100-108, avenue gallieni construction d’un immeuble … p 94-261, juin 2013 – norme...

ABCD

BAGNOLET (93)

100-108, avenue Gallieni

Construction d’un immeuble de bureaux

ETUDE GEOTECHNIQUE Mission géotechnique G2 AVP - Phase avant-projet

RAPPORT N°G150867 PIECE N° 0 0 1

D

C

B 03/02/2015

W. BATS C. MARCIE

51 + 123 INTEGRATION DES SONDAGES ET ESSAIS

SUPPLEMENTAIRES

A 17/12/2015

W. BATS C. MARCIE

31 + 18 PREMIERE DIFFUSION

INDICE DATE ETABLI PAR VERIFIE PAR Nb de

PAGES MODIFICATIONS - OBSERVATIONS

GEOLIA n°G150867 100-108, avenue Gallieni G2 AVP Pièce 001 – Version B BAGNOLET (93) 2

S O M M A I R E Page

1. PRESENTATION GENERALE - DEFINITION DE LA MISSION ............................4

2. REFERENCES ET REGLES DE CALCUL ...................................................................6

2.1. Textes règlementaires ...................................................................................................6

2.2. Documents à disposition ...............................................................................................6

2.3. Exigences ......................................................................................................................6

3. PRESENTATION DU SITE .............................................................................................7

3.1. Localisation du site .......................................................................................................7

3.2. Contexte géologique et lithologique .............................................................................8

3.3. Contexte hydrologique et hydrogéologique .................................................................9

3.4. Autres aléas géotechniques .........................................................................................10

3.5. Synthèse des risques géotechniques ...........................................................................10

4. PRESENTATION DU PROJET .....................................................................................11

5. RESULTATS OBTENUS ................................................................................................13

5.1. Nature des sols reconnus ............................................................................................13

5.2. Observations concernant l'eau ....................................................................................15 5.2.1. Niveau de la nappe ...........................................................................................15 5.2.2. Perméabilités des sols .......................................................................................19

5.3. Caractéristiques pressiométriques ..............................................................................21

5.4. Essais pénétrométriques .............................................................................................26

5.5. Résultats des essais en laboratoire ..............................................................................27

5.6. Reconnaissances de fondations ..................................................................................29

6. CONCLUSIONS – RECOMMANDATIONS ...............................................................31

6.1. Contexte géotechnique ...............................................................................................31

6.2. Etude géotechnique d’avant-projet .............................................................................32 6.2.1. Généralités ........................................................................................................32 6.2.2. Solutions de fondations superficielles ..............................................................33 6.2.3. Solutions de fondations profondes ...................................................................35 6.2.4. Protection vis-à-vis de l'eau ..............................................................................40 6.2.5. Terrassements et soutènements ........................................................................43 6.2.6. Sol du projet .....................................................................................................45


6.3. Mitoyens et Avoisinants .............................................................................................45

6.4. Voirie pompier ............................................................................................................46 6.4.1. Définition de la Partie Supérieure des Terrassements ......................................46

6.4.2. Définition de la plateforme support de chaussée ..............................................47

6.5. Agressivité des milieux vis-à-vis des bétons ..............................................................48 6.5.1. Préambule .........................................................................................................48 6.5.2. Résultats des analyses et conclusions ...............................................................49

6.6. Avis technique sur l’infiltration des eaux pluviales ...................................................49

6.7. Sujétions générales .....................................................................................................50

ANNEXES

Annexe 1 : PLAN DE SITUATION

Annexe 2 : PLAN D’ IMPLANTATION

Annexe 3 : RESULTATS DES INVESTIGATIONS

Annexe 4 : PROCES-VERBAUX DES ESSAIS EN LABORATOIRE GEOTECHNIQUE

Annexe 5 : PROCES-VERBAUX DES ESSAIS EN LABORATOIRE (ANALYSE CHIMIQUE)

Annexe 6 : COUPES ET PHOTOGRAPHIES DES RECONNAISSANCES DE FONDATIONS

Annexe 7 : CLASSIFICATION DES MISSIONS GEOTECHNIQUES ET SCHEMA D’ENCHAINEMENT DES

MISSIONS GEOTECHNIQUES SELON LA NORME NF P 94-500 DE NOVEMBRE 2013


1. PRESENTATION GENERALE - DEFINITION DE LA MISSION A la demande et pour le compte d’ABCD nous avons procédé à une étude géotechnique portant sur des terrains situés au 100-108, avenue Gallieni sur la commune de BAGNOLET (93), en vue de la construction d’immeuble de bureaux. Le présent rapport rend compte des résultats obtenus dans le cadre d'une mission d'exécution de sondages, essais en place et étude en phase d’avant-projet (mission géotechnique type G2 AVP de la norme NF P 94-500 de novembre 2013). Dans le cadre de notre mission, et afin de préciser la nature géologique des terrains et déterminer les caractéristiques mécaniques des couches superficielles et profondes du terrain, nous avons procédé aux investigations suivantes :

- 3 sondages pressiométriques descendus à 25 m de profondeur (notés SP1, SP3 et SP5),

- 3 sondages pressiométriques descendus à 15 m de profondeur (notés SP2, SP4 et SP6),

- 1 sondage pressiométrique descendu à 35 m de profondeur (nommé SP7),

- 3 sondages pressiométriques descendus à 40 m de profondeur (nommés SP20, SP21 et SP22),

- 169 essais pressiométriques répartis dans les sondages précédents,

- l’enregistrement numérique des paramètres de forage,

- 3 sondages carottés descendus à 12/13 m de profondeur (nommé SC7, SC8 et SC9), avec prélèvements d’échantillon intacts,

- 5 piézomètres descendus à 12 m de profondeur dans de sondages spécifiques (nommés Pza, Pzb, Pzc puis Pz24 et Pz25),

- 6 essais au pénétromètre dynamique descendus à 3 m ou 4 m de profondeur (repérés PD26 à PD31),

- 6 sondages à la tarière descendus entre 3 et 6 m de profondeur, avec prélèvements d’échantillon remaniés, et réalisés à proximité des essais au pénétromètre dynamique (nommé TH26 à TH31),

- 1 campagne de 4 fouilles de reconnaissance de fondation à la pelle mécanique des ouvrages mitoyens au projet (repérées RF1 à RF4),

- 13 essais de perméabilité répartis entre 1 m et 3 m au droit de la future voirie, à proximité de PD26 et PD29, puis entre 8 m et 13 m au droit de sondages spécifiques profonds (nommé SD23, SD24 et SD25),

- 1 série d’essais en laboratoire :

o 10 essais d’identification selon le GTR (Guide des Terrassements Routier),

o 6 (3+3) essais de cisaillement CD et UU sur des échantillons intacts prélevés au droit des sondages carottés,

o 4 essais d’agressivité des sols vis-à-vis des bétons,

o 1 essai d’agressivité des eaux vis-à-vis des bétons.


Notre intervention sur site s’est déroulée en deux phases :

- en novembre 2012,

- en décembre 2015 et janvier 2016.

Dans la suite, toutes les profondeurs sont données par rapport à la tête des sondages dont le nivellement sommaire a été rattaché au système NGF69 par l'intermédiaire d’un GPS GeoExplorer et du plan topographique à disposition (plan VRD). Si besoin est, ce nivellement sera à vérifier par le géomètre-expert du projet. On note ra que des altimétrie de nos premiers sondages ont été « recalées » à partir du plan topographique à disposition. On note que les sondages carottés SC8 et SC9 effectué lors de notre campagne d’investigation 2015-2016 ont respectivement été réalisés à proximité immédiate des piézomètres existants Pza et Pzb.

Sondage Cote (NGF69) SP1 68,4 SP2 68,5 SP3 68,5 SP4 67,4 SP5 67,6 SP6 66,6 SP7 68,2

Pza/SC8 68,5 Pzb/SC9 68,3 Pzc/SC7 67,3

SP20 67,4 SP21 68.1 SP22 68,3 SD23 68.1

SD24/Pz24 67,4 SD25 67.7

PD/TH26 68,2 PD/TH27 68,2 PD/TH28 68,5 PD/TH29 68,5 PD/TH30 68,2 PD/TH31 67,3


2. REFERENCES ET REGLES DE CALCUL

2.1. Textes règlementaires

� NF P 94-500, 30 novembre 2013 – Missions d’ingénierie géotechnique – Classification et spécifications,

� NF EN 1990, mars 2003 – Eurocodes structuraux – Bases de calcul des structures,

� NF P 94-261, juin 2013 – Norme d’application nationale de l’Eurocode 7 – Fondations superficielles,

� NF P 94-262, juillet 2012 – Norme d’application nationale de l’Eurocode 7 – Fondations profondes,

� NF P 94-282, Mars 2009 - Calcul géotechnique – Ouvrages de soutènement – Ecrans, et son amendement NF P 94-282/A1 de février 2015,

� NF EN 1997 - 1, juin 2005 – Eurocode 7 : Calcul géotechnique – Partie 1 : Règles générales*,

� NF EN 1997 - 2. Septembre 2007 – Eurocode 7 : Calcul Géotechnique – Partie 2 : Reconnaissance des terrains et essais,

� NF EN 1997 – 1/NA : septembre 2006 – Annexe nationale à la NF EN 1997-1 :2005,

� NF P 11-213-1, mars 2005 – DTU 13.3 – Dallage – Conception, calcul et exécution,

� Guide des Terrassements Routier de Novembre 1992.

* : Norme faisant l’objet d’un projet de révision, non éditée à ce jour

2.2. Documents à disposition Les documents à disposition lors de la rédaction du présent rapport sont les suivants :

� les plans et coupes d’avant-projet de décembre 2015.

2.3. Exigences A titre indicatif, conformément aux normes NF EN 1990 et NF EN 1997-1/NA, les exigences suivantes, relatives à la structure, ont été retenues :

� Durée d’utilisation : 50 ans (à confirmer par le Maître d’Ouvrage),

� Classe de conséquence : CC2 (à confirmer par le Maître d’Ouvrage),

� Catégorie géotechnique : 2 (à confirmer par le Maître d’Ouvrage).


