Etudes de faisabilité du projet Cottage « Darquer » – 121...

Etudes de faisabilité du projet Cottage « Darquer » – 121 logements collectifs à Calais

Auteur : MARSAL Guillaume INSA de Strasbourg, Spécialité Génie Civil, Option Construction Tuteur : CATOEN Jean Pierre Ingénieur Conseil et Expert en Bâtiment, C.E.S.E.A Tuteur INSA Strasbourg : SCHAEFFER Claude Professeur agrégé de Génie Civil Stage effectué : Du 25er janvier au 12 juin 2010

Projet de fin d’études Etudes de faisabilité du projet Cottage « Darquer »

Guillaume MARSAL, INSA de Strasbourg, Spécialité Génie Civil

sur 104

Résumé

Mon projet traite des études de faisabilité du projet Cottage « Darquer » qui est la construction à Calais d’un complexe de 121 logements collectifs avec un parking semi-enterré d’après le dossier d’Absciss Architectes. Mon étude s’est déroulée à Coudekerque-Branche durant 20 semaines au sein du bureau d’études techniques : C.E.S.E.A qui est missionné par l’entreprise générale Ramery Bâtiment pour effectuer les études d’exécutions du projet. Dans l’attente de l’ordre de service, Ramery a souhaité que le B.E.T (Bureau d’Etudes Techniques) réalise le pré-dimensionnement des structures en béton armé, pour valider ses choix économiques et techniques déterminés lors de son étude de prix, et également pour mettre en évidence des éventuels problèmes structuraux avec les solutions à mettre en œuvre.

Les supports utilisés pour de l’étude des travaux, sont les plans d’architecte de la phase projet et le C.C.T.P (Cahier des Clauses Techniques Particulières) Gros Œuvre.

Pour mener à bien cette mission, le projet s’est déroulé suivant plusieurs grandes étapes. La première consiste à déterminer le mode de fondation du bâtiment à partir des contraintes liées au sol et les valeurs des essais réalisés. Une autre étape importante est le calcul de la descente de charges afin d’obtenir les efforts agissants sur les différentes éléments structuraux et ainsi optimiser le réseau de fondations, les capacités portantes des fondations en seront déduites pour conforter le budget qui leurs est consacré. Pour finir, les éléments structuraux tels que les poutres, dalles, poteaux, voiles sont calculés selon plusieurs variantes afin de respecter d’une part les conditions structurelles, et d’autre part les aspects économiques, la faisabilité technique de l’entreprise générale et ainsi que l’aspect architectural du projet.

Mots clés : Bâtiment, Béton armé, Fondation, Conception, Etude de Faisabilité



sur 104

Remerciements Je tiens à remercier très sincèrement Monsieur Vincent BRICHE et Jérôme

CHARPENTIER (cogérants) qui ont acceptés de m’accueillir au sein de leur bureau d’études pour mon projet de fin d’études.

J’adresse également tous mes remerciements à Monsieur Jean-Pierre CATOEN (ingénieur conseil – expert en bâtiment) par sa disponibilité, son professionnalisme et ses conseils qui m’ont permis de mené à bien mon projet.

J’exprime aussi ma sincère gratitude à Monsieur Claude SCHAEFFER, mon

interlocuteur privilégié au niveau de l’INSA de Strasbourg et également Monsieur Jean Paul HELLEBOID (ingénieur études de prix, Ramery Bâtiment) pour leurs conseils et aides fournis tout au long de mes études.

Et, je suis reconnaissant envers tous mes collègues de travail (projeteurs, dessinateurs, secrétaires) qui m’ont réservés un accueil quotidien chaleureux et qui ont également permis d’acquérir des notions de base de leur profession.



sur 104

Sommaire

RESUME ................................................................................................................................... 2 REMERCIEMENTS ................................................................................................................ 3 SOMMAIRE ............................................................................................................................. 4 LISTE DES FIGURES ............................................................................................................. 7 INTRODUCTION .................................................................................................................... 9

1. PRESENTATION DE L’ENTREPRISE ..................................................................... 10

1.1. Coordonnées et chiffres clés ...................................................................................... 10 1.2. Domaines d’activités .................................................................................................. 10 1.3. Historique .................................................................................................................... 10 1.4. Organigramme ........................................................................................................... 10

2. PRESENTATION DU PROJET ................................................................................... 12

2.1. Acteurs du projet ........................................................................................................ 12 2.2. Descriptif de l’affaire ................................................................................................. 13 2.3. Situation géographique .............................................................................................. 13 2.4. Description .................................................................................................................. 13

2.4.1. Façades ..................................................................................................................... 14 2.4.2. Chiffres clés : ........................................................................................................... 16

2.5. Contexte géologique ................................................................................................... 17 2.5.1. Caractéristiques physiques ....................................................................................... 17 2.5.2. Présence d’eau .......................................................................................................... 17

2.6. Contraintes spécifiques au site .................................................................................. 18 2.7. Matériaux de la structure porteuse .......................................................................... 18

3. DESCENTE DE CHARGES ......................................................................................... 19

3.1. Définition des charges ................................................................................................ 19 3.1.1. Charges permanentes (G) ......................................................................................... 19 3.1.2. Charges d’exploitation (Q) ....................................................................................... 20 3.1.3. Charges climatiques (S et W) ................................................................................... 20 3.1.4. Efforts sismiques (E) ................................................................................................ 21

3.2. Dégression des charges d’exploitation ...................................................................... 21 3.3. Méthodes ..................................................................................................................... 21

3.3.1. Méthode des lignes de rupture : Méthode de « Johansen » ...................................... 21 3.3.2. Répartition des efforts ponctuels .............................................................................. 23

3.4. Estimation de la charpente bois/métal ..................................................................... 24



sur 104

4. FONDATIONS ............................................................................................................... 26

4.1. Fondations des clôtures .............................................................................................. 26 4.1.1. Hypothèses ............................................................................................................... 26 4.1.2. Vérification au renversement ................................................................................... 27 4.1.3. Vérification au glissement ........................................................................................ 28 4.1.4. Capacité portante ...................................................................................................... 28 4.1.5. Ferraillage ................................................................................................................. 29

4.2. Fondations du bâtiment ............................................................................................. 30 4.2.1. Justification d’emploi ............................................................................................... 30

4.2.2. Mode de réalisation des pieux ................................................................................... 30 4.2.3. Pré dimensionnement des pieux ............................................................................... 31 4.2.4. Conception du réseau de longrines ........................................................................... 33 4.2.5. Ferraillage des longrines .......................................................................................... 34 4.2.6. Dimensionnement des massifs en tête de pieux ....................................................... 37 4.2.7. Reprise en sous œuvre des fondations existantes ..................................................... 39

5. ETUDE DE L’INFRASTRUCTURE (SOUS-SOL) .................................................... 41

5.1. Stabilité au feu ............................................................................................................ 41 5.2. Conception du réseau de poutre du haut sous-sol ................................................... 41

5.2.1. Poutre de grande portée ............................................................................................ 42 5.2.2. Poutre au dessus de la rampe d’accès ....................................................................... 42 5.2.3. Reprise des façades .................................................................................................. 43 5.2.4. Reprise des refends du rez-de-chaussée ................................................................... 44

5.3. Dimensionnement des poteaux .................................................................................. 46 5.4. Dimensionnement du cuvelage .................................................................................. 47

6. ETUDE DE LA SUPERSTRUCTURE (ETAGES) .................................................... 51

6.1. Dimensionnement du corps principal ...................................................................... 51 6.1.1. Poteau-poutre ........................................................................................................... 51 6.1.2. Poutre échelle ........................................................................................................... 52 6.1.3. Poutre de redressement ............................................................................................. 54

6.2. Conception des dalles ................................................................................................. 55 6.2.1. Principe de dimensionnement .................................................................................. 55 6.2.2. Justification de l’épaisseur ....................................................................................... 56 6.2.3. Reprise des voiles avec un défaut d’aplomb ............................................................ 57 6.2.4. Trémies ..................................................................................................................... 59

6.3. Etude des voiles ........................................................................................................... 60 6.4. Etude des porte-à-faux ............................................................................................... 62 6.5. Reprise du mur existant ............................................................................................. 63



sur 104

7. OUVRAGES PROVISOIRES ....................................................................................... 65

7.1. Etaiement de la façade existante ............................................................................. 65 7.2. Sécurisation des trémies de la dalle haute sous-sol ................................................. 66

7.2.1. Plancher YTONG ..................................................................................................... 66 7.2.2. Plancher préfabriqué sur chantier ............................................................................. 67

CONCLUSION ....................................................................................................................... 69 BIBLIOGRAPHIE ................................................................................................................. 70

ANNEXE 1 : PLAN DE MASSE DU PROJET ................................................................... 71 ANNEXE 2 : ESSAI PRESSIOMETRIQUE ....................................................................... 72 ANNEXE 3 : COUPE DE PRINCIPE DES ELEVATIONS EN FAÇA DE...................... 73 ANNEXE 4 : ESSAI AU PENETROMETRE STATIQUE ................................................ 74 ANNEXE 5 : ABAQUES ET TABLEAUX RELATIFS AU CALCUL D ES PIEUX ...... 75 ANNEXE 6 : CALCUL DE LA CAPACITE PORTANTE D’UN PIEU Ø=50 CM ........ 77 ANNEXE 7 : CAPACITE PORTANTE DES PIEUX ........................................................ 78 ANNEXE 8 : NOTE DE CALCUL D’UNE LONGRINE ISOSTATIQU E ...................... 79 ANNEXE 9 : CALCUL D’UNE POUTRE VOILE .............. ............................................... 84 ANNEXE 10 : FOUILLE SR1 ............................................................................................... 87 ANNEXE 11 : NOTE DE CALCUL D’UNE POUTRE DE FAÇADE E TABLIE AVEC CALCULIX ............................................................................................................................. 88 ANNEXE 12 : CALCUL DE CUVELAGE .......................................................................... 99 ANNEXE 13 : SOLLICITATIONS DE LA POUTRE ECHELLE ... .............................. 101 ANNEXE 14 : CALCUL D’UNE DALLE DE TOITURE DE L’AILE D ...................... 102 ANNEXE 15 : ARMATURES STANDARD BETON BANCHE ..................................... 104



sur 104

Liste des figures

Figure 1.1 : Organigramme de l'entreprise ............................................................................... 11 Figure 2.1: Situation géographique du projet ........................................................................... 13 Figure 2.2 : Façade rue Quatre Coins ....................................................................................... 15 Figure 2.3 : Façade rue Monseigneur Piedfort ......................................................................... 15 Figure 2.4 : Façade Ouest de l'aile C ........................................................................................ 15 Figure 2.5 : Façade Est de l'aile C ............................................................................................ 16 Figure 2.6 : Présence de l'Abîme .............................................................................................. 17 Figure 3.1 : Schéma de dégression des charges d’exploitation ................................................ 21 Figure 3.2 : Lignes de rupture pour des dalles simples ............................................................ 22 Figure 3.3 : Lignes de rupture pour une dalle en "L" ............................................................... 22 Figure 3.4 : Répartition d'un effort ponctuel dans un mur en béton armé................................ 23

Figure 3.5 : Files pour la descente de charge de la structure bois/métal .................................. 24 Figure 4.1 : Schéma statique de la semelle excentrée .............................................................. 27 Figure 4.2 : Contraintes de la semelle sur le sol ....................................................................... 28 Figure 4.3 : Ferraillage de la semelle excentrée ....................................................................... 29 Figure 4.4 : Principe de réalisation des fondations .................................................................. 30 Figure 4.5 : Longrines en limite de propriété ........................................................................... 33 Figure 4.6 : Longrines sous la cage de l'aile B ......................................................................... 33 Figure 4.7 : Répartition des moments suivant la méthode forfaitaire ...................................... 36 Figure 4.8 : Schéma de ferraillage d'une longrine .................................................................... 36 Figure 4.9 : Principe de ferraillage d'un massif sur un pieu ..................................................... 37 Figure 4.10 : Principe de ferraillage d'un massif sur deux pieux ............................................. 38 Figure 4.11 : Localisation des fondations à reprendre en sous-œuvre ..................................... 39

Figure 4.12 : Mode opératoire de la reprise en sous-œuvre ..................................................... 40 Figure 5.1 : Réseau de poutre entre l'aile B et C ...................................................................... 42 Figure 5.2 : Réaménagement de la rampe d'accès rue des Quatre Coins ................................. 43

Figure 5.3 : Défaut d'aplomb des refends du rez-de-chaussée sur le réseau de poutre du haut sous-sol ..................................................................................................................................... 45

Figure 5.4 : Modification des places de parking ...................................................................... 46 Figure 5.5 : Modification des poteaux reprenant les façades ................................................... 46 Figure 5.6 : Niveaux caractéristiques de la nappe .................................................................... 48 Figure 5.7 : Sollicitations sur les voiles périphériques du sous-sol ......................................... 50 Figure 6.1 : Structure de type portique ..................................................................................... 51 Figure 6.2 : Schéma statique d'une poutre échelle à maillage identique .................................. 52

Figure 6.3 : Poutre échelle sur le corps principal entre l'aile B et C ........................................ 53 Figure 6.4 : Reprise des façades à l'aide de poutres principales et de redressement ................ 54

Figure 6.5 : Schéma statique des poutres de redressement ...................................................... 55 Figure 6.6 : Coupe transversale de l'aile B ............................................................................... 57 Figure 6.7 : Logement E08 de l'aile C au R+1 ......................................................................... 57 Figure 6.8 : Logement E03 de l'aile C au rez-de-chaussée ...................................................... 58 Figure 6.9 : Etude de la dalle haut R+3 de l'aile A................................................................... 59 Figure 6.10 : Ferraillage d'une trémie de petite dimension ...................................................... 60 Figure 6.11: Armatures de comportement ................................................................................ 61 Figure 6.12 : Porte-à-faux de grande dimension dans l'aile A ................................................. 62 Figure 6.13 : Attentes entre le R+4 et R+5 .............................................................................. 63



sur 104

Figure 6.14 : Brochage de la façade existante .......................................................................... 64 Figure 7.1 : Tours d'étaiements ................................................................................................ 65 Figure 7.2 : Documentation technique sur les portées ............................................................. 66 Figure 7.3 : Clavetage plancher YTONG ................................................................................ 66 Figure 7.4 : Ferraillage avec plancher YTONG ....................................................................... 67 Figure 7.5 : Dalle préfabriquée appuyée simplement sur son contour ..................................... 68

Figure 7.6 : Poutre dalle préfabriquée simplement appuyée .................................................... 68



sur 104

Introduction

Mon projet de fin d’études s’est déroulé au sein d’un bureau d’études structures dans le Nord de la France à Coudekerque-Branche situé à proximité de Dunkerque. Celui-ci porte sur la réalisation des études de faisabilité pour la construction de 121 logements collectifs à Calais.

En complément toutes les 2 semaines, je fais un état d’avancement pour évoquer les problèmes rencontrés et solutions à mettre en œuvre avec l’ingénieur étude de prix de l’entreprise générale, qui doit respecter son enveloppe budgétaire et optimiser le coût de réalisation du projet. Toutes les modifications effectuées devront être acceptées par l’architecte mais aussi par l’entreprise générale.

C.E.S.E.A est un bureau d’études spécialisé dans les ouvrages en béton armé. L’ensemble de mon projet comporte donc l’étude de ces ouvrages; la conception du réseau de poutre du sous-sol et des fondations. Dans un souci de gain de temps, j’ai été formé au logiciel BLM – Calculix pour résoudre des cas complexes rapidement. Néanmoins, j’ai mené une étude comparative afin de m’assurer la pertinence des résultats fournis par le logiciel.

Les différentes étapes de mon projet sont les suivantes :

- Prise de connaissance du dossier : plans de l’architecte et CCTP (Cahier des Clauses Techniques Particulières)

- Réalisation de fond de plans sous Autocad - Descente de charge manuelle du projet : rajout d’éléments structuraux, conception du

réseau de longrines et pieux - Etudes de l’infrastructure (sous-sol) - Etudes de la superstructure (bâtiment à partir du rez-de-chaussée) - Etudes des ouvrages provisoires



sur 104

1. Présentation de l’entreprise

1.1. Coordonnées et chiffres clés Nom de l’entreprise : CESEA (Cabinet Etudes Structures Et Aménagements) Adresse : 2 route de Bergues

59210 Coudekerque-Branche Téléphone : 0328291397 et 0328299450 Courriel : [email protected] SIRET : 449 285 410 00014 Forme juridique : SARL (Société à responsabilité limitée) Capital : 8000 euros Chiffre d’affaire en 2008 : 820 000 euros Effectif : 10 employés, dont 3 cadres

1.2. Domaines d’activités

Le B.E.T (bureau d’études techniques) CESEA est spécialisé dans l’étude des structures en bâtiment. Il réalise des études d’exécutions et d’avant-projets.

