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TRACTEBEL ENGINEERING S.A.

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ref. : P.003560.0001 NT07Entité : Hydraulique FranceImputation: P.003560.0001 DARDENNES – REHABILITATION

“”Client : Ville de Toulon

Projet : Dardennes – Réhabilitation

Objet : Diagnostic – Travaux de confortement

01 09.07.2013 Première émission Provisoire R. VENIER J. GAUTIERP. LIGNIER

R. VENIER

REV. DATE SUJET DE LA REVISION STAT. REDACTION VERIFICATION APPROBATION

TRACTEBEL ENGINEERING S.A. – Registered Office: Le Delage – 5, rue du 19 mars 1962 – 92622 Gennevilliers CEDEX - FRANCEwith a capital of 3 355 000 euros – R.C.S. Nanterre B 309 103 877 – SIREN 309 103 877 – VAT: FR 82 309 103 877 – APE 7112B

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VILLE DE TOULON BARRAGE DE DARDENNES DIAGNOSTIC – TRAVAUX DE CONFORTEMENT

iCoyne et Bellier 07.13

SOMMAIRE

1. REFERENCES .............................................................................................................. 3

2. OBJET ....................................................................................................................... 4

2.1. Présentation synthétique de l’ouvrage ............................................................ 4

2.2. Indications sur la géologie du site ................................................................... 5

2.3. Nécessité du confortement de l’ouvrage ......................................................... 6

3. SYNTHESE DES RESULTATS DE LA CAMPAGNE DE RECONNAISSANCESGEOTECHNIQUES 2012-2013 ....................................................................................... 8

3.1. Objectifs de la campagne ................................................................................. 8

3.2. Remarques relatives à la réalisation des travaux de reconnaissances ............ 8

3.3. Programme d’essais de laboratoire ................................................................. 8

3.4. Résultats des essais de laboratoire.................................................................. 9

3.5. Conclusions de la tomographie sismique ......................................................... 9

3.6. Position du contact maçonnerie-fondation ...................................................... 9

4. EVOLUTION DES SOUS-PRESSIONS SOUS L’OUVRAGE .................................................. 13

4.1. Evolution générale ......................................................................................... 13

4.2. Evolution des sous-pressions suite au forage des drains DAV1 à DAV15 enpied aval, au cours de la campagne de reconnaissance 2012-2013 .............. 15

5. CALCULS DE STABILITE COMPLEMENTAIRES ............................................................... 17

5.1. Hypothèses générales des calculs .................................................................. 17

5.1.1. Rabattement ................................................................................... 175.1.2. Ouverture de la fissure en pied amont......................................................... 185.1.3. Longueur de la fissuration ......................................................................... 18

5.2. Critères de stabilité ........................................................................................ 19

5.2.1. Stabilité au glissement .............................................................................. 195.2.2. Stabilité au renversement .......................................................................... 20

5.3. Chargements communs à tous les profils ...................................................... 20

5.3.1. Poids propre ................................................................................... 205.3.2. Pression hydrostatique .............................................................................. 21


iiCoyne et Bellier 07.13

5.3.3. Sous pressions ................................................................................... 215.3.4. Séisme ................................................................................... 21

5.4. Profil 3 ............................................................................................................ 21

5.4.1. Géométrie ................................................................................... 215.4.2. Sous-pressions ................................................................................... 225.4.3. Résultats ................................................................................... 255.4.4. Analyse des résultats ................................................................................ 27

5.5. Profil 2 ............................................................................................................ 28

5.5.1. Géométrie ................................................................................... 285.5.2. Sous-pressions ................................................................................... 305.5.3. Résultats ................................................................................... 345.5.4. Analyse des résultats ................................................................................ 36

5.6. Synthèse des calculs menés ........................................................................... 37

6. SOLUTIONS DE CONFORTEMENT ENVISAGEES ............................................................ 38

7. SOLUTION 1A : INJECTION ET DRAINAGE AVEC GALERIE A L’AMONT ............................ 39

8. SOLUTION 1B : INJECTION ET DRAINAGE SANS GALERIE ............................................. 41

9. SOLUTION 1C : INJECTION ET DRAINAGE AVEC GALERIE A L’AVAL ............................... 43

9.1. Description ..................................................................................................... 43

9.2. Détail estimatif ............................................................................................... 44

10. SOLUTION 2 : REMBLAI A L’AVAL ............................................................................... 46

10.1. Description ............................................................................................ 46

10.2. Détail estimatif ..................................................................................... 48

11. ANALYSE MULTICRITERE DES SOLUTIONS .................................................................. 51

12. ANNEXE 1 : RESULTATS DES ESSAIS DE LABORATOIRE SUR ECHANTILLONS ISSUSDE CAROTTAGES ...................................................................................................... 52

13. ANNEXE 2 : TABLEAU RECAPITULATIF DE L’ANALYSE MULTICRITERE ............................ 56


Coyne et Bellier – Société du Canal de Provence 07.13 PAGE 3 / 57

1. REFERENCES

[N1] CFBR – Recommandations pour la stabilité des barrages-poids – Proposition derecommandation, Groupe de travail « Calcul des barrages-poids », Janvier 2006

[N2] P.003560.0001 NT01 CCTP Reconnaissances géotechniques préliminaires – mars 2012

[N3] P.003560.0001 NT05 Etude de stabilité du barrage dans son état actuel – avril 2013

[N4] P.003560.0001 NT06 Etude géologique de synthèse – juin 2013

[N5] Rapport SOGREAH Etude de stabilité, barrage de Dardennes – phase 1, B. TOUILEB/ B. DELARUELLE, 2010 et son dossier de plans

[N6] Rapport CEMAGREF Avis sur la mise en sécurité du barrage de Dardennes, G.DEGOUTTE, 2010

[N7] FRA.2011.019 Etude de dangers état actuel du barrage – mars 2013

[N8] P.003560.0001 DA-002 Cellules et piézomètres existants – vue en plan générale

[N9] P.003560.0001 DA-005 Cellules et piézomètres existants – Nouveaux drains et sondagescarottés – coupes longitudinale et transversales

[N10] Rapport Fondasol – Barrage de Dardennes – Essais dilatométriques – février 2013

[N11] Rapport Soldata Geopysic – Barrage de Dardennes – Prospection géophysque –Reconnaissance par tomographie sismique

[N12] Rapport d’auscultation Sogreah/GC Conseil année 2011 – décembre 2012

[N13] Rapport ERG 12SG342AaGEJCSB / 29697 – Compte-rendu d’investigations géotechniques

Première émission juin 2013



2. OBJET

Dans le cadre de la maîtrise d’œuvre des travaux de mise en sécurité du barrage de Dardennes,mission confiée au groupement constitué de Tractebel Engineering – Coyne et Bellier et de laSociété du Canal de Provence, une campagne de reconnaissances géotechniques a été définie.Elle s’est déroulée entre fin décembre 2012 et début 2013 et a notamment eu pour but unemeilleure connaissance de la fondation de l’ouvrage et de la maçonnerie qui le constitue.

La campagne de reconnaissances a confirmé le contexte géologique karstique complexe de lafondation.

Le présent document constitue un diagnostic relatif aux travaux de confortement de l’ouvrage,nécessaires à sa stabilité et au bon comportement de l’ensemble constitué de l’ouvrage et de safondation.

Il fait suite à l’émission des différents documents suivants (et planches éventuellementassociées) :

- P.003560.0001 NT01 CCTP Reconnaissances géotechniques préliminaires [N2] ;- P.003560.0001 NT05 Etude de stabilité du barrage [N3] ;- P.003560.0001 NT06 Note de synthèse géologique [N4].

Dans le cadre de ce diagnostic des travaux de confortement sont abordés les points suivants :- Synthèse des résultats obtenus lors de la campagne de reconnaissances géotechniques

de 2012-2013 ;- Etude de différentes possibilités de confortement :

o Injection et drainage ;o Réalisation ou non d’une galerie d’injection ou de drainage ;o Remblai aval.

- Préconisation d’une solution de confortement.

2.1. Présentation synthétique de l’ouvrage

Les caractéristiques principales de l’ouvrage sont indiquées sur la figure ci-après, extraite durapport de Sogreah [N5].



Figure 1 : Vue en coupe du barrage selon [N5] – Profil 3

L’ouvrage est un barrage de classe A destiné à l’alimentation en eau potable de la ville deToulon. Il barre le Las et est situé à 5 km au nord de Toulon sur la commune du Revest-les-Eaux, dans le Var.

Une usine de traitement des eaux est située à environ 30 m à l’aval du pied du barrage, reliée àla retenue par trois conduites portées sur le plan DA-002 [N8].

2.2. Indications sur la géologie du site

On se reportera à la note de synthèse réf. P.003560.0001 NT06 [N4].

La figure suivante, extraite d'un article de 1914 décrivant quelques étapes de la conception puisdes travaux de construction de l’ouvrage, donne des indications concernant la géologie du site.

L’ouvrage s’appuie sur des marnes « néocomiennes » réputées imperméables, sur un calcaireUrgonien et sur des marnes de l’Aptien. En rive gauche, d’importants éboulis recouvrant leterrain sont barrés par un « masque » (écran ou paroi en mortier de chaux maritime comprimé)long de 175 m, épais de 2,1 m et ancré dans les marnes aptiennes.



