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RECONVERSION DU PORT

TANGER VILLE

Etude d’un quai en paroi moulée et d’une darse sur pieux

Réalisé par :

FARISSI Youssef [email protected]

ZEMMARI Samih [email protected]

RECONVERSION DU PORT

TANGER VILLE Etude d’un quai en paroi moulée et d’une darse sur pieux

Encadré par :

[email protected] Jamal Benbouziyane (EHTP)

[email protected] ZAHIR Youssef (SOMAGEC)

Ait Ali Youssef (SOMAGEC)

01 JUIN 2013

SOMAGEC

RECONVERSION DU PORT DE

Etude d’un quai en paroi moulée et d’une darse sur pieux

Jamal Benbouziyane (EHTP)

ZAHIR Youssef (SOMAGEC)

Ait Ali Youssef (SOMAGEC)

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Au terme de ce travail, Nous tenons à exprimer nos sincères remerciements à toutes les personnes dont l’intervention, de près ou de loin, a favorisé son aboutissement.

D’abord, nous tenons à exprimer notre profonde reconnaissance à M. Youssef ZAHIR, Directeur de projets chez SOMAGEC qui a accepté de nous donner une chance de participer à ce projet et qui n’a jamais hésité de nous faire profiter de son expérience dès que son emploi de temps chargé le lui permettait.

De surcroît, grande est notre gratitude envers notre encadrant interne M. Jamal BENBOUZIYANE, qui n’a ménagé ni son temps ni son énergie pour nous assister lors de l’élaboration de ce travail en vue de permettre sa réalisation dans les meilleures conditions. Nous sommes très reconnaissants des conseils fructueux, avisés et précis qu’il n’a cessé de nous prodiguer.

Au surplus, il nous est impossible d’oublier notre encadrant externe M. Youssef AIT ALI de SOMAGEC de par son extrême dévouement au suivi de la bonne progression de notre travail, Nous tenons donc à lui adresser nos remerciements les plus vifs pour tous les efforts qu’il a consentis à fournir pour nous assister, ainsi que sa disponibilité et ses conseils précieux et avisés. Nous remercions également M. Rachid ADJAR pour son hospitalité et son engagement à nous faire découvrir le monde du chantier maritime.

Un grand merci aussi à M. EL KARIDI directeur de S2G qui nous a honoré en présidant notre soutenance. Nous exprimons également notre gratitude à M. El BAKKALI (CID) pour sa présence parmi le jury.

A ces remerciements nous souhaitons associer tous les enseignants de l’Ecole Hassania des Travaux Publics et tous nos amis lauréats, qui n’ont pas hésité à nous aider pendant la réalisation de notre projet.

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Afin de permettre à la ville de Tanger de se positionner en tant que destination phare dans le bassin Méditerranéen, le Maroc a lancé un grand projet pour la reconversion de la zone portuaire de cette ville en l’un des plus beaux ports de plaisance méditerranéens.

Le présent travail s’inscrit dans ce grand chantier, deux grands ouvrages sont étudiés et dimensionnés. Le premier ouvrage est un quai en paroi moulée stabilisée par des dalles de frottement. Ce type d’ouvrages est l’un des premiers au Maroc. Le second projet est une darse sur des pieux métalliques battus. L’étude des deux ouvrages fait appel à des connaissances en géotechnique et structures. .��������/Quai en paroi moulée, Darse sur pieux, dalles de frottement, Module de réaction

soutènement.

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In order to allow Tangier to be a leading tourist destination in the Mediterranean, Morocco had launched a major project to convert the current port area in one of the best marinas in the Mediterranean.

This work is a part of this large project, two structures are designed. The first structure is a diaphragm wall quay. The second project is a dock on beaten steel piles. Geotechnical and structural knowledge are needed for the design of the two structures. F�'�G����/Diaphragm walls, Dock pilings, sub-grade reaction modulus, friction slabs.

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Depuis sa création, la Société Maghrébienne de Génie Civil "SOMAGEC" n’a pas cessé de mobiliser efficacité et efficience lors de la réalisation d’une large gamme de projets d’infrastructures générateurs de développement socio-économique. Les édifices de grande envergure bâtis aux quatre coins du pays et particulièrement dans le domaine maritime en sont le vrai témoignage.

Les opérations réalisées ont intéressé l’ensemble des ports marocains et ont permis au Maroc de se doter d’un outil technologique disposant des mêmes compétences et de la même logistique que celles des entreprises les plus performantes à l’échelon mondial.

L’implication, la mobilisation et la ferme volonté de son personnel a constitué un atout majeur pour la concrétisation de ses plans stratégiques. Son défi aujourd’hui réside dans la consolidation des acquis au niveau national et le partage de sa technologie et de son savoir-faire avec les autres pays africains. Son ancrage dans le continent Africain l’oblige à contribuer activement pour son développement durable.

� Siège Social, Bureau & Entrepôts : Angle rue Mohamed El Mesfioui & Corbi - Oukacha - CP 20580 - Casablanca 05 -

Maroc � Chiffre d’affaire en 2011 :

821 225 481,53 Dhs � Téléphone:

(212) 522-35-49-45/46/47 (212) 522-35-47-87/88/89 � Fax:

(212) 522-35-44-24, (212) 22-35-59-95 � Site web :

www.somagec.ma � E-mail:

[email protected]

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SOMAGEC compte environ 5000 personnes qui excellent dans le domaine et qui brassent tous les niveaux de qualification nécessaires pour réaliser les différents projets. Un tel arsenal de compétences bénéficie de l’entière confiance des managers et couvre amplement les besoins de l’entreprise lors de la réalisation de tout projet. Ces ressources sont donc aptes de satisfaire toutes les entités, qu'elles soient opérationnelles, fonctionnelles ou d'appuis.

En outre, SOMAGEC dispose de moyens matériels très sophistiqués et adaptés à leur secteur d’activité, dans un but de réaliser ses projets dans les meilleures conditions qui soient.

L’entreprise dispose de plusieurs moyens matériels dont on peut citer : � Engins flottants : Grues flottantes, dragues, barges flottantes… � Matériels de terrassement : Bulldozer, compacteurs, pelles hydrauliques. � Matériel nécessaire à la mise en œuvre du béton : des centrales à béton, des camions

malaxeurs... � Engins de transport : qui sont très nombreux et qui vont du simple camion utilitaire aux

puissants plateaux semi-remorques et des portes-char… � Matériels de pompage et de plongée et des compresseurs...

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Conformément à la norme ISO 9001 version 2000, SOMAGEC a mis en place un système de management de la qualité dont la poliautour des points suivants :

• Sensibilisation, responsabilisation, développement des compétences et du sentiment d’appartenance à l’entreprise de chaque collaborateur ;

• Optimisation et diversification des moyens matériels ; • Manager des projets à travers l’amélioration de ses performances par un pilotage efficace ; • Amélioration continue de la qualité de ses prestations auprès de ses clients et par l’obtention de

leur satisfaction ; • Gagner la confiance des parties prenantes en renforçant son image en tant qu’entreprise

citoyenne notamment par le respect de l’environnement et le partage des acquis ; • Encourager le partenariat avec ses fournisseurs et prestataires de service en les intégrant dans

stratégie de développement ; • Confirmation et développement de sa présence à l’échelon international.

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ensibilisation, responsabilisation, développement des compétences et du sentiment d’appartenance à l’entreprise de chaque collaborateur ;

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Tanger est la principale porte du Maroc sur l'Europe, dont elle est séparée par les 14de Gibraltar. Porte de la Méditerranée, porte de l’Afrique, elle dispose d’un sitesitué. Ville internationale avant l’heure, elle a tous les atouts pour retrouver à l’ère de la globalisation le statut qu’elle a acquis il y a plus d’un siècle.

Le projet de reconversion du port constitue une occasion unique pour refonder la relation ville

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Les lignes de récifs débordant à 300 m au large de la pointe de Tanger, et laissant entre elles abri naturel de 1 à 2 m de profondeur, ont déterminé l'emplacement du port actuel. Sur ces récifs, dès le XVII° siècle, les Anglais avaient construit un môle de 225 m de long et de 33 m de large, qu'ils démolirent lorsqu'ils furent contraints de quitter

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Tanger est la principale porte du Maroc sur l'Europe, dont elle est séparée par les 14 km du détroit de Gibraltar. Porte de la Méditerranée, porte de

unique et idéalement Ville internationale avant l’heure, elle a tous les atouts pour retrouver à l’ère de la globalisation le statut

il y a plus d’un siècle. Le projet de reconversion du port constitue une

occasion unique pour refonder la relation ville - port.

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Les lignes de récifs débordant à 300 m au large de la pointe de Tanger, et laissant entre elles abri naturel de 1 à 2 m de profondeur, ont déterminé l'emplacement du port actuel. Sur ces récifs, dès le XVII° siècle, les Anglais avaient construit un môle de 225 m de long et de 33 m de large, qu'ils démolirent lorsqu'ils furent contraints de quitter la ville en 1684, après vingt ans de présence.

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Les lignes de récifs débordant à 300 m au large de la pointe de Tanger, et laissant entre elles un abri naturel de 1 à 2 m de profondeur, ont déterminé l'emplacement du port actuel. Sur ces récifs, dès le XVII° siècle, les Anglais avaient construit un môle de 225 m de long et de 33 m de large, qu'ils

la ville en 1684, après vingt ans de présence.

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Après le départ précipité des anglais en 1684, la cité de Tanger resta privée pendant plus de deux siècles d'un accueil marin ou du moins d'une simple jetée.

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En 1910, le Service du Contrôle de la Dette prit en mains l'exploitation du port. Il développa l'outillage, fit construire de nouveaux magasins, établit des grues à vapeur et installa des ateliers de radoub. Le Contrôle de la Dette s'occupait aussi de l'aconage. Des remorqueurs et des barcasses, pouvant porter de 15 à 20 tonnes, assuraient les opérations d'acheminement vers le rivage.

En février 1914, les travaux d'agrandissement du port furent confiés à la Société Internationale de Tanger ; mais en raison de la première Grande Guerre, ce projet avorta. Il a fallu attendre le 2 juin 1921, date à laquelle le Sultan concéda par Dahir les travaux du port à la Société du Port de Tanger, de capital en majorité français, qui s'était substituée à la Société Internationale. Mais ces travaux ne lui furent adjugés que le 27 novembre 1923. Le premier tronçon de 340 m a été commencés en mars et terminé en août 1926, il a nécessité l'emploi de la grue Titan dont la longueur totale est de 60 m. Un bloc de 20 tonnes peut être posé à 44 mètres, un bloc de 50 tonnes à 29 m. En 1930, le bassin à barcasses fut terminé. Il incluait l'actuelle darse du "Yachting Club International", fondé en 1925.

Avec la seconde guerre mondiale le trafic diminua considérablement; mais l'activité reprit très fortement dès 1946. Le principe d'un agrandissement fut retenu. Le 17 décembre 1951, la Commission du Port adopta le projet d'extension visant à permettre l'accostage simultané des courriers d'Algésiras et de Gibraltar.

La digue fut prolongée entre 1954 et 1956, puis en 1960; sa carapace était constituée par des cubes, dont certains de 100 tonnes.

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1973: La gare maritime du port de Tanger dont la construction avait démarré en 1968.

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Les projets dont l’entreprise SOMAGEC est responsable – Port de pêche et port de plaisance – entrent dans le cadre de la reconversion de la zone portuaire de la ville de Tanger. En effet, Sa Majesté le Roi Mohammed VI a initié ce grand projet parce qu’il représente une grande opportunité pour donner une nouvelle vie à cette infrastructure portuaire, dotera la ville de Tanger d’une offre touristique et culturelle à forte valeur ajoutée qui viendra s’ajouter aux différents projets structurants lancés ces dernières années par Sa Majesté le Roi aussi bien dans la région que dans le reste du Royaume.

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L’emplacement actuel du port de pêche constitue une gêne certaine à une reconversion optimale du port : aux contraintes de salubrité, s’ajoute la problématique de la gestion des flux de personnes et de véhicules générés par l’activité.

D’un autre côté, les infrastructures actuelles du port de pêche sont saturées et freinent le développement du secteur.

Ainsi, le transfert de la pêche vers un nouveau bassin adossé au port actuel répond à trois impératifs:

� Assurer une reconversion optimale du site;

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� Améliorer les conditions de travail des professionnels de la pêche en leur offrant des installations plus modernes

� Continuer à faire bénéficier le port reconverti de son attractivité.Le futur port de pêche, adossé à la jetée principale, mettra à la d

1900 mètres linéaires de quai, 13 hectares de terretriple de la capacité du port actuel. meilleure reconversion du site, mais également un meilleur développement de la filière pêche dans la région.

Il sera réalisé en deux phases� 1ère phase :

Construction des infrastructures de base du nouveau port (digues de protection, quais et terrepleins). Les travaux seront entamés en juin 2011pour être achevés en juin 2013.

� 2ème phase :

Réalisation des superstructures et transfert des activités de l’ancien port pourservice en juin 2014.

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Le bassin Méditerranéen comprend environ 1000 ports de plaisance, dont 80% se concentre en Italie, en France, en Espagne et en Grèce. 300 anneaux. Une centaine de marinas environ dispose d’une capacité supérieure à 800 bateaux.

La région du port de Tanger, incluant, en plus de la côte Marocaine,côtes Portugaises d’Algarve, comprend une soixantaine de marinanneaux. Toutefois, contrairement aux autres zones, il n’existe pas dans cette région une mégadont la capacité maximale est supérieure à 1100 anneaux.

Dans ce marché plein d’opportunités,l’horizon 2016, le port du Détroit disposant de

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Améliorer les conditions de travail des professionnels de la pêche en leur offrant des installations plus modernes répondant à leurs besoins; Continuer à faire bénéficier le port reconverti de son attractivité.

pêche, adossé à la jetée principale, mettra à la disposition des professionnels 00 mètres linéaires de quai, 13 hectares de terre-pleins et 13 hectares de bassin, soit presque le

de la capacité du port actuel. La construction de ce port permettra ainsi, non seulement une meilleure reconversion du site, mais également un meilleur développement de la filière pêche dans la

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Il sera réalisé en deux phases :

des infrastructures de base du nouveau port (digues de protection, quais et terrepleins). Les travaux seront entamés en juin 2011pour être achevés en juin 2013.

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Le bassin Méditerranéen comprend environ 1000 ports de plaisance, dont 80% se concentre en rance, en Espagne et en Grèce. La moitié de ce parc est constituée de marinas de moins

Une centaine de marinas environ dispose d’une capacité supérieure à 800 bateaux.La région du port de Tanger, incluant, en plus de la côte Marocaine, la côte Andalouse et les

comprend une soixantaine de marinas d’une capacité totale de 22 000 anneaux. Toutefois, contrairement aux autres zones, il n’existe pas dans cette région une mégadont la capacité maximale est supérieure à 1100 anneaux.

Dans ce marché plein d’opportunités, le port de Tanger Ville ambitionne de devenir, à l’horizon 2016, le port du Détroit disposant de l’une des meilleures offres de services aux navigateurs

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Améliorer les conditions de travail des professionnels de la pêche en leur offrant des

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ainsi, non seulement une meilleure reconversion du site, mais également un meilleur développement de la filière pêche dans la

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Réalisation des superstructures et transfert des activités de l’ancien port pour une mise en

Le bassin Méditerranéen comprend environ 1000 ports de plaisance, dont 80% se concentre en La moitié de ce parc est constituée de marinas de moins de

Une centaine de marinas environ dispose d’une capacité supérieure à 800 bateaux.la côte Andalouse et les

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ambitionne de devenir, à l’une des meilleures offres de services aux navigateurs

Page 18: Rapport PFE - Quai en paroi moulée & Darse sur pieux.pdf

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et aux embarcations de plaisance avec une capacité de 1610 anneaux. Son objectif, à terme, est de devenir la méga-marina de sa région avec 3000 anneaux.

La capacité de 1610 anneaux dont disposera le port de Tanger

� 1ère phase :

Une nouvelle darse de plaisance sera réalisée à proximité du môle de commerce et jouxtant le Boulevard Mohammed VI. Il aura seront lancés en Mars 2011 pour une mise en service fin 2013 ;

� 2ème phase :

À l’endroit du quai actuel de plaisance, la vieille darse sera élargie et approfondie pour une capacité de 100 anneaux. C’est la première étape de reconversion du vieux port. Cette étape permettra également de doter le port d’une aire de 02 hectares destinée à la réparation navale. Les travaux y afférents s’étaleront de Mars 2011 à Juin 2012.

� 3ème phase :

Une fois le nouveau port de pêche mis en service, la 2ème étape de reconversion du vieux port dotera le site d’une capacité supplémentaire de 430 anneaux et ainsi porter la capacité totale à 1610 anneaux. Les travaux y afférents débuteront en Janvier 2014

En plus de répondre à une demande en anneaux, la nouvelle darse permettra de ramener l’eau à ses limites d’antan. Ainsi, son quai intérieur, situé au fond de la darse, longera le boulevard Mohammed VI.

D’une capacité de 1080 anneaux,jusqu’à 100 mètres. La réalisation de ce nouveau port permettra en plus la restitution du sable draguéaux zones dégarnies de la plage. Elle permettra également la création, sur la digue principaplace de 02 hectares sous forme de presqu

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et aux embarcations de plaisance avec une capacité de 1610 anneaux. Son objectif, à terme, est de région avec 3000 anneaux.

La capacité de 1610 anneaux dont disposera le port de Tanger sera réalisé en 03 phases :

Une nouvelle darse de plaisance sera réalisée à proximité du môle de commerce et jouxtant le Boulevard Mohammed VI. Il aura une capacité de 1080 anneaux. Les travaux relatifs à cette phase seront lancés en Mars 2011 pour une mise en service fin 2013 ;

À l’endroit du quai actuel de plaisance, la vieille darse sera élargie et approfondie pour une eaux. C’est la première étape de reconversion du vieux port. Cette étape permettra

également de doter le port d’une aire de 02 hectares destinée à la réparation navale. Les travaux y Mars 2011 à Juin 2012.

le nouveau port de pêche mis en service, la 2ème étape de reconversion du vieux port dotera le site d’une capacité supplémentaire de 430 anneaux et ainsi porter la capacité totale à 1610 anneaux. Les travaux y afférents débuteront en Janvier 2014 pour être achevés en Juin 2015.

