etude de l'ems parc de beausobre, morges

Auteur : LEJEUNE Benjamin INSA de Strasbourg, Spécialité Génie Civil

Tuteur en entreprise : POLLIEN François Ingénieur Génie Civil, diplômé EPFL, directeur adjoint de sd ingénierie Lausanne

Tuteur à l’INSA de Strasbourg : MOUHOUBI Saïda Professeur Agrégé en Génie Civil

Projet de Fin d’Etudes Février – Juin 2013 2

Résumé

Le but de ce PFE est d’étudier l’EMS Parc de Beausobre, à Morges (Vaud, Suisse), en phase Exécution.

Par conséquent, il a dans un premier temps été nécessaire d’établir la convention d’utilisation de

l’ouvrage, afin de déterminer les charges de dimensionnement à prendre en compte.

Une fois cette-dernière rédigée, il a alors été possible de dimensionner les principaux éléments

structurels des bâtiments, et de déterminer les épaisseurs de ces-derniers. Après avoir effectué la

descente des charges de l’ouvrage, les fondations ont pu être dimensionnées. Par la suite, les

différentes dalles ainsi que les murs porteurs ont pu être étudiés en détail.

Il a fallu vérifier les structures au séisme. Cette vérification a permis de dimensionner les armatures

sismiques nécessaires afin de reprendre les moments dans les refends parasismiques, ainsi que les

étriers d’effort tranchant.

En parallèle de la rédaction des différentes notes de calculs, il a fallu préparer des schémas

d’armatures pour transmettre les informations aux dessinateurs. Ces-derniers ont alors établi les

plans de coffrage et d’armatures pour Exécution, puis ces plans ont dû être contrôlés avant

transmission à l’entreprise.

Enfin, durant tout ce PFE, il m’a également été demandé de suivre le chantier au travers des différents

contrôles d’exécution (contrôles de ferraillage des radiers et dalles), ainsi que lors des réunions de

chantier hebdomadaires.

Zusammenfassung

Das Ziel des Praktikums ist das EMS Parc de Beausobre in Morges (Vaud, Schweiz) im

Ausführungsstadium zu studieren. Infolgedessen war es zuerst nötig, Richtlinien der Bauausnützung

zu schaffen, um die Bemessungsbelastungen, die zu berücksichtigen sind, zu bestimmen.

Nachdem diese Richtlinien bestimmt worden sind, war es möglich die bedeutensten strukturellen

Bauteile der Gebäude zu dimensionieren, und ihre Dicke zu bestimmen. Nach der Bestimmung der

Lastübertragung konnten die Fundamente dimensioniert werden. Später konnten die verschiedenen

Betonplatten und die tragenden Mauern Punkt für Punkt geprüft werden.

Weiter mußten die für den Erdbebenschutz erforderlichen Baumaßnahmen überprüft werden. Diese

Überprüfung ermöglichte die Auslegung der erforderlichen seismischen Bewehrungen, um die

Momente in den erdbebensicheren tragenden Innenwänden aufzunehmen, sowie die Bügel, welche

die Schubkräfte aufnehmen sollen.

Während der Ausarbeitung der verschiedenen schriftlichen Berechnungen, musste ich ebenfalls

Bewehrungsgrundzeichnungen bereiten, um die Informationen an die Bauzeichner weiterzuleiten.

Diese haben dann die Schalungs- und Bewehrungspläne erstellt, dann mussten diese Pläne, vor

Weitergabe an das Unternehmen, überprüft werden.

Schließlich musste ich während des gesamten Praktikums auch die Baustelle verfolgen durch

verschiedene Ausführungsüberprüfungen (Bewehrungsausführungen der Böden und Platten), und

auch bei meiner Teilnahme an den wöchentlichen Arbeitstreffen.


TABLE DES MATIERES

CHAPITRE 1 : INTRODUCTION ............................................................................ 6

1. LE PROJET DE L’EMS PARC DE BEAUSOBRE ...................................................................................................... 6

1.1. POURQUOI CONSTRUIRE DES EMS AUJOURD’HUI ? .............................................................................................................. 6

1.2. HISTORIQUE DU PROJET ........................................................................................................................................................... 6

2. LE PROJET EN QUELQUES CHIFFRES ................................................................................................................... 8

3. DESCRIPTION DES BATIMENTS ............................................................................................................................. 9

3.1. UNE VOLONTE ARCHITECTURALE ............................................................................................................................................. 9

3.2. LES CONSEQUENCES STATIQUES .............................................................................................................................................. 9

CHAPITRE 2 : MODELISATION DES BATIMENTS ................................................. 12

1. LA CONVENTION D’UTILISATION .................................................................................................................... 12

1.1. POURQUOI REDIGER UNE CONVENTION D’UTILISATION ? .................................................................................................. 12

1.2. LES CHARGES A PRENDRE EN COMPTE ................................................................................................................................. 13

2. MODELISATION DES BATIMENTS ....................................................................................................................... 13

2.1. PRINCIPE DE LA MODELISATION ............................................................................................................................................ 13

2.2. LE TYPE DE MODELE CREE ..................................................................................................................................................... 16

3. LES MURS EN DRAPEAUX : UNE MODELISATION PROBLEMATIQUE ................................................... 18

3.1. LE CAS DES MURS EN DRAPEAUX .......................................................................................................................................... 18

3.2. LES RESULTATS DE LA MODELISATION .................................................................................................................................. 21

3.3. LES DIFFERENTES PISTES ENVISAGEES ................................................................................................................................... 22

3.4. LA SOLUTION RETENUE .......................................................................................................................................................... 24

4. LA DESCENTE DE CHARGES ................................................................................................................................. 25

CHAPITRE 3 : ETUDE DES FONDATIONS DES BATIMENTS .................................. 28

1. LE RAPPORT GEOTECHNIQUE ............................................................................................................................ 28

2. LE DIMENSIONNEMENT DES FONDATIONS .................................................................................................. 29

2.1. LE TYPE DE FONDATIONS ....................................................................................................................................................... 29

2.2. LES SURPROFONDEURS .......................................................................................................................................................... 29

2.2.1. Pourquoi des surprofondeurs ? ........................................................................................................................................................ 29

2.2.2. Dimensionnement des surprofondeurs ......................................................................................................................................... 30

3. LE FERRAILLAGE DU RADIER ................................................................................................................................ 34

3.1. LES PRINCIPALES SOLUTIONS POUR FERRAILLER UN RADIER ................................................................................................ 34

3.1.1. Modéliser le radier et l’interaction sol-structure ......................................................................................................................... 34

3.1.2. Modéliser le radier comme une dalle inversée ........................................................................................................................... 35

3.2. CALCUL DES EFFORTS DANS LE RADIER ................................................................................................................................. 36

3.3. DETERMINATION DE L’ARMATURE NECESSAIRE ................................................................................................................... 36

CHAPITRE 4 : ETUDE PARASISMIQUE DES BATIMENTS ....................................... 38

1. MODELISATION PARASISMIQUE DES BATIMENTS ....................................................................................... 38

1.1. L’ETUDE PARASISMIQUE DES BATIMENTS ............................................................................................................................. 38

1.1.1. Zone de risque sismique ................................................................................................................................................................... 39

1.1.2. Paramètres de sol ............................................................................................................................................................................... 39

1.1.3. Spectre de réponse élastique ........................................................................................................................................................... 40


1.1.4. Spectre de dimensionnement .......................................................................................................................................................... 40

1.1.5. Méthodes de calcul ............................................................................................................................................................................ 42

1.2. MODELISATION PARASISMIQUE DE L’OUVRAGE .................................................................................................................... 42

1.2.1. Modélisation des refends parasismiques ...................................................................................................................................... 42

1.2.2. Création du modèle en barres......................................................................................................................................................... 44

2. DIMENSIONNEMENT AU SEISME ......................................................................................................................... 45

2.1. CALCUL DES EFFORTS DANS LES REFENDS PARASISMIQUES ................................................................................................. 45

2.2. DETERMINATION DE L’ARMATURE NECESSAIRE EN FLEXION ............................................................................................. 45

2.2.1. Dispositions constructives ................................................................................................................................................................. 45

2.2.2. Calcul de l’armature de flexion nécessaire................................................................................................................................... 46

2.3. VERIFICATION DE LA SECTION A L’EFFORT TRANCHANT ...................................................................................................... 48

2.3.1. Résistance à l’effort tranchant ........................................................................................................................................................ 48

2.3.2. Contrôle des bielles de compression .............................................................................................................................................. 49

2.3.3. Contrôle des ouvertures et percements des CVSE ..................................................................................................................... 49

CHAPITRE 5 : ETUDE DU PARKING .................................................................... 50

1. LES DIFFERENTS TYPES DE COLONNES ........................................................................................................... 50

1.1. LA DESCENTE DE CHARGES ................................................................................................................................................... 50

1.2. LES FAMILLES DE COLONNES ................................................................................................................................................. 51

2. FONDATIONS DU PARKING ................................................................................................................................ 52

2.1. LE TYPE DE FONDATIONS ....................................................................................................................................................... 52

2.2. LE DIMENSIONNEMENT DES SEMELLES ................................................................................................................................ 53

2.2.1. Les dimensions de la semelle ........................................................................................................................................................... 53

2.2.2. L’armature de la semelle .................................................................................................................................................................. 54

2.3. LA VERIFICATION DU NON-POINÇONNEMENT DES COLONNES .......................................................................................... 55

3. VERIFICATION DES COLONNES ......................................................................................................................... 56

3.1. LES HAUTEURS DES COLONNES ............................................................................................................................................ 56

3.2. LE POINÇONNEMENT ET LES TETES DE POINÇONNEMENT ................................................................................................ 57

3.2.1. Pourquoi mettre en œuvre des têtes de poinçonnement ? ...................................................................................................... 57

3.2.2. Vérification au poinçonnement ........................................................................................................................................................ 57

3.3. L’APPROBATION DES PLANS DE PREFABRICATION ................................................................................................................. 58

3.3.1. Détermination de l’armature longitudinale .................................................................................................................................. 58

3.3.2. Vérification de l’effort tranchant ..................................................................................................................................................... 60

4. ETUDE DE LA DALLE SUR PARKING .................................................................................................................. 60

4.1. FERRAILLAGE DE LA DALLE...................................................................................................................................................... 60

4.2. VERIFICATION AU POINÇONNEMENT .................................................................................................................................... 60

CHAPITRE 6 : ETUDE DES BATIMENTS EMS ET APPARTEMENTS PROTEGES ...... 61

1. LA DALLE SUR SOUS-SOL ...................................................................................................................................... 61

1.1. MODELISATION DE LA DALLE................................................................................................................................................. 61

1.2. FERRAILLAGE DE LA DALLE...................................................................................................................................................... 62

1.2.1. Armature minimale de non-fissuration .......................................................................................................................................... 62

1.2.2. Dispositions constructives ................................................................................................................................................................. 62

1.2.3. Goujons et goujons phoniques ......................................................................................................................................................... 63

1.2.4. Schémas d’armature .......................................................................................................................................................................... 64

2. ETUDE DES POUTRES-VOILES ET MURS EN DRAPEAUX ............................................................................ 64

2.1. LES POUTRES-VOILES .............................................................................................................................................................. 64

2.1.1. Dimensionnement de l’armature horizontale de traction ........................................................................................................ 64

2.1.2. Dimensionnement de l’armature verticale ................................................................................................................................... 65

2.1.3. Appuis indirects des façades ............................................................................................................................................................ 66

2.1.4. Dimensionnement des appuis ......................................................................................................................................................... 66

2.1.5. Fers d’attente ....................................................................................................................................................................................... 67


2.1.6. Conclusion ............................................................................................................................................................................................. 68

2.2. UN CAS PARTICULIER : LES MURS EN DRAPEAUX ................................................................................................................. 69

2.2.1. La méthode des bielles ...................................................................................................................................................................... 69

2.2.2. Armatures ............................................................................................................................................................................................. 70

3. ETUDE DES DALLES D’ETAGES ............................................................................................................................ 70

3.1. LA DALLE SUR REZ-DE-CHAUSSEE.......................................................................................................................................... 70

3.1.1. Principe de calcul et dispositions constructives............................................................................................................................ 70

3.1.2. Renforcements ..................................................................................................................................................................................... 71

3.2. LES DALLES D’ETAGES ............................................................................................................................................................ 71

CHAPITRE 7 : CONCLUSION ............................................................................. 72

REMERCIEMENTS .............................................................................................. 74

BIBLIOGRAPHIE ................................................................................................ 75

TABLE DES ILLUSTRATIONS .............................................................................. 76

ANNEXES ......................................................................................................... 79


Chapitre 1 : INTRODUCTION

1. LE PROJET DE L’EMS PARC DE BEAUSOBRE

1.1. POURQUOI CONSTRUIRE DES EMS AUJOURD’HUI ?

A l’image de l’ensemble de ses voisins, la Suisse est confrontée à un vieillissement de la population.

Ce vieillissement préoccupe les pouvoirs publics : l’OFS1 prévoit une augmentation de près de 90%

du nombre de personnes âgées de 65 ans ou plus, d’ici à 2050. Ce chiffre, particulièrement élevé,

s’explique par l’entrée progressive de la génération « baby-boom » dans cette classe d’âge : en effet,

le nombre de naissances entre 1945 et 1975 était particulièrement élevé, ce qui conduit aujourd’hui à

une forte augmentation du nombre de seniors.

Selon les estimations, l’OFS prévoit que la Suisse comptera entre 1,9 millions et 2,6 millions de

séniors en 2050, soit une hausse comprise entre 60% (valeur « basse ») et 124 % (valeur « haute »).

Ces estimations forcent donc les autorités à prendre aujourd’hui des décisions de construction

d’établissements pour personnes âgées, de manière à ce que ces-derniers ne soient pas saturés dans

les années à venir. Par conséquent, de nombreux projets d’Etablissements Médico-Sociaux2 voient le

jour, en particulier dans les cantons de l’Ouest (Vaud, Genève, Jura, Valais, Fribourg) où les capacités

d’accueil ne dépassent pas les 15% actuellement. Notre bureau d’étude, sd ingénierie Lausanne3,

travaille actuellement sur le projet de l’EMS Parc de Beausobre, à Morges (Vaud).

1.2. HISTORIQUE DU PROJET

Le projet de l’EMS des Pâquis, à Morges, regroupe en fait la construction de plusieurs bâtiments : un

EMS, des appartements protégés4 et une crèche. Le Maître d’Ouvrage de ce projet est l’Ensemble

Hospitalier de la Côte, qui a fait part de sa volonté de construire cet ensemble en lieu et place de

l’actuel Parc Beausobre de Morges en 2009.

Suite à un concours début 2009, le cabinet d’architecture retenu est le cabinet Eo Architectes SA &

Atelier Arthys Architectes Associés. Le projet de ce cabinet prévoit la construction de l’EMS sur la partie

nord-ouest du terrain, et le second bâtiment regroupant la crèche en rez-de-chaussée et les

appartements protégés dans les étages au sud du parc. Les deux bâtiments sont reliés par le parking

souterrain, sur lequel un parc commun aux deux ensembles est aménagé.

Le bâtiment de l’EMS est composé d’un rez-de-chaussée (bâtiment A) regroupant les bureaux, salles

de réunion, salles de soin et les espaces de vie : salle de sport, salons, cafétéria, … Les étages

1 Office fédéral de la statistique : office chargé de l’étude de la démographie en Suisse. 2 Etablissement Médico-Social (ou EMS) : établissement pouvant accueillir des personnes âgées dépendantes,

capable de faire face à la détérioration de l’état de santé et la perte d’autonomie des résidents, et prodiguant

des soins et une assistance médicale pour une longue durée, sans toutefois pratiquer d’opérations ou d’actes

médicaux lourds. Ce type d’établissement est donc semblable à un EHPAD (établissement d’hébergement pour

personnes âgées dépendantes) en France. 3 Voir Annexe A : Présentation de l’entreprise. 4 Appartements protégés : appartements réservés aux personnes âgées, aménagés en conséquence : salle de

bain accessible de plain-pied, ascenseurs, … Leur accès est sécurisé, avec un accueil 24h/24.


(bâtiments B et C) ne recouvrent pas la totalité du rez-de-chaussée. C’est dans ces bâtiments que se

trouvent les chambres, réparties sur deux étages. Les deux bâtiments sont reliés entre eux au

deuxième étage par une passerelle. Le projet prévoit également de pouvoir agrandir l’EMS en

rajoutant un étage supplémentaire au bâtiment B.

Le bâtiment des Appartements protégés (bâtiment D) est composé d’une crèche et d’une salle

d’activités multiples au rez-de-chaussée, et accueille 20 appartements répartis sur deux étages.

Le bureau d’études structure est désigné en novembre 2009 : sd ingénierie Lausanne remporte le

concours suite à un appel d’offre. Une première étude est réalisée et le bâtiment voit alors sa

structure légèrement évoluer au niveau des murs porteurs du rez-de-chaussée. La phase d’avant-

projet prend fin en mars 2010, avec la validation du Maitre d’Ouvrage.

Suite à des incertitudes sur le montage financier, la possibilité d’agrandir par la suite l’EMS est

finalement abandonnée, et le parking rétréci, puis l’EMS légèrement réorganisé5. Les Appartements

protégés voient leur nombre augmenter, avec le rajout d’un étage supplémentaire au bâtiment. Le

projet, initialement baptisé "EMS des Pâquis" voit son nom transformé en "EMS Parc de Beausobre" à

la même période. Notre bureau d’études a alors procédé au contrôle statique des bâtiments, et

effectué un contrôle parasismique en février-mars 2011, puis le projet s’est arrêté, faute de

financement.

Figure 1.1 : Vue générale de l’avant-projet de l’EMS des Pâquis (maquette de l’architecte au 30 septembre 2009)

En janvier 2012, le Conseil Fédéral a accordé un financement à l’Ensemble Hospitalier de la Côte pour

la construction de l’EMS, ce qui a alors relancé le projet. Cependant, le projet n’est financé que si le

coût de construction de la chambre est baissé de 10% environ. Le cabinet d’architecture, qui a

fusionné avec un autre cabinet et s’appelle désormais TroisPlusArchitectes SA & Atelier Arthys Architectes

Associés, cherche donc à faire baisser le prix global du bâtiment, en ajoutant quatre chambres, et en

réduisant les installations intérieures (remplacement de la salle de bain individuelle par une salle de

bain pour deux chambres, réduction des lieux de vie dans les étages, transfert des salles destinées à

recevoir des activités multiples vers le rez-de-chaussée, …). Le parking souterrain est également

réduit pour les mêmes raisons. Suite à ces modifications, le projet est officiellement validé par le

Conseil Fédéral en juin 2012, et les subventions sont accordées.

5 Le Conseil Fédéral accorde des subventions pour la construction de telles infrastructures, mais les projets

doivent répondre à des critères en termes de coût par place d’accueil créée.

Bâtiment D

Appartements protégés

Bâtiment C

EMS Aile Est Bâtiment B

EMS Aile Ouest

Bâtiment A - EMS

Rez-de-chaussée


Parallèlement à ceci, le projet avait déjà été mis en soumission6, et l’adjudicataire désigné en avril

2011, juste avant que le projet ne s’arrête faute de financement. Par conséquent, le chantier pouvait

débuter dès la fin de l’étude : la date initialement prévue par le Maitre d’Ouvrage était octobre 2012

pour la préparation du site, et début 2013 pour les travaux de Gros Œuvre.