Ses principaux projets réalisés sont des complexes de logements collectifs, individuels, des salles de sports et de fêtes, réalisation de structures industrielles (exemples de clients : Total, Arcelor, Ascométal). En complément à ces études, CESEA réalise aussi les missions suivantes :

• Conseil pour la réalisation des divers éléments porteurs d’un bâtiment : structure béton armé, charpente métallique, fondations.

• Expertise des structures en béton armé

Ses principaux clients sont des entreprises générales, comme : Eiffage TP Nord, Spie Batignolles, Ramery, Dematthieu & Bard. Il arrive que des petits projets soient réalisés pour des particuliers dans les cas des maisons individuelles.

1.3. Historique

• 1996 : Création de JPC Etudes • 2003 : JPC Etudes devient CESEA

1.4. Organigramme



sur 104

DIRECTION Mr BRICHE V. , Mr CHARPENTIER J.

SECRETARIAT/COMPTABILITE

Secrétaire comptable Mme TRUY Marcelle

Secrétaire Mme TRUY Marie

CONSEIL - EXPERTISE ETUDES

Ingénieur - Expert Mr CATOEN J.P.

Ingénieurs Mr BRICHE V.

Mr CHARPENTIER J.

Projeteurs Mr BOCKET P.

Melle DUBUISSON H.

Mr DELAUTRE J.

Dessinateurs Melle BELLINGER H.

Mr VANHAECKE S.

Figure 1.1 : Organigramme de l'entreprise



sur 104

2. Présentation du projet

2.1. Acteurs du projet

• Maître d’ouvrage :

• Maître d’œuvre et architecte :

• Bureau d’études d’exécutions :

• Bureau d’études géotechniques :

• Bureau de Contrôle :

• Coordinateur :

• Coordinateur SPS (Sécurité Prévention Santé) :

• Entreprise Générale :

Enveloppe budgétaire du lot gros œuvre : 8 000 000 €

Cottage Social des Flandres 2 rue Louis Burnod 59379 Dunkerque Cedex 1

ABSCISS ARCHITECTES 38 rue Van Grutten 62104 Calais Cedex

CESEA 2 route de Bergues 59210 Coudekerque-Branche

Arcadis 240 rue de l’Albeck 59378 Dunkerque Cedex 1

SOCOTEC Dunkerque 1 rue Emmery 59140 Dunkerque

DC INGENIERIE 12 rue d’Arras 62500 Saint Omer

FV Partenaire 160 rue de la République 59430 Saint Pol Sur Mer

Ramery Bâtiment 740 rue du bac 59193 Erquinghem-lys



sur 104

2.2. Descriptif de l’affaire

La mission du bureau d’études est de réaliser toute l’étude et les plans d’exécutions de la structure en béton armé du projet, tels que les poutres, poteaux, voiles, longrines, … La structure bois-métal présente dans le projet sera à la charge du sous traitant choisi par Ramery.

2.3. Situation géographique

Le projet « Darquer » se situe dans le quartier de Calais Saint-Pierre aux abords du Parc Saint-Pierre, qui est à proximité de la gare. Il s’implante en front à rue au niveau de l’angle se situant entre la rue des Quatre Coins et la rue Monseigneur Piedfort (cf. Figure 2.1).

2.4. Description

L’étude consiste à la réalisation d’une résidence de haut standing de 121 logements destinés à la location pour le compte du Cottage qui est une société anonyme d’HLM (Habitations à Loyers Modérés). Elle sera construite sur un parking semi-enterré dont la dalle de couverture est revêtue en partie d’une toiture végétalisée et d’allées de circulation en asphalte. Cette dalle ne sera pas accessible aux véhicules : voitures légères, poids lourds, pompiers. La capacité du parking est conçue pour accueillir toutes les voitures de la résidence avec 146 emplacements dont 8 pour les personnes handicapés motrices (conformément au décret 80-637 du 4 août 1980 et de l'arrêté du 24 décembre 1980 pour les habitations collectives; c'est-à-dire au moins 5% du nombre total d’emplacement). La résidence est constituée d’un bâtiment principal situé parallèlement à la rue des Quatre Coins, sur lequel vient se greffer 4 ailes : A, B, C et D (cf. Annexe 1).

L’aménagement des différentes toitures des ailes et du bâtiment principal sera réalisé

selon deux principaux types :

Projet

Figure 2.1: Situation géographique du projet



sur 104

- Toiture végétalisée avec des plantes pré-cultivées (système Hydropack), sous lequel est mis en œuvre un complexe d’étanchéité, pare vapeur et d’isolation. Ces terrasses sont inaccessibles aux particuliers; mais des accès seront prévus pour l’entretien.

- Toitures aménagées en terrasse accessibles pour les logements donnant sur la rue des quatre coins, on en dénombre 3 (1 par aile A, B, C). Elles sont réalisées à l’aide de dalles sur plots. Tout comme les toitures végétalisées un complexe d’isolation et d’étanchéité y compris un pare vapeur sera installé sous ces dalles.

Les accès aux étages seront assurés par :

- 5 ascenseurs de 5 niveaux reliant le sous-sol au R+3 : 2 dans l’aile D et un dans chacune des autres ailes

- 3 ascenseurs de 7 niveaux : un dans chacune des ailes A, B, C - 2 cages d’escaliers hélicoïdaux préfabriqués par ailes pour permettre l’évacuation

des occupants en cas d’incendie

Seul les circulations du sous-sol et du rez-de-chaussée seront recouvertes de carrelage en grès cérame, tout le reste sera réalisé avec du revêtement de type linoléum. La raison de ce choix est acoustique, le sol plastique absorbe mieux les bruits de pas que le carrelage.

Les locaux poubelles, vélos, ménages, pompe et techniques sont situés au sous sol, la montée des poubelles au niveau de la rue sera réalisé à l’aide d’un monte charge situé dans l’aile B.

2.4.1. Façades

La ville de Calais est connue mondialement pour sa dentelle, le site de construction de la résidence est une ancienne industrie dentellière enregistrée à la ZPPAUP (Zones de Protection du Patrimoine Architectural, Urbain et Paysager) de Calais, la façade des ailes C et D conservera jusqu’à R+1 (1er étage) le mur en maçonnerie de la friche « Darquer » qui sera réhabilité. Ce mur sera broché sur un réseau de poteaux et poutres à la nouvelle construction afin de les solidariser. Cependant, il n’est pas concevable de se servir du mur existant pour reprendre les planchers du nouvel édifice. Un système de tours d’étaiements et de massifs devra être mis en place afin de stabiliser le mur existant vis-à-vis des sollicitations dues au vent. Ce système sera retiré au fur et à mesure de l’avancement des travaux de l’aile D.

Afin de respecter le gabarit des habitations voisines : R+2 (2ème étage) et combles, les élévations ne dépassent pas le R+3 (3ème étage) sur le corps principal du bâtiment, l’aile D et les façades donnant sur la rue des Quatre Coins. Sur les ailes A, B, C deux niveaux complémentaires sont placés en retrait par rapport aux façades des constructions voisines (cf. Figure 2.2 et 2.3).

Des balcons viennent habillés les façades Ouest des différentes ailes, on note la

présence de 2 types de balcons (cf. Figure 2.4) :

- Balcons coulés en place qui supporteront un bardage bois - Balcons préfabriqués en béton blanc en forme de L.



sur 104

Les façades Est des ailes A, B, C sont habillés par une construction en charpente bois contreventée à l’aide de croix de Saint André en inox. Celles-ci seront recouvertes à l’aide de plantes grimpantes (cf. Figure 2.5).

Les principaux matériaux de parement de la façade sont :

- Brique de 11 cm couleur gris anthracite - Bardage bois cryptogilés de classe 3 sur les niveaux R+4 et R+5 - Bardage minéral de couleur ocre sur le corps principal - Bardage minéral de couleur blanche pour les ailes

Les logements au rez-de-chaussée comprendront une terrasse réalisée à l’aide de dalles sur plots qui sera isolée du reste de la parcelle par l’intermédiaire de jardinières en béton armé.

Figure 2.3 : Façade rue Monseigneur Piedfort

Figure 2.2 : Façade rue Quatre Coins

Figure 2.4 : Façade Ouest de l'aile C

Mur existant

Balcons Préfabriqués

Balcons Coulés en place



sur 104

2.4.2. Chiffres clés :

Le projet est constitué de 121 logements qui possèdent chacun une terrasse ou un balcon, ces derniers sont classés en 3 principales classes :

- 45 logements de type T2 - 50 logements de type T3 - 26 logements de type T4

Signification : le chiffre derrière la lettre T correspond au nombre de pièces principales que possèdent le logement hors WC, cuisine, salle de bain et circulations.

La superficie de la parcelle s’élève à 7517 m², les différentes aires du projet sont données dans le tableau 2.1. Désignation Superficie (m²) Parking 5849,17 Surface habitable 8188,88 Surface utile 9334,86 Parc 1667,83

Tableau 2.1 : Superficie du projet

Remarque : la surface utile correspond d’après l'article R353-16 du code de la construction et de l’habitation à : « la surface habitable du logement, telle qu'elle est définie à l'article R. 111-2, augmentée de la moitié de la surface des annexes définies par un arrêté du ministre chargé du logement »

Structure bois/métal

Figure 2.5 : Façade Est de l'aile C



sur 104

2.5. Contexte géologique

2.5.1. Caractéristiques physiques

Les essais pressiométriques réalisés au niveau + 0,0 m (niveau de la rue) montrent la présence de couches sableuses de mauvaises et bonnes qualités (cf. Annexe 2). Cette succession de couches est la suivante :

- 0 à 0,7 m : divers gravats : béton, briques - 0,7 à 1,2 m : limon lâche - 1,2m à 2,7 m : sable argileux lâche - 2,7 à 8 m : sables compacts - 8 à 12 m : sable à intercalations argileuses - 12 à 17 m : sable très compacts (pression limite nette de l’ordre de 4 MPa) - 17 à 21,5 m : sols vaseux compressibles - 21,5 à 25 m : sables compacts - A partir de 25 m : sols quaternaires (argile yprésienne [argiles sur-consolidées] ou

sable Landernéen)

2.5.2. Présence d’eau

Les différents essais de sol réalisés ont mis en évidence la présence d’eau sur le site. Le niveau de la nappe est présente entre 1,6 m à 1,85 m par rapport au niveau + 0,0 m ce qui coïncide avec le niveau bas du sous sol. Les essais ayant été réalisés en février 2009, ce niveau mesuré peut être pris comme le niveau haut de la nappe; puisque l’on se trouve en période de sortie d’hiver. Pour valider cette hypothèse, il est possible de consulter les archives recensant le niveau des plus hautes eaux relevé dans la région de Calais.

Des essais complémentaires ont mis en évidence l’existence d’une rivière souterraine nommée l’Abîme aux limites du parking semi-enterré. Sa présence a pour effet de créer un collecteur des eaux pluviales qui augmente le niveau de la nappe phréatique à ses abords. Cela est du au fait que l’Abîme a été comblée à l’aide de matériau possédant une granulométrie grossière. La nappe phréatique se retrouve donc à une hauteur comprise entre - 0,83 et - 1,08 par rapport au terrain naturel (niveau + 0,40 m) (cf. Figure 2.6). Ainsi, le cuvelage (réalisation d’une structure étanche à l’aide d’un procédé de minéralisation du béton) du parking initialement prévu à une hauteur de 0,50 m passe à 1,50 m.

Figure 2.6 : Présence de l'Abîme



sur 104

2.6. Contraintes spécifiques au site Les principales contraintes du site sont les suivantes :

- Site en limite de propriété et de trottoir : lors de la conception il est important de tenir compte de l’interférence possible entre le projet et les fondations superficielles des mitoyennetés. Si, elle existe il faudra concevoir une reprise en sous-œuvre de ces ouvrages.

- Tenue au feu du sous sol exigé : SF 2 (Stable au Feu 2 heures) - Reprise d’un mur existant de la friche « Darquer » - Calcul en fissuration préjudiciable du sous-sol à cause des possibles variations du

niveau de la nappe - La face supérieure de la dalle haute du sous-sol se trouvant à 1,50 m par rapport à

la route, il est nécessaire de prévoir des élévateurs PMR (Personnes à Mobilité Réduite) pour respecter la réglementation en vigueur. Ceux-ci nécessiteront la réalisation de murs de soutènement.

- Présence de 2 joints de dilatation espacés de 30 m au niveau de la façade Ouest de l’aile C et la façade Est de l’aile A sur la dalle haute et basse du sous sol.

2.7. Matériaux de la structure porteuse

La superstructure est composée essentiellement de voiles périphériques et refends. Le

choix de réaliser des voiles en façades est économique puisqu’il serait nécessaire de mettre en place un enduit ou des plaques de Placoplatre (BA13) si on effectuait un remplissage en parpaing plein (cf. Annexe 3).

Il est impératif que la structure de l’infrastructure soit réalisée entièrement avec des éléments porteurs en béton armé à cause du cuvelage réalisé par minéralisation du béton. Les surfaces formant le cuvelage sont les suivantes :

- 1 m pour les murs périphériques au sous-sol - 0.50 m pour les voiles et poteaux à l’intérieure de l’enceinte du sous-sol - Toute la surface de la dalle basse et des fosses d’ascenseur



sur 104

3. Descente de charges

3.1. Définition des charges Les charges d’exploitation et permanentes du bâtiment ont été définies à partir des normes :

- NF P06-001 : « Bases de calcul des constructions : charges d’exploitation des bâtiments », juin 1986

- NF P06-004 : « Bases de calcul des constructions - Charges permanentes et charges d'exploitation dues aux forces de pesanteur », mai 1977

- NF P06-002 (NV 65) : « effets de la neige et du vent sur les constructions », révisé en 2009

- NF P 06-013 (PS 92) : « Règles de conception parasismique », décembre 1995

3.1.1. Charges permanentes (G)

Bardage glasal (ρ=1600 daN/m3) e=2 cm : 32 daN/m² Bardage bois : Cumaru Blond (pour HR=12% ρ=1070 daN/m3) e=2 cm : 21.4 daN/m² Sols plastiques et ragréage : 8 daN/m² Carrelage grès cérame avec une chape de 2 cm : 60 daN/m² Plaquette (e=2cm) : 38 daN/m² Brique de parement 6x22x10.5 cm : 200 daN/m² Isolant XPS (ρ=35 daN/m3) e=10cm : 3.5 daN/m² Cloisons : 45 daN/m² Becquet béton blanc :

- 20x64 cm : 320 daN/ml - 20x48 cm : 240 daN/ml - 20x18 cm : 90 daN/ml

Voile (ρ=2500 daN/m3) e=20 cm: 500 daN/m² Dalle (ρ=2500 daN/m3) e=20 cm: 500 daN/m²

• Balcon :

Coulé en place : 500 daN/m² Préfabriqué en L : 730 daN/m²

• Toiture :

Végétalisée : Complexe d’isolation avec pare vapeur et étanchéité : 100 daN/m² Bac rempli d’eau (système Hydropack) : 88 daN/m² Terre humide (ρ=2100 daN/m3) e=4 cm : 84 daN/m²



sur 104

Dalles sur plots :

Complexe d’isolation avec pare vapeur et étanchéité : 100 daN/m² Dalles sur plots e=5 cm : 100 daN/m² Accessible : Asphalte gravillonné e=5 cm : 126 daN/m² Complexe d’étanchéité et pare vapeur : 80 daN/m² Bordures : 85 daN/ml

3.1.2. Charges d’exploitation (Q)

Logements et loggias : 150 daN/m² Balcons : 350 daN/m² Entretien des toitures végétalisées : 100 daN/m² Circulations intérieures et extérieures : 400 daN/m² Parking (Voitures légères) : 250 daN/m² Escaliers : 250 daN/m²

3.1.3. Charges climatiques (S et W)

• Neige (S)

Zone : A1 Altitude : inférieure à 200 m Charge normale pn0 : 35 daN/m² Charge extrême pn’0 : 60 daN/m² Charge accidentelle : aucune

• Vent (W)

Zone : 3 Pression dynamique normale : 75 daN/m² Pression dynamique extrême : 131 daN/m² Site : exposé

Comme que le site est entouré par un ensemble de constructions de type R+2, les effets du vent sur la structure du bâtiment sont négligeables, seules les façades donnant sur rue sont soumises au vent. Remarque : il ne faut cependant ne pas le négliger lors de la réalisation du projet pour le calcul des tours d’étaiements servant à stabiliser le mur existant.



sur 104

3.1.4. Efforts sismiques (E)

Zone sismique : 0 On a un effet négligeable mais non nul des ces efforts.

3.2. Dégression des charges d’exploitation

Le nombre d’étages de l’aile A, B et C étant supérieur à 5, on peut appliquer la loi de

dégression des charges pour les charges exploitations. Celles-ci étant différentes dans les différents éléments verticaux, on applique des coefficients différents pour chaque niveau (cf. Figure 3.1). La charge QO correspond au chargement appliqué sur la toiture terrasse.