En plus de répondre à une demande en anneaux, la nouvelle darse permettra de ramener l’eau à ses limites d’antan. Ainsi, son quai intérieur, situé au fond de la darse, longera le boulevard

D’une capacité de 1080 anneaux, elle pourra recevoir des méga yachts d’une longuLa réalisation de ce nouveau port permettra en plus la restitution du sable dragué

aux zones dégarnies de la plage. Elle permettra également la création, sur la digue principaplace de 02 hectares sous forme de presqu’île abritant des lieux d’animation et de restauration.

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et aux embarcations de plaisance avec une capacité de 1610 anneaux. Son objectif, à terme, est de

sera réalisé en 03 phases :

Une nouvelle darse de plaisance sera réalisée à proximité du môle de commerce et jouxtant le une capacité de 1080 anneaux. Les travaux relatifs à cette phase

À l’endroit du quai actuel de plaisance, la vieille darse sera élargie et approfondie pour une eaux. C’est la première étape de reconversion du vieux port. Cette étape permettra

également de doter le port d’une aire de 02 hectares destinée à la réparation navale. Les travaux y

le nouveau port de pêche mis en service, la 2ème étape de reconversion du vieux port dotera le site d’une capacité supplémentaire de 430 anneaux et ainsi porter la capacité totale à 1610

achevés en Juin 2015.En plus de répondre à une demande en anneaux, la nouvelle darse permettra de ramener l’eau à

ses limites d’antan. Ainsi, son quai intérieur, situé au fond de la darse, longera le boulevard

elle pourra recevoir des méga yachts d’une longueur allant La réalisation de ce nouveau port permettra en plus la restitution du sable dragué

aux zones dégarnies de la plage. Elle permettra également la création, sur la digue principale, d’une île abritant des lieux d’animation et de restauration.

Page 19: Rapport PFE - Quai en paroi moulée & Darse sur pieux.pdf

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Un quai fait référence à un ouvrage intérieur du port qui assure lsuivantes :

� Se munir d'un dispositif d'appui pour permettre l'accost� Assurer une liaison entre la terre et le navire qui est assurée par un terre

dispositif de liaison supporéception et au transport des marchandises ou des voyageurs.

� Soutenir les terres à la limite de l'eau : ce soutien des terres peut faire intervenir l'ouvrage luimême ou un ouvrage accessseulement assurée par l'ouvrage d'accostage mais aussi par les terrel'ouvrage.

Il existe plusieurs types de quais qui se distinguent les uns par rapport aux autres de reprise de la poussée ou par leur mode de transmission des charges.

On ne s’intéressera dorénavant qu’aux quais en fin d’étude.

Les quais en parois mouléesbuté ou encastré en pied, et ancrécas, il s’agit d’un quai en paroi moulée simplement butée en pied et ancré sur un niveau par des tirants passifs ancrés dans une dalle de frottement.

L'utilisation de la paroi mouléeremblaiement préalable, sous réserve qu'il soit suffisamment compact. Lespas la perforation; par contre, la présence(perte de boue, risque d'éboulements).particulièrement soignée pour éviter

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un ouvrage intérieur du port qui assure les trois fonctions essentielles

Se munir d'un dispositif d'appui pour permettre l'accostage et l'amarrage des navires.Assurer une liaison entre la terre et le navire qui est assurée par un terredispositif de liaison supporte donc une partie ou tout du matériel de manutention servant à la réception et au transport des marchandises ou des voyageurs. Soutenir les terres à la limite de l'eau : ce soutien des terres peut faire intervenir l'ouvrage luimême ou un ouvrage accessoire, par exemple un talus d'enrochement. La liaison n'est pas seulement assurée par l'ouvrage d'accostage mais aussi par les terre-pleins

Il existe plusieurs types de quais qui se distinguent les uns par rapport aux autres de reprise de la poussée ou par leur mode de transmission des charges.

dorénavant qu’aux quais en paroi moulée concernés par le présent projet de

quais en parois moulées planes sont constitués par un écran frontal plan en paroiet ancré sur un ou deux niveaux par des tirants passifs

cas, il s’agit d’un quai en paroi moulée simplement butée en pied et ancré sur un niveau par des tirants dans une dalle de frottement.

de la paroi moulée exige un site de construction terrestre, qui peut êtreremblaiement préalable, sous réserve qu'il soit suffisamment compact. Les couches

e, la présence d'une couche de galets très perméable exiged'éboulements). En bassin marnant, l'étanchéité entre les joints doit

éviter la fuite d'éléments fins sous l'effet des gradients

����� �5����� ���� �������1 ��

#+

4�9������������������������������������������

fonctions essentielles

age et l'amarrage des navires.Assurer une liaison entre la terre et le navire qui est assurée par un terre-plein des quais. Le

rte donc une partie ou tout du matériel de manutention servant à la

Soutenir les terres à la limite de l'eau : ce soutien des terres peut faire intervenir l'ouvrage lui-oire, par exemple un talus d'enrochement. La liaison n'est pas

pleins situés en arrière de

Il existe plusieurs types de quais qui se distinguent les uns par rapport aux autres par leur mode

paroi moulée concernés par le présent projet de

n frontal plan en paroi moulée, ou actifs. Dans notre

cas, il s’agit d’un quai en paroi moulée simplement butée en pied et ancré sur un niveau par des tirants

exige un site de construction terrestre, qui peut être obtenu par couches dures ne gênent

exige des précautions 'étanchéité entre les joints doit être

ients d'écoulement.

Page 21: Rapport PFE - Quai en paroi moulée & Darse sur pieux.pdf

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La vérification de la stabilité de la paroi moulée en question est effectuée selon la démarche classique des écrans de soutènement (à l’instar des rideaux de palplanches) c.à.d. que la méthode de vérification repose sur des calculs à la rupture avec la prise en compte de coefficients de sécurité partiels.

Dans cette optique, il est question dans l’étude qui suit de vérifier la stabilité de la paroi moulée en quatre étapes :

� Etape n°1 : Calcul manuel (Méthode classique) � Vérification de la stabilité géotechnique au renversement � Vérification de la stabilité géotechnique au poinçonnement

� Etape n°2 : Modélisation sur Effel (Méthode du module de réaction) � Confirmation des résultats obtenus par le calcul manuel � Calcul du ferraillage de la paroi moulée

� Etape n°3 : Vérification de la stabilité vis-à-vis du grand glissement : Méthode de Bishop � Modélisation sur le logiciel SLOPEW.

� Etape n°4 : Modélisation sur Plaxis 2D � Evaluation du comportement réel du sol.

������ ���)��������*���+�� �����������������,)��

����)�)� >��� �������������4�

Cette partie a pour objectif de détailler la méthode de calcul établie pour la vérification de la stabilité de la paroi moulée. Pour ce faire, un programme de calcul sur Excel a été développé. Le programme calcule selon une stratification donnée, tous les efforts et les combinaisons et vérifie toutes les conditions de stabilité dans les cas statique et dynamique que ce soit pour le mur ou pour la dalle de frottement, et ce, à partir des données d’entrées qui sont :

� Données de la stratification : Il faut entrer les données relatives à chacune des couches � Numéro (à partir de la couche supérieure) � Poids spécifiques déjaugé et non déjaugé � Cohésion � Angle de frottement interne � Profondeurs de début de la couche et de sa fin � PHMVEE � PBMVEE � Profondeur du bassin (dénivelée)

� Surcharges sur terre – plein

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� Données sismiques : � Accélération nominal aN/g � Coefficient de site S � Coefficient de topographie � Coefficient de comportement

� Données des tirants : � Caractéristiques mécaniques : Contrainte limite, module d’Young, � (AFPS) � Facteur de sécurité vis-à-vis de la traction des tirants � Entraxe des tirants

� Dimensions de la dalle de frottement Le programme d’Excel permet différents types d’utilisation :

� Vérification de la stabilité géotechnique de la paroi moulée ; � Optimisation de la géométrie de la paroi et de la dalle de frottement.

����)��� *+����������2� ���4�

Les charges appliquées sur la paroi sont les suivantes :

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� ��� �� ����"��� ����� *-��.

� Notions de poussée et de butée :Soit cet ouvrage de soutènement simple qui retient le massif de sol en amont.

����� ��)������$��������� # �$� �������������� �����7� � ��

En dehors des forces de pesanteur, représentées par le poids W du mur, s’exercent sur les faces du mur, en contact avec le sol, trois forces dont la connaissance relève de la mécanique des sols. Ces forces sont les plus importantes dans le cas de l’écran de soutènement (paroi moulée dans notre cas) dans la mesure où le poids de l’écran est négligeable. En l’occurrence, les forces en question :

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%%

Sur la face amont du mur, généralement verticale, le massif de sol retenu exerce des efforts ayant tendance soit à renverser le mur, soit à le déplacer horizontalement. La résultante générale de ces efforts est une force dont la composante principale est horizontale. On l’appelle force de poussée (ou encore poussée) et on la note Fa, l’indice a précisant qu’il s’agit d’une force active.

Sur la face aval du mur, dont la partie enterrée est souvent faible, le sol exerce des efforts qui ont tendance à retenir le mur. Leur résultante générale est une force dont la composante principale est horizontale et opposée à la composante horizontale de Fa. On appelle cette résultante force de butée (ou encore butée) et on la note Fp, l’indice p précisant qu’il s’agit d’une force passive.

Sur la base du mur, le sol de fondation exerce des efforts dont la résultante générale est une force inclinée par rapport à la verticale. Sa composante verticale, notée N, est appelée force portante, tandis que la composante horizontale, notée T, est appelée force de résistance au glissement, car elle s’oppose au glissement du mur sur sa base sous l’action de la force de poussée.

� Relation fondamentale entre pressions latérales et déplacements :

Les valeurs des forces latérales (forces de poussée et de butée) dépendent essentiellement des déplacements horizontaux de l’ouvrage de soutènement.

Il existe tout d’abord un état dit « de repos » pour lequel les déplacements sont nuls, elle est notée sur le schéma par Fo.

Si on déplace notre écran vers l’intérieur du remblai, la force F croît en fonction du déplacement � jusqu’à un maximum Fp qui correspond à la mobilisation totale de la butée. La valeur de Fp est de 3 à 4 fois la valeur de la force initiale Fo.

Inversement, si l’on effectue une translation horizontale de l’écran vers l’extérieur du remblai, la force F diminue jusqu’à une valeur minimale Fa qui correspond à l’état complet de poussée. La valeur de Fa est de l’ordre de la moitié de celle de Fo.

Si l’on compare les déplacements, on constate qu’il faut un déplacement �p beaucoup plus important pour atteindre l’état complet de butée que le déplacement �a nécessaire pour atteindre celui de poussée.

Plus précisément, si H est la hauteur de l’écran, les ordres de grandeur de ces déplacements sont �p = ���� & �a = �

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� Coefficients de poussée et de butée :Les équations de l’équilibre mécanique montrent

que la contrainte totale �v s’exerçant sur un plan horizontal à la profondeur z est verticale et a pour valeur :

�v = �.z D’autre part, le calcul de la contrainte totale verticale �h nécessite la connaissance de la loi du

comportement du sol. Par une expérience d’un essai triaxial (pour lequel la pression interstitielle est nulle u=0), on

constate que les contraintes horizontales et verticales croient proportionnellement. On peut ainsi écrire :

� � ������Où K représente le coefficient de pression latérale au repos et noté Ko.

� Méthode de COULOMB (1776)Elle permet de déterminer les forces de poussée et de butée limites s’exerçant derrière un écran

ou un mur quelconque sans considération de l’état des contraintes s’exerçant dans le sol derrière le mur.

Elle repose sur deux hypothèses : � Le sol se rompt suivant une surface de

rupture plane passant par le pied de l’écran. � La force agissant sur l’écran a une direction

connue. En d’autres termes, cela signifie que l’angle de frottement � entre l’écran (ou le mur) et le sol est connu.

Force de poussée de selon M.Havard :

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Fca = � Kas � H² Avec :

Kas = Kca = �� ���������� ( 1 + ������������������������������� )-2

Où : �: inclinaison du parement intérieur du mue �: angle de frottement terrain / paroi �: angle du terre-plein avec l’horizontal : angle de frottement interne du remblai

Pour le calcul statique, on prend

� � ���

Les composantes horizontale et verticale de la force de poussée sont déterminées par les composantes horizontale et verticale du coefficient de la poussée sont :

KaH= Kas.cos(�) KaV= Kas.sin(�)

Le point d’application de cette poussée statique active est situé au tiers de la hauteur du bloc à

partir de sa base. � �������������� ��*-/.

Le quai est soumis à � La poussée de l’eau du bassin � La poussée de l’eau derrière le remblai.

Dans notre cas, on va étudier le cas le plus défavorable, qui est celui où le niveau d’eau dans le bassin est Zo (niveau moyen de la marée) et où le niveau d’eau derrière la paroi est Z1 (niveau le plus haut de la marée).

Les deux poussées ont des effets opposés, on déduit la poussée du côté bassin de la poussée du côté remblai qui donne lieu à un gradient hydraulique comme sur la figure.

Page 26: Rapport PFE - Quai en paroi moulée & Darse sur pieux.pdf

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Le gradient a donc la forme de la deuxième figure, tel que : - GH(z) = 0 si Z > Z1- GH(z) = w (Z-Z1) si Z0 < Z < Z1- GH(z) = w (Zo-Z1) si Z < Z0

Sur la feuille de calcul Excel développée, cet effet a été pris en compte lors du calcul de la poussée des terres.

� ��� ������, ��)���%� *-".

Les surcharges d’exploitation sur terre-plein donnent lieu à une poussée qui agit sur le quai.

����� ��3�&����� �� �����$���� ��������������

Si q est la charge d’exploitation appliquée sur le terre-plein, alors Kas.q est la répartition de charge appliquée sur les blocs du quai. Sans oublier de la décomposer en une composante normale et tangentielle.

� �������������%�*-��.

Pendant leurs escales, les navires doivent pouvoir stationner en toute sécurité dans le port, à l’abri de l’agitation de la houle. Ils sont accostés et amarrés à leur poste d’opération, ce qui permet de prendre ou de déposer les cargaisons directement à terre, sans nécessiter un transbordement par un moyen flottant.

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Afin d’assurer une liaison directe entre le navire et les infrastructures terrestres du port, on utilise un « bollard ». Il s’agit d’un dispositif qui est à l'origine une grosse masse en acier à la fois cylindrique et coudée qui sert à amarrer les navires.

Pour le calcul de l’effort sur le quai, on a comme donnée au CPS la charge horizontale q appliquée sur le bollard par ml.

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La force réelle appliqué au quai est donnée par : FH = q.cos(�) FV = q.sin(�)

*������2���4�

Sous l’action des charges dynamiques (explosions, séismes), il peut y avoir amplification de la poussée latérale appliquée au mur de quai, voire perte de sa stabilité par translation ou par rotation. Donc, les ouvrages construits dans des zones sismiques doivent être conçus pour résister à ces efforts.

Pour étudier la situation sismique, il faut étudier deux combinaisons :

� (�H , �V) qui correspond à un séisme descendant. � (�H , -�V) qui correspond à un séisme ascendant.

Cas non sismique

Premier cas (a) : (�H , �V) Cette première combinaison est en général déterminante en ce qui concerne les états ultimes de

renversement et de cisaillement.

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%.

Avec : La = Arctg ( !"��!#)

Deuxième cas (b) : (�H , -�V)

Avec : Lb = Arctg ( !"�$!#)

Dans notre cas, l’absence de joints entre la paroi et la pélite fait que celle-ci se trouve confinée. La pélite est donc traitée comme sol fermé. L’angle � est donc calculé selon une formule différente :

L�;b = Arctg % !"&'& ��(!#�

)� 0�)������� #�� �� � ��*-0��.

� Hypothèses de calcul :L’obliquité � des poussées est

limitée supérieurement au tiers de l’angle de frottement interne du matériau considéré :

-* + � + ,-

� Poussée active équivalente :C’est la poussée exercée par les terres sur un écran réel ou fictif qui est la résultante de :

M9(�(1

@#NM�A(�(1

@#NM�A(�(1��!L�

L�

M9(�(1

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@#DM�A(�(1��!L6

L6

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- La poussée active Po calculée dans la situation non sismique - La poussée complémentaire Pc qu’on fait intervenir pour rendre compte des

effets dynamiques. Ainsi on écrit :

Péq = Po + Pc

L’intensité Péq est égale à celle de la poussée active P1 qu’on calcule dans les hypothèses pour la situation sismique.

Calcul de P1 :P1 est calculé par la formule de MONONOBE-OKABE :

P1 = ./ �Kad � H² (1 ± �v )

Où Kad est le coefficient de poussée dynamique active donné par la relation suivante :

Kad = /01 �2#3�456�7�3��456�3� (1 + �689�2�7��689��2#3�456�7�3� )-2

la résultante des forces massiques appliquées au terrain situé derrière l’écran.. Ainsi, on suit la démarche suivante:

a. On calcule Po appliquée au tiers inférieur à partir de la base ; b. On calcule P1 par la formule de MONONOBE-OKABE ; c. On déduit Pc = P1 – Po (en norme et non pas en vecteurs) ; d. On détermine la répartition de la poussée complémentaire comme suit :

La poussée complémentaire et linéaire et est appliquée à une distance de 0,6 H à partir de la fondation. Ce qui nous laisse penser à la répartition suivante :

Avec �q donnée par l’expression suivante :

�q = :; � H [(1± �v ) Kad – Kas]

On la décompose en deux composantes l’une normale en multipliant par cos � et l’autre tangentielle en multipliant par sin �.

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� 0�)������1��, ��)���%� *-0".

Il a une répartition similaire à celle de l’incrément des poussées des terres, avec :

�q = <; q [(1± �v ) Kad – Kas]

Sa résultante est : qH( (1± �v ) Kad – Kas). Elle est appliquée à une distane de 0,6.H à partir de la base de la fondation.

� ���#�� ������������!��*-���#.

Sous l’hypothèse qu’on est dans un milieu ouvert, c.à.d qu’on admet que les réponses de l’eau et du sol sont découplées.