Figure 2 : Coupe géologique schématique de rive à rive du barrage de Dardennes (1914)

Les forages effectués lors de la campagne de reconnaissances de 2012-2013 ont montré lacomplexité de l’organisation du calcaire karstifié en fondation de l’ouvrage, et particulièrement aupied aval.

2.3. Nécessité du confortement de l’ouvrage

A la demande de la DDTM du Var et de la DREAL PACA, service de contrôle à partir de 2011, leCemagref est intervenu pour donner un avis technique sur le comportement du barrage deDardennes.

Un rapport [N6], rédigé en 2010, est une véritable monographie du barrage de Dardennes. Cedocument très complet comprend :

- un historique de la conception, de la réalisation et de la mise en eau du barrage quipermet d’entrevoir la complexité géologique du site (en particulier en rive gaucherecouverte d’éboulis qui ont été barrés par un masque de 175 m de long et 2,10 md’épaisseur ancré dans les marnes sous-jacentes) ;

- une synthèse des travaux réalisés sur l'évacuateur de crues (allongement du seuilamont, élargissement du coursier, construction d'un second coursier,…) et sur le barragelui-même (injections du rocher et du corps du barrage, sondages de reconnaissance dela fondation et du barrage, installation de piézomètres, de cellules de pressionsinterstitielles et de drains,…) ;

- une analyse des mesures d'auscultation (piézométrie, débits de fuites,déplacements,…) ;

- une synthèse des études faites dont les dernières études de Sogreah (étudehydrologique du Las et étude de stabilité du barrage [N5]).

- Sur la base des éléments ci-dessus le Cemagref constate que :- la capacité de l'évacuateur de crues (116 m³/s actuellement) est insuffisante au regard

des résultats de l'étude hydrologique ;- les calculs de stabilité donnent des facteurs de sécurité qui ne satisfont pas aux

recommandations du Comité Français des Barrages et Réservoirs (CFBR).



Concernant la stabilité de l’ouvrage, l’étude [N3] confirme les résultats de Sogreah : les critèresde stabilité de l’ouvrage selon le CFBR ne sont pas respectés.

En conclusion, le rapport [N6] estime que la sécurité du barrage n'est pas assurée et insiste surla nécessité d'entreprendre notamment des travaux de confortement de l'ouvrage.

Ces conclusions sont assez alarmistes et expliquent l'arrêté préfectoral en date du 5 juillet 2011,qui enjoint à la Ville de Toulon de réaliser les études et travaux pour la mise en sécurité dubarrage dans des délais relativement courts.



3. SYNTHESE DES RESULTATS DE LA CAMPAGNEDE RECONNAISSANCES GEOTECHNIQUES2012-2013

3.1. Objectifs de la campagne

La campagne de reconnaissances a eu pour objectifs la validation de certaines hypothèses, etnotamment :

- De mieux connaitre la géométrie du barrage (en particulier niveau de fondation dubarrage) ;

- De valider les paramètres géotechniques des matériaux utilisés pour les calculs destabilité (rocher de fondation, maçonnerie) ;

- De déterminer les modules d’élasticité du barrage (maçonnerie) et du rocher defondation, par des essais en laboratoire et in situ ;

- D’installer quinze drains en pied aval (DAV1 à DAV15) du barrage afin de réduire lesniveaux piézométriques ;

- D’effectuer des essais de perméabilité (essais Lugeon) dans le corps du barrage et de lafondation rocheuse sur une profondeur suffisante en vue d’une possible campagned’injections de confortement de l’ouvrage.

3.2. Remarques relatives à la réalisation des travaux dereconnaissances

Les essais Lugeon ont été rapidement interrompus au vu de la percolation de l’eau dans le corpsdu barrage, lors de la réalisation des premiers essais.

Le forage des drains aval a conduit, pour certains des forages, au débourrage de fissures dans lecalcaire karstifié (drains DAV5 et DAV8, notamment). L’identification de fissures, pouvant êtredébourrées en fondation à l’aval a rendu nécessaire le rebouchage partiel de la plupart desdrains en fondation (la partie des drains dans la maçonnerie). Les seuls drains laissésintégralement libres sont les DAV1, DAV3, DAV9 et DAV12.

3.3. Programme d’essais de laboratoire

Les essais de laboratoire ont été réalisés ainsi qu’il était prévu dans le cahier des charges. Leprogramme d’essais était le suivant :

- Mesures de poids spécifiques ;- Essais de compression uniaxiale avec détermination du module tangent ;- Essais brésiliens de traction ;- Mesure de porosité totale ;- Mesure de vitesse de propagation d’ondes sonores.

Les essais ont été réalisés sur des éprouvettes prélevées dans la maçonnerie et dans la fondationrocheuse, provenant des sondages réalisés en crête et depuis le pied aval.



3.4. Résultats des essais de laboratoire

Les résultats des essais réalisés sont regroupés dans le tableau de l’annexe 1.

Le rapport [N13] regroupe les résultats des essais in situ et essais de laboratoire réalisés.

Des essais et de l’analyse synthétique de la géologie du site [N4], on peut tirer les conclusionssuivantes :

- Le calcaire est karstifié ; ses caractéristiques mécaniques sont très bonnes. Le matériaucalcaire permet de considérer un angle de frottement à l’interface barrage / fondation de

= 45° ;- La maçonnerie constitutive du barrage est poreuse mais est restée homogène et dense

(pas de cavité importante). La masse volumique moyenne de la maçonnerie peut êtreévaluée, de façon conservative, à 2,3 t/m3. Le module d’Young moyen de la maçonnerieest de 17 400 MPa ;

- Le contact barrage / fondation est de très bonne qualité : les zones de contact visiblessur les carottes sont bien fermées, avec une cohésion apparente (non-séparation entremaçonnerie et rocher) ce qui permet de considérer au contact une cohésionc = 0,1 MPa ;

3.5. Conclusions de la tomographie sismique

Il n’est pas constaté d’hétérogénéité dans le corps du barrage et les calcaires sont de bonnequalité d’après [N11].

La maçonnerie du barrage est homogène, avec de bonnes caractéristiques mécaniques. Lesvitesses de propagation des ondes sismiques P sont comprises entre 3 000 et 4 500 m/s, valeurscaractéristiques des moellons calcaires constitutifs de la maçonnerie du barrage. La maçonneriene comporte aucune zone plus poreuse qu’une autre.

3.6. Position du contact maçonnerie-fondation

Une incertitude subsiste concernant la position du contact maçonnerie fondation. En effet, lescoupes du projet du barrage de 1909 montrent des profils en « marche d’escalier » de l’amontvers l’aval, sans que l’on ait la certitude que la construction du barrage ait été scrupuleusementconforme à ces plans.

Par ailleurs, après la construction, aucun rapport ne mentionne plus directement cette géométrieparticulière des profils, sauf une note de calcul de stabilité récente de Sogreah, dans laquelle estdessiné un profil 3 bis incliné de l’amont vers l’aval. Ce tracé n’est pas justifié par Sogreah. Cetteforme semble très improbable car elle n’est pas cohérente avec les plans de projet d’une part etdes résultats de la campagne de reconnaissance de 2012-2013 d’autre part.

La confrontation des rapports de chantier de pose de cellules de pression interstitielles et descarottages effectués lors des reconnaissances de 2012-2013 permet néanmoins de mettre enévidence des différences de niveaux amont et aval du contact barrage/fondation.



Figure 3 : Coupe au droit du profil 2 – avec jonction amont-aval supposée en pointillés noirs



Figure 4 : Coupe au droit du profil 3 – avec le profil 3bis supposé le plus probable en pointillésnoirs

Les sondages en crête réalisés au cours des reconnaissances 2012-2013 mettent en évidence laprésence d’une différence de niveau du contact barrage/fondation (« marche ») comprise entre3,70 m et 8,20 m entre l’amont et l’aval. La différence la plus faible constatée est au droit duprofil 2.

Cette différence de niveau du contact barrage/fondation entre l’amont et l’aval s’étend a priori aumoins entre les profils 2 et 3 bis. Un rapport du CEBTP de 1966, recoupé avec un plan Sogreahde 1977 indiquant la position de carottages verticaux réalisés depuis la crête de barrage en 1966,contient une description d’un carottage référencé « C3 » effectué entre les actuels profils 2 et 3,à environ 5 à 10 mètres du profil 3 en allant vers la rive droite. La position du contact à l’amont



est donnée à 32 m de profondeur à partir de la crête, soit à environ 93 m NGF. Ceci confirme,pour les profils centraux (vraisemblablement sur au moins 20 à 25 mètres d’extension entre lespiézomètres PZ40 et PZ60), une différence de niveau amont-aval du contact barrage / fondationde l’ordre de 3,50 à 3,80 m.



4. EVOLUTION DES SOUS-PRESSIONS SOUSL’OUVRAGE

4.1. Evolution générale

Les niveaux de sous-pressions élevés mesurés par les cellules de pression interstitielles (au droitdes profils 1, 2, 3 et 4) sont l’une des causes du non-respect des critères de stabilitérecommandés par le CFBR (voir le paragraphe 2.3).