De ce fait, il fallait vérifier que les modifications apportées au projet afin qu’il soit validé par le

Conseil d’Etat ne posaient pas de problèmes d’un point de vue statique, travail que j’ai effectué

durant une partie de mon stage ST2. Une première modélisation du bâtiment avait donc été

effectuée, puis les critères de flèche et les contraintes dans les porteurs verticaux vérifiées, afin de

s’assurer que le projet était réalisable en l’état7.

Suite à cette étude, nous étions arrivé à la conclusion que le bâtiment ne présentait pas de problème

majeur, mais qu’un certain nombre de points étaient à modifier. Ces points ont fait l’objet de

discussions avec l’architecte, et ce-dernier a continué à travailler sur le projet afin de régler ces

détails, tout en respectant les attentes du Maitre d’Ouvrage.

2. LE PROJET EN QUELQUES CHIFFRES

A ce stade, les bâtiments présentent les caractéristiques suivantes :

Bâtiment EMS :

Capacité : 82 lits, répartis sur deux niveaux.

Bâtiment sud-ouest : en forme de Z, de 51,60 m de long et 33,40 m de large, avec

deux cages d’ascenseurs et escaliers.

Bâtiment nord-est : de forme rectangulaire, de 31,40 m de long et 20,30 m de

large, avec une cage d’ascenseur et d’escalier.

Rez-de-chaussée : relie les deux bâtiments, et regroupe les activités

communes (salle de gymnastique, coiffeur, cafétéria, …) et locaux administratifs.

Sous-sol (partiel) : locaux techniques, dépôts, atelier et vestiaires du personnel.

Bâtiment Appartements protégés :

Capacité : 30 appartements répartis sur trois niveaux

Rez-de-chaussée : crèche et locaux communs à la crèche et aux Appartements

protégés.

Sous-sol (partiel) : caves, dépôts pour la crèche et installations techniques.

Parking :

Capacité : 53 places voiture (dont deux places handicapé) et 8 places vélo.

Localisation : en partie sous le bâtiment sud-ouest de l’EMS. Relie les

Appartements protégés à l’EMS.

6 Voir Annexe B : Les principales particularités de la Suisse. 7 Bien qu’étant en phase Exécution, le but premier de cette étude était de s’assurer que les modifications

apportées au projet n’avaient pas de conséquence sur la structure porteuse.


3. DESCRIPTION DES BATIMENTS

3.1. UNE VOLONTE ARCHITECTURALE

Le projet du cabinet TroisPlusArchitectes SA & Atelier Arthys Architectes Associés repose sur un concept

architectural : les façades du rez-de-chaussée sont constituées d’une succession d’éléments en béton,

et de portes ou fenêtres en verre. De plus, les façades des étages ne sont pas alignées par rapport

aux façades du rez-de-chaussée, mais décalées vers l’extérieur, comme le montre la Figure 1.2.

Figure 1.2 : Elévation de l’EMS (coupe BB) – coupe du projet au 16 août 2011

Le projet architectural prévoit également que les locaux administratifs et les lieux de vie soient

regroupés au rez-de-chaussée, et les chambres dans les étages. En effet, le rez-de-chaussée de l’EMS

regroupe la salle de gymnastique, la cafétéria, le coiffeur, le wellness, … mais également la pharmacie,

la buanderie, la cuisine, les bureaux du personnel et l’administration, alors que les étages comptent

principalement des chambres8.

Cette répartition des activités entre le rez-de-chaussée et les étages implique une trame des

éléments béton différente : les murs en béton des étages sont disposés de façon à accueillir les

chambres et salles d’eau, alors que les murs en béton du rez-de-chaussée sont disposés de manière à

accueillir des lieux de vie ou des locaux de surface supérieure.

Cette même idée a été conservée pour les Appartements protégés : grands espaces dédiés aux lieux

de vie et à la crèche au rez-de-chaussée, et appartements dans les étages. La trame des éléments en

béton est donc également différente entre le rez-de-chaussée et les étages.

3.2. LES CONSEQUENCES STATIQUES

Cette volonté architecturale conduit à certaines particularités au niveau de la structure porteuse. En

effet, un mur en béton ne peut être porteur que s’il est situé au-dessus d’un autre mur porteur,

auquel il pourra transmettre sa charge9. Pour cette raison, il est particulièrement important de

s’intéresser dans un premier temps aux éléments qui peuvent être considérés comme porteurs.

8 Voir Annexe C : Plans Architectes du projet de l’EMS Parc de Beausobre, Morges. 9 Certains murs peuvent également être considérés comme porteurs lorsque l’épaisseur de la dalle sur lesquels

ils viennent s’appuyer est suffisante. Dans ce cas, cette dalle est dénommée "dalle de répartition". C’est


Afin de déterminer ces murs porteurs, le moyen le plus simple est de surligner les différents murs

porteurs de chaque étage, et de reporter en pointillés les murs porteurs de l’étage directement

supérieur sur le plan de chaque étage. Par la suite, les murs qui n’ont pas de point d’appui à l’étage

inférieur ne sont pas retenus10.

Un extrait de plan avec le repérage des éléments en béton de l’étage considéré en vert et le repérage

des éléments en béton de l’étage directement supérieur en pointillés rouges est présenté ci-dessous

(voir Figure 1.3).

Figure 1.3 : Extrait de plan du rez-de-chaussée de l’EMS, avec les murs en béton du rez-de-chaussée en vert, et

les murs en béton du premier étage repérés en pointillés rouge (plan du 14 février 2013)

Comme le montre la Figure 1.3, les éléments de façade des étages ne trouvent pas d’appui au niveau

du rez-de-chaussée. Par conséquent, ceci conduirait à ne prendre que les murs des noyaux centraux

comme éléments porteurs pour le bâtiment. Cependant, cette solution n’est pas possible : les

portées des dalles en porte-à-faux seraient trop importantes et nécessiteraient des recours à des

techniques particulières au coût de réalisation très élevé (telles que la précontrainte). Il est donc

nécessaire de rajouter un appui au niveau des murs de façade du rez-de-chaussée.

généralement le cas des dalles sur parking, comme par exemple pour la partie de l’EMS située au-dessus du

parking : dalle de 60 cm d’épaisseur soutenue par des poteaux au niveau inférieur. 10 Les murs qui ne sont pas retenus comme porteurs sont généralement transformés en cloisons légères (type

Placoplatre). Cependant, certaines cloisons ont été indiquées comme en béton par l’architecte pour des raisons

de rendu (murs apparents, laissés en béton brut) ou d’isolation phonique (entre les pièces de repos et les

circulations). Dans ce cas, une discussion avec l’architecte est nécessaire afin de déterminer si une solution

permettant de rendre le mur non porteur peut être retenue, ou si le mur doit toutefois être considéré dans la

descente de charges.


Figure 1.4 : Appuis nécessaires aux dalles des étages en ne considérant que le noyau central comme porteur

Une variante a donc été proposée en phase d’avant-projet par sd ingénierie Lausanne en rajoutant des

poteaux aux étages, comme le présente la Figure 1.5. Cependant, cette variante conduisant à des

dimensions de poteaux relativement importantes, a été refusée par le cabinet d’architectes. Par

conséquent, les murs de façade des étages sont considérés comme porteurs, et doivent être repris

par les lames (éléments perpendiculaires aux façades). Ceci est rendu possible par le recours à des

murs en drapeaux.

Figure 1.5 : Poteaux servant d’appuis aux dalles des étages

Nous nous intéresserons dans un premier temps à la modélisation des bâtiments, ainsi qu’au

fonctionnement statique des murs en drapeaux afin de pouvoir réaliser la descente de charges.

Une fois celle-ci déterminée, nous étudierons les fondations des bâtiments. Pour ce faire, il sera dans

un premier temps nécessaire de s’intéresser au sol de fondation, puis de dimensionner les fondations

et leurs armatures.

Nous nous intéresserons ensuite à l’étude parasismique des bâtiments, en réalisant dans un premier

temps une modélisation parasismique des ouvrages étudiés, puis nous dimensionnerons les refends

au séisme.

Nous consacrerons la suite de notre étude au parking, et plus particulièrement aux colonnes

préfabriquées et aux semelles de fondation. Nous étudierons également le poinçonnement de la

dalle, puis son ferraillage.

Enfin, la dernière partie de ce rapport sera consacrée au dimensionnement des bâtiments EMS et

Appartements protégés, et en plus particulier aux dalles d’étages. Nous nous intéresserons

également aux murs en drapeaux et aux lames.


Chapitre 2 : MODELISATION DES

BATIMENTS

1. LA CONVENTION D’UTILISATION

1.1. POURQUOI REDIGER UNE CONVENTION D’UTILISATION ?

De manière à étudier et dimensionner les différents éléments structurels d’un bâtiment, l’ingénieur

utilise des modélisations du bâtiment, qui tiennent compte de la géométrie et des charges appliquées.

Cependant, les charges appliquées à la structure porteuse dépendent du type d’utilisation des locaux,

défini dans la convention d’utilisation.

D’après la norme SIA 26011, la convention d’utilisation est définie comme suit :

“ Description des objectifs d’utilisation et de protection émis par le maître de

l’ouvrage, ainsi que des conditions, des exigences et des prescriptions

fondamentales relatives à l’élaboration du projet, l’exécution et l’utilisation d’une

construction. „

Source : Norme SIA 260 – Bases pour l’élaboration des projets de structures porteuses [8]

Par conséquent, la convention d’utilisation regroupe les éléments importants pour le Maître

d’Ouvrage, soit en particulier :

les objectifs d’utilisation

le contexte et les exigences de tiers (gestion du trafic pendant la durée des travaux, aspirations

de tiers à l’utilisation, …)

les besoins de l’exploitation et de la maintenance (uniquement les exigences, pas les mesures)

les objectifs particuliers du maître de l’ouvrage (conception de la forme, modifications éventuelles

de l’affectation ultérieure, délais, …)

les objectifs de protection et les risques spéciaux (tremblements de terre, risques acceptés, …)

des dispositions tirées de normes (décisions du maître de l’ouvrage relatives aux normes,

dérogations éventuelles aux normes, …)

La convention d'utilisation est établie par l'ingénieur civil, en collaboration avec l'architecte. Ensemble,

ils proposent des choix et conseillent le Maître de l'ouvrage. La convention d'utilisation est évolutive

pendant la phase de planification. Elle doit être arrêtée et approuvée par le Maître de l'ouvrage avant

le début des travaux.

La convention d’utilisation du projet EMS Parc de Beausobre est présentée en annexe12.

11 Voir Annexe B : Les principales particularités de la Suisse. 12 Voir Annexe D : Convention d’utilisation de l’EMS Parc de Beausobre, Morges - Etat au 2 avril 2013.


1.2. LES CHARGES A PRENDRE EN COMPTE

La convention d’utilisation définit les charges suivantes :

Charges permanentes :

Poids propre des éléments structurels ⁄

Chape (80 mm) et isolation (40 mm) ⁄

Faux-plafonds (selon plans architecte) ⁄

Panneaux photovoltaïques (selon plans architecte) ⁄

Toiture végétalisée (y compris étanchéité et rétention d’eau) ⁄

Dalles esplanade (y compris isolation) ⁄

Terre sur dalle parking (épaisseur 60 cm, y compris étanchéité) ⁄

Charges d’exploitation :

Surfaces d’habitation catégorie A1 ⁄

Locaux de réunion (surfaces permettant catégorie C3 ⁄

le rassemblement de personnes)

Escaliers catégorie A3 ⁄

Toitures non accessibles catégorie H ⁄

Locaux techniques et de dépôt catégorie E ⁄

Parking (véhicules de poids inférieur à 3,5 t) catégorie F ⁄

Charges variables :

Neige altitude 380 m ⁄

Vent rive lacustre ⁄

Charges accidentelles :

Séisme

- Zone de risque : zone Z1 ⁄

- Classe d’ouvrage : CO II

- Classe de sol de fondation : classe E

Choc de véhicule dans le parking catégorie F

(à 0,6 m au-dessus du sol)

2. MODELISATION DES BATIMENTS

2.1. PRINCIPE DE LA MODELISATION

La modélisation des bâtiments s’effectue généralement en Suisse à l’aide du logiciel Cedrus, développé

par la société suisse Cubus SA. Ce logiciel permet en effet de réaliser des modèles 3D des bâtiments,

et calcule ensuite les principaux éléments souhaités lors de l’étude d’un bâtiment.

Afin de réaliser la modélisation du bâtiment, il faut commencer par modéliser les différentes dalles du

bâtiment. Pour ce faire, il est nécessaire de créer des "dalles-modèle" : chaque dalle doit être

dessinée, et les murs porteurs et colonnes porteuses de la dalle tracés. Les dimensions (hauteur et

largeur des murs, tout comme épaisseur de la dalle), ainsi que les matériaux (béton et acier de

l’armature) doivent aussi être renseignés.


Enfin, la dernière étape de modélisation de chaque dalle est l’ajout des charges appliquées : le poids

propre de la dalle et des éléments modélisés est automatiquement généré sous le cas de charge

« PP », puis il faut ajouter les différents cas de charges et les charges appliquées pour chaque cas de

charges. Ces charges peuvent être ponctuelles, linéaires ou surfaciques. Il est également nécessaire

de renseigner le type de chargement : poids propre, surcharges, charges utiles, charges de neige,

charge de vent, précontrainte, surcharges de terre, … Ce renseignement est en effet indispensable à

la génération automatique des enveloppes ELU et ELS.

Par la suite, il suffit de renseigner la position de chaque dalle d’étage dans le modèle 3D. Ainsi, le

modèle du bâtiment est créé par empilage des dalles modèles des différents étages13.

La modélisation des éléments doit être cohérente avec la réalité. Les façades comportent des

ouvertures pour les fenêtres de dimensions raisonnables : les efforts peuvent ainsi être transmis

aisément à travers la couverte14 et le contrecœur15, et le mur aura une rigidité proche de celle d’un

mur plein. Il est donc possible de modéliser la façade par un élément continu.

Par contre, les portes dans les murs intérieurs limitent la transmission des efforts : la couverte est

réduite, et le contrecœur inexistant. Un tel mur aura donc tendance à avoir un comportement

semblable à celui de deux murs distincts : il faut donc modéliser des murs non continus. Pour les

mêmes raisons, les murs de façade du rez-de-chaussée sont modélisés comme des murs discontinus :

ces-derniers sont en réalité des éléments préfabriqués séparés par des portes et fenêtres, sans qu’il

n’y ait ni contrecœur, ni couverte.

Après modélisation des différentes dalles d’étages, le modèle 3D du bâtiment EMS et du parking ainsi

obtenu est présenté ci-dessous (voir Figure 2.1 et Figure 2.2). Le modèle 3D des Appartements

protégés a également pu être créé sur le même principe (voir Figure 2.3).

Figure 2.1 : Modélisation 3D du bâtiment EMS et du parking à l’aide du logiciel Cedrus – vue 1

13 Voir Chapitre 2 : 2.2. Le type de modèle créé page 16. 14 Couverte : terme suisse désignant le linteau (partie située sur la baie). 15 Contrecœur : terme suisse désignant l’allège (partie située sous une baie).


Figure 2.2 : Modélisation 3D du bâtiment EMS et du parking à l’aide du logiciel Cedrus – vue 2

Figure 2.3 : Modélisation 3D du bâtiment Appartements protégés à l’aide du logiciel Cedrus

Le logiciel Cedrus réalise à partir de cette modélisation la descente de charges automatiquement, et

permet ensuite d’analyser dalle par dalle les différents résultats (flèche, descente de charges,

armatures, …) en tenant compte de la descente de charges.

Il est à noter que deux modèles différents ont été créés car les deux structures sont indépendantes

statiquement : un joint de dilatation sépare les deux bâtiments. Ceci permet également de réduire la

taille du fichier de calcul, et donc d’obtenir des résultats de manière plus rapide16.

16 Le maillage des éléments doit être proche du double de la hauteur de la dalle de manière à obtenir des

résultats satisfaisants, soit environ 50 cm pour les bâtiments. Le principal inconvénient de modèles trop

complexes est alors la lenteur de résolution des calculs : en effet, la taille des fichiers devient vite très

importante, et la rapidité du logiciel décroit significativement pour de tels fichiers.


2.2. LE TYPE DE MODELE CREE

La modélisation d’un bâtiment à l’aide du logiciel Cedrus passe par deux étapes bien distinctes : dans

un premier temps, l’ingénieur se charge de créer les dalles modèles, puis crée le bâtiment dans un

second temps. Ces deux étapes bien distinctes sont dues au modèle de calcul créé par le logiciel.

En effet, le logiciel de calcul n’est en réalité pas un logiciel 3D : le module de base du logiciel est un

module de calcul par éléments finis permettant l’analyse statique linéaire élastique de dalles en béton

armé. Ceci se traduit concrètement par le calcul de chaque dalle modèle pour elle-même, en

considérant sa géométrie, ses appuis, et les charges qui y sont appliquées.

Par la suite, un module optionnel intitulé "Option G – Bâtiments, charges verticales" génère une

descente de charges à partir de l’empilage des dalles modèles réalisé dans l’interface 3D. Pour ce

faire, ce module exporte la valeur caractéristique de la réaction en tête de mur de la dalle la plus

haute, en tenant compte des types de charges appliquées, et crée les réactions en pied de mur

comme des charges linéaires au droit des murs pour la dalle de l’étage inférieur. Cette dalle est alors

calculée en tenant compte des charges appliquées à elle-même, ainsi que la réaction des murs des

étages supérieurs, puis le processus de descente de charges est répété jusqu’à ce que toutes les

dalles du modèle 3D aient été résolues.

Figure 2.4 : Principe de calcul du logiciel Cedrus pour les descentes de charges

Un autre module optionnel intitulé "Option H – Bâtiments, charges horizontales" permet également de

calculer les effets de charges horizontales sur un bâtiment, comme par exemple l’effet du vent sur un

bâtiment de grande hauteur. Dans ce cas, le principe est semblable : le logiciel calcule dans un


premier temps la résultante de la force horizontale appliquée à chaque dalle, puis la répartition de

celle-ci au sein des différents murs de refends est effectuée dans la dalle-modèle.

Ce module permet également de réaliser l’étude parasismique des bâtiments avec la méthode des

forces de remplacement (génération d’efforts horizontaux équivalents au séisme). Cependant, cette

méthode ne peut s’appliquer que dans le cas d’un ouvrage régulier. Dans le cas contraire, la méthode

du spectre de réponse doit être appliquée : celle-ci est gérée par le module intitulé "Option D –

Dynamique".17

Figure 2.5 : Principe de calcul des efforts dans les refends dus à des charges horizontales

Le logiciel de calcul Cedrus crée donc un modèle par éléments finis du bâtiment : ce modèle est en

réalité un modèle par éléments finis de chaque dalle, et non un modèle 3D (voir Figure 2.4). En effet,

les parois ne servent qu’à transmettre les charges d’un élément à l’autre, mais ne sont pas étudiées

plus en détails par le logiciel18.

17 Voir Chapitre 4 : Etude parasismique des bâtiments page 38. 18 Le logiciel se contente de descendre les charges par les parois, et calcule les tassements de ces parois sous

les charges appliquées. Un module intitulé "Option S – Parois" permet d’étudier les déformées et l’armature des

parois avec les ouvertures, mais ce module est indépendant du modèle 3D : il est nécessaire de modéliser la

paroi et son ouverture, puis d’y appliquer manuellement les charges.


