Mémoire PFE Durand Benjamin

8/18/2019 Mémoire PFE Durand Benjamin

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Pérennisation des ouvrages en génie civil dans des problématiques

liées à l’eau : diagnostic, réparations et confortement


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Projet de fin d’études – Génie civil 5ème

année

15 juin 2010

Remerciements

Je tiens à remercier Jean-Michel Rouquet (Directeur de la région Est et responsable de

l’agence GINGER-CEBTP de Strasbourg) pour m’avoir permis d’effectuer mon PFE au seinde l’agence de Nancy.

Mes remerciements se poursuivent auprès de l’équipe qui compose l’agence GINGER-

CEBTP de Nancy. Je remercie particulièrement :

- Emmanuelle Hardy, tuteur entreprise et ingénieur INSA en génie civil, pour son

accueil, sa disponibilité permanente et son envie de transmettre et partager. Son aide a

été particulièrement précieuse pour la réalisation de mon PFE.

- Samuel Devanne, chef d’agence et ingénieur en géotechnique, pour son aide, sa

disponibilité et ses précieux conseils.

- Martine Pasquignon, ingénieur en pathologie structure, pour le partage et la

transmission sa grande expérience ainsi que pour sa confiance.

- Catherine Mathey, ingénieur en pathologie structure, pour notre travail commun sur le

réservoir d’Ingersheim.

Je souhaite remercier également l’ensemble des salariés des agences de Nancy et Strasbourg :

Christelle Bindler, assistante d’agence ; Jimmy Georges, Jordan Sirgent et Alexandre Laurent,

techniciens ; Sunnay Vatenseverd du pôle sondage de Chartres ; Clémentine Delpierre et

Adrien Fau, mes collègues stagiaires ; pour leur accueil chaleureux, leur aide et les

discussions que nous avons pu partager.


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SOMMAIRE

REMERCIEMENTS................................................................................................................ 2

SOMMAIRE............................................................................................................................. 3

INTRODUCTION.................................................................................................................... 5

I. EVALUATION DE L’ETAT D’UN OUVRAGE EN CONTACT AVEC L’EAU..... 6

1.1. INTRODUCTION ............................................................................................................6

1.1.1. Pourquoi un diagnostic ?.......................................................................................6

1.1.2. Comment répondre à la demande du client ? ........................................................ 6

1.2. REALISATION D’UN DIAGNOSTIC ................................................................................. 7

1.2.1. Investigations ......................................................................................................... 7

a) Choix des investigations......................................................................................... 7

b) Relevé visuel .......................................................................................................... 8

c) Investigations non destructives .............................................................................. 9

d) Investigations destructives ................................................................................... 12

e) Analyses chimiques, microstructurales ................................................................13

1.2.2. Analyse des investigations.................................................................................... 14

a) Désordres de mise en œuvre................................................................................. 14

b) Désordres mécaniques.......................................................................................... 15

c) Désordres pathologiques ......................................................................................15

d) Autres désordres................................................................................................... 17

1.2.3. Conclusions sur l’état de l’ouvrage ..................................................................... 17

II. ETUDES DE CAS .......................................................................................................... 19

2.1.

INTRODUCTION .......................................................................................................... 19

2.2. RESERVOIR DE INGERSHEIM ......................................................................................19

2.2.1. Préambule ............................................................................................................ 19

2.2.2. Problématique ...................................................................................................... 20

2.2.3. Moyens mis en œuvre ........................................................................................... 20

2.2.4. Commentaires....................................................................................................... 21

2.2.5. Conclusion............................................................................................................ 22

2.3. ECLUSE DE KEMBS .................................................................................................... 23

2.3.1. Introduction et présentation de l’ouvrage............................................................ 23

2.3.2. Problématique ...................................................................................................... 24

2.3.3. Moyens mis en œuvre ........................................................................................... 24

2.3.4. Action de l’eau sur l’écluse.................................................................................. 25 2.3.5. Conclusions .......................................................................................................... 26

III. CONFORTEMENT D’UN OUVRAGE EN CONTACT AVEC L’EAU : CASPARTICULIER DE LA REPRISE EN SOUS-ŒUVRE DU PONT DES HARAS(ROSIERE-AUX-SALINES 54)............................................................................................ 27

3.1. INTRODUCTION .......................................................................................................... 27

3.1.1. Présentation de l’ouvrage.................................................................................... 27

3.1.2. Etat de l’ouvrage.................................................................................................. 28

3.1.3. Solutions de réhabilitation ................................................................................... 29

3.2. REPRISE EN SOUS-ŒUVRE .......................................................................................... 29

3.2.1. Synthèse des investigations géotechniques .......................................................... 29 3.2.2. Modélisation et chargement................................................................................. 31


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a) Modélisation de la voûte ......................................................................................31

b) Calcul du chargement appliqué............................................................................ 31

c) Calcul des réactions d’appui ................................................................................ 32

d) Remarque .............................................................................................................32

3.2.3. Solution de reprise par pieux ............................................................................... 32

a) Dimensionnement.................................................................................................32 b) Conclusion............................................................................................................ 42

CONCLUSION....................................................................................................................... 43

REFERENCES BIBLIOGRAPHIQUES............................................................................. 44

ANNEXES :

Annexe 1 : Rapport de diagnostic du réservoir de Ingersheim

Annexe 2 : Rapport de diagnostic de l’écluse de Kembs

LISTE DES FIGURES :

Figure 1 : Choix des investigations ............................................................................................ 1 Figure 2 : Exemple de prise de notes lors d’un relevé visuel.....................................................8

Figure 3 : Exemple de fenêtre de détection des armatures dans une dalle (Source : dossier

GINGER CEBTP).................................................................................................................... 10

Figure 4 : Exemple d’une ligne de détection des cadres dans une poutre en béton armé........ 10

Figure 5 : Carottage dans une dalle (Source : dossier GINGER CEBTP) ............................... 12

Figure 6 : Exemple de test à la phénolphtaléine (Source : réservoir de Ingersheim)............... 13

Figure 7 : Fissures d’origine mécanique (Source : réservoir de Ingersheim) .......................... 15

Figure 8 : Armature apparente corrodée avec perte de section (Source : écluse de Kembs) ... 16

Figure 9 : Coulures de calcite (Source : réservoir de Ingersheim)...........................................16

Figure 10 : Colonisation biologique (Source : écluse de Kembs)............................................ 17

Figure 11 : Lixiviation du béton (Source : écluse de Kembs).................................................. 17

Figure 12 : Conclusions sur l’état de l’ouvrage ......................................................................... 1

Figure 13 : Schéma de principe d’une cellule rectangulaire du réservoir d’Ingersheim.......... 19

Figure 14 : Problématique du réservoir d’Ingersheim ...............................................................1

Figure 15 : Vue générale de l’écluse vers la tête amont........................................................... 23

Figure 16 : Problématique de l’écluse de Kembs....................................................................... 1

Figure 17 : Action de l’eau dans les cycles de remplissage/vidange .........................................1

Figure 18 : Action de l’eau à long terme................................................................................... 1

Figure 19 : Vue générale du pont côté amont .......................................................................... 27

Figure 20 : Vue générale du pont côté aval.............................................................................. 27

Figure 21 : Schéma statique de la voûte et de son chargement (cotes en mètres) ...................31

LISTE DES TABLEAUX :Tableau 1 : Qualité du béton en fonction de la vitesse de propagation des ultrasons ................9

Tableau 2 : Echelle de gravité des désordres ........................................................................... 24

Tableau 3 : Résistance de pointe de pieux forés béton en fonction du diamètre ..................... 33

Tableau 4 : Courbes de frottement du sol et valeurs de Qs...................................................... 34

Tableau 5 : dimensionnement de pieux forés béton.................................................................36

Tableau 6 : Seuils de déformations plastiques du sol en courte durée.....................................37

Tableau 7 : Seuils de déformations plastiques du sol en courte durée.....................................38

Tableau 8 : Nombre de pieux en reprise partielle .................................................................... 39

Tableau 9 : Nombre de pieux en reprise totale......................................................................... 39


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INTRODUCTION

Les ouvrages du génie civil présents sur nos territoires remplissent une fonction de service

auprès de la population. Il s’agit par exemple d’assurer le transit de personnes et/ou demarchandises (ponts, tunnels, écluses, etc.) ou la distribution d’une ressource vitale (château

d’eau, réservoir). Le maintien de ces ouvrages est nécessaire au bon fonctionnement de la

société moderne puisqu’ils sont des points de liaison indispensables à la connexion des

réseaux. De plus, certains d’entre eux, de par leurs valeurs architecturales, constituent une

richesse historique et culturelle.