3.3. Méthodes

La descente du projet est réalisée de façon manuelle en utilisant la méthode des lignes de rupture sur les dalles, en répartissant tous les efforts ponctuels du projet en suivant les recommandations du DTU 23.1 : Murs en béton banché.

3.3.1. Méthode des lignes de rupture : Méthode de « Johansen »

Figure 3.1 : Schéma de dégression des charges d’exploitation



sur 104

C’est une méthode graphique qui montre la cinématique de ruine d’une dalle suivant des lignes principales appelées lignes de ruptures ou lignes d’articulations, les moments sont supposés égaux de part et d’autres de celles-ci. Etude de cas simples : dalle carrée, rectangulaire appuyée simplement ou encastrée. Il suffit dans ces différents cas de tracer les bissectrices des différents angles et de les relier entre eux (cf. Figure 3.2). Etude de cas complexe : (par exemple : dalle en forme de « L »)

Pour ces cas il est nécessaire de placer dans la partie basse de la dalle des renforts horizontaux, de manière que celle-ci soit décomposée en divers éléments se rapprochant au mieux d’une dalle rectangulaire ou carrée. Leurs rôles sont d’éviter une éventuelle fissuration et des difficultés de ferraillage dans ces zones. Ces renforts ont une portée maximale de 4 à 4.5 mètres, pour éviter les problèmes d’appuis et rester dans le domaine d’application des poutres (lx/ly < 0,4) (cf. Figure 3.3). Pour des portées supérieures on aura recours à des poutres retombées ou retroussées, et on prendra soin de les masquer au maximum pour ne pas nuire au côté esthétique des logements.

(a) Dalle carré appuyée sur ses 4 côtés (b) Dalle rectangulaire appuyée sur ses 4 côtés (c) Dalle rectangulaire appuyée sur 3 côtés (d) Dalle trapézoïdale appuyée sur ses 4 côtés

Lignes de rupture

Eléments porteurs

Zone de

Fissuration Renforts

Figure 3.2 : Lignes de rupture pour des dalles simples

Figure 3.3 : Lignes de rupture pour une dalle en "L"



sur 104

Avantages :

- Méthode graphique et pratique pour résoudre les cas simples. - Permet de déterminer la répartition des charges s’exerçant sur la dalle vers les

différents éléments porteurs en calcul les surfaces formées par les lignes de ruptures.

Inconvénients :

- Complexité de la méthode pour trouver le schéma de ruine dans les cas complexes, il existe donc un problème de sécurité

- Le modèle employé est basé sur le modèle rigide plastique des matériaux, une dalle dimensionnée suivant cette méthode risque d’avoir une fissuration excessive sous les charges de service la sollicitant.

- Difficulté d’adaptation du ferraillage

Remarque : toutes les dalles du projet seront dimensionnées à l’aide de l’analyse élastique (cf. §6.2)

3.3.2. Répartition des efforts ponctuels

Le projet comportant de nombreux porte-à-faux et de refends ne tombant pas d’aplomb entre étages, il est nécessaire de mettre en place des poutres ou des poutres voiles. Leurs mises en place à pour effet de créer des efforts ponctuels en tête des murs porteurs, ce qui implique que ces charges soient descendu jusqu’aux fondations du bâtiment (le DTU 23.1 définit un schéma de répartitions des efforts dans les voiles) (cf. Figure 3.4).

Figure 3.4 : Répartition d'un effort ponctuel dans un mur en béton armé



sur 104

L’effort en pied de voile est donné par la relation (1) :

� � R�b� � 2l3 �1�

3.4. Estimation de la charpente bois/métal

Le CCTP menuiserie extérieure (Cahier des Clauses Techniques Particulières) prévoit que cette structure sera réalisée à l’aide de bois de pays. En regardant les différentes essences existantes, c’est le pin qui a été retenu car il possède une masse volumique importante : 740 kg/m3

Le plancher des balcons est broché sur la façade en béton armé, on suppose que la structure bois ne reprend que la moitié du poids propre du plancher et des charges d’exploitation. Les charges permanentes retenues forfaitairement pour la descente de charge sont :

- Poids propre des poutres et poteaux de la structure (20x20 cm) : 30 daN/ml - Solivage des planchers : 50 daN/m² - Plancher (e= 3 cm) : 22,2 daN/m² - Brise vue et garde corps : 50 daN/ml

Les efforts agissants sur les jardinières sont déterminés par files pour les différentes ailes (cf. Figure 3.5).

Bâtiment A Bâtiment B

Bâtiment C

Balcons

Brise vue et garde corps

Figure 3.5 : Files pour la descente de charge de la structure bois/métal



sur 104

Les résultats de la descente de charges exprimés en daN sont donnés dans le tableau suivant :

File : A B C D E F G H I J K

Bâtiment A 408 768 696 624 696 696 624 3555 3555 624 408

Bâtiment B 3426 3589 731 696 624 624 552 696 1697 1567 ##

Bâtiment C 3426 3556 639 783 711 639 783 711 639 711 509

Tableau 3.1 : Charges agissantes sur les jardinières



sur 104

4. Fondations Il existe deux principaux types de fondations sur le site :

- Fondations des clôtures le long de la rue des Quatre Coins : semelles superficielles - Fondations de la structure porteuse du bâtiment : fondation profondes

4.1. Fondations des clôtures

Les clôtures du projet sont implantées le long des façades qui se trouvent en limite de propriété. Les semelles mises en œuvre doivent être excentrées, les charges supportées étant faible il n’est pas nécessaire de mettre en place des longrines de redressement pour reprendre le renversement de la semelle. Il faut donc concevoir la semelle pour que son poids propre l’empêche de se soulever.

4.1.1. Hypothèses Caractéristiques du sol : La semelle reposera sur un remblai mis en place après la réalisation des travaux de fondation spéciale. Pour le calcul, les caractéristiques du remblai sont les suivantes :

- Masse volumique : γ = 1800 kg/m3 - Angle de frottement : φ = 33°

Des essais pourront être réalisés sur ce remblai avant la réalisation de la semelle pour vérifier ces hypothèses. Mise hors gel :

Il est impératif qu’une fondation superficielle soit mise hors en gel. Le gel a pour effet de faire gonfler le sol en place à cause de l’eau qu’il contient, les cycles de gel-dégel créent des vides sous la semelle et engendrent une fissuration dans celle-ci et dans les éléments du gros œuvre. Dans la région du Pas-de-Calais les semelles doivent au moins avoir leur niveau d’assise à 0,50 m sous le niveau du terrain naturel. Risque de soulèvement :

La semelle se trouvant hors eau et non soumise à une charge de vent ascendante, aucun lestage n’est à prévoir puisque le risque de soulèvement est inexistant. Charge :



sur 104

La clôture étant susceptible d’être escaladée par des personnes, une charge accidentelle de 100 daN/ml en tête est prise en compte. Le choc accidentel d’un véhicule n’est pas pris en compte, si cela se produit la structure sera à reconstruire.

La charge d’une personne sera appliquée dans les 2 directions sur la clôture afin de prévoir le ferraillage du muret en béton armé la supportant. Pour l’étude de la stabilité de la semelle, c’est le sens du projet vers la rue qui est le plus défavorable (cf. Figure 4.1).

4.1.2. Vérification au renversement

Seul le poids propre de la semelle est considéré comme stabilisant. La largeur minimale B de la semelle est déterminée en affectant un coefficient de sécurité de 1.5 sur le moment stabilisant par rapport au moment renversant pour éviter que la semelle bascule. M renv/O = 2.5 x Q = 250 daN.m M stab/O = 0.5 x B x 1000 x B La largeur de la semelle est définie par :

� � �1.5x250500 � 0.87 m

Choix : B = 0.90 m

Q = 100 daN/ml

0.00 (T.N)

-0.20

-0.60

B

1.9

0m

Gs

Charges :

- Poids propre de la semelle :

Gs = 2500x0,4x1xB = 1000 B daN

- Poids du muret :

G = 0,2x0,95x1x2500 = 475 daN

O

Figure 4.1 : Schéma statique de la semelle excentrée



sur 104

4.1.3. Vérification au glissement

Pour qu’une semelle soit vérifiée au glissement il faut que le rapport des forces horizontales sur les forces verticales soit inférieur à 0.5. Conclusion : la semelle est vérifiée au glissement (Fr = 0.21)

4.1.4. Capacité portante Le diagramme des contraintes de la semelle agissant sur le sol est triangulaire (cf. Figure 4.2).

σ� � 2�0.3 � 31.5 ��

Calcul de la capacité portante admissible du sol : Pour une semelle filante, elle est définie par la formule suivante :

�� 0.5 ! "�� # 2$��%&'& � "(%)') Avec :

- B - 2eo : largeur fictive de la fondation = 0.3 m - %" : Terme de surface ; il est égal à 41.10 - %� : Terme de profondeur ; il est égal à 33.30 - ( : Profondeur du niveau bas de la semelle = 0.6 m

- '& $* +, : coefficients de réduction dus à l’inclinaison de la résultante agissant sur la semelle

Inclinaison de la résultante : 11.9 ° D’où :

'& � -1 # 11.933 /0 � 0.409

0.9 m

0.3 m

0.2 m

σM

Figure 4.2 : Contraintes de la semelle sur le sol



sur 104

') � -1 # 2 ! 11.9180 /0 � 0.753

Résultat : qEL = 317 kPa > 31.5 kPa ; la capacité portante de la semelle est donc vérifiée Remarque : les valeurs des termes de portances : surface, profondeur, cohésion sont définis par le DTU 13.12.

4.1.5. Ferraillage

Le moment sollicitant est relativement faible : 550 daN.m ; la semelle sera ferraillée pour vérifier les conditions de non fragilité défini à l’article B.6.4 du BAEL 91 (rev 99), la section d’acier tendue minimale à mettre en œuvre est de 0.001 fois l’aire de la section du béton. Résultat (par mètre linéaire de semelle) (cf. Figure 4.3) :

• Sens non filant: As = 100x40x0.001 = 4 cm² • Sens filant : As = 90x40x0.001 = 3.6 cm²

Remarques :

- L’enrobage retenu est de 3 cm - Les attentes sont simples et mises directement après bétonnage

Figure 4.3 : Ferraillage de la semelle excentrée



sur 104

4.2. Fondations du bâtiment

4.2.1. Justification d’emploi

La solution des fondations superficielles fût abandonnée dès le départ, car elle nécessite de substituer une grosse quantité de matériau pour avoir un sol de capacité portante correcte.

Les essais de sol montrent qu’il est possible d’envisager deux solutions :

- Réalisation de puits venant s’ancrer dans la couche de sables compacts à environ 3 m de profondeur par rapport au niveau du terrain naturel (+0.40 m)

- Réalisation de fondations profondes à l’aide de pieux forés qui viennent s’ancrer dans la couche de sables très compacts à une profondeur de 12 m.

La solution retenue est celle des fondations profondes car la réalisation de puits pose le problème du rabattement de nappe, qui pourrait être la cause de ruine des fondations voisines lors de leurs mises hors d’eau.

Les pieux seront recouverts en tête à l’aide de massifs qui supporteront un réseau de longrines portant la dalle basse du sous-sol (cf. Figure 4.4). Celle-ci ne pouvant pas être réalisée sur terre plein à cause de la mauvaise capacité portante du sol en place.

4.2.2. Mode de réalisation des pieux

La solution des pieux battus est à écarter de suite, le site est en zone urbaine leur exécution est interdite. Leur battage a pour effet de créer une gêne sonore importante pour les riverains, mais engendre aussi une onde de chocs jusqu’à parfois 1 kilomètre avec des vibrations dans les constructions.

Sol

Figure 4.4 : Principe de réalisation des fondations



sur 104

Parmi, les différents procédés de fondations profondes deux méthodes paraissent les

plus réalisables : les pieux vissés Atlas et les pieux forés à la tarière creuse (cf. Tableau 4.1). Les pieux Atlas sont des pieux à refoulement obtenus par l’enfoncement du tube de forage comme une vis dans une planche. Tandis que les pieux forés sont obtenus par extraction du terrain en place.

Pieux Atlas Pieux forés

Avantages - Capacité portante augmentée

grâce à la recompression du sol en place et du frottement agissant sur l’hélice du fût du pieu

- Pas d’évacuation des terres - Faible nuisance sonore

- Rapidité d’exécution - Possibilité de forer à travers des

couches dures - Faible nuisance sonore

Inconvénients - Nécessite un préforage si des sols

durs sont rencontrés (qc > 20 MPa) - Rendement plus faible que celui

des pieux forés

- Procédé salissant - Evacuation d’un volume de terre

important

Les essais au pénétromètre statique réalisés sur le site montrent l’existence de couche dure : qc (résistance au cône) est de l’ordre de 40 MPa (cf. Annexe 4). La solution Atlas semble la mieux adaptée pour l’entreprise générale, la validation de ce choix reste à la charge de l’entreprise de fondation spéciale. Conclusion : La solution retenue dans cette étude est celle des pieux forés, cependant si les pieux atlas sont choisis les calculs réalisés dans cette étude restent valable, car la capacité portante sera au moins égale à celle calculée.

4.2.3. Pré dimensionnement des pieux

Le but de ce pré dimensionnement est d’étudier la faisabilité de la descente de charges en évitant au maximum d’avoir des massifs sur plusieurs pieux. En effet, 2 pieux proches vont interagir entre eux et leur capacité portante en sera diminuée ; cette diminution s’appelle l’effet de groupe. Dans notre cas, puisqu’ils sont ancrés dans une couche de sables très compact on peut dire que l’effet de groupe est négligeable. De plus, un entraxe de 3 fois le diamètre des pieux peut être mis en place pour que cet effet soit bien négligeable au cas où les essais de sol ne seraient pas représentatifs (seul 4 essais pressiométriques ont été réalisés sur une parcelle de 7500 m²).

Parmi les essais réalisés on remarque que l’essai PR3 engendre une capacité portante plus faible que les autres, puisque ses pressions limites nettes sont plus faibles. On note aussi la présence dans cet essai de couches plus compressibles.

Tableau 4.1 : Comparaison des pieux Atlas et forés



sur 104

La construction étant un projet d’habitation collective la norme en vigueur pour le calcul des pieux est le DTU 13.2 : « Travaux de fondations profondes pour le bâtiment ». La capacité portante d’un pieu est composée de 2 parties :

- le terme de pointe Qp - le frottement latéral ultime Qs

Détermination de Qp : Il est défini par la formule suivante pour la profondeur h:

23��%� � π ! R² ! � 6789:780:78;:< Avec :

- pl1* (en kPa) : pression limite nette à la profondeur z = h – 1 - pl2* (en kPa) : pression limite nette à la profondeur z = h - pl3* (en kPa) : pression limite nette à la profondeur z = h + 1 - R (en m) : rayon du pieu

Le facteur de portance k est déterminé à l’aide du tableau A.1 et de l’abaque A.1 en annexe 5. Détermination de Qs :

Dans un souci de précision le frottement latéral unitaire agissant sur le pieu est déterminé par couche de 0,50 m plutôt que de considérer une valeur moyenne par couche. Le frottement latéral ultime du pieu est donc défini par la formule suivante :

2= � 2> ! ? ! 0.5 ! @ �=AB/�,EFG�

qsi est le terme de frottement latéral unitaire ; il est déterminé à l’aide de la première colonne tableau A.2 et de l’abaque A.2 en annexe 5.

Pour finir, la capacité portante est définie aux ELS par la formule suivante : 2 � 0,3323 � 0,52= Les résultats de cette étude de pré-dimensionnement sont donnés dans le tableau suivant :

Diamètre Ø (cm) Capacité portante (tonnes)

40 70,4 50 97,4 60 128,1

Tableau 4.2 : Estimation de la capacité portante des pieux



sur 104

Remarque : Cette étude ne tient pas compte des différents niveaux de recépage des pieux, qui ont une faible influence sur le frottement cumulée. Le terme de pointe ne sera pas modifier puisque le rapport He/R est très élevé au niveau de l’assise du pieu

4.2.4. Conception du réseau de longrines

Les charges sismiques sont négligeables, les longrines sont calculées comme des poutres, elles ne doivent pas reprendre d’efforts horizontaux engendrés par un séisme.

Dans un souci économique, la disposition des pieux est conçue de façon à ce que les longrines se portent entre elles au niveau des cages d’escalier et d’ascenseur. Une attention particulière sera apportée à la vérification des contraintes de cisaillement agissant au niveau de leurs jonctions (cf. figure 4.6). Il est important de mailler suffisamment le réseau de longrine dans les deux sens car il sert à porter la dalle du sous-sol qui doit être en appui sur ses 4 côtés pour avoir une solution économique. Les cuvettes des cages d’ascenseurs ont une profondeur de 1.20 m par rapport à la dalle basse du sous-sol, ces fosses seront suspendues aux longrines pour ne pas avoir des niveaux de recépage différents.

Les murs périphériques du sous-sol sont situés par endroit en limite de propriété, ils seront repris à l’aide de longrines travaillant en console (cf. figure 4.5).