La Figure 2.6 présente un récapitulatif des différentes possibilités offertes par chaque module du

logiciel Cedrus, ainsi que les charges prises en compte.

Module Module

de base

Option G

Charges

verticales

Option H

Charges

horizontales

Option D

Dynamique

Option S

Parois

Modèle

Dalle modèle Dalle encastrée Paroi Modèle en barres (3D)

Charges prises en compte

Charges verticales - de l’étage

19 - des étages supérieurs Charges horizontales - vent - séisme

Résultats

Descente de charges Charges en tête de mur Charges en pied de mur

Dalles Déformées Moments Tranchants Armatures

Murs Déformées Moments Tranchants Armatures

Figure 2.6 : Récapitulatif des principaux modules du logiciel Cedrus, et de leurs possibilités

3. LES MURS EN DRAPEAUX : UNE MODELISATION

PROBLEMATIQUE

3.1. LE CAS DES MURS EN DRAPEAUX

Les façades des étages supérieurs sont porteuses. Cependant, les murs de façade du rez-de-chaussée

sont décalés d’environ 1,50 m à l’intérieur par rapport aux façades des étages, et les murs de façade

des étages ne reposent sur aucun mur. Bien que les façades des étages ne reposent pas directement

sur des murs, les charges des façades ne sont pas transmises à la dalle, mais sont reprises par les

lames20, qui viennent s’appuyer sur les murs de façade du rez-de-chaussée.

19 Les charges verticales sont à introduire manuellement par l’utilisateur. 20 Elément perpendiculaire au mur de façade, servant à transmettre les charges.


Le principe de la descente de charges des murs de façade des étages est illustré Figure 2.7 (les murs

de façade des étages sont représentés par des murs pleins21).

Figure 2.7 : Principe de la descente de charges des façades des étages au niveau de la dalle haute du rez-de-

chaussée

Sur ce schéma, les bielles de compression qui se créent dans les murs de façade des étages sont

représentées en bleu : les efforts vont transiter en direction des lames, qui servent d’appuis indirects

aux façades. La présence de baies telles que des fenêtres dans ces murs aura comme unique

conséquence de dévier les bielles de compression. Cependant, la dimension de ces baies ne pose pas

problème, puisque des bielles de compression peuvent néanmoins se créer.

Les efforts vont se concentrer au bas des lames : il faudra alors les remonter à l’aide d’armatures.

Ces-dernières serviront en effet à remonter les forces situées en bas de la lame jusqu’au sommet de

celle-ci, d’où de nouvelles bielles de compression pourront se créer dans la lame, en direction de

l’appui. Les armatures remontant les charges sont représentées en rouge sur le schéma.

Des bielles de compression vont de nouveau se créer dans la lame : ces-dernières vont permettre de

transmettre les efforts des murs de façade, mais aussi les efforts repris par la lame directement. De

cette manière, les efforts vont être transmis aux murs de façade du rez-de-chaussée. Ces bielles de

compression sont également représentées en bleu sur le schéma.

21 Le principe de fonctionnement d’un mur plein et d’un mur comprenant des ouvertures est similaire.


Les efforts des murs de façade des étages ont été transmis aux murs de façade du rez-de-chaussée,

qui vont les transmettre à leur tour aux murs du sous-sol et aux fondations. Ces forces dans les

façades du rez-de-chaussée sont représentées en vert sur le schéma.

Ce comportement est rendu possible par l’utilisation de « murs en drapeaux », dont le

fonctionnement est bien particulier (voir Figure 2.8). En effet, de tels murs ne sont appuyés qu’en un

point : tous les efforts doivent donc converger vers ce point. Pour cette raison, il est nécessaire de

remonter les charges aux extrémités. Ainsi, les bielles de compression peuvent se créer depuis le

haut du mur jusqu’au point d’appui.

Les armatures servant à remonter les charges sont représentées en rouge sur le schéma, les bielles

de compression en bleu.

Figure 2.8 : Principe de fonctionnement d’un mur en drapeau (lame du bâtiment EMS)

Cependant, il ne faut pas oublier que ces murs en drapeaux servent aussi d’appuis indirects aux

façades des étages : par conséquent, des efforts importants viennent s’appliquer sur l’arrête avant du

mur. Ces efforts sont représentés par trois flèches bleues le long de la façade sur le schéma. Il faut

donc impérativement remonter ces efforts, de même que les efforts appliqués directement par les

dalles sur le mur en drapeau.

Ces efforts importants ont aussi tendance à vouloir faire pivoter le mur autour de son axe d’appui,

mais cette rotation est empêchée par les dalles : en effet, la rotation est bloquée par des efforts de

traction développés dans la dalle (représentés en vert sur le schéma). Ce mur ne tournera donc pas

autour de l’axe d’appui.

Enfin, comme tous ces efforts se concentrent en un seul point, il est important de s’assurer que la

contrainte en ce point ne soit pas trop importante, et ne provoque pas de ruine du béton. Afin de

réduire la contrainte, à effort appliqué fixe, il faut augmenter la surface d’appui : c’est pour cette


raison que les murs du rez-de-chaussée mesurent 22 cm d’épaisseur, et qu’un sommier de 80 cm de

large et 26 cm de haut est projeté sous la dalle haute du rez-de-chaussée.

Le fonctionnement même de ce sommier est assimilable à celui d’un champignon : la surface étant

augmentée à la transition entre le mur et la dalle, la contrainte est localement moins élevée, et

permet de mieux transmettre les efforts au voile. D’un point de vue purement statique, une forme

conique centrée sur l’intersection des deux murs est suffisante, mais cette dernière est plus

compliquée à réaliser. Comme le sommier est dans le faux-plafond, il a été choisi de mettre en

œuvre un sommier rectangulaire.

3.2. LES RESULTATS DE LA MODELISATION

Le fonctionnement statique des lames rend la rotation de ces-dernières impossible. Par conséquent,

cela signifie que les déformations de la dalle haute du rez-de-chaussée seront nulles (ou négligeables

devant les déformations des champs de dalles) au niveau des lames et des murs de façade des étages

supérieurs.

De plus, en appliquant le principe de compatibilité des déformations, il apparait également que les

murs en drapeaux suspendent la dalle : en effet, si ce n’était pas le cas, la dalle se déformerait, et le

mur ne serait plus en équilibre. Par conséquent, le mur en drapeau agit comme un appui pour la dalle,

mais en la suspendant et en faisant remonter les charges via les armatures. La descente de charges

nécessite donc de considérer ces murs (situés à l’étage supérieur) comme des appuis.

La modélisation sous Cedrus ne peut donc être considérée comme correcte dans le cas où la dalle

haute du rez-de-chaussée se déformerait au droit de ces murs, ou si les charges venaient à être

transmises directement aux éléments porteurs du rez-de-chaussée et non aux lames.

La figure ci-dessous présente les surfaces d’influence des éléments de façade du rez-de-chaussée en

considérant les murs en drapeaux dans la descente de charge, et en ne les considérant pas.

a. Les murs en drapeaux sont considérés comme des

appuis dans la descente de charges

b. Les murs en drapeaux ne sont pas pris en compte

dans la descente de charges

Figure 2.9 : Surfaces d’influence des éléments de façade du rez-de-chaussée de l’EMS, aile nord-ouest

Il apparait clairement que les zones d’influence des éléments de façade du rez-de-chaussée sont très

différentes en considérant ou non la présence des murs en drapeaux qui suspendent la dalle. De plus,


si les charges des éléments de façade des étages ne sont pas remontées au moyen d’armatures, les

éléments qui ne reprennent pas de lames vont également se voir attribuer les charges des éléments

de façade des étages situés dans la zone d’influence du mur.

Au vue de cette constatation, il apparait donc facile de vérifier si le modèle réalise une descente de

charges semblable au comportement réel du bâtiment, ou s’il ne tient pas compte du fonctionnement

des murs en drapeaux. La figure ci-dessous présente le résultat des réactions en tête de murs du rez-

de-chaussée, ainsi que la déformée avec une modélisation "classique"22.

a. Réactions en tête de mur à l’ELU, en [KN]

b. Déformée de la dalle à l’ELS, sous

combinaison quasi-permanente, en [mm]

Figure 2.10 : Résultats de la modélisation "classique" pour la dalle haute du rez-de-chaussée du bâtiment EMS,

aile nord-ouest

Sur cette figure, il apparait clairement que le modèle ne tient pas compte des murs en drapeaux : ce

modèle ne permet donc pas de calculer de descente de charges, ni de déformées de dalles.

3.3. LES DIFFERENTES PISTES ENVISAGEES

Après avoir constaté que la modélisation "classique" du bâtiment ne fonctionnait pas, il a donc été

nécessaire d’effectuer des recherches dans la documentation Cubus. Cette-dernière mentionne deux

options qui pourraient être utilisées afin de modéliser ces murs en drapeaux :

Modéliser des sommiers renversés : l’aide conseille de modéliser des sommiers renversés23

dans le cas de murs reposant à gauche et à droite sur deux appuis, mais ne reposant pas au

milieu sur un appui. Le sommier renversé est donc un élément qui rigidifie la dalle au droit du

mur situé à l’étage supérieur, sans toutefois apporter de charge supplémentaire (le poids

propre du sommier renversé est négligé).

En rigidifiant ainsi la dalle, celle-ci ne se déformera pas sous les différentes charges

appliquées. Pour cela, un sommier de la demi-hauteur du mur doit être créé. Cependant,

l’aide mentionne ceci pour un mur appuyé sur deux éléments, mais ne mentionne pas le cas

des murs en drapeaux.

22 Ce modèle est appelé "classique" dans le sens où aucune option n’a été activée : le bâtiment a été modélisé à

partir des plans, mais sans traiter de manière particulière les murs en drapeaux. 23 Elément rigide qui est orienté vers le haut et non le bas, d’où le terme "renversé".


Figure 2.11 : Modélisation d’un mur reposant sur deux appuis à l’aide d’un sommier renversé

Après avoir testé cette modélisation pour les murs en drapeaux, il apparait que les

déformées se rapprochent du comportement réel du bâtiment : le sommier ayant rigidifié la

dalle, celle-ci ne se déforme que très faiblement. Nous avons donc cherché à augmenter la

rigidité du sommier de manière à ce que le modèle ne se déforme plus (ou de manière

négligeable).




Figure 2.12 : Résultats de la modélisation avec des sommiers renversés (en jaune) de la même hauteur que les

murs en drapeaux

En modélisant le mur en drapeau par un sommier de la même hauteur que le mur, les

déformées de la dalle sont cohérentes avec la réalité. Cependant, après contrôle, il apparait

que les charges ne transitent toujours pas via les lames pour venir s’appuyer sur les éléments

du rez-de-chaussée : les charges en tête de murs ne correspondent pas à celles déterminées

manuellement.

Cocher l’option « Interception » : l’aide conseille dans le cas d’éléments appuyés sur deux

appuis, mais ne reposant pas sur un mur entre, de cocher une option « Interception ». Cette

dernière permet de faire transiter les efforts vers les deux appuis de manière directe, et de

ne pas charger la dalle. Dans cette partie, l’aide évoque le cas de murs en drapeaux, et

mentionne que cette option permet de réaliser une descente de charges cohérente.

De plus, comme la dalle n’est pas chargée, cette dernière ne va pas se déformer : les

déformations seront donc nulles au droit du mur en drapeau. Cette option parait donc

correspondre à ce qui était recherché de manière à pouvoir modéliser le bâtiment de

manière convenable.


Figure 2.13 : Modélisation d’un mur reposant sur deux appuis – Option « Interception » (à droite)

Cependant, bien que ceci fonctionne parfaitement pour les lames (éléments en drapeaux), les

murs de façades viennent s’appuyer sur les lames qui servent donc d’appui indirect aux murs

de façade. Or, cet élément ne fonctionne pas du tout : la dalle se déforme au droit des

façades et les charges sont transmises directement aux éléments du rez-de-chaussée.




Figure 2.14 : Résultats de la modélisation avec l’option « Interception »

A partir de ces constatations, deux autres idées ont été envisagées :

Combiner les deux solutions : puisque les sommiers renversés permettaient d’obtenir des

éléments de façade et des lames rigides, nous avons donc essayé de combiner les deux

solutions. Cependant, cette solution n’a pas abouti : les sommiers renversés combinés à

l’option « Interception » ont aboutis aux mêmes résultats que la modélisation avec

uniquement les sommiers renversés.

Modéliser les murs en drapeaux de l’étage supérieur par des murs : puisque les murs en

drapeaux agissent comme des appuis pour la dalle en la suspendant, cet appui est modélisé

par un mur sous la dalle. Ce mur empêche toute déformation de la dalle au droit des murs

considérés, et les efforts repris par ces murs supplémentaires correspondent aux efforts que

ces murs reprennent en suspendant la dalle.

Par conséquent, cette solution permet d’obtenir les déformations de la dalle cohérentes avec

le comportement réel de cette-dernière. Cependant, la descente de charges n’est pas

correcte.

3.4. LA SOLUTION RETENUE

Puisque les étages ne présentent pas de particularités, le logiciel de calcul Cedrus réalise la descente

de charges de manière convenable. Le problème se situe au niveau de la dalle haute du rez-de-


chaussée : le logiciel ne comprend pas le comportement des murs en drapeaux, et les appuie sur la

dalle. A partir de cette constatation, la descente de charges et l’étude des dalles hautes des étages

peuvent donc être réalisées à l’aide du logiciel Cedrus.

Pour ce qui est de la dalle haute du rez-de-chaussée, nous avons décidé de modéliser des murs

supplémentaires au droit des murs en drapeaux : de cette manière, le comportement de la dalle

correspond au comportement réel de celle-ci, ce qui permet donc d’utiliser ce modèle pour étudier

la dalle à proprement parler.

Concernant la descente de charges, il est cependant nécessaire de sommer les réactions en tête des

murs ajoutés à la réaction en tête du mur où l’élément en drapeaux viendra prendre appui. De cette

manière, la descente de charges peut partiellement être effectuée à l’aide du logiciel : il suffit de

sommer les charges pour obtenir la descente de charges sur les vrais murs.

Cette solution présente plusieurs avantages :

Elle permet d’étudier la dalle sur rez-de-chaussée à l’aide de la modélisation : ceci est

primordial afin de calculer des flèches et des moments dans des dalles de géométries

complexes. En effet, l’étude manuelle d’une telle dalle s’avérerait très complexe à mettre en

œuvre, et beaucoup trop longue.

Elle permet de minimiser la part de travail à effectuer manuellement dans la descente de

charges : en effet, le découpage en zones d’influences de chaque élément est effectué par le

logiciel et non l’ingénieur, mais en fonction des murs que l’ingénieur a choisi de modéliser.

L’ingénieur découpe donc la dalle en zones d’influences sur le principe (en choisissant les

murs modélisés), mais le logiciel de calculs effectue cette démarche longue et fastidieuse, ce

qui fait gagner beaucoup de temps.

4. LA DESCENTE DE CHARGES

Suite à la constatation précédente, nous avons pu réaliser la descente de charges pour chaque mur

du rez-de-chaussée. Pour ce faire, nous avons suivi la démarche suivante :

Ajout des murs au niveau de la dalle haute du rez-de-chaussée, au droit des murs en

drapeaux et façades situées à l’étage supérieur.

Découpage des murs ajoutés en fonction des longueurs reprises par chaque mur du rez-de-

chaussée24.

Calcul des réactions appliquées en tête de chaque mur, dues aux charges appliquées par la

dalle du rez-de-chaussée (poids propre, surcharges et charges d’exploitation). Pour ce faire, il

est nécessaire de résoudre la dalle-modèle "Dalle sur rez-de-chaussée", puis d’additionner les

réactions appliquées en tête des murs supplémentaires à la réaction en tête du mur où

viennent s’appuyer les éléments en drapeaux.

24 Le fait de modéliser deux murs collés l’un à l’autre et non un mur continu ne change rien au modèle, mais

permet d’obtenir directement la charge qui s’applique sur la longueur de mur souhaitée (valeur directement

affichée à l’écran).





Figure 2.15 : Résultats de la modélisation avec ajout de murs au rez-de-chaussée, au droit des murs en

drapeaux – Résultats de la dalle modèle (charges uniquement dues à la dalle considérée)

Calcul des charges dues aux étages supérieurs qui viennent s’appliquer en tête de chaque

mur du rez-de-chaussée. Pour ce faire, il est nécessaire de calculer la dalle sur premier étage

en dalle encastrée25, puis de reprendre le même principe que précédemment en additionnant

les charges si nécessaire de manière à reporter sur les appuis les charges des façades et

lames.

Calcul des charges totales appliquées en tête de chaque élément, à l’Etat Limite Ultime, par

sommation des charges en tête des éléments du rez-de-chaussée.

Calcul de la charge appliquée en pied de chaque élément du rez-de-chaussée : il est

nécessaire d’ajouter le poids propre de l’élément.

De manière à simplifier l’utilisation de ces résultats, les charges ont été calculées en tant que charges

ponctuelles et linéaires26, puis reportées sur un plan du rez-de-chaussée avec les porteurs. L’avantage

d’une telle solution est qu’elle s’avère très visuelle : il est très rapidement possible de voir les charges

appliquées et de les comparer entre elles.

De manière à finaliser la descente de charges, il est nécessaire de calculer les charges appliquées en

pied des murs du sous-sol. Pour ce faire, un modèle de la dalle haute du sous-sol a été créé, et les

différentes charges linéaires des murs du rez-de-chaussée introduites manuellement en plus des

charges surfaciques appliquées à la dalle considérée. Ceci a alors permis de déterminer les charges

appliquées en pied de chaque mur porteur du sous-sol. Il a toutefois été nécessaire de modifier la

combinaison automatique de calcul ELU du logiciel Cedrus27.

Cette descente de charges est présentée en annexe28. Une fois celle-ci achevée, l’étude des

fondations des bâtiments est alors possible.

25 Dalle encastrée : dalle calculée en tenant compte des charges appliquées par les dalles supérieures. 26 La charge ponctuelle correspond à la charge reprise par chaque élément, et est exprimée en kilo-Newton. La

charge linéaire correspond à la charge appliquée, ramenée à un mètre de longueur. Cette dernière a également

été calculée car elle permet de comparer aisément les forces appliquées à différents éléments de longueurs

différentes. 27 La combinaison automatique ELU (notée !ELU) est générée automatiquement par le logiciel en majorant les

charges en fonction des coefficients en vigueur dans la norme SIA 261 – Actions sur les structures porteuses.

Cependant, les réactions des murs étant déjà des charges majorées par ces coefficients, ce cas de charges doit

donc être exporté avec un coefficient de 1,00 pour la génération des enveloppes à l’Etat Limite Ultime. 28 Voir Annexe E : Descente de charges des éléments porteurs.


Figure 2.16 : Principe de la descente de charges


Chapitre 3 : ETUDE DES

FONDATIONS DES BATIMENTS

1. LE RAPPORT GEOTECHNIQUE

De manière à dimensionner les fondations de l’ouvrage, l’ingénieur se base généralement sur les

résultats d’essais réalisés in-situ par un géotechnicien. Ces essais permettent de déterminer les

différentes couches de terrain en place, de même que leur épaisseur et la capacité portante du sol à

différentes profondeurs.

Pour le projet considéré, le rapport géotechnique a été établi en 2011 par le bureau d’études

géotechniques De Cerenville. Ce dernier a alors réalisé quatre sondages et essais pressiométriques

aux quatre angles les plus éloignés du projet, puis a interpolé les résultats obtenus à l’ensemble du

terrain.