3. PRESENTATION DU SITE

3.1. Localisation du site Le terrain, objet de cette étude, concerne la parcelle cadastrale AC68. L’ensemble de la parcelle, d’une surface globale de l’ordre de 9 500 m², est relativement plane et horizontale à l’échelle du site et se situe vers les cotes altimétriques 68 et 70 NGF69.

Figure 1 : Localisation du site

Figure 2 : Plan cadastral du site


3.2. Contexte géologique et lithologique

D'après les renseignements en notre possession (carte géologique, études déjà réalisées sur le site,…), la succession géologique présumée à cet emplacement est la suivante :

- Remblais d’aménagement urbains,

- Eboulis / colluvions,

- Masses et Marnes du Gypse,

- Marnes et Sables Infragypseux,

- Calcaire de Saint Ouen.

Figure 3 : Localisation de la zone d’étude sur la carte géologique de Bagnolet


3.3. Contexte hydrologique et hydrogéologique

D’après les données du BRGM sur les remontées de nappes, le site est localisé dans une zone de sensibilité très forte, avec un risque de nappe sub-affleurante, quant au risque d’inondation par remontée de nappe.

Figure 4 : Extrait de la carte du BRGM vis-à-vis des remontées de nappes

Toutefois, nous signalons que l’échelle de validité de cette carte d’aléa est de 1/50 000ème. Néanmoins, dans ce contexte, et comme semble l’attester les relevés piézométriques données dans la suite du rapport (cf. § 5.2), la nappe n’est pas sub-affleurante. Compte-tenu du contexte géologique et des relevés disponibles, les arrivées d’eau identifiées correspondent probablement à des circulations de versant, plus ou moins pérennes, et susceptible de varier en fonction des conditions climatiques. Nous signalons qu’un suivi piézométrique et une étude bibliographique et documentaire sont actuellement en cours afin d’affiner le contexte hydrogéologique du site.

Zone d’étude


3.4. Autres aléas géotechniques

De plus, on note que le terrain étudié :

- est localisé en dehors des d’exploitations souterraine ou à ciel ouvert répertoriés sur la commune de Bagnolet,

- n’est pas dans la zone de risque de dissolution du gypse anteludien définie par arrêté inter-préfectoral,

- est en zone d’aléa moyen concernant le risque de retrait-gonflement des formations argileuses présentes au droit du site,

- se situe en zone 1 (sismicité très faible) selon les décrets n°2010-1254, n°2010-1255 du 22 octobre 2010 et n°2015-5 du 6 janvier 2015 de mise à jour, relatifs à la prévention des risques sismiques entrés en vigueur le 1er mai 2011 (art. D. 563-8-1 du code de l’environnement).

3.5. Synthèse des risques géotechniques La synthèse des différents risques à prendre en compte pour le projet est présentée dans le tableau suivant :

Type de risque Fort Moyen Faible Très faible

Risque carrières �

Risque dissolution du Gypse �

Risque lié au retrait-gonflement des sols argileux

�

Risque mouvement de terrain Non renseigné mais risque, a priori, nul dans ce contexte local

Risque inondation par submersion

�

Risque inondation par remontée de nappe �*

Risque sismique �

(*) Risque réévalué compte-tenu des niveaux d’eau mesure et des niveaux bas du projet.


4. PRESENTATION DU PROJET Il est prévu la réalisation un immeuble de bureaux de type R+5 à R+8, avec 6 corps de bâtiments (A à F) sur 3 niveaux de sous-sol avec des espaces verts de pleine terre. L’emprise au sol du projet sera de l’ordre de 7 500 m². La côte finale du sous-sol (arase supérieure du dernier plancher) est prévue vers 56,7 NGF. Les profondeurs terrassées pour la création des 3 niveaux de sous-sol sont comprises entre 10,5 m et 12,5 m par rapport au niveau du terrain actuel. Plus précisément, les niveaux prévus (arase supérieure des planchers) sont les suivants :

- Rez-de-chaussée : 66,97 NGF,

- 1e sous-sol (+ patio) : 62,49 NGF,

- 2e sous-sol : 59,61 NGF,

- 3e sous-sol : 56,73 NGF.

Figure 5 : Plan de masse du rez-de-chaussée

Vide sur patio


Figure 6 : Plan de masse du 3e sous-sol en phase avant-projet

Figure 7 : Coupe de principe d’avant-projet

Les données précises du projet ne nous ont pas été communiquées (descentes de charges arrêtées, combinaisons d’action…). Notre étude gardera donc un caractère général. Pour la suite, il conviendra de nous fournir les renseignements suivants : la classe de conséquence de l’ouvrage, la catégorie géotechnique de l’ouvrage en fonction des conditions de site et la durée d’utilisation du projet.


5. RESULTATS OBTENUS

5.1. Nature des sols reconnus Les coupes des sondages sont réalisées à l’aide des cuttings extraits au droit des sondages effectués en partie à la tarière et en partie en destructif. La première méthode permet d’avoir une coupe approchée alors que la seconde, réalisée à l’eau, ne permet d’obtenir que des matériaux déstructurés qui ne donnent qu'une indication sur la nature des terrains traversés, sous réserve qu’il n’y ait pas de perte in-situ. De plus, le décalage entre la foration et la remontée des cuttings peut entrainer des imprécisions et donc, des variations sur les profondeurs présentées. Un sondage carotté court a été réalisé afin de caler la lithologie superficielle. Ainsi, l’examen des matériaux remontés au cours de l’exécution des sondages SP1, SP3 et SP5, complété par le sondage carotté SC7, a permis d’établir comme suit la succession des différentes formations rencontrées, au-delà d’une couverture de terre végétale ou d’enrobé : Remblais Des remblais hétérogènes principalement argilo-sableux à sablo-argileux et renfermant des débris divers et des cailloutis ont été observés jusqu’à des profondeurs très variables de l’ordre de 1 à 4 m de profondeur. Nous rappelons que les remblais peuvent présenter des surépaisseurs localisées en fonction des aménagements passés du terrain et renfermer tout aussi bien des niveaux indurés de toutes dimensions que des passages complètement décomprimés. Eboulis / colluvions Des éboulis principalement argilo-marneux à localement sableux de teinte divers (beige, jaunâtre, verdâtre, brun) ont été rencontrés jusqu’à de profondeur de l’ordre de 4 à 7,5 m de profondeur, soit jusque vers 62,5/64,5 NGF69. Ces matériaux correspondent à des éboulis issus, au moins en partie, de la formation des Masses et Marnes du Gypse, des Marnes Supragypseuses et des Argiles Vertes. Nota : la transition, et donc la différenciation visuelle entre ces éboulis et les formations en

place sous-jacentes, n’a pas toujours été possible, compte tenu de la nature et du comportement similaire de ces matériaux.


Masses et marnes du gypse et formation sous-jacentes Des marnes beiges blanchâtres renfermant localement en tête des passages d’argiles brunes et de sables puis des marno-calcaires sont recoupés au-delà de 4/7,5 m de profondeur et jusque vers 25 m de profondeur, soit au-delà d’environ 62,5/64,5 NGF69 et jusque vers 42/44 NGF69. Tout d’abord, on note que ces formations sont observées à des profondeurs variables. De plus, la transition, et donc la différenciation visuelle avec les éboulis sus-jacents, n’a pas toujours été possible, compte tenu de la nature similaire de ces matériaux. En effet, les sondages carottés ont mis en évidence des argiles brunes feuilletées, légèrement marneuses, au toit de ces formations. D’un point de vue lithologique, ces matériaux peuvent correspondre aux Masses et Marnes du Gypse. Néanmoins, d’après les différents sondages et essais pressiométriques réalisés sur le site, une partie de ces terrains présente des caractéristiques mécaniques similaires aux éboulis. A cet égard, la limite entre les éboulis et les Masses et Marnes du Gypses a été établie vers la cote 62,5/64,5 NGF69 (Cf. § 4.3 Essais pressiométriques). Au-delà de cette transition irrégulière, les Masses et Marnes du Gypse présentent des faciès très variables. En effet, la formation se caractérise par une alternance de marnes beiges à blanchâtres, d’argiles brunes et de calcaire. Ces matériaux correspondent donc aux Masses et Marnes du Gypse résiduels, aux Marnes et Sables Infragypseux puis au Calcaire de Saint-Ouen indifférenciés. De plus, on note que, d'une manière générale, les formations ludiennes et anteludiennes sont susceptibles de renfermer des bancs grésifiés et calcareux résistants et indurés. Sables Au droit de nos sondages les plus profonds, il semble que des sables verdâtre ait été rencontrés à parti d’environ 25 m de profondeur et jusque vers 30/32 m, soit d’environ 42/44 NGF69 à 36/38 NGF69. Il s’agit selon toute vraisemblance de la formation des Sables de Beauchamp. On notera que des blocs ou bancs de grès indurés peuvent être rencontrés aléatoirement au sein de cette formation et que son horizon médian est souvent argileux. Marno-calcaires Enfin, des marno-calcaires blanchâtre ont été recoupés au-delà d’environ 30/32 NGF69 et jusqu’à la base de nos sondages les plus profonds arrêtés à 40 m, c’est-à-dire à partir d’environ 36/38 NGF à 28/30 NGF69. Cette formation marno-calcaire (Marnes et Caillasses puis toit du Calcaire Grossier) est présente sous différentes formes, indurées à localement plus tendres. Les Marnes et Caillasses constituées par une matrice marneuse à blocs calcaires et caillasses siliceuses noires.


Nota :

D’après les renseignements à disposition (sondages réalisés sur le site, cartes géologiques et sondages d’archives), la synthèse géologique présumée au droit du site est la suivante :

- Remblais sur des épaisseurs variables en fonction des aménagements passés du site,

- Eboulis / colluvions jusque vers 62,5/64,5 NGF69,

- Masses et Marnes du Gypses puis Marnes et Sables Infragypseux jusque vers 52/53 NGF69,

- Calcaire de Saint-Ouen jusque vers 42/44 NGF69

- Sables de Beauchamp jusque vers 36/38 NGF69,

- Marno-calcaires du Lutétien au-delà de 36/38 NGF69.