Légende : en bleu les massifs en tête de pieu, en rouge les longrines

Certaines longrines possèdent de grande de portée ; de l’ordre de 10-11 mètres afin de

limiter cette portée des pieux seront placés au milieu de ces dernières. A cause de l’existence des sous pressions hydrostatique due à la nappe phréatique ; il

est nécessaire de lester les massifs en tête de pieu pour éviter les effets de soulèvement et l’apparition d’efforts de traction dans les pieux. Remarques :

Limite de propriété

Figure 4.6 : Longrines sous la cage de l'aile B

Figure 4.5 : Longrines en limite de propriété



sur 104

- tous les massifs présents à proximité de la limite de propriété doivent être à une distance de 1.20 mètre pour permettre la réalisation des pieux (encombrement du carcan).

- Les longrines reprenant des sollicitations sous un voile sont remplacées par des poutres-voiles afin de limiter la consommation d’acier.

- Le projet pouvant être réalisé en deux phases, il est nécessaire de définir avec l’entreprise générale les dispositions qui seront mises en œuvre pour éviter le soulèvement de la seconde tranche : puits d’inondation, lestage de la dalle basse du sous sol

4.2.5. Ferraillage des longrines Hypothèses :

Il existe 2 cas de charges à considérer pour dimensionner les longrines en fonction du niveau de la nappe :

- 1er cas : la nappe est assez basse pour ne pas venir créer de sous pression sur la dalle portée du sous-sol et du réseau de longrines

- 2ème cas : le niveau de la nappe est au dessus de la dalle du sous-sol.

Le 1er cas permet de déterminer la section maximale d’acier dans la partie inférieure de

la longrine, et le 2ème cas lui permet de calculer la section d’acier nécessaire en partie supérieure.

Le milieu étant soumis à des cycles d’immersion et mise hors eau, on considère la fissuration comme préjudiciable. Pour limiter la corrosion des armatures, il est nécessaire de limiter l’ouverture des fissures en plus du cuvelage mise en œuvre qui assure l’étanchéité. Les calculs seront donc menés dans un premier temps aux ELS puis les contraintes seront vérifiées à l’ELU.

Dans le cas d’une fissuration préjudiciable le BAEL prévoit d’appliquer la minoration suivante pour la contrainte admissible dans l’acier.

H=I �J�K� � L � min O23 PQ; max�0,5PQ; 110TUPVW�X Avec :

- fe : résistance élastique de l’acier (en MPa) - ftj : résistance caractéristique du béton à la traction (en MPa) - η = 1,6 pour les aciers à haute adhérence



sur 104

Charges :

Les charges surfaciques définies ci-dessous doivent être multipliées par la largeur d’influence reprise par la longrine.

• 1er cas :

On prend en compte le poids propre de la dalle basse du sous-sol : G = 500 daN/m² et la charge d’exploitation agissant dessus : Q = 250 daN/m² S1 = 750 daN/m²

• 2ème cas :

Pour obtenir le cas le plus défavorable on ne tient pas compte des éventuelles

surcharges pouvant agir sur la dalle. Le cuvelage prévu étant de 150 cm on suppose que la hauteur maximale de la nappe

par rapport au niveau bas de la dalle est de 170 cm. D’où la sous pression suivante : � � #YZ[ � #1000\10\1,7 � # 17000 %/]0 Le poids propre de la dalle est de 500 daN/m², l’effort résultant sur la dalle est de – 1200 daN/m² (charge ascendante). Méthode :

Les longrines reposant directement sur le sol, il n’est pas nécessaire de vérifier leurs flèches qui seront négligeables à cause du faible tassement du sol. Il est important de vérifier les ELS de compression du béton, d’ouverture des fissures et les ELU de résistance. La continuité des longrines est prise en compte lorsque celles-ci sont parfaitement alignées. Vu qu’elles possèdent des longueurs similaires et des charges d’exploitation modérées il est possible d’appliquer la méthode forfaire. Elles sont ainsi calculées de la même manière qu’une poutre isostatique dont on minore le moment maxi en travée par les coefficients 0,65 ou 0,85. Les aciers en chapeau sont déterminés en considérant un moment sur appui égal à pourcentage du moment maxi en travée de la longrine isostatique (cf. Figure 4.7).



sur 104

Règle de ferraillage :

En annexe 8, se trouve un exemple de calcul pour une longrine simplement appuyée sur 2 appuis. Il est impératif de s’assurer que l’espacement entre les armatures longitudinales soit au moins de 4 cm pour permettre l’exécution correcte du bétonnage, de même les cadres doivent être espacés au maximum de 7 cm et au minimum de 40 cm (cf. Figure 4.8).

Remarques :

- la partie supérieure de la longrine étant noyée dans la dalle, celle-ci peut être soumise au feu, même si le comportement de la dalle basse est différent que celle de la dalle haute vis-à-vis des incendies. Il est nécessaire de mettre en œuvre 3 lits d’armatures pour respecter les critères de stabilité au feu (cf. §5.1).

Figure 4.7 : Répartition des moments suivant la méthode forfaitaire

Figure 4.8 : Schéma de ferraillage d'une longrine



sur 104

- En annexe 9 se trouve le calcul d’une paroi fléchie (poutre-voile) qui contrairement aux longrines n’a pas besoin d’être calculé au soulèvement en vu des charges qu’elle repend. Le calcul est toujours mené en fissuration préjudiciable.

4.2.6. Dimensionnement des massifs en tête de pieux

En vu des capacités portantes des pieux fournies en annexe 7, deux types de massifs apparaissent :

- Massif sur un pieu - Massif sur deux pieux

Dimensionnement d’un massif sur un pieu :

En théorie, aucune section minimale d’acier n’est nécessaire puisque la transmission des charges se fait directement par l’intermédiaire de la compression dans le massif qui est supposé indéformable. Toutefois, un ferraillage minimal est prévu dans le but de prévenir toutes éventuelles fissurations et éclatement du béton. La section retenue est de 5 cadres en HA 8 par mètre linéaire (cf. figure 4.9). Et pour envelopper suffisamment le pieu, la largeur minimale du massif est égale à : d + 2 x 0.15 (d le diamètre du pieu).Pour avoir un scellement correct des armatures, l’épaisseur du massif ne sera pas inférieure au diamètre du pieu.

Si un excentrement de la charge est supérieur à 10 cm à cause d’une erreur lors de l’exécution des pieux, il sera nécessaire de mettre en place des longrines de redressement pour reprendre la flexion engendrée.

Figure 4.9 : Principe de ferraillage d'un massif sur un pieu



sur 104

Dimensionnement d’un massif sur 2 pieux : Hypothèse : l’effort agissant sur le massif est supposé centré.

Le mode de transmission des charges aux pieux se fait par l’intermédiaire de 2 bielles comprimées avec une inclinaison comprise entre 45° et 55°, qui est déterminée par la formule suivante :

tan�_� � 2`�$ # 0.5a�

Avec :

- d = 0.9h : hauteur utile de la section (m) - e : entraxe des pieux (m) - b : largeur du poteau ou de la longrine (m)

La section d’acier inférieure du massif est donnée par la formule suivante :

�A � 1.1��$ # 0.5a�"=4`PQ

De plus, ces armatures doivent être ancrées totalement au nu extérieur des pieux, pour cela on prendra une longueur de massif d’au moins : e + Φpieu + 2x0.15

En vu de l’existence d’éventuels efforts de torsion, il convient d’ajouter les sections d’armatures suivantes (cf. Figure 4.10) :

- Armatures supérieures (As) égales à 10% du lit inférieur. - Cadres verticaux (Av, sv) et horizontaux (Ah, sh) dont l’espacement est compris

entre 15 et 20 cm

bc � 0.002a�d ; bB � 0.002a�e

- des épingles reliant les lits supérieurs et inférieurs.

Remarque : il est important de vérifier la contrainte de compression du béton dans les bielles, celle-ci doit être inférieure à 90% de la valeur caractéristique à 28 jours.

Figure 4.10 : Principe de ferraillage d'un massif sur deux pieux

Etudes de faisabilité du projet Cottage « Darquer »


4.2.7. Reprise en sous œuvre des fondations existantes

Les fouilles réalisées aux abords du projet montrent l’existence de fondation superficielle venant interférer 10 montre une semelle non armée fondée sur une couche de sable. d’interactions entre les fondations et des poussées complémentaires sur les voiles du souscette dernière sera reprise en souscette reprise sur la capacité portante de la semelle n’est pas préjudiciable puisque les sols présents plus bas ont une meilleure capacité portante (c'estplus importante).

Le procédé d’exécution se décompose en plusieurs phases, la reprise est effectuée

la réalisation successive de panneaux sous la fondation existanpanneau primaire (I) et secondaireréalisés après que les panneaux primaires ont atteints une résistance suffla fondation en place. Chaque panneau est terrassé jusqu’au même niveau que les fondations à réaliser, puis coffrer à l’aide de panneau d’aggloméré.que le béton n’est atteint une résistance tro

Figure 4.11 : Localisation des fondations à reprendre en sous



Reprise en sous œuvre des fondations existantes

Les fouilles réalisées aux abords du projet montrent l’existence de fondation avec le projet (cf. figure 4.11). La fouille SR1 fourni

montre une semelle non armée fondée sur une couche de sable. Pour éviter les problèmes d’interactions entre les fondations et des poussées complémentaires sur les voiles du sous

prise en sous-œuvre à l’aide d’un béton de consolidation.cette reprise sur la capacité portante de la semelle n’est pas préjudiciable puisque les sols présents plus bas ont une meilleure capacité portante (c'est-à-dire : une pression limite ne

Le procédé d’exécution se décompose en plusieurs phases, la reprise est effectuée la réalisation successive de panneaux sous la fondation existante par l’intercalation de

et secondaire (II) (cf. figure 4.12). Les panneaux secondaires les panneaux primaires ont atteints une résistance suffisante pour supporter

Chaque panneau est terrassé jusqu’au même niveau que les fondations à à l’aide de panneau d’aggloméré. Le bec de coulée doit être démoli avant

que le béton n’est atteint une résistance trop importante.

: Localisation des fondations à reprendre en sous-œuvre

sur 104

Les fouilles réalisées aux abords du projet montrent l’existence de fondation La fouille SR1 fournie en annexe

ur éviter les problèmes d’interactions entre les fondations et des poussées complémentaires sur les voiles du sous-sol,

œuvre à l’aide d’un béton de consolidation. L’impact de cette reprise sur la capacité portante de la semelle n’est pas préjudiciable puisque les sols

: une pression limite nette

Le procédé d’exécution se décompose en plusieurs phases, la reprise est effectuée par te par l’intercalation de

Les panneaux secondaires sont isante pour supporter

Chaque panneau est terrassé jusqu’au même niveau que les fondations à Le bec de coulée doit être démoli avant



sur 104

Remarque : une attention particulière doit être apportée pour qu’aucun vide ne subsiste entre la fondation existante et le béton de consolidation.

I I I II II

Figure 4.12 : Mode opératoire de la reprise en sous-œuvre

Vue de dessus suivant AB

Coupe transversale de principe



sur 104

5. Etude de l’infrastructure (Sous-sol)

5.1. Stabilité au feu

Le CCTP requiert une stabilité au feu de 2 heures pour l’ensemble du sous-sol. Les dispositions constructives pour l’obtenir seront prises en conformité avec les règles simplifiées décrites dans le DTU P92-701 (Règles FB [feu béton]). Elles sont classées suivant deux principaux points : l’épaisseur minimale de la section et l’enrobage des aciers. Les conditions minimales à respecter sont répertoriées dans le tableau suivant : Elément Epaisseur mini (cm) Enrobage (cm) Poutre Largeur mini = 24 cm 4 Dalle 11 Sur appui : 2.5 cm

En travée : 4 cm Poteau 30 cm 4

En complément pour les poutres il est nécessaire d’avoir 3 lits d’armatures en travée pour être SF (Stable au feu) 2 heures. Remarque : un élément stable au feu signifie qu’il garde sa résistance mécanique pendant la durée fixée. L’impact d’un incendie sur une section en béton armé est un éclatement du béton, mais surtout une perte de résistance à la traction et en compression de la section.

5.2. Conception du réseau de poutre du haut sous-sol

Le plancher du haut sous-sol est prévu d’être réaliser à l’aide de prédalles précontraintes de 6 cm avec une table de compression de 15 cm (17 cm au droit des bâtiments). Le réseau de poutres est donc conçu pour être le plus parallèle possible pour ne pas gêner la mise en œuvre des prédalles. De plus, il est maillé suffisamment pour ne pas excéder des portées de 7 mètre pour la viabilité de cette solution.

Cependant, les difficultés techniques suivantes se posent :

- Portée importante à franchir entre les ailes B et C - Poutre au dessus de la rampe d’accès rue des Quatre Coins - Poutre reprenant les façades des différents logements - Il existe un nombre important de refends du rez-de-chaussée qui ne tombent pas

d’aplomb avec le réseau de poutres.

Remarque : un gabarit de 2.10 mètres est prévue sur les poutres pour ne pas perturber la circulation des véhicules. Le gabarit minimum peut être de 2.05 mètres, mais il ne faut pas oublier qu’une pente de 0.5% doit être mise en œuvre pour l’évacuation des eaux pluviales vers les avaloirs.

Tableau 5.1 : Caractéristiques minimales des sections pour être SF 2



sur 104

5.2.1. Poutre de grande portée

Les portées à franchir entre les ailes B et C sont au maximum égales à 11 mètres, la limite de mise en œuvre des prédalles est dépassée. La première solution envisagée est la réalisation du plancher à l’aide de dalles alvéolaires ; mais l’inconvénient majeur de cette solution est son coût élevé et la nécessite d’avoir des moyens de levage important. Les grues à tour prévues pour le chantier ne sont pas capables d’assurer leur manutention.

La deuxième solution possible est la réalisation de poutres de cette portée qui permettent de porter les prédalles (cf. figure 5.1). En effet, après un pré-dimensionnement de la poutre de 11 mètre avec une section en té importante pour palier au problème de flèche. Certes la section d’acier obtenue est importante de l’ordre de 30 cm², mais l’avantage est que ces poutres peuvent être directement coulées en place ; aucun moyen de levage complémentaire n’est nécessaire.

La solution retenue par l’entreprise générale est celle de mettre en œuvre des poutres en té. Remarque : les poutres auraient pu être remplacées par des poutres précontraintes par fils adhérents mais des difficultés de manutention restent présentes.

5.2.2. Poutre au dessus de la rampe d’accès

Poutres en té Sens de portée des prédalles

Figure 5.1 : Réseau de poutre entre l'aile B et C



sur 104

Une difficulté de réalisation de cette poutre est sa portée de 10.8 mètre selon les plans fournis par l’architecte. Les charges reprises sont importantes, il est impératif de limiter au maximum les travées pour ne pas avoir une flèche importante et un ferraillage trop complexe.

La solution proposée est le rajout de poteaux aux abords de la rampe et en son centre. L’inconvénient de l’ajout de ce dernier est qu’il est nécessaire de mettre en œuvre un éperon et des trottoirs chasse roue pour guider les véhicules et éviter toute collision avec celui-ci (cf. figure 5.2).

Remarque : l’éperon et les trottoirs réduisent la largeur de la chaussée, il est possible d’élargir la rampe, cette décision doit être confirmée par le maître d’ouvrage.

5.2.3. Reprise des façades

Malgré la faible portée des poutres reprenant les façades, après un pré-dimensionnement à l’aide du logiciel BLM-Calculix, il apparaît qu’il est nécessaire d’avoir une poutre de section 90x55 cm (cf. Annexe 11).

Rampe du plan architecte

Variante envisagée

Poteau

ajouté

Eperon

et

trottoirs

chasse

roue

Figure 5.2 : Réaménagement de la rampe d'accès rue des Quatre Coins



sur 104

Le ferraillage fourni par Calculix sera revu pour ce qui concerne les armatures d’efforts tranchants car il n’impose pas d’espacement constant pour les cadres et les étriers. Ce qui entraîne un coût supplémentaire par l’augmentation du temps de réalisation par l’armaturier.

Lorsqu’il est impossible de déplacer les poteaux en bout de place de parking, des

poutres de redressement seront mises en œuvre au droit des poteaux pour reprendre la flexion au sein des poutres reprenant les façades ; la section retenue pour celles-ci est 90x30 cm.

Dimensionnement d’une poutre de redressement :

Les aciers supérieurs de la poutre sont calculés pour équilibrer le moment F.e.

Pour déterminer les cadres et les aciers inférieurs, une largeur d’influence de 2 mètres est prise en compte.

Remarque : un excentrement de la charge vis-à-vis des poteaux apparaît aussi, mais il n’est pas préjudiciable pour sa stabilité puisque le moment créé agît suivant l’inertie forte du poteau.

5.2.4. Reprise des refends du rez-de-chaussée

En superposant les plans établis par l’architecte du rez-de-chaussée et du sous-sol, des défauts d’aplomb se mettent en évidence. Ils ont un impact très dommageable sur les poutres du sous-sol et sur la dalle basse du rez-de-chaussée (cf. Figure 5.3).

