5m De 4.7 à 5.0m De 6.7 à 7.0m >10m

Classe de sols (P94-262)

pl * (MPa)

Em (MPa)

α

Remblai

-

-

-

Argile molle

0.3

3.4

0.66

Sable et graves moy denses

0.6

7

0.33

Sols intermédiaires argileux mous

0.3

3.4

0.66

Sols intermédiaires argileux fermes

1.6

16

0.66

Marne raide

3.0

45

0.5

les prescriptions sur la nature et la mise en œuvre des remblais sont données dans le paragraphe 6 « voirie ».

(1)


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les profondeurs ont été calculées en tenant compte d’une purge de 0.30m du terrain naturel (décapage de la terre végétale). Cette profondeur peut localement être plus importante en cas de surépaisseur de terre végétale. (2)

(3)

la cote terrain fini est à 158.2NGF.

3.3.3- Capacité portante sans amélioration de sols La capacité portante du sol naturel, sous les remblais d’apport, constitué d’argiles limoneuses à sableuses est définie selon les méthodes préconisées par la norme NF P 94-261. Les méthodes de calcul sont rappelées en annexe. Pour une fondation filante ou isolée ancrée dans les formations argilo-limoneuses, la pression limite nette calculée sur une épaisseur de 1.5B sous la base de la fondation est : Ple* kp iδ iβ

= = = =

0.3 MPa (valeur moyenne) 0.8 (pour un encastrement relatif De/B< 1.5) 1 (charge supposée verticale) 1 (charge éloignée de tout talus)

On a alors dans ce cas, la contrainte nette évaluée à: qnet = kp . Ple* . iδ . iβ = 0.24 MPa Soient : -Contrainte caractéristique : qv ;k =

q net 1.2

-Contrainte de calcul à l’ELU : q’ELU - q0 = qv;d = -Contrainte de calcul à l’ELS : q’ELS - q0 = qv;d

q v;k

1.4 q v; k = 2.3

Les contraintes de calcul sont, en négligeant q0: • q’ELU = 0.14 MPa • q’ELS = 0.085 MPa Dans le cas de charge inclinée, le coefficient iδ devra être pris en compte. 3.3.4- Conséquence pour le projet Pour l’étude des inclusions rigides, les recommandations « ASIRI » distinguent les deux domaines suivants : - Domaine 1 : cas des inclusions nécessaires à la stabilité de l’ouvrage - Domaine 2 : cas des inclusions non nécessaires à la stabilité de l’ouvrage, l’objectif essentiel est la réduction des tassements. Compte tenu des valeurs de contraintes admissibles (qELS et qELU) définies au paragraphe précédent, les inclusions sont nécessaires à la stabilité de l’ouvrage donc relevant du domaine 1 pour les semelles isolées et ne sont pas nécessaires à la stabilité de l’ouvrage donc relevant du domaine 2 pour les semelles filantes et le dallage.


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Pour les fondations, la contrainte admissible en tenant compte de l’amélioration de sols par inclusions rigides sera prise à 0.20MPa à l’ELS. 3.3.4- Principe et caractéristiques générales des inclusions Le renforcement de sol par inclusions rigides consiste à incorporer dans le sol, un réseau maillé et continu d’éléments verticaux généralement cylindriques. La rigidité de l’inclusion est nettement supérieure à celle du sol. Le matériau constitutif doit présenter une forte cohésion. Le processus de calcul consiste à déterminer la répartition des contraintes entre le sol et les inclusions et les tassements correspondants de la structure pour un diamètre d’inclusion, une charge et un nombre d’inclusion sous les fondations. Il est envisagé de réaliser des inclusions de 380 mm de diamètre, forées à la tarière creuse sans refoulement de sol et constituées de béton (fc28 = 16MPa). Les inclusions rigides seront descendues dans le substratum molassique (marne argileuse) avec un ancrage minimum de 1m dans cette couche. Cette solution nécessitera la mise en œuvre d’un matelas de répartition sous fondations et sous dallage. Son épaisseur sera de 0.60m au minimum. Les remblais mis en œuvre sur la plateforme pourront servir de matelas de répartition. Nous avons pris comme hypothèse un matelas réalisé en matériaux granulaires. Les cotes et épaisseurs du matelas sous semelles et sous dallage sont représentées sur le schéma suivant.

3.3.5- Capacité portante intrinsèque d’une inclusion La contrainte maximale de compression du béton aux ELS est limitée à Min (0.6.k3.fck* ; 0.6.fck) et la contrainte moyenne est limitée à 0.3.k3.fck* (ici égale à 4.2MPa pour le dallage et à 3.6MPa pour les fondations). αcc = 0.8 pour des inclusions non armées γc = 1.5 à l’ELU fond et 1.2 à l’ELU acc k3 = 1.4 (essais de qualité, domaine 2) pour le dallage k3 = 1.2 (essai de portance, domaine 1) pour les fondations fck = 16 MPa


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fck* = inf (fck(t) ; Cmax ; fck) / (k1. k2) Cmax = 30 MPa (inclusions tarière sans extraction de sol) k1 =1.4 k2 = 1.11 D’où la contrainte intrinsèque du béton : fcd = 10 MPa Le module à long terme du béton vaut : Ev = 3700.fck^0.33 Ev = 9322 MPa. 3.3.6- Capacité portante géotechnique d’une inclusion Nous utilisons l’approche « modèle de terrain » et la méthode pressiométrique de la norme NF P 94-262. • Frottement axial Le frottement axial unitaire limite qs est estimé, pour chaque formation, à partir des tableaux de l’annexe F. Il est estimé à partir de la formule : =

∗

Pour une inclusion rigide (assimilée à un pieu foré à la tarière creuse (classe 2 catégorie 6)) Lithologie

α

Pl* (MPa)

Em (MPa)

Matelas

Ey (MPa)

qs (kPa)

50

Formations argilolimoneuses

0.66

0.3

3.4

5.1

Graves argileuses

0.33

0.6

7

21

0.66

0.3

3.4

5.1

0.65

1.6

16

24

67

0.5

3.0

45

90

168

Argile sableuse peu compacte Argile à passées sableuses moy compacte Marne argileuse

Voir calcul Foxta

La valeur du terme de frottement dépend de la profondeur du plan neutre. Les valeurs de frottement latéral dans le matelas seront à ajuster pour respecter les critères de cisaillement limite et frottement limite. •

Pointe

Pour un ancrage de 1.0m dans les marnes argileuses et pour Def/B>5, on prendra : Ple*=3.0 MPa kp =1.6


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•

Coefficients de modèle

Compte tenu de la méthode d’évaluation utilisée et du type de pieux envisagé, on retient les coefficients suivants : • •

γR ;d1 =1.15 γR ;d2 =1.1

(en compression)

3.3.7. Méthodologie de calcul La capacité portante des inclusions s’exprime à partir de l’effort mobilisable à la base Rb et de celui mobilisable en frottement axial Rs, à partir des relations données dans le paragraphe précédent. Pour un dallage, on devra vérifier que la charge appliquée sur l’inclusion ne dépasse pas Qc/1.1 à l’ELS caractéristique. Pour une fondation, on devra vérifier que la charge appliquée sur l’inclusion de dépasse Qc/1.4 à l’ELS quasi permanent et Qc/1.1 à l’ELS caractéristique. 3.3.8- Dimensionnement des améliorations de sol sous dallage Les calculs seront menés à l’aide du module TASPIE+ de FOXTA. Ce module permet de simuler le comportement d’un réseau d’inclusions rigides et du sol associé. Le calcul est basé sur la notion des fonctions de transfert (lois établissant la relation entre le frottement latéral et le déplacement de l’inclusion d’une part, la contrainte en pointe et le déplacement d’autre part). Contrainte appliquée en sommet de matelas : q=34 kPa (charge sur dallage de 3T/m2 et épaisseur du dallage estimé à 0.15m) Les ajustements suivants sont effectués : -

Le cisaillement vertical mobilisé dans le matelas ne peut pas dépasser la contrainte verticale effective. Pour respecter ce critère, le frottement latéral unitaire dans le matelas est ramené à 15 kPa

-

Le frottement négatif mobilisé dans les argiles sableuses peu compacte doit être compatible avec le niveau de contrainte verticale effective, en vérifiant qu’il reste inférieur (en valeur absolue) à K.tgδ . σ’v avec K.tgδ = 0.15 dans notre cas. Pour respecter ce critère, le frottement latéral unitaire est ramené à 5.5 à 10kPa.

On obtient un tassement de 1.8cm avec un maillage de 2.0x2.0m. Le critère de 2cm en tassement absolu est validé. Cette valeur devra être validée par l’utilisateur des locaux. Vérifications (à partir des sorties de calcul – voir annexes) Capacité portante géotechnique : Qmax = 157 kN < Qc/1.1 = 392 kN : OK Capacité portante intrinsèque : σmax = 1432 kPa < 0.3 .k3.fck* = 4200 kPa : OK


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Critère de poinçonnement du matelas Contrainte admissible limite selon le Schéma de Prandtl au sein du matelas en tête d’inclusion : qp+ = Nq . q0 / (1+α(Nq-1)) Avec : Nq : facteur dépend angle frottement matelas (φ=40°) q0 : contrainte moyenne à la base du matelas α : taux de substitution Dans notre cas : Nq = 64.2

q0 = 42 kPa

α = 0.028

D’où : qp+ = 965 kPa Cette valeur est à comparer à la contrainte effectivement appliquée en tête de l’inclusion : σdti = 923 kPa. Il n’y a pas de plastification dans le matelas. Préconisations pour le dallage On pourra réaliser le dimensionnement du dallage en considérant le module du sol homogénéisé équivalent et les sollicitations additionnelles dues à la présence des inclusions rigides. Le tassement ∆H calculé en surface du modèle permet de définir le module oedométrique équivalent E*oedo sur la hauteur totale H du modèle. ∗ 67897 =

:* . ; ∆;

=> ? @.'A

∗ Pour un maillage de 2.0m x 2.0m on obtient : 67897 = 0.@ 0*BC = 14.5 G

Si l’on suppose les marnes argileuses indéformables, ce module peut être décomposé en 2 termes : le premier correspondant au matelas (hauteur H1, module Eoedo1) et le deuxième correspondant au sol renforcé (hauteur H2, module Eoedo2) avec : ;

∗ 67897

=

;0

678970

+

;'

67897'

On peut en déduire le module oedométrique équivalent du sol renforcé Eoedo2. On obtient pour un maillage de 2.0m x2.0m : Eoedo2 = 12MPa Le module Es du sol renforcé au sens du DTU 13.3 peut être évalué à l’aide de la relation suivante : ∗ 6I = 67897

1 + ν 1 − 2ν 1−ν

Pour un maillage d’inclusions de 2.0m x2.0m : Es = 7.5MPa (ν=0.35) ET.14.0025 – Pièce n°001 – indice B AYGUESVIVES (31) – Construction d’une STEP et d’un bâtiment de co-compostage – Mission G2PRO

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En résumé, pour un maillage d’inclusions rigides de 2.0m x 2.0m, on pourra retenir : Matelas : Sol renforcé : Substratum marneux raide :

de 0 à -0.95m de 0.95 à 7.25m au-delà de 7.25m

Es = 50MPa Es = 7.5MPa sol fictif avec module élevé

Sollicitations additionnelles dans le dallage On utilise les sorties de calculs de TASPIE+ en les important dans le module TASPLAQ en mode axisymétrique pour calculer les moments additionnels au sein du radier, générés par l’importante différence de raideur du sol et des inclusions (effet « point dur »). Le rayon équivalent de la plaque représentative du dallage dans une maille élémentaire est directement lié au pas du maillage dans direction « a » : R = a / ̟1/2 = 1.13 m

avec a = 2.0m

Les réactions du massif renforcé se décomposent en deux parties : - Réaction à l’aplomb des inclusions σp selon un rayon rp avec une diffusion des contraintes à 1H/5V dans le corps du matelas. Pour des inclusions de 0.38m de diamètre et un matelas de 0.95 m, on a rp = 38 cm. - Réaction entre les inclusions σs prise égale à la contrainte appliquée sur le sol issue du modèle taspie+ soit σs = 12.5 kPa L’équation de conservation de la charge permet d’aboutir à la valeur de σp : σp.rp² + σs.(R²-rp²) = q0. R² (avec q0 = charge appliquée) σp =202 kPa A partir de ces données, le calcul est effectué avec Tasplaq. On obtient un moment M=-7 kN.m/ml à l’aplomb des inclusions et un moment M = +3 kN.m/ml au milieu de la maille. Ces sollicitations sont à ajouter aux sollicitations du dallage calculé sur un sol homogénéisé. Ces valeurs sont calculées pour un dallage continu et pour sa partie centrale et pour une surcharge uniformément répartie de 30kN/m2. A proximité des joints du dallage ainsi que des bords et/ou dans le cas de charges ponctuelles ou roulantes, il sera nécessaire de calculer les moments à l’aide de la méthode enveloppe des « moments additionnels » présentée dans ASIRI.


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Contrainte appliquée en sommet de matelas : q=24 kPa (charge sur dallage de 2T/m2 et épaisseur du dallage estimée à 0.15m) On réalise les mêmes calculs que ceux présentés précédemment et on obtient : un tassement de 1.9cm avec un maillage de 2.5x2.5m. Le critère de 2cm en tassement absolu est validé. Cette valeur devra être validée par l’utilisateur des locaux. -

Capacité portante géotechnique : Qmax = 164 kPa < Qc/1.1 = 387 kPa : OK

-

Capacité portante intrinsèque : σmax = 1442 kPa < 0.3 .k3.fck* = 4200 kPa : OK

-

Pas de plastification du matelas.

Les modules de sol pour le dimensionnement du dallage sont : Matelas : de 0 à 0.95m Es = 50MPa Sol renforcé : de 0.95 à 7.25m Es = 5.2MPa Substratum marneux raide : au-delà de 7.25m sol fictif avec module élevé Les moments additionnels dans le dallage sont de M=-9.7 kN.m/ml à l’aplomb des inclusions et un moment M = +3.6 kN.m/ml au milieu de la maille. Ces sollicitations sont à ajouter aux sollicitations du dallage calculé sur un sol homogénéisé. Ces valeurs sont calculées pour un dallage continu et pour sa partie centrale et pour une surcharge uniformément répartie de 30kN/m2. A proximité des joints du dallage ainsi que des bords et/ou dans le cas de charges ponctuelles ou roulantes, il sera nécessaire de calculer les moments à l’aide de la méthode enveloppe des « moments additionnels » présentée dans ASIRI. Contrainte appliquée en sommet de matelas : q=14 kPa (charge sur dallage de 1T/m2 et épaisseur du dallage estimée à 0.15m) On réalise les mêmes calculs que ceux présentés précédemment et on obtient : un tassement de 1.6cm avec un maillage de 3.0x3.0m (maille maximale autorisée par ASIRI). Le critère de 2cm en tassement absolu est validé. Cette valeur devra être validée par l’utilisateur des locaux. -

Capacité portante géotechnique : Qmax = 151 kPa < Qc/1.1 = 388 kPa : OK

-

Capacité portante intrinsèque : σmax = 1330 kPa < 0.3 .k3.fck* = 4200 kPa : OK

-

Pas de plastification du matelas.