5.2. Observations concernant l'eau

5.2.1. Niveau de la nappe Lors de notre intervention, nous avons mis en place trois piézomètres, Ø 52/60 mm, descendus jusqu’à 12 m de profondeur au droit de sondages spécifiques (repérés Pza, Pzb, Pzc et Pz24), localisé à proximité des sondages carottés afin de contrôler le niveau de la nappe au droit du site. A l’issue de notre intervention, les niveaux d’eau suivants ont été observés :

Niveau d’eau par rapport au niveau du terrain actuel (en NGF69)

Date Pza Pzb Pzc Pz24

TN 68,5 68,3 67,3 69,8

19/11/2012 7,8 m (60,7) 8,8 m (59,5) 10,4 m (56,9) -

27/11/2012 - - 10,7 m (56,5) -

13/12/2012 8 m (60,5) 8,7 m (59,6) 10,7 m (56,5) -

07/12/2015 7,8 m (60,7) * 7,8 m (59,5) -

16/12/2015 8 m (60,5) * 7,9 m (59,4) -

19/01/2016 7,8 m (60,7) * 7,7 m (59,6) 6,8 m (60,5)

01/02/2016 7,9 (60,6) * 7,7 m (59,6) 6,9 m (60,6)

(*) Piézomètre détérioré ou inaccessible

(**) niveau non stabilisé


On note également que lors de nos relevés des 07/12/2015 et 16/12/2015, sur un piézomètre mis en place lors d’études antérieures, un niveau d’eau a été observé aux alentours de 10,5 m de profondeur, soit vers 58,5 NGF. En résumé, ces premiers relevés ont mis en évidence la présence d’un niveau d’eau entre 8 m et 10,5 m de profondeur par rapport au niveau du terrain actuel, soit aux alentours des cotes altimétriques 57 NGF69 et 61 NGF69. A ce stade de l’étude, compte tenu des niveaux d’eau identifiés lors de nos différents relevés, il est probable que ces arrivées d’eau correspondent à des circulations de versant, plus ou moins pérennes, et susceptibles de varier en fonction des conditions climatiques. Ainsi, nous rappelons qu'un suivi piézométrique est actuellement en cours afin de déterminer les variations piézométriques au droit du site. A titre informatif, l’étude bibliographique et documentaire du secteur amène à préciser les points suivants :

- l’étude des cartes piézométriques de Delesse de 1852 et 1862, de Diffre de 1965 puis de Prunier 1989, dont des extraits de leur synthèse sont présentés ci-après, ne montre pas de nappe superficielle dans le secteur,

- La carte de Delesse de 1862 indique au niveau de la rue de Paris à Montreuil, c’est-à-dire vers 750 m au Sud de notre site la présence d’une nappe vers 42 NGF pour un niveau de terrain naturel vers 64/64,5 NGF69.

- Cette même carte de Delesse indique en amont du site, pour des niveaux de terrain supérieurs à 72 NGF69, la présence d’eau à des profondeurs très variables comprises entre 63 NGF69 et 70 NGF69,

- La Carte géologique du 20e arrondissement de Paris montre en limite avec la commune de Bagnolet des niveaux d’eau également très variables dans un contexte géologique similaire à notre zone d’étude. Pour des niveaux de terrains compris entre 69 et 62,5 NGF69, les niveaux d’eau observés sont compris en 67 et 57 NGF69. De plus, on note que des niveaux piézométriques issus de la carte de Delesse de 1862 indiquent des niveaux d’eau, dans le même secteur de Paris, pouvant atteindre 55/57 NGF69 environ,

- des sondages et des piézomètres répartis lors de campagne GEOLIA dans le secteur, principalement en partie aval du site, (av. Gallieni, av. de la République, rue Victor Hugo), n’ont pas mis en évidence d’arrivée d’eau avant 55 NGF69 environ.

L’ensemble des données disponibles mettent en évidence des profondeurs d’eau très variables, avec notamment la présence d’une nappe avérée au-delà de 55 NGF69, et tende à attester que les arrivées d’eau observées lors des relevés disponibles correspondent à des circulations de versant, plus ou moins pérennes. Le suivi piézométrique, actuellement en cours, permettra d’affiner et de compléter la connaissance du contexte hydrogéologique.


Figure 8 : Extrait de la synthèse des isopièzes de 1858 selon Delesse

Figure 9 : Extrait de la synthèse de la carte piézométrique de 1965 selon Diffre

Zone d’étude


Figure 10 : Extrait de la synthèse de la carte piézométrique 1989 de Prunier-Leparmentier

Figure 11 : Extrait de la carte piézométrique de Delesse de 1862

Nappe perchée des Argiles Vertes


5.2.2. Perméabilités des sols

5.2.2.1 Principe généraux

Afin de mesurer la perméabilité des sols, et plus particulièrement celles des terrains superficiels et profonds, deux types d’essais ont été réalisés :

- 4 essais de perméabilité de type Porchet répartis au sein des terrains superficiels (remblais et colluvions) jusqu’à 3 m de profondeur et réalisés au droit de sondages spécifiques Ø115 mm et tubés en Ø140 mm,

- 7 essais de perméabilité de type Lefranc en régime transitoire dans des forages spécifiques, Ø115 mm et tubés en Ø140 mm, répartis au sein des marnes entre 10 m et 13 m de profondeur.

Ces essais ont été interprétés en fonction de l’organigramme donné en Figure 12.

Essai LugeonOUI

NON

Le sol est rocheux

L'infiltration se fait dans la nappe

Le forage est muni d'unecrépine ou d'une cavité

* Essai par injection* Pressio perméamètre Menard

* Essai Lefranc* Essai Lefranc pour sol peu perméable* Perméamètre autoforeur

* Essai de pompage et application

* Essai Anglais* Essai par injection

Le forage est muni d'une crépine

NON

NON

OUI

NONOUIOUI

Figure 12 : Mesure de la capacité d’infiltration du sous-sol


5.2.2.2 Résultats des essais d’eau

Les résultats des essais d’eau réalisés conduisent aux perméabilités suivantes :

Sondage Profondeur Lithologie Résultats (en m/s)

Porchet Lefranc

PD26

1-2 m Remblais sableux 1,7.10-6 -

2-3 m Limon (Remblais ?) 4,3.10-7 -

PD29

1-2 m Marne sableuse 4,9.10-7 -

2-3 m Marne 8,7.10-7 -

SD23

8-9 m Marne argileuse - 8,8.10-7

10-11 m Marne - 4,1.10-8

12-13 m Marne argilo-sableuse - 1,6.10-6

SD24


10-11 m Marne - 1,8.10-6


SD25

8-9 m Marne argilo-sableuse - 1,4.10-6

10-11 m Marne - 7,5.10-7

12-13 m Marne - 1.10-7

Dans le cas présent, le coefficient de perméabilité (k) est compris, dans les remblais et colluvions superficielles jusque vers 3 m de profondeur entre 1,5.10-6 et 5.10-7 m/s. La capacité d’infiltration au sein de ces matériaux est donc faible à médiocre. Les marnes, argilo-sableuses, recoupées en profondeur entre 8 et 13 m de profondeur se caractérisent par des coefficients de perméabilité (k) variables, et compris entre 1,5.10-6 m/s et 5.10-8 m/s. Globalement la perméabilité globale à ces profondeurs est relativement limitée et en moyenne d’environ 1.10-6 m/s. Nous signalons néanmoins que des variations notables sont observées en fonction de l’importance de la fraction sableuses ponctuellement rencontrés. Remarque :

Nous observons fréquemment des matériaux d’une perméabilité très faible, tout en notant que les valeurs très faibles et inférieures à 10-7 m.s-1 ne sont pas totalement qualifiables par ce type d’essai.


5.3. Caractéristiques pressiométriques Les valeurs des caractéristiques mécaniques des terrains au droit des sondages pressiométriques SP1 à SP6 puis SP20 à SP22 (EM : module pressiométrique, Pl* : pression limite nette) ont été déterminées par des essais pressiométriques. L'analyse statistique des essais conduit aux résultats suivants : Nota : A titre indicatif, les histogrammes présentés ci-après permettent d’observer les types de

distribution des modules pressiométriques et pressions limites nettes au sein de ces formation.

• Remblais

⇒ Cote des terrains : jusque vers 1 à 4 m de profondeur,

⇒ Nombre d’essais : 5 essais

⇒ Analyse des 5 essais pris en compte :

EM mini EM max EM moyen (a) EM moyen (h) écart type dispersion

2.0 MPa 7.9 MPa 4.4 MPa 3.4 MPa 2.5 MPa 0.72

Pl* mini Pl* max Pl* moyen (a) Pl* moyen (h) écart type dispersion

0.11 MPa 0.54 MPa 0.28 MPa 0.19 MPa 0.20 MPa 1.02 (a) : moyenne arithmétique

(h) : moyenne harmonique

Ces valeurs caractérisent des terrains de compacité globalement faible. L’essai non pris en compte correspond à des valeurs moyennes non caractéristiques de ces remblais, mais rappelant que ces matériaux sont par nature hétérogènes et peuvent présenter des niveaux indurés.


• Eboulis - colluvions

⇒ Cote des terrains : D’environ 1/4 m jusque vers 4 à 7,5 m de profondeur, Soit jusque vers 62,5/64,5 NGF69,








Les caractéristiques pressiométriques des matériaux sont globalement moyenne. On note toutefois la présence localisée de bonnes valeurs, exclues dans cette analyse, qui peuvent être rencontrées aléatoirement tout au long de cette formation.