De manière générale et encore plus particulièrement dans le cadre de la politique de

développement durable actuelle, ils doivent donc être pérennisés. Cette démarche ne peut se

faire qu’au moyen d’une bonne compréhension des mécanismes de vieillissement quil’affectent, résultat de la réponse de l’ouvrage aux contraintes auxquelles il est soumis.

L’action de l’eau sur les constructions, tant au niveau de leurs fondations qu’en

superstructure, constitue l’une des principales causes d’apparition de désordres, aussi bien du

point de vue structurel qu’esthétique. Les problématiques liées à l'eau proviennent à la

fois de :

- Son action mécanique :

o Erosion des matériaux constitutifs de l’ouvrage en raison d’un courant ;

o Charge statique apportée par l’accumulation d’eau ;

- Ses caractéristiques chimiques et intrinsèques :

o Transport d’ions ou de composés chimiques « agressifs » pour les matériaux ;

o Variation de volume lors des changements d’état ;

o Pouvoir corrosif vis-à-vis des aciers ;

Depuis plus d’un siècle, une grande majorité des ouvrages sont construits en béton armé. Les

pathologies observées sur ce matériau composite sont complexes et variées et sont très

fréquemment en relation avec l’eau.

L’étude d’ouvrages anciens encore utilisés et confrontés à l’action de l’eau constitue donc un

des points essentiels de la problématique de pérennisation des constructions du génie civil.


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I. Evaluation de l’état d’un ouvrage en contact avec l’eau

1.1. Introduction

1.1.1.

Pourquoi un diagnostic ?

Le diagnostic d’un ouvrage au sens large du terme permet d’évaluer dans quelles mesures il

remplit ses fonctions structurelles et de service, c'est-à-dire vérifier qu’il satisfait aux

conditions de sécurité et d’utilisation qui sont définies par la réglementation et par les besoins

de son propriétaire ou usager.

Le vieillissement d’un ouvrage est marqué par l’apparition de désordres spécifiques. Dans le

cadre d’un diagnostic, deux types de missions peuvent être réalisées :

- Une analyse approfondie des désordres en vue de leur traitement (réparations,confortement).

- Un suivi de l’évolution des désordres pour observer leur aggravation à court, moyen et

long terme. Si ce suivi met en évidence une aggravation importante, des travaux de

réparation seront alors préconisés.

Dans l’optique d’une réparation ou d’un confortement, le diagnostic a pour but de bien définir

les travaux à réaliser. Le traitement des désordres demeurera en effet pérenne puisque ciblé

sur leurs origines et leurs consèquences. Cette optimisation des travaux de pérennisation, tant

du point de vue qualitatif que quantitatif, est naturellement source d’importantes économiespour le maître d’ouvrage.

1.1.2. Comment répondre à la demande du client ?

Pour répondre à la demande du client, il est nécessaire de comprendre le plus précisément

possible ses besoins et les caractéristiques de l’ouvrage à diagnostiquer. Pour cela, on effectue

une visite sur site ou, à défaut de pouvoir s’y rendre, l’analyse de photos et de plans

agrémentés de toutes les observations du client.Cette phase est primordiale pour préparer au mieux le futur diagnostic. Il s’agit de :

- Connaître le type d’ouvrage sur lequel on va réaliser le diagnostic et l’environnement

dans lequel il se trouve ;

- Relever les principales dimensions de l’ouvrage et ses matériaux constitutifs ;

- Noter les principaux types de désordres et estimer leur quantité.

Lorsque l’ensemble de ces données sont recueillies, un document contractuel permettant de

matérialiser l’offre de l’entreprise au client est rédigé : le devis.


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Nature desmatériaux

Environnement

de l’ouvrage

Etat de l’ouvrage

Type de structure

Type de mission

à réaliser

Choix des

investigations

dans un

diagnostic

d’ouvrage

Figure 1 : Choix des investigations

1.2. Réalisation d’un diagnostic

1.2.1.

Investigations

a) Choix des investigations

Le choix des investigations dépend de :

- Type de mission à réaliser :

Diagnostic de maintenance en vue d’éventuelles réparations, diagnostic structurepour un calcul de résistance ou encore évaluation des risques vis-à-vis des biens et

des personnes.

- Nature des matériaux :

Les matériels et techniques utilisés pour réaliser le diagnostic ne sont pas les

mêmes si l’on a à faire à du béton, de l’acier, du bois ou encore de la pierre.

- Type de structure : géométrie et taille de l’ouvrage

- Etat de l’ouvrage :

Les investigations dépendent des désordres qui affectent l’ouvrage. On aura par

exemple recours à un matériel particulier en présence de fissures ou d’armatures

corrodées dans le béton.


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- Environnement de l’ouvrage :

L’étude porte également sur l’environnement dans lequel se trouve l’ouvrage car

certains désordres y sont parfois directement liés. C’est ainsi fréquemment le cas

pour les structures soumises à des attaques chimiques.

De plus, les accès limités voire impossibles sur une partie de la structure peuvent

être un frein à la réalisation d’investigations et nécessiter l’utilisation de moyens

spécifiques (nacelle, échafaudages, etc.).

b) Relevé visuel

Le relevé visuel est une étape clé lors de la réalisation d’un diagnostic. C’est un outil

indispensable à la compréhension des mécanismes ayant conduit à la formation des désordres.

Il consiste à relever de manière exhaustive les désordres affectant l’ouvrage pour aboutir,

après dépouillement et analyse, au tryptique suivant :

- Qualifier :

Un désordre spécifique a une origine et des conséquences particulières. La

qualification permet de savoir à quel désordre on est confronté et donc quel type de

traitement/réparation est à mettre en place.

- Localiser :

La position d’un désordre sur l’ouvrage donne des indications sur son degré

d’importance et son origine. En outre, la localisation permet de cibler d’emblée les

zones à traiter de manière urgente et de choisir les travaux en fonction des contraintes

d’accès.

- Quantifier :

Ceci a pour but de connaître l’étendue des désordres et donc d’évaluer les méthodes

les plus adaptées pour effectuer les réparations.

Le dépouillement et analyse de ce relevé visuel se fait sur la base de prises de notes et de

photographies effectuées sur site.

Localisation Description du désordre Numéro de la photographie

Poteau A6 Fissure transversale ;

Epaisseur 1mm ; Longueur

10cm

12

… … …

Figure 2 : Exemple de prise de notes lors d’un relevé visuel

Ce relevé visuel, à la base de tout diagnostic, peut être éventuellement complété par des

investigations complémentaires sur site et en laboratoire.


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Ces dernières ont pour but de :

- Préciser les désordres observés lors du relevé visuel en améliorant un des éléments du

triptyque précédemment décrit.

- Recueillir des informations complémentaires sur les matériaux constitutifs et leur état,

ou sur la structure.

- Améliorer la connaissance sur le fonctionnement structurel de l’ouvrage.

Les deux points suivants donnent les principales investigations couramment réalisées sur des

ouvrages en béton armé.

c) Investigations non destructives

- Mesure d’auscultation sonique du béton :

Ces mesures visent à caractériser l’état d’altération et l’homogénéité physique du béton

composant les structures d’un ouvrage.

La méthode consiste à mesurer la vitesse de propagation d’ultrasons traversant le matériau à

l’aide d’un générateur d’ondes et d’un récepteur.

Globalement, plus la vitesse de propagation est élevée et les incertitudes faibles, plus le

matériau est de bonne qualité, à savoir homogène.

Tableau 1 : Qualité du béton en fonction de la vitesse de propagation des ultrasons(Données issues d’expérience réalisées au CEBTP)

Qualité Vitesse de propagation (m/s)

Excellente Supérieur à 4000Bonne 3200 – 4000

Douteuse 2500 – 3200

Mauvaise 1700 – 2500

Très mauvaise Inférieure à 1700

Nota : ces valeurs sont cependant à nuancer en

fonction de chaque chantier (état de surface,

bullage, etc.)

- Mesures pachométriques :

La méthode est basée sur la mesure des perturbations créées par la présence d’un objet

métallique placé dans un champ électromagnétique (courant alternatif sinusoidal ou courant

pulsé). Lorsque l’appareil (pachomètre) est situé à l’aplomb d’une armature, il analyse le

signal reçu et calcule, selon le type de matériel utilisé, l’enrobage et/ou le diamètre de l’acier.

Deux types de mesures peuvent être réalisées :

- Les fenêtres de détection :

Elles consistent à faire une série de mesures verticales et horizontales dans un carré

aux dimensions reconnues par l’appareil. Celui-ci est alors capable de synthétiser


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l’ensemble des données ainsi récoltées pour fournir une cartographie des aciers

présents dans la zone du carré.