L’étude d’avant projet prévoyait de mettre en place sous ces éléments des dalles de 35 cm d’épaisseur pour reprendre les efforts de cisaillement engendrées. Cependant, un grand nombre des refends étant plein et d’une hauteur au moins égale à la moitié de leur portée, il

Pot

eau

e

F

2 m

Pot

eau

Poutre de redressement



sur 104

est alors possible de les faire travailler en tant que poutre voile (paroi-fléchie), et ainsi de garder les prédalles pour la dalle du haut sous-sol.

Des problèmes d’aplomb sont résolus en déplaçant des poteaux avec l’accord de l’architecte. Pour déplacer certains poteaux, il a été nécessaire de revoir la disposition d’une partie des places de parking (cf. figure 5.4). Remarque : les plans fournis ne redescendaient pas les poteaux permettant de soutenir les poutres reprenant les façades du corps principal du projet. Ces derniers ont bien été rajoutés sur le plan du haut sous-sol fournis avec le rapport.

En rouge : sous-sol En gris : rez-de-chaussée

Figure 5.3 : Défaut d'aplomb des refends du rez-de-chaussée sur le réseau de poutre du haut sous-sol



sur 104

5.3. Dimensionnement des poteaux

Les sections initialement prévues par l’architecte sont 30x30 cm pour les poteaux carrés et de diamètre 30 cm pour les circulaires. Il est émis l’hypothèse que les poteaux travaillent en compression centrée. Leurs dimensionnements sont effectués conformément aux prescriptions de l’article B.8.4 du BAEL. La section d’acier déterminée doit vérifier les règles de ferraillage minimales définies à l’article A.8.1,2 et la mise en place des cadres se fait suivant l’article A.8.1,3.

Après plusieurs études de poteaux reprenant des charges différentes, on se rend compte que ces sections ne sont pas économiques pour reprendre les charges importantes (cf. Exemple ci-dessous). Il est nécessaire d’élargir les poteaux en prenant soin de ne pas gêner l’accès aux places de parking et l’ouverture des portières (cf. Figure 5.5).

Poteau RDC

Plan initial

Variante

Figure 5.4 : Modification des places de parking

Section initiale des poteaux reprenant les façades : 30x30

Section retenue pour les poteaux reprenant les façades : 30x60

Faç

ade

Faç

ade

Figure 5.5 : Modification des poteaux reprenant les façades



sur 104

Pour les poteaux se trouvant en bout de place de parking, cet élargissement engendre la création d’un moment dans le poteau du à l’excentrement de la charge reprise. Cet effet n’est pas préjudiciable vis-à-vis de la stabilité du poteau puisque cela se produit suivant son axe fort d’inertie.

Exemple : Charges agissantes sur le poteau : G = 150 000 daN Q = 35 000 daN

Cas n°1 : 30x30 Cas n°2 : 30x60 Excentrement de la charge : aucun Section d’acier : 32.17 cm² (4HA32) Volume de béton : 0.25 m3 Ratio : 301 kg/m3

Excentrement de la charge : 20 cm Section d’acier : 7.73 cm² (4HA14 + 2HA10) Volume de béton : 0.5 m3 Ratio : 60.38 kg/m3

Certes le 2ème cas nécessite plus de béton et une surface de coffrage supplémentaire

mais il permet de faire une économie importante sur les aciers.

5.4. Dimensionnement du cuvelage

L’intégralité du sous-sol reçoit un revêtement d’imperméabilisation obtenu par cristallisation du béton afin de réaliser un cuvelage pour assurer l’étanchéité. La cristallisation se produit par réaction chimique avec la chaux libre présente dans le béton pour former des cristaux insolubles.

Les règles du BAEL concernant la limitation des contraintes dans les aciers tendus ne

s’appliquent pas, il faut se référer au DTU 14.1 : Travaux de cuvelage pour la déterminer. Principe de dimensionnement :

Le revêtement mis en place ne résistant pas à une fissuration importante, il est nécessaire de limiter l’ouverture des fissures. Pour cela, il faut vérifier les 2 points suivants :

- Limitation de la contrainte des aciers tendus - Limitation de la contrainte de traction du béton

Le calcul des sections d’aciers nécessaires pour assurer la résistance de la section sont menés aux ELS.

• Limitation de la contrainte des aciers tendus :



sur 104

Le DTU 14.1 défini pour les sections d’aciers tendus recevant l’imperméabilisation la limitation suivante :

H=I � min�23 fg; 320�1,6fi0jk � 30 ! 1,6�

Avec :

- Ø : diamètre de l’armature - ft28 : contrainte admissible de traction du béton à 28 jours

Concernant les sections droites tendues en contact avec l’eau, 3 cas sont à distinguer. En effet, le niveau de la nappe phréatique comporte 3 valeurs caractéristiques (cf. Figure 5.6) :

- EB : niveau bas de la nappe - EH : niveau haut de la nappe, de la crue décennale - EE : niveau des plus hautes eaux connues

Le niveau retenu pour la détermination des aciers inférieurs de la dalle est le celui des plus hautes eaux connues qui est le cas le plus défavorable. Ainsi, la limitation de contrainte est majorée 73% pour le deuxième terme fourni dans la formule présente ci-dessus. Le diamètre

Figure 5.6 : Niveaux caractéristiques de la nappe

Imperméabilisation



sur 104

minimal pour des aciers à haute adhérence est de 6 mm, on remarque que la contrainte limite est de 333,3 MPa quelque soit le diamètre mis en œuvre.

• Limitation de la contrainte de traction du béton

Il faut vérifier qu’elle n’excède pas la valeur de 3.85 MPa pour un béton B25 (C25/30). Elle est déterminée en calculant la position de l’axe de neutre et à l’aide de la formule de Navier :

H*lKm*'no � J�p # q�rs

Avec :

- M : moment maximum en travée - H : épaisseur de la section - y : position de la fibre neutre - Io : inertie homogénéisée non fissurée

Dispositions constructives : Le DTU impose le respect d’un ferraillage minimal pour les dalles et les voiles, ne sachant pas si l’entreprise générale met en œuvre des précautions pour limiter les phénomènes de retrait et thermique. Le pourcentage minimal retenu est le suivant :

- 2.5 ‰ de l’épaisseur de la section sur chaque face et dans les deux directions.

Remarque : Cette hypothèse est très défavorable en vu des résultats obtenus pour assurer la résistance des voiles et des dalles. Si les phénomènes de variation dimensionnelle étaient limités ce pourcentage serait réduit à 1‰. Combinaison d’efforts :

� Cas d’une dalle (cf. Annexe 12) :

Les différents cas de charges retenus sont les suivants :

- 1er cas : poids propre de la dalle et charge d’exploitation (acier inférieur) - 2ème cas : Poussée hydrostatique et poids propre de la dalle (acier supérieur)

Remarque : toutes ces charges sont réparties uniformément sur la dalle

� Cas d’un voile périphérique du sous sol :

Les voiles en périphéries du sous-sol jouent aussi le rôle de mur de soutènement, il

faut donc prendre en considération les effets de poussée engendrés par les terres et l’eau (cf. Figure 5.7).



sur 104

Figure 5.7 : Sollicitations sur les voiles périphériques du sous-sol

Imperméabilisation

Poussée hydrostatique Poussée des terres



sur 104

6. Etude de la superstructure (Etages)

6.1. Dimensionnement du corps principal

Les plans d’architecture prévoient de réaliser les façades du corps principal à l’aide de poteaux et d’une poutre au niveau du haut rez-de-chaussée. La difficulté technique de cette solution est que les poutres ont une portée très importante et doivent reprendre les charges de tous les niveaux supérieurs. Le calcul montre qu’il est nécessaire d’ajouter des poteaux pour limiter les portées à 5 mètres, solution acceptée par l’architecte à la condition de ne pas créer de gène pour la circulation des personnes.

Cette difficulté est accentuée par les châssis des fenêtres qui limitent la hauteur de la

poutre à 20 cm ; châssis choisis par l’architecte pour avoir une structure ouverte entre 2 étages. Pour palier à ces difficultés, 3 solutions se sont révélées envisageables :

- Une structure de type poteau-poutre - Des poutres échelles (Poutre de Vierendeel) - Un élargissement de la poutre initialement prévue avec un réseau de poutres de

redressements

6.1.1. Poteau-poutre

Ce type de structure se compose de poutres et de poteaux filants du sous-sol jusqu’au haut R+3 qui portent à chaque niveau le plancher et le voile pour soulager la poutre inférieure du portique formé (cf. Figure 6.1).

Poteau

Poutres

Impossibilité de mise en œuvre d’un poteau

Figure 6.1 : Structure de type portique



sur 104

Les avantages de ce type de structure sont qu’elle est simple à mettre en œuvre, économique, et les charges sont directement transmises aux fondations par l’intermédiaire des poteaux.

L’inconvénient majeur de cette solution est qu’il est nécessaire pour palier aux efforts de cisaillement important dans les poutres d’avoir au moins une retombée de 20 cm au niveau des fenêtres, ce qui nécessite de réaliser une poutre d’une hauteur minimale de 40 cm. En complément, la conception des façades prévues ne permet pas de toujours faire filer un poteau de haut en bas, et il ne sera pas possible de déplacer les châssis car l’architecte impose ce choix afin de conserver l’aspect architectural et limiter la propagation des incendies entre les étages.

Conclusion : solution rejetée à cause des inconvénients cités ci-dessus.

6.1.2. Poutre échelle

Une poutre échelle est constituée de 2 membrures : inférieure et supérieure reliées entre elles par l’intermédiaire de montants encastrées sur celles-ci. La structure ainsi formée est très hyperstatique. Dans un souci d’approche rapide des sollicitations agissantes dessus, le schéma simplifié suivant fut adopté. Des rotules se forment là où le moment est nul dans les montants et les membrures (cf. Figure 6.2).

Analyse structurelle :

Contrairement à une poutre treillis où tous les éléments travaillent en traction-compression, les différents éléments de la poutre échelle travaillent en flexion, cisaillement et en traction-compression.

1 2 3 4 5 6

Figure 6.2 : Schéma statique d'une poutre échelle à maillage identique

q [daN/ml]



sur 104

Tous les montants travaillent en flexion pour limiter les déformations des membrures, en plus les montants 1 et 6 sont soumis à la compression, tandis que les autres travaillent en traction.

De même, la membrure supérieure travaille en compression alors que l’inférieure travaille en traction.

En reprenant la même façade qu’au §6.1.1, on obtient la structure suivante (cf. Figure 6.3). Ces sollicitations ont été calculées à l’aide du logiciel Robobat à cause de la complexité de la structure, les 3 niveaux de la façade sont repris par la même poutre échelle ; la charge répartie agit donc sur chaque membrure de la structure.

Les sollicitations calculées montrent des efforts importants de cisaillement, flexion,

traction et compression (cf. Annexe 13). Il est donc nécessaire d’augmenter la retombée au niveau des fenêtres. Une attention particulière doit être portée au calcul des aciers dans les montants tendus puisqu’en aucun cas le béton ne peut reprendre une partie de ces efforts.

Le problème engendré par les efforts de cisaillement importants dans la poutre a pour impact que les largeurs d’appuis existantes sont insuffisantes. Pour un aspect esthétique il est impossible d’épaissir les voiles supportant la structure. Cette solution n’est pas économique car elle est difficile à mettre en œuvre et elle entraîne une consommation importante d’acier. En effet, des suspentes sont mises en place pour reprendre les différentes membrures et ramener le plus de charge possible sur l’acrotère.

Membrures

Montants

Figure 6.3 : Poutre échelle sur le corps principal entre l'aile B et C



sur 104

Conclusion : J’ai choisi d’écarter cette variante puisqu’elle n’est pas économique et qu’il n’est pas possible de passer avec des membrures de 20 cm au haut R+1 et R+2.

6.1.3. Poutre de redressement

En étudiant la faisabilité des linteaux de 20 cm de hauteur, on en déduit que cette section est suffisante pour reprendre les différentes charges au niveau des fenêtres

La poutre au haut rez-de-chaussée est masquée par l’intermédiaire d’un faux plafond, il est possible de l’élargir sans impacter sur l’esthétisme du projet. Elle est capable à l’aide d’un ferraillage adapté de reprendre les efforts importants créés par la façade. L’extrémité de la poutre sera alignée avec le voile à cause de la présence du becquet béton, ce qui nécessite de mettre en place des poutres de redressement pour reprendre le moment de flexion crée par l’excentrement de la charge. Afin de ne pas engendrer d’effort de cisaillement et de flexion complémentaire dans la poutre soutenant la façade, les poutres de redressement seront mises en place au droit des poteaux (cf. Figure 6.4).

La mise en place des poutres de redressement a un impact bénéfique sur la descente de charges des poutres principales, puisqu’elles permettent de diviser par 2 les charges ramenées par la dalle du haut rez-de-chaussée.

Poteau

Poteau

Figure 6.4 : Reprise des façades à l'aide de poutres principales et de redressement



sur 104

Dimensionnement d’une poutre de redressement (cf. Figure 6.5) :

L’effort F correspond à la somme des charges s’appliquant sur la demi-moitié des

travées voisines de la poutre de redressement. Les aciers supérieurs à mettre en œuvre sont calculés pour reprendre le moment F.e ;

leur longueur est estimé en traçant la courbe enveloppe des moments agissants sur la poutre. Les cadres seront calculés avec le poids propre de la dalle et les charges d’exploitation repris par la poutre de redressement.

Conclusion : cette solution est retenue pour l’exécution du projet

6.2. Conception des dalles

La solution retenue pour réaliser les dalles des différents niveaux du projet est de les couler en place plutôt que d’utiliser des prédalles. Ce choix se justifie par l’absence de faux plafond dans le projet, les prédalles occasionnent à terme des défauts visibles au niveau de leurs joints.

6.2.1. Principe de dimensionnement

Les dalles peuvent avoir des portées très différentes entre les circulations et les logements, c’est la méthode de Caquot qui est employée pour calculer leurs sollicitations.

Toutes les dalles du projet sont supposées encastrées sur 4 côtés, pour déterminer les efforts sollicitant elles sont au préalable supposées articulées sur leurs contours. Le moment isostatique M0 est calculé à l’aide des abaques de PIGEAUD fourni pour le BAEL.

En cas d’effort de cisaillement important, la dalle sera épaissie si le prospect en vigueur le permet ou des armatures anti-poinçonnement seront mises en œuvre.

Voiles

e e

F F

Figure 6.5 : Schéma statique des poutres de redressement



sur 104

On applique ensuite la méthode de Caquot (cf. Annexe E.2 du BAEL) pour connaître

le moment en travée et sur appuis en cas de continuité de la dalle.

Remarque : pour vérifier si une dalle porte sur ses 4 côtés il faut que le rapport lx sur ly soit supérieur à 0.40 (lx étant le sens de la plus petite portée). Dans le cas contraire on parle de poutre dalle et qui est dimensionnée comme une poutre normale.

6.2.2. Justification de l’épaisseur

L’épaisseur minimale des dalles est de 20 cm afin de respecter les normes d’isolation acoustique en vigueur. Les règles de pré-dimensionnement permettent de définir rapidement l’épaisseur minimale d’une dalle appuyée simplement sur ces 4 côtés en fonction de sa portée :

- Le 40ème de sa portée pour une dalle carrée - Le 30ème de sa portée pour une dalle rectangulaire

Il est important de vérifier la flèche avant de conclure que l’épaisseur initialement prévue soit insuffisante par rapport à ces règles. Un facteur important pour cette vérification est la continuité des dalles qui a pour effet de soulager les moments maximaux en mi-travée.

La méthode retenue pour calculer la flèche est l’inertie fissurée décrite au § B.6.5,2 du BAEL. Son choix réside dans le fait qu’elle permet de prendre en compte la fissuration du béton, ce qui n’est pas pris en compte par les formulaires classiques de la RDM (Résistance Des Matériaux).

Le projet comportant des dalles de portée importante 7 à 7.50 mètres et ne travaillant pas en continuité, il est nécessaire de les supposer avec un moment d’encastrement supérieure à celui qui est conventionnellement appliqué aux appuis de rive (cf. Annexe 14). L’impact de cet encastrement est un soulagement de la flèche en mi-travée. De plus, les voiles périphériques se retrouvent en flexion composée, ainsi la section des treillis devant être mise en œuvre se voit augmentée (cf. §6.3).

Si la flèche n’est toujours pas vérifiée en considérant un encastrement, il est nécessaire de sur-épaissir légèrement la dalle. Il n’est cependant pas possible d’augmenter l’épaisseur de toutes les dalles sinon le projet ne respectera plus le prospect en vigueur. Remarque : les flèches admissibles définies par le BAEL sont :

- Le 500ème de la portée si elle est au plus égale à 5 m - 0.5 cm + le 1000ème de la portée si elle est supérieure à 5 m

Conclusion : La solution d’encastrer les voiles n’est pas retenue à cause de son impact économique par rapport à un épaississement de la dalle. Les dalles de 7 à 7.50 mètres de portée passent d’une épaisseur de 20 cm à 23 cm.



sur 104

6.2.3. Reprise des voiles avec un défaut d’aplomb

L’architecture en escalier des bâtiments et les étages complémentaires R+4 et R+5 sur les ailes A, B et C montrent l’existence de voile ne tombant pas d’aplomb (cf. figure 6.6).