Figure 13 : Distribution des modules pressiométrique (à gauche) et des pressions limites nettes (à droite)


• Marnes et marno-calcaires jusque vers 8/12 m de profondeur

⇒ Cote des terrains : De 4/7,5 m jusque vers 8/12 m de profondeur, Soit d’environ 62,5/64,5 NGF69 jusque vers 56,5/60,5 NGF69,








Les essais réalisés dans cette formation ont mis en évidence des terrains de compacité variable présentant des caractéristiques généralement moyennes à localement bonnes avec néanmoins une amélioration avec la profondeur.



• Marno-calcaires au-delà de 8/12 m de profondeur

⇒ Cote des terrains : D’environ 8/12 m à 25 m de profondeur,

Soit d’environ 56,5/60,5 NGF69 jusque vers 42/44 NGF69,


⇒ Analyse des 86 essais pris en compte:






Les caractéristiques pressiométriques de ces marno-calcaires sont globalement bonnes à excellentes. De plus, cette formation présente des niveaux fortement indurés (EM ≥ 80 MPa). On observe également la présence de quelques passages plus tendres mais présentant néanmoins de bonne compacité.



• Sables

⇒ Cote des terrains : D’environ 25 m jusque vers 30/32 m de profondeur, Soit d’environ 42/44 NGF69 jusque vers 36/38 NGF69,








Les caractéristiques pressiométriques réalisés dans cette formation caractérisent des sables très denses avec la présence de niveaux excessivement indurés (EM ≥ 80 MPa).



• Marno-calcaires au-delà de 30/32 m de profondeur

⇒ Cote des terrains : D’environ 25 m à 40 m de profondeur,

Soit d’environ 36/38 NGF69 jusque vers 28/30 NGF69,


⇒ Analyse des 10 essais pris en compte:






Les marno-calcaires recoupés à la base de nos sondages profonds présentent globalement d’excellentes caractéristiques mécaniques avec des niveaux excessivement indurés (EM ≥ 80 MPa). La valeur plus réduite, mais de bonne compacité, est observé en tête de la formation à la transition avec les Sables sus-jacents.


5.4. Essais pénétrométriques Les six essais au pénétromètre dynamique réalisés permettent d’apprécier, de manière continue, la résistance mécanique (Rd) des terrains traversés.


Les différents essais ont mis en évidence les points remarquables suivants :

Nom de l’essai Profondeur Observations - compacité Rdmoyen

PD26

Jusque vers 1 m Très bonne compacité

(Structure de chaussée probable) ≥ 10 MPa

De 1 à 1,8 m Compacité moyenne # 3 à 7 MPa

De 1,8 à 2,2 m Très bonne compacité ≥ 10 MPa

De 2,2 à 3 m Compacité moyenne à bonne # 5 à 10 MPa

PD27

Jusque vers 0,6 m Très bonne compacité


De 0,6 à 1,3 m Compacité moyenne # 3,5 à 5,5 MPa


PD28 Jusque vers 3 m Très bonne compacité ≥ 10 MPa

Vers 0,8 m Pic de compacité médiocre # 2 MPa

PD29

Jusqu’à 0,3 m Très bonne compacité ≥ 10 MPa

De 0,3 à 0,8 m Compacité moyenne # 4 à 6 MPa

De 0,8 1,8 m Bonne compacité # 10 MPa


PD30 Jusque vers 1,6 m

Compacité faible avec passage décomprimé entre 0,5 et 1 m

# 2 à 3 MPa


PD31

Jusque vers 1,4 m Très bonne compacité


De 1,4 à 3,1 Compacité faible avec passage décomprimé entre 2,8 et 3,1 m

# 2 à 3 MPa

De 3,1 à 4,2 m Compacité moyenne à bonne # 7 à 20 MPa

5.5. Résultats des essais en laboratoire Des essais en laboratoire ont été réalisés sur des échantillons des matériaux superficiels prélevés au droit des sondages TH26 à TH31 à T18 et au droit des sondages carottés SC7 à SC8. Afin de déterminer, selon le GTR (Guide des Terrassement Routier), la classe des matériaux intéressant directement le projet ainsi que les caractéristiques intrinsèques des éboulis. Le programme en laboratoire a porté sur des identifications de type GTR sur les échantillons remaniés puis complété par des essais cisaillement UU et CD pour les échantillons intacts. Les procès-verbaux sont présentés en annexes.


La synthèse des résultats de ces essais sont présentés dans le tableau ci-dessous :

Te

ne

ur

en

e

au VBS ρdOPN ωOPN

W% Dmax<50 mm<5 mm <2 mm<80 µm <2 µm WL WP IP IC g/100g t.m -3 (%) Cu (kPa) φu (°) C' (kPa) φ' (°)

TH26

0,15 à 2 mSable limoneux avec débris de briques silex,

et enrobéR 12.4 20 100 88.3 89.9 32.6 0.7 B5

2 à 2.5 m Limon marron avec inclusions calcaire R ? 15.5 10 100 95.9 98.8 83.7 41.2 22.7 18.6 1.4 3.1 A2s

2.5 à 4.3 mMarnes sableuse beige avec cailloutis

calcaireC 15.9 20 100 97.5 95.1 68.5 52.6 30.2 22.4 1.6 4.1 A2ts

TH27

1.3 à 2 mMarne beige marron avec inclusions calcaires

et de silexR 16 20 100 92.9 88.5 58 3.1 A2

TH29

1 à 2 m Marne sableuse beigre verdâtre marron C ? 17,8 20 100 99.5 99 91.5 45.9 26.7 19.2 1.5 2.4 A2ts

2 à 3 m Marne beige C 20.5 10 100 99.9 98.5 90.6 46 26.4 19.6 1.3 2.1 A2s

4 à 5 m Marne beige jaunâtre C 20.4 10 100 99.9 99.6 93.1 46.8 25.4 21.4 1.2 1.9 A2s

TH30

0,4 à 1 m Marne sablesue beige marron avec grains de

calcaireR ? C ? 21.9 20 100 98.4 96.5 67.3 2.9 A2m

1 à 2 mMarne sablesue beige marron avec grains de

calcaireC ? 19.5 20 100 97.8 95.5 61.6 37.8 20.7 17.1 1.1 2.9 A2m

TH31

0.6 à 2 mSable limoneux avec caillloutis, inclusions

calcaires et de silexR 13.6 20 100 86.6 75.7 28.6 0.8 B5

TH26+27+28+31 Limon marron avec inclusions calcaires R 1.87 11.3

TH26+29+30 Marne beige avec cailloutis de calcaire C 1.65 19.5

SC8

2 à 3 mSables argileux jaune verdâtre avec grains

calcaireC 12 30.9 26.6 26.9

SC9

4 à 5 m Sables argileux jaune verdâtre C 20.9 32.8 13.5 34.9

5 à 6 m Sables argileux jaune verdâtre C 13.8 41.4 33.9 33.6

Formation C LA SSIF IC A T ION GT R

Limite d'AtterbergESSAI DE CICAILLEMENT

UU et CDprof échantillon (m) Description géotechniqueGranulo fraction 0-D mm

R = Remblais // C = Colluvions


Les remblais sablo-limoneux superficiels se caractérisent principalement par des matériaux de type B5. Ce type de sol présentent une proportion de fine importante et une faible plasticité. Ces sols sont sensibles aux variations de teneur en eaux et peuvent changer subitement de consistance. Les matériaux sous-jacents se constituent de marnes, plus ou moins sableuses, de type A2. Le caractère moyen de ces sols se prête à l’emploi d’une large gamme d’outil de terrassement tant que la teneur en eau n’est pas trop élevée. Nota concernant les essais de cisaillement :

A partir des résultats des essais de cisaillement, on note que la valeur de la cohésion non drainée du sol est inférieure à celle de la cohésion drainée pour les échantillons du sol prélevés entre 2 et 3 m et entre 5 et 6 m de profondeur, ce qui est dû à la présence de carbonates de calcium à un pourcentage important, ce qui offre au sol une cohésion drainée importante après consolidation dans le cas de sol consolidé drainé, tandis qu’il joue un rôle drainant dans le cas de sol non consolidé non drainé.

Ainsi, il est conseillé de prendre en compte les valeurs les plus faibles de cohésion pour la phase provisoire (courte terme) et aussi pour la phase finale (long terme). Un autre facteur qui peut jouer un rôle important dans le comportement de notre sol au cisaillement, est que le sol est très hétérogène (colluvions).

5.6. Reconnaissances de fondations La campagne de reconnaissance des fondations des bâtiments ou murs mitoyens a consisté en la réalisation de 4 fouilles à la pelle mécanique (référencées RF1 à RF4), descendues entre 1,35 et 1,40 m de profondeur par rapport au niveau du terrain actuel. La localisation des sondages, les coupes et les photographies associées à ces fouilles de reconnaissance sont présentées en annexe. Nous avons observé au droit de ces fouilles les différents points suivants : RF1

Cette fouille a été réalisée au pied du mur de l’ouvrage situé au 14, avenue de la République, au Nord-ouest du site. Elle a permis de mettre en évidence les éléments suivants :

- le mur mitoyen du bâtiment mitoyen en parpaing semble fondé sur une semelle, en béton, superficielle, filante et descendue vers 0,50 m sous le niveau du terrain actuel,

- cet appui filant présente un débord d’environ 0,25 à 0,30 m et une épaisseur de 0,40 m,

- le sol d’assise est constitué de remblais sablo-limoneux brun orangé.


Remarque : il conviendra de se renseigner auprès du propriétaire du bâtiment en question sur

son système de fondation afin de compléter nos observations. En effet, il semble incohérent qu’un tel ouvrage soit si faiblement fondé au sein de matériaux tel que des remblais.