Figure 3 : Exemple de fenêtre de détection des armatures dans une dalle(Source : dossier GINGER CEBTP)

- Les lignes de détection :Elles sont réalisées en déplaçant l’appareil de manière continue le long d’un élément

de structure. A chaque passage au droit d’une armature perpendiculaire à la directionde déplacement, le capteur détecte la présence d’un acier. Par exemple, lors de

l’investigation d’une poutre en béton armé, cette technique permet de déterminer

l’espacement des cadres ainsi que leur enrobage.

Figure 4 : Exemple d’une ligne de détection des cadres dans une poutre en béton armé(Source : dossier GINGER CEBTP)

Les mesures pachométriques sont utilisées pour déterminer ou vérifier le ferraillage d’un

élément en béton armé et ce, de manière non destructive. Dans la pratique, ces mesures sont

toujours couplées à un sondage destructif pour étalonnage (validation du diamètre, de

l’enrobage) et déterminer la nature de l’acier.

- Mesures de potentiel pour évaluer la probabilité de corrosion des armatures :

Plusieurs méthodes existent pour évaluer de manière non destructive la corrosion des

armatures :

o Mesures de potentiel.o Mesures de résistivité.


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o Mesures de vitesse de corrosion.

La 1ère

méthode reste actuellement la plus utilisée et la plus significative.

La mesure est basée sur le caractère électrochimique du processus de corrosion (production

d’électrons). Le principe consiste à mesurer la tension d’une demi-pile armature/béton par

rapport à une électrode de référence placée en parement. Pour assurer le contact électrique, le

dispositif est relié à une armature dégagée, connectée aux armatures dont on cherche à

connaitre le potentiel de corrosion.

En effectuant plusieurs mesures avec l’électrode de référence au droit de ces armatures, on

peut tracer les lignes équipotentielles à la surface du béton.

D’après la norme ASTM C 876, le potentiel mesuré au droit d’un acier passivé, c'est-à-dire

protégé par l’alcalinité du béton, par rapport à une électrode ECS (Electrode Cuivre-Sulfate

de cuivre) est de -100 mV. Au droit d’une armature probablement corrodée, ce potentiel varie

de -200 à -900mV.

Néanmoins, la tension mesurée avec cette technique dépend de plusieurs paramètres qui

peuvent influencer de manière importante les valeurs relevées :

- Les réactions anodiques (que l’on cherche à mesurer pour déterminer le potentiel de

corrosion) ;

- Les réactions cathodiques ;

- Les caractéristiques du béton d’enrobage (humidité, salinité, pH, nature du liant,

résistance du béton, carbonatation, etc.).

Les deux derniers paramètres modifient la tension obtenue avec le premier. Par conséquent,

pour s’assurer de la fiabilité des résultats, il est indispensable d’étalonner les mesures sur siteen repérant le potentiel d’une armature corrodée et une autre saine.

- Essai sclérométrique :

L’essai au scléromètre est destiné à mesurer la dureté superficielle du béton pour évaluer

l’homogénéité surfacique de sa qualité sur un ouvrage.

Il consiste à projeter une masse donnée contre un parement par l’intermédiaire d’un ressort.

La réaction résultant du choc donne l’indice sclérométrique qui est corrélé en fonction de

l’inclinaison de la surface.

Cet essai est peu couteux, simple et rapide mais ne peut être utilisé que de manière qualitative

sur des bétons anciens, de nombreux paramètres influençant le résultat (carbonatation par

exemple). La corrélation empirique entre l’essai sclérométrique et la résistance à la

compression du béton n’est alors en effet pas significative.


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d) Investigations destructives

- Carottages :

La réalisation de carottages dans les structures en béton armé a pour objectif de faire des

prélèvements d’échantillons de béton en vue d’analyses pour déterminer ensuite :

o ses propriétés mécaniques (résistance à la compression) ;

o ses caractéristiques physicochimiques (masse volumique apparente, porosité,

analyse chimique avec dosage en ciment, pourcentage en chlorures, etc.) ;

o ses altérations (analyses microstructurelles pour la détermination de

pathologies).

Figure 5 : Carottage dans une dalle (Source : dossier GINGER CEBTP)

Ces carottages sont réalisés dans des zones exemptes d’armatures où le béton ne travaille pas

en compression, pour ne pas porter atteinte à l’intégrité de la structure.

- Test à la phénolphtaléine :

Ce test est réalisé pour évaluer le caractère basique du béton et sa capacité à protéger les

armatures de la corrosion. Etant donné que le pH du béton neuf est proche de 13, on peut alors

dire que les armatures du béton armé sont protégées par le caractère alcalin du béton.

Au fil du temps, la pénétration de dioxyde de carbone et de dioxyde de souffre combinés àl’humidité ambiante a pour effet de diminuer le pH du béton. Ce processus appelé

« carbonatation » entraine la diminution progressive du pH dans le béton à partir du parement

exposé. Une armature située au-delà du seuil de carbonatation du béton est alors dite

« potentiellement corrodée ».

Le test à la phénolphtaléine consiste à projeter sur un éclat frais de béton une solution qui se

colore au contact d’un pH proche de celui du béton neuf. On considère alors que les parties

colorées ne sont pas carbonatées alors que les parties incolores le sont.

Ce test n’est significatif que si le béton n’a pas subi d’attaques chimiques pouvant perturber la

réaction entre la phénolphtaléine et le béton.


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Figure 6 : Exemple de test à la phénolphtaléine (Source : réservoir de Ingersheim)

La combinaison de ce test avec les mesures d’enrobage permet après étude statistique

d’évaluer le pourcentage d’armatures protégées par l’alcalinité du béton.

e) Analyses chimiques, microstructurales

Des analyses peuvent être réalisées sur le matériau constitutif de l’ouvrage pour préciser son

état, son vieillissement, etc. :

- Essais de gel/dégel.- Essais mécaniques.- Essais chimiques.

- Analyses microstructurales.


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1.2.2.

Analyse des investigations

Les investigations réalisées lors d’un diagnostic permettent donc de qualifier, quantifier et

localiser les désordres. Dans les deux études de cas de la partie II, trois principaux types dedésordres ont été visualisés :

- Des désordres de mise en œuvre :

Ils correspondent à des choix et des mises en œuvre de matériaux défectueuses..

- Des désordres mécaniques :

Ils sont dus à des sollicitations normales ou anormales sur des éléments de structure.

- Des désordres pathologiques :

Ils se caractérisent par des modifications de l’état général (résistance, esthétisme, etc.)

d’un matériau en raison de l’action d’un agent extérieur ou d’une pathologie

intrinsèque.

a) Désordres de mise en œuvre

- Ségrégation du béton ou « nid de cailloux » :

La ségrégation est due à une vibration insuffisante du béton lors du coulage de l’élément qui

engendre des caractéristiques physiques et mécaniques amoindries (grande porosité, cohésion

et résistance plus faible…).

- Désordres sur ragréage :

Lors du décoffrage, il arrive que des défauts apparaissent (ségrégation, enrobage insuffisant).

Dans ce cas on met souvent en place un ragréage. Des comportements différentiels entre ce

dernier et le béton sont possibles, ce qui induit l’apparition de fissures. Il y a alors pénétration

d’humidité, corrosion des armatures et décollements.

- Reprises de bétonnage :

Les reprises de bétonnage médiocres (non traitées ou avec ségrégation) font l’objet de

désordres induits par une qualité amoindrie du béton. Il peut alors y avoir corrosion des

armatures et décollements de béton.

- Enrobage :

Un enrobage insuffisant ne permet pas au béton de protéger les armatures de par son caractère

basique (voir paragraphe 1.2.1.d). Il y a donc un risque plus élevé de corrosion des armatures.


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b) Désordres mécaniques

Les désordres d’ordre mécanique se caractérisent par des fissures sur les éléments en béton et

des déformations importantes sur les éléments en acier.

Dans le cas des réservoirs en béton armé, on peut noter les causes de désordres d’origine

mécanique suivantes :

- Problèmes de fondation en raison de tassements différentiels.

- Sous dimensionnement originel des éléments.

- Chargement ponctuel ou général trop important par rapport au chargement initial.

- Comportement thermique différentiel entre matériaux.

Figure 7 : Fissures d’origine mécanique (Source : réservoir de Ingersheim)

c) Désordres pathologiques

- Corrosion des armatures :

Le phénomène de corrosion des armatures, selon son stade d’avancement, engendre les

désordres suivants (classés dans l’ordre croissant) :

o fissuration du béton au droit de l’armature ;

o décollement du béton au droit de l’armature ;

o armatures apparentes de plus en plus corrodées ;

o armatures foisonnantes avec perte de section.