La largeur des ailes est de l’ordre de 12 mètres, il est inconcevable que seul le plancher puisse reprendre des voiles ramenant les charges de 2 étages. Considérons l’exemple du logement E08 dans l’aile au R+1, l’architecte désire réaliser une terrasse accessible au R+2. Sa création a pour effet de laisser reposer un voile de 12 mètres sur la dalle haute du R+1 (cf. Figure 6.7). Malgré la possibilité de travailler en poutre allège de 60 cm de hauteur, il est nécessaire vis-à-vis des déformations de placer un poteau. La difficulté qu’amène ce poteau est qu’il n’est pas possible de le faire filer directement jusqu’au sous-sol.

Poteau ajouté Voile R+2

Figure 6.6 : Coupe transversale de l'aile B

Figure 6.7 : Logement E08 de l'aile C au R+1



sur 104

Pour résoudre ce problème 2 solutions sont envisageables :

- Laisser le poteau poinçonner la dalle et mettre en place des armatures anti-poinçonnement

- Mettre en place une poutre plate sous le poteau

Le poteau reprend des charges élevées et les dalles possèdent des portées de 6 mètres, la solution retenue est celle de la poutre plate. L’architecte a prévu initialement un mur porteur de 12 cm dans le logement E03, il est préférable pour des critères de réalisation de la concevoir avec une épaisseur de 15 cm. Ce dernier étant repris par un réseau de poteaux et poutres au sous-sol (cf. Figure 6.8).

A l’opposé de cet exemple, parfois il n’est pas possible de mettre en œuvre des poutres en allèges ou retombées pour reprendre les voiles ne tombant pas d’aplomb. Dans ces cas, la dalle reprend l’intégralité des charges agissantes dessus. Pour illustrer ce problème prenons le cas de la jonction entre le R+3 et R+4 de l’aile A (cf. Figure 6.9).

Emprise poteau R+1 Poutre plate

Voile d’épaisseur 15cm

Figure 6.8 : Logement E03 de l'aile C au rez-de-chaussée



sur 104

Légende : les murs porteurs du R+4 sont représentés en rouge

Le cas n°1 lève la difficulté technique pour réaliser une poutre en allège de 11.15 mètres sans engendrer une flèche trop importante. D’un point de vue économique cette solution coûte plus chère que d’augmenter la section des treillis inférieures de la dalle.

Le cas n°2 nécessite la modification de la gaine technique présente à proximité, l’une de ces cloisons présente sous les voiles doit être remplacée par un voile. L’inconvénient de cette méthode est qu’il est nécessaire de le redescendre jusqu’au rez-de-chaussée. Economiquement, il est plus judicieux de laisser travailler les voiles sur le plancher. Conclusion : le cas n°1 et 2 laissent les dalles reprendre les éléments porteurs.

6.2.4. Trémies

Les dalles comportent un nombre important de trémies qui sont nécessaires au passage des gaines, canalisations, cages d’ascenseur. Il est donc nécessaire de mettre en œuvre des renforts au droit des trémies pour éviter une fissuration excessive du béton et respecter les caractéristiques de résistance. Les trémies des cages d’ascenseur sont proches de voile, il suffit donc de mettre en œuvre une poutre noyée ou un linteau pour renforcer la dalle. A contrario, les trémies des gaines techniques nécessitent la mise en place de renforts dans la partie basse de la dalle.

Détermination des renforts : Les caractéristiques géométriques d’une trémie sont les suivantes :

- a : dimension du petit côté - b : dimension du grand côté

Cas n°1

Cas n°2

Figure 6.9 : Etude de la dalle haut R+3 de l'aile A

a

b



sur 104

La dimension b de toutes les trémies est toujours inférieure au sixième des dimensions de la dalle, les ouvertures sont considérées comme petites. Les sections des renforts sont calculées en fonction des aciers du treillis coupés par l’ouverture noté As. Celle-ci est ensuite répartie de part et d’autre de la trémie en mettant en place des renforts de section 0.5xAs et de longueur totale : b + a + 2*50Φ (cf. figure 6.10).

6.3. Etude des voiles

L’ensemble des murs du projet : périphériques et refends sont réalisés à l’aide de voiles. Leurs études sont menées suivant les règles décrites dans le DTU 23.1. Les hypothèses émises pour leurs calculs sont les suivantes :

- Les efforts dus au vent sont en majeure partie repris par les planchers - Ne possédant pas de moment de renversement dans les refends, les murs en retour

ne sont pas pris en compte dans le calcul de la longueur de flambement pour être le plus défavorable possible

Calcul de l’effort normal ultime d’un mur non armé : Longueur de flambement : lf = 0.85 x l = 0.85 x 2.45 = 2.08 m

Elancement λ : t � uv√90g � 36.02

Figure 6.10 : Ferraillage d'une trémie de petite dimension



sur 104

L’effort ultime est défini par la formule suivante :

%x,uAy � z �$ # 0.2� ! P{0j0.9"|

Avec :

z � 11 � 0.2 } t30~0 7n�l t � 50

D’où α = 0.776 et Nu,lim =2.587 MN/ml = 258 667 daN/ml En vu des résultats fournis par la descente de charges, on remarque qu’il n’est pas nécessaire d’armer les voiles, cependant un ferraillage minimal sera appliqué :

- Pour les voiles périphériques : 1.2 cm²/ml en horizontal et 0.6 cm²/ml en vertical - Pour les refends un treillis ST10 ou un treillis ST20 sera mis en place au centre du

voile en fonction des disponibilités du chantier

En complément, de ces armatures il est nécessaire de mettre en place des armatures de comportement pour palier au problème de retrait et des variations thermiques du béton. Ces dernières consistent à la mise en place de renforts horizontaux et verticaux, d’abouts de voiles, de chaînage au niveau de chaque plancher et d’attente au niveau des planchers. Le rôle des renforts horizontaux et verticaux au droit des angles des baies est d’éviter la création de fissures partant de ces angles (cf. Figure 6.11). Les sections minimales de ces éléments sont définies dans le chapitre 4 du DTU et choisis par les éléments standards fournis en Annexe 15.

Figure 6.11: Armatures de comportement



sur 104

Remarque : Si un mur a une largeur inférieure à 5 fois son épaisseur, il faut l’étudier comme un poteau.

6.4. Etude des porte-à-faux La conception des niveaux R+4 et R+5 montrent l’existence de différents porte-à-faux dans un but purement architectural. Les solutions techniques mises en œuvre pour leur stabilité se décomposent en deux principes de ferraillage en fonction de leur longueur :

- Console courte lorsque la longueur du porte-à-faux est inférieure à la hauteur du voile

- Réseau de poutres pour reprendre le grand porte-à-faux de 3.30 mètres présent au R+5 de l’aile A

Consoles courtes : Les voiles travaillant en console courte sont dimensionnés suivant l’annexe E.6 du BAEL. Ils sont ferraillés à l’aide d’acier tendu en tête et d’armatures de répartition (treillis soudés). Porte-à-faux de l’aile A :

La limitation de la flèche pour un porte-à-faux est très contraignante, la BAEL ne

prévoit qu’une limitation au 250ème de la portée pour des porte-à-faux au plus égales à 2 mètres. Le porte-à-faux de l’aile A concerne une pièce complète, comme la tolérance de différence entre les deux extrémités d’une pièce est de l’ordre de 1 cm (cf. Figure 6.12). J’ai donc choisi de limiter la flèche de la console à 1 cm. Pour soulager au maximum la structure porteuse, une poutre supplémentaire est à mettre en œuvre au niveau de l’acrotère pour limiter les charges rapportées par les planchers sur celle prévue au niveau de la dalle basse du R+5. La console engendre un basculement de l’ensemble de la structure, pour le résoudre il est nécessaire de dimensionner les attentes entre

Figure 6.12 : Porte-à-faux de grande dimension dans l'aile A



sur 104

le R+4 et le R+5 en intégrant les efforts de traction provenant du renversement. Ces attentes servent à lier l’ensemble du R+4 et R+5 pour créer un contre poids empêchant la structure de basculer (cf. Figure 6.13). Remarque : la section d’acier dans les poutres reprenant le porte-à-faux est importante elle est de l’ordre de 18 cm² dans la partie haute de la poutre. La section réelle est retenue est de 18.85 cm² (6 HA20) pour ces poutres.

6.5. Reprise du mur existant

Le mur existant est en maçonnerie pleine seine, il sera au fur et à mesure de l’avancement des travaux raccordés aux réseaux des poutres et dalles par l’intermédiaire d’équerres fixées avec des boulons M10 permettant un éventuel déplacement des 2 structures (cf. Figure 6.14).

Les boulons sont scellés chimiquement dans la brique à l’aide de la résine HILTI HIT

HY-70 et possèdent une résistance maximale à la traction de 170 daN. C’est lors de l’édification du bâtiment que ces efforts sont les plus. En effet comme les fenêtres n’étant pas mises en place la structure est ouverte, le coefficient de trainée total est de 1.3 au lieu de 0.3 en phase d’exploitation de l’ouvrage. Ainsi sous l’effet du vent extrême il est nécessaire de sceller tous les 40 cm.

Figure 6.13 : Attentes entre le R+4 et R+5



sur 104

La fixation des équerres dans le béton des dalles ou poutres peut être réalisée à l’aide de goujons pré-scellés lors du coulage des éléments. Ou à l’aide d’un scellement chimique en résine HILTI HIT HY-150. Les boulons doivent être dimensionnés au cisaillement pour un effort maximum de 170 daN.

Figure 6.14 : Brochage de la façade existante

Équerre : Brochage



sur 104

7. Ouvrages provisoires

7.1. Etaiement de la façade existante

La reprise de la façade existante nécessite la création d’un réseau de poteaux et de poutres au sous-sol afin de porter les dalles du projet. La mise en place d’étais tire pousse du côté intérieur du projet est impossible pour la réalisation des travaux. De même, leur mise en place sur la face extérieure est impossible car elle empiète sur la route.

La solution retenue est la mise en place de tours d’étaiements lestées aux pieds par des massifs en béton. Le dimensionnement des étais et la conception des éléments de contreventements seront effectués par une entreprise spécialisée. Des fers raidisseurs seront mis en place au niveau des fenêtres afin de faciliter leur fixation sur la façade existante sans la détériorer. Leurs rôles sont de répartir les charges et de permettre une fixation aisée des tours. Principe de dimensionnement (cf. Figure 7.1) : Hypothèse : fenêtres du rez-de-chaussée en partie calfeutrée avec des panneaux pour éviter les chutes de hauteur On note b la distance entre 2 portique et a l’entraxe entre les 2 étais. Coefficient tenant compte des ouvertures : 0.55 Fa = h1 x 1.2 x b x 131 + 0.5 x 1.2 x b x 131 x 0.55 x h2 Fb = 0.5 x 1.2 x b x 131 x 0.55 x h2 Moment renversant: Fa x h1 + Fb x z2 Moment stabilisant : P x 0.5 x a

D’où : � � �� e9 � �� 0�.E � �

Figure 7.1 : Tours d'étaiements

b

a

A

B Fb

Fa

Raidisseur

z2

h2

h1



sur 104

7.2. Sécurisation des trémies de la dalle haute sous-sol

Le projet pouvant être réalisé en 2 phases relativement espacées dans le temps, il est nécessaire de sécuriser toutes les trémies des cages d’escaliers et d’ascenseurs. La mise en place de tour d’étaiements et contreplaqués en temps que plancher provisoire coûte chère, l’entreprise générale souhaite utiliser des méthodes plus économiques, telles que les planchers en béton cellulaire YTONG. En alternative, j’ai choisi de proposer la mise en place de dalles préfabriquées sur chantier. Les portées maximales à sécuriser sont de 3 mètres.

7.2.1. Plancher YTONG

Les dalles de plancher YTONG sont des éléments armés de 62,5 cm de largeur, qui sont positionnés les uns à côté des autres et relier entre eux à l’aide d’acier filant et d’un béton de clavetage (cf. Figure 7.3). La longueur d’appui nécessaire pour les poser est de 8 cm. La documentation technique fournie la dimension de l’ouverture pouvant être obturée en fonction de l’épaisseur des dalles et des charges qu’elles reprennent (cf. Figure 7.2). Les voiles ne faisant que 20 cm d’épaisseur il est préférable de suspendre la prédalle à cause de la mise en place difficile du chaînage et des aciers en chapeaux; en comptant l’appui de la prédalle et du plancher YTONG il ne reste plus que 10 cm de béton ; il est donc difficile de vérifier les conditions d’enrobage (cf. Figure 7.4).

Avantages :

- Méthode simple et rapide à mettre en œuvre - Ne nécessite pas d’étaiement - Facile à démolir, le béton cellulaire est un matériau ne résistant pas au choc

Inconvénient :

- Coût élevé : 122 € par m²

Figure 7.3 : Clavetage plancher YTONG Figure 7.2 : Documentation technique sur les portées



sur 104

7.2.2. Plancher préfabriqué sur chantier

L’entreprise ne souhaitant pas effectuer de démolition importante de ces ouvrages provisoires, il est possible de mettre en place des dalles en béton armé simplement appuyée sur leurs contours. Par mesure de sécurité la longueur d’appui nécessaire est passée à 5 cm. Elles sont ensuite placées à l’aide de la grue par l’intermédiaire de douilles de levage (cf. Figure 7.5). Si le poids des dalles utilisées pour fermer les trémies des cages d’escaliers est supérieur aux capacités de levages, elles seront réalisées en 2 morceaux reliées entre eux par un clavetage (cf. Figure 7.6). Avantage :

- Economique : 20 € par m² hors main d’œuvre

Inconvénients :

- Temps de mise en œuvre important : coffrage, ferraillage, bétonnage - Ouvrage lourd

Figure 7.4 : Ferraillage avec plancher YTONG

Plancher YTONG Prédalle



sur 104

Figure 7.5 : Dalle préfabriquée appuyée simplement sur son contour

Figure 7.6 : Poutre dalle préfabriquée simplement appuyée



sur 104

Conclusion

En complément du cursus de formation et des stages, ces 20 semaines de projet de fin d’études m’ont permis d’exercer le métier d’ingénieur études structures et m’ont été profitables pour plusieurs aspects. Ce projet m’a permis d’approfondir les bases de calculs des structures en béton armé acquises lors de mon cursus universitaire à l’INSA de Strasbourg. J’ai également pu me perfectionner dans l’utilisation de logiciels de DAO (Dessin Assisté par Ordinateur) tels qu’Autocad et Designcad et découvrir un nouveau logiciel de calcul : BLM – Calculix. Le point le plus important et intéressant est la prise en compte d’un grand projet en tant que pilote avec tous les aspects que cela comporte.

Le relationnel a été mis fortement à contribution lors des échanges avec les responsables du bureau d’études CESEA, les clients pour lesquels il faut être à l’écoute afin de respecter leurs besoins. Grâce aux échanges avec l’ingénieur études de prix de l’entreprise générale et l’architecte décidant de la validation des solutions, l’ingénieur études doit utiliser ses potentiels pour analyser leurs besoins, proposer et argumenter les solutions techniques et économiques.