RF2

Cette fouille a été réalisée au centre du terrain, au pied du 102, avenue Gallieni. Compte-tenu de l’espace très réduit de cette zone et de la présence de réseaux enterrés, la fouille a été interrompue. RF3 et RF4

Ces fouilles ont été réalisées au pied du mur mitoyen situé au 122, avenue Gallieni, au Sud de notre parcelle d’étude. Elles ont permis de mettre en évidence les éléments suivants :

- le mur mitoyen, prolongé en moellons de calcaire, ne présente pas de fondation au sens strict. En effet, le mur est posé directement sur les sols d’assise vers 2,7 à 3,2 m de profondeur par rapport au niveau du terrain actuel,

- cet appui filant présente un débord variable d’environ 0,10 à 0,30 m,

- le sol d’assise est constitué de remblais et/ou éboulis sablo-graveleux gris à limono-argileux brun.

Remarque :

Des reconnaissances complémentaires, actuellement programmées, seront réalisées et intégrés dans une version ultérieure du présent rapport


6. CONCLUSIONS – RECOMMANDATIONS

6.1. Contexte géotechnique Les sondages et essais réalisés sur le terrain en 2012 ont mis en évidence un terrain qui recoupe successivement :

- des remblais d’aménagement urbains de faible compacité sur des profondeurs variables comprises entre 1 et 4 m environ.

Nous précisons que ces matériaux peuvent présenter des surépaisseurs en fonction des aménagements passés et renfermer tout aussi bien des passages complément décomprimés que des niveaux indurés,

- des éboulis principalement argilo-sableux de compacité moyenne, à localement bonne,

vers 4/7,5 m de profondeur, c’est-à-dire jusque vers 62,5/64,5 NGF69,

- des marno-calcaires renfermant localement des passages sableux au-delà de 4/7,5 m et jusque vers 25 m de profondeur, soit d’environ 62,5/64,5 jusque vers 42/44 NGF69. Cette formation présente :

o une compacité généralement moyenne à localement bonne jusque vers 8/12 m de profondeur, soit jusque vers 56,5/60,5 NGF69,

o une compacité bonne à excellente au-delà de 11/12 m et renfermant des niveaux indurés et résistants jusque vers 42/44 NGF69,

- des sables très denses d’environ 25 m à 30/32 m, c’est-à-dire à partir d’environ 42/44 NGF jusque vers 36/38 NGF69,

- des marno-calcaires de bonne à excellente compacités au-delà d’environ 30/32 m de profondeur et jusqu’à la base de nos sondages les plus profonds arrêtés à 40 m, soit au-delà d’environ 36/38 NGF69 et jusqu’à 28/30 NGF69,

- un niveau d’eau variable observé entre 8 et 10,5 m de profondeur, soit entre 57 et 61 NGF69, entre novembre 2012 et février 2016.

Remarque générale : A titre informatif, les essais pressiométriques réalisés, confirmés par les enregistrements de paramètres fournis en annexe, n’ont pas mis en évidence d’anomalie de dissolution du gypse anteludien. Les différentes formations rencontrées apparaissent globalement saines.


6.2. Etude géotechnique d’avant-projet

6.2.1. Généralités Nous rappelons que le projet prévoit de créer des bâtiments à usage divers de type R+5 à R+8 sur trois niveaux de sous-sol enterrés. La côte finale du sous-sol est prévue vers 56,7 NGF. Les profondeurs terrassées pour la création des trois niveaux de sous-sol sont comprises 10,5 m et 12,5 m par rapport aux côtes du terrain actuel. Dans la suite de notre étude, nous considérerons une cote de fond de fouille vers 56,2 NGF, c’est-à-dire environ 0,50 m sous le niveau bas projeté. Les principales sujétions du site et du projet sont définies par :

- la présence de remblais de faible compacité jusque vers 1 m à 4 m de profondeur,

- des niveaux d’eau très variables (circulations de versant probables) observés à partir de 8/10 m de profondeur, c’est-à-dire à partir d’environ 57 à 61 NGF69,

- des terrassements sur des hauteurs importantes (10 à 12 m) recoupant des circulations d’eau dès 8 à 10 m de profondeur pour lesquels la stabilité des avoisinants sensibles devra être garanti.

Ainsi, sur la base de ce projet et des descentes de charges importantes et dissymétriques à attendre – bâtiment de type R+5 à R+8 sur 3 niveaux enterrés avec sous-sols débordant, deux solutions de fondations sont envisageables :

• soit une solution de fondations superficielles de type semelles filantes ou isolées, voire

un radier général armé, ancrées dans les marno-calcaires compacts en place (voire les sables Infragypseux denses), au-delà des éboulis. Les fondations devront être ancrées d’au-moins 0,50 m dans les marno-calcaires et descendues au minimum à 55/55,5 NGF69

• soit une solution de fondations profondes par pieux ou barrettes ancrés dans les marno-calcaires compacts ou sables denses, dans la mesure où les descentes de charges attendues sont ponctuellement très élevées.

A ce stade, la répartition des charges est prévue selon une trame générale de l’ordre de 8 m, ce qui conduirait à un premier estimatif des descentes de charge de l’ordre :

- charges ponctuelles : de 370 t à 1 000 t,

- charges Linéaires : 77,5 t/ml


Avis technique :

Le projet envisagé prévoit des descentes de charges variables et élevées engendrant des contraintes structurelles fortes plus particulièrement en termes de tassements différentiels et d’interaction entre fondations.

Ainsi, dans la mesure le projet imposera à minima la mise en œuvre d’un soutènement provisoire semi-continu, il pourrait s’avérer intéressant de le généraliser en adoptant un système de fondations profondes. En outre que cette solution permette dans une certaine mesure de réaliser économie d’échelle entre la réalisation de la paroi semi-continu et les fondations profondes, elle permettra également de limiter les incidences constructives entre la paroi et les planchers des bâtiments.

par ailleurs, dans les zones en déficit de charge, le recours à des fondations profondes permet la reprise des sous-pressions en faisant travailler les pieux à la traction.

6.2.2. Solutions de fondations superficielles

6.2.2.1 Justifications de la capacité portante des fondations superficielles

En ce qui concerne la justification de la capacité portante, celle-ci est menée conformément aux règles pressiométriques, constituant l’annexe normative D de la norme NFP 94-261 de juin 2013. Pour tous les cas de charges et de combinaisons, l’inégalité suivante doit être vérifiée :

dvd RRV ,0 ≤−

Avec

- Rv,d : résistance nette du terrain sous la semelle superficielle,

- Vd : valeur de calcul de la composante verticale de la charge transmise à la fondation superficielle,

- R0 : valeur du poids du volume de sol constitué du volume de la fondation sous le terrain après travaux.

La résistance nette du terrain sous la fondation superficielle est obtenue par l’application des relations suivantes :

βδ

γγγ

iikplepknetq

vdRvR

netqA

vR

kvR

dvR

..*

.

,,.,

'.

,

,,

=

==


Avec, à ce stade l’étude et selon une approche de calcul 2, la définition des paramètres suivants :

- Rv,k : valeur caractéristique de la résistance nette du terrain,

- A’ : surface effective de la semelle,

- qnet : contrainte associée à la résistance nette du terrain,

- Plek* : pression limite nette équivalente, fixée et limitée ici à 2,8 MPa,

- kp : facteur de portance de la semelle, fixé ici à 0,80,

- iβ et iδ : coefficients de réduction de portance liés à la proximité d’une pente de talus et de l’inclinaison du chargement, fixé ici à 11,

- γR,v : valeur du coefficient partiel permettant le calcul de la portance égale à 1,4 à l’ELU fondamental, à 1,2 à l’ELU accidentelle et à 2,3 à l’ELS,

- γR,d,v : valeur du coefficient de modèle pressiométrique associé à la méthode de calcul, permettant le calcul de la portance à égale à 1,2.

Il vient alors la contrainte associé à la résistance nette du terrain :

qnet = 2,24 MPa A tire indicatif, par analogie avec les anciennes réglementations (DT13.12 et fascicule 62 titre V), il vient alors les contraintes de calcul à l'ELS et à l'ELU suivantes :

q'ELS = 0,80 MPa (8 bars ou 80 t/m²) Intégralité des sollicitations à l’ELS

q'ELU FOND = 1,30 MPa Combinaison fondamentale à l’ELU

q'ELU ACC = 1,53 MPa Combinaison accidentelle à l’ELU

Remarque :

Les valeurs précédentes pourront être optimiser en fonction de la valeur de kp qui dépend de la géométrie des fondations et de leur encastrement réel.

6.2.2.2 Tassements absolus et différentiels Les tassements sous une telle contrainte sont estimés à partir de la relation pressiométrique suivante :

αλλα

+=+=

0

d

d

0

c

cdc B

.B

9E

p.B 2

9E

.B.p. s s s

1 En l’absence des descentes de charges et de la géométrie des fondations, nous avons considéré une charge centrée verticale ainsi que l’absence de talus


Dans le cas de semelles filantes, ou isolées, exerçant une contrainte p, de 0,61 MPa (décharges des terres inclues), nous adopterons les paramètres de calcul suivants :

Type de fondation Contrainte p

(en MPa) α λc λd Ec (MPa) Ed (MPa)

Semelle isolée 0,61 (*)

0,5 1,1 1,12 # 25 à 40 # 40 à 70

Semelle filante 0,5 1,5 2,65 # 25 à 40 # 40 à 70

(*) Décharge des terres incluse Dans le tableau suivant sont renseignées les dimensions minimales requises des appuis et une estimation de leurs tassements, en fonction des descentes de charges :

Charges

Section minimal vis-à-vis ELS

Dimensions des fondations

Estimation des tassements

Appuis ponctuels

370 t 4,7 m² 2,2×2,2 m² 0,4 cm ≤ s ≤ 0,8 cm

600 t 7,5 m² 2,75 x 2,75 m² 0,5 cm ≤ s ≤ 0,9 cm

1 000 t 12,5 m² 3,55 x 3,55 m² 0,6 cm ≤ s ≤ 1,1 cm

Appuis filants

77,5t/ml - 1 m 0,2 cm ≤ s ≤ 0,5 cm

D'où un tassement absolu (s) et des tassements différentiels (∆s) de l'ordre de :

0,2 cm ≤ s ≤ 1,1 cm ∆s ≤ 1 cm

Il ne faut certes pas considérer les chiffres ci-dessus dans toute leur rigueur mathématique, mais plutôt ne voir en eux qu'un ordre de grandeur des phénomènes. Ces tassements pourront être précisés ultérieurement en fonction des charges calculées du projet et des sections des fondations retenues.