Ces désordres sont souvent favorisés par des défauts de mise en œuvre (enrobage insuffisant,

ragréage) associés à la présence d’humidité.


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Figure 8 : Armature apparente corrodée avec perte de section (Source : écluse de Kembs)

- Coulures de calcite :

La formation de calcite sur le béton est due à la dissolution de la portlandite (Ca(OH)2) du

ciment par l’eau, qui précipite à l’extérieur. Ce phénomène se produit au droit de fissures dans

le béton.

Figure 9 : Coulures de calcite (Source : réservoir de Ingersheim)

- Colonisation biologique :

Ce désordre n’a aucune conséquence autre qu’esthétique lorsqu’il se limite à la présence de

mousse. Il témoigne cependant de la présence d’humidité pouvant conduire au développement

de la corrosion.

La croissance de végétaux plus importants (arbustes) peut néanmoins conduite à une

désorganisation structurelle ponctuelle.


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Figure 10 : Colonisation biologique (Source : écluse de Kembs)

d) Autres désordres

- Lixiviation, érosion, cavitation

Ces pathologies se caractérisent par la présence de granulats apparents sur le parement de

l’élément en béton et sont toutes les trois dues à l’action de l’eau.

- Lixiviation : dissolution ponctuelle de la matrice cémenteuse.

- Erosion : « usure » de la matrice cémenteuse par les particules solides contenues dans

l’eau.

- Cavitation : effet dynamique de l’eau.

Figure 11 : Lixiviation du béton (Source : écluse de Kembs)

1.2.3.

Conclusions sur l’état de l’ouvrage

Les désordres affectant un ouvrage doivent faire l’objet d’une analyse visant à définir leur

origine ainsi que leur évolution la plus probable.


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Les conclusions d’un diagnostic d’ouvrage ont pour but de prédire à court, moyen et long

terme ce que les désordres observés impliquent pour la sécurité des personnes et des biens et

la pérennisation de l’ouvrage.

Le diagnostic est donc un outil d’aide à la décision au maitre d’ouvrage pour la pérennité de

son ouvrage. Deux choix sont possibles :

- Maintien de l’ouvrage avec ou sans mesures conservatoires pour une utilisation« normale » ;

- Déconstruction dans le cas où le coût des réparations ne justifie pas un maintien.

Désordres observés –

Essais et analyses enlaboratoire

Conclusions sur la

sécurité des biens et

des personnes

Conclusions sur la

pérennité de l’ouvrage

Dépouillement et

Analyse

Réparations et/ou

confortement

Suivi des désordres :

instrumentation

Réparations et/ou

confortement

Restriction

d’utilisation

Figure 12 : Conclusions sur l’état de l’ouvrage


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II. Etudes de cas

2.1. Introduction

Les deux études de cas suivantes s’appuient sur l’ensemble des points généraux abordés dans

la partie I. Les deux ouvrages présentent chacun une problématique liée à l’eau. En effet :

- Le réservoir d’Ingersheim contient une quantité importante d’eau stagnante ;- L’écluse de Kembs est confrontée à l’action dynamique de l’eau.

Les rapports de diagnostic réalisés dans le cadre de ce mémoire sont présentés en annexes.

2.2. Réservoir de Ingersheim

2.2.1.

Préambule

Dans le cadre d’un projet de rénovation de l’ouvrage, la Communauté d’Agglomération deColmar et la Colmarienne des Eaux ont demandé à GINGER CEBTP de réaliser une mission

de diagnostic de la structure du réservoir d’eau d’Ingersheim.

Le réservoir investigué est en béton armé et a été construit en 1931. Il comprend une entrée

avec installation des vannes en sous-sol, une galerie de circulation hors eau au centre, et 2grands réservoirs rectangulaires séparés dans le sens Est-Ouest par la galerie centrale. Ces 2

réservoirs principaux sont également séparés en cellules rectangulaires communicantes par

des voiles transversaux de part et d’autre (Voir figure 13 ci-dessous).

Ce réservoir est enterré au Sud et en dénivellation au Nord par rapport au terrain naturel.

L’ensemble de l’ouvrage est recouvert d’une couverture de terres végétales engazonnées de

50 cm d’épaisseur, sauf l’entrée de l’ouvrage à découvert à l’Est qui donne sur une courgoudronnée.

Figure 13 : Schéma de principe d’une cellule rectangulaire du réservoir d’Ingersheim

Terres végétales

Voiles séparateurs

File de poteaux

Toit/Dalle du

réservoir


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15 juin 2010

2.2.2.

Problématique

Diagnostic des structures en béton armé et préconisations de travaux

2.2.3. Moyens mis en œuvre

La réponse à la problématique définie en b) a été apportée en utilisant les outils ou techniques

suivants :

- Relevé visuel des désordres à l’intérieur du réservoir.

- Investigations complémentaires sur la structure :

o Recherches de ferraillages avec un ferroscan HILTI PS 2000.

o Mesures de carbonatation du béton.

o Mesures d’auscultation sonique du béton avec un ausculteur AU 2000 CEBTP.

o Mesures du potentiel de corrosion des armatures à l’aide de l’appareil CANIN.

Ces investigations sont destinées à faire un état des lieux des éléments en béton armé en vue

d’un calcul de la capacité portante du toit du réservoir. Le choix des hypothèses de calcul esten effet étroitement lié à leurs résultats.

Réservoir de Ingersheim – construction de 1931

Problème d’étanchéité du toit du réservoir ?

Coulures de calcite abondante sur parement

intérieur voile de soutenement Sud

Travaux « lourds » à prévoir en surface d’où la

nécessité de connaitre la capacité portante du

réservoir

Coulures de calcite abondante en sous face de

dôme

Poussée anormale contre le voile ?

Problématique des arbres en bordure de

réservoir

Figure 14 : Problématique du réservoir d’Ingersheim


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15 juin 2010

- Carottage :

A la surface du réservoir, un carottage a été réalisé pour connaître la nature des matériaux

constitutifs de la toiture, leur épaisseur et leurs caractéristiques mécaniques.

- Sondages extérieurs à la pelle dans les sols sur dalle et contre voile sud :

Une intervention à l’extérieur de l’ouvrage a été réalisée à la surface du réservoir au droit du

voile enterré côté amont (zone des peupliers) afin de reconnaitre la nature des terrains ainsi

que l’état de la partie extérieure de l’ouvrage et les éventuelles interactions avec les système

racinaires.

Des prélèvements de sol ont été effectués à différentes profondeurs (tous les mètres) côté amont

afin de les caractériser en laboratoire (nature, état hydrique).

2.2.4.

Commentaires

Les deux principales questions posées lors de la réalisation du diagnostic ont amené les

commentaires suivants :

- Problématique de l’étanchéité du toit du réservoir :

Les coulures de calcite visualisées en sous face de voûte proviennent de microfissures dans le

béton et s’expliquent :

- Par des infiltrations depuis la surface du réservoir. Dans ce cas, les microfissures sont

traversantes. Des investigations complémentaires ont été proposées de manière à

vérifier cette hypothèse et/ou,

- l’atmosphère humide régnant au sein du réservoir permet à l’eau de s’infiltrer dans les

microfissures en sous-face de voûte. La différence de température entre l’intérieur et

l’extérieur permet à cette eau de condenser et de s’écouler par gravité.

Dans le cas où la première hypothèse était vérifiée, il pourrait être envisagé une réfection de

l’étanchéité extérieure du réservoir. Pour se faire, il serait nécessaire de décaper la terre

végétale de couverture. La réflexion sur la possibilité ou non de réaliser des travaux lourds àla surface du réservoir a porté sur l’effet de la circulation d’engins de terrassement sur la

structure. Les calculs ont montré que l’augmentation de contraintes dans le béton de la voûte

serait particulièrement défavorable (facteur d’amplification dynamique de 55 pour une charge

de 5 tonnes avec une hauteur de chute de 5cm pouvant être due à un godet de pelle

mécanique).

- Poussée anormale contre le voile :

La conjonction de la présence de peupliers dans l’alignement et contre le voile sud etl’implantation de ceux-ci dans des sols argileux n’est pas favorable à l’ouvrage.


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15 juin 2010

En effet, les peupliers d’âge mature ont un système racinaire pouvant s’étendre en profondeur

sous les fondations de l’ouvrage et peuvent provoquer des variations hydriques du terrain à

l’origine de mouvements du sol.

Les terrains observés en sondage sont en effet des argiles de type A2 sensibles aux variations

de teneurs en eau engendrant des retraits (assèchement) ou gonflements (humidification) du

sol ayant des effets parasites sur les structures.