Il est donné par l’A.F.P.S. l’expression suivante d’un des effets hydrodynamiques défavorable à la stabilité du quai, qui se fait par l’eau emprisonnée dans le remblai, par la répartition suivante :

q(z) = 0,35. �w �h =>? Où H est la hauteur immergée

Sa résultante est : @AB �w �h H².

Elle est appliquée à 0,4H à partir de la base. Cependant, sous l’hypothèse d’un milieu fermé (ce qui est apparemment notre cas), il n’y a plus

de raison de parler de surpression hydrodynamique. � 2�#�� ������������!��*-2�#.

Lorsqu’il existe à l’aval du quai un plan d’eau libre de profondeur H, il est tenu compte des dépressions hydrodynamiques consécutives à la mise en oscillation du plan d’eau ; et sa répartition est donnée par :

q(z) = @<. �w �h =>?

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Sa résultante est donnée par : @-. �w �h H²

Elle est appliquée à 0,4H à partir de la base.

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Les combinaisons étudiées sont les suivantes :

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��G;G����������������4�

La stabilité vis-à-vis du glissement est vérifiée dans notre cas de figure pour la dalle de frottement. De plus, c’est cette condition qui régit l’optimisation de cet élément de l’ouvrage.

>C * DC EF92GHI- J /KLKHI.Où : HI- et HI. sont des coefficients de sécurité partiels.

>C : La résultante des efforts horizontaux appliqués à la dalle de frottement. DC : La résultante des efforts verticaux appliqués à la dalle de frottement.

ELU fondamental ELU accidentel HI- 1.20 1.10 HI. 1.50 1.30

��G;G�������������������4�

La stabilité vis-à-vis du renversement permet dans notre cas de figure la détermination de la fiche de la paroi moulée ainsi que le dimensionnement et l’optimisation des tirants d’ancrage. Il s’agit ici donc d’assurer la stabilité géotechnique de la paroi moulée.

Page 32: Rapport PFE - Quai en paroi moulée & Darse sur pieux.pdf

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Pour ce faire, on écrit l’équilibre des moments en d’ancrage B :

M/B = 0 La position du point d’ancrage B permise

par les conditions d’exécution est :

ZB = 2.75 m/ZH D’où l’équation permettant la

détermination de la fiche D de la paroi moulée : .MNO PNQRSA J TA�> P >-�NO P A�.> P>-�NQUS. P V>�> P >-�NQS P>.�.> P A>-�NQ � B

De plus, l’équilibre des efforts présuppose que le tirant reprend l’effort résiduel appliqué à la paroi et que la butée n’a pas pu contrebalancer. L’effort se développant dans le tirant est donc :

W � W/O P W/QOù : W/O : La résultante des forces de butée pénalisée par un coefficient de sécurité partiel de 2. W/Q : La résultante des forces de poussée. Cependant, l’AFPS 90 (Art 16.461) prévoit la prise en compte aussi bien du cas statique que du

cas dynamique ainsi qu’une surtension possible due aux déformations différentielles du sol entre l’écran et la zone d’ancrage. La formule à utiliser est donc :

WX � WB J Y�WZ P WB�. J [\]HOù : WX : La traction totale dans les tirants.

WB : La traction dans les tirants à l’ELS. [\] : Surtension possible due aux déformations différentielles du sol entre l’écran et la

zone d’ancrage (dalle de frottement). Calcul de ^_` :

L’allongement supplémentaire du tirant s’écrit :

aX � bcc � de QfI

Où d est un coefficient dépendant des caractéristiques mécaniques des sols.

La contrainte qui en résulte est : gX � he aXOù h est le module d’Young de l’acier utilisé dans le tirant.

D’où : [\] � Lie gX

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Où Li est la section d’acier.

��G;G���������I���������4�

Dans la mesure où la compagne de reconnaissance géotechnique s’est appuyée sur une série d’essais pressiométriques. La vérification de la stabilité au poinçonnement s’est basée sur la méthode pressiométrique. Ainsi, pour le calcul de la capacité de la capacité portante à partir du pressiomètre de Ménard, on distingue les catégories présentées dans le tableau suivant :

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Selon le Fascicule 62 titre V, la charge limite de pointe se calcule par la formule : jk � l�kmno�

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H�/0�7������������7�mno� /���!!�������������<�����

Le facteur de portance KP est donné par le tableau suivant : "�+� ���-� �$� ���� �������$ �.&�

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Quant à la pression limite équivalente�Ocp� , elle est évaluée à partir de l’intégrale suivante :

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��7��72�������!�(

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L’effort total limite mobilisable par frottement latéral sur toute la hauteur h concernée du fût du pieu est calculé par l’expression suivante :

jz � {t |z�u��vu��

�R

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��/0������������������������

2/9�������R!��$��7��33�7��<�������3����������������

La hauteur h est égale à la hauteur d’encastrement du pieu diminuée de : - La hauteur où le pieu comporte un double chemisage.- La hauteur où s’exerce le frottement négatif.

� ���'� ������)�#�)���#�������-"�.*

La capacité portante du sol de fondation se calcule à partir des charges suivantes. Charge limite Charge de fluage

En compression En traction En compression En traction j} � jk J jz j~} � jz j� � �e��j} j~� � �e��j~}

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Or, le fascicule 62 titre V prévoit la vérification de la portance du selon un certain nombre de facteurs de sécurité partiels déterminant la charge admissible correspondant à chacun des états limites.

Etat Limite Ultime (ELU) Etat Limite de Service (ELS) Fondamental Accidentel Quasi-permanent Rare

Qmax Qmin Qmax Qmin Qmax Qmin Qmax Qminj}qe�� P j~}qe��j}qe�� P j~}qe��

j}qe�� P j~}qe��j}qeq� P j~}qe��

Quant au DTU 13.2, il ne prévoit que deux états limites à savoir : Etat Limite Ultime (ELU) Etat Limite de Service (ELS)

0.5 Qp + 0.75 Qs 0.33 Qp + 0.5 Qs

Cependant, on ne considèrera que les états limites adoptés par le fascicule 62 titre V dans la mesure où le DTU 13.2 est adapté au bâtiment.

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L’effort dans le tirant est calculé pour les différentes combinaisons, On obtient l’effort maximal avec la combinaison ELUA. Ci-dessous sont donnés les résultats complets des combinaisons.

� Résultat des différentes combinaisons

Page 36: Rapport PFE - Quai en paroi moulée & Darse sur pieux.pdf

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� Surtension due aux déformations différentielles du solPour la combinaison ELUA qui tient compte des poussées et surcharges sismiques, on

ajoute une sutension possible due aux déformations différentielles du sol entre le tirant et la zone de l’ancrage (dalle de frottement).

Suivant les recommandations de l’AFPS 90. (Art 16.461). et pour un sol de bonnes carractéristiques mécaniques :

�] � �cc � -e : � -B#A � Qf I�

�] � �-e : � -B#A � Be -V � .e .: � -B#:L’incrément de la force due à la surtension due aux déformations différentielles du sol

est déduit de l’allongement �]��� � � � �]�

��� � .B � -B#: � .e .: � -B#: � ::e <B���Q[\�X � ����� ��4E859����E8�F9E

�WX � ::e <B � � � �Be ; � :B � -B#A�. � ;e VA�]

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Page 37: Rapport PFE - Quai en paroi moulée & Darse sur pieux.pdf

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En conclusion on calcule la Force dans le tirant par la formule

_� � �� J���� P ��� J [\�X• Fo : Effort dans le tirant dans la combinaison non sismique. On prend l’effort

max des combinaisons non sismique. • F1 : Effort dans le tirant due à la poussée sismique. • [\�X� surtension due aux déformations différentielles.

� Effort total dans le tirantLe pas adopté pour les cables est de 1.17 m, on en déduit alors la valeur de l’effort dans

le tirant. En prenant la valeur de la combinaison la plus défavorable et en y ajoutant la

surtension due aux déformations on trouve :

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On cherche le diamètre du tirant capable de reprendre l’effort de 43 t par la simple formule :

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Avec : o Fe=500MPA o Ft=43 t

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Page 38: Rapport PFE - Quai en paroi moulée & Darse sur pieux.pdf

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Page 39: Rapport PFE - Quai en paroi moulée & Darse sur pieux.pdf

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La gamme Effel propose un environnement complet pour le calcul de structures dédié aux métiers de la construction (Béton Armé, Construction Métallique, Construction Bois, …). En effet, le logiciel permet de :

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La CAO d’Effel propose une description géométrique et qualitative de la structure à calculer à l’aide des éléments suivants :

� _¢§�¢ £����°�  £�±�©�¡� £�±��¢ �����_¢§�¢ £����°�  £�±�©�¡� £�±��¢ �����_¢§�¢ £����°�  £�±�©�¡� £�±��¢ �����_¢§�¢ £����°�  £�±�©�¡� £�±��¢ ���������� ²¡ ³��¢´¡£����¤£¤° ��£�±�©§�´¡£�±���´¡£��²¡ ³��¢´¡£����¤£¤° ��£�±�©§�´¡£�±���´¡£��²¡ ³��¢´¡£����¤£¤° ��£�±�©§�´¡£�±���´¡£��²¡ ³��¢´¡£����¤£¤° ��£�±�©§�´¡£�±���´¡£������� µ©©¡¢����©����¡£§�±�§¢�ª�¢ £�±��¡ ³��¢´¡£�±� ¢¶¢¥£�±�ª§���¢´¡£���¡�°¡�ª£�µ©©¡¢����©����¡£§�±�§¢�ª�¢ £�±��¡ ³��¢´¡£�±� ¢¶¢¥£�±�ª§���¢´¡£���¡�°¡�ª£�µ©©¡¢����©����¡£§�±�§¢�ª�¢ £�±��¡ ³��¢´¡£�±� ¢¶¢¥£�±�ª§���¢´¡£���¡�°¡�ª£�µ©©¡¢����©����¡£§�±�§¢�ª�¢ £�±��¡ ³��¢´¡£�±� ¢¶¢¥£�±�ª§���¢´¡£���¡�°¡�ª£�����

A la description géométrique s’ajoute une description d’un certain nombre d’attributs :

� ·��ª ¢�¡¨���°ª���±���¢£ ±�°�¢�±�¸�·��ª ¢�¡¨���°ª���±���¢£ ±�°�¢�±�¸�·��ª ¢�¡¨���°ª���±���¢£ ±�°�¢�±�¸�·��ª ¢�¡¨���°ª���±���¢£ ±�°�¢�±�¸������ µ����¹£���� ��¡§£�±�£����� £¤£���±�¸�µ����¹£���� ��¡§£�±�£����� £¤£���±�¸�µ����¹£���� ��¡§£�±�£����� £¤£���±�¸�µ����¹£���� ��¡§£�±�£����� £¤£���±�¸������ ²£��¢������ £����¶¡§�¢ £�±��¢ �¡§�¢ £�±�¸�²£��¢������ £����¶¡§�¢ £�±��¢ �¡§�¢ £�±�¸�²£��¢������ £����¶¡§�¢ £�±��¢ �¡§�¢ £�±�¸�²£��¢������ £����¶¡§�¢ £�±��¢ �¡§�¢ £�±�¸������ º� �¤ª� �¶£�¥¡�¤�¢§§�¶£º� �¤ª� �¶£�¥¡�¤�¢§§�¶£º� �¤ª� �¶£�¥¡�¤�¢§§�¶£º� �¤ª� �¶£�¥¡�¤�¢§§�¶£����

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Pour générer tout chargement statique, les mêmes outils de CAO permettent de saisir :

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Page 40: Rapport PFE - Quai en paroi moulée & Darse sur pieux.pdf

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� ºººº�¢¥��© �© £��¢¥��© �© £��¢¥��© �© £��¢¥��© �© £������ ºººº�¡��ª£�¹½¥ �����¢´¡£��¡��ª£�¹½¥ �����¢´¡£��¡��ª£�¹½¥ �����¢´¡£��¡��ª£�¹½¥ �����¢´¡£������ »»»»¹� ¶£���¹£ ¤¢´¡£��¹� ¶£���¹£ ¤¢´¡£��¹� ¶£���¹£ ¤¢´¡£��¹� ¶£���¹£ ¤¢´¡£������� »¹� ¶£�»¹� ¶£�»¹� ¶£�»¹� ¶£�����¥£��£¢¶£�£��¾£����¡ �©� �¢´¡£±��� ¡��¡ £�«�°��£�´¡�¥ ��¶¡§�¢ £±��� ¡��¡ £�«�¥£��£¢¶£�£��¾£����¡ �©� �¢´¡£±��� ¡��¡ £�«�°��£�´¡�¥ ��¶¡§�¢ £±��� ¡��¡ £�«�¥£��£¢¶£�£��¾£����¡ �©� �¢´¡£±��� ¡��¡ £�«�°��£�´¡�¥ ��¶¡§�¢ £±��� ¡��¡ £�«�¥£��£¢¶£�£��¾£����¡ �©� �¢´¡£±��� ¡��¡ £�«�°��£�´¡�¥ ��¶¡§�¢ £±��� ¡��¡ £�«�

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Effel est doté d’assistants générant les cas de charges suivant : � ····���£��©����¡£§§£��©�¡ ���£��©����¡£§§£��©�¡ ���£��©����¡£§§£��©�¡ ���£��©����¡£§§£��©�¡ ����§£��ª�¡¥£��¥£�¤��¹¢�£��¾¢° ���£��§£��ª�¡¥£��¥£�¤��¹¢�£��¾¢° ���£��§£��ª�¡¥£��¥£�¤��¹¢�£��¾¢° ���£��§£��ª�¡¥£��¥£�¤��¹¢�£��¾¢° ���£������� ¿ª�ª ��£¡ �¥¬���¢����¢�¤¢´¡£�¿ª�ª ��£¡ �¥¬���¢����¢�¤¢´¡£�¿ª�ª ��£¡ �¥¬���¢����¢�¤¢´¡£�¿ª�ª ��£¡ �¥¬���¢����¢�¤¢´¡£������ ¼¼¼¼½��¤¢´¡£��£¤©� £§§£���¥ª³¢�¢�¢���¥¬���¢����¹� ¤��¢´¡£���¡�´¡£§���´¡£��½��¤¢´¡£��£¤©� £§§£���¥ª³¢�¢�¢���¥¬���¢����¹� ¤��¢´¡£���¡�´¡£§���´¡£��½��¤¢´¡£��£¤©� £§§£���¥ª³¢�¢�¢���¥¬���¢����¹� ¤��¢´¡£���¡�´¡£§���´¡£��½��¤¢´¡£��£¤©� £§§£���¥ª³¢�¢�¢���¥¬���¢����¹� ¤��¢´¡£���¡�´¡£§���´¡£������� ____§�¤°£¤£��§�¤°£¤£��§�¤°£¤£��§�¤°£¤£������

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Une structure 3D est sollicitée par des actions permanentes, d’exploitation, accidentelles et doit, conformément aux règlements applicables, être vérifiée sous une multitude de combinaisons. Dans cette optique, Effel offre la possibilité de traiter les combinaisons d’actions réglementaires de façon automatique. En outre, une génération manuelle de ces combinaisons est possible quoique souvent très laborieuse.

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La séquence de calcul s’articule autour de plusieurs étapes distinctes permettant de suivre le cheminement de l’analyse de votre structure :

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Page 41: Rapport PFE - Quai en paroi moulée & Darse sur pieux.pdf

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Effel met à votre disposition de nombreux outils pour exploiter les résultats du calcul : � &� ����� ��,#���������%��#�� ��

Ils permettent d’afficher dans la zone graphique sous forme de diagrammes, de lignes ou régions isovaleurs : les déplacements, les efforts, les contraintes, les modes et déformées sur l’ensemble du modèle ou sur une sélection d’éléments

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Elles permettent de tracer des courbes à partir des résultats obtenus sur un ou plusieurs éléments

� &� ���� �)��)��

Effel génère automatiquement 3 types de notes de calcul :

� ÄÄÄÄ��£���½��¹ª�¢´¡£������£���½��¹ª�¢´¡£������£���½��¹ª�¢´¡£������£���½��¹ª�¢´¡£��������Il s’agit d’un compte-rendu succinct du calcul à travers des tableaux d’enveloppe de résultats

sur tout le modèle ou sur une sélection d’éléments. � Ä��£������¥� ¥����Ä��£������¥� ¥����Ä��£������¥� ¥����Ä��£������¥� ¥��������

Elles permettent de générer juste les hypothèses et les principaux résultats d’un modèle. � Ä��£�Ä��£�Ä��£�Ä��£�����©� �¤ª� �°§£����©� �¤ª� �°§£����©� �¤ª� �°§£����©� �¤ª� �°§£��������

Elles permettent de composer des tableaux regroupant n’importe quel type de résultats portant sur tout le modèle ou sur une sélection d’éléments.

La figure suivante résume les différentes étapes d’utilisation du logiciel :

Page 42: Rapport PFE - Quai en paroi moulée & Darse sur pieux.pdf

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Le bollard reportant l’effort de l’amarrage des bateaux est placé sur la poutre de couronnement tous les 10 mètres, on choisit donc de modéliser par Effel une portion de la paroi moulée de largeur de 10m pour bien prendre en compte cet effort d’amarrage.

On saisit d’abord 1 mètre avec les charges et les appuis. L’appui du sol est supposé élastique d’un module Kf calculé d’après la formule donnée par le fasc. 62.titre V.

Pour la vérification au séisme, on change seulement la valeur des charges en ajoutant l’incrément sismique des poussées et des surcharges ainsi que l’incrément hydrodynamique.