Les modules de sol pour le dimensionnement du dallage sont : Matelas : de 0 à 0.95m Es = 50MPa Sol renforcé : de 0.95 à 7.25m Es = 3.2MPa Substratum marneux raide : au-delà de 7.25m sol fictif avec module élevé


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Les moments additionnels dans le dallage sont de M=-9.8 kN.m/ml à l’aplomb des inclusions et un moment M = +3.1 kN.m/ml au milieu de la maille. Ces sollicitations sont à ajouter aux sollicitations du dallage calculé sur un sol homogénéisé. Ces valeurs sont calculées pour un dallage continu et pour sa partie centrale et pour une surcharge uniformément répartie de 30kN/m2. A proximité des joints du dallage ainsi que des bords et/ou dans le cas de charges ponctuelles ou roulantes, il sera nécessaire de calculer les moments à l’aide de la méthode enveloppe des « moments additionnels » présentée dans ASIRI. 3.3.9- Dimensionnement des améliorations de sol sous semelles de fondation La contrainte intrinsèque d’une inclusion rigide est donnée précédemment. La contrainte maximale admissible vis-à-vis du sol calculé selon la norme d’application de l’EC7 (NF P 94-262) est donnée dans la feuille de calcul donné en annexe. On obtient Qc = 326kN En combinaison quasi-permanente à l’ELS, on ne doit pas dépasser : soit σELS = 2MPa QELS = Qc/1.4 = 233kN En combinaison caractéristique à l’ELS, on ne doit pas dépasser : QELS = Qc/1.1 = 296kN soit σELS = 2.6MPa Méthode de calculs : pré-dimensionnement en déplacement La méthode de calcul utilisée détermine la répartition des efforts entre les inclusions et le sol en fonction raideurs de ces derniers. Le coefficient de réaction du sol est déterminé à partir du tassement calculé sans inclusion. Pour le cas étudié, le tassement a été évalué à partir de la méthode pressiométrique pour une configuration de tassement sous fondation et sur la base du la coupe moyenne donnée précédemment. Résultats : tassements et contraintes Les calculs ont été effectués pour les massifs isolés. Les hypothèses des profondeurs et cotes sont données sur le schéma précédemment : - Cote base des semelles ≥ -0.50m /plateforme finie (profondeur hors gel) - Epaisseur matelas ≥ 0.60m. Les résultats sont les suivants : Semelle isolée (m)

Charges ELS (kN)

Nbre d’IR

Tassement Tassement Effort calculé absolu sans IR absolu avec dans IR (kN) (cm) IR (cm) 1.1 x 1.1 217* 2 ** 1.2 <0.5 106 *Pour une charge sur massif de 200kN et une épaisseur de matelas sous semelle de 0.6m. **Dans le cas où la semelle n’est pas reliée par des longrines dans une direction perpendiculaire à celle formée par la droite passant par le centre des IR, on retiendra un nombre minimal de 3 inclusions.


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La contrainte dans les inclusions reste inférieure à la contrainte admissible (soit 2.6MPa). Les feuilles de calcul sont jointes en annexe. Les inclusions rigides permettent de reprendre uniquement des efforts verticaux de compression provenant de la structure. Si les massifs sont soumis à des efforts horizontaux et des moments, il sera nécessaire de vérifier que les efforts horizontaux sont admissibles vis-à-vis du système de renforcement prévu (matelas + inclusions). L’équarrissage des semelles devra être adapté vis-à-vis du nombre d’inclusions nécessaire afin de respecter les dispositions constructives (cf page précédente). 3.3.10- Sujétions d’exécution Les inclusions seront impérativement réalisées avec un dispositif d’enregistrement des paramètres de forage et d’injection. Les inclusions seront réalisées par une entreprise spécialisée. Le matériel mis à disposition devra avoir la puissance nécessaire pour atteindre la cote d’ancrage minimale dans tous les cas. Nous attirons l’attention sur des risques de surconsommation de béton dans les sols lâches et/ou sablo-graveleux. Au stade des études d’exécution, la distance entre inclusions et le phasage de réalisation devront être définis de manière à limiter les effets de la réalisation d’une inclusion sur les inclusions voisines à des valeurs acceptables. Ce point doit être soigneusement examiné dans le cadre des études d’exécution. La largeur minimale des semelles isolées et filante est égale à : min(60cm ; 15cm + diamètre inclusions + épaisseur du matelas) Pour un diamètre d’inclusion de 380mm et une épaisseur de matelas de 60cm sous la semelle, on obtient une largeur minimale de semelle de 60cm. On retiendra une distance minimale du nu de l’inclusion au bord de la semelle de 0.15m. Tous les moyens d’exécution devront être mis en œuvre pour que la tolérance d’exécution soit limitée à 10cm. La tolérance d’inclinaison ne doit pas dépasser 2%. Des dispositions spécifiques seront à prendre pour assurer le recépage à la bonne cote. En périphérie des zones les plus chargées, il sera nécessaire de vérifier le non cisaillement des inclusions mitoyennes dans le cadre de l’étude d’exécution. De plus, on prendra toutes les précautions pour éviter le cisaillement des inclusions notamment par les engins lourds lors de la réalisation de la couche de forme et du recépage éventuel. Après la réalisation des inclusions rigides : purge de la partie dégradée et/ou polluée de la plateforme de travail et recompactage de la plateforme. Du fait de cette contrainte, nous recommandons d’arrêter les inclusions légèrement sous le niveau supérieur de la plateforme de travail.


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Matelas de répartition sous semelle L’épaisseur minimale du matelas sous semelle est fixée à 0,30m (recommandation ASIRI). Cependant compte tenu de l’épaisseur de remblais à mettre en œuvre pour atteindre la plateforme finie, l’épaisseur du matelas devrait être de 0.60m au droit du bâtiment de cocompostage. Le débord minimal du matelas par rapport à l’emprise de la semelle est nécessaire pour assurer la qualité du compactage du matelas sur toute l’épaisseur sous la semelle. Ce débord est au moins égal à 0.30m ou à la moitié de l’épaisseur du matelas. Il est recommandé de mettre en œuvre un matériau granulaire avec un angle de frottement élevé. Le matériau employé devra être insensible à l’eau. Le sol support constitué d’argile sableuse devra être traité à la chaux sur une épaisseur minimale de 0.40m avant la mise en œuvre du matelas. Le matelas de répartition devra être mis en œuvre hors période de pluie compte tenu de la sensibilité des terrains en place aux variations des teneurs en eau. Les moyens mis en œuvre devront garantir la qualité du compactage du matelas sur toute son épaisseur. Le matelas devra être contrôlé conformément aux recommandations d’ASIRI. Le critère de réception est EV2≥50MPa en tête du matelas. Matelas de répartition sous dallage Les épaisseurs du matelas sont de 0.40m au minimum sous les dallages (recommandations ASIRI). Cependant compte tenu de l’épaisseur de remblai à mettre en œuvre pour atteindre la plateforme finie, l’épaisseur du matelas sous dallage devrait être de 0.95m au droit du bâtiment de co-compostage. Le matelas sera réalisé avec un matériau granulaire concassé insensible à l’eau, mis en œuvre conformément aux recommandations du GTR92. Le matériau devra respecter les caractéristiques suivantes : granulométrie : 0/80 mm pourcentage de fines : passant à 80 microns < 12% VBS < 0.1 LA<35 ; MDE<30 ; LA+MDE < 60. Compactage à 95% OPM. Le matelas devra être contrôlé conformément aux recommandations d’ASIRI. Le critère de réception est EV2≥50MPa en tête du matelas. Plateforme de travail La plateforme de travail sera en matériaux granulaires, insensible à l’eau, mis en œuvre sur le sol support qui aura été traité à la chaux sur 0.40m minimum. L’épaisseur de matériaux dépendra, de la période des travaux et du gabarit des machines.


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Après la réalisation des inclusions rigides : purge de la partie dégradée et/ou polluée de la plateforme de travail et recompactage de la plateforme et on prendra toutes les précautions pour éviter d’endommager les inclusions (attention notamment aux engins lourds lors de la réalisation de la couche de forme et du recépage). On tiendra compte notamment des points suivants : -

Une durée minimale permettant l’obtention d’une résistance suffisante, doit être respectée entre leur réalisation et les terrassements. Cette durée doit être validée par des essais d’épreuve, en référence à la prise et à la montée en résistance du béton des inclusions.

-

Une épaisseur minimale de 25cm doit exister entre les têtes des inclusions rigides et le niveau de recompactage.

Matelas en matériaux traités Les matelas pourraient aussi être réalisés en matériaux fins traités afin d’être insensibles à l’eau. Le traitement à la chaux seule est proscrit. La résistance des matériaux traités devra être compatible avec les sollicitations transmise par le dallage dans le matelas. Il est aussi nécessaire de s’assurer de la pérennité de la cohésion des matériaux traités pendant toute la durée de l’ouvrage. De plus, le phasage de réalisation et la méthodologie devront être adaptés pour que ni le matelas, ni les inclusions ne soient endommagés. Essais de contrôle On réalisera des essais d’étalonnage en début de chantier afin de valider le choix du matériel et vérifier la conformité de réaction du sol et des ouvrages avoisinants avec les prévisions. On mesurera les déviations géométriques d’exécution. Si les déviations spécifiées sont dépassées, on devra examiner, pour toutes les parties de la structure, les conséquences des éventuels efforts supplémentaires et on prendra les dispositions appropriées pour y remédier. Pour les inclusions sous dallage et les semelles filantes, étant dans le domaine 2, les essais à prévoir sont : -

Contrôle du diamètre par dégarnissage ; Contrôle de l’altimétrie (précision attendue de +/-5cm) ; Essais d’écrasement sur éprouvettes béton : 1 prélèvement (6 éprouvettes) tous les 100m3 de béton Essai d’intégrité du fût (méthode par réflexion ou méthode par impédance) avec une fréquence de 1/150 avec un minimum de 3 Essai de « qualité » ; Enregistrement des paramètres de forage et d’injection des inclusions Contrôles systématiques de la continuité en cas de défaut d’enregistrement.


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Pour les inclusions sous semelles isolées, étant dans le domaine 1, les essais à prévoir sont : -

Contrôle du diamètre par dégarnissage ; Contrôle de l’altimétrie (précision attendue de +/-5cm) ; Essais d’écrasement sur éprouvettes béton : 1 prélèvement (6 éprouvettes) tous les 100m3 de béton Essai d’intégrité du fût (méthode par réflexion ou méthode par impédance) avec une fréquence de 1/75 avec un minimum de 5, Essai de portance (conformément aux recommandations ASIRI) Enregistrement des paramètres de forage et d’injection des inclusions Contrôle systématique de la continuité en cas de défaut d’enregistrement.

Fondations : Le dimensionnement des fondations sera confié à un BET spécialisé. Il devra être pris en compte l’impact des inclusions sur le dimensionnement des semelles. Pour la justification des semelles vis-à-vis du glissement, on retiendra, sous la base, un angle de frottement correspondant à la nature du matelas (pour des sols granulaires, l’angle de frottement ne sera pas inférieur à 30°, pour des matériaux traités chaux/liant hydraulique il dépendra des caractéristiques des matériaux traités) et on négligera la cohésion.


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Dispositions constructives vis-à-vis du risque de retrait gonflement Le projet se situant dans une zone constituée de sols sensibles au retrait – gonflement sous déséquilibre hydrique, il sera nécessaire de mettre en œuvre des dispositions constructives pour limiter les variations de teneurs en eau des sols superficiels. Pour cela il sera nécessaire de réaliser une protection périphérique (trottoir ou géomembrane) tout autour du bâtiment sur une largeur minimum de 2.5m. Le remblai de nivellement de la plateforme devra être présent sur cette bande de 2.5m tout autour du bâtiment comme présenté sur le schéma suivant. Il sera aussi nécessaire d’éloigner les arbres d’une distance de 1.5xH, H étant la hauteur de l’arbre à l’âge adulte.

Dispositions constructives vis-à-vis des tassements différenriels Compte tenu des tassements différentiels qui pourront se produiront entre la zone du bâtiment réalisé sur inclusions (tassement absolus de 2cm) et la zone en dehors (tassements absolus de 1cm), des raccords souples au niveau des réseaux devront être mis en œuvre.

3.2 – Cas des casiers extérieurs Les casiers extérieurs au bâtiment de co-compostage sont constitués d’une dalle et d’un voile en béton armé. Le schéma ci-dessous présente la configuration au droit des casiers situés à proximité de la digue en terre des bassins.


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Les casiers extérieurs ayant la même configuration des casiers intérieurs et les mêmes charges, ils pourront être fondés sur les mêmes types de fondations : - Dalle portée sur fondations profondes de type pieux - Radier sur du sol amélioré par inclusions rigides Les dimensionnements de ces systèmes de fondations sont présentés dans les paragraphes précédents ; Cependant, pour certains casiers extérieurs, la digue en terre des bassins viendra s’appuyer sur le voile. Cette digne, en remblai, va générer des tassements du sol support qui vont eux même générer des efforts parasites sur les fondations (efforts négatifs et poussée latérale due au g(z) car le remblaiement est dissymétrique). Ces efforts parasites devront être pris en compte dans le dimensionnement des fondations. Les pieux ou les inclusions de la file périphérique devront notamment être dimensionnés en flexion composée et devront probablement être armés (dimensionnement à réaliser dans le cadre d’une mission G3). Nous avons estimé les tassements du sol au niveau de cette file de fondation, à l’aide du logiciel Tasseldo, en considérant une surcharge de 40kPa pour la digue, en plus de la surcharge apportée par les remblais de la plateforme (158.2-157.5=0.7m dans cette zone).

Nous obtenons des tassements de : - P1 = 2.5cm - P2 = 2.2cm - P3 = 2.2cm - P4 = 2.0cm La courbe de g(z) à prendre en compte dans le dimensionnement est la suivante :


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EC7 EVALUATION DU DEPLACEMENT HORIZONTAL D'UNE COUCHE DE SOL SOUMISE A CHARGEMENT DISSYMETRIQUE épaisseur de sol mou D(m) = tassement total attendu (m) Γ=

6.7 0.036 0.16

type de courbe(1 ou 2)

(au centre du remblai)

1

G(Z)

1.83 *z3

cohésion Cu (kPa)= contrainte sur terrain (KPa)=

54.0 54

β= β,=

-4.69 *z2

2.13 *z

0.73

90 87 5.14 2.0 0.27 0.23 0.0156 0.0214

g(z)=

A3 0.00013015 *z3

z

g(z) 0 0.25 0.5 0.75 1 1.25 1.5 1.75 2 2.25 2.5 2.75 3 3.25 3.5 3.75 4 4.25 4.5 5 5.5 6

dgmax

A2 -0.0022348 *z2

A1 0.0068001 *z

0.00576

A0 0.0156147

g(z)

0.01561 0.01718 0.01847 0.01951 0.02031 0.02088 0.02123 0.02137 0.02132 0.02108 0.02068 0.02012 0.01942 0.01858 0.01762 0.01655 0.01539 0.01414 0.01282 0.01001 0.00707 0.00408

déformation horizontale du sol (m)

0.00000 0.01000 0.02000 0.03000 0.04000 0

1

2

profondeur (m)

f= m= λ1= λ= gmax(0)= gmax (t)

3

4

5

6


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4 STEP 4.1

– Caractéristiques du projet et descentes de charges

La STEP est composée de : - un dégrilleur - un poste de relevage entrée - un bâtiment d’exploitation contenant un bassin d’orage et le dispositif de prétraitement et une rampe d’accès en remblai - Un bassin d’aération - Un dégazeur - Un clarificateur - Un poste de relevage vers les bassins plantés. - voiries PL et VL. Les cotes du terrain naturel varient au droit du projet de la cote 157.5 à 157.75NGF. Les descentes de charge ne nous ont pas été communiquées, nous avons du les estimer à partir des plans qui nous ont été transmis. Nous avons calculé deux contraintes en sous face des radiers : une contrainte minimale quand les ouvrages sont vides et une contrainte maximale quand les ouvrages sont entièrement pleins. La contrainte min sera utilisée pour la vérification vis-à-vis de la sous pression quand la nappe est au niveau des hautes eaux. La contrainte max sera utilisée pour dimensionner les fondations en compression. Le tableau suivant donne les principales caractéristiques des ouvrages et les différentes contraintes. Les détails des calculs des descentes de charges sont donnés en annexe. Estimation de la contrainte amenée en sous face du radier ouvrage Dégrilleur Poste relevage entrée Bâtiment d'exploitation ouvrage enterré Bâtiment d'exploitation bassin d'orage Aération Clarificateur Dégazeur Poste relevage sortie

cote intérieur cote sous face ouvrage NGF radier NGF 153.5 153.3

cote sommet Profondeur base ouvrage NGF radier / plateforme 159.2 4.9

min kPa

max kPa

40

90

152.5/152.1

151.8

159.2

6.4

40

105

158.2

156.2*

161.9

2

40***

85***

158.2

158**

161.9

0.2

15****

60****

155.2 155.05 155.6

154.85 154.7 155.4

161.6 160.7 161.1

3.35 3.5 2.8

15 10 30

75 45 80

157.25

156.55

159.2

1.65

10

35

* : Cote donnée pour l'ouvrage enterré (dégraisseur), le reste du bâtiment est à la cote 158.2NGF ** : Cote donnée pour le bassin d'orage (ouvrage non enterré) *** : Contraintes minimales et maximales calculées pour l'ouvrage enterré **** : Contraintes minimales et maximales calculée pour le bassin d'orage (ouvrage non enterré) ET.14.0025 – Pièce n°001 – indice B AYGUESVIVES (31) – Construction d’une STEP et d’un bâtiment de co-compostage – Mission G2PRO

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4.2

– Définition des contraintes sous ouvrages et de la sous-pression

La mise en place des remblais pour atteindre la cote de 158.2NGF sur le terrain actuel va entrainer des tassements non négligeables, en raison de la présence des formations limoneuses de faible compacité. On utilisera le module Tasseldo du logiciel Foxta V3. La coupe de sol moyenne d’après les sondages réalisés dans cette zone est :

Fomation Formatins sabloargileuses Marne argileuse

Profondeur/TA (m)

Pl*

Em

α

6.2

0.2

2

0.66

>10

3

70

0.5

Le module d’Young a été pris égal à Em/α. Le module de Poisson a été pris égal à ν=0.3. Nous avons pris le cas de quelques points type : - Point 1 : Dégrilleur/poste de relevage, - Points 2/3/4 : Bâtiment d’exploitation, - Point 5 : bassin d’aération, - Point 6 : clarificateur/degazeur/poste de relevage, Nous avons modélisé un terrain horizontal et appliqué les surcharges en surface. Les surcharges modélisées sont celles apportées par les remblais en considérant un poids volumique γ = 20KN/m3. Le plan ci après schématise les surcharges prises en compte et la position des différents pieux.