Figure 5 : Vue en élévation du barrage – position des profils

L’évolution des sous-pressions depuis début 2000 est étudiée en détail dans le dernier rapportd’auscultation [N12]. On donne ci-après à titre indicatif l’évolution des niveaux des cellules desprofils centraux 2 et 3.



Figure 6 : Profil 2 – sous-pressions

Figure 7 : Profil 3 – sous-pressions



Ces évolutions, complétées avec les dernières valeurs connues entre 2012 et 2013 permettent deconstater, pour une cote de plan d’eau égale au niveau de retenue normale, les faits suivants :

- Certaines cellules affichent un niveau moyen constant ou quasi constant entre 2000 et2013 : AM1, AV2, AV4 ;

- La cellule AV1b a connu de longues périodes sans mesure ;- Les cellules AM2, MI2, AM3, MI3, AV3, AM4, MI4 connaissent une évolution générale de

leurs niveaux moyens à la hausse. Cette évolution est modérée (MI4, +1 m en 12 ans,sur la période janvier 2001 à janvier 2013) ou plus importante (AV3, +6,20 m sur lamême période). Cette évolution n’est a priori pas stabilisée.

Les niveaux des cellules AM3b, MI3b et AV3b, inférieurs de plusieurs mètres à ceux des cellulesvoisines AM3, MI3 et AV3, ne sont pas considérés, tout comme ceux des cellules MI1 et AV1,hors service d’après [N12].

4.2. Evolution des sous-pressions suite au forage desdrains DAV1 à DAV15 en pied aval, au cours de lacampagne de reconnaissance 2012-2013

Suite au forage des drains en pied aval, il a été constaté d’une façon générale une baisse dessous-pressions sous l’ouvrage. Après les incidents survenus en cours de travaux (forts débitsconstatés sur certains drains, notamment DAV5 et DAV8, après débourrage de fissures du karst),la plupart des drains en pied aval a été rebouchée dans leur partie en fondation, la partie dans lamaçonnerie de l’ouvrage a été laissée libre. Les drains DAV1, DAV2, DAV3, DAV9 et DAV12 ontété conservés.

Début mai 2013, le plan d’eau est revenu à son niveau normal de 123 m NGF. A retenuenormale, on peut noter en général une diminution des sous-pressions (à l’exception de troiscellules qui présentent de légères augmentations) entre le début des travaux en décembre 2012et la fin des travaux et la remontée du plan d’eau en mai 2013.

CelluleNiveau moyen

début décembre 2012(m)

Niveau moyendébut mai 2013

(m)

Variation(m)

AM1 118,4 117,8 -0,6AV1b 110,3 109,5 -0,5AM2 108,0 102,0 -6,0MI2 103,0 100,0 -3,0AV2 92,0 92,6 +0,6AM3 109,6 109,2 -0,4MI3 107,0 106,5 -0,5AV3 101,5 96,4 -5,1AM4 112,0 111,6 +0,4MI4 111,0 111,4 +0,4AV4 98,4 98,4 0



Le drainage à l’aval est donc un moyen efficace de diminuer les sous-pressions, s’il est réalisédans de bonnes conditions. En effet, il ressort des incidents survenus qu’afin de se prémunir depossibles venues d’eau lors du forage des drains, la réalisation préalable d’injections au contactde l’ouvrage avec le calcaire karstifié en fondation serait préférable.



5. CALCULS DE STABILITE COMPLEMENTAIRES

En complément des calculs de stabilité déjà réalisés et présentés dans la note [N3], on a procédéà l’étude de cas additionnels dans le cadre du présent diagnostic. On tient compte des élémentsprésentés aux paragraphes 3 et 4, qui sont :

- Une meilleure connaissance de la géométrie de l’ouvrage ;- De nouvelles caractéristiques mécaniques pour le barrage et sa fondation déterminées à

l’occasion de la réalisation d’essais de laboratoire ;- L’évolution des sous-pressions sous l’ouvrage.

Le cas d’un glissement selon une ligne de contact barrage / fondation inclinée par rapport àl’horizontale n’est pas étudié. En effet aucun document ne permet d’assurer qu’un tel profil pourle barrage existe dans la réalité.

On ne présente dans ce document que les hypothèses particulières considérées pour chaquecas étudié (géométrie, paramètres mécaniques, hypothèses d’actions sur l’ouvrage etparticulièrement sous-pressions) et les résultats associés en termes de coefficients de sécurité.

5.1. Hypothèses générales des calculs

On se reportera au rapport [N3] pour plus de détails.

On mène les calculs au moyen du logiciel Stabcon, interne à Coyne et Bellier.

Les calculs ont été menés en contraintes totales.

Le talon amont en pied de barrage, s’il existe, n’a pas été considéré.

5.1.1. RabattementLe coefficient de rabattement pris en compte dans Stabcon est défini par :

=

Avec :- Hm la charge à l’amont du barrage ;- Hv la charge à l’aval du barrage ;- Hd la charge au point considéré.



Figure 8 : Rabattement des sous-pressions dans Stabcon

5.1.2. Ouverture de la fissure en pied amontLe parement amont est susceptible de connaître des contraintes de traction suffisammentimportantes pouvant conduire à la fissuration du matériau. Le calcul des contraintes et de lalongueur de fissuration – en cas d’existence – est donc nécessaire pour vérifier la stabilité dubarrage. La contrainte à l’abscisse x est calculée par Stabcon par la formule suivante :

= +[ ( ) ( )]

( )

Avec :- RZ et RX les composantes respectivement normale et tangentielle de la résultante ;- XR et ZR les coordonnées de son point d’application ;- XG et ZG les coordonnées du centre de gravité de la section étudiée ;- S et Minertie la surface et le moment d’inertie de la section étudiée.

Le logiciel Stabcon considère que la moindre contrainte de traction mène à la fissuration de lasection et que la zone ouverte correspond exactement à la zone tendue. C’est le critère deMaurice Lévy. Avec un raisonnement en contrainte effective, le critère de Maurice Lévy s’écrit :

0

5.1.3. Longueur de la fissurationL’ouverture d’une fissure en pied amont est défavorable à la stabilité de l’ouvrage : elle entraîneune modification du profil de la sous-pression au niveau de l’interface. Afin de se placer du côtéde la sécurité, la pleine sous-pression est imposée dans la zone ouverte.



Figure 9 : Prise en compte de la fissuration

Après convergence de la longueur fissurée, Stabcon calcule la stabilité de la fissure avec lacondition d’Hoffmann. La condition d’Hoffmann se définit par :

Avec :- la contrainte normale calculée à l’extrémité aval de la fissure ;- LF la longueur de la fissure.

Autrement dit, il s’agit de vérifier qu’une petite propagation de la fissure tend à augmenter lacontrainte de compression de la zone non fissurée.

5.2. Critères de stabilité

Deux types de rupture possibles sont considérés :- Rupture par glissement le long du contact barrage/rocher ou entre deux couches de

maçonnerie ;- Rupture par renversement des plots sur le pied aval.

5.2.1. Stabilité au glissementLe logiciel Stabcon permet de calculer un « Shear Friction Factor » (SFF) qui permet de vérifier lastabilité vis-à-vis du cisaillement :

= (1)

Avec :- T : la résultante tangentielle des efforts appliqués- N : la résultante normale des efforts appliqués- S : l’aire de la surface de glissement non fissurée- C : la cohésion du matériau- : l’angle de frottement du matériau.

Le logiciel Stabcon calcule le coefficient SFF à partir de la formule (1).



Les recommandations du CFBR définissent deux coefficients partiels de sécurité Fc et F . Cescoefficients sont appliqués à la formule précédente :

( ) =+

(2)

Les valeurs des coefficients partiels varient selon les combinaisons d’actions envisagées. Lesvaleurs à respecter sont données dans le tableau suivant :

Combinaison d'actions F Fc

Quasi permanente (RN) 1,5 3

Rare (PHE) 1,2 2

Accidentelle (Séisme) 1 1

Quelle que soit la combinaison d’actions envisagée, le coefficient SFF(CFBR) ne doitpas être inférieur à 1.

5.2.2. Stabilité au renversementLes conditions d’état-limite à examiner pour l’état-limite d’ouverture des fissures s’expriment àpartir de la longueur d’ouverture de la fissure, obtenue par un calcul itératif dans lequel onconsidère que la pleine sous-pression s’introduit dans la partie fissurée de la section. Elles sontrésumées dans le tableau suivant (recommandations du CFBR) et sont valables aussi bien àl’interface que dans le corps du barrage.

Combinaisons d'actions Condition d’état-limite

Quasi permanente Absence de fissure

Rare

Ouverture de la fissure au maximum jusqu’au voile dedrainage ;Ou 25% maximum de la section fissurée en absence devoile de drainage.

Remarque : Le CFBR n’impose pas de condition d’état-limite d’ouverture de fissure pour lescombinaisons d’actions accidentelles. Cependant, il recommande tout de même de calculer lalongueur fissurée afin de la prendre en compte dans l’évaluation de la stabilité post-accidentelle.De plus, il recommande de vérifier la condition d’Hoffman qui permet de vérifier la stabilité de lafissure.