Page 43: Rapport PFE - Quai en paroi moulée & Darse sur pieux.pdf

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Page 44: Rapport PFE - Quai en paroi moulée & Darse sur pieux.pdf

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La vérification de la stabilité par la méthode du module de réaction nécessite de vérifier que

• Y : déplacement • Pf : pression de fluage

On obtient des déplacements faibles aussi bien pour les différentes combinaisons statiques ou sismiques. On donne ci-dessous les déplacements de la combinaison la plus défavorable

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La vérification de la stabilité par la méthode du module de réaction nécessite de vérifier que �� � Å Æ m��

: pression de fluagedes déplacements faibles aussi bien pour les différentes combinaisons statiques ou

dessous les déplacements de la combinaison la plus défavorable

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La vérification de la stabilité par la méthode du module de réaction nécessite de vérifier que

des déplacements faibles aussi bien pour les différentes combinaisons statiques ou dessous les déplacements de la combinaison la plus défavorable

Page 45: Rapport PFE - Quai en paroi moulée & Darse sur pieux.pdf

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Les contraintes dans le béton doivent être inférieur

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Les contraintes dans le béton doivent être inférieures à : B± <;�Ç/.<HÈ � -@����Q��

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Page 46: Rapport PFE - Quai en paroi moulée & Darse sur pieux.pdf

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Page 47: Rapport PFE - Quai en paroi moulée & Darse sur pieux.pdf

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La stabilité est étudiée en considérant le problème plan, ce qui revient à analyser l’équilibre d’une masse de sol d’épaisseur unité dans le sens perpendiculaire à la figure.

Soit un cercle quelconque de centre O et de rayon R pour lequel on vérifie la sécurité vis-à-vis du risque de glissement.

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Soit un cercle quelconque de centre O et de rayon R pour lequel on vérifie la

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certain nombre de tranches limitées par des plans verticaux comme suit :

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La surface de rupture étant limitée par les points E et F, le coefficient de sécurité global Fs est défini par le quotient :

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Pour déterminer le coefficient de sécurité réel, il faut rechercher le cercle donnant la valeur minimale de FS puisque c’est le long de cette surface de glissement que la rupture risque de se produire. En fait, il n’y a pas de méthode précise permettant de définir, à priori, la position de ce cercle critique. Il faut procéder par tâtonnement en calculant le coefficient de sécurité pour un nombre suffisant de cercles, et ceci en quadrillant les surfaces de rupture géométriquement compatibles avec la topographie des lieux. Dans le cas général, il y a une triple infinité de possibilités :

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Sur la figure suivante le coefficient de sécurité correspondant au rayon donnant la valeur minimale a été porté au droit de chaque centre étudié. Il est ensuite possible de tracer des courbes d’isofacteur de sécurité dites isocontours et de définir le minimum minimorum donnant la valeur recherchée du coefficient de sécurité global. La recherche du coefficient de sécurité nécessite souvent le calcul de nombreux cercles, opération particulièrement fastidieuse si elle est faite manuellement. Les calculs sur ordinateur sont aujourd’hui d’un emploi courant. Dans notre cas, c’est le programme SLOPEW du groupement GEOSTUDIO qui nous a permis de déterminer le facteur de sécurité global vis-à-vis du grand glissement.

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Les développements qui suivent prennent en compte la pression interstitielle, qu’elle soit statique ou influencée par des écoulements. En conséquence, ce sont les caractéristiques effectives c’ et ’ qui sont considérées.

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Sous le niveau d’une nappe statique à la surface libre horizontale, l’effet des pressions interstitielles se traduit par le déjaugeage du sol.

Lors du calcul du poids W des tranches de sol, on doit considérer le poids volumique apparent au-dessus du niveau de la nappe et le poids volumique immergé ‘ de ce niveau.

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La prise en compte des écoulements est assez délicate. Il faut distinguer les écoulements au-dessus du niveau statique à l’aval du talus et les écoulements éventuels au-dessous de ce niveau. Il est donc question d’utiliser l’équation de Coulomb dans le calcul du facteur de sécurité :

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Page 51: Rapport PFE - Quai en paroi moulée & Darse sur pieux.pdf

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La valeur de la pression interstitielle u en chaque point du massif de sol se détermine à partir du réseau d’écoulement. Considérons la tranche ABCD ; la valeur de u à introduire dans la formule précédente est celle régnant au point M : elle est donnée sur la figure par :

H×e ?×?× Étant la distance verticale entre le point M et le

point N où l’équipotentielle passant par M recoupe la surface libre puisque, par définition de l’équipotentielle, les charges hydrauliques en M et en N sont identiques. En N la charge est due uniquement à l’énergie de position (surface libre) ; on a donc :

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Lorsque la nappe avale est plus haute que le pied de la pente, il faudrait prendre en compte l’eau du bassin dans le poids des tranches situées à l’aval.

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En 1954, Bishop a publié une méthode appelée méthode détaillée permettant de calculer le coefficient de sécurité FS en tenant compte des sollicitations citées dans les paragraphes précédents. D’où la formule générale suivante :

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Afin de parvenir à calculer le facteur de sécurité, Bishop a formulé l’hypothèse simplificatrice suivante :

« La résultante verticale des forces inter-tranches est nulle » Soit : Dæ P Dæ�- � BEn fait, c’est cette méthode qui est utilisée par le logiciel SLOPEW utilisé dans notre cas.

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Slope/W est un produit de modélisation servant à évaluer la stabilité des pentes qu’elles soient constituées de sols ou de roches. En effet, ce logiciel de CAO est destiné au calcul du coefficient de sécurité vis-à-vis des grands glissements de terrain, et ce, grâce à sa capacité à analyser les problèmes simples et complexes pour une variété de formes de glissement de surface à partir d’un certain nombre de méthodes d’analyse et de paramètres à savoir : les conditions de pression d'eau interstitielle, les propriétés du sol et les conditions de chargement. De ce fait, Slope/W peut servir à la modélisation d’une large gamme de de sol dont la géométrie de surface stratigraphique et celle de glissement sont complexes et dont les conditions de pression d'eau interstitielle sont variables.

Se basant sur la théorie de l’équilibre limite, Les analyses de stabilité de pente peuvent être effectuées en utilisant des paramètres d'entrée déterministe ou probabiliste où les sollicitations sont calculées par une analyse des contraintes par éléments finis.

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Après avoir étudié le projet par les méthodes : Calcul manuel et méthode du module de réaction, On a modélisé la structure en éléments finis, qui donne des calculs plus exactes si les sols et différentes structures sont bien modélisées. Plaxis 2D est un logiciel puissant pour l’analyse du comportement géotechnique des sols.

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Le code éléments fins « PLAXIS » est un outil pratique d’analyse d’ouvrage et d’essais géotechniques. Il permet d’analyser des problèmes élastiques, élasto-plastiques, élasto-viscoplastiques à l’aide de la méthode des éléments finis, son principe est de remplacer structure physique par des composantes discrètes (maillage), qu’ils ont liées par des nombres des points (Nœuds), assembler à l’aide des fonctions de forme.

La relation entre les déformations et les contraintes est assurée à l’aide des lois de comportement qu’ils sont différents selon leurs surfaces de charge et les paramètres utilisés.

Dans le code PLAXIS on trouve 5 lois de comportements : élastique linéaire, Mohr Coulumb (MC), Hardning Soil Model (HSM), Soft Soil Model (SSM), Soft Soil Creep Model (SSCM). Qu’ils ont été caractérisés par des paramètres et des surfaces de charge, la détermination de ces paramètres se fait avec une étude géotechnique classique.

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On a modélisé le problème sur un espace de dimensions (60mx30m) pour aprécision. Les couches de sols sont ensuite saisies.

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Pour les contraintes dans le sol, les zones à observer sont surtout celle aux alentours de la dalle de frottement. Les contraintes restent inférieures aux contraintes admissibles dans le sol sauf sur la surface et le sol sur le parent de la paroi moulée ou on s’attend à une plastification du sol.

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Pour l’effort dans le tirant le logiciel donne une valeur de service de 14.1 tonne, on rappelle qu’on a obtenu la valeur de 14.87. La concordance des résultats s’explique car le calcul manuel s’est basé sur la discrétisation du sol et des résultats exactes.

Le module dynamique de Plaxis 2D permet d’étudier des cas de chargement dynaque l’analyse sismique. Il faudra changer les conditions aux limites en ajoutant un déplacement imposé aux limites.

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Le module dynamique de Plaxis 2D permet d’étudier des cas de chargement dynamiques ainsi que l’analyse sismique. Il faudra changer les conditions aux limites en ajoutant un déplacement

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L’analyse a été effectuée pour donner des résultats exacts, ainsi on a effectué la modélisation en utilisant un profil sismique de magnitude de 6 degré de l’échelle Richter.

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La poutre de couronnement représente un ouvrage dont la face avant matérialise le front d'accostage. Elle porte les défenses et les bollards. Son niveau d'implantation doit permettre aux navires d'y prendre appui là où la structure de leur coque est la plus résistante, c'est à dire pratiquement au niveau des ponts. Par ailleurs, cette poutre doit être suffisamment débordante par rapport à la paroi, afin de limiter les chocs de bulbe de navire sur cette dernière.

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Les dimensions de la poutre de couronnement sont données dans le schéma suivant

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Le remblai exerce une poussée sur les faces de la poutre de couronnement. Cette poussée est calculée à l’aide du coefficient de la théorie de Coulomb avec un coefficient Ka

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Mais puisque Le talus n’est pas incliné, la poussée sera simplement calculée à l’aide du coefficient de Rankine :

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L’étude du comportemencomportement du béton face aux changements de température, ainsi deux types de gradients seront pris en compte

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Le poids propre de la poutre est calculé par une masse volumique du béton égale à 2.45t/m3

Un effort ponctuel horizontal de 15 tonne sera appliqué et qui a pour sens la direction du bassin de la mer. L’effort d’amarrage est normalement incliné et se décompose en deux efforts (vertical et horizontal), pour notre cas, l’effort sur le bollard n’est pas très

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L’étude du comportement thermique de la poutre de couronnement consiste à vérifier le comportement du béton face aux changements de température, ainsi deux types de gradients seront

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Le moment thermique est calculé par une méthode qui consiste à discrétiser l’épaisseur sur laquelle varie la température et calculer les contrainte dans chaque élément, Il est alors facile de remonter au moment par une simple intégration.

La température varie linéairement sur une épaisseur de 80cm du béton, ainsi en discrétisant cette épaisseur en des couche on peut calculer le moment thermique en suivant ces étapes :

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On prend en compte pour l’effort de torsion juste la partie en L, le modèle de torsion équivalent est obtenu en remplaçant la section totale par des section

La vérification selon le BAEL 91effectuée par la formule :

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en compte pour l’effort de torsion juste la partie en L, le modèle de torsion équivalent est obtenu en remplaçant la section totale par des sections d’épaisseur égale à b/6.

La vérification selon le BAEL 91 de la section vis-à-vis de la torsion pour une section pleine est

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Les sections d’aciers qui compenseront les sollicitations dus à la torsion sont calculées selon les

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l’effort tranchant, elles sont calculées par la formule :

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en compte pour l’effort de torsion juste la partie en L, le modèle de torsion égale à b/6.

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Les sections d’aciers qui compenseront les sollicitations dus à la torsion sont calculées selon les

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Pour les combinaisons de l’ELU, On obtient des valeurs des cisaillements dus à l’effort tranchant et à la torsion qui sont inférieures aux valeurs limites. Les sections de béton sont donc vérifiées.

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La poutre de couronnement possède un élancement supérieur à 5, et on peut donc lui appliquer les règles de la RDM, Les contraintes de compression ou de traction sont calculées par la formule :

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Les calculs sont effectués pour les deux directions du moment, la poutre peut fléchir sur le plan horizontal ou vertical.

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Pour les deux combinaisons ELU et ELS, on prend le maximum des résultats obtenus.

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Les contraintes maximales trouvées sont inférieures aux contraintes de traction admissible du béton utilisé (qui est de l’ordre de �t= 3.6 Mpa).

Si on doit ferrailler la poutre de couronnement, on calculera la section d’acier necessaires pour reprendre la contrainte de traction maximale trouvée qui est 1.52 Mpa. On trouve alors :

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Une darse est un bassin rectangulaire destiné principalement à l'accostage des cargos. Dans les grandes zones portuaires industrielles, les darses sont séparées par des môles (jetée) ou des traverses, et implantées en épi par rapport au chenal d'accès.

Par ailleurs, selon le Dictionnaire de la Mer de Jean Merrien1, la darse est le « nom donné en Méditerranée à un bassin d’un port ; par extension à certains petits ports entiers ». Dans ce contexte, elle désigne soit les parties anciennes d’un port (par exemple : vieille darse de Toulon, darse de l’arsenal de Venise), soit un petit port militaire (par exemple : Darse de Villefranche-sur-Mer).

Nom féminin issu de l'arabe dar sinaa signifiant à l'origine «atelier». S'écrit aussi darce.

Une darse du port de Saint-Nazaire, (bassin de Penhoët)

La Darse de Villefranche-sur-Mer

Cependant, La darse en question dans le présent projet est un ouvrage destiné à supporter un portique à sangle servant à soulever les bateaux afin de les entretenir et les réparer en cas de besoin. Dans la mesure où il s’agit ici d’un port de plaisance ne pouvant contenir que des bateaux de petite dimension, la darse à mettre en place est de dimensions réduites.

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De plus, les fondations prévues pour soutenir ladite darse des pieux entièrement métalliques de nuance E 28 fichés dans le sol par

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battage de près de 22.50 m de longueur. Le mode d’exécution des pieux peut être résumé dans la figure suivante :

1. Mise en fiche, réglage 2. Battage du tube et injection simultanée de mortier 3. Refoulement (par le sabot) des maintenus et expansés par l’injection de mortier 4. Pieu terminé 5. Recépage et soudage d’une plaque

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La vérification de la stabilité des pieux en question est effectuée selon la démarche classique des fondations profondes c.à.d. que la méthode de vérification repose sur des calculs à la rupture avec la prise en compte de coefficients de sécurité partiels.

Dans cette optique, il est question dans l’étude qui suit de vérifier la stabilité des pieux en deux étapes :

� Etape n°1 : Calcul manuel � Calcul classique � Méthode du module de réaction � Vérification de la résistance intrinsèque � Vérification de la résistance aux charges axiales � Vérification de la résistance aux charges horizontales

� Etape n°2 : Modélisation sur Effel � Confirmation des résultats obtenus par le calcul manuel

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Cette partie a pour objectif de détailler la méthode de calcul établie pour la vérification de la stabilité des pieux. Pour ce faire, un programme de calcul sur Excel a été développé. Le programme calcule aussi bien la capacité portante du sol de fondation que les sollicitations se développant dans les pieux sous les différentes combinaisons de charges auxquelles ils sont soumis. En outre, le classeur de calcul comporte des feuilles de calcul réservées à la vérification de la stabilité intrinsèque des pieux, de la stabilité vis-à-vis des charges axiales et latérales, et ce, à partir des données d’entrées qui sont :

� Données du pieu : � Géométrie : Diamètre, épaisseur et longueur � Nombre � Durée de vie de l’ouvrage

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� Perte par corrosion de la couche de protection par an � Limite élastique fy� Module d’Young de l’acier Eacier� Poids spécifique de l’acier�èxào�� Poids spécifique effectif du sable de remplissage�èK�xyno� Hauteur remplie de béton

� Données de calcul : � PHMVEE � Type de formation servant de sol de fondation � Hauteur d’encastrement � Hauteur du pieu dans la couche porteuse � Niveau supérieur de la partie fichée � Diamètre de référence B0� Coefficient de portance KP

� Données du sol de fondation : � Poids spécifique effectif èK� Poids spécifique de l’eau �è�� Angle de frottement interne � Coefficients de correction de la portance : �� et ��

� Données de calcul Béton Armé : � Poids spécifique du béton � Géométrie de la poutre de couronnement : Partie 1 � Géométrie de la poutre de couronnement : Partie 2

� Données de calcul sismique (RPS 2000) : � Poids spécifique du béton �� Poids spécifique de l’eau �è�� Coefficient d’accélération horizontal AH� Coefficient d’accélération vertical AV� Facteur d’amplification dynamique D � Coefficient du site S � Coefficient de priorité I � Coefficient de comportement K � Coefficient de simultanéité �

� Données relatives à l’essai pressiométrique.1���)��� *������������������4�

La description du calcul théorique de portance a déjà été détaillée dans le paragraphe de « stabilité vis-à-vis du poinçonnement » dans la mesure où le calcul se base, encore une fois, sur la méthode pressiométrique.

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Si l’on veut connaître l’ordre de grandeur des tassements d’un pieu, il est bon de savoir que, sous une charge égale à 0.7 QC, l’enfoncement yT en tête de pieu (ou plus exactement au niveau supérieur du sol) est généralement compris dans les fourchettes suivantes :

� Pieux battus :�e����� Æ Å~ Æ �e�q���

� Pieux forés :�e����� Æ Å~ Æ �e�q���

Toutefois, une connaissance plus précise du tassement nécessite que l’on se donne une loi cisaillement-déplacement sur la surface latérale, ainsi qu’une loi réaction-déplacement en pointe. Les lois préconisées par le SETRA et le LCPC sont les suivantes :

Où les pentes sont données par le tableau ci-dessous, dans lequel E désigne le module pressiométrique.

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Sol fins 2.0 11.0 Sol granulaires 0.8 04.8

Toujours est-il que si ce tassement est faible (n’excédant pas 2 cm), il ne devrait pas constituer un paramètre préoccupant et n’influencerait donc pas le dimensionnement du pieu.

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Le règlement RPS 2000 adopte une démarche de calcul dite approche statique équivalente.

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Les forces sismiques agissant sur les masses de la structure sont représentées par la force équivalente de cisaillement à la base agissant dans la direction du calcul.

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La force sismique équivalente représentant la réponse élastique V doit être calculée à l’aide de la formule suivante :

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Avec :

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Pour simplifier le calcul des charges sismiques et uniformiser les exigences de dimensionnement des structures à travers de grandes régions du pays, le RPS 2000 utilise l’approche des zones. Il s’agit de diviser le pays en plusieurs zones de sismicité homogène et présentant approximativement le même niveau de risque sismique pour une probabilité d’apparition donnée.

Dans chaque zone, les paramètres définissent le risque sismique, tels que l’accélération et la vitesse maximales horizontales du sol sont considérées constantes. La carte de zones sismiques adoptée par le RPS 2000 comporte actuellement trois zones reliées à l’accélération horizontale maximale du sol, pour une probabilité de 10% en 50 ans. Cette probabilité est raisonnable, car elle correspond à des séismes modérés, susceptibles de se produire plusieurs fois dans la vie de la structure.