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Pi : numéro des points Hi : épaisseur de remblais mis en œuvre pour atteindre la cote 158.2NGF. Les tassements du sol des points (en supposant que les remblais mis en œuvre sont correctement compactés pour ne pas générer de tassement sur leur épaisseur) sont : - Point 1 : w = 3.6cm - Point 2 : w = 3.9cm - Point 3 : w = 2.5cm - Point 4 : w = 3cm - Point 5 : w = 1.5cm - Point 6 : w = 2.1cm Ces tassements vont générer des tassements négatifs le long des voiles des ouvrages enterrés et donc amener une contrainte supplémentaire au niveau des radiers. Ces frottements négatifs sont calculés à l’aide des formules données dans l’annexe H de la norme NF P 94-262 « cas particuliers des culées » ; et sont donnés pour chaque ouvrage dans le tableau suivant. Nous avons pris comme hypothèse que le matériau mis en œuvre derrière le voile avait un angle de frottement minimum de 30°. Ce calcul est réalisé avec le niveau EB de la nappe (154NGF).


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153.3

Hauteur au dessus nappe m 4.2

Hauteur au dessous nappe m 0.7

151.8

4.2

2.2

66

33

156.5

1.7

0

10

5

75

154.85 154.7 155.4

3.35 3.5 2.8

0 0 0

37 40 26

19 20 13

1460 1270 146

Poste relevage sortie

156.55

1.65

0

9

4

ouvrage

contrainte max (kPa)

cote sous face radier NGF

ouvrage Dégrilleur Poste relevage entrée Bâtiment d'exploitation Aération Clarificateur Dégazeur

Dégrilleur Poste relevage entrée Bâtiment d'exploitation Aération Clarificateur Dégazeur

90

contrainte max + efforts négatifs 127

105

134

85

89

75 45 80

78 49 94

35

41

Poste relevage sortie

Poussée (kN/ml) 59

composante Efforts négatifs = Pv verticale de la x périmètre (kN) poussée (kN/ml) 30 413 468

54

Tous les ouvrages sont de manière temporaire ou permanente en interaction avec la nappe selon le tableau ci-dessous.

Niveau EB de la nappe

Ouvrage

Cote TA (en mNGF)

Cote fond de terrassement prévu (en m NGF)

Profondeur ouvrage (en m/TA)

Cote piézométrique retenue (en mNGF)

Interaction ouvrage nappe

Relevage vers bassin planté

157.7

156.55

1.15

154

NON

157.7 157.7

155.4 154.7

2.3 3

154 154

NON NON

157.7

154.5

3.2

154

NON

157.7

156.5

1.2

154

NON

157.7

151.8

5.9

154

OUI

157.7

153.3

4.4

154

OUI

Cote TA (en mNGF)





157.7

156.55

1.15

157.7

OUI

157.7 157.7

155.4 154.7

2.3 3

157.7 157.7

OUI OUI

157.7

154.5

3.2

157.7

OUI

157.7

156.5

1.2

157.7

OUI

157.7

151.8

5.9

157.7

OUI

157.7

153.3

4.4

157.7

OUI

Degazeur Clarificateur Bassin d'aération Bâtiment d'exploitation et ouvrages hydrauliques Poste de relevage Dégrilleur

Ouvrage

Relevage vers bassin planté Degazeur Clarificateur Bassin Niveau EH d'aération ou EE de la Bâtiment nappe d'exploitation et ouvrages hydrauliques Poste de relevage Dégrilleur


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De ce fait, ils vont subir la sous pression. Deux cas de figure pourront se présenter : - Le poids propre des ouvrages à vide permet de reprendre la sous-pression, un système de fondation par radier, sur inclusions rigides si nécessaire, est nécessaire pour reprendre les charges de compression, - Le poids propre des ouvrages à vide ne permet pas de reprendre la sous pression, plusieurs solutions sont à étudier : o Un lestage en béton o La mise en place de clapets d’inondation, o La réalisation d’ancrages au moyen de micropieux (les micropieux permettent de reprendre de la traction). Dans la vérification de la reprise de la sous pression à l’ELU UPL, le poids propre de l’ouvrage est minoré d’un coefficient de 0.9 et la sous pression d’un coefficient de 1.0. Le tableau suivant donne les valeurs de sous pression et les solutions envisageables pour la reprise de la sous-pression.

ouvrage


cote de la nappe NGF

Dégrilleur

153.3

157.7

4.4

151.8

157.7

156.5

Bâtiment d'exploitation bassin orage

Solution ∆ sous pression envisagable pour à reprendre le reprise de la (kPa)* sous pression Micropieux / 8 Lestage Micropieux / 23 Lestage

contrainte min ouvrage (kPa)

vérification

44

40

Non assurée

5.9

59

40

Non assurée

157.7

1.2

12

40

OK

0

-

158

157.7

-0.3

0

0

Pas de souspression

0

Non concerné par la sous pression

Aération

154.85

157.7

2.85

28

15

Non assurée

15

Clarificateur

154.7

157.7

3

30

10

Non assurée

21

155.4

157.7

2.3

23

30

OK

156.55

157.7

1.15

11

10

Non assurée

Poste relevage entrée Bâtiment d'exploitation ouvrage enterré

Dégazeur Poste relevage sortie

Hauteur d'eau sous pression (m) (kPa)

2.5

micropieux / clapets micropieux / clapets Micropieux*** / Lestage

* : ∆ sous pression à reprendre (kPa) = 1xsous-pression - 0.9xcontrainte min ouvrage

*** : Nous préconisons des micropieux sous cet ouvrage, plutôt que des inclusions en raison de ces faibles dimensions. Les prédimensionnements des micropieux sont données ci après. Pour les ouvrages de grandes dimensions (bâtiment d’exploitation, bassin d’aération et clarificateur) des fondations profondes de type pieux peuvent être envisagées.


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4.3

– Reprise de la sous-pression par lestage

A la demande du Maitre d’Ouvrage, nous avons étudié la solution de reprise de la souspression par lestage pour les ouvrages ne pouvant pas accepter de clapets : dégrilleur, poste de relevage entrée et poste de relevage sortie. Le lestage sera réalisé, sans augmenter la profondeur des radiers mais en épaississant les voiles périphériques. Nous avons pris comme hypothèse un poids de 22kN/m3 pour le gros béton, permettant le lestage. Le fait d’épaissir les voiles, implique l’augmentation de la surface plane de l’ouvrage et donc de la sous pression. Nous avons cherché à caler le volume de béton équilibrant la sous pression. Les résultats des calculs sont présentés dans le tableau suivant :

ouvrage Dégrilleur Poste relevage entrée Poste relevage sortie

Surface (m )

153.3

∆ sous pression à reprendre (kPa) 8

11.25

90

151.8

23

15.90

366

156.55

2.5

9.00

22

1.1


2

Effort du à la Volume de béton sous pression 3 rajouté (m ) (kN)

Surface

poids béton rajouté (kN)

Augmentation épaisseur (m)

augmentée (m )

4.4

97

0.06

12.03

96

19.6

431

0.19

18.74

431

24.2

0.05

9.57

24

2

Effort sous pression (kN)

Les contraintes maximales sous l’ouvrage, ont été recalculées après lestage et données dans le tableau suivant :

2

Contrainte max Contrainte (kPa) retenue (kPa)

ouvrage

Poids total (kN)

Surface (m )

Dégrilleur Poste relevage entrée Poste relevage sortie

1472

12.03

122

125

2521

18.74

135

135

339

9.57

35

35

Poids total = poids ouvrage plein + efforts négatifs + poids béton rajouté

Avec le lestage pour reprendre la sous pression, les ouvrages pourront être fondés sur des radiers généraux, à condition que les charges apportées par l’ouvrage (données dans le tableau ci-dessus) restent inférieures au poids des terres excavées. Pour le dégrilleur, la hauteur des terres excavées est de 4.4m soit un poids de 18x4.4=79.2kPa. Cette valeur étant inférieure à la contrainte apportée par l’ouvrage, l’ouvrage ne pourra être fondé sur radier général. Des fondations profondes sont nécessaires. Compte tenu des petites dimensions de l’ouvrage, on s’orientera vers des micropieux. Avec la solution de micropieux, le lestage n’est plus nécessaire, les efforts dus à la sous pression seront repris en traction par les micropieux (calcul dans le paragraphe 4.6).


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Pour le poste de relevage entrée, la hauteur des terres excavées est de 1.15m soit un poids de 18x5.9=106kPa. Cette valeur étant inférieure à la contrainte apportée par l’ouvrage, l’ouvrage ne pourra être fondé sur radier général. Des fondations profondes sont nécessaires. Compte tenu des petites dimensions de l’ouvrage, on s’orientera vers des micropieux. Avec la solution de micropieux, le lestage n’est plus nécessaire, les efforts dus à la sous pression seront repris en traction par les micropieux (calcul dans le paragraphe 4.6). Pour le poste de relevage sortie, la hauteur des terres excavées est de 1.15m soit un poids de 18x1.15=20.7kPa. Cette valeur étant inférieure à la contrainte apportée par l’ouvrage, l’ouvrage ne pourra être fondé sur radier général. Des fondations profondes sont nécessaires. Compte tenu des petites dimensions de l’ouvrage, on s’orientera vers des micropieux. Avec la solution de micropieux, le lestage est plus nécessaire, les efforts dus à la sous pression seront repris en traction par les micropieux (calcul dans le paragraphe 4.6).

4.4

– Reprise de la sous-pression par clapets d’inondation

Suite à la demande du Maitre d’ouvrage, nous avons étudié les solutions de fondation pour les bassins d’aération et de clarification, lorsque des clapets d’inondation seront mis en œuvre pour la reprise de la sous-pression. Ces ouvrages pourront être fondés sur des radiers généraux, à condition que les charges apportées par l’ouvrage (données ci-dessous) restent inférieures au poids des terres excavées. Les contraintes apportées par les ouvrages sont de 78kPa pour le bassin d’aération et de 49kPa pour le clarificateur. Pour pouvoir fonder les ouvrages sur radier général, les bases des radiers des ouvrages devront être descendus aux cotes minimales suivantes : -

153.4NGF pour le bassin aération soit 4.3m par rapport au niveau du TN et 4.8m par rapport au niveau de la plateforme finie. A cette profondeur l’ouvrage sera en permanence sous la nappe.

-

155 NGF pour le bassin clarificateur, soit 2.7m par rapport au niveau du TN et 3.2m par rapport au niveau de la plateforme finie.

Si la base des radiers se situe au dessus de cette cote, il sera nécessaire de réaliser des fondations profondes de type pieux ou micropieux (le dimensionnement des micropieux est donné en paragraphe 4.6).

4.5

– Faisabilité d’une rampe en remblai

Il est prévu dans le projet de réaliser une rampe en remblai pour accéder à la terrasse du bâtiment d’exploitation. La hauteur de ce remblai va atteindre 4.5m (162-157.5), il va donc amener une charge de 4.5x20=90kPa sur le sol Compte tenu des faibles caractéristiques mécaniques des formations sablo-argileuses (Pl* #0.14MPa à 1m et Pl*#0.2MPa à 2.5m), il y a un fort risque de poinçonnement du sol support sous la charge du remblai.


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Les solutions pour réaliser ce remblai sont : - La montée du remblai par phases en réalisant un préchargement (mis en œuvre de drains verticaux conseillée pour accélérer la consolidation), - La réalisation d’un remblai sur un réseau d’inclusions rigides, - La réalisation d’une rampe portée sur un système de micropieux (ouvrages sans remblai). Le remblai de la rampe sera adossé au voile extérieur du bâtiment d’exploitation. Ce dernier devra être dimensionné pour reprendre la poussée des terres.

4.6

– Dimensionnement des fondations par micropieux

Pour les ouvrages fondés sur micropieux, les micropieux travailleront en compression quand la nappe est basse et l’ouvrage rempli et pourront travailler en traction (pour certains ouvrages) quand la nappe sera haute et l’ouvrage vide. Les micropieux seront ancrés dans le substratum molassique. Nous avons pris comme hypothèse : - Micropieu de type II - Diamètre 250mm - Un micropieu tous les 3 à 5 m2, En première approche, nous avons reparti les efforts négatifs dus aux tassements des remblais sur l’ensemble des micropieux. En réalité les micropieux périphériques seront plus chargés que les micropieux intérieurs. Cette répartition devra être examinée dans le cadre de la mission G3. Le tableau page suivante donne les efforts de compression et de traction qui doivent être repris par les micropieux. Le bassin d’orage situé dans le bâtiment de commande sera traité à part car les micropieux reprendront uniquement des efforts de compression (pas de problème de sous-pression) Le dimensionnement des micropieux sera réalisé suivant la norme NF P 94-262, dans la méthode de calcul est présenté dans le paragraphe « bâtiment de co-compostage, fondation sur pieux ». Nous rappelons que pour des micropieux, le terme de pointe est négligé.


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4

7

8*

124 63 3

3

11.3

15.9

19.6

494.8 314.2 10.2

9.0

313

35724 14356 933

1703

2050

1369

11

28 30 23

12

59

44

Sous pression (kPa) gstb;k

2.5

15 21 0

0

23

8

104

288 228 311

213

293

342

146

403 319 436

298

410

479

-7

-60 -105 0

0

-52

-22

-6

-73 -135 0

0

-58

-15

∆ sous pression à Effort traction / Effort max /mp Effort max /mp Effort traction / mp (UPL ELU) kN reprendre (kPa) (GEO - ELScarac) kN (GEO - ELUfond) kN mp (GEO ELU) kN σ dst;d - gstd;d = Vdst;d - G stb;d = 1.35x(Vdst;k -G stb;k) Vd;ELS = 1xVk Vd;ELU = 1.4xVk σ sdt;k - 0.9gstb;k 1xσ 1xVdst;k - 0.9xGstb;k

* : l'étude a été faite seulement pour le dégraisseur (ouvrage enterré). Des micropieux seront aussi nécessaire sous le reste du bâtiment d'exploitation pour reprendre les charges de compression.