6.2.3. Solutions de fondations profondes

6.2.3.1 Justifications de la capacité portante des fondations profondes

Pour justifier qu’une fondation profonde supporte la charge de calcul avec une sécurité adéquate vis-à-vis d’une rupture par défaut de portance du terrain, les inégalités suivantes doivent être satisfaites pour toutes les combinaisons d’action à l’état limite ultime (ELU) et à l’état limite de service (ELS) :

dczdc RELUFF ,, )( ≤=

dcrczd RELSFF ,,)( ≤=


En ce qui concerne la détermination de la valeur de calcul de la capacité portante du terrain, celle-ci est calculée conformément aux règles pressiométriques, constituant l’annexe normative F de la norme NFP 94-262 de juillet 2012. La valeur de calcul de la portance à l’ELU,dc,R , est estimée comme suit :

∑ ⋅⋅+

⋅⋅

=d2R,d1R,d2R,d1R,

*

bdc,

1

1 R

γγγγγγsi

sis

epb

qA

PlkA

La valeur de calcul de la portance à l’ELS, dcr,c,R , est estimée comme suit :

rc,

kcr,c,dcr,c, R

γR

=

Avec :

ks,kb,kcr,c, .7,00,5. R RR += (pour des pieux réalisés sans refoulement de sol)

kbqAR ,bkb, . = avec 2,1,

, .

*.

dRdR

pkb

Plekq

γγ=

dzzqPRD

ks )(. 0

,sks, ∫= avec [ ]

2,1,

sol-pieuks, .

)(*.

dRdR

zplfq

γγα

=

où :

dcr,c,R = la valeur de calcul de la charge de fluage de compression (anciennement QELS)

kcr,c,R = la valeur caractéristique de la charge de fluage de compression

kb,R = la valeur caractéristique de la résistance à la compression du terrain sous la base du pieu

ks,R = la valeur caractéristique de la résistance par frottement sur le fût d’un pieu

rc,γ = le facteur partiel sur la charge de fluage en compression en fut compression pour des

combinaisons quasi-permanentes

bA = section de la fondation profonde

sP = périmètre du pieu

kbq , = la valeur caractéristique de calcul de la résistance limite à la base d’une fondation profonde

ks,q = la valeur caractéristique de calcul du frottement latéral unitaire limite de la fondation

profonde pour la couche de terrain concerné

sol-pieuα = un paramètre adimensionnel qui dépend à la fois du type de pieu et du type de sol

[ ]f = une fonction qui ne dépend que du type de sol et des valeurs de pl*

2,1, . dRdR γγ = coefficients de modèle pour la méthode pressiométrique


Dans notre cas, pour des pieux forés simples (catégorie 1 - classe 1) et des pieux à la tarière creuse en compression et en traction, les valeurs retenues sont définies ci-après :

Paramètres Valeurs retenues non ancré dans la craie

1,dRγ 1,15 (1,4 en traction)

2,dRγ 1,10

bγ 1,10

sγ 1,10

rc,γ 1,10

6.2.3.2 Valeurs caractéristiques de dimensionnement des pieux

Dans ces conditions nous retiendrons les hypothèses géotechniques de calcul suivantes, pour le « modèle de terrain » :

Profondeur (NGF69)

Formations Ple* Courbe qs****

foré simple (kp max**)

qs**** tarière creuse

(kp max**)

Jusque vers 55,5 NGF69 Influence sous-sol Frottement neutralisé

De 55,5 à 42/44 NGF69 Marno-calcaires 4 MPa Q4 168 kPa (1,45)

179 kPa (1,60)

De 42/44 à 36/38 NGF69 Sables 4,5 MPa Q2 90 kPa (1,10)

170 kPa (1,65)

De 36/38 à 28/30NGF69 Marno-calcaires 3 MPa*** Q4 156 kPa (1,45)

166 kPa (1,60)

(**) kp max pour un encastrement tel que Def/B ≥ 5

(***) valeurs limitées à ce stade de l’étude et affiner en fonction des besoins du projet et des valeurs caractéristiques de cet horizon

(****) dans le cas où une autre technologie de mise en œuvre est retenue, il conviendra de recalculer les différentes valeurs du frottement latéral unitaire limites.

Remarque :

- Quelle que soit la technique de pieux retenue par l’Entreprise, elle devra être dument justifiée lors de la mission G3, conformément aux normes en vigueur (et/ou au procédé interne propre à l’Entreprise spécialisée) tout en garantissant que la mise en œuvre permette de traverser d’éventuels niveaux indurés.,


- Compte-tenu des profondeurs attendues pour les fondations profondes et afin de valider les paramètres de dimensionnement, il convient de prévoir dans les études ultérieures, a minima, deux sondages carottés permettant de reconnaitre la géologie jusque vers descendus vers 40 m.

6.2.3.2 Exemple de prédimensionnement

A titre d’exemple, le calcul, selon une approche de calcul 2 de l’Eurocode 7, des capacités portantes aux ELU et ELS pour des pieux forés simple et des pieux à la tarière creuse de diamètre Ø 600 à Ø 1 000 mm, descendus à :

- 15 m de profondeur dans les sables denses, soit vers 41 NGF,

- 20 m de profondeur à la base des sables denses, soit vers 36 NGF,

conduit aux résultats décrits ci-après : Pieu foré simple descendu vers 41 NGF

Diamètre du Pieu [mm] 600 800 1 000

Base (pointe) du pieu 15 m/Fond de fouille prévisionnel

soit vers 41 NGF (non ancré dans la craie)

En compression

dc,R [MN]* ELU FOND 4,06 5,88 7,92

dcr,c,R [MN]* ELS (Q. P.) (anciennement Q ELS)

2,64 3,75 4,97

σ'b (MPa)** 9,3 7,5 6,3

En traction

dcr,t,R [MN]* ELS (Q. P.)

(anciennement Q ELS) 1,28 1,67 2,13

(*) 1 MN = 100 t

(**) σ'b est la contrainte moyenne du béton sur la seule section comprimée. Nous rappelons que conformément à la norme NF P 94-262 (§6.4.1), la valeur maximum de σ'b est fonction :

• du type de pieu utilisé, • de la qualité du béton.


Pieu à la tarière creuse descendu vers 41 NGF


Base (pointe) du pieu 20 m/TN – soit vers 4,5 NGF (non ancré dans la craie)

En compression

dc,R [MN]* ELU FOND 5,09 7,47 10,20


3,25 4,67 6,27

σ'b (MPa)** 11,5 9,3 8

En traction



Pieu foré simple descendu vers 36 NGF


Base (pointe) du pieu 15 m/Fond de fouille prévisionnel

soit vers 41 NGF (non ancré dans la craie)

En compression

dc,R [MN]* ELU FOND 4,56 6,25 8,24


3,01 4,10 5,34

σ'b (MPa)** 10,6 8,2 6,8

En traction



(*) 1 MN = 100 t


• du type de pieu utilisé, • de la qualité du béton.


Pieu à la tarière creuse descendu vers 36 NGF


Base (pointe) du pieu 20 m/TN – soit vers 4,5 NGF (non ancré dans la craie)

En compression

dc,R [MN]* ELU FOND 5,88 8,35 11,08


3,88 5,43 7,11

σ'b (MPa)** 13,7 10,8 9,1

En traction



(*) 1 MN = 100 t


• du type de pieu utilisé,

• de la qualité du béton.

6.2.4. Protection vis-à-vis de l'eau Compte-tenu de la présence d’arrivée d’eau à des profondeurs très variables, et observées à partir d’environ 8 à 10 m, c’est-à-dire entre environ 57 et 62 NGF, il conviendra de préciser l’amplitude de ces variations du niveau d’eau, avant et pendant la durée des travaux, par l'intermédiaire du suivi piézométrique et d’une étude hydrogéologique. L’étude hydrogéologique nécessaire (et actuellement en cours) permettra de valider, ou d’adapter, les sujétions à prendre vis-à-vis de l’eau et qui sont précisées ci-après.

6.2.4.1 Phase provisoire

Il apparait que le niveau bas du projet est situé sous les niveaux d’eau observés au droit des différents piézomètres, ce qui conditionne très fortement le mode de terrassement et de soutènement du projet. En tout état de cause, l’exécution des fouilles et des fondations devra se faire hors d’eau, ce qui imposera une solution rabattement généralisé par puits ou pointes filtrantes.


Pour rappel, les essais d’eau effectués ont mis en évidence une perméabilité globalement limitée des terrains rencontrés jusque vers 13 m de profondeur, principalement argilo-marneux à localement sableuses, avec des valeurs du coefficient de perméabilité, k, compris entre 1,5.10-6 et 5.10 8 m/s, avec une moyenne de 1.10-6 m/s. Dans la suite de notre analyse pour l’estimation des débit d’exhaure, nous retiendrons une valeur conservatrice de 2.10-6 m/s, afin de tenir compte de la présence de passage sableux pouvant augmenter ponctuellement l’importance des arrivées d’eau. Compte-tenu des débits attendus, des niveaux d’eau observés et du contexte géologique, le rabattement pourra éventuellement être assuré par un système de drainage périmétrique soigné ou équivalent qui serait descendu à l'avancement et qui permettrait d’intercepter toutes les circulations d’eau au sein des colluvions, associé à un drainage en fond de fouille. Ce système, non exclusif, pourrait être complété, au cas par cas, en fonction de l'importance des arrivées d'eau, par l’intermédiaire de pointe filtrante par exemple, et être raccordé à plusieurs fosses avec relevage vers un exutoire adapté. Quoiqu’il en soit, la solution retenue en phase provisoire devra faire l’objet d’une validation par le Bureau de Contrôle et le géotechnicien en charge de la mission G4. Quoiqu’il en soit, nous recommandons :

1. de définir une méthodologie ainsi qu'un phasage précis du rabattement/drainage,

2. de suivre avec soin les effets de ces travaux sur les structures mitoyennes,

3. de réaliser ces travaux par une Entreprise spécialisée qui devra justifier techniquement le rabattement/drainage dans des terrains argileux.