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Zonage sismique Le rapport A (dit coefficient d’accélération), entre

l’accélération maximale Amax du sol et l’accélération de la gravité g, dans les différentes zones, est donné dans le tableau ci-contre.

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L’intensité avec laquelle un séisme est ressenti en un lieu donné, dépend dans une large mesure de la nature des sols traversés par l’onde sismique et des conditions géologiques et géotechniques locales. Les conditions locales du sol sont très importantes en effet si la fréquence du sol est proche de celle de la structure, on est en présence d’une amplification dynamique du sol.

Pour tenir compte de ces effets sur le spectre de réponse du mouvement du sol, un classement des sites en trois types est adopté en fonction de la classe des sols. Les sols sont classés selon leurs caractéristiques mécaniques.

Le choix du site tient compte à la fois de la classe de sol et de son épaisseur comme le présente le tableau suivant.

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Le troisième paramètre définissant le séisme est le spectre de réponse. Dans le RPS 2000, le spectre proposé est déduit du spectre élastique représentant l’idéalisation de l’enveloppe de divers spectres de réponse normalisé rapportés à la valeur unité de l’accélération horizontale maximale du sol. Il définit le facteur d’amplification (ou de résonance) dynamique de la réponse en fonction de la période fondamentale de la structure.

Alors que l’accélération nominale identifie le niveau du risque, le facteur d’amplification qualifie le comportement de la structure en fonction de sa période de vibration.

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Ce coefficient rend compte de la performance de l’ouvrage sujet au séisme. D’où la classification d’ouvrage dont il dépend.

� Critère de classification : Le niveau minimal de performance requis pour une construction dépend des conséquences

socio-économiques des dommages qu’elle aurait pu subir en cas de séisme. L’évaluation de l’importance de ces conséquences est reliée essentiellement à la nature de l’usage de l’ouvrage et à son intérêt pour le pouvoir public.

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� Classes de priorité parasismique : Le RPS 2000 répartit les ouvrages selon leur usage principal en deux classes de priorité. En

fait, à chaque classe correspond un facteur d’importance (ou de priorité) I constituant un facteur additionnel de sécurité.

Toutefois, le maître d’ouvrage peut surclasser un ouvrage particulier par sa vocation. Or, tout surclassement devrait être défini par décret.

� Classe I : Importance vitale Sont groupées dans cette classe les constructions destinées à des activités sociales et

économiques vitales pour la population et qui devraient rester fonctionnelles, avec peu de dommage, pendant le séisme. On distingue notamment selon l’usage :

• Les constructions de première nécessité en cas de séisme Les hôpitaux, les établissements de protection civile, les grands réservoirs et châteaux d’eau, les

centrales électriques et de télécommunication, les postes de police, les stations de pompage d’eau, etc…

• Les constructions publiques Les établissements scolaires et universitaires, les bibliothèques, les salles de fêtes, les salles

d’audience, de spectacles et de sport, les grands lieux de culte, les établissements bancaires, etc…

• Les constructions destinées à la production ou au stockage des produits à haut risque pour le public et l’environnement

� Classe II Sont groupées dans cette classe les constructions n’appartenant pas à la classe I, tels que les

bâtiments courants à usage d’habitation, de bureaux ou commercial.

� Coefficient d’importance ou de priorité I : Le coefficient d’importance I est égal à 1,3 pour

les bâtiments de classe I et à 1 pour tous les autres bâtiments.

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Le facteur de comportement, ou coefficient de ductilité K, caractérise la capacité de dissipation de l’énergie vibratoire de la structure qui lui est transmise par les secousses sismiques. Ce coefficient est donné par le tableau suivant en fonction du type du système de contreventement et du niveau de ductilité choisi.

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La charge W de la structure correspond à la totalité des charges permanentes G et une fraction q des charges d’exploitation Q en fonction de la nature des charges et leur durée. On prend :

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Il y a quelques décades, le principe de la protection parasismique des fondations profondes consistait à sur-dimensionner ces ouvrages (pieux larges et raides) de manière à ce que les ruptures par cisaillement qui pourraient se produire au cours d’un séisme par suite des déformations du sol ne compromettent pas la transmission des charges verticales dans le fut des pieux.

Depuis quelques années, cette approche a été abandonnée, et la tendance qui se développe à l’heure actuelle, comme dans les recommandations de« l’Applied Technology Council de 1978, consiste à dimensionner les pieux de fondation de manière à ce qu’ils soient suffisamment flexibles pour s’adapter aux déformations du sol induites par le séisme (pieux longs et flexibles). Une méthode simplifiée consiste à déterminer la déformation d’un profil de sol sous action sismique, et à calculer les pieux en admettant que leur déformée propre est identique à celle du profil de sol considéré ; dans une telle approche, on néglige la réaction du sol, ce qui va dans le sens de la sécurité ; on néglige aussi les forces d’inertie apportées par la structure au cours du séisme, ce qui va cette fois en sens inverse du conservatisme ; toutefois le calcul aux éléments finis de fondations profondes faisant intervenir le module de réaction du sol et l’interaction sol-structure a montré que le résultat global différait peu de celui donné par la méthode simplifiée.

La méthode simplifiée proposée consiste à définir l’équation de la déformation du profil de sol étudié correspondant au mode fondamental d’oscillations libres de la colonne de sol ; au passage, il sera utile de calculer le période de ce mode de vibration, permettant d’une part de déterminer le déplacement maximum du sol pour une accélération en champ libre donnée, d’autre part de comparer cette période de vibration à celle de la structure supportée , pour déceler s’il n’y a pas mise en résonance de l’ensemble sol-structure .

� 2������������� ������ �� ��#���*

En reprenant l’hypothèse de base selon laquelle le pieu est suffisamment flexible pour suivre la déformée du sol, on considère que la déformée du pieu est une demi-arche de sinusoïde ; dans ce cas

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,%

la ligne de charge et la courbe des moments sont aussi des sinusoïdes, affines de la déformée a un coefficient de proportionnalité prés.

La ligne de charge supportée par le pieu peut donc être écrite en sinusoïde d’équation :

���� � �e 1ðæ ��e�.e>�Equation de l’effort tranchant :

f��� � .e �e>� e /01 ��e�.e>�

Equation du moment fléchissant :

���� � :e �e>.�. e 1ðæ ��e�.e>� � :e>.

�. e ����Equation de la déformée :

C��� � -Ve �e>:he �e �: e 1ðæ ��e�.e>� � -Ve>:

he �e �: e ����En éliminant P(Z) entre les deux dernières équations, on a :

���� � �.:e>. e he �e C���

Le moment maximum et la flèche maximum étant obtenus à la surface du sol (Z=H), et le déplacement maximum du sol étant lié à l’accélération en champ libre a par la relation fondamentale :

C � Q!. � X.:�. Q

On en déduit la valeur maximum du moment en fonction de l’accélération :

�ûQò � X.-Ve>. e he �e Q � he �e Q

D.Où V représente la vitesse de cisaillement des ondes sismiques définie par :

D � "�#Où [�����!���������!�����!����.!����������7�!���������(

En calculant la charge maximum P à partir de la valeur de la flèche maximum (Z=H), soit :

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������������������������������

On en déduit la valeur maximale de l’effort tranchant (Z=0) :

1���)�!�

Cette méthode est la plus couramment utiliséeElle consiste à modéliser l’interaction entre le sol et le pieu par une série de ressorts indépendantsentre eux et de raideur variable. La raideur permetet de déplacement du pieu (Y). Cette méthode est à la bun comportement non linéaire.

Le modèle de Winkler énoncé en 1867, définit le sol comme étant un empilement de tranches indépendantes. Chaque tranche de sol est modélisée par un ressort horizontal sur lequel s’appuie le pieu.

La pression sur une « tranche » de sol ne dépend que du déplacement horizontal de cette dernière et d’un coefficient de réaction du sol

� � $e%ñ���e&��� � hZ��Où : %ñ����: Coefficient de la réa

hZ����: Module de réaction linéique du sol en une profondeur z.&���� : Déplacement du pieu en une profondeur z.$� :: Diamètre du pieu.Le pieu est idéalisé comme une poutre élastique chargée latéralement. Le so

ressorts horizontaux indépendants les uns des autres, et de raideuren flexion dans le plan (Y-Z) résume à :

Où : h�: Module d’élasticité du pieu�� : Moment d’inertie de la section transversale du pieuQuant à l’effort tranchant, il obéit aux équations suivantes

�������������� �����

�����������������������������������

� � ì �.e>î

A e he �e Cvaleur maximale de l’effort tranchant (Z=0) :

fûQò � �e X.A.e>A e he �e Q � �e he �e Q

.e>eD.- �+������������������ ������4�

est la plus couramment utilisée. Elle est basée sur le modèlesiste à modéliser l’interaction entre le sol et le pieu par une série de ressorts indépendants

entre eux et de raideur variable. La raideur permet de relier directement la réaction latérale do sol (P) et de déplacement du pieu (Y). Cette méthode est à la base des courbes P-Y, les « ressorts » ont alors

�������� � ����

de Winkler énoncé en 1867, définit le sol comme étant un empilement de tranches indépendantes. Chaque tranche de sol est modélisée par un

zontal sur lequel s’appuie le

La pression sur une « tranche » de sol ne dépend que du déplacement horizontal de cette dernière et d’un

���e&���: Coefficient de la réaction en une profondeur z. : Module de réaction linéique du sol en une profondeur z.: Déplacement du pieu en une profondeur z.: Diamètre du pieu.

Le pieu est idéalisé comme une poutre élastique chargée latéralement. Le soressorts horizontaux indépendants les uns des autres, et de raideur�'z�. Le comportement de la poutre,

Z) résume à :

� � h�e ��e(.&(�.: Module d’élasticité du pieu: Moment d’inertie de la section transversale du pieu

Quant à l’effort tranchant, il obéit aux équations suivantes :

,&

est basée sur le modèle de Winkler (1867). siste à modéliser l’interaction entre le sol et le pieu par une série de ressorts indépendants

de relier directement la réaction latérale do sol (P) Y, les « ressorts » ont alors

: Module de réaction linéique du sol en une profondeur z.

Le pieu est idéalisé comme une poutre élastique chargée latéralement. Le sol modélisé par des Le comportement de la poutre,

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,-

X � (�(� et (X(� � P�D’où l’équation d’équilibre statique sur un tronçon de pieu :

h�e ��e(:&(�: J hZ���e&��� � BLe premier terme de cette équation est un terme d’amplification alors que le second est un

terme d’atténuation.

Les solutions de cette équation peuvent être obtenues soit par une méthode analytique soit par une méthode numérique. Le principal avantage de cette méthode est qu’en tout point le long de pieu, l’interaction sol pieu peut être définie. Mais cette définition est restreinte par l’hypothèse que la pression en un point est une fonction linéaire du déplacement en ce point et par sa dépendance du choix du profil des valeurs de kh caractérisent le sol.

� �����������������������������+��������4��

Dans le cas d’un sol sec et homogène ou le module de réaction du sol est constant, quelle que soit la profondeur considérée, il est possible de résoudre l’équation différentielle en question.

La solution générale de cette équation différentielle est :

hZ��� � hZ � d1]p����������������������&��� � p��cB �) 456 �cB J * 689 �cB�J p#�cB �H 456 �cB J 7689 �cB�

Où : �, , �, � : constantes d’intégration déterminées à partir des conditions aux limites (en tête et en pied)

l0 : longueur de transfert du pieu ou longueur élastique

� &��%��������� �����;*

La longueur de transfert l0 peut être définie en première approche comme la longueur de pieu minimale pour laquelle le chargement latéral en tête existe. Son expression est la suivante :

cB � ":e h�e ��hZ:

Cette solution permet d’obtenir à tout niveau de sol, les expressions du moment fléchissant M, de l’effort tranchant T et de la pression du sol P.

� � h�e ��e&KKX � h�e ��e&�A�

Page 86: Rapport PFE - Quai en paroi moulée & Darse sur pieux.pdf

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,)

X � Ph�e ��e&�:�* � �*� 6����!��*

En fonction de sa hauteur d’encastrement D. Le pieu peut être considère (Frank, 1999) comme :

� Souple (ou long) si : ScB � �

� Rigide (ou court) si : ScB Æ q

� ��������������������������������G+��������4��

Dans le cas d’un sol non homogène, pour lequel la réaction du sol n’est plus constante et est une fonction complexe sur toute la profondeur, l’équation différentielle des déplacements ne peut plus être résolue de manière analytique.

Le recours au calcul numérique est nécessaire. Plusieurs solutions sont explicitées dans la littérature. En effet, le problème principal est de déterminer le module de réaction du sol &z

C’est la méthode des courbes P-Y ou courbes de réaction.

- �+��������� ������������������������ ������

Diverses méthodes ont été élaborées et développées par des nombreux chercheurs par de multiples approches : essais in situ, essais de laboratoires, modélisation physique ou modélisation numérique afin de s’affranchir de la difficulté que pose le module de réaction. On peut en citer :

� La méthode de Terzaghi : Terzaghi (1955) détermine le module de réaction du sol &z à partir du module d’Young du

matériau E constituant le sol. Terzaghi propose comme relation pour du sable :

hZh � --e A; � Be @:

Où : h � Le He�*�: Coefficient adimensionnel fonction de la densité du massif de sable H�: Poids volumique du sable � : la profondeur

Page 87: Rapport PFE - Quai en paroi moulée & Darse sur pieux.pdf

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,*

Densité du sable Lâche Moyen Dense A 100 – 300 300 – 1000 1000 – 2000

� La méthode de Poulos : Poulos (1971) propose pour des sables (sols sans cohésion) une valeur moyenne du module de

réaction en fonction du type de sol. Ce module est déterminé à partir d’essais sur des pieux réels réalisés par Broms (1964) pour des sols non cohérents.

Poulos a établi que le rapport entre le module de réaction du sol &z�et le module d’Young du matériau E constituant le sol est égal à :

hZh � Be <.D’où le tableau suivant :

Densité du sable Lâche Moyen Dense Module de réaction ES (Kg/m²) 91400 –210920 210920 – 421840 421840 – 984300

� Ménard, Bourdon et Ganbin : Ces auteurs (Ménard & al ,1969) proposent de calculer le rapport entre le module de la réaction

du sol ES et le module pressiométrique EM en fonction d’un coefficient rhéologique �, du diamètre du pieu B et d’un diamètre de référence B0 (B0 = 0.60 m). Le coefficient rhéologique � nous est donné en fonction de la nature du sol.

hZh� � -<:�.e V;�( J A( �O0Öi�# Æ #B

��������������hZh� � A.A ì#B# î ì.e V; ##Bî

( J (.�O0Öi�# Æ #B

� Matlock et Reese : La méthode de Matlock et Reese (1960) permet de déterminer le module de réaction du

sol ES à partir d’une analyse non linéaire des courbes P-Y expérimentales qui fait intervenir la notion de module sécant en chaque point de la courbe.

Mc Clelland et Fochat (1958) sont à l’origine de cette loi. Ils essayèrent initialement de corréler des courbes P-Y avec des essais triaxiaux. L’expression du module de réaction est généralement donnée en fonction de la profondeur par une loi puissante.

Remarque : Toutes ces méthodes sont cependant limitées. En effet, l’interaction sol – pieu est

réduite à l’hypothèse que la pression ou la réaction du sol pour un tronçon est une fonction linéaire du déplacement. La représentation d’un sol par une loi de comportement élastique semble illusoire. Il est nécessaire de modifier les hypothèses de la méthode du module de réaction et de supposer que la réaction du sol en tout point du pieu est une fonction non

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,.

linéaire du déplacement. L’introduction des courbes P-Y est alors indispensable pour la bonne modélisation du système sol – pieu.

����*����������� �������8W�4�

La justification des pieux soumis à des sollicitations transversales se fait le plus souvent à partir des méthodes qui nécessitent de modéliser l’interaction sol – pieu c'est-à-dire la loi de réaction du sol en fonction du déplacement horizontale du pieu communément appelée « courbe P–Y ».

On retrouve ainsi ce type d’approche dans différents règlements (M.E.L.T, Fascicule 62, 1993) et les codes (A.P.I, 1993 ; P.H.R.I, 1980 ; D.N.V., 1992) lesquels proposent chacun leur procédure pour déterminer les courbes P-Y à partir d’essais in situ ou en laboratoire.

Dorénavant, on ne détaillera que la procédure adoptées par le fascicule 62 – titre V. Les articles du Fascicule 62 concernant les courbes P-Y ont été rédigés à partir de

l’interprétation des essais in situ au pressiomètre (C.T.R.E.N°4 – Pressiomètres ,1991). Ménard (1969) fait l’analogie entre le tassement d’une fondation superficielle uniformément chargée et un pieu chargé latéralement.

On définit un module Kf égale à deux fois le module de réaction ES. Il est calculé par la formule suivante :

NÇ � -.h�:A �.e V;�( J ( �O0Öi�# Æ #B

����������������NÇ � -.h�:A ì#B# î ì.e V; ##Bî

( J ( �O0Öi�# Æ #BOù : #B : Diamètre de référence (B0 = 0.60

m) +� : Coefficient rhéologique

Type Consolidation

Tourbe Argile Limon Sable Grave � EM/pl � EM/pl � EM/pl � EM/pl �

Surconsolidé Très serré - >16 1 >14 2/3 12 1/2 >10 1/3

Normalement consolidé Normalement serré 1 9-16 2/3 8-14 1/2 7-12 1/3 6-10 1/4

Sous consolidé, altéré et remanié Lâche 1 7-9 1/2 5-8 1/2 5-7 1/3 - -

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����� �(9������ �� ����$������������

On admet que le sol exerce en chaque section de l’élément une réaction perpendiculaire à l’axe de celui-ci, fonction du déplacement transversal de la section considérée. Dans le cas de pieux de sections carrés ou circulaires, on considère que cette réaction se compose uniquement de pressions frontales. La pression frontales est modélisée par une pression uniforme s’exerçant sur la largeur de l’élément perpendiculairement au sens du déplacement, notée B.

La loi de mobilisation de la réaction frontale en fonction du déplacement du pieu est définie par :

� Un segment de droite passant par l’origine et de pente Kf

� Un palier PF = B.pf

Cette loi est illustrée par la figure ci-contre dans le cas de sollicitations dominantes de courte durée en tête.