Dégrilleur Poste relevage entrée Bâtiment d'exploitation Aération Clarificateur Dégazeur Poste relevage sortie

Ouvrage

Charge max + Surface Nombre de efforts 2 totale (m ) micropieux négatifs (kN)

Le tableau suivant donne les qs estimé (pour des micropieux de type II assimilé à des pieux forés). Profondeur de la base / terrain fini De 5.2 à 6.9m

Lithologie Formations sablo argileuse Marne argileuse (substratum)

pl * (MPa)

>10m

On retiendra donc : - Formations sablo-argileuses : - Marne argileuse :

fsol (kPa)

α pieu-sol

qs (kPa)

qs max (kPa)

Frottement négligé

0.2

1.5

4.0

112

168

170

qs = 0 kPa (frottement négligé) qs = 168kPa

• Coefficients pour l’approche modèle de terrain • •

γR ;d1 =2 γR ;d2 =1.1

(en compression et en traction)

Cas

Facteurs partiels

GEO / ELUfond

Résistance de frottement axial

GEO / ELScarac

Charge de fluage de compression

γs ELU durables et transitoires γcr ELS caractéristiques

UPL / ELU

Facteurs partiels Résitance de traction d'un pieu

GEO / ELU

Résistance de frottement axial

Cas

Compression 1.1 0.9

γs;t ELU UPL

Traction 1.4

γs;t ELU

1.15

• Effet de groupe – coefficient d’efficacité Ce

Avec un entraxe supérieur à 3 diamètres entre micro pieux, le coefficient de groupe n’est pas à prendre en compte. Capacité portante obtenue Pour le calcul de la capacité portante des micropieux, nous utiliserons une feuille de calcul développée par Fondasol dont un exemple de calcul est donné en annexe. Le tableau suivant donne la capacité portante pour des micropieux de diamètre 0.25m et pour différents ancrages dans les marnes argileuses.


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Ancrage dans les marnes 3m 5m 6m 7m 8m 9m

GEO / ELUfond GEO / ELScarac GEO / UPL ELU Compression (kN) Compression (kN) - Traction (kN) Rt;d - Rc;d Rc;cr;d 164 140 129 273 233 214 327 280 257 382 327 300 436 373 343 491 420 386

GEO / ELU Traction (kN) Rt;d 156 261 313 365 417 469

En première approche, les micropieux devront être ancrés dans le substratum molassique (manes) :

Ouvrage Dégrilleur Poste relevage entrée Bâtiment d'exploitation Aération Clarificateur Dégazeur Poste relevage sortie

Ancrage Nombre de minimum dans 2 totale (m ) micropieux les marnes (m) 11.3 4 9 Surface

15.9

7

8

19.6

8*

6

494.8 314.2 10.2

124 63 3

8 6 8

9.0

3

3

* : Pour le bâtiment d’exploitation, l’étude a été faite seulement pour le dégraisseur (ouvrage enterré). Des micropieux seront aussi nécessaires sous le reste du bâtiment pour reprendre les charges de compression, le dimensionnement au droit du bassin d’orage est présenté ci après. Les micropieux seront équipés d’une armature (tube pétrolier σe = 560MPa). Cette armature devra être dimensionnée pour reprendre les efforts de compression et les efforts de traction, ainsi que les moments de flexion si nécessaire. Les ouvrages sont dimensionnés en regard de la poussée totale de l’eau. Les ouvrages en béton armé devront être dimensionnés par un bureau d’étude spécialisé (liaison micropieux / dalle béton, ferraillage de la dalle, reprise des efforts de sous-pression localement) Le nombre, le diamètre des micropieux et l’ancrage dans la couche de fondation (substratum molassique) devront être définis en fonction des descentes de charges du projet dans le cadre d’une étude géotechnique d’exécution (mission G3).


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Cas du bassin d’orage : Les efforts de compression sur les micropieux sont estimés à :

Effort max /mp Charge max + Effort max /mp (GEO - ELScarac) kN (GEO - ELUfond) kN Ouvrage efforts négatifs (kN) Vd;ELS = 1xVk Vd;ELU = 1.4xVk Bassin d'orage 273 60 15139 252 353 Les efforts négatifs sont nuls car l'ouvrage n'est pas enterré Surface

Nombre de 2 totale (m ) micropieux

Un ancrage de 7m dans le substratum marneux est nécessaire. Les micropieux seront équipés d’une armature (tube pétrolier σe = 560MPa). Cette armature devra être dimensionnée pour reprendre les efforts de compression, ainsi que les moments de flexion si nécessaire. Les ouvrages en béton armé devront être dimensionnés par un bureau d’étude spécialisé (liaison micropieux / dalle béton, ferraillage de la dalle) Le nombre, le diamètre des micropieux et l’ancrage dans la couche de fondation (substratum molassique) devront être définis en fonction des descentes de charges du projet dans le cadre d’une étude géotechnique d’exécution (mission G3). Sujétions d’exécution : En phase EXE : Compte tenu que les sondages de reconnaissance descendent à 10m. Un ou plusieurs sondages sont à prévoir en phase EXE sur la longueur des micropieux, pour valider la coupe de sol. Les micropieux de fondations seront réalisés par une entreprise spécialisée ; Les valeurs de frottement latéral devront être validées par un ou plusieurs micropieux d’essai (essais préalables) ; Les outils et méthodes de forage devront être adaptés à chaque couche de sol rencontrée et devront permettre de respecter l’ancrage et les profondeurs souhaités. Un suivi géotechnique d’exécution devra être effectué afin de permettre une bonne adaptation au contexte réellement rencontré (mission G3) ; Les calculs sont établis en considérant des micropieux de type II. Les hypothèses de calculs retenues (qs notamment) correspondent à cette méthode de réalisation. En cas de changement de méthode, des nouvelles hypothèses sont à proposer et à faire approuver par le géotechnicien en charge de la mission G4. Quel que soit le dimensionnement établi précédemment, on devra s’assurer qu’un ancrage minimum de 2.00m dans les marnes argileuses est toujours assuré, et les longueurs des micropieux devront être adaptées en fonction de la profondeur du toit de ces marnes argileuses. Les micropieux devront respecter les principes généraux de construction des pieux forés de la norme NF EN 14199 (NF P 94-313) de septembre 2005.


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4.7

– Stabilité provisoire des talus

Les études de stabilité des talus ont été réalisées à l’aide du logiciel Talren 5. Les caractéristiques mécaniques des formations ont été définies à partir des essais en laboratoire, des essais in-situ et de notre expérience locale. On propose de retenir : -

Remblai d’apport granulaire ou traités o ϕ’ = 35° o c’ = 0kPa

-

Argile sableuse o ϕ’ = 22° o c’ = 3kPa

Pour les ouvrages enterrés de plus de 4m par rapport à la plateforme finie (158.2NGF) : dégrilleur, poste de relevage entrée, une solution de talutage n’est pas envisageable compte tenu des faibles caractéristiques mécaniques des formations et de la présence de la nappe. Nous conseillons de réaliser l’ouvrage : soit par havage - soit à l’abri d’un soutènement par palplanches (ou panneaux coulissants) ancrées dans les marnes, butonnées en tête et en pied. Pour les ouvrages enterrés de moins de 4m par rapport à la plateforme finie (158.2NGF) : bâtiment d’exploitation, bassin d’aération, clarificateur, dégazeur et poste de relevage sortie, une solution de talutage est envisageable, à condition de prévoir des pentes de talus très faibles et des dispositif de drainage. L’étude de stabilité, réalisée sous Talren, pour l’ouvrage le plus profond (clarificateur : cote terrassement = 154.7NGF) et pour la nappe haute (TN), une pente de 3H/1V devra être respectée.


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Une pente à 2H/1V pourrait être mise en œuvre pour les ouvrages moins profonds, pour une nappe chantier basse. De plus, des éperons drainants seront nécessaires pour rabattre la nappe dans les talus. Ils devront être associés à des dispositifs de collecte et d’évacuation de l’eau captée (tranchée drainante, puisards avec pompe de relevage…).


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5 Modalités de mise hors d’eau des fouilles en phase chantier et du projet en phase définitive 5.1 – Station d’épuration Les principaux ouvrages enterrés seraient les suivants : • Le dégrilleur d’entrée • Le poste de relevage • Le bâtiment d’exploitation contenant un bassin d’orage et le deispositif de prétraitement • Un bassin d’aération • Un dégazeur • Un clarificateur • Un poste de relevage vers les bassins plantés Ils sont tous de manière temporaire ou permanente en interaction avec la nappe selon le tableau ci-dessous.

Niveau EB de la nappe

Ouvrage

Cote TA (en mNGF)


Profondeur ouvrage (en m/ TA)

Cote piézomét rique retenue (en mNGF)


Relevage vers bassin planté

157.7

156.55

1.15

154

NON

157.7 157.7

155.4 154.7

2.3 3

154 154

NON NON

157.7

154.5

3.2

154

NON

157.7

156.5

1.2

154

NON

157.7

151.8

5.9

154

OUI

157.7

153.3

4.4

154

OUI

Cote TA (en mNGF)


Profondeur ouvrage (en m/ TA)

Cote piézomét rique retenue (en mNGF)


157.7

156.55

1.15

157.7

OUI

157.7 157.7

155.4 154.7

2.3 3

157.7 157.7

OUI OUI

157.7

154.5

3.2

157.7

OUI

157.7

156.5

1.2

157.7

OUI

157.7

151.8

5.9

157.7

OUI

157.7

153.3

4.4

157.7

OUI

Degazeur Clarificateur Bassin d'aération Bâtiment d'exploitation et ouvrages hydrauliques Poste de relevage Dégrilleur

Ouvrage

Relevage vers bassin planté Degazeur Clarificateur Bassin Niveau EH d'aération ou EE de la Bâtiment nappe d'exploitation et ouvrages hydrauliques Poste de relevage Dégrilleur


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5.1.1 Phase chantier → Estimation des débits Nous sommes dans le cas d’une nappe libre avec un aquifère limité au mur à 5m de profondeur environ. Les débits d’épuisement peuvent être estimés à partir de la formule de Schneebeli : Q = 2,5 KH√I Nous retiendrons ici : K = Ke=perméabilité pondérée par la proportion prévisionnelle de faciès sableux dans le niveau aquifère à rabattre H = hauteur moyenne à rabattre S = surface mouillée de la fouille = surface du fond + côtés Les débits prévisionnels sont synthétisés dans le tableau ci-dessous. Les débits à retenir tiennent compte d’un coefficient de sécurité liés au risque d’hétérogénéités lithologiques locales. Ouvrage

Phase chantier (basses eaux)

Relevage vers bassin planté Degazeur Clarificateur Bassin d'aération Bâtiment d'exploitation (Bassin d'orage) Bâtiment d'exploitation (prétraitement) Poste de relevage Dégrilleur

Ouvrage

Phase chantier (hautes eaux)

Relevage vers bassin planté Degazeur Clarificateur Bassin d'aération Bâtiment d'exploitation (Bassin d'orage) Bâtiment d'exploitation (prétraitement) Poste de relevage Dégrilleur

Cote TA (en mNGF)




Hauteur à Rayon de Longueur Rayon fouille Surface fond K équivalent rabattre (en l'ouvrage (en mouillée (en (en m) (en m²) (en m/s) m) m) m)

157.7

156.55

1.15

155.7

0

1.4

1.5

7.1

9.3

5.00E-05

157.7 157.7 157.7

155.4 154.7 154.5

2.3 3 3.2

155.7 155.7 155.7

0.3 1 1.2

1.8 10.5 12.75

2.5 12 15

19.6 452.4 706.9

15.6 74.8 93.5

1.00E-05 1.80E-05 2.00E-05

157.7

156.5

1.2

155.7

0

10.5

11

380.1

68.6

5.00E-05

157.7

156.5

1.2

155.7

0

2

2.5

19.6

15.6

5.00E-05

157.7

151.8

5.9

155.7

3.9

2.25

3

28.3

18.7

2.60E-05

157.7

153.3

4.4

155.7

2.4

2.2

3

28.3

18.7

2.60E-05

Cote TA (en mNGF)




Longueur Hauteur à Rayon de Rayon fouille Surface fond K équivalent rabattre (en l'ouvrage (en mouillée (en (en m) (en m²) (en m/s) m) m) m)

157.7

156.55

1.15

157.7

1.15

1.4

1.5

7.1

9.3

5.00E-05

157.7 157.7 157.7

155.4 154.7 154.5

2.3 3 3.2

157.7 157.7 157.7

2.3 3 3.2

1.8 10.5 12.75

2.5 12 15

19.6 452.4 706.9

15.6 74.8 93.5

3.00E-05 5.00E-05 3.00E-05

157.7

156.5

1.2

157.7

1.2

10.5

11

380.1

68.6

5.00E-05

157.7

156.5

1.2

157.7

1.2

2

2.5

19.6

15.6

5.00E-05

157.7

151.8

5.9

157.7

5

2.25

3

28.3

18.7

3.40E-05

157.7

153.3

4.4

157.7

4.4

2.2

3

28.3

18.7

3.40E-05

Tableau des paramètres retenus pour le calcul


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Phase chantier (basses eaux)

Phase chantier (hautes eaux)

Longueur cumulée hauteur S (surface section mouillée en m mouillée en m²) mouillée (en m)

Ouvrage

K (en m/s)

H (en m)

Surface fond en m²

Relevage vers bassin planté Degazeur Clarificateur Bassin d'aération Bâtiment d'exploitation (Bassin d'orage) Bâtiment d'exploitation (prétraitement) Poste de relevage Dégrilleur Relevage vers bassin planté Degazeur Clarificateur Bassin d'aération Bâtiment d'exploitation (Bassin d'orage) Bâtiment d'exploitation (prétraitement) Poste de relevage Dégrilleur

5.00E-05 1.00E-05 1.80E-05 2.00E-05

0.00 0.30 1.00 1.20

7.0686 19.635 452.3904 706.86

9.348 15.58 74.784 93.48

Q en m3/s

Q en m3/h

Q retenu en m3/h

0 0.3 1 1.2

7.0686 24.309 527.1744 819.036

0.00E+00 3.70E-05 1.03E-03 1.72E-03

0.00 0.13 3.72 6.18

0 1 8 14 0

5.00E-05

0.00

380.1336

68.552

0

380.1336

0.00E+00

0.00

5.00E-05

0.00

19.635

15.58

0

19.635

0.00E+00

0.00

0

2.60E-05 2.60E-05 5.00E-05 3.00E-05 5.00E-05 3.00E-05

3.90 2.40 1.15 2.30 3.00 3.20

0 28.2744 7.0686 19.635 452.3904 706.86

18.696 18.696 9.348 15.58 74.784 93.48

3.9 2.4 1.15 2.3 3 3.2

72.9144 73.1448 17.8188 55.469 676.7424 1005.996

2.16E-03 1.33E-03 6.07E-04 1.28E-03 9.76E-03 7.61E-03

7.79 4.80 2.18 4.63 35.12 27.40

16 10 5 10 70 60

5.00E-05

1.20

380.1336

68.552

1.2

462.396

3.23E-03

11.61

25

5.00E-05

1.20

19.635

15.58

1.2

38.331

9.29E-04

3.34

10

3.40E-05 3.40E-05

5.00 4.40

0 28.2744

18.696 18.696

5 4.4

93.48 110.5368

4.11E-03 3.93E-03

14.79 14.16

30 30

Tableau des débits d’épuisements de fouille retenus par ouvrage → Modalités d’épuisement On note l’absence de mitoyens à proximité des ouvrages enterrés ni de contrainte d’emprise foncière. Dans ces conditions, les principaux ouvrages pourront être construits après terrassement en grand avec des talus provisoire de 3H/1V, pouvant passer localement à des pentes plus faibles si des niveaux sableux épais et productifs étaient rencontrés. La mise hors d’eau devrait pouvoir se faire en pompant directement à l’intérieur. Un dispositif de drainage par fossé et/ou tranchée (périphériques et centraux) sera réalisé à l’avancement des terrassements pour permettre l’évacuation des eaux ainsi drainées vers un (ou plusieurs) point(s) bas (puits) à partir duquel (desquels) elles seront pompées et rejetées vers l’exutoire retenu et autorisé. Cette solution devra être vérifiée d’un point de vue technique (présence ou non d’un exutoire, création) et administrative (autorisation de rejet). Si le chantier devait commencer en période de hautes eaux ou particulièrement humide, un drainage préalable de la zone à terrasser pourra être envisagé afin d’améliorer les conditions de terrassement. Si des venues d’eau ponctuelles ou des zones sablo-graveleuses productives étaient recoupées par les talus, des masques ou des éperons drainants devront être mis en place afin de stabiliser les talus. Si des matériaux sableux ou perméables étaient rencontrés sur une grande extension, une tranchée drainante complémentaire devra être réalisée en amont du talus en déblai, à 3 m de l’entrée en terre. D’une profondeur d’au moins 1,30 m, elle permettra de rabattre la nappe à un niveau intermédiaire qui réduira la charge hydraulique sur le talus.