A défaut de pouvoir justifier d’une bonne gestion des eaux en phase provisoire, intégrant également les taxe de rejet dans le réseau public, il conviendra de prévoir à réaliser les terrassements à l’abri d’un écran continu de type paroi moulée.

Nota :

Lors des terrassements, tout ouvrage (piézomètre, tube PVC,…) rencontré et non rebouché, devra immédiatement être injecté avant que les terrassements ne dépassent la cote de 62 NGF afin d’éviter toute remontée dans la fouille par ces ouvrages.

A titre indicatif, les débits à prévoir en phase provisoire peuvent être estimé par la formule de Schneebeli :

S Hk 2,5 Q=

Avec : k # 3.10-6 m/s (perméabilité conservatrice des colluvions) H # 5 m (hauteur de rabattement – eau à 61 NGF) S # 8 000 m² (surface mouillée)


D’où un débit :

Q = 12,1 m3/h

Compte tenu des incertitudes associées à ce type d'estimation que des essais d’eau permettraient de vérifier et d’affiner (essai Lefranc, essai de pompage,…), nous retiendrons comme débit de pompage des fouilles sur une hauteur d’épuisement/rabattement d’environ 5 m, l'encadrement suivant :

5 m3/h ≤ Q ≤ 25 m3/h

6.2.4.2 Phase définitive

En phase définitive, il conviendra de protéger le sous-sol enterré vis-à-vis des arrivées d'eau aussi bien horizontales que verticales. Il s’avèrera nécessaire de réaliser une protection des niveaux enterrés vis-à-vis des circulations superficielles et des remontées de nappes. Pour cela, on pourra s’orienter vers une solution de protection par cuvelage dont la cote d’arrêt sera définie selon le niveau de protection souhaité par le Maitre d’Ouvrage, et selon le Niveau des Plus Hautes Eaux Connues au droit du site. Au-dessus de la cote d'arrêt du cuvelage, et en cas de remontée exceptionnelle des eaux, le sous-sol sera rendu inondable au moyen de barbacanes associées à des cunettes périmétriques et des cheminées de décompression. Préalablement à l’étude des NPHE actuellement en cours, nous proposons en première approche de retenir une cote de 62,5 NGF. Ainsi, nous recommandons de prévoir un cuvelage des deux derniers niveaux de sous-sol accompagné d’une inondabilité des sous-sols (pénétration des eaux) au-dessus de ces niveaux. Quoiqu’il en soit, la protection des niveaux enterrés vis-à-vis de l'eau dépendra du choix du Maître d'Ouvrage. Si celui-ci n'accepte aucune trace d'humidité dans ces locaux, il convient de prévoir un cuvelage ou tout autre système équivalent (doublage + cunettes par exemple). Cas particulier du patio

Concernant les patios dont le niveau bas est prévu à la cote de 62,49 NGF, ils sont potentiellement impactés par le NPHE actuellement défini. De plus, nous rappelons que les matériaux sous-jacents aux patios sont peu perméables et ils retiendront les eaux issues de la pluviométrie (possibilité d’infiltration infiltration très limitée).

En conséquence, nous recommandons la mise en œuvre d’une forme drainante sous le niveau du patio afin de collecter et évacuer les eaux ainsi récoltées.


6.2.5. Terrassements et soutènements

La création de sous-sol conduira à l'exécution d’une fouille pouvant atteindre 10 m à 11 m de profondeur par rapport au terrain naturel et dont il conviendra d'assurer la stabilité. Ces terrassements recouperont des remblais puis des matériaux argilo-marneux à localement sableux ainsi que des arrivées d’eau dès 8/10 m de profondeur.

6.2.5.1 Extraction des déblais Les déblais pourront être réalisés, en général, avec une pelle mécanique de bonne puissance jusqu'au niveau du fond de fouille dans les remblais et les sols en place, La présence probable d’éléments et/ou de niveaux indurés de toutes tailles au sein des remblais et les sols en place nécessitera le recours à des engins désagrégateurs spécifiques.

6.2.5.2 Talutage Les contraintes du site (recul insuffisant et présence d’avoisinant) ne permettront pas la réalisation de talus. Dans les zones de recul suffisant (dans la partie centrale du site), en l'absence de surcharges en tête et pour des hauteurs inférieur à 4 m, on pourra s’orienter, pour une partie des terrassements, sur un principe d'un talutage avec une pente maximale de 2/3 (V/H) dans les remblais et 1/1 dans les éboulis et marnes.

6.2.5.3 Soutènement pour des profondeurs de fouille supérieure à 6,5 m A défaut de réaliser les terrassements à l’abri d’un écran continu de type paroi moulée, et sous réserve d’une gestion soignée des eaux en phase provisoire, on pourra envisager de réaliser les travaux à l’abri d’un écran semi-continu de type paroi berlinoise, ou équivalent, butonné et/ou tiranté à l’avancement en phase provisoire associé à un drainage soigné / rabattement des arrivées d’eau. Nota : Nous signalons que la solution technique de « Voiles Par Passes alternés » n’est pas

équivalente à un écran semi-continue et qu’elle proscrite dans le cas présent, compte-tenu des hauteurs de soutènement.

6.2.5.4 Soutènement pour des profondeurs de fouille inférieur à 6,5 m

Dans les zones où les contraintes du site ne permettront pas la réalisation de talus, et à défaut de réaliser un écran semi-continu, et pour des hauteurs de terrassements inférieures à 6,5 m (au niveau des patios par exemple), on pourra envisager localement un soutènement provisoire de type tranchée blindée, ou sur un terrassement avec des « Voiles exécutés Par Passes alternées » avec bétonnage et butonnage à l’avancement, ou par tout autre système équivalent.


Cette solution n’est, bien évidemment, envisageable que sous réserve d’un drainage soigné des arrivées d’eau. Dans le cas où la solution de « Voiles Par Passes alternées » est retenue, nous insistons sur l’importance d’une réalisation et d’une justification soignée (méthodologie, note de calcul, vérification de sa stabilité durant toutes les phases du terrassement,….), qui devront recevoir l’agrément préalable du Bureau de Contrôle. D’une façon générale, la rencontre de remblais et de sable sans réelle cohésion conduira à adapter et limiter les largeurs et les hauteurs de passe en les réduisant au maximum. Les terrains instables feront l’objet d’un blindage en bois provisoire. En tout état de cause, il est exclu de réaliser un terrassement, ou des fondations, sans assurer la stabilité des ouvrages avoisinants par un dispositif adapté pour interdire tout mouvement, quelle que soit la phase de mise en œuvre du projet. La technique des « Voiles Par Passes » reste cependant proscrite au pied d’ouvrages mitoyens où l’on devra prévoir des dispositions spécifiques de type puits blindés alternés, de tranchées blindées ou de tout autre système équivalent, dûment justifié.

6.2.5.5 Butonnage

Une attention toute particulière sera également apportée à la mise en œuvre des butons en phase de terrassement. L'angle d'inclinaison, les dimensions de semelles d'assise, le système de fixation sur les voiles et la transition des butons provisoires vers les butons définitifs devront être précisément justifiés préalablement au début des travaux. Afin d'augmenter la rigidification du système "voiles - butons", la mise en place des butons d'angle est indispensable dès la première passe. Pour éviter tout déplacement des voiles en tête, les butons provisoires et définitifs devront être vérifiés régulièrement afin de s’assurer de la liaison voile - butons (coin de charge bien en place). A cet égard, nous insistons sur la difficulté de justification des semelles des butons provisoires qui seraient, le cas échéant, fondées dans les remblais ou alluvions dont la portance est précaire. Dans la mesure où les efforts de poussée à reprendre sont trop importants, nous conseillons vivement que les semelles des butons reposent sur les têtes des pieux qui bien évidemment devront être dimensionnés à cet effet. Alternativement, on pourra recourir à des butons horizontaux lorsque la géométrie du projet le permet.

Quoi qu'il en soit, la stabilité du site, en phase provisoire, devra être justifiée, préalablement au début des travaux. Cette justification devra tenir compte du projet définitif, des avoisinants, et devra être soumise à l'approbation du Bureau de Contrôle et du contrôleur technique en charge du suivi des travaux.


6.2.5.6 Caractéristiques intrinsèques

Pour le dimensionnement des ouvrages de soutènement, on retiendra les paramètres à long terme suivants :

Formation γ (kN/m3)

Ck’ (kPa)

ϕk’ (°)

Remblais 19 0 25

Colluvions 19 5 28

Marnes 20 10 30

ϕ' = Angle de frottement interne / c' = Cohésion / γ = Densité On notera cependant que les caractéristiques précédentes n'ont pas été mesurées par des essais spécifiques, mais correspondent aux valeurs généralement admises dans ces matériaux, en corrélation avec les résultats pressiométriques e des essais de cisaillement à disposition.

6.2.5.7 Système de surveillance

Les terrassements et soutènements préconisés dans le présent rapport, devront impérativement être associés à une méthode observationnelle (système de surveillance). En d’autres termes, nous recommandons de mettre en œuvre :

- des dispositifs de contrôle des déformations des voiles périmétriques avec la mise en place de cibles par exemple,

- des dispositions palliatives permettant de définir des seuils d’alerte et d’interventions en cas de déformations excessives.

6.2.6. Sol du projet Le sol du projet devra être traité en plancher porté par les fondations (ou radier) et résistant aux sous-pressions.