Les désordres visualisés sur le voile Sud pourraient donc bien avoir pour origine la présence

de ces peupliers.

2.2.5.

Conclusion

L’action de l’eau sur le réservoir d’Ingersheim est responsable de désordres structuraux ayant

deux origines distinctes :

- Les variations des paramètres géotechniques des sols à proximité de l’ouvrage.- La pathologie du béton (diminution ponctuelle des caractéristiques mécaniques en

raison de la corrosion des armatures).


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15 juin 2010

2.3. Ecluse de Kembs

2.3.1.

Introduction et présentation de l’ouvrage

Dans le cadre du suivi de ses ouvrages, Voies Navigables de France (VNF) a demandé à

GINGER CEBTP de réaliser une mission d’expertise et de diagnostic du génie civil de

l’écluse secondaire de KEMBS.

Construite en 1959, l’écluse de KEMBS (Conçue par l’architecte Le Corbusier) a été réalisée

lors du raccordement KEMBS-NIFFER. Elle permet de franchir une chute maximale de

5.61m entre le Rhin et le « bief de Niffer » de la branche sud du canal Rhin/Rhône.

Actuellement, cet ouvrage n’assure plus le passage principal du trafic.

L’écluse est un ouvrage poids en béton. Les dimensions du sas sont les suivantes :

- Longueur : 87.5m ;

- Largeur : 12m ;

- Hauteur : 11.4m.

D’un point de vue génie civil, en partie courante de sas, elle est composée de 2 bajoyers et un

radier en béton non ferraillé. Ces éléments sont séparés par des joints de fractionnement (3

éléments ou plots au total avec une reprise de bétonnage pour chacun d’entre eux).

Le bajoyer rive droite comporte une galerie technique (largeur : 1.20m ; hauteur : 2.20m) dans

sa partie supérieure. Elle comporte les mêmes joints de fractionnement que le sas ainsi que

des reprises de bétonnage environ tous les 3 mètres.

La tête aval est de même conception que la partie sas. La tête amont est en revanche un

ensemble monolithique sans joint.

Nota : un rapport d’expertise du génie civil de l’écluse a été réalisé en 1998 par une autre

société que GINGER CEBTP.

Figure 15 : Vue générale de l’écluse vers la tête amont


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2.3.2.

Problématique

2.3.3.

Moyens mis en œuvre

La réponse à la problématique définie en b) a été apportée en utilisant les outils suivants :

• Relevé exhaustif des désordres (à l’aide d’une nacelle pour les parties hautes du sas).

Puis, après dépouillement :

• Réalisation de plans de synthèse des désordres associés à un dossier photographique ;

• Analyse des désordres en fonction de leur type, de leur localisation et de leur

importance. Pour cela, un indice de gravité a été affecté à chacun des désordres selon

l’échelle suivante :

Tableau 2 : Echelle de gravité des désordres

Indice Caractéristiques

B Défaut sans conséquence autre qu’esthétique

C Défaut qui indique qu’une évolution risque de se faire anormalement

D - DA : défaut qui indique un début d’évolution.

- DB : défaut qui indique une évolution avancée.

E Défaut qui traduit de façon très nette une modification du comportement de l’ouvrage et qui mettent

en cause la durée de vie de l’ouvrage

F Défaut indiquant la proximité d’un état limite et nécessitant soit une restriction d’utilisation, soit la

mise hors service de l’ouvrage

Nota : cette échelle de gravité est couramment utilisée pour le diagnostic d’ouvrage et est

notamment issue du fascicule « Pathologie et réparation des ouvrages en béton de stockage et

de transport des liquides » (ITBTP 1996).

Ecluse de Kembs

Rapport de diagnostic de 1998 Vieillissement de l’ouvrage et

action de l’eau

Evolution des désordres ?

Risques pour les personnes et

l’utilisation de l’ouvrage

Préconisations de travaux

Figure 16 : Problématique de l’écluse de Kembs


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2.3.4.

Action de l’eau sur l’écluse

Les désordres observés sur l’écluse de Kembs montrent que l’action de l’eau sur un tel

ouvrage se caractérise par deux points :

- Action due au fonctionnement normal de l’écluse qui implique un nombre importantde cycles de remplissage/vidange dans le sas.

- Action à long terme.

Cycles de

remplissage/vidange

Attaque physico-

chimique du béton

Fatiguestructurelle+dilatation

thermique différentielle

Effet dynamique du

passage de l’eau

Erosion, lixiviation,

cavitation

Fissures d’origine

mécanique

Contraintes importantesdans les têtes amont et

aval

Fissures d’origine

mécanique

Action de l’eau à long

terme

Infiltration d’eau dans

les fissures

Colonisation

biologique

Coulures de calcite Corrosion desarmatures et

décollement du béton

Corrosion deséléments en acier « à

l’air libre »

Epaufrures

Figure 17 : Action de l’eau dans les cycles de remplissage/vidange

Figure 18 : Action de l’eau à long terme


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année

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2.3.5.

Conclusions

Les désordres mis en évidence sur le génie civil de l’écluse et de ses différents éléments sont

dus à une combinaison de deux principaux facteurs, lesquels sont soumis à l’action de

l’eau (Voir 2.3.4.):

o mise en œuvre ou conception défectueuse ;

o vieillissement de l’ouvrage.

A l’issue du diagnostic, deux constations générales peuvent être faites :

- Les désordres se sont globalement aggravés entre 1998 et 2010. dus au vieillissement

de l’ouvrage. Etant donné que la plupart d’entre eux n’ont pas été traités suite au

diagnostic de 1998, ils ont naturellement continué à se développer.

- Les fissures d’origine mécanique observées au niveau des têtes d’écluse amont et aval

ainsi que deux types de fissures longitudinales visualisées dans la galerie technique

n’ont pas été mis en évidence en 1998. Ces désordres mettent en évidence unfonctionnement anormal de l’ouvrage et doivent faire l’objet d’un suivi régulier

(instrumentation).

Les désordres à traiter en priorité remettent en cause actuellement :

- La sécurité des biens et des personnes : principalement en raison du risque de chute

de morceaux de béton dans certaines zones de l’écluse.

- La pérennité de l’ouvrage : le passage de l’eau au travers de l’écluse (problèmes

d’étanchéité des joints de fractionnement et des reprises de bétonnage) peut engendrer

à terme des désordres géotechniques (Transport des éléments fins du squelettegranulaire) remettant en question la stabilité des terres à proximité de l’écluse et donc

l’écluse elle-même.


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III. Confortement d’un ouvrage en contact avec l’eau : casparticulier de la reprise en sous-œuvre du pont des Haras(Rosière-aux-Salines 54)

3.1. Introduction

Cette partie aborde une phase postérieure au diagnostic. A la suite des préconisations de

réparations/confortement, un dimensionnement des solutions envisagées s’impose. Le cas

particulier présenté ici est la reprise en sous-œuvre d’un pont en maçonnerie fortement altéré

par l’action de l’eau sur sa superstructure.

3.1.1.

Présentation de l’ouvrage

L’ouvrage est un pont routier en maçonnerie permettant à la RD116 de franchir le bras de

décharge de la Meurthe sur le territoire de la commune de Rosières-aux-Salines (54). Il se

situe au cœur de ville, à proximité immédiate d’habitations.

Figure 19 : Vue générale du pont côté amont

Figure 20 : Vue générale du pont côté aval

- Historique : La date de construction du pont n’est pas connue. Selon un panneau

indicatif, il serait du XVIIème ou XVIIIème siècle avec des remaniements postérieurs.


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- Géométrie : l’ouvrage comporte une travée. Celle-ci est constituée d’une voûte en

maçonnerie en anse de panier d’une portée de 18m avec un tirant d’air de 4.40m et une

largeur totale de 7.15m.

Du côté amont sur les deux rives, la culée du pont est prolongée par un mur de

soutènement. Du côté aval, deux avant-becs reprennent les charges. A noter qu’au

niveau de la rive gauche (côté centre-ville), cet avant-bec est partiellement noyé dans

la façade d’une maison.

En surface, le pont comporte une chaussée (2 voies de largeur totale de 5.15) et un

trottoir de part et d’autre de cette dernière, de largeur 90 cm.

- Matériaux constitutifs : La voûte est constituée de 2 chaînages périphériques ainsi

qu’un chaînage central, tous en pierres de taille calcaire. Les dimensions apparentes

courantes sont 30 cm de hauteur et 50 à 80 cm de large.