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5.1.2 – En phase définitive Les ouvrages seront étanchés par cuvelage. Les efforts de sous-pression devront être repris par la structure mais également en global par l’une des solutions de lestage ou de tirantage par des micropieux. Les prédimensionnement de ces solutions sont présentés dans les paragraphes précédents.

5.1.3– Incidence des épuisements de fouille sur les avoisinants Pour un milieu homogène et isotrope sans condition restrictive d’alimentation, le rayon d’action d’un dispositif de rabattement de nappe peut être estimé en régime permanent par la formule de Sichardt : R = 2000∆H√K Avec ∆H = rabattement moyen retenu de 3m Et K = perméabilité moyenne = 3.10-5 m/s Ainsi le rayon d’action théorique prévisionnel serait de l’ordre de 30 à 40m autour des ouvrages de la station. Il resterait donc sur l’emprise foncière du projet et ne serait en interaction avec aucun ouvrage tiers fondé.

5.2 – Bâtiment de co-compostage Le seul ouvrage enterré serait d’après les documents transmis, une galerie technique de 4m de large et sur toute la longueur du bâtiment. La base de cet ouvrage est située à 0.8 mètre environ sous la base du plancher fini, dont la cote serait de 158.2mNGF. De plus une galerie technique de 0.50m de large et de 1.00m de profondeur par rapport à la cote de plateforme est localisée sous le couloir.

Ainsi pour une cote de plateforme de 158.2 mNGF, et un niveau de nappe EH et EE à 157.7 mNGF, la nappe devrait se situer au niveau de la cote finie du couloir, et ce environ 4 mois par an. Dans ces conditions, il conviendrait :

• soit de remonter le niveau de la plate-forme à 158.7 mNGF afin de maintenir tous les ouvrages au dessus du niveau de la nappe • soit de mettre en place un cuvelage étanche au niveau du plancher du couloir et de la galerie. • Soit de mettre en place un dispositif de drainage longitudinal raccordé gravitairement au réseau pluvial (si techniquement possible) ou à un poste de relevage.


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5.2.1– Phase chantier Si les terrassements ont lieu en période de basses eaux annuelles, aucun épuisement de fouille ne sera nécessaire pour effectuer les travaux de terrassement du couloir technique et de la galerie. En période de hautes eaux par contre, il faudra épuiser les fouilles et ce par l’intermédiaire de pompes mises en place directement dans les tranchées. La mise hors d’eau devrait pouvoir se faire en pompant directement à l’intérieur. Un dispositif de drainage par fossé et/ou tranchée sera réalisé à l’avancement des terrassements pour permettre l’évacuation des eaux ainsi drainées vers un (ou plusieurs) point(s) bas (puits) à partir duquel (desquels) elles seront pompées et rejetées vers l’exutoire retenu et autorisé. Cette solution devra être vérifiée d’un point de vue technique (présence ou non d’un exutoire, création) et administrative (autorisation de rejet). Une estimation des débits par la formule de Schneebeli avec : K=3x10-5 m/s H=0.7m S=418 m² pour une longueur de 70m donne q = 4 m3/h. On retiendra Q = 8 m3/h pour une longueur de 70m de galerie.

5.2.2– Phase définitive Ce chapitre traite de la solution drainage si elle était retenue. Ce dispositif de drainage pourrait correspondre à une tranchée drainante longitudinale et axiale de 1.30m de profondeur, soit environ à la cote 156.2 mNGF (-1.00m sous la base de la galerie). Le débit généré par cette tranchée drainante peut être estimé par la formule de Dupuit en régime permanent, pour un milieu homogène et isotrope, pour une tranchée incomplète dans une nappe libre limitée à une seule source d’alimentation avec : Q = (0,73 + R0,27 S

TC TU V TC

W

(H'' - H'0) X

Avec H2 = 5,20m H1 = 3.70m k = 3.10-5 m/s R = 2000∆H√K = 16m D’où Q = 2 x 10-5 m3/s/m Soit Q = 0,072 m3/h/m Soit pour 70 ml de drain Q = 5 m3/h ET.14.0025 – Pièce n°001 – indice B AYGUESVIVES (31) – Construction d’une STEP et d’un bâtiment de co-compostage – Mission G2PRO

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Ainsi pour 70ml de tranchée drainante, le débit ne devrait pas dépasser q= 5m3/h. Par mesure de sécurité on retiendra un débit de 10 m3/h pour une longueur de galerie de 70m. La tranchée présentera une largeur minimale de 0.40m, sera munie d’un géotextile de filtration, d’un drain de collecte en PVC (diam mini de 80mm de diamètre) et de matériaux drainants siliceux de type 20/40mm, ou équivalent. Le fond de la tranchée sera réglé avec une pente de 0.5% minimum vers l’exutoire ou le poste de relevage qui sera dimensionné pour relever un débit de 10 m3/h avec une pompe de secours.

5.2.3– Incidence des épuisements de fouille sur les avoisinants Pour un milieu homogène et isotrope sans condition restrictive d’alimentation, le rayon d’action d’un dispositif de rabattement de nappe peut être estimé en régime permanent par la formule de Sichardt : R = 2000∆H√K Avec ∆H = rabattement moyen retenu de 1.5m Et K = perméabilité moyenne = 3.10-5 m/s Ainsi le rayon d’action théorique prévisionnel serait de l’ordre de 15 m à 20m de part et d’autre de la tranchée. Il resterait donc sur l’emprise foncière du projet et ne serait en interaction avec aucun ouvrage tiers fondé.


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6 Voiries Compte tenu de l’altimétrie retenue pour le projet (côte projet à 158.2 m NGF), des remblais seront à mettre en œuvre au droit des plates formes des bâtiments et des voiries.

6.1 – Assise des remblais Après décapage de la terre végétale, le fond de forme va rencontrer des sols fins argileux à argilo-sableux sensibles à l’eau. Leur portance dépendra de la période de réalisation des travaux. Compte tenu du contexte hydrogéologique du site, on peut penser que ces sols seront humides et poseront des problèmes de portance et de traficabilité des engins de chantier. Afin d’assurer la densification des remblais sus jacents, nous préconisons, après décapage de l’horizon de terre végétale, un traitement en place à la chaux vive sur 0,40 m d’épaisseur avec comme objectif une portance EV2 > 30 MPa mesurée à l’essai à la plaque sur la couche traitée. En cas de travaux en période défavorable (nappe haute), un décaissement supplémentaire pourra être nécessaire et la méthodologie devra être adaptée (apport de matériaux granulaires insensibles à l’eau en cas de présence de nappe). Il sera aussi nécessaire de prévoir un drainage profond. Les remblais reconnus lors des investigations géotechniques sont des sols fins argileux contenant des débris de brique. Ils pourront être également traités à la chaux vive si leur % au passant à 80 µm est supérieur à 75 %. Dans le cas contraire, ils devront être évacués en décharge agréée. En phase travaux, le fond de forme décapé devra être penté de manière à pouvoir évacuer les eaux météorites vers des fossés provisoires.

6.2 – Mise en œuvre des remblais et classe d’arase Compte tenu du contexte hydrogéologique du site (risque de remontée de nappe, inondabilité), tous les remblais devront être insensibles à l’eau. Ce pourra être, soit des matériaux granulaires insensibles à l’eau de classification D21 ou D31, soit des sols fins traités à la chaux vive. Dans tous les cas, ils devront être présentés à l’agrément du maître d’œuvre avec si besoin une étude validant leur aptitude au traitement. Les matériaux du site seront obligatoirement tous traités à la chaux vive (dosage moyen 2 %). Afin d’obtenir une classe d’arase AR2 avec un module EV2 > 50 MPa, l’épaisseur minimale de matériaux insensibles à l’eau (naturels ou traités CaO) devra être au minimum de 0,80 m (0,40 m en traités en place + 0,40 m de remblais traités ou 0,40 m de matériaux granulaires). Les terrassements devront prendre en compte cette épaisseur une fois la côte projet définie. Au droit des bâtiments, ces remblais jouent le rôle de matelas (dans le cas d’une amélioration de sol par inclusions rigides). Ils doivent donc présenter les caractéristiques minimales de ce type d’ouvrage (cf paragraphe sur les inclusions rigides).


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6.3 – Couche de forme et classe de plateforme Couche de forme en granulaire : A partir d’une classe d’arase AR2 traitée à la chaux, et afin d’obtenir une classe de plate forme PF2+ (EV2 > 80 MPa), la couche de forme devra être constituée d’une couche de réglage de 0,20 m d’épaisseur de matériaux granulaires type GNT (insensibles à l’eau de classification D21 selon le GTR). Couche de forme en matériaux traités : Dans le cas d’utilisation de sols fins traités pour la couche de forme, la partie supérieure des remblais préalablement traités à la chaux (épaisseur minimale de 0,80 m = 0.40m de sols tratés en place + 0.40m de matériaux traités) pourra être traités aux liants hydrauliques sur une épaisseur minimale de 0,35 m. Un dosage de 1,5 % CaO + 5 % liants hydrauliques devrait permettre d’obtenir une classe de plate forme PF2+ avec comme objectif un module EV2 > 80 MPa ou une déflexion < 70/100 ème mm lors de la réception de la couche de forme. Un enduit de cure gravillonné devra également être prévu sur la couche de forme traitée dès la fin de sa réalisation. Une étude de formulation de niveau 1 devra être fournie par l’entreprise afin de valider la classe mécanique 5 sur le matériau traité.

6.3 – Structure de chaussée D’après les informations du maître d’ouvrage, le trafic attendu sur ces voiries est un trafic faible avec 10 poids lourds maximum par jour. Il ne nous a pas été fourni d’hypothèses de durée de service. On considèrera un trafic de 10 poids lourds par jour (trafic T5) et une durée de service de 15 ans. Nous appliquons dans ce chapitre les recommandations du « Dimensionnement des structures urbaines » du CERTU (Avril 2000)

guide

technique

Calcul du trafic cumulé : Avec 15 poids lourds par jour et par sens, nous obtenons un trafic cumulé sur la durée de service égal à N = 365 x 10 PL (MJA) x 15 ans # 55 000 poids lourds Coefficient d’agressivité CAM : Compte tenu du trafic canalisé et des nombreuses zones de manœuvres des poids lourds, le coefficient d’agressivité moyen CAM retenu sera égal à 1 (A valider par le maitre d’œuvre). Trafic en essieux équivalents : Le trafic en essieux équivalent est donc, dans notre cas, égal à NE = N x CAM soit 55 000 essieux équivalents.


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Hypothèses de classe de plate forme : Nous considèrerons une classe de plate forme PF2+ avec un module EV2 > 80 MPa . Qualité des matériaux : La qualité des matériaux retenue sera une qualité de matériaux Q1 (performances des matériaux conformes aux normes en vigueur). Structure de chaussée pour voirie lourde : A partir d’une classe de plate forme PF2+ et des matériaux Q1, l’abaque du guide technique du CERTU donne la structure de chaussée suivante:

Couche de roulement Couche de base / fondation

Structure chaussée en BBSG / GNT / PF2+

Structure chaussée en BBSG / GB3 / PF2+

4 cm BBSG 0/10 mm

6 cm BBSG 0/10 mm

25 cm GNT 0/20 mm (GNT 3 selon NF EN 13-285)

9 cm GB 0/14 classe 3

Toutes les couches devront être collées entre elles avec une couche d’accrochage. Structure de chaussée du parking véhicules légers : La structure de chaussée pour le parking de véhicules légers pourra être la structure granulaire diminuée à une épaisseur de 15 cm de GNT. Vérification au gel de la structure de chaussée : Le traitement de la PST à la chaux permet de classer les matériaux en sols peu gélifs sur 0,80 m d’épaisseur. Le traitement mixte CaO / Liants hydrauliques permet de classer les matériaux en sols non gélifs sur 0,35 m d’épaisseur. L’utilisation de matériaux granulaires insensibles à l’eau permet de classer les matériaux en sols non gélifs. Dans le cas de sols traités aux liants hydrauliques, le calcul effectué avec le logiciel GEL 1D permet de valider l’insensibilité au gel de la structure de chaussée avec l’obtention d’un indice admissible IA de 140 °C x jours pour un indice de référence sur Toulouse égal à IR = 115 °C x jours. Dans le cas de couche de forme en matériaux granulaires insensibles à l’eau, la structure est également insensible au gel dégel.


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Le présent rapport conclut la mission d’étude géotechnique de projet G2 phase PRO confiée à Fondasol. Selon la norme NF P 94-500, elle doit être suivie de la phase d’Assistance à Contrat de Travaux limitée aux seuls ouvrages géotechniques consistant notamment en : − rédaction des éléments géotechniques nécessaires à l’élaboration d’un DCE (soit éléments de CCTP, BPU, et DQE, − assistance pour l’analyse technique des offres des entreprises. Fondasol reste à la disposition du maître d’ouvrage ou du maître d’œuvre pour réaliser cette prestation. Au stade des travaux, une mission de supervision d’étude et de suivi géotechnique d’exécution G4 doit être confiée à un géotechnicien pour : − valider les méthodes de construction, ainsi que les adaptations et optimisations des ouvrages géotechniques, proposées par l’entreprise, − vérifier le dimensionnement des ouvrages géotechniques de l’entreprise − valider le programme d’auscultations et d’investigations proposé par l’entreprise, − s’assurer du bon comportement des ouvrages et des avoisinants en cours de travaux, et de la maîtrise par l’entreprise des éventuels aléas résiduels dans le cadre de la mission d’étude et de conception G3 qui reste à sa charge. Fondasol est bien entendu à disposition de tous les intervenants dans cette affaire pour réaliser ces missions.