5.3. Chargements communs à tous les profils

5.3.1. Poids propreLes hypothèses suivantes sont retenues :

- Masse volumique de la maçonnerie : 2,3 t/m3 ;- Angle de frottement à l’interface barrage/rocher : = 40°, cette valeur est

conservative au vu des résultats des derniers essais de laboratoire ;- Cohésion à l’interface barrage/rocher : c = 0 ou c = 0,1 MPa selon les cas considérés ;



- Accélération verticale g = 9,81 m/s².

Ces valeurs tiennent compte des résultats des reconnaissances géotechniques de 2012-2013.

5.3.2. Pression hydrostatiqueLa force due à la pression hydrostatique varie selon les situations. La cote du niveau du pland’eau pour un cas de charge quasi-permanent est à 123 m NGF (Retenue Normale) contre 126 mNGF (Plus Hautes Eaux) pour un cas de charge rare. Les hauteurs d’eau h sont ainsi variables enfonction de la géométrie des profils considérés.

Les pressions hydrostatiques appliquées à la base de l’ouvrage sont ainsi égales à p = eau.g.havec eau = 1 000 kg/m3.

5.3.3. Sous pressionsDifférentes hypothèses sont considérées pour chaque profil (voir détails aux paragraphes 5.4 et5.5). On suppose, pour les situations Plus Hautes Eaux et Séisme, que les sous pressionsintermédiaires entre l’amont et l’aval du barrage sont les mêmes que dans la situation deRetenue Normale.

5.3.4. SéismeL’action sismique est prise en compte de façon pseudo-statique. L’accélération au sol considéréeest asol = 1,1 m/s2.

5.4. Profil 3

Ce profil est présenté dans toutes les études de stabilité comme le plus défavorable, c’estpourquoi on l’étudie.

5.4.1. GéométrieLe profil 3 considéré a la géométrie suivante.



Figure 10 : Coupe au droit du profil 3

Les niveaux du contact barrage/ fondation étant différents à l’amont et à l’aval, on a considérédeux possibilités de glissement :

- Glissement 1 : selon une cote de +100 m NGF (égale à la position du contact côtéamont, indiquée en bleu sur le profil). La cohésion considérée selon la ligne deglissement est nulle, ce qui est conservatif vu qu’une portion importante de la ligne deglissement est à l’intérieur de la maçonnerie.

- Glissement 2 : selon une cote de fond à +91,78 m NGF (égale à la position du contactcôté aval, indiquée en rouge sur le profil). La cohésion considérée selon la ligne deglissement peut-être considérée nulle ou non, vu le glissement dans la fondationrocheuse. Le cas d’une cohésion non nulle n’a été testé qu’en Retenue Normale.

L’incertitude quant à la jonction entre le contact à l’aval et à l’amont ne permet pas d’étudier unprofil qui combinerait les deux glissements étudiés. Les deux possibilités que nous considéronssont destinées à envisager deux cas possibles de rupture par glissement.

5.4.2. Sous-pressionsPour le cas du glissement 1, deux profils de sous-pressions ont été considérés :

- Hypothèse 1 : profil donné par les cellules AM3 et MI3 en mai 2013. Les sous-pressionsdes pieds amont et aval sont données respectivement par le niveau de la retenue et lacote du « pied aval ».

- Hypothèse 2 : profil triangulaire. Les sous-pressions des pieds amont et aval sontdonnées respectivement par le niveau de la retenue et le niveau du pied aval.

Le tableau ci-après regroupe les niveaux considérés selon les deux hypothèses.

Glissement 1

Glissement 2



Pied amontbarrage

Cellules de pressions interstitielles Pied avalbarrageGlissement 1 AM3 MI3 AV3

Hypothèse 1 Cote duniveau

retenue amont

109,21 m 106,45 mNon priseen compte 100 m

Hypothèse 2 Non prises en compte 100 m

Figure 11 : Profil 3 – Hypothèses de sous pressions pour le cas RN – cas du glissement 1

Dans le cas du glissement 2 quatre profils de sous-pressions ont été considérés :- Hypothèse 1 : profil donné par les cellules AM3 et MI3 en mai 2013. Les sous-pressions

des pieds amont et aval sont données respectivement par le niveau de la retenue et lacote du terrain naturel.

- Hypothèse 2 : profil trapézoïdal. La charge au niveau du pied amont a été rabattueprenant en compte des pertes de charge linéaires dans le rocher à partir de la cote+100m, ramenant le niveau amont à 114,75 m. Le niveau aval reste celui du terrainnaturel.

- Hypothèse 3 : profil triangulaire. Le profil de sous-pressions prend en compte les effetsd’un drainage efficace et d’une injection sous l’ouvrage. Le niveau du pied amont estégalement rabattu à 114,75 m. Avec le drainage, le profil de sous-pression est linéaireentre le pied amont et le pied aval.

- Hypothèse 4 : profil prenant en compte une dégradation des niveaux de sous-pression : augmentation (arbitraire) de la charge globale de 2 m par rapport au profil

Glissement 1

123

109,21

106,45

100

Hypothèse 1

Hypothèse 2

AV3 : 96,4



trapézoïdal de l’hypothèse 2. Ceci correspond à une dégradation attendue d’ici environ 4ans si la piézométrie à l’aval évolue selon le même rythme qu’actuellement – voir leparagraphe 4.1).

Le tableau ci-après regroupe les niveaux considérés selon les quatre hypothèses.

Pied amontbarrage


Hypothèse 1Cote duniveau

retenue amont109,21 m 106,45 m

Non priseen compte 95,73 m

Hypothèse 2 114,75 m Non prises en compte 95,73 m




Glissement 2

123

109,21

106,45

95,73

Hypothèse 1

Hypothèse 2

114,75

AV3 : 96,4

Hypothèse 3

91,78

Hypothèse 4

97,73

116,75



5.4.3. RésultatsLes résultats sont regroupés dans les tableaux ci-après. Les coefficients de stabilité inférieurs à lavaleur 1 demandée par les recommandations du CFBR sont indiqués par une case rouge.

Glissement 1 – sous-pressions hypothèse 1 (valeurs des cellules)

RN PHE SéismeSurface au sol (m²) 21,67Longueur fissurée en

pied amont (m) 0,00 1,16 1,38

Critère fissure Pas de fissure< 25% de la

longueur de lasection

Conditiond’Hoffman =

5,17 > 0T (t) 264,50 337,68 377,83N (t) 543,61 545,11 543,61

SFF (Stabcon) 1,73 1,36 1,21Fc 3,0 2,0 1,0

1,5 1,2 1,0SFF (CFBR) 1,151 1,130 1,209

Glissement 1 – sous-pressions hypothèse 2 (profil triangulaire)


pied amont (m) 0,00 1,94 2,06




5,17 > 0T (t) 264,50 337,68 377,83N (t) 482,18 461,43 482,18

SFF (Stabcon) 1,53 1,15 1,07Fc 3,0 2,0 1,0

1,5 1,2 1,0SFF (CFBR) 1,021 0,957 1,072




RN PHE SéismeSurface au sol (m²) 27,29

Longueur fissurée enpied amont (m) 0,00 1,74 2,69




2,92 > 0T (t) 476,54 577,38 666,04N (t) 816,82 818,34 816,82

SFF (Stabcon) 1,440 1,191 1,030Fc 3,0 2,0 1,0

1,5 1,2 1,0SFF (CFBR) 0,960 0,992 1,030SFF (CFBR)

avec cohésion 0,1 MPa 1,144 Non testés

Glissement 2 – sous-pressions hypothèse 2 (profil trapézoïdal)


pied amont (m) 0,00 0,00 1,13




5,14 > 0T (t) 479,54 577,38 666,04N (t) 820,70 830,99 820,70

SFF (Stabcon) 1,438 1,209 1,035Fc 3,0 2,0 1,0

1,5 1,2 1,0SFF (CFBR) 0,958 1,007 1,035SFF (CFBR)




Glissement 2 – sous-pressions hypothèse 3 (profil triangulaire type « drainageefficace »)

RN PHE SéismeSurface au sol (m²) 27,29

Longueur fissurée enpied amont (m) 0,00 0,97




5,15 > 0T (t) 487,34 585,18 673,84N (t) 869,30 879,56 869,30

SFF (Stabcon) 1,498 1,263 1,084Fc 3,0 2,0 1,0

1,5 1,2 1,0SFF (CFBR) 0,999 1,052 1,084SFF (CFBR)


Glissement 2 – sous-pressions hypothèse 4 (profil trapézoïdal type « conditions desous-pressions dégradées »)


pied amont (m) 0,00 0,00 1,96




5,14 > 0T (t) 479,54 577,38 666,04N (t) 766,15 776,39 766,15

SFF (Stabcon) 1,342 1,130 0,966Fc 3,0 2,0 1,0

1,5 1,2 1,0SFF (CFBR) 0,895 0,941 0,966SFF (CFBR)


5.4.4. Analyse des résultatsLes différents résultats obtenus appellent les commentaires suivants :

- Par rapport aux études de stabilité précédentes (dont [N3]), les différences de géométrieet de caractéristiques mécaniques (notamment l’angle de frottement à l’interfacebarrage/rocher = 40° au lieu de = 37° dans les études précédentes) conduisent àde meilleurs résultats en termes de coefficients de sécurité ;

- Les coefficients de sécurité les plus faibles sont obtenus pour les situations de RetenueNormale et de Plus Hautes Eaux ;

- Le fait de considérer une cohésion c = 0,1 MPa à l’interface permet gagner de 0,18 à0,20 sur le coefficient de sécurité à RN (par rapport à un coefficient de stabilité visé de



1,5) ; cela permet de satisfaire les critères de stabilité du CFBR, y compris dansl’éventualité d’une augmentation des niveaux piézométriques ;

- Cas du glissement 2 : si on compare les résultats pour l’hypothèse de sous pressions 3 àceux obtenus pour les hypothèses de sous pression 1 ou 2 : le fait de drainer permet degagner 0,06 sur le coefficient de stabilité à RN (par rapport à un coefficient de stabilitévisé de 1,5), et 0,09 sur le coefficient de stabilité à PHE (par rapport à coefficient destabilité visé de 1,2) ;

- Pour assurer la vérification des critères du CFBR y compris dans l’éventualité d’uneaugmentation des niveaux piézométriques, il est donc souhaitable :

o De faire passer le coefficient de sécurité de 1,34 à 1,5 c’est-à-dire gagner 0,16 àRN.

o De faire passer le coefficient de sécurité de 1,13 à 1,2 c’est-à-dire gagner 0,07 àPHE.