Entre ces chaînages, l’intrados est formé d’un remplissage en moellons de pierre

calcaire, hourdis avec des joints à base de chaux. Il est recouvert d’un enduit chaux ou

ciment selon les zones. Aucune étanchéité n’a été mise en place sur le tablier.

3.1.2.

Etat de l’ouvrage

Le diagnostic réalisé par GINGER CEBTP sur le pont des Haras a permis d’affirmer que

l’ouvrage était dans un état sanitaire et structurel ne possédant pas les caractéristiques

suffisantes pour permettre son usage sans restriction.

- D’un point de vue pathologique, les désordres affectant l’ouvrage sont majoritairement

liés à l’action de l’eau sur ses matériaux. Le tablier, exempt d’étanchéité en surface,

autorise la pénétration d’humidité dans la structure qui se trouve continuellement

gorgée d’eau. Les cycles de gel/dégel ont alors engendré des altérations sur les

matériaux :

o les moellons assurant le remplissage entre les chaînages sont pour la plupart

fissurés, voire desquamés ;

o les pierres de taille des chaînages périphériques sont fissurées, desquamées

dans certaines zones, notamment au niveau des culées ;

o l’enduit recouvrant les moellons est faïencé, souvent gorgé d’humidité.Ponctuellement, il n’est plus adhérent aux moellons/pierres de taille.

- D’un point de vue structurel, des désordres importants ont été notés, principalement

des fissurations/lézardes longitudinales au droit des chaînages périphériques et du

remplissage, ainsi qu’une fissuration quasi systématique des pierres de taille du

chaînage central sur moins d’une dizaine de centimètres d’épaisseur.

Ces désordres peuvent être dus à des tassements différentiels des fondations et/ou des

comportements thermiques différentiels entre les chainages périphériques et les

matériaux de remplissage, accentués par les cycles de gel/dégel.


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15 juin 2010

3.1.3.

Solutions de réhabilitation

Au regard des conclusions du diagnostic, le maître d’œuvre a proposé les solutions de

réhabilitation du pont des Haras suivantes :

- Déconstruction puis reconstruction de la voûte avec confortement des fondations de

l’ouvrage par réalisation de micropieux depuis la chaussée .Après les travaux, le poids

propre de l’ouvrage (voûte+remplissage) sera de 645.00 Tonnes.

- Réparation de la voûte par contre-voûte avec confortement des fondations de

l’ouvrage par réalisation de micropieux depuis la chaussée. Après les travaux, le poids

propre de l’ouvrage (voûte+remplissage) sera de 770.00 Tonnes.

3.2. Reprise en sous-œuvreUne reprise en sous-œuvre est nécessaire pour permettre la réhabilitation de l’ouvrage. Pour la

dimensionner, des investigations géotechniques ont été réalisées.

3.2.1. Synthèse des investigations géotechniques

Les sondages géotechniques effectués par les entreprises GINGER CEBTP et ABROTEC

ont permis de faire la synthèse suivante :

- En rive droite, depuis la culée :

Formation n°0 : Remblais, enrobé sur structure de chaussée, mis en évidence sur 0.20 à

0.90 mètre d’épaisseur.

Formation n°1 : Maçonnerie, matériaux de remplissage, sableux à blocs, mise en

évidence jusqu’à 3.40 (207.40) à 5.60 (205.60) mètres de profondeur.

Formation n°1’ : Bois, sous forme de passages de 0.20 à 0.60 mètre d’épaisseur pouvant

correspondre à un ancien coffrage, et sous forme de passages épais

(2.00 mètres en SC1, correspondant vraisemblablement à un pieu enplace).

Formation n°2 : Formation tourbeuse, noirâtre, mise en évidence en sondage jusqu’à

8.30 (203.10) à 9.70 (201.90) mètres de profondeur, peu compacte,

avec :

0.51 MPa ≤ pl* ≤ 1.11 MPa

3.50 MPa ≤ Em ≤ 7.90 MPa


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Formation n°3 : Marno-calcaire, mis en évidence jusqu’à 20.00 (191.60) mètres de

profondeur, compact à très compact, avec :

- de -9.70 à -12.50 mètres :

2.87 MPa ≤ pl* ≤ 3.30 MPa

37.50 MPa ≤ Em ≤ 47.00 MPa

- au-delà de -12.50 mètres :

4.44 MPa ≤ pl* ≥ 4.87 MPa

59.70 MPa ≤ Em ≥ 100.00 MPa

- En rive gauche, depuis la culée :

Formation n°0 : Remblais, enrobé sur structure de chaussée, mis en évidence sur 0.90 à1.00 mètre d’épaisseur.

Formation n°1 : Maçonnerie, matériaux de remplissage, sableux à blocs, mise en

évidence jusqu’à 6.00 (205.50) mètres de profondeur.

Formation n°1’ : Bois, sous forme de passages de 0.20 à 0.40 mètre d’épaisseur pouvant

correspondre à un ancien coffrage.

Formation n°2 : Formation tourbeuse, noirâtre, mise en évidence en sondage jusqu’à9.00 (202.50) à 9.40 (202.20) mètres de profondeur, peu compacte,

avec :

pl* = 1.03 MPa

Em = 6.20 MPa

Formation n°3 : Marno-calcaire, mis en évidence jusqu’à 20.66 (190.90) mètres de

profondeur, très compact, avec :

4.34 MPa ≤ pl* ≥ 4.89 MPa

72.80 MPa ≤ Em ≥ 100.00 MPa


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année

15 juin 2010

3.2.2.

Modélisation et chargement

a) Modélisation de la voûte

Hypothèses :- la contre-voûte de reprise en béton armé est assimilé à un arc avec f = 5m et L = 17m

isostatique (articulation en B) ;

- G1 et G2 représente les charges permanentes du pont ;

- Q est la charge d’exploitation.

Figure 21 : Schéma statique de la voûte et de son chargement (cotes en mètres)

b) Calcul du chargement appliqué

Charges permanentes :

- Poids volumique du remplissage dans le pont : 24 kN/m3.

- Epaisseur du pont au niveau des appuis : 5m.

- Epaisseur du pont au niveau de B : 1m.

- Largeur pont : 7m.

D’où : G1 = 1*24*7 = 168 kN/m et G2 = 5*24*7 = 840kN/m.

Charges d’exploitation : 119 tonnes répartis sur l’ensemble du pont : Q = 1190 / 17 = 70kN.


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c) Calcul des réactions d’appui

- Somme des forces /y = 0 d’où :

kN

LGG

LQY 48794

)21(

2 / =+

+×=

- Somme des moments en B = 0 d’où :

kN Q

f

L X

Xf LQL LGG

LY L

3338)24

49

8(

0424

*)21(

36

11*2 /

2

=+×=⇔

=+×++

×+−

γ

d) Remarque

Dans les calculs précédents, le poids de la contre-voûte en béton armé n’a pas été pris en

compte. En considérant qu’elle ne travaille qu’en compression, l’expérience montre que pour

ce type de voûte, son poids propre est réparti à 70% en effort horizontal et 30% en effort

vertical.

La solution de réhabilitation avec renforcement par contre-voûte étant la plus défavorable, la

charge supplémentaire apportée a été pris en compte dans les calculs de reprise en sous-

œuvre.

3.2.3.

Solution de reprise par pieux

Les calculs menées dans le cadre de la détermination de la reprise en sous œuvre,

conformément aux prescriptions du maître d’œuvre, ont montré qu’une reprise par micropieux

n’est pas envisageable. Cette partie traite donc d’une solution de reprise par pieux

a) Dimensionnement

- Principe et niveau d’ancrage :

Compte tenu des charges à reprendre après travaux, le principe retenu est la réalisation depieux forés béton, tubés au droit des horizons tourbeux de la formation n°2, armés, ancrés au

sein du substratum marneux compact.

- Dimensionnement d’une solution de reprise par pieux :

Il s’agira donc de pieux, forés tubés (tube perdu) au droit des horizons tourbeux très peu

compacts de la formation n°2, probablement sous nappe, et ancrés au sein du marno-calcaire

très compact de la formation n°3.


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Quelque soit le type de reprise, partielle ou totale, ces pieux devront être liés en tête par une

semelle de liaison considérée comme un corps infiniment rigide sous réserve qu’elle satisfasse

à la condition suivante :

h ≥ d/2.5

Avec :

h = hauteur de la semelle

d = le plus grand entraxe entre 2 pieux voisins

- Capacité portante :

Elle a été calculée à partir des résultats pressiomètriques conformément aux prescriptions du

fascicule 62 titre V de Décembre 1993.