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Conditions Générales 1. Avertissement, préambule Toute commande et ses avenants éventuels impliquent de la part du co-contractant, ciaprès dénommé « le Client », signataire du contrat et des avenants, acceptation sans réserve des présentes conditions générales. Les présentes conditions générales prévalent sur toutes autres, sauf conditions particulières contenues dans le devis ou dérogation formelle et explicite. Toute modification de la commande ne peut être considérée comme acceptée qu’après accord écrit du Prestataire. 2. Déclarations obligatoires à la charge du Client, (DT, DICT, ouvrages exécutés) Dans tous les cas, la responsabilité du Prestataire ne saurait être engagée en cas de dommages à des ouvrages publics ou privés (en particulier, ouvrages enterrés et canalisations) dont la présence et l’emplacement précis ne lui auraient pas été signalés par écrit préalablement à sa mission. Conformément au décret n° 2011-1241 du 5 octobre 2011 relatif à l’exécution de travaux à proximité de certains ouvrages souterrains, aériens ou subaquatiques de transport ou de distribution, le Client doit fournir, à sa charge et sous sa responsabilité, l’implantation des réseaux privés, la liste et l’adresse des exploitants des réseaux publics à proximité des travaux, les plans, informations et résultats des investigations complémentaires consécutifs à sa Déclaration de projet de Travaux (DT). Ces informations sont indispensables pour permettre les éventuelles DICT (le délai de réponse est de 15 jours) et pour connaitre l’environnement du projet. En cas d’incertitude ou de complexité pour la localisation des réseaux sur domaine public, il pourra être nécessaire de faire réaliser, à la charge du Client, des fouilles manuelles pour les repérer. Les conséquences et la responsabilité de toute détérioration de ces réseaux par suite d’une mauvaise communication sont à la charge exclusive du Client. Conformément à l’art L 411-1 du code minier, le Client s’engage à déclarer à la DREAL tout forage réalisé de plus de 10 m de profondeur. De même, conformément à l’article R 214-1 du code de l’environnement, le Client s’engage à déclarer auprès de la DDT du lieu des travaux les sondages et forages destinés à la recherche, à la surveillance ou au prélèvement d’eaux souterraines (piézomètres notamment). 3. Cadre de la mission, objet et nature des prestations, prestations exclues, limites de la mission Le terme « prestation » désigne exclusivement les prestations énumérées dans le devis du Prestataire. Toute prestation différente de celles prévues fera l’objet d’un prix nouveau à négocier. Il est entendu que le Prestataire s'engage à procéder selon les moyens actuels de son art, à des recherches consciencieuses et à fournir les indications qu'on peut en attendre. Son obligation est une obligation de moyen et non de résultat au sens de la jurisprudence actuelle des tribunaux. Le Prestataire réalise la mission dans les strictes limites de sa définition donnée dans son offre (validité limitée à trois mois à compter de la date de son établissement), confirmée par le bon de commande ou un contrat signé du Client. La mission et les investigations éventuelles sont strictement géotechniques et n’abordent pas le contexte environnemental. Seule une étude environnementale spécifique comprenant des investigations adaptées permettra de détecter une éventuelle contamination des sols et/ou des eaux souterraines. Le Prestataire n’est solidaire d’aucun autre intervenant sauf si la solidarité est explicitement convenue dans le devis ; dans ce cas, la solidarité ne s’exerce que sur la durée de la mission. Par référence à la norme NF P 94-500, il appartient au maître d’ouvrage, au maître d’œuvre ou à toute entreprise de faire réaliser impérativement par des ingénieries compétentes chacune des missions géotechniques (successivement G1, G2, G3 et G4 et les investigations associées) pour suivre toutes les étapes d’élaboration et d’exécution du projet. Si la mission d’investigations est commandée seule, elle est limitée à l’exécution matérielle de sondages et à l’établissement d’un compte rendu factuel sans interprétation et elle exclut toute activité d’étude ou de conseil. La mission de diagnostic géotechnique G5 engage le géotechnicien uniquement dans le cadre strict des objectifs ponctuels fixés et acceptés. Si le Prestataire déclare être titulaire de la certification ISO 9001, le Client agit de telle sorte que le Prestataire puisse respecter les dispositions de son système qualité dans la réalisation de sa mission. 4. Plans et documents contractuels Le Prestataire réalise la mission conformément à la réglementation en vigueur lors de son offre, sur la base des données communiquées par le Client. Le Client est seul responsable de l’exactitude de ces données. En cas d’absence de transmission ou d’erreur sur ces données, le Prestataire est exonéré de toute responsabilité. 5. Limites d’engagement sur les délais Sauf indication contraire précise, les estimations de délais d’intervention et d’exécution données aux termes du devis ne sauraient engager le Prestataire. Sauf stipulation contraire, il ne sera pas appliqué de pénalités de retard et si tel devait être le cas elles seraient plafonnées à 5% de la commande. En toute hypothèse, la responsabilité du Prestataire est dégagée de plein droit en cas d’insuffisance des informations fournies par le Client ou si le Client n’a pas respecté ses obligations, en cas de force majeure ou d’événements imprévisibles (notamment la rencontre de sols inattendus, la survenance de circonstances naturelles exceptionnelles) et de manière générale en cas d‘événement extérieur au Prestataire modifiant les conditions d’exécution des prestations objet de la commande ou les rendant impossibles. Le Prestataire n’est pas responsable des délais de fabrication ou d’approvisionnement de fournitures lorsqu’elles font l’objet d’un contrat de négoce passé par le Client ou le Prestataire avec un autre Prestataire.

6. Formalités, autorisations et obligations d’information, accès, dégâts aux ouvrages et cultures Toutes les démarches et formalités administratives ou autres, en particulier l’obtention de l’autorisation de pénétrer sur les lieux pour effectuer des prestations de la mission sont à la charge du Client. Le Client se charge d’une part d’obtenir et communiquer les autorisations requises pour l’accès du personnel et des matériels nécessaires au Prestataire en toute sécurité dans l’enceinte des propriétés privées ou sur le domaine public, d’autre part de fournir tous les documents relatifs aux dangers et aux risques cachés, notamment ceux liés aux réseaux, aux obstacles enterrés et à la pollution des sols et des nappes. Le Client s'engage à communiquer les règles pratiques que les intervenants doivent respecter en matière de santé, sécurité et respect de l'environnement : il assure en tant que de besoin la formation du personnel, notamment celui du Prestataire, entrant dans ces domaines, préalablement à l'exécution de la mission. Le Client sera tenu responsable de tout dommage corporel, matériel ou immatériel dû à une spécificité du site connue de lui et non clairement indiquée au Prestataire avant toutes interventions. Sauf spécifications particulières, les travaux permettant l’accessibilité aux points de sondages ou d’essais et l’aménagement des plates-formes ou grutage nécessaires aux matériels utilisés sont à la charge du Client. Les investigations peuvent entraîner d’inévitables dommages sur le site, en particulier sur la végétation, les cultures et les ouvrages existants, sans qu’il y ait négligence ou faute de la part de son exécutant. Les remises en état, réparations ou indemnisations correspondantes sont à la charge du Client. 7. Implantation, nivellement des sondages Au cas où l'implantation des sondages est imposée par le Client ou son conseil, le Prestataire est exonéré de toute responsabilité dans les événements consécutifs à ladite implantation. La mission ne comprend pas les implantations topographiques permettant de définir l’emprise des ouvrages et zones à étudier ni la mesure des coordonnées précises des points de sondages ou d’essais. Les éventuelles altitudes indiquées pour chaque sondage (qu’il s’agisse de cotes de références rattachées à un repère arbitraire ou de cotes NGF) ne sont données qu’à titre indicatif. Seules font foi les profondeurs mesurées depuis le sommet des sondages et comptées à partir du niveau du sol au moment de la réalisation des essais. Pour que ces altitudes soient garanties, il convient qu’elles soient relevées par un Géomètre Expert avant remodelage du terrain. Il en va de même pour l’implantation des sondages sur le terrain. 8. Hydrogéologie Les niveaux d’eau indiqués dans le rapport correspondent uniquement aux niveaux relevés au droit des sondages exécutés et à un moment précis. En dépit de la qualité de l'étude les aléas suivants subsistent, notamment la variation des niveaux d'eau en relation avec la météo ou une modification de l'environnement des études. Seule une étude hydrogéologique spécifique permet de déterminer les amplitudes de variation de ces niveaux, les cotes de crue et les PHEC (Plus Hautes Eaux Connues). 9. Recommandations, aléas, écart entre prévision de l’étude et réalité en cours de travaux Si, en l’absence de plans précis des ouvrages projetés, le Prestataire a été amené à faire une ou des hypothèses sur le projet, il appartient au Client de lui communiquer par écrit ses observations éventuelles sans quoi, il ne pourrait en aucun cas et pour quelque raison que ce soit lui être reproché d’avoir établi son étude dans ces conditions. L’étude géotechnique s’appuie sur les renseignements reçus concernant le projet, sur un nombre limité de sondages et d’essais, et sur des profondeurs d’investigations limitées qui ne permettent pas de lever toutes les incertitudes inéluctables à cette science naturelle. En dépit de la qualité de l'étude, des incertitudes subsistent du fait notamment du caractère ponctuel des investigations, de la variation d'épaisseur des remblais et/ou des différentes couches, de la présence de vestiges enterrés. Les conclusions géotechniques ne peuvent donc conduire à traiter à forfait le prix des fondations compte tenu d’une hétérogénéité, naturelle ou du fait de l’homme, toujours possible et des aléas d’exécution pouvant survenir lors de la découverte des terrains. Si un caractère évolutif particulier a été mis en lumière (notamment glissement, érosion, dissolution, remblais évolutifs, tourbe), l'application des recommandations du rapport nécessite une actualisation à chaque étape du projet notamment s'il s'écoule un laps de temps important avant l’étape suivante. L’estimation des quantités des ouvrages géotechniques nécessite, une mission d’étude géotechnique de conception G2 (phase projet). Les éléments géotechniques non décelés par l’étude et mis en évidence lors de l’exécution (pouvant avoir une incidence sur les conclusions du rapport) et les incidents importants survenus au cours des travaux (notamment glissement, dommages aux avoisinants ou aux existants) doivent obligatoirement être portés à la connaissance du Prestataire ou signalés aux géotechniciens chargés des missions de suivi géotechnique d’exécution G3 et de supervision géotechnique d’exécution G4, afin que les conséquences sur la conception géotechnique et les conditions d’exécution soient analysées par un homme de l’art. 10. Rapport de mission, réception des travaux, fin de mission, délais de validation des documents par le client A défaut de clauses spécifiques contractuelles, la remise du dernier document à fournir dans le cadre de la mission fixe le terme de la mission. La date de la fin de mission est celle de l'approbation par le Client du dernier document à fournir dans le cadre de la mission. L’approbation doit intervenir au plus tard deux semaines après sa remise au Client, et est considérée implicite en cas de silence. La fin de la mission donne lieu au paiement du solde de la mission.


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11. Réserve de propriété, confidentialité, propriété des études, diagrammes Les coupes de sondages, plans et documents établis par les soins du Prestataire dans le cadre de sa mission ne peuvent être utilisés, publiés ou reproduits par des tiers sans son autorisation. Le Client ne devient propriétaire des prestations réalisées par le Prestataire qu’après règlement intégral des sommes dues. Le Client ne peut pas les utiliser pour d’autres ouvrages sans accord écrit préalable du Prestataire. Le Client s’engage à maintenir confidentielle et à ne pas utiliser pour son propre compte ou celui de tiers toute information se rapportant au savoir-faire du Prestataire, qu’il soit breveté ou non, portée à sa connaissance au cours de la mission et qui n’est pas dans le domaine public, sauf accord préalable écrit du Prestataire. Si dans le cadre de sa mission, le Prestataire mettait au point une nouvelle technique, celle-ci serait sa propriété. Le Prestataire serait libre de déposer tout brevet s’y rapportant, le Client bénéficiant, dans ce cas, d’une licence non exclusive et non cessible, à titre gratuit et pour le seul ouvrage étudié. 12. Modifications du contenu de la mission en cours de réalisation La nature des prestations et des moyens à mettre en œuvre, les prévisions des avancements et délais, ainsi que les prix sont déterminés en fonction des éléments communiqués par le client et ceux recueillis lors de l’établissement de l’offre. Des conditions imprévisibles par le Prestataire au moment de l’établissement de son offre touchant à la géologie, aux hypothèses de travail, au projet et à son environnement, à la législation et aux règlements, à des événements imprévus, survenant en cours de mission autorisent le Prestataire à proposer au Client un avenant avec notamment modification des prix et des délais. A défaut d’un accord écrit du Client dans un délai de deux semaines à compter de la réception de la lettre d’adaptation de la mission. Le Prestataire est en droit de suspendre immédiatement l’exécution de sa mission, les prestations réalisées à cette date étant rémunérées intégralement, et sans que le Client ne puisse faire état d’un préjudice. Dans l’hypothèse où le Prestataire est dans l’impossibilité de réaliser les prestations prévues pour une cause qui ne lui est pas imputable, le temps d’immobilisation de ses équipes est rémunéré par le client. 13. Modifications du projet après fin de mission, délai de validité du rapport Le rapport constitue une synthèse de la mission définie par la commande. Le rapport et ses annexes forment un ensemble indissociable. Toute interprétation, reproduction partielle ou utilisation par un autre maître de l’ouvrage, un autre constructeur ou maître d’œuvre, ou pour un projet différent de celui objet de la mission, ne saurait engager la responsabilité du Prestataire et pourra entraîner des poursuites judiciaires. La responsabilité du Prestataire ne saurait être engagée en dehors du cadre de la mission objet du rapport. Toute modification apportée au projet et à son environnement ou tout élément nouveau mis à jour au cours des travaux et non détecté lors de la mission d’origine, nécessite une adaptation du rapport initial dans le cadre d’une nouvelle mission. Le client doit faire actualiser le dernier rapport de mission en cas d’ouverture du chantier plus de 1 an après sa livraison. Il en est de même notamment en cas de travaux de terrassements, de démolition ou de réhabilitation du site (à la suite d'une contamination des terrains et/ou de la nappe) modifiant entre autres les qualités mécaniques, les dispositions constructives et/ou la répartition de tout ou partie des sols sur les emprises concernées par l’étude géotechnique. 14. conditions d’établissement des prix, variation dans les prix, conditions de paiement, acompte et provision, retenue de garantie Les prix unitaires s'entendent hors taxes. Ils sont majorés de la T.V.A. au taux en vigueur le jour de la facturation. Ils sont établis aux conditions économiques en vigueur à la date d’établissement de l’offre. Ils sont fermes et définitifs pour une durée de trois mois. Au-delà, ils sont actualisés par application de l'indice "Sondages et Forages TP 04" pour les investigations in situ et en laboratoire, et par application de l’indice « SYNTEC » pour les prestations d’études, l'Indice de base étant celui du mois de l'établissement du devis. Aucune retenue de garantie n’est appliquée sur le coût de la mission. Dans le cas où le marché nécessite une intervention d’une durée supérieure à un mois, des factures mensuelles intermédiaires sont établies. Lors de la passation de la commande ou de la signature du contrat, le Prestataire peut exiger un acompte dont le montant est défini dans les conditions particulières et correspond à un pourcentage du total estimé des honoraires et frais correspondants à l’exécution du contrat. Le montant de cet acompte est déduit de la facture ou du décompte final. En cas de soustraitance dans le cadre d’un ouvrage public, les factures du Prestataire sont réglées directement et intégralement par le maître d’ouvrage, conformément à la loi n°75-1334 du 31/12/1975. Les paiements interviennent à réception de la facture et sans escompte. En l’absence de paiement au plus tard le jour suivant la date de règlement figurant sur la facture, il sera appliqué à compter dudit jour et de plein droit, un intérêt de retard égal au taux d’intérêt appliqué par la Banque Centrale Européenne à son opération de refinancement la plus récente majorée de 10 points de pourcentage. Cette pénalité de retard sera exigible sans qu’un rappel soit nécessaire à compter du jour suivant la date de règlement figurant sur la facture. En sus de ces pénalités de retard, le Client sera redevable de plein droit des frais de recouvrement exposés ou d'une indemnité forfaitaire de 40 €. Un désaccord quelconque ne saurait constituer un motif de non paiement des prestations de la mission réalisées antérieurement. La compensation est formellement exclue : le Client s’interdit de déduire le montant des préjudices qu’il allègue des honoraires dus. 15. Résiliation anticipée Toute procédure de résiliation est obligatoirement précédée d’une tentative de conciliation. En cas de force majeure, cas fortuit ou de circonstances indépendantes du Prestataire, celui-ci a la faculté de résilier son contrat sous réserve d’en informer son Client par lettre recommandée avec accusé de réception. En toute hypothèse, en cas d’inexécution par l’une ou l’autre des parties de ses obligations, et 8 jours après la mise en demeure visant la présente clause résolutoire demeurée sans effet, le contrat peut être résilié de plein droit. La résiliation du contrat implique le paiement de l’ensemble des prestations régulièrement exécutées par le Prestataire au jour de la résiliation et en sus, d’une indemnité égale à 20 % des honoraires qui resteraient à percevoir si la mission avait été menée jusqu’à son terme.