5.5. Profil 2

La différence de géométrie du profil 2 par rapport au profil 3 (hauteur du parement amont encontact avec la retenue plus importante) justifie de l’étudier.

On restreint l’étude aux situations de Retenue Normale et Plus Hautes Eaux, la situation deséisme étant enveloppée par les deux premières situations.

5.5.1. GéométrieLe profil 2 considéré a la géométrie suivante.



Figure 13 : Coupe au droit du profil 2

Glissement 1

Glissement 2



Les niveaux du contact barrage/ fondation étant différents à l’amont et à l’aval, on a considérédeux possibilités de glissement :

- Glissement 1 : selon une cote de +93,70m NGF (égale à la position du contact côtéamont, indiquée en bleu sur le profil). La cohésion considérée selon la ligne deglissement est nulle, ce qui est conservatif vu qu’une portion de la ligne de glissementest à l’intérieur de la maçonnerie.

- Glissement 2 : selon une cote de fond à +89,95m NGF (égale à la position du contactcôté aval, indiquée en rouge sur le profil). La cohésion considérée selon la ligne deglissement peut être considérée nulle ou non, vu le glissement dans la fondationrocheuse. Le cas d’une cohésion non nulle n’a été testé qu’en Retenue Normale.

5.5.2. Sous-pressionsPour le cas du glissement 1, deux profils de sous-pressions ont été considérés :

- Hypothèse 1 : profil donné par les cellules AM2, MI2 en mai 2013. Les sous-pressionsdes pieds amont et aval sont données respectivement par le niveau de la retenue et lacote du terrain naturel.

- Hypothèse 2 : profil triangulaire. Les sous-pressions des pieds amont et aval sontdonnées respectivement par le niveau de la retenue et le niveau du terrain naturel.

Le tableau ci-après regroupe les niveaux considérés selon les deux hypothèses.

Pied amontbarrage


Hypothèse 1 Cote duniveau

retenue amont

108 m 102,9 mNon priseen compte 95,34 m

Hypothèse 2 Non prises en compte 95,34 m




Glissement 1

123

108

102,9

95,34

Hypothèse 1

Hypothèse 2

AV2 : 92,6



Dans le cas du glissement 2 quatre profils de sous-pressions ont été considérés :- Hypothèse 1 : profil donné par les cellules AM2 et MI2 en mai 2013, linéaire entre MI2

et le niveau aval. Les sous-pressions des pieds amont et aval sont donnéesrespectivement par le niveau de la retenue et la cote du terrain naturel.

- Hypothèse 2 : profil quasi trapézoïdal, donné par les cellules AM2 et MI2 en mai 2013,linéaire entre MI2 et le niveau aval. La charge au niveau du pied amont a été rabattueprenant en compte des pertes de charge linéaires dans le rocher à partir de la cote+93,70m, ramenant le niveau amont à 117,79 m. Le niveau aval reste celui du terrainnaturel.

- Hypothèse 3 : profil quasi triangulaire. Le profil de sous-pressions prend en compte leseffets d’un drainage efficace et d’une injection sous l’ouvrage. Le niveau du pied amontest également rabattu à 117,79 m. Avec le drainage, le profil de sous-pression estlinéaire entre la cellule AM2 et le pied aval.

- Hypothèse 4 : profil prenant en compte une dégradation des niveaux de sous-pression : augmentation (arbitraire) de la charge globale de 2 m par rapport au profilquasi trapézoïdal de l’hypothèse 2. Ceci correspond à une dégradation attendue d’icienviron une dizaine d’années si la piézométrie à l’aval évolue selon le même rythmequ’actuellement – voir le paragraphe 4.1).

Le tableau ci-après regroupe les niveaux considérés selon les quatre hypothèses.

Pied amontbarrage


Hypothèse 1Cote duniveau

retenue amont108 m 102,9 m

Non priseen compte 95,34 m

Hypothèse 2 117,79 m 108 m 102,9 mNon priseen compte 95,34 m

Hypothèse 3 117,79 m 108 m Non prises en compte 89,95 m

Hypothèse 4 119,79 m 110 m 104,9 mNon priseen compte 97,34 m




Glissement 2

123

108

102,9

Hypothèse 1

Hypothèse 2

AV2 : 92,6

Hypothèse 3

89,95

Hypothèse 4

95,34

117,79

97,34

104,9

110

119,79



5.5.3. RésultatsLes résultats sont regroupés dans les tableaux ci-après. Les coefficients de stabilité inférieurs à lavaleur demandée par les recommandations du CFBR sont indiqués par une case rouge.


RN PHESurface au sol (m²) 21,67




T (t) 427,90 519,98N (t) 754,38 728,31

SFF (Stabcon) 1,481 1,18Fc 3,0 2,0

1,5 1,2SFF (CFBR) 0,987 0,980

Glissement 1 – sous-pressions hypothèse 2 (profil triangulaire)





T (t) 427,90 519,98N (t) 652,75 627,23

SFF (Stabcon) 1,28 1,01Fc 3,0 2,0

1,5 1,2SFF (CFBR) 0,854 0,844








T (t) 531,63 634,96N (t) 879,28 881,41

SFF (Stabcon) 1,389 1,166Fc 3,0 2,0

1,5 1,2SFF (CFBR) 0,926 0,972SFF (CFBR)

avec cohésion 0,1 MPa 1,097 1,169

Glissement 2 – sous-pressions hypothèse 2 (profil quasi trapézoïdal)





T (t) 531,63 634,96N (t) 897,73 910,48

SFF (Stabcon) 1,418 1,204Fc 3,0 2,0

1,5 1,2SFF (CFBR) 0,946 1,004SFF (CFBR)




Glissement 2 – sous-pressions hypothèse 3 (profil triangulaire type « drainageefficace »)





T (t) 546,15 649,48N (t) 935,75 949,58

SFF (Stabcon) 1,439 1,228Fc 3,0 2,0

1,5 1,2SFF (CFBR) 0,959 1,023SFF (CFBR)


Glissement 2 – sous-pressions hypothèse 4 (profil trapézoïdal type « conditions desous-pressions dégradées »)


Longueur fissurée (m) 0,00 0,87



T (t) 531,63 634,96N (t) 816,06 851,05

SFF (Stabcon) 1,289 1,126Fc 3,0 2,0

1,5 1,2SFF (CFBR) 0,860 0,938SFF (CFBR)


5.5.4. Analyse des résultatsLes différents résultats obtenus appellent les commentaires suivants :

- Par rapport aux études de stabilité précédentes (dont [N3]), les différences de géométrieet de caractéristiques mécaniques (notamment l’angle de frottement à l’interfacebarrage/rocher = 40° au lieu de = 37° dans les études précédentes) conduisent àde meilleurs résultats en termes de coefficients de sécurité ;

- Le fait de considérer une cohésion c = 0,1 MPa à l’interface permet gagner de 0,18 à0,20 sur le coefficient de sécurité à RN (par rapport à un coefficient de stabilité visé de1,5) comme à PHE (par rapport à un coefficient de stabilité visé de 1,2) ; cela permet desatisfaire les critères de stabilité du CFBR, y compris dans l’éventualité d’uneaugmentation des niveaux piézométriques ;



- Cas du glissement 2 : si on compare les résultats pour l’hypothèse de sous pressions 3 àceux obtenus pour les hypothèses de sous pression 1 ou 2 : le fait de drainer permet degagner 0,05 sur le coefficient de stabilité à RN (par rapport à un coefficient de stabilitévisé de 1,5), et 0,06 sur le coefficient de stabilité à PHE (par rapport à un coefficient destabilité visé de 1,2) ;

- Cas du glissement 1 : on note que l’hypothèse de sous pressions 1, très défavorable etne correspondant pas à la réalité, conduit aux coefficients de sécurité les moins élevés :1,28 pour 1,5 à RN et 1,01 pour 1,2 à PHE.

- Pour assurer la vérification des critères du CFBR y compris dans l’éventualité d’uneaugmentation des niveaux piézométriques, il est donc souhaitable :

o De faire passer le coefficient de sécurité de 1,28 à 1,5 c’est-à-dire gagner 0,22 àRN.

o De faire passer le coefficient de sécurité de 1,01 à 1,2 c’est-à-dire gagner 0,19 àPHE.