Le rapport géotechnique stipule que le terrain en place est composé d’une première couche

d’épaisseur variable de colluvions : ceux-ci présentent un taux de travail de dimensionnement

relativement faible ( ). Cette couche, d’épaisseur variant entre un et trois mètres,

n’est donc pas adaptée à fonder un ouvrage de plusieurs niveaux.

Sous ces colluvions, le terrain en place est composé de dépôts glacio-lacustres dont le taux de travail

de dimensionnement diminue avec la profondeur : ce-dernier vaut en sommet de

couche et chute à pour une profondeur importante (de l’ordre de 10 à 15 mètres). Par

conséquent, cette couche est adaptée à une solution de fondations superficielles, puisqu’elle présente

des caractéristiques mécaniques suffisantes à une profondeur relativement faible.

Figure 3.1 : Extrait des coupes géotechniques – Rapport géotechnique


Comme le mentionne le rapport géotechnique, les informations extrapolées sont à vérifier sur

chantier lors de la phase de terrassement. Or, dans le cas présent, alors que le rapport géotechnique

prévoyait environ trois mètres de colluvions au droit des Appartements protégés, les fouilles ont

montré que les dépôts glacio-lacustres se situaient à une profondeur bien moins importante : après à

peine un mètre de fouille, le sol est déjà composé de dépôts glacio-lacustres. Cette constatation nous

a donc poussés à redessiner les couches géotechniques en fonction des observations faites sur les

élévations des bâtiments, puis à réévaluer le taux de travail de dimensionnement.

Le taux de travail de dimensionnement a ainsi été fixé aux valeurs suivantes :

pour les fondations des Appartements protégés.

⁄ pour les fondations du parking.

⁄ pour les fondations du sous-sol du bâtiment EMS.

2. LE DIMENSIONNEMENT DES FONDATIONS

2.1. LE TYPE DE FONDATIONS

A partir de la descente de charges réalisée, ainsi que du rapport géotechnique, il est possible de

dimensionner les fondations de l’ouvrage. Dans le cas présent, le sol en place et le nombre de

porteurs incitent le recours à un radier : en effet, le sol est de capacité portante moyenne, et le

nombre de porteurs aurait conduit à mettre en œuvre un nombre important de fondations

superficielles.

Dans ce cas, le recours à un radier est donc plus intéressant d’un point de vue statique : les

contraintes sont réparties sur des surfaces plus importantes. Mais le radier se justifie également d’un

point de vue économique : il a un coût moins élevé qu’un nombre important de semelles filantes.

De plus, les sous-sols sont composés de caves, de vestiaires et de locaux techniques, ce qui nécessite

de mettre en œuvre une dalle en béton armé : couler cette dalle sur les fondations superficielles

compliquerait la réalisation sans apporter d’avantages.

2.2. LES SURPROFONDEURS

2.2.1. Pourquoi des surprofondeurs ?

De manière à dimensionner le radier, l’ingénieur doit s’assurer que l’épaisseur de radier est

suffisante. En effet, chaque mur applique une charge au terrain. Par souci de simplification, il est

supposé que les charges appliquées par le mur se répartissent au droit du mur sur la largeur

nécessaire pour équilibrer l’effort29.

Il est important que le radier ne se cisaille pas au droit des murs : en effet, dans le cas d’un radier

trop faible, ce-dernier va se cisailler sous les charges appliquées. Deux solutions permettent d’éviter

le cisaillement du radier :

Augmenter l’armature longitudinale : cette armature devra également être cisaillée lors

de la ruine du radier. Or, en augmentant la section des armatures à cisailler, la résistance de

la section augmente. Cette solution présente l’inconvénient de faire appel à de très gros

29 Le radier a comme conséquence de répartir les charges. Cependant, dans le cas présent, il est supposé que

les charges se répartissent sur la plus petite largeur permettant d’atteindre l’équilibre du système, sans que la

contrainte au sol ne dépasse le taux de travail de dimensionnement.


diamètres, car l’augmentation de la section n’augmente que faiblement la résistance de la

section dans le cas d’une section de béton trop sous-dimensionnée.

Augmenter la hauteur de béton disponible : par conséquent, les efforts vont transiter

directement du mur vers le sol via une diffusion à 45° des efforts dans le béton. L’ensemble

des charges comprises dans ce cône de diffusion ne cisaillera pas le radier. En augmentant la

hauteur de béton, les efforts se diffusent sur une plus grande zone, ce qui conduit à réduire

les efforts sollicitant le radier.

L’augmentation de la hauteur de béton du radier peut se faire pour tout le radier si nécessaire (cas

de radiers trop fins), mais également localement. Dans ce cas, une surprofondeur vient renforcer

localement le radier, sans toutefois augmenter sa hauteur globale, et donc son volume de béton.

Cette surprofondeur permet donc d’éviter le cisaillement du radier au droit des murs très chargés.

2.2.2. Dimensionnement des surprofondeurs

De manière à déterminer les zones nécessitant des surprofondeurs, il est donc nécessaire de vérifier

que le mur ne cisaille par le radier. La norme SIA 262 – Construction en béton définit la valeur de calcul

de la résistance à l’effort tranchant comme suit :

Cette valeur de calcul dépend donc de la hauteur statique , du type de béton mis en œuvre (via la

valeur de calcul de la contrainte limite de cisaillement ) et du coefficient pour la détermination de

la résistance au cisaillement des dalles . Elle est déterminée dans une section située à ⁄ du bord

d’appui ou de la zone d’introduction d’une charge concentrée, et est à comparer à la valeur de calcul

de l’effort tranchant .

Le coefficient se calcule comme suit :

La valeur du coefficient dépend des déformations attendues. Lorsque l’armature de flexion reste

dans le domaine élastique, elle vaut :

avec : ▪ : valeur de calcul du moment de flexion, par unité de longueur

▪ : valeur de calcul de la résistance à la flexion, par unité de longueur

Par conséquent, la valeur de la résistance au cisaillement du radier dépend de la position du mur : si

le mur est un mur périphérique, sa résistance sera inférieure à celle d’un mur intérieur.

2.2.2.1. Cas d’un mur périphérique

Dans le cas d’un mur périphérique, la réaction du sol va s’équilibrer de manière non symétrique par

rapport au mur (voir Figure 3.2) : par conséquent, le système isolé n’est pas à l’équilibre. Pour la

détermination du moment dans la section de contrôle, il est supposé que le moment soit équilibré

par le reste du radier : ceci conduit à surestimer le moment dans la section de contrôle par rapport à

la réalité.


Figure 3.2 : Répartition de la contrainte au sol et diagramme des moments dans le cas d’un mur périphérique

A partir de cette hypothèse et du diagramme des moments en résultant, la détermination de la

valeur de calcul de la résistance à l’effort tranchant se fait comme suit :

Enrobage : 30 mm

Armature minimale de non-fissuration : Ø12-14 – s = 150 mm

Béton C25/30 : ⁄

(

)

(

)

⁄

La réaction du sol située dans le cône de diffusion à 45° des efforts dans le béton peut être négligée

pour le calcul de la valeur de calcul de l’effort tranchant : en effet, elle ne participera pas au

cisaillement du radier (voir Figure 3.3).


Figure 3.3 : Charges prises en compte pour la détermination de la valeur de calcul de l’effort tranchant

Ceci conduit donc à déterminer la valeur de calcul de l’effort tranchant comme suit :

( ) (

) [ ⁄ ]

Or, la sécurité structurale est vérifiée si : . Ceci conduit à déterminer la charge maximale

admissible par le radier sans surprofondeur, et sans risque de poinçonnement.

Pour le radier des Appartements protégés, la charge linéaire maximale admissible sans risque de

cisaillement vaut ⁄ .

Vérification :

⁄

⁄

(

)

(

)

⁄

⁄

⁄

⁄ ⁄

2.2.2.2. Cas d’un mur intérieur

Dans le cas d’un mur intérieur, le système est à l’équilibre : la réaction du sol est centrée par rapport

au mur (voir Figure 3.4). La détermination de la valeur de calcul de la résistance à l’effort tranchant

est alors possible. Suivant la même logique que précédemment, la charge linéaire maximale admissible

sans risque de cisaillement vaut ⁄ pour le radier des Appartements protégés.


Figure 3.4 : Répartition de la contrainte au sol et diagramme des moments dans le cas d’un mur intérieur

Vérification :

⁄

⁄

(

)

(

)

⁄

⁄

⁄

⁄ ⁄

2.2.2.3. Les surprofondeurs

Après avoir déterminé la charge maximale admissible par le radier afin de garantir le non-cisaillement,

il est nécessaire de dimensionner les surprofondeurs des murs transmettant des charges plus

importantes. Il faut cependant noter que pour les murs formant un T, si l’un des murs présente une


charge linéaire supérieure à celle admissible sans surprofondeur, les charges vont également se

diffuser dans les autres murs, et le recours à une surprofondeur n’est pas forcément nécessaire.

Cas du bâtiment D – Appartements protégés :

Pour le radier des Appartements protégés, seul un mur de façade nécessite une surprofondeur. Ceci

s’explique par le fait que ce mur de façade au niveau du sous-sol est en réalité un mur intérieur dans

les étages (sous-sol partiel). De plus, la position des porteurs dans les étages conduisent à charger

particulièrement ce mur. Le radier doit donc être renforcé au droit de ce mur.

La note de calculs déterminant les dimensions de cette surprofondeur est présentée en annexe30.

Suite à la détermination des dimensions de cette surprofondeur, le plan de coffrage du radier du

sous-sol peut être finalisé, puis transmis à l’architecte pour Approbation31. Cependant, comme le

bâtiment sera "Label Minergie Eco"32, les dimensions des surprofondeurs sont contrôlées par le

bureau d’études thermique, qui indique si des mesures d’isolation particulières sont à prendre afin

d’éviter un pont de froid.

Cas du bâtiment A – EMS :

Pour le radier de l’EMS, quatre murs nécessitent le recours à une surprofondeur. Ces murs sont

particulièrement chargés à cause de la disposition des éléments porteurs dans les étages. La note de

calculs déterminant les dimensions de ces surprofondeurs est présentée en annexe33.

3. LE FERRAILLAGE DU RADIER

3.1. LES PRINCIPALES SOLUTIONS POUR FERRAILLER UN RADIER

Une fois le coffrage du radier déterminé, il est nécessaire de ferrailler ce-dernier. Pour cela, il est

nécessaire de déterminer les efforts dans le radier : l’ingénieur dispose alors de deux solutions afin

de déterminer ces efforts.

3.1.1. Modéliser le radier et l’interaction sol-structure

La raideur du sol est à prendre en compte dans le calcul d’un radier : en effet le sol va se tasser, et la

différence de raideur du sol par rapport à celle de la structure va conduire à une redistribution des

30 Voir Annexe F : Surprofondeurs du radier du sous-sol des Appartements protégés (bâtiment D) - Note de

calculs et schémas. 31 L’architecte approuve les plans de coffrage avant que ces derniers ne soient transmis à l’entreprise pour

Exécution. Ceci permet de faire valider la position des murs porteurs et des ouvertures, tout comme les

hauteurs d’éléments. Cependant, l’architecte ne valide pas les dimensions des éléments structurels : l’ingénieur

est responsable des armatures, listes de fers et des calculs statiques. Par conséquent, la surprofondeur n’est pas

validée par l’architecte. 32 Le "Label Minergie Eco" est un label suisse certifiant les caractéristiques thermiques des bâtiments. Ce label

est équivalent au label "Bâtiment Basse Consommation" en France, mais intègre également une partie écologie :

les matériaux mis en œuvre entrent également en ligne de compte (par exemple, emploi de bétons recyclés

quand cela est possible, …) 33 Voir Annexe G : Surprofondeurs du radier du sous-sol de l’EMS (bâtiment A) - Note de calculs et schémas.


efforts dans le radier. Il est donc nécessaire de tenir compte de l’interaction sol-structure dans le

dimensionnement du radier.

Dans ce cas, l’ingénieur modélise le sol par des ressorts sur lesquels viennent s’appuyer le radier. Les

murs appliquent des charges linéaires au radier, et les ressorts vont se déformer. De cette manière,

les tassements du sol sous les charges sont pris en compte, et la distribution des efforts est

relativement proche de la réalité.

Le principal défaut de cette solution réside dans la détermination des constantes de raideurs des

ressorts. En effet, les constantes de raideurs auront une grande influence sur la distribution des

efforts et donc sur l’armature du radier. Or, la détermination de ces constantes de raideurs est très

délicate, et peu précise.

L’autre inconvénient de cette solution est qu’elle nécessite le recours à un logiciel spécialisé dans les

interactions sol-structure (tel que le logiciel ZSoil par exemple, développé par la société suisse Zace

Services Ltd.), car les logiciels de calculs couramment utilisés ne gèrent pas de manière convenable de

tels calculs.

3.1.2. Modéliser le radier comme une dalle inversée

L’autre solution dont dispose l’ingénieur est de modéliser le radier comme une dalle classique, puis

d’y appliquer les réactions du sol. Ces charges peuvent également être accompagnées de charges de

surpressions dans le cas où l’eau risque de faire soulever le radier34. L’ingénieur crée en réalité un

modèle inversé du radier : les charges sont appliquées sur la face supérieure du radier dans le

modèle, et orientées vers le bas (voir Figure 3.5).

Figure 3.5 : Modélisation du radier à l’aide d’un modèle en dalle inversée (à droite)

De cette manière, les sections d’armatures peuvent être déterminées à l’aide d’un logiciel de calcul

classique, tel que Cedrus. En effet, le calcul revient à modéliser le radier comme une dalle, et y

appliquer des charges. Il suffira d’inverser les nappes supérieures et inférieures pour tenir compte du

radier inversé.

Cette solution revient à supposer que les tassements du sol seront uniformes en tout point : cette

hypothèse est fausse, cependant la redistribution des efforts dans le radier conduira à des efforts

relativement proches de ceux déterminés en adoptant cette hypothèse simplificatrice.

34 Dans le cas présent, un système de drainage permet de récolter l’eau qui pourrait se mettre en surpression

sous les radiers des bâtiments. Ces drains sont disposés dans la couche de Misapor, qui sert d’isolant thermique

et remplace les boulets drainants.


3.2. CALCUL DES EFFORTS DANS LE RADIER

Dans notre cas, le recours au logiciel ZSoil ne se justifie pas : ce-dernier est trop complexe et

nécessite de connaitre avec précision les paramètres du sol pour être précis. Or, il apparait

clairement que le rapport géotechnique ne reflète pas de manière fidèle les caractéristiques du sol en

place. Par conséquent, le recours au module d’élasticité du sol conduirait à une redistribution

d’efforts par forcément en accord avec la réalité.

L’utilisation du modèle en dalle inversé s’avère donc bien plus simple, et permet d’obtenir pour de

tels bâtiments une précision suffisante pour le calcul des moments de flexion dans le radier. Par

conséquent, il a été nécessaire de modéliser le radier du sous-sol sous Cedrus, puis d’y appliquer les

réactions d’appui (comme indiqué Figure 3.5).

Il faut toutefois noter que le logiciel peut afficher des pics de moments dans les angles du radier, ainsi

que dans les angles des ouvertures. Ces pics sont bien plus importants que ceux qui se

développeront en réalité en ces points : ils sont dus à une divergence ponctuelle du modèle lors de la

prise en compte de la torsion.

3.3. DETERMINATION DE L’ARMATURE NECESSAIRE

L’armature nécessaire se déduit du moment de flexion en tout point du radier, pour la nappe

considérée. En effet, il est nécessaire que la valeur de calcul du moment de flexion soit en tout point

inférieure à la résistance maximale à la flexion, ce qui permet d’écrire :

Une fois les enrobages renseignés dans le logiciel Cedrus, ce-dernier est alors capable de convertir

les moments de flexion en sections d’armatures nécessaires pour la dalle. Il faut toutefois noter que

l’enrobage à renseigner correspond en réalité à la distance séparant le centre de gravité de

l’armature considérée du bord de la dalle (voir Figure 3.6).

Figure 3.6 : Définition de l’enrobage pour chaque nappe sous Cedrus

Le travail de l’ingénieur consiste ensuite à convertir ces courbes d’isovaleurs de sections d’armatures

en schémas d’armatures. En effet, l’ingénieur va déterminer à partir de ces résultats les zones où


l’armature doit être renforcée, et les zones où l’armature minimale de non-fissuration35 est suffisante.

Pour les zones où l’armature minimale de non-fissuration n’est pas suffisante, il indique alors sur un

schéma le diamètre souhaité, ainsi que la longueur de la barre et la zone où positionner cette barre.

Comme indiqué précédemment, le logiciel Cedrus gère mal la torsion aux angles des trémies. Les pics

d’armature indiqués ne sont alors pas à couvrir : l’ingénieur apprécie l’armature nécessaire pour ces

zones. Il est toutefois important de prévoir un chaînage de ces éléments pour éviter le départ de

fissures aux angles des trémies.

Les schémas d’armature du radier des Appartements protégés sont présentés en annexe36. Les plans

de coffrage et de ferraillage ainsi obtenus pour ce même radier sont également présentés en

annexe37.

35 La norme SIA 262 – Construction en béton définit plusieurs classes d’exigences vis-à-vis des fissures. A partir de

ces classes définies en accord avec le Maitre d’Ouvrage, l’ingénieur détermine l’armature minimale nécessaire

afin de limiter l’apparition des fissures, en fonction de l’épaisseur de l’élément dimensionné.

Dans ce cas, la radier d’épaisseur 30 cm conduit à mettre en œuvre une armature minimale de non-fissuration :

Ø 12-14 – s = 150 mm. 36 Voir Annexe H : Schémas d’armature du radier du sous-sol des Appartements protégés (bâtiment D). 37 Voir Annexe I : Radier du sous-sol des Appartements protégés (bâtiment D) - Plan de coffrage, armature et

listes de fers.


Chapitre 4 : ETUDE PARASISMIQUE

DES BATIMENTS

1. MODELISATION PARASISMIQUE DES BATIMENTS

1.1. L’ETUDE PARASISMIQUE DES BATIMENTS

L’étude parasismique des bâtiments est obligatoire en Suisse pour toute nouvelle construction ou

rénovation. La norme SIA 261 – Actions sur les structures porteuses définit les actions sismiques et les

principes pour concevoir correctement les structures porteuses face aux séismes.

“ La conception correcte des structures porteuses face aux séismes a pour buts la

protection des personnes, la limitation des dommages et la garantie de l’aptitude au

fonctionnement d’ouvrages importants soumis à l’action du séisme de

dimensionnement.

La répartition des ouvrages en classes d’ouvrages […] permet de définir le degré de

protection. Les critères retenus pour cette répartition tiennent compte de l’occupation

moyenne par les personnes, du danger potentiel, des risques d’atteinte à

l’environnement découlant d’une défaillance après un séisme, de l’ampleur des

dommages acceptables pour l’ouvrage et de l’importance de ce dernier dans

l’organisation des mesures immédiates à prendre en cas de catastrophe. „

Source : norme SIA 261 – Actions sur les structures porteuses [9]

La norme SIA 216 – Actions sur les structures porteuses définit trois classes d’ouvrages :

CO I : bâtiments ou infrastructures n’ayant pas pour finalité le regroupement d’un nombre

important de personnes, et n’abritant pas de marchandises ayant une valeur particulière.

CO II : bâtiments pouvant être fréquentés par un nombre important de personnes, ou

infrastructure ayant une fonction importante.