16. Répartition des risques, responsabilités et assurances Le Prestataire n’est pas tenu d’avertir son Client sur les risques encourus déjà connus ou ne pouvant être ignorés du Client compte tenu de sa compétence. Ainsi par exemple, l’attention du Client est attirée sur le fait que le béton armé est inévitablement fissuré, les revêtements appliqués sur ce matériau devant avoir une souplesse suffisante pour s’adapter sans dommage aux variations d’ouverture des fissures. Le devoir de conseil du Prestataire vis-à-vis du Client ne s’exerce que dans les domaines de compétence requis pour l’exécution de la mission spécifiquement confiée. Tout élément nouveau connu du Client après la fin de la mission doit être communiqué au Prestataire qui pourra, le cas échéant, proposer la réalisation d’une mission complémentaire. A défaut de communication des éléments nouveaux ou d’acceptation de la mission complémentaire, le Client en assumera toutes les conséquences. En aucun cas, le Prestataire ne sera tenu pour responsable des conséquences d’un nonrespect de ses préconisations ou d’une modification de celles-ci par le Client pour quelque raison que ce soit. L’attention du Client est attirée sur le fait que toute estimation de quantités faite à partir de données obtenues par prélèvements ou essais ponctuels sur le site objet des prestations est entachée d’une incertitude fonction de la représentativité de ces données ponctuelles extrapolées à l’ensemble du site. Toutes les pénalités et indemnités qui sont prévues au contrat ou dans l’offre remise par le Prestataire ont la nature de dommages et intérêts forfaitaires, libératoires et exclusifs de toute autre sanction ou indemnisation. Assurance décennale obligatoire Le Prestataire bénéficie d’un contrat d’assurance au titre de la responsabilité décennale afférente aux ouvrages soumis à obligation d’assurance, conformément à l’article L.2411 du Code des assurances. Conformément aux usages et aux capacités du marché de l’assurance et de la réassurance, le contrat impose une obligation de déclaration préalable et d’adaptation de la garantie pour les ouvrages dont la valeur HT (travaux et honoraires compris) excède au jour de la déclaration d’ouverture de chantier un montant de 15 M€. Il est expressément convenu que le client a l’obligation d’informer le Prestataire d’un éventuel dépassement de ce seuil, et accepte, de fournir tous éléments d’information nécessaires à l’adaptation de la garantie. Le client prend également l’engagement, de souscrire à ses frais un Contrat Collectif de Responsabilité Décennale (CCRD), contrat dans lequel le Prestataire sera expressément mentionné parmi les bénéficiaires. Par ailleurs, les ouvrages de caractère exceptionnel, voir inusuels sont exclus du présent contrat et doivent faire l’objet d’une cotation particulière. Le prix fixé dans l’offre ayant été déterminé en fonction de conditions normales d’assurabilité de la mission, il sera réajusté, et le client s’engage à l’accepter, en cas d’éventuelle surcotisation qui serait demandée au Prestataire par rapport aux conditions de base de son contrat d’assurance. A défaut de respecter ces engagements, le client en supportera les conséquences financières (notamment en cas de défaut de garantie du Prestataire, qui n’aurait pu s’assurer dans de bonnes conditions, faute d’informations suffisantes). Le maitre d’ouvrage est tenu d’informer le Prestataire de la DOC (déclaration d’ouverture de chantier). Dans le cas où le prestataire intervient en tant que sous-traitant, si le sinistre est supérieur à 3 M€, le client traitant direct et ses assureurs renoncent à tous recours contre le Prestataire et ses assureurs. Ouvrages non soumis à l’obligation d’assurance Les ouvrages dont la valeur HT (travaux et honoraires compris) excède un montant de 15 M€ HT doivent faire l'objet d'une déclaration auprès du Prestataire qui en réfèrera à son assureur pour détermination des conditions d’assurance. Les limitations relatives au montant des chantiers auxquels le Prestataire participe ne sont pas applicables aux missions portant sur des ouvrages d'infrastructure linéaire, c'est-à-dire routes, voies ferrées, tramway, etc. En revanche, elles demeurent applicables lorsque sur le tracé linéaire, la/les mission(s) de l'assuré porte(nt) sur des ouvrages précis tels que ponts, viaducs, échangeurs, tunnels, tranchées couvertes... En tout état de cause, il appartiendra au client de prendre en charge toute éventuelle sur cotisation qui serait demandée au prestataire par rapport aux conditions de base de son contrat d'assurance. Toutes les conséquences financières d’une déclaration insuffisante quant au coût de l’ouvrage seront supportées par le client et le maître d’ouvrage. Le Prestataire assume les responsabilités qu’il engage par l’exécution de sa mission telle que décrite au présent contrat. A ce titre, il est responsable de ses prestations dont la défectuosité lui est imputable. Le Prestataire sera garanti en totalité par le Client contre les conséquences de toute recherche en responsabilité dont il serait l’objet du fait de ses prestations, de la part de tiers au présent contrat, le client ne garantissant cependant le Prestataire qu’au delà du montant de responsabilité visé ci-dessous pour le cas des prestations défectueuses. La responsabilité globale et cumulée du Prestataire au titre ou à l’occasion de l’exécution du contrat sera limitée à trois fois le montant de ses honoraires sans pour autant excéder les garanties délivrées par son assureur, et ce pour les dommages de quelque nature que ce soit et quel qu’en soit le fondement juridique. Il est expressément convenu que le Prestataire ne sera pas responsable des dommages immatériels consécutifs ou non à un dommage matériel tels que, notamment, la perte d’exploitation, la perte de production, le manque à gagner, la perte de profit, la perte de contrat, la perte d’image, l’immobilisation de personnel ou d’équipements. 17. Cessibilité de contrat Le Client reste redevable du paiement de la facture sans pouvoir opposer à quelque titre que ce soit la cession du contrat, la réalisation pour le compte d’autrui, l'existence d'une promesse de porte-fort ou encore l'existence d’une stipulation pour autrui. 18. Litiges En cas de litige pouvant survenir dans l’application du contrat, seul le droit français est applicable. Seules les juridictions du ressort du siège social du Prestataire sont compétentes, même en cas de demande incidente ou d’appel en garantie ou de pluralité de défendeurs.


Mars 2014

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Le Maître d’Ouvrage doit associer l’ingénierie géotechnique au même titre que les autres ingénieries à la Maîtrise d’Œuvre et ce, à toutes les étapes successives de conception, puis de réalisation de l’ouvrage. Le Maître d’Ouvrage, ou son mandataire, doit veiller à la synchronisation des missions d’ingénierie géotechnique avec les phases effectives à la Maîtrise d’Œuvre du projet. L’enchaînement et la définition synthétique des missions d’ingénierie géotechnique sont donnés ci-après. Deux ingénieries géotechniques différentes doivent intervenir : la première pour le compte du Maître d’Ouvrage ou de son mandataire lors des étapes 1 à 3, la seconde pour le compte de l’entreprise lors de l’étape 3.

Enchainement des missions G1 à G4

Étape 1 : Etude géotechnique préalable (G1)

Étape 2 : Etude géotechnique de conception (G2)

Phases de la maîtrise d’œuvre

Objectifs à atteindre pour les ouvrages géotechniques

Niveau de management des risques géotechniques attendu

Prestations d’investigations géotechniques à réaliser

Etude géotechnique préalable (G1) Phase Etude de Site (ES)

Spécificités géotechniques du site

Première identification des risques présentés par le site

Fonction des données existantes et de la complexité géotechnique

Première identification des risques pour les futurs ouvrages

Fonctions des données existantes et de la complexité géotechnique

Etude préliminaire, Esquisse, APS

Etudes géotechnique préalable (G1) Phase Principes Généraux de Construction (PGC)

Première adaptation des futurs ouvrages aux spécificités du site

APD/AVP

Etude géotechnique de conception (G2) Phase Avant-projet (AVP)

Définition et comparaison des solutions envisageables pour le projet

Etudes géotechniques de conception (G2) Phase Projet (PRO)

Conception et justifications du projet

Etude géotechnique de conception (G2) Phase DCE/ACT

Consultation sur le projet de base/choix de l’entreprise et mise au point du contrat de travaux

PRO

DCE/ACT

A la charge de l’entreprise

A la charge du maître d’ouvrage

EXE/VISA

Etude de suivi géotechniques d’exécution (G3) Phase Etude (en interaction avec la phase suivi)

Supervision géotechnique d’exécution (G4) Phase Supervision de l’étude géotechnique d’exécution (en interaction avec la phase supervision du suivi)

Etude d’exécution conforme aux exigences du projet, avec maîtrise de la qualité, du délai et du coût

DET/AOR

Etude et suivi géotechniques d’exécutions (G3) Phase Suivi (en interaction avec la Phase Etude)

Supervision géotechnique d’exécution (G4) Phase Supervision du suivi géotechnique d’exécution (en interaction avec la phase Supervision de l’étude)

Exécution des travaux en toute sécurité et en conformité avec les attentes du maître d’ouvrage

Étape 3 : Etudes géotechniques de réalisation (G3/G4)

A toute étape d’un projet ou sur un ouvrage existant

Mission d’ingénierie géotechnique et Phase de la mission

Diagnostic

Diagnostic géotechnique (G5)

Influence d’un élément géotechnique spécifique sur le projet ou sur l’ouvrage existant

Fonction du site et de la complexité du projet (choix constructifs) Mesures préventives pour la réduction des risques identifiés, mesures correctives pour les risques résiduels avec détection au plus tôt de leur survenance

Fonction du site et de la complexité du projet (choix constructifs)

Identification des risques résiduels, mesures correctives, contrôle du management des risques résiduels (réalité des actions, vigilance, mémorisation, capitalisation des retours d’expérience)

Fonction des méthodes de construction et des adaptations proposées si des risques identifiés surviennent Fonction du contexte géotechnique observé et du comportement de l’ouvrage et des avoisinants en cours de travaux

Influence de cet élément géotechnique sur les risques géotechniques identifiés

Fonction de l’élément géotechnique étudié

Classification des missions d’ingénierie géotechnique en page suivante ET.14.0025 – Pièce n°001 – indice B AYGUESVIVES (31) – Construction d’une STEP et d’un bâtiment de co-compostage – Mission G2PRO

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Missions types d’ingénierie géotechnique (Norme NF P 94-500) L'enchaînement des missions d'ingénierie géotechnique (étapes 1 à 3) doit suivre les étapes de conception et de réalisation de tout projet pour contribuer à la maîtrise des risques géotechniques. Le maître d'ouvrage ou son mandataire doit faire réaliser successivement chacune de ces missions par une ingénierie géotechnique. Chaque mission s'appuie sur des données géotechniques adaptées issues d'investigations géotechniques appropriées ETAPE 1 : ETUDE GEOTECHNIQUE PREALABLE (G1) Cette mission exclut toute approche des quantités, délais et coûts d'exécution des ouvrages géotechniques qui entre dans le cadre de la mission d'étude géotechnique de conception (étape 2). Elle est à la charge du maître d'ouvrage ou son mandataire. Elle comprend deux phases:

Phase Étude de Site (ES) Elle est réalisée en amont d'une étude préliminaire, d'esquisse ou d'APS pour une première identification des risques géotechniques d'un site. - Faire une enquête documentaire sur le cadre géotechnique du site et l'existence d'avoisinants avec visite du site et des alentours. - Définir si besoin un programme d'investigations géotechniques spécifique, le réaliser ou en assurer le suivi technique, en exploiter les résultats. - Fournir un rapport donnant pour le site étudié un modèle géologique préliminaire, les principales caractéristiques géotechniques et une première identification des risques géotechniques majeurs.

Phase Principes Généraux de Construction (PGC) Elle est réalisée au stade d'une étude préliminaire, d'esquisse ou d'APS pour réduire les conséquences des risques géotechniques majeurs identifiés. Elle s'appuie obligatoirement sur des données géotechniques adaptées. - Définir si besoin un programme d'investigations géotechniques spécifique, le réaliser ou en assurer le suivi technique, en exploiter les résultats. - Fournir un rapport de synthèse des données géotechniques à ce stade d'étude (première approche de la ZIG, horizons porteurs potentiels, ainsi que certains principes généraux de construction envisageables (notamment fondations, terrassements, ouvrages enterrés, améliorations de sols).

ETAPE 2 : ETUDE GEOTECHNIQUE DE CONCEPTION (G2) Cette mission permet l'élaboration du projet des ouvrages géotechniques et réduit les conséquences des risques géotechniques importants identifiés. Elle est à la charge du maître d'ouvrage ou son mandataire et est réalisée en collaboration avec la maîtrise d'œuvre ou intégrée à cette dernière. Elle comprend trois phases:

Phase Avant-projet (AVP) Elle est réalisée au stade de l'avant-projet de la maîtrise d'œuvre et s'appuie obligatoirement sur des données géotechniques adaptées. - Définir si besoin un programme d'investigations géotechniques spécifique, le réaliser ou en assurer le suivi technique, en exploiter les résultats. - Fournir un rapport donnant les hypothèses géotechniques à prendre en compte au stade de l'avant-projet, les principes de construction envisageables (terrassements, soutènements, pentes et talus, fondations, assises des dallages et voiries, améliorations de sols, dispositions générales vis-à-vis des nappes et des avoisinants), une ébauche dimensionnelle par type d'ouvrage géotechnique et la pertinence d'application de la méthode observationnelle pour une meilleure maîtrise des risques géotechniques.

Phase Projet (PRO) Elle est réalisée au stade du projet de la maîtrise d'œuvre et s'appuie obligatoirement sur des données géotechniques adaptées suffisamment représentatives pour le site. - Définir si besoin un programme d'investigations géotechniques spécifique, le réaliser ou en assurer le suivi technique, en exploiter les résultats. - Fournir un dossier de synthèse des hypothèses géotechniques à prendre en compte au stade du projet (valeurs caractéristiques des paramètres géotechniques en particulier), des notes techniques donnant les choix constructifs des ouvrages géotechniques (terrassements, soutènements, pentes et talus, fondations, assises des dallages et voiries, améliorations de sols, dispositions vis-à-vis des nappes et des avoisinants), des notes de calcul de dimensionnement, un avis sur les valeurs seuils et une approche des quantités.

Phase DCE / ACT Elle est réalisée pour finaliser le Dossier de Consultation des Entreprises et assister le maître d'ouvrage pour l'établissement des Contrats de Travaux avec le ou les entrepreneurs retenus pour les ouvrages géotechniques. - Établir ou participer à la rédaction des documents techniques nécessaires et suffisants à la consultation des entreprises pour leurs études de réalisation des ouvrages géotechniques (dossier de la phase Projet avec plans, notices techniques, cahier des charges particulières, cadre de bordereau des prix et d'estimatif, planning prévisionnel). - Assister éventuellement le maître d'ouvrage pour la sélection des entreprises, analyser les offres techniques, participé à la finalisation des pièces techniques des contrats de travaux.

ETAPE 3 : TUDES GEOTECHNIQUES DE REALISATION (G3 et G 4, distinctes et simultanées) ETUDE ET SUIVI GEOTECHNIQUES D'EXECUTION (G3) Cette mission permet de réduire les risques géotechniques résiduels par la mise en œuvre à temps de mesures correctives d'adaptation ou d'optimisation. Elle est confiée à l'entrepreneur sauf disposition contractuelle contraire, sur la base de la phase G2 DCE/ACT. Elle comprend deux phases interactives:

Phase Étude - Définir si besoin un programme d'investigations géotechniques spécifique, le réaliser ou en assurer le suivi technique, en exploiter les résultats. - Étudier dans le détail les ouvrages géotechniques: notamment établissement d'une note d'hypothèses géotechniques sur la base des données fournies par le contrat de travaux ainsi que des résultats des éventuelles investigations complémentaires, définition et dimensionnement (calculs justificatifs) des ouvrages géotechniques, méthodes et conditions d'exécution (phasages généraux, suivis, auscultations et contrôles à prévoir, valeurs seuils, dispositions constructives complémentaires éventuelles ). - Élaborer le dossier géotechnique d'exécution des ouvrages géotechniques provisoires et définitifs: plans d'exécution, de phasage et de suivi.