Pour certains calculs, par exemple vis-à-vis des sollicitations accidentelles très brèves (chocs), les justifications peuvent être menées à partir d’un diagramme d’interaction tel que celui représenté par la figure ci-contre

Dans le cas de fondations allongées, de type barrettes, un frottement se développe sur les surfaces latérales des éléments.

La courbe de réaction globale P-Y est décomposée en deux courbes :

� Une courbe de réaction frontale. � Une courbe de réaction

tangentielle définie par : � Un segment de droite passant par l’origine et de pente KS = Kf

Page 90: Rapport PFE - Quai en paroi moulée & Darse sur pieux.pdf

������������������������������

� Un palier PS = 2.LqS étant le frottement latéral unitaire

frottement latéral.

CommentaireDans notre cas de figure, c’est surtout pour estimer le déplacement du pieu lors du

séisme que la méthode au module de réaction s’avère être très intéressantepouvoir juger du service de la structure en cas de séisme.

1���)�B�

Dans ce paragraphe, on ne traitera que le type de pieux qui nous intéresse à savoir les pieux métalliques.

Avant toute chose, il est nécessaire de prendre conscience de ce que les vérifications à effectuer doivent porter sur le pieu tel qu’il sera apieu corrodé.

La perte d’épaisseur est difficile à évaluer au stade de la conception du projet car elle dépend de nombreux facteurs dont les effets sont difficiles à quaantifier (salinité de l’eau, proximité d’un débouché d’eau douce, importance du marnage, degré d’agitation et importance des embruns, existance de corps flottants pouvant endommager le revêtement de l’acier, aggressivité des constituants du sol de fondation, manutention de produits corrosifs tels que le soufre, corrosion microbienne, effet de pile avec les coques ou les hélices de navire, influence des quais voisins protégés cathodiquement

Les figures montrent des profils de corrosion mesurés sur des pieux. On y constate deux extrêma situés respectivement dans la zone des embruns et dans la partie inférieure de la zone de marnage, et, pour le second pieu, un troisième extrêmum dans le sol.

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= 2.LS.qS

le frottement latéral unitaire limite et LS la longueur sur laquelle est calculé le

Commentaire :otre cas de figure, c’est surtout pour estimer le déplacement du pieu lors du

séisme que la méthode au module de réaction s’avère être très intéressantepouvoir juger du service de la structure en cas de séisme.

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e paragraphe, on ne traitera que le type de pieux qui nous intéresse à savoir les

������������

Avant toute chose, il est nécessaire de prendre conscience de ce que les vérifications à effectuer doivent porter sur le pieu tel qu’il sera au bout d’un certain temps, c’est

La perte d’épaisseur est difficile à évaluer au stade de la conception du projet car elle dépend de nombreux facteurs dont les effets sont difficiles à quaantifier (

au, proximité d’un débouché d’eau douce, importance du marnage, degré d’agitation et importance des embruns, existance de corps flottants pouvant endommager le revêtement de l’acier, aggressivité des constituants du sol de fondation, manutention de

s corrosifs tels que le soufre, corrosion microbienne, effet de pile avec les coques ou les hélices de navire, influence des quais voisins protégés cathodiquement).

Les figures montrent des profils de corrosion mesurés sur des pieux. On y constate deux rêma situés respectivement dans la zone des embruns et dans la partie inférieure de la zone

de marnage, et, pour le second pieu, un troisième extrêmum dans le sol.

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la longueur sur laquelle est calculé le

otre cas de figure, c’est surtout pour estimer le déplacement du pieu lors du séisme que la méthode au module de réaction s’avère être très intéressante ; et ce pour

e paragraphe, on ne traitera que le type de pieux qui nous intéresse à savoir les

Avant toute chose, il est nécessaire de prendre conscience de ce que les vérifications à u bout d’un certain temps, c’est-à-dire sur le

La perte d’épaisseur est difficile à évaluer au stade de la conception du projet car elle dépend de nombreux facteurs dont les effets sont difficiles à quaantifier (température et

au, proximité d’un débouché d’eau douce, importance du marnage, degré d’agitation et importance des embruns, existance de corps flottants pouvant endommager le revêtement de l’acier, aggressivité des constituants du sol de fondation, manutention de

s corrosifs tels que le soufre, corrosion microbienne, effet de pile avec les coques ou ).

Les figures montrent des profils de corrosion mesurés sur des pieux. On y constate deux rêma situés respectivement dans la zone des embruns et dans la partie inférieure de la zone

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Ceci étant dit, il est d’usage de cosidérer une perte d’épaisseur de 1 à 3 mm selon les conditions de site. Les justifications exposées ci-dessous portent donc sur un pieu de diamètre D et d’épaisseur réduite e.

Les tubes disponibles étant plus au moins normalisés, on trouvera leurs caractéristiques dans des catalogues. On peut aussi calculer leur section A, leur moment d’inertie I, leur module I/v et leur rayon de giration a à l’aide des formules suivantes :

L � �e pe �S P p�� � �

V: e ÞS: P �S P p�:ß��ï �

�A. e

S: P �S P p�:S �

Q � !�L � S.=. e!- P . pS J . p

.S �

*��������������������

De manière générale, dans le cadre réglementaire du fascicule 62 titre V du CCTG « conception et calcul des ponts et construction métallique en acier », si une section de tube est soumise à un effort normal N et à un moment fléchissant M, il convient de vérifier que les contraintes restent bien dans le domaine élastique, ce qui s’écrit :

g � ,f,L J ,�,�ï * gp

Où les sollicitations N et M sont calculés à partir de la combinaison correspondant à un état limite ultime

Pour les tubes particulièrement fins (caractérisés par un rapport D/e élevé), on doit adopter une limite élastique gpK pour tenir compte des risques de voilement local des parois, selon le règlement américain API celle-ci peut être évaluée à l’aide de la formule suivante : ����

gpKgp � - P �- P ..�@;Bgp���Q� e

pS�

.

:����������

� &��%���������+�������)���������������*

Considérons une poutre droite de section constante articulée à ses deux extrémités et soumise à un effort normal N, ou, ce qui revient au même, à une compression uniforme :gû � fÃL����

Page 92: Rapport PFE - Quai en paroi moulée & Darse sur pieux.pdf

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+#

Supposons de plus que cette poutre possède une déformée initiale yI(x) de la forme :

-��ò� � -B1ðæ��òñL’équilibre de la barre se traduit par l’équation :

h�L e C.-Cò. � Pgû�-J -��

Où : h : Module d’Young de l’acier (E = 2.1 107

t/m²) .� : La flèche supplémentaire prise par la poutre La solution de cette équation, compte tenu des conditions aux limites, s’écrit :

- � %1ðæ� �òñOù la déflexion maximale Y est solution de :

%� ��. h�Lñ.

-gû P -� � -B

Si la poutre est initialement parfaitement rectiligne (y0 = 0), l’instabilité ne pourra apparaître que si le terme entre les parenthèses est nul, soit pour une contrainte :

gû � gd � �. h�Lñ.

Plus généralement, cette contrainte critique (où contrainte d’Euler) peut être calculée à l’aide de cette formule pour d’autres conditions aux limites en remplaçant la hauteur h par une longueur fictive l, dite longueur de flambement ̧et qui s’exprime par :

c � ñ=û

Où m désigne un nombre donné, pour la plupart des cas par le tableau suivant :

Page 93: Rapport PFE - Quai en paroi moulée & Darse sur pieux.pdf

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+%

����� �?)�����+ � ���� ���� �#�

� Conditions en tête : Une première difficulté réside dans le choix du type de condition aux limites en tête de pieu. Si

l’on se réfère au Fond 72, l’hypothèse de l’articulation en tête n’est pratiquement valable que pour les pieux de dimensions transversales modestes (inférieures à 60 cm), travaillant essentiellement à l’effort axial. C’est le cas des pieux en béton armé préfabriqués battus dans le ferraillage doit être déterminé pour reprendre, notamment, les efforts de flexion engendrés lors des opérations de manutention. C’est également le cas des pieux métalliques de petite dimension (pieux H par exemple).

Dès que le diamètre des pieux dépasse 60 cm, l’encastrement représente certainement l’hypothèse la plus réaliste. Elle suppose naturellement que la liaison est bien conçue, sur le plan des dispositions constructives, pour fonctionner en tant qu’encastrement.

Dans le cas des pieux en béton armé, les armatures longitudinales doivent être ancrées dans la semelle sur une longueur d’au moins 20 diamètres et les armatures de flexion de la semelle doivent être densifiées dans la mesure du possible au droit des pieux.

Dans le cas des pieux tubulaires en acier ou des palplanches, lorsqu’ils ne sont pas remplis de béton, il est nécessaire d’assurer la liaison à la semelle à l’aide d’un bouchon de béton d’au moins un mètre d’épaisseur (dans notre cas, le bouchon est de deux mètres d’épaisseur) dans lequel une cage d’armatures est disposée de façon à assurer une bonne continuité avec le ferraillage de la semelle.

� Conditions en pied : Il reste ensuite à modéliser la base du pieu, ce qui est encore plus difficile. Lorsque le pieu est

fiché d’une longueur assez importante dans un sol raide (sable compact ou argile raide), on peut le on peut le considérer comme encastré à 2 à 3 diamètres en dessous de la cote supérieure de cette couche. Si ce n’est pas le cas, on le considère comme articulé en un point situé à une profondeur comprise entre 0 et 2 diamètres selon que le sol est plus ou moins raide.

Lorsque le pieu traverse une couche de caractéristiques médiocres, on peut soit la négliger, soit la représenter par une raideur horizontale.

La longueur de flambement l étant ainsi déterminée, on définit l’élancement du pieu comme le rapport entre cette longueur et le rayon de giration du pieu, soit :

Page 94: Rapport PFE - Quai en paroi moulée & Darse sur pieux.pdf

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+&

ç � cQ

Et la contrainte d’Euler se met alors sous la forme :

gd � �. hç.� ����+� �����+�������%���������� *

Avec les définitions précédentes, la déflexion supplémentaire maximale Y s’écrit, pour une déformée initiale y0 :

% � -Bgdgû P -

D’où la flèche totale (Y + y0), le moment maximal :

�ûQò � Lgû�%J -B� � L-B gû- P gû

gdEt la contrainte maximale :

gûQò � gû /- J ï-BQ ì- P gû

gdî0

En écrivant que gûQò � gp pour une valeur admissible g1û que l’on cherche, on obtient une fonction qui, sous forme adimensionnelle, s’écrit :

g1ûgp � Ç �gpgd � ± ï-BQ �Le second paramètre caractérise en fait les tolérances de rectitude des tubes usuels. De

nombreux essais ont conduit la C.E.C.M. (Commission Européenne pour la Construction Métallique) à proposer trois courbes, notées a, b et c (les tubes circulaires relevant de la catégorie a) donnant :

g1ûgp � Ç�ç2�ç2 Étant défini par :

ç2 � !gpgdCes courbes et la répartition par catégories sont reproduites en annexe. Leur expression analytique est la suivante (C.E.C.M. – 1980)

Page 95: Rapport PFE - Quai en paroi moulée & Darse sur pieux.pdf

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+-

g1ûgp � -.ç2 3- J (Yç2. P Be B: J ç2. P�ì- J (Yç2. P Be B: J ç2.î. P :ç2 4

Avec : Ù � �eqí��mËÒÏ�5r�áËÒÏsÌ�r�e��q�mËÒÏ�5r�áËÒÏsÌ�s�e����mËÒÏ�5r�áËÒÏsÌ�áCes formules sont à comparer aux expressions analytiques données par le fascicule 62 – titre V,

à savoir :

ç * .B g1û � gp � �

ç � �� g1û � gp �- P A<gpgd� �� gd 6 A:gp�

g1û � .Agd �� gd Æ A

:gp

1���)�"� � ���������!������4�

%����� ���G;G��������+�������!�����

A ce stade, il s’agit de vérifier l’inégalité proposée par le fascicule 62 titres V pour s’assurer de la stabilité de l’ouvrage vis-à-vis du poinçonnement du pieu :

�ûðæ * � * �ûQòLe calcul de Qmin et Qmax étant détaillé dans la partie « calcul de portance ».

%����� ���G;G��������+��������� ������

C’est grâce aux résultats de l’essai pressiométrique et notamment de la pression de fluage que l’on vérifie la stabilité vis-à-vis des charges latérales. En fait, il est question de vérifier que la pression latérale sur le pieu ne puisse caser la rupture du sol dans lequel il est fiché :

g * OÇ ���������� ����� ����� ������%�)����33�&

Grâce à ce logiciel, il est possible d’effectuer un calcul grâce à la méthode au module de réaction dans le cas général. Toujours est-il que le résultat dépend grandement de la saisie des données de la structure et du chargement.

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Page 96: Rapport PFE - Quai en paroi moulée & Darse sur pieux.pdf

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Remarque : Il est à noter qu’à l’origine, la section des pieux prévue était circulaire creuse de diamètre 800

mm et d’épaisseur 12 mm d’un acier de nuance E24. Cependant, l’entreprise a opté pour une section de diamètre 813 mm et de même épaisseur d’un acier de nuance E28. Les différences constatées entre ces deux variantes sont présentées dans le tableau qui suit :

� = 813 mm � = 800 mmPortance propre au pieu (T) 842.00 590.00Contrainte maximale dans l’acier (MPa) 128.52 210.53Déplacement maximal des pieux (cm) 2.42 9.30Fiche suffisante à la stabilité du pieu (m) 21.75 22.25

On aura donc constaté que le choix de l’entreprise confère à l’ouvrage une meilleure résistance aux sollicitations auxquelles il est soumis et qu’il aurait pu résister même en diminuant la fiche prévue de 0.5 m.

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Ce paragraphe présente le ferraillage des éléments préfabriqués uniquement. Quant aux autres éléments recueillis du logiciel sont présentés en annexe.

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Il convient de signaler que le ferraillage à la manutention est inférieur au ferraillage au bétonnage. Il est donc question de ferrailler les éléments préfabriqués au bétonnage.

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Pour protéger le terre-plein servant d’accès à la darse et pour se prémunir d’éventuels éboulements menaçant les pieux, on a opté pour l’aménagement d’un mur de soutènement cantilever en L.

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Cette partie a pour objectif de détailler la méthode de calcul établie pour la vérification de la stabilité du mur de soutènement en question. Pour ce faire, un programme de calcul sur Excel a été développé. Le programme calcule selon une géométrie définie, tous les efforts et les combinaisons ainsi que les conditions de stabilité vis-à-vis du glissement et du renversement dans les cas statique et dynamique. La vérification de la stabilité au poinçonnement étant superflue dans la mesure où la fondation de l’ouvrage a été préparée avec des enrochements 0.5/1.5 T dont la stabilité sera vérifiée lorsqu’il sera question d’évaluer la stabilité d’ensemble du site englobant l’ouvrage.

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La méthode d’évaluation des charges appliquées à la structure a déjà été détaillée dans le paragraphe 2.2.1.2, les combinaisons dans le paragraphe 2.2.1.3 et le soubassement théorique des méthodes de vérification de la stabilité de l’ouvrage dans le paragraphe 2.2.1.4.

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• Type: • Barres: 14,0 • Espacement: 0,16 (m) • nombre: 6 • longueur: 6,10 (m)

Page 115: Rapport PFE - Quai en paroi moulée & Darse sur pieux.pdf

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La note de calcul correspondant à cette modélisation est présentée en annexe.

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Les panneaux primaires (P) sont les panneaux réalisés dans le terrain, sans qu’il n’y ait d’autres panneaux en adjacence. Ils sont réalisés d’une largeur de 2.80 m.

Les panneaux secondaires (S) sont les panneaux réalisés entre deux panneaux primaires. Ils sont réalisés s’une largeur de 2.80 m. Pour 15 cm de chaque côté ils se superposent aux panneaux primaire. Ces 15 cm de béton sont fraisés au cours de l’excavation des panneaux secondaires.

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L’excavation du panneau secondaire, compris entre deux panneaux primaires, est exécutée après au moins 24h après la fin du bétonnage des panneaux primaires adjacents, pour garantir la prise du béton.

Le rendement prévisionnel de réalisation est de 60 m2 de parois par jour. Le travail est prévu en deux postes jour et nuit. Pour un total de 19.940 m2 de parois moulées, la durée de travail est estimée en 167 jours ouvrables environ.

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La bentonite est livrée en bag étanches de 1 tonne, stockés sur des planchers. #�)�����-���!����������������

La boue de bentonite est nécessaire pour stabiliser les parois de la tranchée et pour transporter les déblais d’excavation de la tranchée à l'installation de dessablage,

La boue de bentonite est malaxée par un turbo-mélangeur Bauer SK 11/15 et transférée dans une cuve de stockage où elle sera maintenu agitée au minimum 12 h avant son utilisation, afin

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d'obtenir les paramètres corrects de viscosité et de thixotropie. En suite la boue de bentonite hydratée est transférée et stockée dans des réservoirs métalliques de grand volume.

Les valeurs nominales et tolérances à retenir comme caractéristiques des boues sont, de façon indicative, les suivantes

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La boue de bentonite est stockée dans des réservoirs métalliques (cuve et silos). La capacité de stockage doit être minimum trois fois le volume du panneau, mais il faut considérer d’avoir une capacité plus grande dans le cas de pertes significatives de boue de bentonite pendant l’excavation. Le volume d'un panneau est en moyenne 2,80 m (largeur) x 24 m (hauteur) x 1 m (épaisseur) = 68 m3. Le stockage prévu est de 440 m3.

Le système de transport de la boue de bentonite comprend pompes, tubes, tuyaux, valves et dérivations conçus pour le gros débit (plus que 500 m3/heure) vers la tranchée. La boue de retour de la tranchée peut avoir un contenu solide supérieur à 8 % et matériaux de diamètre supérieur à 80 mm. Ce système comprend trois lignes de tubes :

Type de tube de transport Ø (mm) Boue neuve de la centrale de production à la tranchée 150 Boue chargée de déblais dès la tranchée à la centrale de dessablage 150 Boue régénérée dès la tranchée à la centrale de dessablage pendant le bétonnage 100

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La centrale de dessablage est composée de trois unités : � ���� ���������A�����.%�$���4�!��������<�6��������!��������"���!1����!���,��b�

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Les matériaux extraits (secs) sont transportés par camion à la décharge agrée par le Maitre d’Ouvrage.