CO III : bâtiments ou infrastructures ayant une fonction vitale en cas de séisme, ou

présentant un risque considérable d’atteinte à l’environnement.

La vérification de la sécurité structurale est nécessaire pour toutes les classes d’ouvrages. Cependant,

pour la classe d’ouvrages III, la vérification de l’aptitude au service est également nécessaire.

Les bâtiments étudiés sont des bâtiments pouvant être fréquentés par un nombre important de

personnes, mais n’ayant pas une fonction vitale en cas de séisme. Par conséquent, ils appartiennent à

la classe d’ouvrages II. Pour cette classe d’ouvrage, le facteur d’importance vaut : .


1.1.1. Zone de risque sismique

La Suisse est divisée en quatre zones sismiques, définissant les différentes valeurs de l’aléa sismique :

en effet, la zone géographique dans laquelle est construit l’ouvrage a une influence sur l’intensité

sismique à prendre en compte. Ces zones sont définies par la norme SIA 261 – Actions sur les

structures porteuses. En fonction de la zone où se situe l’ouvrage étudié, la norme définit alors la

valeur de calcul de l’accélération horizontale du sol .

Les bâtiments étudiés se situent à Morges (Vaud), soit en zone de risque sismique . Par

conséquent, l’accélération horizontale du sol vaut : ⁄ .

1.1.2. Paramètres de sol

Les efforts sismiques induits dépendent du sol en place : en effet, les ondes sismiques vont se

propager différemment en fonction du type de sol. Par conséquent, l’influence de la nature du sol de

fondation doit être prise en compte dans les calculs.

La norme SIA 261 – Actions sur les structures porteuses définit 6 classes de sols de fondation, en

fonction du type de sol. La norme définit pour chaque classe de sol le nombre de coups pour un

enfoncement de 0,3 m dans l’essai de pénétration standard SPT ( ), la vitesse moyenne des ondes

de cisaillement dans les 30 m supérieurs du sol ( ) et la cohésion apparente non drainée ( ).

Classe de sol

de fondation Description [m/s] [kN/m2]

A

Roche dure (p.ex. granite, gneiss, quartzite,

calcaire silicieux, calcaire) ou roche tendre (p.ex.

grès, Nagelfluh, marne jurassique, argile opalinus),

sous une couverture de terrain meuble d’une

épaisseur maximale de 5 m

> 800 – –

B

Dépôts étendus de sable et de gravier

cimentés et/ou sol préconsolidé d’une

épaisseur supérieure à 30 m

400 … 800 > 50 > 250

C

Dépôts de sable et graviers normalement

consolidés et/ou matériau morainique d’une

épaisseur supérieure à 30 m

300 … 500 15 … 50 70 … 250

D Dépôts de sable fin non consolidé, de limon

et d’argile d’une épaisseur supérieure à 30 m 150 … 300 < 15 < 70

E

Couche alluviale superficielle des classes de

sols de fondation C ou D, d’une épaisseur de

5 à 30 m reposant sur une couche plus

compacte des classes de sols de fondation A

ou B

– – –

F

Dépôts à structure sensible et organiques

(p.ex. tourbe, craie lacustre, masses glissées),

d’une épaisseur supérieure à 10 m

– – –

Figure 4.1 : Classes de sols de fondation


L’accélération horizontale correspond à la composante horizontale maximale de l’action

sismique, pour la classe de sol de fondation A. Par conséquent, pour toutes les autres classes de sol,

il faut multiplier l’accélération horizontale par un coefficient majorateur défini par la norme.

Le rapport géotechnique mentionne que le sol de fondation est un sol de classe E. Par conséquent, la

norme SIA 261 fixe la valeur du coefficient de sol à : .

1.1.3. Spectre de réponse élastique

A partir des paramètres définis précédemment, il est possible de définir le spectre de réponse

élastique. Ce-dernier est défini comme suit par la norme :

“ Déplacement maximal par rapport au sol d’un système à une masse ayant une

fréquence propre de vibration et un certain taux d’amortissement pour une excitation

donnée. „

Source : Norme SIA 261 – Actions sur les structures porteuses [9]

Le spectre de réponse élastique est défini en fonction des périodes , et ainsi que d’un

coefficient de correction dépendant de l’amortissement visqueux .

1.1.3.1. Périodes , et

Les périodes , et dépendent de la classe de sol de fondation. Pour la classe de sol E, elles

valent :

1.1.3.2. Degré d’amortissement

Dans le cas de constructions en béton armé, la norme fixe la valeur du coefficient d’amortissement

visqueux à 5%. Le coefficient de correction dépendant du degré d’amortissement visqueux vaut

donc .

1.1.3.3. Spectre de réponse élastique

Le spectre de réponse élastique est défini comme suit :

( ( )

) ( )

( )

( )

( )

1.1.4. Spectre de dimensionnement

“ L’aptitude d’une structure porteuse à résister à l’action sismique dans le domaine

non linéaire par écrouissage peut être prise en compte par une réduction du spectre


de réponse élastique au moyen du coefficient de comportement q […]. Le coefficient

de comportement dépend de la capacité de déformation plastique et de dissipation

d’énergie de la structure porteuse. […] Selon la grandeur du coefficient de

comportement q, une distinction est faite entre le comportement non ductile et ductile

de la structure porteuse. „

Source : SIA 261 – Actions sur les structures porteuses [9]

1.1.4.1. Coefficient de comportement

La structure est dimensionnée comme non ductile. Cette hypothèse conduit à supposer que la

structure restera dans le domaine élastique, et qu’aucune rotule plastique ne se créera.

Par conséquent, la norme SIA 262 – Construction en béton définit le coefficient de comportement en

fonction du type d’acier d’armature passive mis en œuvre. En effet, il existe 3 classes de ductilité

pour les aciers d’armature passive, définies en fonction de l’allongement sous charge ultime :

Classe de ductilité A :

Classe de ductilité B :

Classe de ductilité C :

Les aciers d’armature passive couramment mis en œuvre sont des aciers de classe de ductilité B. Par

conséquent, la norme SIA 262 fixe la valeur du coefficient de comportement à .

1.1.4.2. Spectre de dimensionnement

La norme définit le spectre de dimensionnement comme suit :

Valeur de la composante horizontale de l’action sismique, utilisée dans la situation

de projet Séisme et basée sur le spectre de réponse élastique ainsi que sur

l’accélération de la pesanteur. Cette valeur est représentée en fonction de la période

de vibration et du comportement en déformation de la structure porteuse.

Source : Norme SIA 261 – Actions sur les structures porteuses [9]

Son expression est la suivante :

( (

)

) ( )

( )

( )

( )


Figure 4.2 : Spectre de dimensionnement – Zone sismique Z1, classe de sol E, classe d’ouvrages II,

comportement ductile

1.1.5. Méthodes de calcul

La norme SIA 261 – Actions sur les structures porteuses définit deux méthodes de vérification d’un

ouvrage sous cas de charge Séisme :

La méthode des forces de remplacement :

“ Méthode simplifiée de l’analyse structurale pour l’action sismique, applicable à

des systèmes structuraux suffisamment rigides et réguliers. „


La méthode du spectre de réponse :

“ Méthode générale de l’analyse structurale pour l’action sismique, avec laquelle les

vibrations de la structure porteuse induites par le séisme de dimensionnement ainsi

que leur contribution au comportement dynamique global peuvent être étudiées. „


Les bâtiments étudiés ne présentent pas une structure régulière : par conséquent, la méthode des

forces de remplacement ne peut être appliquée, et il est nécessaire d’avoir recours à la méthode du

spectre de réponse. Pour ce faire, le recours à un modèle de calcul à trois dimensions est nécessaire.

La valeur spectrale du spectre de dimensionnement sera appliquée dans les différentes directions

considérées.

1.2. MODELISATION PARASISMIQUE DE L’OUVRAGE

1.2.1. Modélisation des refends parasismiques

Puisque la méthode de dimensionnement retenue est la méthode du spectre de réponse, le recours à

un modèle numérique du bâtiment est nécessaire. La démarche de modélisation et de

dimensionnement des bâtiments est présentée ici pour le bâtiment EMS. La même démarche a été

retenue pour les Appartements protégés.


Lors d’un séisme, les différentes dalles vont être soumises à une accélération horizontale : celle-ci

aura tendance à induire un moment dans les différents porteurs. Ce moment doit être équilibré par

un couple traction-compression dans le mur, comme le montre la Figure 4.3. Par conséquent, les

murs doivent être armés de manière à pouvoir reprendre la traction, et il faut s’assurer que les

contraintes dans le béton ne soient pas supérieures à la valeur de calcul de la résistance à la

compression du béton.

Figure 4.3 : Moment et couple traction-compression dans les murs sismiques

Cependant, de manière à ce que ces efforts puissent être transmis, il faut que les éléments équilibrant

des efforts sismiques puissent transmettre ces efforts aux éléments de l’étage inférieur. Ceci implique

donc que les murs sismiques soient continus entre les étages : de cette manière, l’armature de

traction et la zone en compression peuvent faire transiter les efforts jusqu’au niveau

d’encastrement38.

Par conséquent, seuls les murs reposant sur des murs à l’étage inférieur peuvent être retenus comme

sismiques : ces-derniers sont principalement situés autour des ascenseurs et escaliers, et constituent

des noyaux. Les autres murs ne peuvent donc être utilisés afin d’équilibrer les efforts sismiques : il

est donc nécessaire d’indiquer au logiciel que ces éléments ne reprennent pas d’efforts horizontaux.

38 Le niveau d’encastrement est le niveau à partir duquel le bâtiment est enterré.


Figure 4.4 : Exemple de répartition entre murs sismiques et murs ne reprenant pas d’efforts horizontaux

Dans le cas du bâtiment EMS, une autre particularité est à signaler : le bâtiment se sépare en deux au

niveau des étages, et un joint de dilatation rend les deux ailes statiquement indépendantes au rez-de-

chaussée. Par conséquent, les modes propres et périodes propres des deux bâtiments ne sont pas les

mêmes, et il est nécessaire de réaliser un modèle pour l’aile Est et un autre pour l’aile Ouest.

1.2.2. Création du modèle en barres

De manière à calculer les efforts dans les différents refends, le logiciel Cedrus crée un modèle en

barres : ce modèle est généré par le logiciel Statik (également développé par Cubus SA). Ce logiciel

modélise chaque mur par une barre située au niveau de son axe, et relie les différentes barres entre

elles.

Les éléments porteurs sont tous modélisés par des barres, qu’ils soient utilisés ou non pour

équilibrer les actions sismiques : en effet, le logiciel va se servir de la masse et de la rigidité du

bâtiment pour calculer les centres de fréquences et modes propres. Il est donc important que la

modélisation du bâtiment soit le plus proche possible de la réalité, de manière à ne pas sous-estimer

la rigidité de l’élément (ce qui sous-estimerait également la valeur du spectre de dimensionnement).

Figure 4.5 : Création du modèle en barres – bâtiment EMS Aile Est


2. DIMENSIONNEMENT AU SEISME

2.1. CALCUL DES EFFORTS DANS LES REFENDS PARASISMIQUES

Une fois la modélisation des refends parasismiques terminée et le modèle en barres créé, il est

nécessaire d’indiquer les différents paramètres déterminant le spectre de dimensionnement. En effet,

ceux-ci sont indispensables au calcul de la valeur de , et donc par conséquent au calcul des efforts

dans les refends.

Le calcul des modes propres et périodes propres est nécessaire. De plus, il faut s’assurer que le

logiciel calcule suffisamment de périodes propres représentatives du bâtiment : en effet, il faut que

plus de 90% de la masse de l’ouvrage soit excitée, sinon les résultats ne sont pas représentatifs du

comportement réel du bâtiment.

Le logiciel Statik calcule ainsi les périodes propres du bâtiment. Pour les deux ailes, les périodes

propres sont les suivantes :

Aile Ouest Aile Est

Figure 4.6 : Spectre de dimensionnement et valeur spectrale

Le logiciel Statik calcule ensuite les moments, l’effort tranchant et l’effort normal dans chaque

élément du bâtiment. A partir de ces efforts, il est alors possible de dimensionner l’armature

sismique nécessaire.

2.2. DETERMINATION DE L’ARMATURE NECESSAIRE EN FLEXION

2.2.1. Dispositions constructives

Dans les refends parasismiques, la norme SIA 262 – Construction en béton préconise de disposer une

armature dite "sismique" aux extrémités des murs sismiques : cette armature permettra de

reprendre les efforts de traction induits par les moments dans les refends parasismiques. De manière

à équilibrer la traction, il apparait donc logique de disposer cette armature le plus loin possible de

l’axe neutre du mur, de manière à créer un bras de levier le plus important possible.


La norme préconise donc de placer des armatures dites sismiques sur une distance de 20% de la

longueur totale du mur, à chaque extrémité de ce-dernier. Le reste du mur sera armé verticalement

avec l’armature minimale si celle-ci est suffisante.

Enfin, il apparait nécessaire d’empêcher le flambage des aciers dits sismiques : par conséquent, ces

armatures doivent être maintenues à l’aide d’étriers. Toutefois, la norme préconise de ne maintenir

qu’une barre sur deux dans le cas d’un dimensionnement non ductile de l’ouvrage. Dans le cas d’un

dimensionnement ductile, les dispositions constructives sont plus contraignantes afin de permettre

aux rotules plastiques de se créer dans les zones dimensionnées en conséquence.

Les dispositions constructives sont présentées ci-dessous (voir Figure 4.7).

Figure 4.7 : Dispositions constructives relatives aux séismes

2.2.2. Calcul de l’armature de flexion nécessaire

La section est soumise à un effort normal de compression et à un moment . L’effort normal

est négatif (compression). Soumis à l’effort normal appliqué au centre de gravité de la section, le mur

est en flexion : les contributions des différentes parties du mur sont présentées sur la Figure 4.8.

Figure 4.8 : Contribution des différentes parties du mur


Les notations suivantes ont été adoptées :

: résultante de traction de l’armature sismique tendue, appliquée à une distance de

l’axe neutre de la section

: résultante de traction de l’armature de la partie centrale du mur, appliquée à une

distance de l’axe neutre de la section

: résultante de compression de l’armature sismique comprimée, appliquée à une distance

de l’axe neutre de la section

: résultante de compression du béton comprimé, appliquée à une distance de l’axe

neutre de la section

: section d’armature sismique disposée à chaque extrémité du mur, par mètre linéaire

: section d’armature disposée au centre du mur, par mètre linéaire

: position de l’axe neutre par rapport à la fibre comprimée du mur

2.2.2.1. Détermination de l’axe neutre

Dans un premier temps, il est nécessaire de déterminer l’axe neutre de la section : celui-ci sera

déterminé à partir de l’équation suivante :

∑

Hypothèses : Le diagramme de calcul du béton est le diagramme simplifié (selon SIA 262 §4.2.1.4).

Le mur est dimensionné pour une déformation de la fibre de béton

comprimée.

Les aciers travaillent à pour une déformation supérieure à la limite d’écoulement de

l’acier . Les aciers n’ayant pas atteint la limite d’écoulement sont négligés dans

le calcul.

Les différentes résultantes s’expriment alors comme suit :

(

)

L’équation permet alors d’en déduire la position de l’axe neutre en fonction de la section :

( )

(

)

2.2.2.2. Détermination de l’armature minimale de flexion

L’armature minimale de flexion s’obtient alors par écriture de l’équilibre des moments :


Or, les distances s’expriment comme suit :

A l’aide d’un solveur numérique, il est alors possible de déterminer la section d’armature

nécessaire afin de garantir la sécurité structurale de l’ouvrage.

Pour le mur A139, nous avons :

et .

Béton C25/30 : ⁄

Acier B500B : ⁄

Armature non sismique : : ⁄

Efforts sismiques : et

Un solveur numérique permet de déterminer :

Ainsi, l’armature sismique nécessaire est : .

De manière à déterminer plus rapidement les sections d’armatures nécessaires, ces calculs ont été

réalisés à l’aide du logiciel Fagus, qui détermine l’armature en fonction des efforts sollicitant. Les

résultats obtenus sont semblables : il faut cependant noter que le logiciel n’applique pas les mêmes

hypothèses.

En effet, Fagus néglige les armatures comprimées, ce qui conduit à surestimer les sections des

armatures tendues, et place donc du côté de la sécurité. Le logiciel tient également compte du

diagramme de calcul réel pour le béton, et non du diagramme simplifié.

2.3. VERIFICATION DE LA SECTION A L’EFFORT TRANCHANT

Le dimensionnement à l’effort tranchant s’opère à l’aide d’un modèle de treillis : il est alors

nécessaire de dimensionner l’armature transversale, puis de vérifier les bielles en béton comprimé.

L’inclinaison des bielles en béton peut être choisie librement entre 25° et 45°. Cependant, la norme

SIA 262 recommande la valeur de 30° pour les actions sismiques.

2.3.1. Résistance à l’effort tranchant

La résistance à l’effort tranchant est déterminée comme suit, pour une armature verticale :

39 Voir Annexe J : Dimensionnement parasismique du bâtiment EMS (bâtiments A, B et C) – Note de calculs.


La section d’armature correspond à la section d’armature des étriers. Dans notre cas, on

suppose que l’on place des étriers de Ø10 tous les 15 cm ( ).

Le bras de levier peut être pris égal à 80 % de la longueur du mur. On a alors, pour le refend A1 :

2.3.2. Contrôle des bielles de compression

Le contrôle des bielles de compression se fait, dans le cas d’éléments avec armatures d’effort

tranchant verticales, comme suit :

Le coefficient est le coefficient pour la détermination de la résistance du béton : il minore la

résistance du béton en fonction de la nature des champs de compression par rapport à l’armature.

Figure 4.9 : Sollicitations des voiles et des âmes de poutres

Dans notre cas, l’armature est en biais par rapport aux champs de compression. Par conséquent,

l’expression de la valeur de calcul de la résistance du béton d’un champ de compression devient :

2.3.3. Contrôle des ouvertures et percements des CVSE

De manière à ce que les efforts puissent transiter dans les zones de traction-compression (zones

situées aux extrémités, armées avec l’armature sismique), il faut s’assurer que les CVSE ne

demandent pas d’ouvertures dans ces zones pour faire passer des canalisations ou gaines techniques.

Dans la partie centrale du mur, des ouvertures peuvent être mises en œuvre, à condition que leurs

dimensions ne soient pas trop importantes et que leur position ait été approuvée. En effet, ces

ouvertures ne doivent pas gêner la transmission de l’effort tranchant et la formation de bielles.

La note de calculs relative au dimensionnement parasismique du bâtiment EMS est présentée en

annexe40.

40 Voir Annexe J : Dimensionnement parasismique du bâtiment EMS (bâtiments A, B et C) – Note de calculs.


Chapitre 5 : ETUDE DU PARKING

L’étude du parking se distingue de l’étude du reste du bâtiment : en effet, le parking est une structure

portée par des colonnes préfabriquées, alors que le reste des bâtiments est principalement constitué

de murs coulés en place. Ceci nécessite d’effectuer des vérifications particulières, telles que le non

poinçonnement des colonnes, ou le dimensionnement de semelles de fondations.

1. LES DIFFERENTS TYPES DE COLONNES

1.1. LA DESCENTE DE CHARGES

Le parking est souterrain, et se situe partiellement sous le bâtiment EMS. Par conséquent, la descente

de charges sur les colonnes du parking ne peut être réalisée indépendamment de la descente de

charges de l’EMS. En effet, les charges des murs des étages et du rez-de-chaussée viennent prendre

appui sur la dalle de répartition41, puis cette-dernière est supportée par les colonnes du parking.