Phase Suivi - Suivre en continu les auscultations et l'exécution des ouvrages géotechniques, appliquer si nécessaire des dispositions constructives prédéfinies en phase Étude. - Vérifier les données géotechniques par relevés lors des travaux et par un programme d'investigations géotechniques complémentaire si nécessaire (le réaliser ou en assurer le suivi technique, en exploiter les résultats). - Établir la prestation géotechnique du dossier des ouvrages exécutés (DOE) et fournir les documents nécessaires à l'établissement du dossier d'interventions ultérieures sur l'ouvrage (DIUO).

SUPERVISION GEOTECHNIQUE D'EXECUTION (G4) Cette mission permet de vérifier la conformité des hypothèses géotechniques prises en compte dans la mission d'étude et suivi géotechniques d'exécution. Elle est à la charge du maître d'ouvrage ou son mandataire et est réalisée en collaboration avec la maîtrise d'œuvre ou intégrée à cette dernière. Elle comprend deux phases interactives:

Phase Supervision de l'étude d'exécution - Donner un avis sur la pertinence des hypothèses géotechniques de l'étude géotechnique d'exécution, des dimensionnements et méthodes d'exécution, des adaptations ou optimisations des ouvrages géotechniques proposées par l'entrepreneur, du plan de contrôle, du programme d'auscultation et des valeurs seuils.

Phase Supervision du suivi d'exécution - Par interventions ponctuelles sur le chantier, donner un avis sur la pertinence du contexte géotechnique tel qu'observé par l'entrepreneur (G3), du comportement tel qu'observé par l'entrepreneur de l'ouvrage et des avoisinants concernés (G3), de l'adaptation ou de l'optimisation de l'ouvrage géotechnique proposée par l'entrepreneur (G3). - Donner un avis sur la prestation géotechnique du DOE et sur les documents fournis pour le DIUO.

A TOUTES ETAPES : DIAGNOSTIC GEOTECHNIQUE (G5) Pendant le déroulement d'un projet ou au cours de la vie d'un ouvrage, il peut être nécessaire de procéder, de façon strictement limitative, à l'étude d'un ou plusieurs éléments géotechniques spécifiques, dans le cadre d'une mission ponctuelle. Ce diagnostic géotechnique précise l'influence de cet ou ces éléments géotechniques sur les risques géotechniques identifiés ainsi que leurs conséquences possibles pour le projet ou l'ouvrage existant. - Définir, après enquête documentaire, un programme d'investigations géotechniques spécifique, le réaliser ou en assurer le suivi technique, en exploiter les résultats. - Étudier un ou plusieurs éléments géotechniques spécifiques (par exemple soutènement, causes géotechniques d'un désordre) dans le cadre de ce diagnostic, mais sans aucune implication dans la globalité du projet ou dans l'étude de l'état général de l'ouvrage existant. - Si ce diagnostic conduit à modifier une partie du projet ou à réaliser des travaux sur l'ouvrage existant, des études géotechniques de conception et/ou d'exécution ainsi qu'un suivi et une supervision géotechniques seront réalisés ultérieurement, conformément à l'enchaînement des missions d'ingénierie géotechnique (étape 2 et/ou 3).

Février 2014


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Annexes


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Plan d’implantation des sondages


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Coupes des sondages à la pelle mécanique


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Coupes des sondages carottés


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PLANCHE PHOTO– Sondage carotté SC10

Echantillon – De 0.0 à 2.0 0,00

2.00

Echantillon Intact – De 2.0 à 3.0 m 2.00

3.00

Echantillon – De 3.0 à 4.0m 3.00

4.00


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5.50

Echantillon – De 5.5 à 7.0 m 5.50

7.00


8.50


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PLANCHE PHOTO– Sondage carotté SC11

Echantillon – De 0.0 à 1.0 0,00

1.00


2.00

Echantillon – De 2.0 à 3.0m 2.00

3.00


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5.00

Echantillon – De 5.0 à 6.5 m 5.00

6.50


8.00


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Coupes des essais de pénétration statique


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Essais de laboratoire


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Bâtiment co-compostage Calcul Tasseldo


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Bâtiment co-compostage Calcul Tasneg


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Bâtiment co-compostage Calcul capacité portante des pieux


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Calcul d’une fondation superficielle selon l’Eurocode 7 et sa norme d’application (NFP 94-261)

1.1. Contrainte de calcul sous charge verticale centré 1.1.1. Contrainte nette du terrain sous la fondation superficielle Selon la norme NF P 94-261, la contrainte de rupture du sol nette a pour expression : qnet = kp . Ple* . iδ . iβ (méthode pressiométrique)

qnet = kc . qce . iδ . iβ ou (méthode pénétrométrique)

Avec : kp, kc

: facteurs de portance

Ple*

: pression limite nette équivalente

qce

: résistance de pointe équivalente

iδ

: coefficient de réduction lié à l’inclinaison du chargement

iβ

: coefficient de réduction lié à la proximité d’ un talus

les valeurs de iδ et iβ sont données dans l’annexe D de la norme ,elles sont égales à 1 pour une charge verticale et un terrain plat

1.1.2. Contrainte caractéristique du terrain sous la fondation superficielle La contrainte caractéristique verticale qv;k est déduite de qnet par application d’un coefficient de modèle γR ;d ;v égal à 1,2. qv ;k =

q net 1.2

1.1.3. Contrainte de calcul On note : qd : contrainte sous fondation relative aux charges de structure, poids du béton de fondation compris q0 : contrainte verticale effective dans le sol au niveau de la base de la fondation en faisant abstraction de celle-ci


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La contrainte de calcul doit vérifier : aux Etats Limites Ultimes

qd – q0 ≤

aux Etats Limites de Service

qd – q0 ≤

q v; k 1.4 q v;k 2,3

= qv ;d = q’ELU – q’o = qv ;d = q’ELS – q’o

1.2. Tassements par la méthode pressiométrique Selon l’annexe H de la norme P94-261, le tassement final d'une fondation s'exprime par la relation :

α  α Bλ c + 2B o  λ B  d sf =  c   d  Ec Ed  Bo  

 (q'−σv'0 )   9 

Où : Ec, Ed

: modules pressiométriques représentatifs de la couche compressible située sous la fondation (Ec : domaine sphérique, Ed : domaine déviatorique)

αc, αd : déviatorique

coefficients rhéologiques dans les domaines sphérique et

λc, λd

coefficients de forme fonction du rapport L/B

:

où :

L = Longueur de semelle B = Largeur de semelle

Bo

:

largeur de référence égale à 0.60 m

σ'vo

:

contrainte verticale effective dans le sol au niveau de la base de la fondation avant travaux

q’

: contrainte verticale moyenne, calculée à l'ELS quasi-permanent, appliquée au sol par la fondation

Les valeurs de calcul de Ec et Ed sont calculées conformément à l’annexe H de la norme P94-261.


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Bâtiment co-compostage Calcul Taspie+ - 3T/m2


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Bâtiment co-compostage Calcul Taspie + - 2T/m2


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Bâtiment co-compostage Calcul IR sous semelles


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INTITULE : Affaire :

Bâtiment co-compostage ET.14.0025

AYGUESVIVES SEMELLE ISOLEE 1.1 X 1.1 M

case bleue à compléter

Domaine d'utilisation

1

D o mai ne 1 : inclusions nécessaires à la st abilité

Type d'inclusion

0

(non armée:0; armée :1)

Mode de foration (1)

F

( BF : Battu fermé; BO: Battu ouvert; F: foré)

Mode d'exécution des inclusions Valeur maximale de résistance à la compression Contrainte en compression du coulis ou du béton Caractéristique Résistance caractéristique à la compression fck* s des Contrainte maximale de compression m atériaux constituants du béton Contrainte moyenne en compression l'inclusion (0.3xK3Xfck*) Contrainte maximale admissible sous sollicitations sismiques Résistance caractéristique à la compression fcd

Cas

1

Cmax (MPa) fck (MPa)

D o maine 2 : inclusions ut ilisées pour réduct ion de tassement s

K1

1.3

35

K2

1.11

16.0

K3

1.2

ELS (MPa)

11.09

a

0.8

ELS (MPa)

7.98

(MPa)

3.99

(MPa)

7.00

ELU (MPa)

7.10

ELA (MPa)

8.87

Coefficients

ELU Nombre de couches

Dim ension de la sem elle

Largeur

B

Longueur

L

Surface

1.1

Sol

E pa is s e ur( m )

1.1

M a te la s h1

0 .6

As

m m2

n ØIR LIR

m NGF unité m m

1.2 157.70 2 0.38 6.3

m2

0.1134

Eb N ELS

kPa kN

9323416 217.0

q' ref ELS q' ref ELS sol

kPa

200.0

Nbre d'IR sous semelle Diamètre Dim ension du Longueur renforcem ent Surface d'une inclusion Module de déformation Charge sur la sem elle Contrainte ELS sous sem elle Contrainte de référence ELS sous sem elle non renforcé Tassem ent sous sem elle sans inclusion

A

IR

(m²)

s

kPa

85.0

m

0.012

M a t e la s h2

ARGILES GRAVES ARGILES

gc

1.5

gc

1.2

2

m

Cote base semelle

Remarques

Hypothèses de calcul 1 (1 à 5) 2 (1 à 4)

Zone de Sismicité Site et Ouvrage Catégorie d'importance de l'ouvrage Définition des inclusions

Lieu : Ouvrage:

+H1 et H2 épaisseurs du mat elas de répart it ion

P ro f ( m N G F ) E M ( k P a )

pl ( k P a )

kp

Noir et

15 7 .10

0

15 7 .10

3 0 0 0 0 .0

2.6 0.5 2.2

154.50 154.00 151.50

3400.0 7000.0 13500.0

300.0 600.0 1300.0

1

150.80

45000.0

3000.0

1.6

kPa

45000 3000

MARNE

qs (kP a)

Profondeur base inclusion sous semelle

6.90m

Module pressiométrique du sol sous la pointe

Em

Pression limite équivalente sous la pointe kPa Ple* Nature de l'ancrage (LA: limons argiles; SG: sable graves; CR: craie;M C : marne ou calcaires)

Valeurs de K (d'après Franck et Zhao)

0.0 0.0 0.0

Profondeur couche = Longueur de l'inclusion Lir

168.0

MC 11

1.10m 157.70m NGF 0.60m

0.60m

0.00m

157.10m NGF

6.30m 150.80 m NGF 38.0cm

Prédimensionnement en résistance Inclusions rigides Type d'inclusion Terme de pointe Terme de frottement latéral Charge de fluage

2 (avec refoulement :1 ou sans refoulement 2) Qpu (kN) kN 544.4 Qsu (kN) kN 200.6 Qc (kN) kN 326.1

Sol ELS quasi perm anent : n x (Qc/1,4) +(As - nA IR) × Q ref ELSkN kN ELS Carac :n x (Qc/1,1) +(As - nA IR) × Q ref ELS sol =

Formule sans refoulement Contrainte Ir =

549

≥

NELS =

217 kN

Vérifié

677

≥

NELS =

217 kN

Vérifié

Dimensionnement en déplacement Semelle Coefficient de réaction sous sem elle

ks

kPa/m

7.1 M Pa/m

7083

Inclusion rigide Raideur en pointe Kq kN/m 147733 Augmentation de la raideur sur la hauteur de l'IR due au frottement positif Kτ négligé Raideur propre de l’inclusion KIR kN/m 2114765 Raideur globale de l'inclusion

Effort axial dans l'inclusion

Contrainte sur le sol

Ke IR

kN/m

138087

NIR (kN)

kN

106

Nsol

kN

qsol

kPa

Vérification

≤

Qc/1,1 =

296

q' ref ELS sol=

85

kN

Vérifié

5 5

kPa

Vérifié

<

Tassement de la semelle avec inclusion

Contrainte dans l'inclusion

s

sIR

m

0.001

1mm

VERIFICATION INTRINSEQUE DE L'INCLUSION (MPa) 0.93 < 0.3xK3Xf ck*=

3.99

kPa


Vérifié

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Casiers extérieurs : calcul Tasseldo


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STEP : calcul Tasseldo


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STEP : Descentes de charges


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Dégrilleur dimensions planes : B= L= épaisseur voile = épaisseur plancher épaisseur radier Hauteur eau intérieur Hauteur voile (158.2-153.5) Poids volumique béton Poids structure béton Poids eau intérieur Poids des équipements

cote base radier = 153.30NGF

2.5 m 4.5 m 0.2 m 0.15 m 0.2 m 5.7 m

maximum 0 minimum

5.7 m

25 kN/m 464.7375 kN 490.77 kN négligé kN

Poids total rempli Poids total vide

956 kN 465 kN

Surface radier contrainte rempli contrainte vide

11.25 m 85 kPa 41 kPa

Hypothèses prises rempli vide

3

maximum

2

90 kPa 40 kPa


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Poste de relevage entrée dimensions planes : diamètre extérieur diamètre intérieur épaisseur voile = épaisseur radier Hauteur eau intérieur Hauteur voile

Poids volumique béton Poids structure béton Poids eau intérieur Poids des équipements

cote base radier = 152.15 à 151.95GF

4.5 m 4m 0.25 m 0.35 m 6.9 m

maximum 0 minimum

6.9 m

25 kN/m 715.0 kN

3

867.1 kN négligé kN


1582 kN 715 kN


15.9 m 99 kPa 45 kPa


105 kPa 40 kPa

2


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Bâtiment d'exploitation dimensions planes : diamètre extérieur diamètre intérieur épaisseur voile = épaisseur radier Hauteur eau intérieur Hauteur voile


dégraisseur : 156.5

5m 4.5 m 0.25 m 0.3 m 5.5 m

maximum 0 minimum

6.5 m



1628 kN 753 kN


19.6 m 83 kPa 38 kPa


3

2

85 kPa 40 kPa


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Bassin d'orage dimensions planes : B= L= épaisseur voile = épaisseur plancher épaisseur radier Hauteur eau intérieur Hauteur voile

Poids volumique béton Poids structure béton Poids eau intérieur Poids des équipements Poids total rempli Poids total vide

cote base radier = 158

13 m 21 m 0.2 m 0.3 m 0.2 m 4m

maximum 0 minimum

4m


3

maximum

15139 kN 4757 kN 2


273 m 55 kPa 17 kPa


60 kPa 15 kPa


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Aeration dimensions planes : diamètre extérieur diamètre intérieur épaisseur voile = épaisseur radier Hauteur eau intérieur poids voiles interieurs Hauteur voile


cote base radier =154.85

25.1 m 24.6 m 0.25 m 0.35 m 5.5 m 670 kN 6.4 m



34264 kN 8123 kN


494.8 m 69 kPa 16 kPa


3

2

75 kPa 15 kPa


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clarificateur dimensions planes : diamètre extérieur diamètre intérieur épaisseur voile = épaisseur radier Hauteur eau intérieur Hauteur voile

cote base radier = 156.75 à 154.7NGF

20 m 19.5 m 0.25 m 0.35 m 3m 3.5 m

Poids volumique béton Poids structure béton

25 kN/m 4106.2 kN

Poids eau intérieur Poids des équipements

8959.4 kN 20 kN


13086 kN 4126 kN


314.2 m 42 kPa 13 kPa


3

2

45 kPa 10 kPa


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Degazeur

cote base radier = 155.4GF

dimensions planes : diamètre extérieur diamètre intérieur épaisseur voile = épaisseur radier Hauteur eau intérieur

3.6 m 3.2 m 0.2 m 0.2 m 5.5 m

Hauteur voile

5.5 m


maximum 0 minimum



787 kN 345 kN


10.2 m 77 kPa 34 kPa


3

2

80 kPa 30 kPa


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Poste de relevage sortie cote base radier = 156.55NGF dimensions planes : B= L= épaisseur voile = épaisseur radier Hauteur eau intérieur

3m 3m 0.15 m 0.15 m 1.95 m

Hauteur voile

1.95 m

Poids volumique béton Poids structure béton

25 kN/m 117 kN

Poids eau intérieur Poids des équipements Poids total rempli Poids total vide

3

142 kN négligé kN 259 kN 117 kN 2


9m 29 kPa 13 kPa


35 kPa 10 kPa


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STEP : Calcul capacité portante des micropieux


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STEP : Calcul TALREN


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6-Annexe DLE 05-Mission Geotechnique G2

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