La boue de bentonite dessablée est stockée dans des réservoirs métalliques de stockage pour être réutilisée.

Les valeurs nominales et tolérances à retenir comme caractéristiques des boues sont après régénération, de façon indicative, les suivantes :

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La boue de bentonite non recyclable, sera transportée par camion-citerne à la décharge agrée par le Maitre d’Ouvrage.

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Avant l’excavation des parois moulées, deux murets guide latéraux sont construits sur site pour :

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La construction des murs de fait suivant les phases ci-dessous :

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250 X + 50 250

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100

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D16 EACH 250

BACKFILLED & COMPACTED

OR LEAN CONCRETE

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Pour la stabilité des murs et pour éviter leur déplacement pendant les manœuvres des machines sur la plate-forme de travail, la tranchée entre les murs guide est renforcée tout le 2 mètres par étais en bois. Un remplissage éventuel peut être envisagé.

La définition de détail des murs guide fait l’objet d’un plan d’exécution. A la fin de la construction des parois moulées, le mur coté fouille est démoli et les détritus

débarrassés. Le mur opposé pourra être laissé s’il n’est pas en contraste avec l’aménagement définitif de la zone, sinon il sera aussi démoli.

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Il sera réalisé une plate-forme de travail réglée et bien compactée de portance suffisante pour les charges induites par les machines.

Le matériel utilisé pour l’excavation de la tranchée est le trépan benne (ou hammergrab). Il s’agit là d’une benne preneuse à câble utilisée dans le forage, notamment des parois moulées, des pieux forés et des barrettes. Il s'utilise à l'aide d'une grue treillis munie d'un treuil débrayable.

La benne est munie de deux godets « en pince » pour emprisonner la terre. On fait tomber en chute libre la benne ouverte dans la fouille, et par un mécanisme, les godets se referment, permettant de retirer et remonter les déblais. Les godets sont adaptables en fonction du terrain.

Lorsque l'excavation rencontre une zone dure, on utilise un trépan afin de fragmenter le sol avant de reprendre le travail à la benne.

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La méthode d’excavation prévoit une pré-excavation de trois mètres de profondeur avec méthodes traditionnelles (pelle) suivant le schéma ci-dessous, en raison du fait qu’il n’est pas possible

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d’excaver les premier trois mètres par le trépan-benne (la pompe qui aspire la boue de bentonite est installée au-dessus des roues mordantes du trépan benne, et elle ne serait pas plongée dans la boue).

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Pour assurer le bon alignement des panneaux et réduire les déviations pendant l’excavation il faut adopter une séquence de réalisation afin que le trépan-benne travaille entre les mêmes types de matériel : sol–trépan-benne–sol ou béton–trépan-benne–béton ; donc les panneaux primaires seront excavés dans le sol naturel et les panneaux secondaires entre deux panneaux primaires.

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La largeur d’excavation de chaque panneau est de 2,8 m. Si les conditions des terrains le permettent, on peut prendre en considération l’excavation des panneaux primaires multiples, réalisés avec le creusement de 3 ou plus panneaux consécutifs et la mise en place des armatures et le bétonnage dans une phase unique. Cette dernière méthode n’est pas prévue coté Océan.

Pendant l’excavation le niveau de la boue de bentonite est maintenu en permanence au niveau des murets guides et il ne sera jamais à plus de 50 cm en dessous de l’arase des murs guide. En tous cas, le niveau sera au moins 1 m au-dessus du niveau phréatique le plus haut.

Pendant l’excavation, la verticalité du trépan-benne est mesurée sur deux axes par deux inclinomètres indépendants : axe X, longitudinal à l’alignement de la tranchée et axe Y perpendiculaire à la tranchée. Les paramètres enregistres par les inclinomètres sont élaborés par l’ordinateur à bord de la machine et visualisés à l’écran dans la cabine de l’opérateur. De cette façon l’opérateur peut vérifier continuellement la verticalité et, si nécessaire, corriger la position du trépan-benne sur les deux directions par un system de guides orthogonales. Pendant l’excavation le software de la machine calcule la position du trépan-benne et indique à l’opérateur les actions à entreprendre.

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Avant la descente des cages d’armatures et avant le bétonnage, la boue de bentonite dans la tranchée devra être remplacée avec de la bentonite régénéré. Cette opération est faite par la pompe du trépan-benne. Encore faut-il respecter les valeurs nominales et les tolérances à retenir comme caractéristiques des boues avant la descente des cages d’armatures qui sont, à titre indicatif, les suivantes :

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Les cages sont réalisées de façon à laisser une place (environ 50 cm x 50 cm) pour le passage du tube plongeur pour bétonnage. Elles sont équipées de tubes d’auscultation sonique métalliques. Le nombre et la disposition des tubes sont précisés dans les plans d’exécution.

Les cages d’armature peuvent être assemblées à l’atelier de ferraillage et transportées ensuite sur chantier ou bien assemblées directement sur chantier. Les connexions des nœuds sont faites par ligature, soudure, ou système mixte, en nombre suffisant pour assurer la rigidité de la cage au cours des opérations de levage à la grue.

Les cages sont vérifiées au fur et à mesure de leur fabrication ou livraison. Les cages réputées conformes sont identifiées par moyen d’un couleur rouge. Elles sont aussi identifiées par rapport au type au moyen d’une étiquette.

Seules les cages identifiées conformes et étiquetées peuvent être amenées à pied d’œuvre et utilisées.

Pour le centrage de la cage dans le sens transversale, seront utilisés des centreurs en béton-mortier tels que montrés ci-dessous. Ces centreurs sont installés sur des sections transversales distantes au maximum 4 mètres l’une des autres. Pour chaque section sont installés 6 écarteurs (3 de chaque côté). L’épaisseur des écarteurs est de 8.5 cm.

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La cage d’armature est installée par la grue de service. La cage est monolithique ou bien elle peut être constituée de plusieurs tronçons ; dans ce cas chaque tronçon sera descendu dans la tranchée et tenu suspendu sur les murs guide. Le tronçon suivant sera tenu suspendu avec la grue et sera assemblé au tronçon déjà dans la tranchée. L’assemblage de ces tronçons sera fait en tenant compte des recouvrements d’aciers nécessaires et en prenant toutes précautions quant à la liaison des armatures (soudures ou serre câbles).

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Avant la mise en place de la cage d’armature, ils seront faits descendre dans la tranchée deux profilés métalliques provisoires latéraux ; ceux-ci permettront de guider la cage d‘armature pendant sa mise en place, d'éviter le risque d'une déviation et garantir son centrage longitudinale dans la tranchée.

Cette opération favorise le chevauchement latéral entre les panneaux pendant l’excavation du panneau secondaire, de sorte que les dents d’acier du trépan-benne ne touchent pas les fers d’armature de la cage du panneau primaire.

La cage installée sera maintenue suspendue sur les murs guide pour éviter qu’elle touche le fond de la tranchée.

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La durée entre la fin du curage de la fouille et le début de bétonnage est inférieure à 2 heures. Le bétonnage est exécuté par gravité, à l’aide de tubes plongeurs métalliques rigides et étanches

de diamètre 250/298 mm. Le tubes ont une longueur de 2 m et sont raccordés par câble d'acier (seuil rope) et par O-ring pour assurer leur tenue. Les tubes sont descendus au fond de la tranchée et puis relevés de 15 cm.

Lors de leur remontée, on vérifie continuellement que le pied du tube ne se trouve jamais à moins de deux mètres sous le niveau atteint par le béton. Pour ce faire seront confrontées les mesures suivantes :

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La progression de la remontée du béton dans la fouille sera suivie par plombage au moyen de la même sonde métrique cité ci-dessus. Le premier béton que remonte jusqu’à la surface est le béton d’amorçage ; il sera éliminé. Lorsque plusieurs tubes plongeurs sont utilisés, c'est-à-dire dans le cas de réalisation de panneaux multiples, (deux ou trois séries), le bétonnage sera fait simultanément dans les tubes. La remontée du béton chassant la boue sera le plus uniforme possible, et en tout cas sans décalage vertical de plus de 0.5 m d’un point à un autre.

La boue de bentonite remplacée par le béton, sera pompée à la centrale de dessablage.

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La cadence de bétonnage est calée de sorte à réaliser le bétonnage dans un délai de 2 heures environ, de façon que le premier béton coulé soit encore plastique à la fin du bétonnage. Cela correspond, pour un panneau de 2.80x1.00x24m3 à une cadence maximale prévue d’environ 40-50 m3/h.

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� Tubes en polyéthylène øi = 45 à 48 mm le long du niveau de recépage, et dans le sens transversal des parois. Ces tubes seront en nombre de 4 par panneau ;

� Tubes en polyéthylène øi = 35 à 40 mm aux extrémités des panneaux, dans le sens transversal des parois. Ces tubes servent à marquer la rupture de la partie à éliminer du béton ;

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Le conducteur de la grue au trépan-benne sera seulement un ouvrier spécialisé. Pour aucune raison d’autres personnes pourront se mettre à la manœuvre du trépan-benne, et pour n’importe quelle manœuvre. Tous les engins et matériels sont entretenus régulièrement sur la base des instructions du fabricant.

Pour le risque de chute dans les fouilles ouvertes, pleines de boues de bentonite, il est interdit de laisser les fouilles ouvertes au-delà des horaires de travail. Les fouilles sont ouvertes seulement si le bétonnage suit immédiatement après. Si, pour une raison quelconque, il n’est pas possible de réaliser le bétonnage avant la fin du poste de travail, une grue bouche la fouille par le trépan-benne.

Une corde de secours est gardée dans la zone de travail en cas de chute accidentelle dans les fouilles ouvertes.

Les suivants dispositifs de protection individuelle (DPI) sont obligatoires pour tous les travailleurs :

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Les consignes suivantes sont données : A la fin du poste de travail le conducteur de la grue au trépan-benne doit laisser celui-ci appuyé

à terre et enlever les clés de démarrage. Dans aucun cas l’opérateur peut s’éloigner de son matériel sans avoir enlevé les clés.

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Le bétonnage des parois moulées se fait par déchargement direct des toupies dans la trémie, qui est maintenue par une autogrue.

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La vitesse maximale de circulation sur les pistes de chantier est arrêtée à 30 km/h. Une corde de secours est gardée dans la zone de travail en cas de chute accidentelle dans les fouilles ouvertes. Les suivants dispositifs de protection individuelle (DPI) sont obligatoires pour tous les travailleurs :

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La vitesse maximale de circulation sur les pistes de chantier est arrêtée à 30 km/h. Le système hydraulique de recepage sera utilisé seulement par des opérateurs spécialement

formés. Le matériel est entretenu régulièrement sur la base des instructions du fabricant, avec une attention particulière aux conduites hydrauliques.

Les suivants dispositifs de protection individuelle (DPI) sont obligatoires pour tous les travailleurs :

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Le projet a été sous-traité à une entreprise spécialisé, Cependant aussi bien les ressources de cette entreprise que les ressources de SOMAGEC ont contribuée à la réalisation des travaux. On donne ci-dessous un tableau récapitulatif des ressources humaines et matérielles du projet, les ressources de l’entreprise chargée de la réalisation de la paroi moulée ont été soulignées pour être distingués.

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Page 135: Rapport PFE - Quai en paroi moulée & Darse sur pieux.pdf

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Pour mieux gérer les délais fixés par le maitre d’ouvrage, il est nécessaire d’effectuer un planning précis des délais pour chaque tache et prévoir des outils de control et suivi de l’avancement de chaque tache. Ainsi on a contribué à la réalisation du planning projets à savoir La paroi moulée et la darse sur pieux.

Avant de commencer la saisi des taches il est indispensable de déterminer les heures du travail adoptée par l’entreprise, de plus il est nécessaire de modifier le caleprendre en compte les arrêts de travail et prévoir les jours feriés.

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Avant de commencer la saisi des taches il est indispensable de déterminer les heures du travail adoptée par l’entreprise, de plus il est nécessaire de modifier le calendrier de travail pour prévoir les prendre en compte les arrêts de travail et prévoir les jours feriés.

dessous, les grandes taches récapitulatives du projet. Chaque tache récapitulative englobe un nombre de taches élémentaires.

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07/04/13

Date : le 21/05/2013 à 12h45

Données générales de la structure

Nom :

Espace de travail : SPATIAL Rigidité en flexion : OUI

Nbre de noeuds : 978 Nbre de filaires : 362 Nbre de groupes de filaires : 1 Nbre de surfaciques : 510 Nbre de groupes de surfaciques : 1 Nbre d'appuis ponctuels : 330 Nbre de groupes d'appuis ponctuels : 1

Unités : - de longueur : m - de force : T - de moment : T*m - de contrainte : MPa - de masse : T - d'angle : ° - de temps : s - de déplacement : cm

Facteur de gravité : 9.81 mètre/seconde² Nombre de cas de charge total : 10

Groupes de la structure

Elément n

° Type Titre

Surfacique 1 Coque_E.

Filaire 1 Poutre_C.Appui_Pct 1 Elastique

Cas de charge de la structure

Code Num Type Titre

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Code Num Type Titre

BAGMAX 1 Statique Poids propre BAQ 2 Statique Portique chargé en position 1 BAQ 3 Statique Portique chargé en position 2 BAQ 4 Statique Portique chargé en position 3 (position excentrée) BAELU 101 Comb_Lin 1.35Gmax+1.5Q BAELU 102 Comb_Lin 1.35Gmax+1.5Q BAELU 103 Comb_Lin 1.35Gmax+1.5Q BAELS 104 Comb_Lin Gmax+Q BAELS 105 Comb_Lin Gmax+Q BAELS 106 Comb_Lin Gmax+Q

Combinaisons de la structure

N° Combinaison= Combinaison des cas de charges

101 = + 1.350* 1 + 1.500* 2 102 = + 1.350* 1 + 1.500* 3 103 = + 1.350* 1 + 1.500* 4 104 = + 1.000* 1 + 1.000* 2 105 = + 1.000* 1 + 1.000* 3 106 = + 1.000* 1 + 1.000* 4

Matériaux de la structure

Matériau E T/m² Nu P/V T/m3 Alpha Amortissement %

BETON 3320245.668 0.100 2.500 0.0000100 4.00 ACIER 21440000.000 0.300 7.850 0.0000120 2.00

Sections de la structure

Section Sx m² Sy m² Sz m² Ix m4 Iy m4 Iz m4 Vx m3 V1y m3 V1z m3 V2y m3 V2z m3

D81.3/1.2 0.030200

0.027180

0.027180

0.0048450000

0.0024220000

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0.01192000

0.00595900

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D81.3/2.6 0.06428

0 0.05785

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0 0.0099650

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Effel2007 - Structure - 16.1 SP0 © GRAITEC

07/04/13

Date : le 21/05/2013 à 10h32

Page 182: Rapport PFE - Quai en paroi moulée & Darse sur pieux.pdf

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Données générales de la structure

Nom :

Espace de travail : SPATIAL Rigidité en flexion : OUI

Nbre de noeuds : 978 Nbre de filaires : 360 Nbre de groupes de filaires : 1 Nbre de surfaciques : 510 Nbre de groupes de surfaciques : 1 Nbre d'appuis ponctuels : 330 Nbre de groupes d'appuis ponctuels : 1

Unités : - de longueur : m - de force : T - de moment : T*m - de contrainte : MPa - de masse : T - d'angle : ° - de temps : s - de déplacement : cm

Facteur de gravité : 9.81 mètre/seconde²

Nombre de cas de charge total : 61

Groupes de la structure

Elément n° Type Titre

Surfacique 1 Coque_E. Poutre de couronnement Filaire 1 Poutre_C. Pieux

Appui_Pct 1 Elastique Intéraction sol – pieu Cas de charge de la structure

Code Num Type Titre BAGMAX 1 Statique Poids propre BAQ 2 Statique Portique chargé en position 1 BAQ 3 Statique Portique chargé en position 2 BAQ 4 Statique Portique chargé en position 3 (position excentrée) MASSE 0 Dynamique Masse de la structure SSX 5 Sismique Séisme selon X SSY 6 Sismique Séisme selon Y BAS 101 Comb_Lin SSX BAS 102 Comb_Lin SSX+0.3SSY BAS 103 Comb_Lin SSX-0.3SSY BAS 104 Comb_Lin SSY BAS 105 Comb_Lin SSY+0.3SSX BAS 106 Comb_Lin SSY-0.3SSX BAELUA 107 Comb_Lin Gmax+E BAELUA 108 Comb_Lin Gmax+E BAELUA 109 Comb_Lin Gmax+E BAELUA 110 Comb_Lin Gmax+E BAELUA 111 Comb_Lin Gmax+E BAELUA 112 Comb_Lin Gmax+E BAELUA 113 Comb_Lin Gmax+0.75Q+E BAELUA 114 Comb_Lin Gmax+0.75Q+E BAELUA 115 Comb_Lin Gmax+0.75Q+E