Il faut donc dans un premier temps réaliser la descente de charges du bâtiment EMS. Celle-ci

présente la particularité de devoir être réalisée en partie manuellement, comme mentionné

précédemment42. Après avoir déterminé les charges en pied de chaque mur du rez-de-chaussée, il est

alors nécessaire de répartir ces charges entre les différents porteurs du sous-sol.

Cependant, seule une partie du parking est située sous le bâtiment : la majorité se situe sous le parc

(jardin, espaces de promenade,…) et les aménagements paysagers. Les surcharges de terres doivent

donc également être prises en compte pour le calcul de la charge appliquée aux différents porteurs.

Comme ces charges sont moins importantes que celles dues au bâtiment EMS, l’épaisseur de la dalle

sur parking peut donc être limitée à 45 cm, alors qu’elle est de 60 cm sous le bâtiment.

Il faut également souligner que les porteurs du parking sont répartis de manière régulière : les

colonnes doivent se situer entre les places de parking, ce qui conduit à avoir une trame de colonnes

régulière. Cependant, au niveau des façades du rez-de-chaussée, les charges appliquées par les

éléments préfabriqués de façade du rez-de-chaussée supportant des lames appliquent des charges

très importantes : ces-dernières ne peuvent être reprises par la dalle de transition. Par conséquent,

afin de ne pas surépaissir inutilement toute la dalle, des colonnes se situent au droit de ces éléments.

De plus, un joint de dilatation situé au droit de la façade du rez-de-chaussée permet la dilatation de la

dalle sur parking. Ce joint est un joint de type "baïonnette" : une dalle vient prendre appui sur l’autre

dalle. Ce joint est présenté sur la figure ci-dessous.

41 La dalle de répartition est une dalle d’épaisseur suffisante pour permettre de reprendre les charges des murs

du rez-de-chaussée sans que ceux-ci ne reposent directement sur des appuis au niveau du sous-sol : la dalle

répartit les charges sur les porteurs ponctuels (les colonnes). L’épaisseur de cette dalle est généralement de

l’ordre de 50 à 60 cm pour les bâtiments. 42 Voir Chapitre 2 : 4. La descente de charges page 25.


Figure 5.1 : Joint de dilatation de type "baïonnette"

Une modélisation de la dalle haute du parking, avec les différentes charges surfaciques (poids propre,

surcharges de terres, charges d’exploitation, surcharges) et linéaires (descentes de charges au pied

des murs du rez-de-chaussée), a été réalisée afin de déterminer les réactions en tête des colonnes du

parking.

1.2. LES FAMILLES DE COLONNES

Suite à la descente de charges, les réactions en tête de chaque colonne sont connues. Ces-dernières

vont alors servir au dimensionnement des colonnes. Cependant, comme le parking est composé de

25 colonnes, il est intéressant de déterminer des familles. Cette solution présente les avantages

suivants :

Les familles de colonnes permettent de dimensionner un nombre restreint de colonnes, ce

qui permet donc de gagner du temps pour des colonnes présentant des charges semblables.

Les familles de colonnes conduisent à simplifier les fondations : seul un nombre restreint de

fondations est déterminé, et les dimensions des fondations sont identiques pour des

colonnes reprenant des charges semblables.

Les familles permettent de simplifier les études et la réalisation, sans toutefois

surdimensionner les colonnes les moins chargées.

Par conséquent, au vue des résultats de la descente de charges, quatre familles de colonnes ont été

déterminées :

les plus chargées reprennent un effort normal .

les colonnes moyennement chargées sont réparties dans les familles et

.

les colonnes d’angle reprennent le moins de charges (portées plus courtes), et reprennent

.


Ces différentes charges doivent cependant être combinées à une charge horizontale pour

dimensionner les colonnes. En effet, la norme SIA 261 – Actions sur les structures porteuses stipule que

les colonnes de parking doivent être dimensionnées sous deux cas de charges :

Cas de charge ELU : la sécurité structurale est vérifiée avec la descente de charges à l’Etat

Limite Ultime.

Cas de charge accidentel : la colonne est vérifiée avec la descente de charges sans

coefficient43, et une charge de choc (choc de véhicule) est appliquée à une hauteur de 60 cm

par rapport au sol.

Figure 5.2 : Les deux cas de charges à prendre en compte pour le dimensionnement des colonnes

2. FONDATIONS DU PARKING

2.1. LE TYPE DE FONDATIONS

Le parking se situe sur un terrain présentant de bonnes caractéristiques géotechniques44. Le sol en

place conduit donc à mettre en œuvre une solution en fondations superficielles : le recours à un

radier parait donc pleinement justifié. Cependant, contrairement aux Appartements protégés et à

l’EMS, deux différences fondamentales doivent être mentionnées :

les charges appliquées sont ponctuelles et non linéaires : les colonnes risquent donc de

poinçonner le radier si l’épaisseur de ce-dernier est trop faible.

le parking est considéré comme froid : par conséquent, le recours au Misapor n’est plus

justifié, et une simple couche de boulets drainants suffit.

43 Les charges permanentes et charges d’exploitation sont appliquées avec un coefficient . 44 Voir Chapitre 3 : 1. Le rapport géotechnique page 28.


La descente de charges effectuée précédemment a conduit à réaliser quatre familles de colonnes

pour le parking45. Dimensionner le radier de manière à ce que les différents types de colonnes ne

poinçonnent pas le radier conduirait à une épaisseur de radier très importante, et totalement

injustifiée pour la majorité de la surface de ce-dernier. Par conséquent, le radier sera de faible

épaisseur, et des surprofondeurs viendront le renforcer au droit des colonnes.

Après discussions, il a été décidé de mettre en œuvre un radier de 25 cm d’épaisseur, et des

surprofondeurs au droit de chaque colonne. Cependant, ces surprofondeurs seront dimensionnées

et armées comme des semelles isolées, et le radier ne sera pas utilisé statiquement : il sert

uniquement de dalle basse du sous-sol. Ceci ne conduit pas à la solution la plus économique, mais le

surcoût engendré par l’étude d’une variante avec radier en partie utilisé dans la répartition des

efforts serait supérieur au surcoût engendré par cette solution46.

2.2. LE DIMENSIONNEMENT DES SEMELLES

Les semelles sont dimensionnées en fonction de la famille de colonne. Par conséquent, il y aura

également quatre types de semelles, correspondant aux quatre types de colonnes. Le

dimensionnement des semelles se fait en deux étapes : il faut dans un premier temps déterminer les

dimensions de la semelle, puis son armature.

2.2.1. Les dimensions de la semelle

Les semelles sont dimensionnées de manière à pouvoir reprendre la charge appliquée sans dépasser

la contrainte au sol (longueur et largeur de la semelle), et sans que la colonne ne poinçonne la

semelle (épaisseur de la semelle).

2.2.1.1. Contrainte au sol

La semelle est dimensionnée de manière à ce que la charge soit répartie sur une surface suffisante

pour ne pas dépasser la contrainte au sol. Par conséquent, les dimensions de la semelle sont

déterminées comme suit, pour une charge de dimensionnement :

Or, comme la colonne est une colonne ovale de dimension , la semelle mise en œuvre

peut être carrée. Par conséquent, la longueur de la semelle vaut, en mètres :

√

Pour une colonne de la famille , la semelle mesure donc :

√

45 Voir Chapitre 5 : 1.2. Les familles de colonnes page 51. 46 En effet, le surcoût engendré par cette solution est faible, et permet également de gagner du temps lors de la

réalisation du radier (simplification de l’armature, puisque tout le radier est armé avec l’armature minimale de

non-fissuration, à l’exception des surprofondeurs).


2.2.1.2. Poinçonnement

La colonne ne doit pas poinçonner la semelle. Pour ce faire, il faut que la semelle soit suffisamment

épaisse, de manière à ce qu’elle soit suffisamment rigide. Une première approximation conduit à

choisir une hauteur statique égale à la moitié du débord de la semelle.

Pour une colonne de la famille , la hauteur statique de la colonne vaut :

Par la suite, une vérification au non-poinçonnement de la semelle est nécessaire. Cependant, de

manière à effectuer cette vérification, il est nécessaire de connaitre le moment résistant de la

semelle, et donc l’armature de cette dernière. Par conséquent, cette vérification sera effectuée par la

suite, une fois l’armature connue.

2.2.2. L’armature de la semelle

L’armature de la semelle est déterminée à l’aide de la formule des bielles. Cette formule tient compte

des bielles de compression qui se créent dans la semelle, et donc par conséquent des tractions

équilibrées par l’armature.

La formule des bielles s’exprime comme suit :

( )

Figure 5.3 : Détermination de l’armature de la semelle

Pour une colonne de la famille , l’armature minimale vaut :

( )


2.3. LA VERIFICATION DU NON-POINÇONNEMENT DES COLONNES

Une fois l’armature déterminée, il est alors possible de vérifier le non-poinçonnement de la colonne.

Cette vérification est effectuée selon la norme SIA 262 – Construction en béton, et se présente comme

suit :

Valeur de calcul de l’effort tranchant : cette valeur de calcul correspond à l’effort

tranchant qui transite dans la section de contrôle (périmètre ), située à une distance de de la

surface d’appui. Par conséquent, les charges appliquées à l’intérieur du périmètre de la section

de contrôle peuvent être déduites de la valeur de calcul de l’effort tranchant, car elles sont

directement transmises à l’appui.

La valeur de calcul de l’effort tranchant vaut donc :

Figure 5.4 : Périmètre de contrôle au poinçonnement

Résistance au poinçonnement : la résistance au poinçonnement est donnée par :

avec : un coefficient tenant compte de la grandeur de l’élément de construction et de la

résistance à la flexion

la valeur de calcul de la contrainte limite de cisaillement ( pour un béton de

classe C25/30).

la hauteur statique de l’élément de construction.

Le coefficient se calcule comme suit :

avec le rayon de la zone plastique :

(

)

Cependant, dans le cas d’une semelle isolée, la portée de la dalle entre les porteurs n’existe pas. Par

conséquent, le rayon de la zone plastique s’exprime comme suit :

(

)

Le moment de comparaison est le moment sollicitant la section de contrôle du poinçonnement,

et le moment le moment résistant :


Pour une colonne de la famille , la vérification au poinçonnement donne :

⁄

Par conséquent, la sécurité structurale vis-à-vis du poinçonnement n’est pas vérifiée ! Il faut donc

augmenter la résistance au cisaillement. Pour ce faire, il est possible de :

Augmenter la contrainte limite de cisaillement du béton : ceci revient à mettre en œuvre un

béton type C30/37 ou C35/45. Cette solution n’est pas retenue car le type de béton pour le

projet est figé.

Augmenter la hauteur statique de la semelle : cette solution n’a pas non plus été retenue

car l’augmentation de la hauteur statique conduit à une armature de diamètre faible au vue

de la hauteur de la semelle.

Augmenter l’armature de la semelle : de cette manière, le moment résistant

augmentera, ce qui aura comme conséquence de réduire le rayon plastique, et donc

d’augmenter le coefficient .

La note de calcul relative au dimensionnement des semelles de fondations du parking est présentée

en annexe47.

Finalement, pour une colonne de la famille

, la semelle mise en œuvre a les

caractéristiques suivantes :

Dimensions :

Armature : pour les

nappes 1 et 2

Figure 5.5 : Plan de coffrage et ferraillage de la

surprofondeur d’une colonne type 3 000 kN

3. VERIFICATION DES COLONNES

3.1. LES HAUTEURS DES COLONNES

Les colonnes du parking sont des colonnes ovales de dimension , préfabriquées en

usine. De cette manière, les colonnes peuvent être réalisées en béton centrifugé, et toutes les faces

seront lisses (pas de face talochée). Pour cette raison, il est nécessaire de réaliser un plan des piliers

préfabriqués avec les différents types de colonnes, et les hauteurs de ces colonnes pour l’usine de

préfabrication.

47 Voir Annexe K : Fondations superficielles du parking (bâtiment E) – Note de calculs.


Cependant, les colonnes du parking n’ont pas toutes la même hauteur : la dalle basse du parking a

une pente de 2% en direction du sud sur toute la dalle, alors que la dalle sur parking a une pente

d’environ 3% vers le sud sous les jardins, et est plate sous le bâtiment EMS. De plus, l’épaisseur de la

dalle sur parking est variable (45 cm, et 60 cm pour le bâtiment), et les niveaux bruts de dalles ne

sont pas les mêmes.

Par conséquent, le dessinateur en charge du parking a déterminé les hauteurs de ces piliers en

traçant des coupes au droit des différentes colonnes à partir des niveaux de l’architecte. Les

colonnes doivent ainsi être classées en fonction de leur hauteur, ainsi que de la charge appliquée.

Les coupes ont ainsi conduit à déterminer 16 types de colonnes.

3.2. LE POINÇONNEMENT ET LES TETES DE POINÇONNEMENT

3.2.1. Pourquoi mettre en œuvre des têtes de poinçonnement ?

La dalle sur parking est une dalle sollicitée par des charges importantes (surcharges de terres,

charges du bâtiment, …). Par conséquent, les réactions d’appui des colonnes sont importantes, et

celles-ci risquent de poinçonner la dalle. Afin d’éviter tout risque de poinçonnement, il est possible

de mettre en œuvre des têtes de poinçonnement, telles que des têtes Zeus48.

Figure 5.6 : Tête de poinçonnement Zeus

Ces têtes ont pour but de reprendre des efforts de poinçonnement très importants, en augmentant

le périmètre de poinçonnement, ce qui réduit donc l’effort sollicitant. Les colonnes préfabriquées

peuvent être livrées avec ou sans tête de poinçonnement. Par conséquent, la détermination des têtes

de poinçonnement et/ou des armatures de poinçonnement nécessaires est donc primordiale dès

l’étude des colonnes, et non uniquement lors de l’étude du ferraillage de la dalle.

3.2.2. Vérification au poinçonnement

La vérification au non-poinçonnement de la colonne selon la norme SIA 262 – Construction en béton a

déjà été présentée précédemment49. La vérification suivra donc ici le même principe de calcul.

Cependant, s’agissant d’une dalle, le rayon de la zone plastique vaut :

(

)

48 Les têtes de poinçonnement généralement mises en œuvre en Suisse sont des têtes Zeus, fabriquées par la

marque Ancotech SA. Ces-dernières sont disponibles en plusieurs dimensions. 49 Voir Chapitre 5 : 2.3. La vérification du non-poinçonnement des colonnes page 55.


avec : : portée la plus longue des champs adjacents

: moment de comparaison, défini comme suit :

- ⁄ pour les colonnes intérieures

- ⁄ pour les colonnes de bord

- ⁄ pour les colonnes d’angle

La vérification au poinçonnement de la colonne et la détermination des têtes de poinçonnement ont

été effectuées à l’aide d’un logiciel de la société Ancotech. Ce-dernier permet en effet de déterminer

le type de tête nécessaire à partir des caractéristiques de la colonne et des charges de la dalle.

La vérification de l’armature de non poinçonnement sera effectuée de manière plus précise lors du

ferraillage de la dalle.

3.3. L’APPROBATION DES PLANS DE PREFABRICATION

La dernière étape consiste à vérifier l’armature des colonnes déterminées par le préfabricant, et

approuver ses plans d’atelier. En effet, l’ingénieur est responsable de l’armature statique des éléments

préfabriqués, mais c’est au préfabricant de dresser les plans d’atelier.

Pour ce faire, la colonne doit être vérifiée sous les deux cas de charges :

cas de charge ELU cas de charge accidentel

3.3.1. Détermination de l’armature longitudinale

La colonne est comprimée et son élancement est important. Par conséquent, son comportement est

affecté par des effets du second ordre : déformation de la pièce sous charge de compression, ce qui

augmente le bras de levier entre l’effort normal et l’axe de l’élément comprimé. Il est donc

nécessaire de vérifier son comportement en tenant compte des effets du second ordre. La norme SIA

262 – Construction en béton définit donc la valeur de calcul du moment de flexion comme suit :

L’excentricité maximale (correspondant à la distance maximale entre l’effort normal et l’axe de

l’élément comprimé) correspond à la somme de trois termes :

Figure 5.7 : Excentricités et variation de courbure pour des éléments comprimés


3.3.1.1. Excentricité due aux imperfections

L’excentricité due aux imperfections est définie comme suit :

(

)

désigne l’inclinaison du pied des éléments comprimés, et s’exprime :

√

3.3.1.2. Excentricité du premier ordre

L’excentricité du premier ordre due aux différentes actions s’exprime de la manière suivante :

3.3.1.3. Excentricité du second ordre

L’excentricité du second ordre, due à la déformation de l’élément comprimé, vaut, en estimant la

courbure maximale :

( )

Figure 5.8 : Plan de déformation et courbure maximale

3.3.1.4. Détermination de l’armature longitudinale

Une fois les excentricités et déterminées, il est possible de calculer les moments sollicitant

et . Le logiciel Fagus, développé par Cubus SA, permet alors de déterminer en fonction de la

section de béton, de l’armature et de l’effort normal de dimensionnement si la colonne résiste à

l’interaction .

La note de calculs relative à la vérification de l’armature des colonnes préfabriquées du parking est

présentée en annexe50.

50 Voir Annexe L : Vérification de l’armature des colonnes préfabriquées du parking (bâtiment E) – Note de

calculs.


3.3.2. Vérification de l’effort tranchant

La vérification des colonnes à l’effort tranchant se fait suivant les formules présentées

précédemment51. L’armature doit cependant être renforcée à chaque extrémité de la colonne, où les

étriers doivent être resserrés.

4. ETUDE DE LA DALLE SUR PARKING

4.1. FERRAILLAGE DE LA DALLE

Le principe de calcul retenu pour le ferraillage d’une dalle sera présenté par la suite52.

4.2. VERIFICATION AU POINÇONNEMENT

A cette étape de dimensionnement, il est nécessaire de déterminer les armatures anti-

poinçonnement à mettre en œuvre. En effet, les têtes de poinçonnement ont été déterminées lors de

la commande des piliers, et ne peuvent plus être modifiées.

A partir des charges appliquées, il est alors possible de déterminer les armatures anti-poinçonnement

nécessaires. Ce calcul est facilité par des logiciels de calculs développés par les fabricants de systèmes

anti-poinçonnements. L’ingénieur doit toutefois vérifier la plausibilité des résultats (ordre de

grandeur, système déterminé, …).

Dispositions constructives :

La norme SIA 262 – Construction en béton prévoit également une disposition constructive afin de

prévenir l’effondrement des structures par poinçonnement : il est nécessaire de disposer des

armatures traversant la surface d’appui, dont la section permet d’éviter le poinçonnement de la dalle.

Cependant, ces armatures ne sont à mettre en œuvre que dans le cas de dalles non armées à l’effort

tranchant : il n’est donc pas nécessaire de les mettre en œuvre pour la dalle sur parking.

51 Voir Chapitre 4 : 2.3. Vérification de la section à l’effort tranchant page 48. 52 Voir Chapitre 6 : 1.2. Ferraillage de la dalle page 62.


Chapitre 6 : ETUDE DES BATIMENTS

EMS ET APPARTEMENTS PROTEGES

1. LA DALLE SUR SOUS-SOL

Une fois l’étude des fondations terminée, et les calculs parasismiques du bâtiment achevés, l’ingénieur

se concentre alors sur les différentes dalles. Par conséquent, l’étape suivante est le ferraillage de la

dalle sur sous-sol. Celui-ci est présenté pour la dalle sur sous-sol des Appartements protégés, mais le

même principe est utilisé pour dimensionner la dalle sur sous-sol de l’EMS.