6.3. Mitoyens et Avoisinants L'étude de la stabilité des ouvrages avoisinants au cours de l'exécution des fouilles des sous-sols exige une étude spécifique. En tout état de cause, il est exclu de réaliser un terrassement ou des fondations sans assurer la stabilité des ouvrages mitoyens par un dispositif adapté pour interdire tout mouvement quelle que soit la phase de mise en œuvre du projet. A cet égard, les terrassements à effectuer sous le niveau d'assise des fondations avoisinantes devront être réalisés au moyen de puits blindés par exemple ou équivalent.


Notons que toute solution envisagée devra être dument justifiée et être validée par un contrôleur externe afin de privilégier le mode de soutènements et/ou la solution de terrassement les mieux adaptés. Par ailleurs, nous recommandons que l’Entreprise chargée des travaux mette en place un système de suivi des déplacements en X, Y et Z (cibles par exemple) avec définition des seuils d’alerte et d’intervention associés aux mesures palliatives.

6.4. Voirie pompier Nous signalons que le projet prévoit en la réalisation d’une voirie pompier aux abords des constructions. Pour la réalisation de la structure de chaussée de cette voirie, on retiendra les hypothèses de dimensionnement suivantes :

- le sol du nouveau parking sera au même niveau que celui du parking actuel ou présentera un léger décaissement inférieur à 1 m,

- il est requis l’obtention d’une plateforme de type PF2 avec EV2 ≥ 80 MPa,

- la structure de chaussée sera de type « chaussée souple ». De plus, on retiendra les hypothèses suivantes concernant la voirie :

- trafic équivalent à un trafic de type TC2,

- durée de vie supérieure à 20 ans. Ces hypothèses devront être confirmées par la Maitrise d’Ouvrage.

6.4.1. Définition de la Partie Supérieure des Terrassements Phase chantier En fond de forme, après décapage des remblais superficiels, il est attendu des sols classés en catégorie B5 pour les remblais sablo-limoneux et présentant une sensibilité significative aux variations de leur teneur en eaux puis A2 pour les marnes sous-jacentes,. Compte-tenu de la sensibilité à l'eau des terrains superficiels, des problèmes de traficabilité en phase chantier sont à craindre en période humide, et pourraient nécessiter de prévoir une piste provisoire, soit en matériaux d'apport, soit par traitement des sols du site.


Phase définitive Nous rappelons que le niveau fini de la solution définitive dans cette zone correspondra approximativement au même niveau que celui du terrain actuel. Quoiqu’il en soit et quel que soit le niveau fini de la voirie, il conviendra de terrasser et substituer, si nécessaire, les remblais superficiels. Dans la mesure où l’on observe des matériaux limono-sableux puis marneux d’une compacité satisfaisante, le guide technique du Ministère de l’Equipement, du Logement et des Transports « réalisation des remblais et des couches de forme » GTR de juillet 2000, conduit à classer la partie supérieure de terrassement en PST n°2, avec une classe d’arase AR1, au moment de nos investigations. Dans tous les cas, une couche de forme est nécessaire. Elle permettra d’obtenir une plate-forme support de chaussée de type PF2. Préalablement à la réalisation de la couche de forme, il conviendra d’effectuer un compactage du fond de fouille afin d’obtenir une portance effective minimum de 35 MPa/m (Module de Westergaard) puis de mettre en place un géotextile anticontaminant.

6.4.2. Définition de la plateforme support de chaussée Afin d’obtenir une PF2, une couche de forme sera nécessaire. On pourra alors envisager, par exemple, la réalisation d’une couche de forme de 35 cm par apport de matériaux granulaires concassés (type R21) ou de matériaux de type sablo-graveleux (B31, D2 ou D3) mis en œuvre conformément aux règles de l’art définies dans le GTR92. La couche de forme sera soigneusement contrôlée au moyen d’une série d’essais de plaque et on veillera à obtenir les caractéristiques minimales suivantes :

Critères de réception

Plate-forme PF2 EV2 LCPC ≥ 50 MPa

Remarque :

- Toute solution alternative à la mise en œuvre de matériaux d’apport, proposée par l’Entreprise spécialisée (mise en œuvre de géogrille par exemple) devra être dûment justifiée afin de garantir la pérennité des ouvrages,

- En cas de présence de matériaux évolutifs ou décomprimés, il conviendra de prévoir des purges supplémentaires afin d’obtenir les portances nécessaires. Par exemple, on observe au niveau de PD30 la présence d’un niveau de faible compacité, pouvant correspondre à une tranchée mal remblayée, nécessitant une purge jusque vers 1,5 m de profondeur ou l’augmentation de l’épaisseur de la couche de forme.


6.5. Agressivité des milieux vis-à-vis des bétons

6.5.1. Préambule Lors de notre intervention, des prélèvements de sols issus des sondages TH26 à TH31 ont été analysés afin de caractériser l’agressivité des sols en place vis-à-vis des bétons. Un prélèvement des eaux a également été réalisé au droit du piézomètre Pzc afin de caractériser les eaux de circulations du site. Les concentrations mesurées dans les sols et des eaux sont comparées aux valeurs définies par les tableaux de la norme EN 206-1 relative à la classification des environnements agressifs pour les bétons

Tableau 1 : Agressivité des sols en fonction de leur concentration en agents agressifs

Tableau 2 : Agressivité des sols en fonction de leur concentration en agents agressifs

Degré d'agressivité Faiblement agressif

Modérément agressif

Fortement agressif

Eau pH 6,5 à 5,5 45,5 à 4,5 4,5 à 4

Sulfate (SO42- en mg/l) 200 à 600 600 à 3 000 3 000 à 6 000

Gaz carbonique agressif (C02 en mg/l)

15 à 40 40 à 100 ≥ 100

Ammonium (NH+ en mg/l)

15 à 30 30 à 60 60 à 100

Magnésium (Mg2

+ en mg/l) 300 à 1 000 1 000 à 3 000 ≥ 3 000

Degré d'agressivité Faiblement agressif

Modérément agressif Fortement agressif

Sol Sulfate (SO4

2-) en mg/kg

2 000 à 3 000 3 000 à 12 000 12 000 à 24 000


6.5.2. Résultats des analyses et conclusions Le compte-rendu des résultats des analyses du laboratoire est présenté en annexe :

Tableau 3 : Synthèse des résultats d'analyses de sols

Agents agressifs

Concentration en mg/kg

Sulfate (SO42-)

en mg/kg

TH26 de4,3à6 m

TH30 de 1 à 2 m

TH29 3 à 4 m TH29 5 à 6 m

3600 2800 1700 1700

Nota :

Concernant la valeur mesurée en TH26, étant donné qu’il s’agit de matériaux présentant une perméabilité inférieur à 10-5 m/s, ce sol peut être classé dans une classe inférieure

Tableau 4 : Synthèse des résultats d'analyses des eaux

Agents agressifs Pzc

Concentration en mg/l pH 7,3

Sulfate (SO42- en mg/l) 500

Gaz carbonique agressif (C02 en mg/l) < 3

Ammonium (NH+ en mg/l)

< 0,05

Magnésium (Mg2

+ en mg/l) 41

Les analyses, d'après la norme EN 206-1, mettent en évidence des sols en place non agressifs. Aucune sujétion particulière n’est à prévoir vis-à-vis des attaques chimiques.

La sélection du béton devra donc se faire en fonction des autres critères d'exposition.

6.6. Avis technique sur l’infiltration des eaux pluviales Dans le cadre de la création de puits ou d’ouvrages d’infiltration pour la récupération des eaux pluviales, nous rappelons que les essais réalisés ont mis en évidence la présence de matériaux superficiels jusque vers 3 m d’une nature variable. Plus précisément, les terrains superficiels se constituent de remblais, principalement limono-sableux et présentant des épaisseurs très variables pouvant atteindre 3/4 m, puis de colluvions marno-argileuses.


Nous signalons que les remblais recouvrent une grande partie du site et impliquent les sujétions suivantes amenant à proscrire toute infiltration :

- ces matériaux sont, par nature, hétérogènes et peuvent entrainer des variations importantes de perméabilité ne permettant pas de dimensionner et d’assurer la pérennité d’un ouvrage d’infiltration,

- l’écoulement d’eau au sein de ces matériaux pourrait entrainer des affouillements par entrainement de fine.

En conséquence, dans ce contexte, les colluvions marno-argileuses reconnues sont les matériaux dimensionnant les éventuels ouvrages d’infiltration. Dans ce cas, la valeur moyenne de perméabilité, k , à retenir est de 4.10-7 m/s. Or, compte-tenu de la perméabilité très limitée de ces matériaux, il est déconseillé de prévoir des infiltrations dans les sols en place puisque ces derniers ne présentent pas les capacités d’absorption suffisantes.

6.7. Sujétions générales On respectera, de plus, les sujétions suivantes :

- l'homogénéité des fonds de fouille sera soigneusement contrôlée,

- les structures enterrées seront réalisées à l'aide d'un béton confectionné en conformité avec la norme NF EN 1992-1-1 d’octobre 2005,

- les eaux de circulations superficielles devront être évacuées de manière efficace,

- en cas d’instabilité des fouilles de fondation, un blindage provisoire pourra être mis en place,

- la rencontre de blocs ou niveaux résistants au sein des remblais ou des sols en place pourra gêner les terrassements et nécessiter l'utilisation de matériel spécifique.

Dans le cadre de l'exécution de pieux (pieux de fondations ou de soutènement), on respectera les sujétions suivantes :

- le bétonnage des pieux se fera à la goulotte ou au tube plongeur, ce qui permet de contrôler le niveau de la base des pieux,

- l'entreprise mettra en œuvre un matériel adapté lui permettant d'atteindre les profondeurs minimales requises, des niveaux très indurés étant probables dans les sols en place. A cet égard, on notera que le trépannage en site urbain est à exclure, et que la traversée de ces niveaux indurés devra être assurée par carottage uniquement,

- des surconsommations de béton sont prévisibles notamment au sein des remblais mais également dans les sols en place,

- des sondages carottés sont recommandés afin valider les paramètres de dimensionnement des pieux en profondeur en statuant sur la transition entre les marno-calcaires et les sables.