Page 183: Rapport PFE - Quai en paroi moulée & Darse sur pieux.pdf

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Code Num Type Titre

BAELUA 116 Comb_Lin Gmax+0.75Q+E BAELUA 117 Comb_Lin Gmax+0.75Q+E BAELUA 118 Comb_Lin Gmax+0.75Q+E BAELUA 119 Comb_Lin Gmax+0.75Q+E BAELUA 120 Comb_Lin Gmax+0.75Q+E BAELUA 121 Comb_Lin Gmax+0.75Q+E BAELUA 122 Comb_Lin Gmax+0.75Q+E BAELUA 123 Comb_Lin Gmax+0.75Q+E BAELUA 124 Comb_Lin Gmax+0.75Q+E BAELUA 125 Comb_Lin Gmax+0.75Q+E BAELUA 126 Comb_Lin Gmax+0.75Q+E BAELUA 127 Comb_Lin Gmax+0.75Q+E BAELUA 128 Comb_Lin Gmax+0.75Q+E BAELUA 129 Comb_Lin Gmax+0.75Q+E BAELUA 130 Comb_Lin Gmax+0.75Q+E BAELUA 131 Comb_Lin Gmax-E BAELUA 132 Comb_Lin Gmax-E BAELUA 133 Comb_Lin Gmax-E BAELUA 134 Comb_Lin Gmax-E BAELUA 135 Comb_Lin Gmax-E BAELUA 136 Comb_Lin Gmax-E BAELUA 137 Comb_Lin Gmax+0.75Q-E BAELUA 138 Comb_Lin Gmax+0.75Q-E BAELUA 139 Comb_Lin Gmax+0.75Q-E BAELUA 140 Comb_Lin Gmax+0.75Q-E BAELUA 141 Comb_Lin Gmax+0.75Q-E BAELUA 142 Comb_Lin Gmax+0.75Q-E BAELUA 143 Comb_Lin Gmax+0.75Q-E BAELUA 144 Comb_Lin Gmax+0.75Q-E BAELUA 145 Comb_Lin Gmax+0.75Q-E BAELUA 146 Comb_Lin Gmax+0.75Q-E BAELUA 147 Comb_Lin Gmax+0.75Q-E BAELUA 148 Comb_Lin Gmax+0.75Q-E BAELUA 149 Comb_Lin Gmax+0.75Q-E BAELUA 150 Comb_Lin Gmax+0.75Q-E BAELUA 151 Comb_Lin Gmax+0.75Q-E BAELUA 152 Comb_Lin Gmax+0.75Q-E BAELUA 153 Comb_Lin Gmax+0.75Q-E BAELUA 154 Comb_Lin Gmax+0.75Q-E

Combinaisons de la structure

N° Combinaison= Combinaison des cas de charges 101 = + 1.000* 5 102 = + 1.000* 5 + 0.300* 6 103 = + 1.000* 5 - 0.300* 6 104 = + 1.000* 6 105 = + 0.300* 5 + 1.000* 6 106 = - 0.300* 5 + 1.000* 6 107 = + 1.000* 1 + 1.000*101 108 = + 1.000* 1 + 1.000*102 109 = + 1.000* 1 + 1.000*103 110 = + 1.000* 1 + 1.000*104 111 = + 1.000* 1 + 1.000*105 112 = + 1.000* 1 + 1.000*106 113 = + 1.000* 1 + 0.750* 2 + 1.000*101 114 = + 1.000* 1 + 0.750* 2 + 1.000*102 115 = + 1.000* 1 + 0.750* 2 + 1.000*103 116 = + 1.000* 1 + 0.750* 2 + 1.000*104

Page 184: Rapport PFE - Quai en paroi moulée & Darse sur pieux.pdf

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N° Combinaison= Combinaison des cas de charges

117 = + 1.000* 1 + 0.750* 2 + 1.000*105 118 = + 1.000* 1 + 0.750* 2 + 1.000*106 119 = + 1.000* 1 + 0.750* 3 + 1.000*101 120 = + 1.000* 1 + 0.750* 3 + 1.000*102 121 = + 1.000* 1 + 0.750* 3 + 1.000*103 122 = + 1.000* 1 + 0.750* 3 + 1.000*104 123 = + 1.000* 1 + 0.750* 3 + 1.000*105 124 = + 1.000* 1 + 0.750* 3 + 1.000*106 125 = + 1.000* 1 + 0.750* 4 + 1.000*101 126 = + 1.000* 1 + 0.750* 4 + 1.000*102 127 = + 1.000* 1 + 0.750* 4 + 1.000*103 128 = + 1.000* 1 + 0.750* 4 + 1.000*104 129 = + 1.000* 1 + 0.750* 4 + 1.000*105 130 = + 1.000* 1 + 0.750* 4 + 1.000*106 131 = + 1.000* 1 - 1.000*101 132 = + 1.000* 1 - 1.000*102 133 = + 1.000* 1 - 1.000*103 134 = + 1.000* 1 - 1.000*104 135 = + 1.000* 1 - 1.000*105 136 = + 1.000* 1 - 1.000*106 137 = + 1.000* 1 + 0.750* 2 - 1.000*101 138 = + 1.000* 1 + 0.750* 2 - 1.000*102 139 = + 1.000* 1 + 0.750* 2 - 1.000*103 140 = + 1.000* 1 + 0.750* 2 - 1.000*104 141 = + 1.000* 1 + 0.750* 2 - 1.000*105 142 = + 1.000* 1 + 0.750* 2 - 1.000*106 143 = + 1.000* 1 + 0.750* 3 - 1.000*101 144 = + 1.000* 1 + 0.750* 3 - 1.000*102 145 = + 1.000* 1 + 0.750* 3 - 1.000*103 146 = + 1.000* 1 + 0.750* 3 - 1.000*104 147 = + 1.000* 1 + 0.750* 3 - 1.000*105 148 = + 1.000* 1 + 0.750* 3 - 1.000*106 149 = + 1.000* 1 + 0.750* 4 - 1.000*101 150 = + 1.000* 1 + 0.750* 4 - 1.000*102 151 = + 1.000* 1 + 0.750* 4 - 1.000*103 152 = + 1.000* 1 + 0.750* 4 - 1.000*104 153 = + 1.000* 1 + 0.750* 4 - 1.000*105 154 = + 1.000* 1 + 0.750* 4 - 1.000*106 Matériaux de la structure

Matériau E T/m² Nu P/V T/m3 Alpha Amortissement % BETON 3320245.668 0.100 2.500 0.0000100 4.00 ACIER 21440000.000 0.300 7.850 0.0000120 2.00 Sections de la structure

Section Sx m² Sy m² Sz m² Ix m4 Iy m4 Iz m4 Vx m3 V1y m3 V1z m3 V2y m3 V2z m3

D81.3/1.2 0.030200

0.027180

0.027180

0.0048450000

0.0024220000

0.0024220000

0.01192000

0.00595900

0.00595900

0.00595900

0.00595900

D81.3/2.6 0.06428

0 0.05785

0 0.05785

0 0.0099650

000 0.0049820

000 0.0049820

000 0.02451

000 0.01226000

0.01226000

0.01226000

0.01226000

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� Effel2007 - Structure - 16.1 SP0 © GRAITEC

05/05/13

Date : le 22/05/2013 à 08h55

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Cas de charge de la structure

Code Num Type Titre BAGMAX 1 Statique Poids propre de la structure BAELS 101 Comb_Lin 1.30Gmax BAELU 102 Comb_Lin 1.35Gmax

Combinaisons de la structure

N° Combinaison= Combinaison des cas de charges

101 = + 1.300* 1 102 = + 1.350* 1

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� Effel2007 - Structure - 16.1 SP0 © GRAITEC

05/05/13

Date : le 22/05/2013 à 08h58

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Cas de charge de la structure

Code Num Type Titre

BAGMAX 1 Statique Poids propre de la structure BAQ 2 Statique Poussée du béton frais sur la dalle et les parois BAELS 101 Comb_Lin Gmax+Q BAELU 102 Comb_Lin 1.35Gmax+1.5Q Combinaisons de la structure

N° Combinaison= Combinaison des cas de charges

101 = + 1.000* 1 + 1.000* 2 102 = + 1.350* 1 + 1.500* 2

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Mur de soutènement

1. Paramètres de calcul:

MATERIAU:

• BETON: classe C25/30, fc28 = 2750,00 (T/m2), poids volumique = 2,50 (T/m3)

• ACIER: classe HA 500, fe = 50985,81 (T/m2)

OPTIONS:

• Calculs suivant la norme: béton: BAEL 91 mod. 99· sols: DTU 13.12

·

• Enrobage: c1 = 50,0 (mm), c2 = 50,0 (mm)

• Agressivité du Milieu: Tics agressif ou étanchéité

• Fissuration: tr�s préjudiciable

• Dimensionnement du mur en fonction de: - Résistance - Glissement g = 1,500 - Renversement g = 1,500

• Vérification du mur en fonction de: - Tassement moyen:

Sdop = 0,10 (m)

- Différence de tassements: DSdop = 0,05 (m)

• Coefficients de réduction pour: · - Cohésion du sol 100,000 % · - Adhésion semelle-sol 0,000 % · - Butée du voile 50,000 % - Butée de la b�che 100,000 %

• Angle de frottement sol-voile:

· - Butée pour les sols incohérents 0×φ · - Poussée pour les sols cohérents 2/3×φ· - Butée pour les sols cohérents 0×φ· - Poussée pour les sols incohérents 2/3×φ

· 2. Géométrie:·

Page 215: Rapport PFE - Quai en paroi moulée & Darse sur pieux.pdf

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· ·

· 3. Sol:·

• Définition des param�tres géotechniques suivant la méthode: A

• Talus Profondeur du sol aval Ho = 3,70 (m)

• Stratification primaire:

Paramètres:

N° Nom du sol Niveau [m]Epaisseur

[m]Cohésion

[T/m2]

Angle de frottement

[Deg]

Densité[T/m3]

1. Enrochements 0,80 - 0,00 40,00 1,84

• Sols en amont:

Paramètres:

N° Nom du sol Niveau [m]Epaisseur

[m]Cohésion

[T/m2]

Angle de frottement

[Deg]

Densité[T/m3]

1 Tout Venant 2,20 2,20 1,53 27,00 2,00

Page 216: Rapport PFE - Quai en paroi moulée & Darse sur pieux.pdf

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2 Remblai compacté 3,20 1,00 0,00 35,00 1,90

• Sols en aval:

Paramètres:

N° Nom du sol Niveau [m]Epaisseur

[m]Cohésion

[T/m2]

Angle de frottement

[Deg]

Densité[T/m3]

4. Charges

• Liste de charges· · 1 répartie· Dalle de répartition permanente x1 = 0,00 (m) x2 = 4,00 (m) P = 4,00 (T/m2) · 2 uniforme · Surcharge d'exploitation x = 4,00 (m) P = 4,00 (T/m2)

·

Page 217: Rapport PFE - Quai en paroi moulée & Darse sur pieux.pdf

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· 5. Résultats de calculs géotechniques· · POUSSEES· Poussée et butée des terres : limite Coefficients de poussées et butées limites et équilibres pour les sols:

Angle d'inclinaison moyen du talus ε = 0,00 (Deg)

Angle d'inclinaison du voile β = 0,00 (Deg)

22

2

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)(cos

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−⋅+

−⋅++⋅+⋅

−⋅=

εβδβ

εφδφδββ

φβaK

22

2

)cos()cos()sin()sin(1)cos(cos

)(cos

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−⋅+

+⋅+−⋅+⋅

+⋅=

εβδβ

εφδφδββ

φβpK

poa

z

xo

KKKK

≤≤

−==

ν

ν

σ

σ

1

Sols en amont:

N° Nom du sol Niveau [m]Angle de

frottement [Deg]

Ka Ko Kp

1. Tout Venant 2,70 27,00 0,376 0,546 2,663

2. Tout Venant 3,00 27,00 0,334 0,546 2,663

3. Remblai compacté 4,00 35,00 0,244 0,429 3,690

• Déplacements limites totaux · butée 0,125 · poussée 0,012 · Sols en aval:

·

N°Nom du sol Niveau [m]

Angle de frottement

[Deg]Ka Ko Kp

1. 2,70 1,000 1,000 1,000

• Déplacements limites totaux · butée 0,000 · poussée 0,000

Cas simples

N° Cas x (m) y (m) Px (T/m) Py (T/m) Description

1. PM 0,74 1,36 0,00 -6,99 Poids mort du composant béton

2. P'a 0,33 1,33 0,00 0,00 Poussée exercée par le matériau aval

3. P'T 0,33 1,33 0,00 0,00 Poids du prisme côté aval

4. Pa 0,41 1,84 -3,04 -0,15 Poussée exercée par le matériau amont

5. PT 1,46 1,33 0,00 -8,70 Poids du prisme stabilisateur

6. W 0,95 2,00 -0,00 1,92 Pression hydrostatique

7. Dalle de

répartition 0,33 1,33 0,00 0,00 Charge permanente

Page 218: Rapport PFE - Quai en paroi moulée & Darse sur pieux.pdf

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8. Surcharge 0,33 1,33 0,00 0,00 Charge d'exploitation

RESISTANCE

• Type de sol sous la semelle: uniforme

• Combinaison dimensionnante: 1,000*PM + 1,000*P'a + 1,000*Pa + 1,000*P'T + 1,000*PT + 1,000*W + 1,000*Dalle de répartition + 1,000*Surcharge

• Charge dimensionnante réduite: N=-13,93 (T/m) My=-11,86 (T*m) Fx=-3,04 (T/m)

Coefficient de sécurité: 1,388 > 1,000

TASSEMENT

• Type de sol sous la fondation: uniforme

• Combinaison dimensionnante: 1,000*PM + 1,000*P'a + 1,000*Pa + 1,000*P'T + 1,000*PT + 1,000*W + 1,000*Dalle de répartition + 1,000*Surcharge

• Charge dimensionnante réduite: N=-13,93 (T/m) My=-11,86 (T*m) Fx=-3,04 (T/m)

• Charge caractéristique unitaire due aux charges totales: q = 5,57 (T/m2)

• Epaisseur du sol en tassement active: z = 3,75 (m)

• Contrainte au niveau z: - additionnelle: szd = 0,53 (T/m2) - due au poids du sol: szg = 3,13 (T/m2)

• Tassement: S = 0,00 (m) < Sdop = 0,10 (m) · · · RENVERSEMENT ·

• Combinaison dimensionnante: 1,000*PM + 1,000*P'a + 1,553*Pa + 1,000*P'T + 0,900*PT + 1,000*W + 1,000*Dalle de répartition + 1,500*Surcharge

• Charge dimensionnante réduite: N=-13,14 (T/m) My=-9,96 (T*m) Fx=-4,72 (T/m)

• Moment de renversement: Mo= 11,98 (T*m)

• Moment emp�chant le renversement de la fondation: Muf = 21,97 (T*m)

• Coefficient de sécurité: 1,834 > 1,500

GLISSEMENT

• Combinaison dimensionnante: 1,000*PM + 1,000*P'a + 1,000*Pa + 1,000*P'T + 1,000*PT + 1,000*W + 1,000*Dalle de répartition + 1,000*Surcharge

• Charge dimensionnante réduite: N=-13,93 (T/m) My=-11,86 (T*m) Fx=-3,04 (T/m)

• Dimensions équivalentes de la semelle: A = 2,50 (m)

• Coefficient de frottement: - du sol (position du sol): f = 0,502

• Coefficient de réduction de la cohésion du sol = 100,000 %

• Cohésion: C = 0,00 (T/m2)

• Valeur de la force de glissement: Qtr = 3,04 (T/m)

• Valeur de la force emp�chant le glissement du mur: Qtf = N * f + C * A

- au niveau du sol: Qtf = 6,96 (T/m)

• Coefficient de sécurité: 2,290 > 1,500

ANGLES DE ROTATION

Page 219: Rapport PFE - Quai en paroi moulée & Darse sur pieux.pdf

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• Type de sol sous la fondation: uniforme

• Combinaison dimensionnante: 1,000*PM + 1,000*P'a + 1,000*Pa + 1,000*P'T + 1,000*PT + 1,000*W + 1,000*Dalle de répartition + 1,000*Surcharge

• Charge dimensionnante réduite: N=-13,93 (T/m) My=-11,86 (T*m) Fx=-3,04 (T/m)

• Contraintes unitaires maximales caractéristiques dues aux charges totales: · qmax = 9,83 (T/m2)

• Contraintes unitaires mimimales caractéristiques dues aux charges totales: · qmin = 1,31 (T/m2)

• Angle de rotation: ro = 0,00 (Deg)

• Coordonnées du point de rotation du voile: X = 2,89 (m) Z = 0,80 (m)

• Coefficient de sécurité: 12417,666 > 1,500

· · 6. Résultats de calcul béton armé·

• Moments

· ·

·Elé

mentMoments

Valeur[T*m]

Position[m]

Combinaison

Voile maximum 7,39 1,35

1,000*PM + 1,000*P'a + 1,553*Pa + 1,000*P'T + 0,900*PT + 1,000*W +

1,350*Dalle de répartition + 1,500*Surcharge

Voile minimum -0,13 3,98

1,350*PM + 1,350*P'a + 1,553*Pa + 1,350*P'T + 1,485*PT + 1,000*W +

1,350*Dalle de répartition + 1,500*Surcharge

Semelle maximum 0,00 0,00

Semelle minimum -11,87 0,40

1,350*PM + 1,350*P'a + 1,553*Pa + 1,350*P'T + 1,485*PT + 1,000*W +

1,350*Dalle de répartition + 1,500*Surcharge

Page 220: Rapport PFE - Quai en paroi moulée & Darse sur pieux.pdf

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• Ferraillage

PositionSection d'acier

théorique [cm2/m]Barres Espacement [m]

Surface réelle[cm2/m]

voile �gauche

3,81 14,0 tous les

0,19 8,10

voile � droite 7,85 14,0 tous les

0,19 8,10

voile � droite (h/3)

3,81 12,0 tous les

0,29 3,90

voile � droite (h/2)

3,81 12,0 tous les

0,29 3,90

tablette 1 (+)

3,40 12,0 tous les

0,20 5,65

tablette 1 (-) 3,40 0,0 tous les

0,00 0,00

semelle droite (+)

8,70 14,0 tous les

0,16 9,62

semelle droite (-)

5,04 14,0 tous les

0,16 9,62

semelle gauche (+)

0,00 14,0 tous les

0,16 9,62

semelle gauche (-)

0,00 14,0 tous les

0,16 9,62

Nomenclature des armatures:

Page 221: Rapport PFE - Quai en paroi moulée & Darse sur pieux.pdf

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• Type: • Barres: 14,0 • Espacement: 0,19 (m) • nombre: 5 • longueur: 8,57 (m)

• Type: • Barres: 14,0 • Espacement: 0,16 (m) • nombre: 6 • longueur: 6,10 (m)

Page 222: Rapport PFE - Quai en paroi moulée & Darse sur pieux.pdf

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• Type: • Barres: 12,0 • Espacement: 0,20 (m) • nombre: 5 • longueur: 0,99 (m)

Page 223: Rapport PFE - Quai en paroi moulée & Darse sur pieux.pdf

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