1.1. MODELISATION DE LA DALLE

Le sous-sol du bâtiment Appartements protégés n’est que partiel : en effet, une partie du rez-de-

chaussée repose directement sur le sol de fondation. Par conséquent, la dalle sur sous-sol est à la fois

une dalle d’étage, mais également un radier sur une partie. Ceci impose d’adopter des dispositions

constructives particulières : en effet, cette dalle viendra prendre appui sur des remblais (le

terrassement était nécessaire pour réaliser les murs du rez-de-chaussée).

Par conséquent, puisque la partie radier viendra prendre appui sur des remblais, ces-derniers

pourraient se tasser sous le poids propre de la dalle, et donc ne plus reprendre les charges prévues.

L’étude de cette partie à l’aide d’un logiciel spécialisé dans l’étude interactions sol-structure est donc

préférable.

Cependant, ne connaissant pas les caractéristiques exactes de ces remblais, nous avons choisi de

supposer qu’ils n’existent pas et que la dalle se porte entre les deux appuis (le mur de façade du

sous-sol d’un côté et la fondation de l’autre). Cette zone est donc "pontée".

Figure 6.1 : Zones "pontées" dans le calcul de la dalle sur sous-sol

Afin de déterminer l’armature de la dalle, un modèle Cedrus du bâtiment a alors été créé. Les murs

du sous-sol et le massif de fondation (façade sud) ont été modélisés comme appuis à la dalle, et les


charges linéaires dues aux murs des étages appliquées. Les charges surfaciques définies par la

convention d’utilisation ont également été appliquées.

Après avoir renseigné les différents paramètres tels que les matériaux et les enrobages, le logiciel

fournit alors le diagramme des isolvaleurs des sections d’armatures en fonction des moments53.

1.2. FERRAILLAGE DE LA DALLE

Suite à la détermination des courbes d’isolvaleurs des sections d’armatures à l’aide du logiciel Cedrus,

il est possible de réaliser les schémas d’armatures de cette dalle, qui seront par la suite transmis aux

dessinateurs. Dans un premier temps, il est important de déterminer l’armature minimale de non-

fissuration (selon la norme SIA 262 §4.4.2.3).

1.2.1. Armature minimale de non-fissuration

La norme SIA 262 – Construction en béton définit trois types d’exigences vis-à-vis des fissures :

Exigences normales : Exigences minimales à respecter, sauf si l’apparition de fissures très

ouvertes est tolérée. Elles sont suffisantes si des fissures sont tolérées et en l’absence d’exigences

particulières concernant l’étanchéité et l’aspect. Les éléments de bâtiment en béton armé à l’abri des

intempéries appartiennent à cette catégorie.

Exigences accrues : Les exigences accrues s’appliquent lorsque des attentes particulières

concernant l’utilisation et l’aspect sont posées et qu’une bonne répartition des fissures est désirée.

Exigences élevées : Les exigences élevées s’appliquent lorsqu’une limitation de l’ouverture

sous charges permanentes et fréquentes est désirée. Elles peuvent être utilisées pour les éléments

exposés aux intempéries et en béton apparent.

Pour une dalle de 25 cm d’épaisseur, en exigences accrues, l’armature minimale de non-fissuration

est : . Cependant, l’armature minimale de non-fissuration ayant pour but de

contrôler l’apparition et la répartition des fissures, cette-dernière n’est à disposer que dans les zones

présentant un risque de se fissurer.

1.2.2. Dispositions constructives

Certaines règles constructives découlent de ces constatations et des diagrammes des moments, et

aident l’ingénieur à transformer les isolvaleurs de sections d’armature en schémas d’armatures. Ces

règles sont les suivantes :

Chainage des bords de dalles : les bords de dalles sont à chainer avec des U. Ce chainage

est généralement réalisé par ancrage des barres des nappes 1 et 2 à l’aide de barres avec crochets

d’ancrages.

Chainage des angles de dalles : les angles de dalles sont à chainer avec des armatures de

diamètre plus élevé. Ce chainage est généralement réalisé à l’aide de barres avec crochet d’ancrage

en nappes 3 et 4, qui viennent ancrer les nappes 1 et 2 : ceci permet de reprendre les moments dans

les angles, induits par le soulèvement de la dalle à ce niveau.

Il est recommandé de disposer ce chainage d’angle sur une longueur de 30% de la longueur du champ

de dalle.

53 Voir Chapitre 3 : 3.3. Détermination de l’armature nécessaire page 36.


Chainage des ouvertures : les ouvertures telles que les trémies pour les ascenseurs ou les

escaliers, ou les ouvertures des CVSE doivent être chainées avec des barres de diamètre plus élevé

(généralement un diamètre de plus que les champs de dalles, sauf cas particulier). Il faut également

ancrer les barres coupées par l’ouverture en prévoyant des U pour les ancrer.

Moments sur appuis : les moments sur appuis doivent être couverts. Ces-derniers sont

généralement armés avec des barres de gros diamètres, dont les longueurs sont généralement assez

faibles (généralement 3,00 m pour une barre Ø14 par exemple). L’armature peut être plus longue si

nécessaire.

Armature inférieure des champs de dalles : les champs de dalles doivent être armés

avec l’armature statiquement nécessaire, ou au minimum l’armature de non-fissuration. Dans le cas

de champs de dalles très armés, il faut qu’un moins 50% de l’armature continue jusque sur appui.

Il est cependant recommandé de faire continuer la totalité de l’armature jusque sur appui, excepté

pour les champs de dalles très armés. Puisque la majorité des champs de dalles sont armés avec

l’armature minimale de non-fissuration, celle-ci est continuée jusqu’aux appuis.

Zones non armées en supérieur : les champs de dalles ne sont jamais soumis à de la

traction sur la fibre supérieure. Par conséquent, il n’est pas nécessaire d’armer statiquement ces

zones, et l’armature minimale de non-fissuration n’est pas non plus utile. Les champs de dalles

peuvent donc ne pas être armés en supérieur.

Il est recommandé d’armer les bords des champs sur une longueur de 10% environ du champ de

dalle. Dans le cas où la longueur nécessaire pour reprendre le moment est supérieure, il faut

disposer de l’armature en supérieur pour reprendre ce moment.

1.2.3. Goujons et goujons phoniques

Certains éléments, tels que des escaliers, doivent être fixés à la dalle à l’aide de goujons. Cependant,

dans le cas des escaliers, une isolation phonique de ces-derniers peut être souhaitée par l’architecte,

afin de réduire la transmission des bruits de pas. Le recours à des goujons phoniques est alors

nécessaire.

Afin de déterminer le type de goujons, le nombre et leur espacement, il est nécessaire de déterminer

les charges à reprendre (poids propre de l’escalier, et charges d’exploitation). La documentation

technique du constructeur fournit généralement par la suite les efforts maximaux que peut reprendre

chaque goujon.

Dans notre cas, les goujons utilisés sont des goujons CRET Silent 960, de la marque Ancotech, conçus

pour la transmission de charges transversales élevées avec isolation acoustique.

Figure 6.2 : Goujons type CRET Silent 960, pour la transmission de charges transversales élevées

avec isolation acoustique


1.2.4. Schémas d’armature

Les schémas d’armature de la dalle sur sous-sol des Appartements protégés, réalisés à partir des

dispositions constructives citées précédemment et des isovaleurs de sections d’armatures, sont

présentés en annexe54.

2. ETUDE DES POUTRES-VOILES ET MURS EN

DRAPEAUX

2.1. LES POUTRES-VOILES

Les poutres-voiles sont un cas particulier de poutres : ce sont des voiles qui ne reposent que sur

deux points d’appuis, et qui travaillent comme une poutre. Cependant, ces voiles sont peu élancés

(rapport ⁄ plus faible que pour les poutres), et présentent une hauteur statique importante : par

conséquent, ils doivent être armés sur une hauteur importante pour reprendre les efforts de

traction.

L’intérêt d’utiliser de tels éléments dans un bâtiment est qu’ils permettent de cloisonner les étages

sans que ces porteurs soient présents au rez-de-chaussée, et qu’il n’est pas nécessaire de disposer de

poutres entre les éléments porteurs. Ces éléments sont donc très appréciés des architectes, car ils

présentent une grande flexibilité dans l’organisation des espaces de vie au niveau du rez-de-chaussée.

Pour leur dimensionnement, il faut cependant tenir compte du rapport des dimensions de l’élément

considéré. En effet, une poutre très élancée ne se comportera pas de la même manière qu’une

poutre-voile très peu élancée. Dans le cas d’un élément très peu élancé (rapport ⁄ ), la partie

de la poutre voile au-dessus de ne travaillera plus comme une poutre. De la même manière, les

poutres-voiles en porte-à-faux ont un comportement différent en fonction du rapport ⁄ ,

désignant la longueur du porte-à-faux.

Les poutres-voiles sont présentes aux Appartements protégés (bâtiment D) pour séparer les

différents appartements dans les étages. Ceux-ci sont sur trois niveaux, et leurs dimensions sont les

suivantes :

Par conséquent, le présent rapport ne traitera que du cas de poutres-voiles simples, avec les

rapports ⁄ et ⁄ 55.

2.1.1. Dimensionnement de l’armature horizontale de traction

Dans le cas de poutres-voiles, l’armature horizontale de traction n’induit généralement pas de barres

de diamètres très importants, car ces armatures sont réparties sur une hauteur importante. Par

conséquent, la détermination de l’effort de traction peut se faire en adoptant une valeur

approximative du bras de levier des efforts intérieurs : .

54 Voir Annexe M : Dalle sur sous-sol des Appartements protégés (bâtiment D) – Schémas d’armature. 55 Les poutres-voiles simples avec d’autres rapports de dimensions, de la même manière que les poutres-voiles

continues ne seront pas traitées dans ce rapport, car leur comportement et la répartition des efforts varient.

Cependant, des théories semblables permettent de déterminer l’armature nécessaire en fonction des rapports

de dimensions, et des efforts appliqués.


La force de traction dans la membrure inférieure vaut donc :

Le moment maximal de dimensionnement en travée peut être calculé en faisant une analogie

avec une poutre élancée. Par conséquent, l’armature horizontale de traction se calcule comme suit :

Cette armature est à disposer sur la partie inférieure de la poutre-voile, sur une hauteur de , sans diminution de section56. Ces barres doivent être ancrées au niveau des appuis.

Cas des poutres-voiles en porte-à-faux :

Puisque le rapport ⁄ , la zone du voile située au-dessus de la hauteur ne participe pas à

la transmission des charges. Par conséquent, ce ne sera pas la fibre supérieure de la poutre-voile qui

sera tendue, mais la zone située entre et : il faut donc disposer de l’armature dans cette

zone pour reprendre les efforts de traction.

Comme précédemment, l’effort de traction se calcule à partir du moment au point

d’encastrement du porte-à-faux :

L’armature horizontale de traction se calcule alors comme suit :

2.1.2. Dimensionnement de l’armature verticale

Dans le cas de poutres-voiles, ces-dernières supportent généralement un plancher au niveau de la

fibre inférieure : elles servent d’appui à la dalle en la suspendant. Par conséquent, les charges

appliquées par ce plancher doivent être transmises aux appuis de la poutre. Pour ce faire, ces charges

doivent être remontées au sommet de la poutre.

Ces charges doivent donc être suspendues à l’aide d’armatures : il est recommandé de prolonger ces

armatures de suspentes jusqu’à une hauteur puis d’ancrer ces barres. Dans les zones d’about

( à chaque extrémité), ces barres peuvent être arrêtées à une hauteur , puis ancrées.

Il est recommandé de dimensionner ces armatures en limitant la contrainte dans l’acier sous charge

de service, de manière à limiter l’apparition des fissures dans ces éléments : l’acier aura tendance à

s’allonger, causant donc des fissures dans le béton. La valeur recommandée de la contrainte dans

l’acier sous charges de service57 pour le dimensionnement des tirants est de : ⁄ .

56 L’intensité de la traction longitudinale inférieure est sensiblement constante sur toute la portée de la poutre :

le moment de flexion diminue à proximité des appuis, mais le bras de levier des efforts intérieur diminue

également. Par conséquent, l’armature doit être prolongée jusqu’aux appuis sans diminution de section. 57 La valeur recommandée est une valeur indiquée dans la norme SIA 162 – Ouvrages en béton (1989). La

nouvelle norme SIA 262 – Construction en béton (2003) se contente d’indiquer qu’il est nécessaire de limiter la


Par conséquent, l’armature minimale se calcule comme suit :

2.1.3. Appuis indirects des façades

Les façades sont appuyées indirectement : les poutres-voiles servent d’appui aux façades58. Par

conséquent, il faut dimensionner des étriers verticaux de suspension des charges au point de

croisement des deux voiles, qui entourent l’armature inférieure du voile porté (la façade). Ces étriers

servant à suspendre les charges, ils fonctionnent comme des tirants : il est donc nécessaire de limiter

la contrainte dans l’acier à .

Il est nécessaire de dimensionner ces étriers pour une charge égale à 80% de la réaction d’appui

du voile porté : il est supposé que 20% de la charge est transmise au voile porteur sur la hauteur

de la poutre-voile. Par conséquent, cette armature est calculée comme suit :

Il est également nécessaire de dimensionner l’armature d’effort tranchant : celle-ci doit être

dimensionnée pour reprendre la totalité de la réaction d’appui , selon les formules présentées

précédemment59.

2.1.4. Dimensionnement des appuis

Le dimensionnement de l’appui se fait en vérifiant la contrainte dans le béton : en effet, c’est cette-

dernière qui est déterminante. Pour ce faire, la norme SIA 162 – Ouvrages en béton fixait le critère

suivant :

avec : : épaisseur de la poutre cloison

: longueur de l’appui

: réaction d’appui

: résistance caractéristique du béton, mesurée sur cube

Or, la norme SIA 262 – Construction en béton définit le critère suivant pour vérifier la résistance du

béton en compression :

valeur de la contrainte dans l’acier, mais sans définir de valeur précise. Par conséquent, la valeur mentionnée

dans l’ancienne norme sert de base pour le calcul des tirants dans les poutres-voiles. Les charges de

dimensionnement étant des charges non majorées dans la norme SIA 162, il est donc nécessaire d’augmenter la

résistance de calcul du coefficient majorateur des charges défini dans la norme SIA 162 pour le bâtiment, à

savoir . 58 Voir Chapitre 2 : 3.1. Le cas des murs en drapeaux page 18. 59 Voir Chapitre 4 : 2.3. Vérification de la section à l’effort tranchant page 48.


Le coefficient minore la résistance du béton en fonction de la nature des champs de compression

par rapport à l’armature60. Dans notre cas, l’armature est en biais par rapport aux champs de

compression, donc , et le critère devient :

Il faut toutefois noter que ces deux expressions sont semblables :

d'où :

⏟

La norme SIA 262 est donc plus stricte que la norme SIA 162. Il faut cependant souligner que les

champs de compression au niveau des appuis ne sont pas très inclinés par rapport à l’armature : le

coefficient peut donc prendre une valeur légèrement supérieure à .

Pour le calcul de la contrainte sollicitante, on peut tenir compte d’une diffusion de la réaction à 45°

sur l’épaisseur de la dalle. On peut également tenir compte du sommier dans cette diffusion. Par

conséquent, la longueur de l’appui dans notre cas vaut :

( ) ( )

2.1.5. Fers d’attente

La dernière étape du dimensionnement des poutres-voiles sont les fers en attente. En effet,

l’entreprise nous a fait part de sa volonté de coffrer les murs de couloir dans un premier temps, puis

de coffrer dans un second temps les poutres-voiles perpendiculaires. Par conséquent, le recours à

des fers d’attente61 est nécessaire.

Il faut cependant souligner que la position de ces fers en attente nécessite le recours à des produits

particuliers. En effet, ces-derniers seront soumis à un effort tranchant parallèlement au joint de

reprise de bétonnage : ils doivent donc présenter une résistance au cisaillement parallèlement au

joint. Or, lors de l’utilisation de produits standards, la surface de coffrage est lisse : par conséquent,

seules les armatures apportent une résistance au cisaillement.

Le recours à des produits spécialisés, tels que des Ulmaco Cisa (de la marque Ulmaco SA), permet de

créer une surface de béton de type dentée62 au niveau du joint de reprise, permettant ainsi la

transmission de l’effort tranchant. La valeur de calcul de la résistance à l’effort tranchant des

différents produits est indiquée par le fabricant.

60 Voir Chapitre 4 : 2.3.2. Contrôle des bielles de compression page 49. 61 En Suisse, la société Ebea SA a commercialisé ce type de produits pendant des années, et le mot « EBEA » est

désormais passé dans le langage courant pour désigner ce type de produit, bien que cette société n’existe plus.

Les nouveaux produits sont désormais des Ulmaco (de la marque Ulmaco SA) ou des Comax (de la marque

Ancotech SA). 62 La norme allemande relative aux fers d’attente (DIN 1045-1 : 2008-08) définit le type de surface comme

« verzahnt » (avec indentations, à redans ou profilée).


Figure 6.3 : Fers en attente de type Ulmaco Cisa, avec résistance au cisaillement parallèlement au joint de

reprise, grâce à une surface de béton de type dentée

2.1.6. Conclusion

L’armature statiquement nécessaire est donc dimensionnée pour les différentes zones de la poutre-

voile. Ces zones sont repérées sur la figure ci-dessous. Les autres zones seront armées à l’aide de

l’armature minimale.

Figure 6.4 : Armatures statiquement nécessaires dans les poutres-cloisons avec porte-à-faux


La note de calculs relative au dimensionnement des poutres-voiles est présentée en annexe63.

2.2. UN CAS PARTICULIER : LES MURS EN DRAPEAUX

Les murs en drapeaux sont un cas particulier des poutres-voiles. En effet, tout comme les poutres-

voiles, il est nécessaire de remonter les charges appliquées au bord inférieur, et de les transmettre à

l’appui. Cependant, afin d’équilibrer les moments au niveau de l’appui, des efforts de traction se

développent dans les différentes dalles.

Afin d’étudier ces éléments, le recours à la méthode des tirants-bielles est nécessaire. Cette méthode

permet de déterminer relativement facilement l’armature horizontale nécessaire pour équilibrer la

traction.

2.2.1. La méthode des bielles

La méthode des tirants-bielles, ou méthode des bielles, est une méthode simplifiée permettant de

déterminer manuellement l’intensité des tractions dans des éléments en béton armé, soumis à des

charges ponctuelles ou linéaires. Par conséquent, il est ensuite possible de déterminer les sections

d’armatures nécessaires, ainsi que les zones à armer.

Il faut toutefois noter que cette méthode ne conduit pas à un résultat unique : l’armature ainsi

déterminée permettra d’équilibrer les efforts en fonction de choix faits par l’ingénieur, mais d’autres

schémas de transmissions des efforts sont possibles. Les différences restent cependant minimes : la

méthode des bielles ne permet pas de faire transiter les efforts comme souhaité, et fixe des règles.

Le principe de la méthode est présenté ci-dessous :

Discrétisation des charges : La méthode des bielles nécessite de considérer des charges

ponctuelles. Par conséquent, il est dans un premier temps nécessaire de découper les charges

linéaires en ponctuelles. La précision des résultats dépend de la longueur des intervalles choisie. Le

découpage en intervalles trop fins n’est toutefois pas nécessaire, car il conduit à allonger les calculs

inutilement.