On constate qu’à hypothèse de sous pression équivalente, le profil 2 est légèrement moins stableque le profil 3.

5.6. Synthèse des calculs menés

Les calculs menés montrent que les profils étudiés sont stables, si l’on considère une cohésion àl’interface barrage fondation. Or la cohésion au contact pourrait être considérée comme nonnulle à l’interface d’après la synthèse géologique [N4]. Cependant, afin d’apporter l’incrément destabilité requis, il convient de conforter l’ouvrage pour respecter les critères du CFBR.

Les profils 1 et 4 ne requièrent pas d’étude particulière. En effet, du point de vue de leurgéométrie et des sous-pressions qui s’y appliquent :

- Le cas du profil 1 est similaire au cas du profil 3, hypothèse de glissement 1, hypothèsede sous-pressions 2 : il est donc quasiment stable.

- Le cas du profil 4 est largement enveloppé par le cas du profil 3, hypothèse deglissement 2, hypothèse de sous-pressions 2. En effet la répartition des sous pression estsimilaire, en revanche pour le profil 4 la poussée hydrostatique amont sera bien moindreque dans le cas du profil 3 glissement 2 puisque la différence de hauteur d’eau entre lesdeux profils est d’environ 33,20 – 22,7 = 10,7 mètres.



6. SOLUTIONS DE CONFORTEMENT ENVISAGEES

L’éventail des solutions de confortement du barrage a été passé en revue par Sogreah [N5].Trois solutions principales avaient alors été retenues :

- Solutions n°1a et 1b : Diminution des sous-pressions sous l’ouvrage au moyen de laréalisation d’un voile d’injection associé à un réseau de drainage

- Solution n°1a : Injection et drainage avec galerie à l’amontLa galerie de 2,5 m x 3 m située au centre du barrage à 7 mètres du parement amontest creusée depuis une galerie d’accès débouchant en pied aval du barrage. Cette galerien’intéresserait que les profils clés, sur une longueur développée de 40 mètres. Le voiled’injection et le rideau de drainage sont réalisés depuis la galerie.

- Solution n°1b : Injection et drainage sans galerieLe rideau d’injection est réalisé depuis une plinthe en pied amont du barrage. Le rideaude drainage est foré depuis le pied aval du barrage, uniquement au droit de la partiecentrale du barrage.

- Solution n°2 : Remblai avalUn remblai de confortement est placé contre le parement aval du barrage. A noter quecette solution ne traite que les conséquences du problème mais ne permet pas de traiterses causes (augmentation des sous-pressions sous l’ouvrage) ni de se prémunir contreune dégradation de la situation actuelle (montée de la piézométrie aval) qui peutsurvenir à plus ou moins brève échéance sans mesure corrective. Cette solution pourraitpour cette raison être couplée avec la réalisation d’une galerie de drainage,

Une quatrième solution non évoquée dans les études de Sogreah paraît pertinente :- Solution n°1c : Injection et drainage avec galerie à l’aval.

Une galerie de drainage est réalisée au pied aval du barrage avec un radier situé auniveau de la fondation (contact maçonnerie/rocher) soit environ 5 m sous le niveau de laplate-forme aval. Les eaux de drainage sont évacuées par l’intermédiaire d’une conduiteà la rivière. Des injections de collage sur une profondeur de 5m (bulbe d’injection) sontréalisées à partir du parement aval et la crête du barrage. Cette solution permetd’abaisser la pression aval au niveau du contact maçonnerie/fondation. Pour le drainagedu corps du barrage, des drains horizontaux pourraient être exécutés à partir de lagalerie de drainage.

Chaque solution doit être envisagée à la lumière de l’ensemble des informations à dispositiondans le cadre de la mission de maitrise d’œuvre actuellement en cours :

- Contexte géologique ;- Géométrie et caractéristiques mécanique du barrage et de sa fondation ;- Sous-pressions sous l’ouvrage ;- Aspects financiers.



7. SOLUTION 1A : INJECTION ET DRAINAGEAVEC GALERIE A L’AMONT

Afin de mettre en œuvre un voile d’injection et un dispositif de drainage, une galerie est creuséedans le corps du barrage, positionnée à 7 mètres du parement amont (dans l’axe de la crête dubarrage). Elle est creusée depuis une galerie d’accès débouchant en pied aval du barrage. Cettegalerie n’intéresserait que les profils clés, sur une longueur développée de 40 mètres environ.Les dimensions d’une telle galerie sont de 2,50 m de large pour 3 m de hauteur, afin depermettre la circulation et le travail des engins de forage.

Le voile d’injection et le rideau de drainage sont réalisés depuis la galerie. La solution envisagéeest de réaliser des forages inclinés rayonnants sur la largeur de la galerie, permettant unrabattement des sous-pressions à l’amont.

Pour injecter correctement la fondation du barrage, dont le calcaire est fortement karstifié, il està noter qu’une galerie de 40 m de longueur serait insuffisante. En effet pour être efficacel’injection devrait intéresser l’ensemble de la longueur développée du barrage, et la galeriedevrait devrait avoir au moins 100 m de longueur.

La création d’une galerie d’injection et de drainage présente l’intérêt de permettre l’observationde l’état de la maçonnerie du cœur de l’ouvrage. Elle présente toutefois des inconvénientsmajeurs :

- Une fragilisation très importante du barrage, en lui ôtant notamment 10% de sa hauteurau droit du profil où est réalisée la partie de jonction avec l’aval ;

- La réalisation d’une telle galerie s’avérerait très dangereuse, au vu de l’âge du barrage etde l’incertitude sur la tenue de la maçonnerie lors du creusement de la galerie : lesvibrations créées risqueraient de conduire à de forts désordres sur l’ouvrage et à lefragiliser durablement.

Globalement la solution présente des inconvénients majeurs et se révélerait néfaste pourl’ouvrage si elle était réalisée.

Pour ces raisons, cette solution n’est pas retenue.



Figure 16 : Présentation du principe de la solution n°1a



8. SOLUTION 1B : INJECTION ET DRAINAGESANS GALERIE

Dans cette solution, le rideau d’injection est réalisé depuis une plinthe en pied amont du barrage.Il est donc nécessaire de vidanger la retenue pour l’implémenter. Le rideau de drainage est forédepuis le pied aval du barrage.

Cette solution nécessite la réalisation des ouvrages suivants :- Une galerie de dérivation provisoire ;- Un batardeau pour réaliser l’injection à l’amont après vidange de la retenue ;- Une plinthe amont en béton avant réalisation de forages pour injection.

La réalisation de ces ouvrages pose de nombreux problèmes techniques.

La création d’une galerie de dérivation provisoire serait très complexe au vu de la fondation dubarrage : calcaire karstifié au centre et en rive droite, éboulis et marnes en rive gauche.L’exécution de cette galerie qui devra passer sous l’ouvrage sera donc soumise à de forts aléasnotamment géotechniques.

En lien avec la vidange de la retenue, pour injecter sans problème depuis l’amont il seraitnécessaire de créer dans la retenue un batardeau de dimensions comparables à celles dubarrage actuel, ce qui s’avérerait délicat vu l’envasement de la retenue et le délai de mise enplace d’un tel batardeau.

L’exécution de la plinthe serait elle aussi très difficile. Ancrer de façon correcte cet ouvrage enbéton dans la vase de la retenue sera quasi impossible, or la pose de la plinthe doit être parfaitepour qu’elle joue son rôle d’appui pour l’injection. Egalement en raison de l’envasement,l’étanchéité entre la plinthe et le barrage ne pourra jamais être assurée de façon correcte. Or, side l’eau s’insinuait entre la plinthe et le pied amont du barrage, l’effet du voile d’injection amontserait réduit à néant.

L’éventualité d’un curage de la vase de la retenue n’est pas envisageable au vu de l’ampleur destravaux que cela constituerait.

Globalement la solution présente de nombreux inconvénients techniques majeurs.

Pour ces raisons, cette solution n’est pas retenue.



Figure 17 : Présentation du principe de la solution n°1b



9. SOLUTION 1C : INJECTION ET DRAINAGEAVEC GALERIE A L’AVAL

9.1. Description

Une galerie de drainage est réalisée au pied aval du barrage avec un radier situé au niveau de lafondation (contact maçonnerie/rocher) soit environ 5 m sous le niveau de la plate-forme aval.Les dimensions d’une telle galerie sont : 120 m de long, 2,50 m de large pour 3 m de hauteur,afin de permettre la circulation et le travail des engins de forage.

Les eaux de drainage sont pompées et rejetées à la rivière par l’intermédiaire d’une conduite dediamètre 800 mm. Des injections de collage (bulbe d’injection) sur une profondeur de 5m sontréalisées à partir du parement aval et la crête du barrage.

Les injections se feront depuis la crête (forages verticaux ou depuis le parement aval (foragesinclinés d'un angle de 30° à 60° par rapport à la verticale). Ces directions préférentiellesd’injection sont les seules à même de donner une efficacité correcte à l’injection, au vu del’orientation des joints relevée lors de l’étude des carottages [N4].

Cette solution lutte contre le phénomène principal mis en évidence ces dernières années surl’ouvrage, à savoir l’augmentation de la piézométrie à l’aval.