Les études de faisabilité de ce projet de 121 logements collectifs sont en phase finale, les grandes difficultés techniques sont cernées et les solutions à mettre en œuvre sont définies. La descente de charge du projet est finie d’être calculée, dès la parution de l’ordre de service le projet entrera en phase d’exécution qui sera minimisée grâce aux études réalisées. Il suffit, d’affiner l’étude de la dalle basse et des longrines du sous sol en validant les PHEC (plus hautes eaux connues), en relation étroite avec les intervenants pour optimiser les coûts.



sur 104

Bibliographie Normes : NF P06-001 : « Bases de calcul des constructions : charges d’exploitation des bâtiments », juin 1986 NF P06-004 : « Bases de calcul des constructions - Charges permanentes et charges d'exploitation dues aux forces de pesanteur », mai 1977 NF P06-002 (NV 65) : « Effets de la neige et du vent sur les constructions », révisé en 2009 NF P 06-013 (PS 92) : « Règles de conception parasismique », décembre 1995 Fascicule 62 Titre I (BAEL 91 révisé 99) : « Règles techniques de conception et de calcul des ouvrages et constructions en béton suivant la méthode des états limites », avril 1999 DTU P 18-210 (DTU 23.1) : « Murs en béton banché », février 1990 NF P92-701 (Règles FB) : « Méthode de prévision par le calcul du comportement au feu des structures en béton », décembre 1993 NF P11-711 (DTU 13.12) : « Règles pour le calcul des fondations superficielles », novembre 1988 NF P11-212-2 (DTU 13.2) : « Travaux de fondations profondes pour le bâtiment », septembre 1992 NF P11-221-1 (DTU 14.1) : « Travaux de cuvelage », mai 2000 Livres : Cours de béton armé : Calcul des éléments simples et des structures de bâtiment, Jean-Pierre MOUGIN, Eyrolles 1997 Traité de béton armé : les fondations, A.GUERRIN, Dunod 1977 Le projet de béton armé, Henry THONIER, Eyrolles 2005 Conception et calcul des structures de bâtiment : tome I, II, III , Henry Thonier, Presses de l’ENPC Documentation technique : Prédalles : http://www.rector.fr Sources des figures : Figure 2.1 : Google Maps (http://maps.google.fr/) Figure 4.11 : O.B.B.T.P : Terrassement et travaux de reprise en sous-œuvre



sur 104

Annexe 1 : Plan de masse du projet

Circulation en asphalte

Toiture végétalisée

Terrasses

Terrasses accessibles



sur 104

Annexe 2 : Essai pressiométrique



sur 104

Annexe 3 : Coupe de principe des élévations en façade



sur 104

Annexe 4 : essai au pénétromètre statique



Annexe 5 : Abaques et tableaux Données relatives à la détermination du Les différentes couches de sol sont classées en 3 principales catégories

Le facteur de portance k est donné en fonction de ces catégories par l’abaque suivante He/R est le rapport de la longueur du pieu Données relative à la détermination du frottement unitaire q



et tableaux relatifs au calcul des pieux

Données relatives à la détermination du terme de pointe :

Les différentes couches de sol sont classées en 3 principales catégories :

est donné en fonction de ces catégories par l’abaque suivante

longueur du pieu par rapport à son rayon

Données relative à la détermination du frottement unitaire qsi :

Abaques A.1

Tableau A.1

sur 104

est donné en fonction de ces catégories par l’abaque suivante :





Tableau A.2

Abaques A.2

sur 104



sur 104

Annexe 6 : Calcul de la capacité portante d’un pieu Ø=50 cm

Pieux forés Norme DTU 13.2

φ 0.5 q0 Négligé

A (m²) 0.20 P (m) 1.57

PR3

Profondeur (m) Pl* (Mpa) Em (Mpa) Ple* (MPa) H/R k qp (MPa) qsi (kPa) h qs total (kPa) Qp (kN) Qs (kN) Qels (kN) Qelu (kN)

0 0.00

0.5 2.00

1 4.00

1.5 6.00

2 0.00 8.00 0.50 0.00 0.00 0.00 0.00

2.5 0.00 10.00 0.50 0.00 0.00 0.00 0.00

3 0.00 12.00 0.00 0.50 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00

3.5 0.00 14.00 0.00 0.50 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00

4 0.48 4.9 0.00 16.00 0.90 0.00 20.00 0.50 10.00 0.00 15.71 7.85 11.78

4.5 0.58 5.4 0.00 18.00 0.90 0.00 20.00 0.50 20.00 0.00 31.42 15.71 23.56

5 0.68 5.9 0.78 20.00 0.90 0.70 25.00 0.50 32.50 137.08 51.05 70.76 106.83

5.5 1.055 14.6 1.07 22.00 1.60 1.72 80.00 0.50 72.50 337.15 113.88 168.20 253.99

6 1.43 23.3 1.36 24.00 1.60 2.18 80.00 0.50 112.50 428.53 176.71 229.77 346.80

6.5 2.02 30.1 1.57 26.00 1.60 2.51 80.00 0.50 152.50 493.60 239.55 282.66 426.46

7 2.61 36.9 1.57 28.00 2.60 4.07 120.00 0.50 212.50 799.73 333.79 430.81 650.21

7.5 1.82 22.2 1.42 30.00 1.60 2.27 80.00 0.50 252.50 446.33 396.63 345.60 520.63

8 1.03 7.5 1.13 32.00 1.60 1.80 80.00 0.50 292.50 353.51 459.46 346.39 521.35

8.5 0.78 5.2 1.10 34.00 0.90 0.99 35.00 0.50 310.00 194.21 486.95 307.56 462.31

9 0.53 2.9 0.90 36.00 0.90 0.81 35.00 0.50 327.50 159.23 514.44 309.76 465.44

9.5 0.935 5.2 0.91 38.00 0.90 0.82 35.00 0.50 345.00 161.67 541.92 324.31 487.28

10 1.34 7.5 0.81 40.00 1.60 1.30 80.00 0.50 385.00 255.79 604.76 386.79 581.46

10.5 1.05 6.35 1.10 42.00 1.60 1.76 80.00 0.50 425.00 345.51 667.59 447.81 673.45

11 0.76 5.2 1.26 44.00 0.90 1.13 35.00 0.50 442.50 222.12 695.08 420.84 632.37

11.5 1.355 14.55 1.54 46.00 1.60 2.47 80.00 0.50 482.50 485.24 757.91 539.08 811.05

12 1.95 23.9 1.69 48.00 1.60 2.70 80.00 0.50 522.50 529.46 820.74 585.09 880.29

12.5 2.59 37.9 2.27 50.00 2.60 5.90 120.00 0.50 582.50 1158.50 914.99 839.80 1265.49

13 3.23 51.9 2.79 52.00 2.60 7.24 120.00 0.50 642.50 1421.83 1009.24 973.82 1467.84

13.5 3.33 50.5 3.01 54.00 2.60 7.83 120.00 0.50 702.50 1537.12 1103.48 1058.99 1596.18

14 3.43 49.1 3.18 56.00 2.60 8.27 120.00 0.50 762.50 1622.94 1197.73 1134.44 1709.77

14.5 3.165 38 0.00 58.00 2.60 0.00 120.00 0.50 822.50 0.00 1291.98 645.99 968.98

15 2.9 26.9 0.00 60.00 2.60 0.00 120.00 0.50 882.50 0.00 1386.23 693.11 1039.67



sur 104

Annexe 7 : Capacité portante des pieux Pieu Capacité (t) Pieu Capacité (t) Pieu Capacité (t) Pieu Capacité (t) Pieu Capacité (t) Pieu Capacité (t) Pieu Capacité (t) Pieu Capacité (t)

1 34.30 41 47.64 81 99.32 121 51.38 161 208.74 201 50.92 241 45.67 281 137.79

2 44.27 42 125.19 82 37.29 122 46.00 162 69.80 202 42.20 242 53.51 282 55.00

3 19.13 43 159.47 83 56.01 123 78.61 163 137.82 203 107.34 243 59.46 283 15.74

4 20.06 44 140.50 84 25.94 124 118.06 164 68.66 204 33.75 244 22.48 284 33.32

5 26.29 45 136.16 85 138.81 125 136.12 165 155.99 205 123.65 245 44.38 285 83.32

6 31.30 46 120.52 86 87.50 126 35.91 166 117.50 206 47.14 246 101.85 286 44.80

7 30.29 47 108.86 87 55.23 127 160.19 167 148.09 207 53.95 247 80.67 287 50.40

8 28.42 48 135.29 88 56.30 128 20.46 168 126.54 208 62.59 248 128.04 288 56.00

9 33.27 49 64.36 89 27.03 129 18.56 169 47.39 209 74.34 249 95.22 289 45.13

10 28.82 50 103.59 90 49.05 130 16.56 170 102.44 210 82.30 250 101.71 290 18.00

11 30.83 51 92.90 91 95.92 131 14.20 171 108.39 211 54.86 251 132.38 291 78.42

12 19.40 52 130.36 92 67.55 132 103.54 172 141.84 212 66.42 252 185.65 292 135.54

13 35.02 53 123.63 93 120.92 133 150.99 173 90.02 213 73.76 253 207.14 293 132.65

14 35.61 54 67.84 94 98.83 134 103.65 174 49.66 214 81.99 254 147.15 294 138.30

15 68.07 55 99.51 95 120.36 135 93.27 175 86.61 215 47.70 255 112.61 295 131.00

16 33.19 56 43.20 96 214.76 136 90.46 176 97.90 216 47.16 256 64.38 296 123.41

17 77.54 57 131.62 97 188.75 137 88.37 177 107.65 217 87.82 257 86.58 297 78.81

18 106.05 58 71.28 98 182.95 138 91.26 178 161.01 218 81.67 258 195.52 298 101.67

19 69.75 59 74.55 99 142.55 139 84.41 179 173.66 219 121.54 259 138.00 299 102.41

20 69.15 60 78.64 100 143.65 140 71.68 180 186.17 220 56.16 260 239.80 300 18.75

21 58.94 61 46.98 101 61.25 141 37.35 181 195.82 221 108.09 261 194.67 301 106.17

22 64.68 62 49.05 102 98.75 142 106.33 182 135.33 222 53.26 262 150.74 302 106.88

23 42.92 63 48.67 103 96.00 143 84.98 183 135.33 223 130.21 263 65.66 303 47.13

24 72.22 64 52.35 104 84.41 144 112.34 184 105.47 224 141.01 264 45.50 304 118.98

25 56.76 65 49.07 105 84.41 145 125.00 185 36.60 225 136.22 265 25.20

26 73.88 66 54.77 106 64.80 146 130.11 186 107.34 226 230.78 266 99.47

27 83.47 67 54.22 107 57.96 147 129.27 187 123.65 227 172.38 267 109.50

28 107.83 68 58.95 108 69.41 148 129.79 188 68.32 228 103.49 268 28.83

29 60.64 69 51.01 109 46.22 149 101.73 189 68.32 229 139.31 269 107.15

30 79.76 70 50.03 110 58.24 150 134.29 190 69.87 230 117.62 270 48.68

31 35.03 71 38.11 111 147.05 151 105.35 191 71.56 231 91.61 271 108.94

32 82.52 72 109.26 112 125.23 152 101.81 192 71.56 232 56.97 272 99.70

33 95.41 73 142.21 113 60.65 153 102.07 193 71.56 233 65.98 273 187.36

34 124.96 74 132.00 114 71.88 154 45.88 194 80.54 234 65.98 274 206.13

35 139.72 75 91.00 115 152.78 155 53.12 195 60.26 235 61.65 275 131.69

36 40.60 76 158.96 116 158.90 156 134.79 196 20.16 236 52.74 276 126.73

37 104.66 77 217.30 117 160.07 157 73.68 197 42.00 237 59.22 277 162.03

38 110.44 78 153.89 118 126.86 158 90.48 198 67.64 238 77.87 278 162.03

39 98.74 79 222.97 119 117.39 159 207.96 199 33.60 239 67.21 279 162.03

40 93.69 80 127.49 120 107.43 160 205.18 200 60.75 240 62.51 280 123.22

En vert les pieux travaillant en traction et en orange les pieux nécessitant d’être réalisés avec deux pieux.


Guillaume MARSAL

sur 104

Annexe 8 : Note de calcul d’une longrine isostatique

I- Matériaux Béton C25/30 : fc28 = 25 MPa Acier HA (Haute adhérence) : fe = 500 MPa II-Modélisation Largeur d’influence = 4.8 m

�y��A � ��2 ; Jy��A � ��²8

Caractéristiques géométriques de la longrine :

III- Sollicitations

3.1) 1er cas

G = 4.8x500 = 2400 daN/ml Q = 4.8x250 = 1200 daN/ml Tmaxi (ELS) = 0.5 x 3600 x 6 = 10800 daN Mmaxi (ELS) = 0.125 x 3600 x 6² = 16200 daN.m Tmaxi (ELU) = 0.5 x (1.35 x 2400 + 1.5 x 1200) x 6 = 15120 daN Mmaxi (ELU) = 0.125 x (1.35 x 2400 + 1.5 x 1200) x 6 ² = 22680 daN.m

L = 6m

Q [daN/ml]

0,3

0,6


Guillaume MARSAL

sur 104

3.2) 2ème cas

G = -1200x4.8 = - 5760 daN/ml

Tmaxi (ELS) = 0.5 x 5760 x 6 = 17280 daN Mmaxi (ELS) = 0.125 x 5760 x 6² = 25920 daN.m Tmaxi (ELU) = 0.5 x (1.35 x 5790) x 6 = 23328 daN Mmaxi (ELU) = 0.125 x (1.35 x 5790) x 6 ² = 34992 daN.m

IV – Détermination des aciers

4.1) Section inférieure

4.1.1) Calcul de As mini :

• Détermination des contraintes admissibles dans le béton et l’acier

Béton : H|{�� 0,6P{0j � 15 J�K

Acier : H=I � min �0; PQ; max �0,5PQ; 1106UPVW�� 250 J�K

• Position de l’axe neutre :

m� � M��ELS� ! nb�0,9h�²H=I

Avec :

- b : largeur de la section en m - h : hauteur de la section en m - n : coefficient d’équivalence acier béton ; n = 15

Application numérique :

]= � 16200 x 10 x 150.3 x �0.9 x 0.6�0x 250 x 10� � 0.111

En résolvant l’équation suivante on obtient la position de l’axe neutre yo:


Guillaume MARSAL

sur 104

0.111 � α²�1 # α3�2�1 # α�

α = 0,394 d’où y0 = 0.21 m Commentaire : 39,4% de la section est comprimée

• Calcul de Asmini

La longrine étant sollicitée en flexion simple :

�= � a ! 0.9p ! KFo KF � z²2�1 # z� � 0.127

Conclusion : Asmini = 13.7 cm² Choix : 4HA16 + 4HA14 = 14.2 cm²

4.1.2.) Vérification des contraintes

• Compression du béton

Détermination de l’axe neutre :

KF � n�=a ! 0.9p � 0.131

D’où, α = 0.397 Contrainte dans le béton :

H|{ � M��ELS�]|b�0,9h�² ]| � z2 }1 # z3~ � 0.172

D’où σbc = 10.77 MPa < 15 MPa

• Traction dans les aciers

On a ms = 0.113


Guillaume MARSAL

sur 104

H= � o ! M��ELS�]=b�0,9h�0 � 245,8 J�K � 250 J�K

• Résistance (ELU)

Détermination des contraintes admissibles dans le béton:

σ|{�� P|x � 0.85 ! 251.5 � 14.17 MPa

Calcul de Asmini (Utilisation de la méthode simplifiée) :

]x � M��ELU�P|xb�0,9h�0 � 0.183

Or :

zx � 1.25�1 # 61 # 2]x� � 0.255 D’où, au = 0.8 αu = 0.204

�= � 1.15KxP|xb�0,9h�P$ � 1.15 ! 0.204 ! 14.17 ! 30 ! �0.9 ! 60�500 � 10.77 m]²

La section d’acier est inférieure à celle calculée aux ELS, la section est donc vérifiée à l’ELU.

4.2) Section supérieure

Sa détermination est menée suivant la même méthode que au §4.1

Choix : 3 lits de 4 HA16

4.3) Armatures transversales

Les armatures transversales pour reprendre le cisaillement agissant sur la poutre sont déterminées à l’ELU.

La contrainte de cisaillement admissible en fissuration préjudiciable pour des aciers verticaux est la suivante :

�x � J'o -0.15P{0j"| ; 4J�K/ � 2.5 J�K

�x � ��a ! 0.9 ! p � 151200 ! 10 �0.3 ! 0.9 ! 0.6 � 0.93J�K


Guillaume MARSAL

sur 104

L’espacement des armatures transversales est défini par :

bV ¡ 0.9 ! PQ ! �V1.15 ! a ! �x

• Cadres HA6 :

At = 0.28 cm² d’où st = 3.93 cm

� Impossible espacement trop faible

• Cadres HA8 :

At = 0.50 cm² d’où st = 7 cm

� Solution retenue 1 cadre HA8 + 2 étriers HA8 tous les 20 cm.

4.4) Vérification de l’about

Ancrage de la bielle :

Pour que la bielle soit ancrer il faut que la largeur de l’appui soit égal à :

KyAFA � 2¢x"|0.8aP{0j � 2 ! 15120 ! 10 ! 1.50.8 ! 0.3 ! 25 ! 10� � 0.075 ]

Conclusion : vérifiée

Section d’acier sur appui :

�= � ¢x"=PQ � 15120 ! 10 ! 1.15500 ! 10� ! 10£ � 3.48 m]²

Or on prolonge un lit de 4 HA16 sur appui = 8.04 cm²

Conclusion : vérifiée


Guillaume MARSAL

sur 104

Annexe 9 : Calcul d’une poutre voile La partie basse de la poutre voile étant en contact avec l’eau, les calculs seront effectués à l’ELS en prenant comme contrainte maximale dans l’acier 250 MPa. Charges :

- p1 : 4500 daN/ml - p2 : 31271 daN/ml

Détermination de la portée de calcul : l = min(1.15x5 ; 6) = 5.75 m Sollicitations :

J � �79 � 70�808 � 147835 `K%. ]

¢ � �79 � 70�82 � 102842 `K%

p2 [daN/ml]

p1 [daN/ml]

3.40

m

5.00 m

6.00 m 0.50 m 0.50 m


Guillaume MARSAL

sur 104

Vérification de l’épaisseur du voile :

L’épaisseur du voile doit être supérieure aux valeurs fournies par l’équation (1) et (2) :

3.75 7 ! 8P{0j ! p � 3.75 ! 35771 ! 5.75 ! 1025 ! 10� ! 3.4 � 0.0907 ] �1�

0.14 ! 8 ! � 7P{0j ! p< � 0.14 ! 5.75 ! � 35771 ! 103.4 ! 25 ! 10�< � 0.13 ] �2�

Calcul des armatures principales : La section des armatures principales d’une poutre voile sur 2 appuis est définie par :

� � J[H=

Avec : z = 0.2 (l + 2h)

Application numérique :

z = 0.2 (5.75 + 2x3.40) = 2.51 m

� � 1478352.51 ! 250 ! 10 � 23.54 m]²

Choix : 8 HA 20 ; A = 25.13 cm²

Calcul des armatures de répartition :

Armatures verticales :

Charges en tête :

� � ¢ap � 1028420.2 ! 3.4 ! 10 E � 1.51 J�K

D’où ρv le pourcentage des armatures verticales :

Yc ¡ 34 �H= � 0.0045

Le pourcentage minimal étant de 0.0016.