- Terme de pointe :

La contrainte de rupture sous la pointe qu est donnée par la formule : qu = Kp.ple*

avec :

ple* = pression limite nette équivalente prise ici supérieure à 4.00 MPa, soit 400.00 T/m²

pour des fiches de pieux comprises entre 13.40 m et 14.40 mètres par rapport à la

tête du forage SP1,

Kp = facteur de portance dépendant de la nature et de la compacité des sols porteurs etdu mode de mise en œuvre, ici pour des pieux battus Kp = 1.8

L’effort limite mobilisable dû au terme de pointe est calculé par la relation : Qpu = A.qu où A

représente la section de la pointe.

Le tableau suivant donne pour différents diamètres de pieux les valeurs de Qpu correspondantes :

Tableau 3 : Résistance de pointe de pieux forés béton en fonction du diamètre

Diamètre Section A (m2) Qpu (T)

300 0.071 56.49

400 0.126 100.43

500 0.196 156.92

Pieux forés béton

600 0.283 225.97

- Frottement latéral :

Le frottement latéral unitaire limite qs est déterminé pour chaque couche de sol en fonction de la

nature et de la compacité du sol considéré. On tablera sur des valeurs de Qs, frottement latéral

unitaire limite, suivantes obtenues à l’aide des résultats des essais pressiomètriques et desabaques du fascicule 62 titre V :


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Tableau 4 : Courbes de frottement du sol et valeurs de Qs

Sondage Formation Cotes Epaisseur (m) Pl* (Mpa) Courbe Qs

T/m²)

SP1 3 199.10 à

201.90

2.80 2.87 à 3.30 Q3 12

SP1 3 < 199.10 Variable 4.44 Q4 16

SP2 3 < 202.50 Variable 4.34 Q4 16

Le frottement latéral limite Qsu est donné par la relation suivante : Qsu = P x Σ qs x h

Avec :

P : périmètre du pieu,

h : hauteur d’ancrage dans chaque unité géotechnique.

- Charges limites :

L’expression des charges limites en compression Qu et en traction Qtu est la suivante :

Qu = Qpu + Qsu

Qtu = Qsu

Qsu étant défini précédemment.

- Charges de fluage :

Les charges de fluage en compression Qc et en traction Qtc sont évaluées à partir de Qpu et Qsupar les relations suivantes :

• pour les éléments de fondation mis en œuvre sans refoulement du sol :

Qc = 0.5 Qpu + 0.7 Qsu

Qtc = 0.7 Qsu

- Etats limites de mobilisation locale du sol :

o Etats Limites Ultimes :

Qmin Qmax

Combinaisons

fondamentales 40.1

Qtu−

40.1

Qu

Combinaisons accidentelles

30.1

Qtu−

20.1

Qu

o Etats Limites de Services :

Qmin Qmax

Combinaisons rares

40.1

Qtc−

10.1

Qc

Combinaisons quasipermanentes 0 40.1Qc


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année

15 juin 2010

Le tableau ci-après donne les valeurs de Qpu, Qsu, Qu, Qtu, Qc, Qtc ainsi que les valeurs

minimales et maximales des différentes combinaisons aux ELU et ELS pour des pieux, forés

béton en différents diamètres, ancrés à plusieurs profondeurs au sein des marnes compactes de la

formation n°3.


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15 juin 2010

Tableau 5 : dimensionnement de pieux forés béton

ET

Géomètrie TERME DE POINTE FROTTEMENT LATERALCHARGELIMITE

Ch. DEFLUAGE

ETATSS

Formation n°3 :

Marnes A

Formation n°3 :

Marnes B Comp. Tract. Comp. Tract. C rares

Diam(mm) P (m) A (m2) Kp

Ple*(T/m2) qu (T/m2)

Qpu (T) Ancrage(m)

qs(T/m²) h (m)

qs(T/m²) h (m) Qsu (T) Qu (T) Qtu (T) Qc (T) Qtc (T)

Q min(T)

Q m(T)

Sondage SP1 : Pieux - forés béton

300 0.94 0.07069 1.8 444.00 799.20 56.49 13.40 12.00 2.50 16.00 0.90 41.85 98.34 41.85 57.54 29.29 -20.92 52

400 1.26 0.12566 1.8 444.00 799.20 100.43 13.70 12.00 2.50 16.00 1.20 61.83 162.26 61.83 93.49 43.28 -30.91 84

500 1.57 0.19635 1.8 444.00 799.20 156.92 14.00 12.00 2.50 16.00 1.50 84.82 241.75 84.82 137.84 59.38 -42.41 125

600 1.88 0.28274 1.8 444.00 799.20 225.97 14.40 12.00 2.50 16.00 1.80 110.84 336.80 110.84 190.57 77.58 -55.42 173

Sondage SP2 : Pieux - forés béton

300 0.94 0.07069 1.8 434.00 781.20 55.22 9.90 16.00 0.90 13.57 68.79 13.57 37.11 9.50 -6.79 33

400 1.26 0.12566 1.8 434.00 781.20 98.17 10.20 16.00 1.20 24.13 122.30 24.13 65.97 16.89 -12.06 59

500 1.57 0.19635 1.8 434.00 781.20 153.39 10.50 16.00 1.50 37.70 191.09 37.70 103.08 26.39 -18.85 93

600 1.88 0.28274 1.8 434.00 781.20 220.88 10.80 16.00 1.80 54.29 275.17 54.29 148.44 38.00 -27.14 134


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15 juin 2010

- Effet de groupe :

Compte tenu du fait que les pieux sont ancrés dans un substratum très résistant, l’effet de

groupe joue très peu. On retiendra donc un coefficient d’efficacité Ce supérieur à 1.00.

- Sollicitations non verticales en tête :

Seule la réaction frontale r est ici considérée. En considérant B = 0.50 mètre, le module de

réaction linéique Kf(z) en MPa et le seuil de plasticité rf en KN/m s’obtiennent à l’aide des

formules suivantes :

o pour des sollicitations de courte durée :

α α +⋅

⋅=

)65.2(33.1

12 Em

K fc

rf = B.pf

o pour des sollicitations de longue durée :

2

fc

fl

K K = et rf = B.pf

Avec :

Em : module pressiomètrique,

α : coefficient rhéologique,

pf : pression de fluage selon l’essai pressiomètrique.

Le tableau ci-après donne les valeurs de Kfc, de rf, ainsi que les valeurs de déplacements yf (en

mm avec yf = rf/Kfc) pour des sollicitations de courte durée, suivant les résultats des essais

pressiomètriques réalisés en SP1 :

Tableau 6 : Seuils de déformations plastiques du sol en courte durée

B pieu (m) Prof. (m) Em (Mpa) alpha Pf (Mpa) Kfc (Mpa) rf (Mpa/m) yf (mm)

0.50 1.00 3.50 0.50 0.51 15.76 0.26 16.18

0.50 2.00 4.10 0.50 0.90 18.46 0.45 24.38

0.50 3.00 7.90 0.50 1.11 35.57 0.56 15.60

0.50 4.00 4.50 0.50 0.81 20.26 0.41 19.99

0.50 5.00 47.00 0.67 3.30 175.50 1.65 9.40

0.50 6.00 37.50 0.67 2.87 140.03 1.44 10.25

0.50 7.00 37.50 0.67 2.87 140.03 1.44 10.25


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15 juin 2010

Le tableau ci-après donne les valeurs de Kfl, de rf, ainsi que les valeurs de déplacements yf (en

mm avec yf = rf/Kfl) pour des sollicitations de longue durée, suivant les résultats des essais

pressiomètriques réalisés en SP1 :

Tableau 7 : Seuils de déformations plastiques du sol en courte durée

B pieu (m) Prof. (m) Em (Mpa) alpha Pf (Mpa) Kfl (Mpa) rf (Mpa/m) yf (mm)

0.50 1.00 3.50 0.50 0.51 7.88 0.26 32.36

0.50 2.00 4.10 0.50 0.90 9.23 0.45 48.75

0.50 3.00 7.90 0.50 1.11 17.79 0.56 31.21

0.50 4.00 4.50 0.50 0.81 10.13 0.41 39.98

0.50 5.00 47.00 0.67 3.30 87.75 1.65 18.80

0.50 6.00 37.50 0.67 2.87 70.02 1.44 20.50

0.50 7.00 37.50 0.67 2.87 70.02 1.44 20.50

- Modélisation et dimensionnement :

Rappels : - la contre-voûte en béton armé reprend l’ensemble des charges de la voûte et

les transmet à la semelle de liaison sur pieux ; son poids est de 100 tonnes ;

- la semelle de liaison est considérée comme infiniment rigide.

o Reprise partielle : les pieux reprennent simplement le chargement de la contre

voûte.