Les calculs de stabilité complémentaires effectués (voir le paragraphe 5) montrent qu’undrainage efficace permet de gagner 0,05 à 0,09 sur le coefficient de sécurité, ce qui est peuimportant. De plus, la réalisation d’injections devra être extrêmement soignée et le maillagedense proposé devra être respecté.

Vu la géologie complexe en fondation, cette solution présente un risque : l’injection pourrait avoirdes effets pervers non prédictibles sur la répartition des sous pressions sous l’ouvrage.



Figure 18 : Présentation du principe de la solution de confortement n°1c

9.2. Détail estimatif

Le montant des travaux est estimé sur la base d’un calcul des quantités principales et de prixd’ordre constitués à partir du retour d’expérience de travaux identiques réalisés récemment.

A ce stade des études, et la réalisation d’injections pouvant se révéler source d’importants aléas,il est usuel de prendre en compte un aléa de 25% pour tenir compte de la précision du chiffrageau niveau d’une étude de diagnostic.



Le devis estimatif des travaux est présenté dans le tableau ci-dessous.

Devis estimatif

Unité Prix unitaire Quantité Prix totalInstallation de chantier Ft 300 000 1 300 000

Terrassement meuble m3 10 1 100 11 000Béton m3 250 528 132 000Coffrage m2 80 1 320 105 600Ferraillage kg 3 52 800 158 400

Sondages et forages pourinjection ml 200 4 200 840 000Coulis m3 1 500 300 450 000Injection des tranches u 1 200 240 288 000Drains ml 150 60 9 000

Sous-total 2 294 000Aléas 25% 573 500

TOTAL Hors taxes 2 867 500

Le devis estimatif des travaux s’élève à environ 2 868 000 Euros Hors Taxes.



10. SOLUTION 2 : REMBLAI A L’AVAL

10.1. Description

Un remblai de confortement en enrochements est placé contre le parement aval du barrage. Lescaractéristiques envisagées sont les suivantes :

- Enrochements de poids volumique 20 kN/m3, d’angle de frottement 42° ; Risberme de 4m et fruit aval de 1,5 pour 1

- Eléments de transition de poids volumique 18 kN/m3, d’angle de frottement 38°.

Afin de conserver un accès aux conduites de prise d’eau et de vidange, celles-ci devront êtreprotégées par des dalots en béton.

Les calculs de Sogreah [N5] montrent que pour un remblai érigé jusqu’à la cote 110 m NGF, lecoefficient de stabilité passe de 1,34 à 1,55 soit un gain de 0,21, qui permet de disposer d’unemarge vis-à-vis de la montée éventuelle des niveaux piézométriques à l’aval.

Le gain de sécurité apporté par cette solution est moins aléatoire que celui apporté par lessolutions d’injection et drainage.

Cette solution peut être couplée avec la réalisation d’une galerie de drainage à l’aval, du mêmetype que celle proposée pour la solution n°1c. L’avantage est de se réserver, en plus del’incrément de stabilité apporté par le remblai, la possibilité supplémentaire de pouvoir drainervoire injecter à moyen ou long terme (et ainsi d’abaisser les sous-pressions à l’aval). On nommecette alternative de confortement, par rapport au remblai seul, solution n°2b.

Dans les deux sous solutions évoquées, il est nécessaire de protéger le remblai aval en cas dedéversement sur l’ouvrage d’une part du débit de crue extrême. En effet, si on note Q le débitque permettra d’évacuer le nouvel évacuateur de crues, un débit |Qextrême - Q| déversera surl’ouvrage. Il conviendra de protéger le sommet du remblai par des enrochements bétonnés surune épaisseur de 2m. Le parement aval du remblai devra être protégé par des gabions ou desenrochements de diamètre maximum 1m à 1,5m (masse de chaque enrochement : environ 3t)disposés en marche d’escalier. Une dalle béton de 10 cm d’épaisseur couronnera le parementaval. Le sommet du remblai sera aménagé pour permettre l’évacuation du reliquat du débitextrême déversé sur l’ouvrage, et le faire transiter par un caniveau jusqu’au passage sous l’usine.

En cas de forage de drains depuis la galerie aval, l’évacuation des eaux s’effectuera par unecanalisation de diamètre 800 mm reliée au passage sous l’usine.



Figure 19 : Présentation du principe de la solution de confortement n°2



Figure 20 : Principe de la solution de confortement n°2b : adaptation du remblai étudié parSogreah et galerie à l’aval pour réalisation éventuelle de drains

10.2. Détail estimatif

Le montant des travaux est estimé sur la base d’un calcul des quantités principales et de prixd’ordre constitués à partir du retour d’expérience de travaux identiques réalisés récemment.

A ce stade des études, et la réalisation d’un remblai étant source de peu d’aléa, il est usuel deprendre en compte un aléa de 15% pour tenir compte de la précision du chiffrage au niveaud’une étude de diagnostic.

Radier de galerie incliné pour évacuation de débits dedrainage sous l’usine

Tête de remblai inclinéebétonnée sur 2m d’épaisseur

Enrochements bétonnés sur le parement aval



Le devis estimatif des travaux est présenté dans le tableau ci-dessous, pour la solution sansgalerie à l’aval (solution n°2a).

Devis estimatif


Terrassement meuble m3 10 5 300 53 000Préparation parement m2 10 2 000 20 000Matériau transition m3 30 3 000 90 000Matériau enrochements m3 35 14 000 490 000

Béton pour enrochements et dalles parement aval m3 200 1 280 256 000Ferraillage kg 3 54 000 162 000

Destruction et reconstruction microcentrale piedaval Ft 120 000 1 120 000

Dalots pour accès aux trois conduites m3 500 300 150 000

Suivi remblai Ft 30 000 1 30 000

Sous-total 1 561 000Aléas 15% 234 150





Le devis estimatif des travaux est présenté dans le tableau ci-dessous, pour la solution avecgalerie à l’aval (solution n°2b).

Devis estimatif


Terrassement meuble m3 10 5 300 53 000Préparation parement m2 10 2 000 20 000Matériau transition m3 30 3 000 90 000Matériau enrochements m3 35 14 000 490 000

Béton pour enrochements et dalles parement aval m3 200 1 280 256 000Ferraillage kg 3 54 000 162 000

Destruction et reconstruction microcentrale piedaval Ft 120 000 1 120 000

Dalots pour accès aux trois conduites m3 500 300 150 000

Suivi remblai Ft 30 000 1 30 000

Terrassement meuble pour galerie aval m3 10 575 5 750Béton m3 250 220 55 000Coffrage m2 80 550 44 000Ferraillage kg 3 22 000 66 000Drains ml 150 0 0

Sous-total 1 761 750Aléas 15% 264 263





11. ANALYSE MULTICRITERE DES SOLUTIONS

Une analyse multicritères des différentes solutions étudiées a été conduite afin recommander unesolution pour la suite des études. Les solutions étudiées sont les suivantes :

- Solution n°1c : Injection et drainage avec galerie à l’aval ;- Solution n°2a : Remblai aval ;- Solution n°2b : Remblai aval avec galerie aval.

Cette analyse se décompose selon les critères suivants.- Critères/risques économiques et financiers;- Critères/risques programmatiques;- Critères/risques techniques;- Critères/risques environnementaux ;- Critères/risques fonciers.

Le tableau synthétique donné en annexe met en exergue les éléments suivants.

Critères/risques économiques et financiersLa solution n°2a est la plus intéressante financièrement ; la solution n°1c est la plus onéreuse.

Critères/risques programmatiquesLes solutions n°2a et 2b arrivent en tête. La solution n°1c vient nettement derrière.

Critères/risques techniquesLa solution n°2b arrive en tête, la solution n°1c venant nettement derrière.

Critères/risques environnementauxLa solution n°1c arrive en tête sur ces critères, mais les trois solutions sont quasi-équivalentes.

Critères/risques fonciersCes critères n’entrent pas en considération vis-à-vis du confortement du barrage.

Appréciation globaleIl s’avère que la solution n°2b arrive en tête. Bien que d’un coût modérément plus élevé parrapport à la solution n°2a, elle est la mieux adaptée techniquement à la problématique techniqueglobale posée par le confortement du barrage de Dardennes, et laisse la possibilitéd’interventions complémentaires par rapport à la solution n°2a.

En conclusion, nous recommandons la solution n°2b, c’est-à-dire la réalisation d’un remblai avecune galerie en pied à l’aval qui permettra la réalisation éventuelle de drains.

Le montant des travaux de confortement est estimé à environ 2 026 000 Euros HorsTaxes.



12. ANNEXE 1 : RESULTATS DES ESSAIS DE LABORATOIRE SUR ECHANTILLONSISSUS DE CAROTTAGES

On se reportera également à l’ensemble des résultats présentés dans le rapport [N13].