Guillaume MARSAL

sur 104

Choix : 1 ST 50 C par face (ρv = 0.005) Charges appliquées à la partie inférieure :

Il est nécessaire d’avoir une section d’acier Av filant jusqu’à la partie supérieure de la paroi pour remonter ces charges.

�c � 7AH= � 1.8 m]²

Conclusion : les treillis ST 50 C permettent de remonter la charge Armatures horizontales :

YB � 0.50 -0.60 � 15 �P{0j/ �H= � 0.00454

Le pourcentage minimal étant de 0.0030. Conclusion : les treillis ST 50 C sont adéquats.

1 8HA20 L = 594 cm

2 Epingles HA8 e = 10 cm

3 U HA8 e = 10 cm

4 ST 50C


Guillaume MARSAL

sur 104

Annexe 10 : Fouille SR1


Guillaume MARSAL

sur 104

Annexe 11 : Note de calcul d’une poutre de façade établie avec Calculix Dossier : 100104 Titre : Pré dimensionnement Note de Calcul : Sous-sol

File : P40 Nombre : 1

Données

Géométrie

Travée APG Portée APD Section de à ( m ) ( m ) ( m ) ( m ) ( m ) ( m )

1 0,20 4,78 0,30 s1 0,55*0,90ht 0.00 4,78 2 0,30 4,78 0,30 s1 0,55*0,90ht 0.00 4,78 3 0,30 4,78 0,30 s1 0,55*0,90ht 0.00 4,78 4 0,30 2,86 0,30 s1 0,55*0,90ht 0.00 2,86 5 0,30 3,01 0,20 s1 0,55*0,90ht 0.00 3,01

Quantité pour la File

Béton : 10,0 m3 Acier : 738,38 kg Ratio : 36,54 kg/ml


Guillaume MARSAL

sur 104

Dossier : 100104 File : P40 Note de Calcul : Sous-sol

Poutre : 1 Géométrie

APG Portée APD Section 1 ? ? s1 0,20 4,78 0,30 0,55*0,90h

Charges (E.L.S.)

N° Type Début Fin Ch. Permanentes Surcharges ( m ) ( m ) ( kN/ml ) ( kN/ml ) 1 Rép. Unif. 0.00 4,78 225,9 47,4

Efforts (E.L.U.) - Maximum

MTr MAp G MAp D TAp G TAp D ATr AAp G AAp D AComp. ( T.m ) ( T.m ) ( T.m ) ( T ) ( T ) ( cm² ) ( cm² ) ( cm² ) ( cm² ) 67,62 0,00 -96,44 71,32 -110,06 20,05 0,00 29,38 0,00

Efforts (E.L.U.) - Enveloppe

Abscisse MPos MNeg TPos TNeg AInf. ASup. AComp. ATranch. ( m ) ( T.m ) ( T.m ) ( T ) ( T ) ( cm² ) ( cm² ) ( cm² ) ( cm²/ml ) 0,00 0,00 0,00 71,32 0,00 16,40 0,00 0,00 21,30 0,24 15,97 0,00 62,37 0,00 4,52 0,00 0,00 18,62 0,48 29,79 0,00 53,51 0,00 8,54 0,00 0,00 15,98 0,72 41,47 0,00 44,74 0,00 12,00 0,00 0,00 13,36 0,96 50,99 0,00 36,05 0,00 14,88 0,00 0,00 10,76 1,20 58,37 0,00 27,44 0,00 17,15 0,00 0,00 8,19 1,43 63,60 0,00 18,92 0,00 18,78 0,00 0,00 5,65 1,67 66,69 0,00 10,48 -1,82 19,75 0,00 0,00 4,40 1,91 67,62 0,00 2,59 -8,32 20,05 0,00 0,00 4,40 2,15 66,40 0,00 0,00 -16,33 19,66 0,00 0,00 4,88 2,39 63,04 0,00 0,00 -24,42 18,61 0,00 0,00 7,29 2,63 57,53 0,00 0,00 -32,61 16,89 0,00 0,00 9,74 2,87 49,87 0,00 0,00 -40,87 14,54 0,00 0,00 12,20 3,11 40,07 0,00 0,00 -49,22 11,58 0,00 0,00 14,70 3,35 28,11 0,00 0,00 -57,66 8,05 0,00 0,00 17,22 3,59 14,01 -0,79 0,00 -66,18 4,95 4,95 0,00 19,76 3,82 0,00 -12,92 0,00 -74,78 0,00 4,95 0,00 22,33 4,06 0,00 -28,53 0,00 -83,47 0,00 8,13 0,00 24,93 4,30 0,00 -48,13 0,00 -92,25 0,00 13,95 0,00 27,55 4,54 0,00 -71,21 0,00 -101,11 0,00 21,09 0,00 30,19 4,78 0,00 -96,44 0,00 -110,06 0,00 29,38 0,00 32,86

Efforts sur appuis ( T )

Appui gauche : ? Appui droit : ?

E.L.S. : Réaction : 51,73 Réaction : 179,26 Soulèvement : 0,0 Soulèvement : 0,0

E.L.U. : Réaction : 71,32 Réaction : 246,79 Soulèvement : 0,0 Soulèvement : 0,0

Quantité



Guillaume MARSAL

sur 104




Charges (E.L.S.)

N° Type Début Fin Ch. Permanentes Surcharges ( m ) ( m ) ( kN/ml ) ( kN/ml ) 1 Rép. Unif. 0.00 4,78 225,9 47,4 2 Concentrée 0,87 275 61


MTr MAp G MAp D TAp G TAp D ATr AAp G AAp D AComp. ( T.m ) ( T.m ) ( T.m ) ( T ) ( T ) ( cm² ) ( cm² ) ( cm² ) ( cm² ) 57,91 -96,44 -58,71 136,73 -92,63 17,09 29,38 16,95 0,00


Abscisse MPos MNeg TPos TNeg AInf. ASup. AComp. ATranch. ( m ) ( T.m ) ( T.m ) ( T ) ( T ) ( cm² ) ( cm² ) ( cm² ) ( cm²/ml ) 0,00 0,00 -96,44 136,73 0,00 2,10 29,38 0,00 41,05 0,24 0,00 -65,10 127,79 0,00 0,00 19,16 0,00 38,37 0,48 0,00 -39,24 118,93 0,00 0,00 11,29 0,00 35,71 0,72 2,84 -17,11 110,15 0,00 4,95 4,83 0,00 33,07 0,96 21,60 -2,41 56,85 0,00 6,17 4,95 0,00 17,07 1,20 33,02 0,00 48,24 0,00 9,53 0,00 0,00 14,48 1,43 42,30 0,00 39,72 0,00 12,31 0,00 0,00 11,93 1,67 49,42 0,00 31,29 0,00 14,47 0,00 0,00 9,39 1,91 54,40 0,00 22,94 0,00 16,00 0,00 0,00 6,89 2,15 57,23 0,00 14,67 -0,71 16,88 0,00 0,00 4,40 2,39 57,91 0,00 6,57 -7,00 17,09 0,00 0,00 4,40 2,63 56,44 0,00 0,37 -15,18 16,63 0,00 0,00 4,56 2,87 52,83 0,00 0,00 -23,44 15,52 0,00 0,00 7,04 3,11 47,06 0,00 0,00 -31,79 13,75 0,00 0,00 9,55 3,35 39,15 0,00 0,00 -40,23 11,36 0,00 0,00 12,08 3,59 29,09 0,00 0,00 -48,75 8,37 0,00 0,00 14,64 3,82 16,88 0,00 0,00 -57,36 4,80 0,00 0,00 17,22 4,06 3,22 -8,74 0,00 -66,05 4,95 4,95 0,00 19,83 4,30 0,00 -21,62 0,00 -74,82 0,00 6,05 0,00 22,46 4,54 0,00 -38,17 0,00 -83,68 0,00 10,83 0,00 25,13 4,78 0,00 -58,71 0,00 -92,63 3,65 16,95 0,00 27,81





Quantité



Guillaume MARSAL

sur 104




Charges (E.L.S.)

N° Type Début Fin Ch. Permanentes Surcharges ( m ) ( m ) ( kN/ml ) ( kN/ml ) 1 Rép. Unif. 0.00 4,78 160,0 37,7 2 Partielle 0,00 1,32 66,0 9,8




Abscisse MPos MNeg TPos TNeg AInf. ASup. AComp. ATranch. ( m ) ( T.m ) ( T.m ) ( T ) ( T ) ( cm² ) ( cm² ) ( cm² ) ( cm²/ml ) 0,00 0,00 -58,71 82,01 0,00 1,21 16,95 0,00 24,24 0,24 0,00 -40,25 73,05 0,00 0,00 11,44 0,00 21,59 0,48 0,00 -25,02 64,16 0,00 0,00 7,02 0,00 18,97 0,72 0,00 -13,43 55,33 0,00 0,00 4,95 0,00 16,36 0,96 7,39 -3,99 46,57 0,00 4,95 4,95 0,00 13,77 1,20 17,01 0,00 37,88 0,00 4,74 0,00 0,00 11,20 1,43 24,55 0,00 30,44 0,00 6,89 0,00 0,00 9,00 1,67 30,45 0,00 24,37 0,00 8,59 0,00 0,00 7,20 1,91 34,79 0,00 18,36 0,00 9,85 0,00 0,00 5,43 2,15 37,58 0,00 12,42 0,00 10,67 0,00 0,00 4,40 2,39 38,81 0,00 6,55 -2,37 11,03 0,00 0,00 4,40 2,63 38,48 0,00 1,48 -7,63 10,93 0,00 0,00 4,40 2,87 36,60 0,00 0,00 -13,57 10,38 0,00 0,00 4,40 3,11 33,16 0,00 0,00 -19,58 9,38 0,00 0,00 5,79 3,35 28,16 0,00 0,00 -25,66 7,93 0,00 0,00 7,58 3,59 21,61 0,00 0,00 -31,80 6,05 0,00 0,00 9,40 3,82 13,50 0,00 0,00 -38,01 4,95 0,00 0,00 11,24 4,06 3,83 -1,00 0,00 -44,29 4,95 4,95 0,00 13,09 4,30 0,00 -9,18 0,00 -50,63 0,00 4,95 0,00 14,97 4,54 0,00 -21,72 0,00 -57,04 0,00 6,04 0,00 16,86 4,78 0,00 -35,82 0,00 -63,52 3,91 10,07 0,00 18,78





Quantité



Guillaume MARSAL

sur 104




Charges (E.L.S.)





Abscisse MPos MNeg TPos TNeg AInf. ASup. AComp. ATranch. ( m ) ( T.m ) ( T.m ) ( T ) ( T ) ( cm² ) ( cm² ) ( cm² ) ( cm²/ml ) 0,00 0,00 -35,82 44,39 0,00 0,00 10,07 0,00 13,08 0,14 0,00 -29,92 40,51 0,00 0,00 8,37 0,00 11,94 0,29 0,00 -25,34 36,68 0,00 0,00 7,06 0,00 10,81 0,43 0,00 -21,41 32,88 0,00 0,00 5,95 0,00 9,69 0,57 0,00 -17,93 29,12 0,00 0,00 4,96 0,00 8,58 0,72 0,00 -14,89 25,41 0,00 0,00 4,95 0,00 7,49 0,86 0,00 -12,29 21,73 0,00 0,00 4,95 0,00 6,40 1,00 0,22 -10,13 18,10 0,00 4,95 4,95 0,00 5,33 1,14 1,67 -8,41 14,51 0,00 4,95 4,95 0,00 4,40 1,29 2,68 -7,13 10,95 0,00 4,95 4,95 0,00 4,40 1,43 3,25 -6,30 7,44 -0,81 4,95 4,95 0,00 4,40 1,57 3,37 -5,91 3,97 -3,52 4,95 4,95 0,00 4,40 1,72 3,05 -5,96 1,27 -7,01 4,95 4,95 0,00 4,40 1,86 2,29 -6,45 0,00 -10,60 4,95 4,95 0,00 4,40 2,00 1,08 -7,38 0,00 -14,24 4,95 4,95 0,00 4,40 2,15 0,00 -8,75 0,00 -17,91 0,00 4,95 0,00 5,28 2,29 0,00 -10,57 0,00 -21,63 0,00 4,95 0,00 6,37 2,43 0,00 -12,83 0,00 -25,38 0,00 4,95 0,00 7,48 2,57 0,00 -15,53 0,00 -29,18 0,00 4,95 0,00 8,60 2,72 0,00 -19,06 0,00 -33,02 0,00 5,27 0,00 9,73 2,86 0,00 -23,75 0,00 -36,89 1,41 6,59 0,00 10,87





Quantité



Guillaume MARSAL

sur 104




Charges (E.L.S.)



MTr MAp G MAp D TAp G TAp D ATr AAp G AAp D AComp. ( T.m ) ( T.m ) ( T.m ) ( T ) ( T ) ( cm² ) ( cm² ) ( cm² ) ( cm² ) 20,73 -23,75 0,00 48,91 -33,63 7,73 6,59 0,00 0,00


Abscisse MPos MNeg TPos TNeg AInf. ASup. AComp. ATranch. ( m ) ( T.m ) ( T.m ) ( T ) ( T ) ( cm² ) ( cm² ) ( cm² ) ( cm²/ml ) 0,00 0,00 -23,75 48,91 0,00 4,17 6,59 0,00 14,42 0,15 0,00 -16,70 44,83 0,00 0,00 4,61 0,00 13,22 0,30 0,00 -10,27 40,79 0,00 0,00 4,95 0,00 12,03 0,45 0,00 -4,80 36,80 0,00 0,00 4,95 0,00 10,85 0,60 1,95 -0,76 32,84 0,00 4,95 4,95 0,00 9,69 0,75 6,46 0,00 28,93 0,00 4,95 0,00 0,00 8,53 0,90 10,35 0,00 25,07 0,00 4,95 0,00 0,00 7,39 1,05 13,63 0,00 21,24 0,00 4,95 0,00 0,00 6,26 1,20 16,28 0,00 17,46 0,00 4,54 0,00 0,00 5,15 1,35 18,32 0,00 13,72 0,00 5,12 0,00 0,00 4,40 1,51 19,74 0,00 10,02 0,00 5,53 0,00 0,00 4,40 1,66 20,55 0,00 6,36 0,00 5,76 0,00 0,00 4,40 1,81 20,73 0,00 2,82 -2,17 5,81 0,00 0,00 4,40 1,96 20,30 0,00 0,09 -5,96 5,69 0,00 0,00 4,40 2,11 19,25 0,00 0,00 -9,78 5,39 0,00 0,00 4,40 2,26 17,59 0,00 0,00 -13,65 4,92 0,00 0,00 4,40 2,41 15,30 0,00 0,00 -17,56 4,95 0,00 0,00 5,18 2,56 12,40 0,00 0,00 -21,51 4,95 0,00 0,00 6,34 2,71 8,89 0,00 0,00 -25,51 4,95 0,00 0,00 7,52 2,86 4,75 0,00 0,00 -29,55 4,95 0,00 0,00 8,71 3,01 0,00 0,00 0,00 -33,63 7,73 0,00 0,00 9,92





Quantité



Guillaume MARSAL

sur 104


Guillaume MARSAL

sur 104

Annexe 12 : Calcul de cuvelage


Guillaume MARSAL

sur 104


Guillaume MARSAL

sur 104

Annexe 13 : Sollicitations de la poutre échelle

Mom

ent

Cis

aille

men

t E

ffort

nor

mal


Guillaume MARSAL

sur 104

Annexe 14 : Calcul d’une dalle de toiture de l’aile D


Guillaume MARSAL

sur 104


Guillaume MARSAL

sur 104

Annexe 15 : Armatures standard béton banché

Etudes de faisabilité du projet Cottage « Darquer » – 121...

Documents

Transcript of Etudes de faisabilité du projet Cottage « Darquer » – 121...