Sollicitations verticales :

Fv,rep.part = 4879 + 0.3*(1000/2)= 5.029 MN = 502.9 T.

Sollicitations horizontales :

Fh,rep.part = 3338 + 0.7*(1000/2) = 3.688 MN = 368.8 T.

o Reprise totale : les pieux reprennent le poids de la culée et le chargement de la

contre-voûte.

En émettant l’hypothèse d’un recul de culée de 7m (non vérifiée à ce stade de

l’étude), le poids d’une culée est :

P = 24*5*7*7 = 5.880 MN.

Sollicitations verticales :

Fv,rep.tot = 4879 + 0.3*(1000/2) + P = 10.909 MN = 1090.9 T.

Sollicitations horizontales :

Fh,rep.tot = Fh,rep.part = 3338 + 0.7*(1000/2) = 3.688 MN = 368.8 T.

Compte tenu de l’hypothèse de rigidité infinie de la semelle de liaison, on considère que la

répartition des charges se fait de manière équivalente sur l’ensemble des pieux. D’après lesrésultats du tableau on a donc :


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Tableau 8 : Nombre de pieux en reprise partielle

Longueur d'ancrage

Diamètre pieu (m) Fv rep.part (MN) 3*D 3*D+1m 3*D+2m 3*D+3m

300 19 15 13 11

400 11 9 8 7500 7 6 6 5

600

5,03

5 5 4 4

Tableau 9 : Nombre de pieux en reprise totale

Longueur d'ancrage

Diamètre pieu (m) Fv rep.part (MN) 3*D 3*D+1m 3*D+2m 3*D+3m

300 42 33 27 23

400 24 20 17 15

500 15 13 12 10

600

10,91

11 10 9 8

Choix :

o En reprise partielle, 5 pieux diamètre 600 mm ancrés de 3*D dans le

substratum marneux.

o En reprise totale, 16 pieux diamètre 500 mm ancrés de 3*D dans le substratum

marneux.

Le choix du nombre de pieux tient compte des paramètres suivants :

o Profondeur d’ancrage minimale ;

o Diamètre identique pour tous les pieux ;

o Contraintes géométriques.

- Déformations des pieux et moment fléchissant :

Hypothèses :

- On considère le sol comme homogène sur toute la longueur du pieu avec Em =

moyenne (Em tourbe), c'est-à-dire les plus faibles valeurs des modules

pressiométriques ;

- L’équation différentielle régissant le comportement du pieu s’écrit :

( )( ) 00

42

0

4

4

=+ y Ldz

z yd ; Avec L0 la longueur de transfert.

Pour un pieu libre encastré dans un chevêtre soumis à un effort horizontal T0, ladéformée y et le moment fléchissant M sont fonction des fonctions B(X) et D(X)

suivantes :

( ) )sin(cos X X e X B X += −

( ) )sin(cos X X e X D X −= − ; Avec X = z/L0

On a alors :

( ) )(.0

0 X BKfL

T z y = ( ) )(.

2

00 X D LT

z M −=

Remarque : ces résultats sont issus du cours de mécanique des sols de M.MARTZ,

professeur à l’INSA de Strasbourg.


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15 juin 2010

o Reprise partielle :

En sollicitations courte durée :

Hypothèses :

Nombre de pieux 5B (m) 0,6

E béton (MPa) 30000

I (m4) 0,00636

Em moyen 39,98

Kfc (MPa) 74,65

Lo (m) 1,79

To (MN) 0,74

Tableau de calculs :

z (m) B (X) D (X) y (z) (mm) M (z) (MN.m)

0 1,00 1,00 5,53 -0,66

0,5 0,94 0,52 5,17 -0,34

1 0,79 0,18 4,35 -0,12

1,5 0,61 -0,03 3,37 0,02

2 0,44 -0,15 2,41 0,10

2,5 0,29 -0,20 1,58 0,13

3 0,17 -0,21 0,92 0,14

3,5 0,08 -0,18 0,43 0,12

4 0,02 -0,15 0,10 0,10

4,5 -0,02 -0,11 -0,10 0,07

5 -0,04 -0,08 -0,20 0,05

5,5 -0,04 -0,05 -0,24 0,03

6 -0,04 -0,03 -0,23 0,02

6,3 -0,04 -0,02 -0,21 0,01


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15 juin 2010

En sollicitations longue durée :

Hypothèses :

Tableau de calculs :

z (m) B (X) D (X) y (z) (mm) M (z) (MN.m)

0 1,00 1,00 17,87 -0,68

0,5 0,94 0,53 16,76 -0,36

1 0,80 0,19 14,23 -0,13

1,5 0,62 -0,02 11,14 0,01

2 0,45 -0,14 8,10 0,10

2,5 0,30 -0,20 5,41 0,133 0,18 -0,21 3,24 0,14

3,5 0,09 -0,19 1,62 0,13

4 0,03 -0,16 0,50 0,11

4,5 -0,01 -0,12 -0,21 0,08

5 -0,03 -0,09 -0,60 0,06

5,5 -0,04 -0,06 -0,76 0,04

6 -0,04 -0,03 -0,76 0,02

6,3 -0,04 -0,02 -0,72 0,01

Nombre de pieux 5

B (m) 0,6

E béton (MPa) 30000

I (m4) 0,00636

Em moyen 39,98

Kfc (MPa) 74,65

Lo (m) 1,79

To (MN) 0,74


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15 juin 2010

On vérifie ainsi, avec les calculs réalisés dans les tableaux 2 et 3, que les seuils de plasticité

ne sont jamais dépassés.

Etant donné que le nombre de pieux est plus important dans le cas de la reprise totale, cette

vérification est valable dans les deux cas.

b) Conclusion

Compte tenu des hypothèses émises, les calculs menés précédemment montrent que l’on

pourra avoir recours :

- pour la reprise partielle de l’ouvrage (voûte+remplissage), à des pieux forés béton, au

nombre de 5 par culée, tubés au droit des horizons tourbeux, ancrés de 3 diamètres au

sein des marnes saines (compactes), liaisonnés en tête au moyen d’une semelle épaisse

de manière à ce qu’elle puisse être considérée dans les calculs comme infiniment

rigide ;- pour une reprise totale de l’ouvrage et des culées, à des pieux forés béton, au nombre

de 16 par culée, tubés au droit des horizons tourbeux, ancrés de 3 diamètres au sein

des marnes saines (compactes), liaisonnés en tête au moyen d’une semelle épaisse de

manière à ce qu’elle puisse être considérée dans les calculs comme infiniment rigide.


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15 juin 2010

Conclusion

Les études menées dans le cadre du sujet de ce mémoire ont montré que la pérennisation d’un

ouvrage du génie civil dans des problématiques liées à l’eau est une tâche complexe. Le

nombre de désordres pouvant affecter un tel ouvrage est en effet très important et leurs

origines très diverses. En outre, tirer des conclusions sur le comportement d’un ouvrage à

court, moyen et long terme nécessite de maitriser les données géotechniques, structurelles,

environnementales, etc.

Les constructions investiguées étant pour la plupart anciennes, le manque d’informations

(plans, note de calcul, etc.) est à déplorer pour bon nombre d’entre elles.

La mission de diagnostic doit donc clairement s’inscrire dans une démarche permettant de

faire un état des lieux de l’ouvrage au regard du cahier des charges initial. Pour répondre de

manière optimale à une problématique, il est nécessaire de faire un choix d’investigations et

une analyse des désordres judicieux.

Le diagnostic est un outil permettant de détecter les « zones d’ombre » des mécanismes de

vieillissement d’un ouvrage et donc de proposer des études complémentaires pour les

éclaircir. Il constitue aussi une aide à la décision pour le maître d’ouvrage.

Les travaux de réparation et de confortement d’un ouvrage tiennent compte de l’ensemble des

préconisations élaborées à l’issu du diagnostic.


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15 juin 2010

Références bibliographiques

MAMILLAN, M. Restauration des bâtiments en béton armé . Techniques de l’ingénieur

THONIER, H. , 1999. Conception et calcul des structures du bâtiment . Cours de l’Ecole

Nationale des Ponts et Chaussées

PHILIPPONAT, G et HUBERT, B. , 1998. Fondations et ouvrages en terre

LACROIX, M.R. et les membres du groupe de travail BAEL-BPEL, 1992. Règles techniques

de conception et de calcul des ouvrages et constructions en béton armé suivant la méthode

des états limites. BAEL 91

MARTZ, F. Fondations profondes – Dimensionnement . Chapitre X du cours de mécanique

des sols de l’INSA de Strasbourg

MARTZ, F. Cours de béton armé de l’INSA de Strasbourg

Mémoire PFE Durand Benjamin

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