Sondage EssaiProf.

moyenne(m)

Zone sèche(t/m3)

Porosité(%)

humide(t/m3)

apparente(t/m3)

E(MPa)

Rc(MPa)

rup(MPa)

trac(MPa)

DCR1 Triax 4,67 Maçonnerie 2,56 63,8DCR1 Triax 7,57 Maçonnerie 1,86 14,0DCR1 Triax 15,77 Maçonnerie 2,01 26,2DCR1 Triax 19,60 Fondation 2,70 141,6DCR2 Triax 1,80 Maçonnerie 2,15 23,2DCR2 Triax 34,62 Fondation 2,70 127,7DCR2 Triax 40,62 Fondation 2,79 159,1DCR3 Triax 4,50 Maçonnerie 2,19 35,4DCR3 Triax 10,43 Maçonnerie 2,67 133,9DCR3 Triax 28,40 Fondation 2,66 83,9DCR4 Triax 3,63 Maçonnerie 2,13 31,3DCR4 Triax 7,68 Maçonnerie 2,69 109,5DCR4 Triax 23,47 Fondation 2,59 82,6DAV5 Triax 6,50 Fondation 2,69 71,4DAV7 Triax 10,50 Fondation 2,69 108,3DAV8 Triax 8,38 Fondation 2,64 118,0DAV1 Porosité et masse volumique 1,16 Maçonnerie 2,65 5,0 2,44 4,4



DAV1 Porosité et masse volumique 5,04 Fondation 2,70 0,2 2,67 6,5DAV2 Porosité et masse volumique 2,66 Maçonnerie 2,61 1,3 2,51 3,6DAV2 Porosité et masse volumique 4,16 Fondation 2,73 0,4 2,68 12,3DAV3 Porosité et masse volumique 1,14 Maçonnerie 2,56 2,6 2,35 4,2DAV3 Porosité et masse volumique 4,04 Fondation 2,72 0,5 2,68 4,9DAV4 Porosité et masse volumique 1,54 Maçonnerie 2,56 22,1 1,98 2,1DAV4 Porosité et masse volumique 4,44 Fondation 2,72 0,5 2,68 9,1DAV5 Porosité et masse volumique 2,29 Maçonnerie 2,69 12,4 2,33 3,3DAV5 Porosité et masse volumique 6,04 Fondation 2,72 0,5 2,68 6,3DAV6 Porosité et masse volumique 3,16 Maçonnerie 2,61 9,5 2,30 3,1DAV6 Porosité et masse volumique 6,66 Fondation 2,71 2,6 2,63 4,9DAV10 Porosité et masse volumique 4,54 Maçonnerie 2,63 14,3 2,18 1,7DAV10 Porosité et masse volumique 7,54 Fondation 2,76 3,1 2,66 7,9DCR1 Porosité et masse volumique 4,03 Maçonnerie 2,69 17,7 2,23 2,6DCR1 Porosité et masse volumique 7,97 Maçonnerie 2,71 13,4 2,32 1,9DCR1 Masse volumique apparente 19,03 Fondation 2,71 9,1DCR2 Porosité et masse volumique 1,37 Maçonnerie 2,53 1,9 2,43 4,0DCR2 Porosité et masse volumique 15,08 Maçonnerie 2,52 14,3 2,10 2,6DCR2 Porosité et masse volumique 25,37 Maçonnerie 2,66 8,6 2,42 4,8DCR2 Porosité et masse volumique 34,14 Fondation 2,71 0,4 2,67 6,8DCR2 Porosité et masse volumique 40,25 Fondation 2,77 0,0 2,75 10,9DCR3 Porosité et masse volumique 4,03 Maçonnerie 2,63 15,6 2,22 2,5DCR3 Porosité et masse volumique 10,61 Maçonnerie 2,65 14,5 2,27 2,8DCR3 Porosité et masse volumique 19,97 Maçonnerie 2,59 14,7 2,22 4,1DCR3 Porosité et masse volumique 28,17 Fondation 2,69 1,4 2,62 6,1DCR3 Porosité et masse volumique 40,93 Fondation 2,39DCR4 Porosité et masse volumique 3,73 Maçonnerie 2,65 18,2 2,13 2,8



DCR4 Porosité et masse volumique 7,03 Maçonnerie 2,65 11,5 2,31 3,1DCR4 Porosité et masse volumique 13,23 Maçonnerie 2,67 19,6 2,10 1,9DCR4 Porosité et masse volumique 23,23 Fondation 2,68 3,3 2,55 5,5DCR4 Porosité et masse volumique 25,18 Fondation 2,32DAV6 Mesure E et Rc 3,36 Maçonnerie 2,09 2 495 8,0DAV6 Mesure E et Rc 3,36 Maçonnerie 2,26 5,8 2,39 8 386 11,0DAV6 Mesure E et Rc 6,80 Fondation 2,69 1,1 2,72 9 680 42,5DAV7 Mesure E et Rc 1,90 Maçonnerie 2,45 3,4 2,53 7 664 23,2DAV7 Mesure E et Rc 2,40 Maçonnerie 2,70 58 965 161,0DAV7 Mesure E et Rc 10,70 Fondation 2,69 0,4 2,70 40 411 73,1DAV7 Mesure E et Rc 10,90 Fondation 2,69 45 711 85,4DAV8 Mesure E et Rc 4,25 Maçonnerie 1,83 5,5 1,93 18 689 24,3DAV8 Mesure E et Rc 8,55 Fondation 2,63 0,8 2,65 21 216 59,5DAV8 Mesure E et Rc 8,75 Fondation 2,66 25 231 86,2DAV9 Mesure E et Rc 7,31 Fondation 2,13 8,5 2,31 19 950 36,8DAV9 Mesure E et Rc 10,37 Fondation 2,65 1,8 2,70 22 591 66,7DAV10 Mesure E et Rc 4,60 Maçonnerie 2,19 6,7 2,33 13 134 14,9DAV10 Mesure E et Rc 7,35 Fondation 2,66 1,0 2,69 27 210 70,0DAV11 Mesure E et Rc 4,07 Maçonnerie 2,70 20 389 16,1DAV11 Mesure E et Rc 4,22 Maçonnerie 2,61 52 379 113,5DAV12 Mesure E et Rc 2,20 Maçonnerie 2,65 0,6 2,66 42 232 85,9DAV12 Mesure E et Rc 5,80 Maçonnerie 2,60 1,0 2,63 4 125 16,5DAV13 Mesure E et Rc 4,80 Maçonnerie 2,07 8,8 2,26 2 605 5,4DAV13 Mesure E et Rc 8,80 Fondation 2,61 1,5 2,65 8 685 20,5DAV14 Mesure E et Rc 5,38 Maçonnerie 2,13 7,6 2,29 10 167 20,1DAV15 Mesure E et Rc 1,12 Maçonnerie 2,32 4,8 2,43 21 143 17,2DAV15 Mesure E et Rc 1,90 Maçonnerie 2,57 41 752 104,3



DAV15 Mesure E et Rc 5,40 Maçonnerie 2,58 1,6 2,62 10 758 23,4DCR1 Mesure E et Rc 4,20 Maçonnerie 2,00 10,6 2,22 3 584 7,9DCR1 Mesure E et Rc 7,15 Maçonnerie 2,08 9 041 15,3DCR1 Mesure E et Rc 7,35 Maçonnerie 2,25 4,9 2,36 3 252 11,2DCR1 Mesure E et Rc 15,07 Maçonnerie 2,45 3,1 2,52 28 691 98,9DCR1 Mesure E et Rc 19,22 Fondation 2,70 0,4 2,70 48 318 139,9DCR1 Mesure E et Rc 19,47 Fondation 2,69 40 692 136,3DCR2 Mesure E et Rc 1,63 Maçonnerie 2,10 8,7 2,29 7 074 13,5DCR2 Mesure E et Rc 15,26 Maçonnerie 1,95 12,9 2,20 10 529 22,7DCR2 Mesure E et Rc 25,50 Fondation 2,71 0,1 2,71 47 014 154,2DCR2 Mesure E et Rc 34,20 Fondation 2,70 0,2 2,70 46 475 143,3DCR2 Mesure E et Rc 34,29 Fondation 2,69 31 683 89,9DCR2 Mesure E et Rc 40,33 Fondation 2,78 0,5 2,79 39 191 147,9DCR2 Mesure E et Rc 40,44 Fondation 2,78 39 870 164,9DCR3 Mesure E et Rc 4,40 Maçonnerie 2,21 8 045 17,8DCR3 Mesure E et Rc 4,66 Maçonnerie 2,57 1,8 2,62 16 384 24,9DCR3 Mesure E et Rc 28,57 Fondation 2,67 21 994 66,4DCR3 Mesure E et Rc 28,77 Fondation 2,64 1,0 2,67 14 513 29,1DCR3 Mesure E et Rc 40,30 Fondation 2,30 3,7 2,38 1 530 8,4DCR4 Mesure E et Rc 3,08 Maçonnerie 2,68 39 500 124,9DCR4 Mesure E et Rc 3,42 Maçonnerie 1,87 8,4 2,03 5 359 14,1DCR4 Mesure E et Rc 13,45 Maçonnerie 2,09 8,1 2,26 6 672 14,8DCR4 Mesure E et Rc 23,70 Fondation 2,51 2,4 2,57 4 572 7,7DCR4 Mesure E et Rc 25,48 Fondation 2,42 3,7 2,50 2 962 4



13. ANNEXE 2 : TABLEAU RECAPITULATIF DEL’ANALYSE MULTICRITERE

ville de toulon dardennes – réhabilitation objet : diagnostic – … · [n1] cfbr –...

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