Charges suspendues : Lorsque les charges sont appliquées au niveau inférieur d’une

poutre-cloison, elles doivent être suspendues. Il est donc nécessaire de remonter ces charges : il y

aura donc un tirant en traction pure verticalement au droit de la charge à remonter.

Bielles de compression : Les bielles de compression se créent entre les points où sont

appliqués les charges et les appuis. Toutefois, il faut noter qu’un angle maximal de 45° pour

l’inclinaison de la bielle par rapport à la verticale est possible : au-delà, il faut créer une première

bielle, puis suspendre la charge, et recréer une autre bielle jusqu’à ce qu’il soit possible de respecter

l’inclinaison maximale.

Equilibre des nœuds : Enfin, chaque nœud doit être à l’équilibre : par conséquent, la

somme des forces appliquées à chaque nœud doit être nulle. Ceci permet de calculer les efforts de

traction induits par les bielles de compression.

La méthode des bielles est illustrée sur un mur en drapeaux sur la figure ci-dessous.

63 Voir Annexe N : Poutres-voiles et murs en drapeaux des Appartements protégés (bâtiment D) – Notes de

calculs.


Figure 6.5 : Principe de la méthode des bielles

2.2.2. Armatures

Les efforts de traction calculés à l’aide de la méthode des bielles permettent de déterminer

l’armature horizontale servant à équilibrer la traction. Contrairement aux poutres-voiles, ces

armatures sont à disposer au niveau des dalles, car ces barres doivent être ancrées dans la dalle pour

équilibrer les efforts de traction. Les autres règles citées pour les poutres-voiles restent valables

pour la détermination de l’armature des murs en drapeaux.

La note de calculs relative au dimensionnement des murs en drapeaux est présentée en annexe64.

3. ETUDE DES DALLES D’ETAGES

3.1. LA DALLE SUR REZ-DE-CHAUSSEE

3.1.1. Principe de calcul et dispositions constructives

Le principe de calcul, ainsi que les dispositions constructives présentés pour la dalle sur sous-sol

restent valables65.

64 Voir Annexe N : Poutres-voiles et murs en drapeaux des Appartements protégés (bâtiment D) – Notes de

calculs. 65 Voir Chapitre 6 : 1.2. Ferraillage de la dalle page 62.


Il faut cependant souligner que les poutres-voiles et murs en drapeaux servent d’appuis à la dalle sur

rez-de-chaussée : il est donc nécessaire de les modéliser comme des appuis pour cette dalle. Les

porteurs de la dalle sont donc constitués des murs du rez-de-chaussée, mais également des murs de

l’étage 1 (suspendant la dalle).

Les isovaleurs des sections d’armatures nécessaires peuvent alors être déterminées à l’aide du

logiciel Cedrus : il est donc possible de faire le schéma d’armatures de la dalle sur rez-de-chaussée.

3.1.2. Renforcements

Il ne faut toutefois pas oublier que certaines armatures des poutres-voiles doivent être disposées

dans la dalle. Il est donc nécessaire de disposer les armatures horizontales de traction des poutres-

voiles sur le schéma d’armatures de la dalle.

Même s’il n’est pas statiquement nécessaire de renforcer les dalles au droit des poutres-voiles, les

dispositions constructives veulent qu’un chainage soit disposé au droit de ces poutres-voiles. Par

conséquent, dans notre cas, même si l’armature minimale permet de reprendre les efforts de

traction, un chainage est disposé au droit des poutres-voiles.

Le schéma d’armatures de la dalle sur rez-de-chaussée des Appartements protégés (bâtiment D) est

présenté en annexe66.

3.2. LES DALLES D’ETAGES

Pour l’armature des différentes dalles d’étages, le même principe de calcul est retenu : les dalles sont

modélisées, et l’armature statiquement nécessaire est déterminée à l’aide du logiciel Cedrus. Par la

suite, les armatures nécessaires afin de reprendre les efforts de traction dus aux murs en drapeaux

doivent être ajoutées.

Une attention particulière doit être apportée à la dalle de toiture : en effet, cette-dernière présente

des ouvertures supplémentaires afin de permettre le désenfumage du bâtiment. Ces ouvertures étant

de dimensions importantes, il est nécessaire de les prendre en compte lors du calcul de l’armature de

la dalle de toiture.

66 Voir Annexe O : Dalle sur rez-de-chaussée des Appartements protégés (bâtiment D) – Schémas d’armature.


Chapitre 7 : CONCLUSION

Durant l’ensemble de mon Projet de Fin d’Etudes, je me suis attaché à dimensionner les éléments

structurels de l’EMS Parc de Beausobre, à Morges. Pour ce faire, il a dans un premier temps fallu

réaliser la descente de charges. Cependant, en raison des particularités architecturales (murs en

drapeaux, appuis indirects des façades, …), le logiciel utilisé ne permettait pas de générer

automatiquement cette descente de charges.

Cette constatation m’a permis de prendre conscience des limites des logiciels de calculs dans certains

cas, mais également de la nécessité de les utiliser malgré tout pour des raisons de simplicité et de

rapidité de résultats. Ainsi, l’utilisation de logiciels de calculs doit être faite de manière à simplifier le

travail de l’ingénieur, mais ce-dernier doit toujours avoir un œil critique sur les résultats. Une simple

vérification de l’ordre de grandeur des résultats permet en effet de s’assurer que le modèle de calcul

est juste.

Le but de mon Projet de Fin d’Etudes étant d’étudier le projet en phase Exécution, des plans

d’exécution doivent donc par la suite être réalisés par nos dessinateurs afin de les transmettre au

chantier pour réalisation. Par conséquent, l’ingénieur doit transmettre en permanence aux

dessinateurs les informations nécessaires à la réalisation de ces plans, tels que des croquis

d’armatures, des coupes, des schémas ou des plans.

Cet élément fait partie intégrante du travail de l’ingénieur, puisque le bâtiment sera construit à partir

des plans d’exécution : par conséquent, il est très important que l’ingénieur veille à ce que le

dessinateur ait les informations nécessaires pour avancer, mais doit également contrôler ses plans

une fois ces-derniers réalisés. Ces contrôles faisaient donc également partie de mes missions durant

mon Projet de Fin d’Etudes.

Mon rôle était également de faire des séances de coordination avec les CVSE et l’architecte : en effet,

il était important de m’assurer que mes calculs étaient compatibles avec le projet de l’architecte (en

particulier pour les épaisseurs de dalles et de murs), mais également avec les tracés de gaines de

ventilations, chauffage, conduites d’eau, … Ce travail de coordination est très important, en

particulier avec les CVSE suite au dimensionnement sismique de l’ouvrage. C’est pour cette raison

que j’ai également assisté aux différentes réunions de coordinations mandataires.

Durant mon Projet de Fin d’Etudes, j’ai donc appris à dimensionner un bâtiment en phase Exécution,

avec toutes les contraintes liées au projet. Pour ce faire, les bases acquises à l’INSA tout au long de

ma formation m’ont été d’une grande utilité. A partir de mes cours et de documents et ouvrages

relatifs à des points particuliers, j’ai ainsi pu aborder tous les aspects du dimensionnement de

structures porteuses.

Ceci a également été possible car je travaillais sous la responsabilité directe du chef de projet, et sans

qu’aucun autre collègue ne participe aux tâches de dimensionnement des bâtiments. De cette

manière, j’ai pu être confronté aux différents aspects du métier d’ingénieur Génie Civil en Suisse, et

mieux apprécier les différentes tâches qui me seront demandées au cours de ma carrière.

Les projets réalisés à l'INSA dans le cadre de ma formation m'ont également été d'une grande utilité :

en effet, outre le dimensionnement pur, ces projets m'avaient permis de mieux apprécier

l'importance de la communication entre les différents intervenants. Aussi bien en interne en


informant mon chef de projet ou les dessinateurs des modifications apportées par les architectes que

sur les chantiers avec les différents intervenants, la communication est primordiale pour la bonne

marche du projet.

J’ai également pris conscience des limites des logiciels de calculs et de la nécessité d’avoir un regard

critique sur les résultats. Bien que très performants dans les cas les plus courants, ces logiciels

peuvent ne pas comprendre le modèle de calcul ou ne pas être prévus pour traiter les cas

considérés. Par conséquent, l’ingénieur doit détourner l’utilisation de ces logiciels afin de réduire au

minimum les tâches à effectuer manuellement, tout en respectant les différentes lois physiques.

Ainsi, au terme de ce Projet de Fin d’Etudes, j’ai dimensionné la totalité des éléments structurels du

bâtiment Appartements protégés (bâtiment D). Les plans des murs et dalles du sous-sol et rez-de-

chaussée ont pu être transmis au chantier, les autres plans seront réalisés dans les semaines

suivantes.

Le bâtiment EMS (bâtiments A, B et C) a été dimensionné afin de résister aux séismes, et les

fondations de l’ouvrage ont été déterminées. Les murs en drapeaux et dalles d’étages devront encore

faire l’objet d’une étude attentive. Concernant le parking, l’ensemble des éléments nécessaires afin de

réaliser les différents plans a été déterminé.

Le principal problème auquel j’ai été confronté tout au long de mon Projet de Fin d’Etudes

concernait les plans : en effet, l’architecte n’ayant pas étudié les détails lors du lancement du projet,

beaucoup de modifications ont été apportées au projet à posteriori. Ceci nous a contraints à

recommencer plusieurs fois la descente de charges, et par conséquent l’étude des fondations, mais

également l’étude parasismique des bâtiments. L’étude des différentes dalles a également été réalisée

à de multiples reprises.

De plus, s’agissant d’un EMS, les CVSE doivent faire transiter un nombre important de gaines et

conduites dans le bâtiment : par conséquent, une modification du plan de la part de l’architecte

impose de reprendre la totalité de la coordination entre les différents mandataires, et nous a obligés

à discuter des possibilités de passage dans les murs sismiques à de nombreuses reprises.

Enfin, la transmission des modifications au chantier une fois les plans déjà transmis faisait partie

intégrante de mon travail : ceci se faisait généralement lors des séances de chantier auxquelles

j’assistais, mais également lors de contrôles ferraillages ou par téléphone en cas d’urgence.


REMERCIEMENTS

Je tiens à remercier tout particulièrement M. Michel DORY, directeur du bureau sd ingénierie

Lausanne, pour sa sympathie, sa disponibilité et son accueil. Je le remercie également pour ses

nombreuses explications tout au long de ce projet de fin d’études.

Je tiens également à remercier mon tuteur en entreprise, M. François POLLIEN, directeur adjoint,

pour sa sympathie et sa disponibilité. Je le remercie tout particulièrement pour l’ensemble des

réponses qu’il a toujours apportées à mes nombreuses questions, de même que pour l’ensemble de

ses explications. Je le remercie également de m’avoir guidé dans mes travaux et calculs, tout en me

laissant une liberté appréciable.

Merci à M. Nicolas SIMON, responsable du département Structures, pour son accueil, sa sympathie et

sa disponibilité, ainsi que pour les explications qu’il a pu me fournir durant ce stage sur les

méthodologies de calcul de structures, et sur les normes suisses.

Merci à Mlle Pascale FAVEZ pour son accueil, sa gentillesse et sa disponibilité. Je la remercie tout

particulièrement pour ses explications sur la nouvelle norme en vigueur relative au poinçonnement

et à l’effort tranchant, ainsi que pour ses réponses à mes questions tout au long de mon projet de fin

d’études.

Merci à M. Albert JEANNIN pour son accueil, sa disponibilité et sa gentillesse. Je le remercie pour les

nombreuses explications qu’il a pu me fournir, et pour l’ensemble des discussions constructives que

nous avons pu avoir au sujet des méthodes de calculs et logiciels.

Merci à M. Adrien PETIT pour son accueil et sa sympathie. Bien que très occupé, je le remercie pour

le temps qu’il a pu me consacrer pour m’expliquer plus en détails certains éléments des normes

suisses, et approfondir le fonctionnement des logiciels de calculs développés par Cubus SA.

Merci à M. Patrick WILLA pour son accueil, sa disponibilité, ainsi que ses nombreuses explications sur

le fonctionnement des logiciels de calculs développés par Cubus SA. Merci également pour son

éclairage sur les normes suisses, ce qui m’a été d’une grande utilité durant mes travaux.

Merci à M. Alain BÖGLI pour son accueil et sa gentillesse. Je le remercie également tout

particulièrement pour ses explications relatives aux caniveaux, tuyaux et bordures qui m’ont été

d’une grande utilité lors de l’étude des détails du parking.

Enfin, je tiens également à remercier l’ensemble de l’équipe de sd ingénierie Lausanne pour leur

accueil, leur gentillesse, leur disponibilité et les nombreuses explications qu’ils ont pu m’apporter,

que ce soit sur le fonctionnement des bureaux d’études, sur des points techniques ou lors de visites

de chantiers.

Je tiens également à remercier Mme MOUHOUBI, mon tuteur pédagogique, pour sa disponibilité et

son éclairage précieux sur les différentes tâches à réaliser durant ce projet de fin d’études.

Merci à M. TROESTER, mon professeur d’allemand, pour ses conseils à propos du résumé en allemand

de ce dossier.


BIBLIOGRAPHIE

[1] FAVRE Renaud, JACCOUD Jean-Paul, BURDET Olivier, CHARIF Hazem.

Dimensionnement des structures en béton – Aptitude au service et éléments de structures.

Traité de Génie Civil de l’Ecole Polytechnique Fédérale de Lausanne, Volume 8. Presses

polytechniques et universitaires romandes. Lausanne, Suisse : 1997, 591 pages.

[2] MARTZ Freddy. Cours de béton armé. Institut National des Sciences Appliquées de

Strasbourg, Département Génie Civil – Topographie, Section Génie Civil. Cours de troisième et

quatrième années. Strasbourg : 2011, 2012.

[3] MARTZ Freddy. Cours de mécanique des sols. Institut National des Sciences Appliquées de

Strasbourg, Département Génie Civil – Topographie, Section Génie Civil. Cours de quatrième et

cinquième années. Strasbourg : 2011, 2012.

[4] MOUHOUBI Saïda. Cours de systèmes de poutres. Institut National des Sciences Appliquées

de Strasbourg, Département Génie Civil – Topographie, Section Génie Civil. Cours de troisième

année. Strasbourg : 2011.

[5] MUTTONI A., SCHWARTZ J., THÜRLIMANN B. Design of Concrete Structures with

Stress Fields. Birkhäuser verlag. Basel, Suisse : 1997, 143 pages.

[6] SOCIETE SUISSE DES INGENIEURS ET DES ARCHITECTES. [en ligne] Disponible sur :

<http://www.sia.ch/fr/> (consulté en mars - mai 2013).

[7] SOCIETE SUISSE DES INGENIEURS ET DES ARCHITECTES. Ouvrages en béton. SIA

162:1989, version française, Zürich, Suisse : 1989, 86 pages.

[8] SOCIETE SUISSE DES INGENIEURS ET DES ARCHITECTES. Bases pour

l’élaboration des projets de structures porteuses. SIA 260:2003, version française, Zürich, Suisse :

2003, 44 pages.

[9] SOCIETE SUISSE DES INGENIEURS ET DES ARCHITECTES. Actions sur les

structures porteuses. SIA 261:2003, version française, Zürich, Suisse : 2003, 94 pages.

[10] SOCIETE SUISSE DES INGENIEURS ET DES ARCHITECTES. Construction en

béton. SIA 262:2003, version française, Zürich, Suisse : 2003, 94 pages.

[11] WALTHER, R. Poutres-cloisons. Ecole Polytechnique Fédérale de Lausanne, Département de

Génie Civil, Chaire de Béton Armé et Béton Précontraint. Cours de troisième Cycle. Lausanne,

Suisse : 1977, 46 pages.


TABLE DES ILLUSTRATIONS

CHAPITRE 1 : INTRODUCTION

Figure 1.1 : Vue générale de l’avant-projet de l’EMS des Pâquis (maquette de l’architecte au 30

septembre 2009) [Source : Eo Architectes SA & Atelier Arthys Architectes Associés] ..................................... 7

Figure 1.2 : Elévation de l’EMS (coupe BB) – coupe du projet au 16 août 2011 [Source : Eo

Architectes SA & Atelier Arthys Architectes Associés] .......................................................................................... 9

Figure 1.3 : Extrait de plan du rez-de-chaussée de l’EMS, avec les murs en béton du rez-de-

chaussée en vert, et les murs en béton du premier étage repérés en pointillés rouge (plan du

14 février 2013) [Source : TroisPlusArchitectes SA & Atelier Arthys Architectes Associés] ............................ 10

Figure 1.4 : Appuis nécessaires aux dalles des étages en ne considérant que le noyau central

comme porteur ........................................................................................................................................... 11

Figure 1.5 : Poteaux servant d’appuis aux dalles des étages ................................................................. 11

CHAPITRE 2 : MODELISATION DES BATIMENTS

Figure 2.1 : Modélisation 3D du bâtiment EMS et du parking à l’aide du logiciel Cedrus ............... 14

Figure 2.2 : Modélisation 3D du bâtiment EMS et du parking à l’aide du logiciel Cedrus ............... 15

Figure 2.3 : Modélisation 3D du bâtiment Appartements protégés à l’aide du logiciel Cedrus ..... 15

Figure 2.4 : Principe de calcul du logiciel Cedrus pour la descente de charges ................................. 16

Figure 2.5 : Principe de calcul des efforts dans les refends dus à des charges horizontales ......... 17

Figure 2.6 : Récapitulatif des principaux modules du logiciel Cedrus, et de leurs possibilités ....... 18

Figure 2.7 : Principe de la descente de charges des façades des étages au niveau de la dalle haute

du rez-de-chaussée ..................................................................................................................................... 19

Figure 2.8 : Principe de fonctionnement d’un mur en drapeau (lame du bâtiment EMS) .............. 20

Figure 2.9 : Surfaces d’influence des éléments de façade du rez-de-chaussée de l’EMS ................. 21

Figure 2.10 : Résultats de la modélisation "classique" pour la dalle haute du rez-de-chaussée du

bâtiment EMS, aile nord-ouest ................................................................................................................. 22

Figure 2.11 : Modélisation d’un mur reposant sur deux appuis à l’aide d’un sommier renversé ... 23

Figure 2.12 : Résultats de la modélisation avec des sommiers renversés (en jaune) de la même

hauteur que les murs en drapeaux ......................................................................................................... 23

Figure 2.13 : Modélisation d’un mur reposant sur deux appuis – Option « Interception » ............ 24

Figure 2.14 : Résultats de la modélisation avec l’option « Interception » .......................................... 24

Figure 2.15 : Résultats de la modélisation avec ajout de murs au rez-de-chaussée, au droit des

murs en drapeaux – Résultats de la dalle modèle (charges uniquement dues à la dalle

considérée) ................................................................................................................................................... 26

Figure 2.16 : Principe de la descente de charges ....................................................................................... 27


CHAPITRE 3 : ETUDE DES FONDATIONS DES BATIMENTS

Figure 3.1 : Extrait des coupes géotechniques – Rapport géotechnique [Source : De Cerenville, Bureau

d’études géotechniques] ................................................................................................................................... 28

Figure 3.2 : Répartition de la contrainte au sol et diagramme des moments dans le cas d’un mur

périphérique ................................................................................................................................................. 31

Figure 3.3 : Charges prises en compte pour la détermination de la valeur de calcul de l’effort

tranchant ....................................................................................................................................................... 32

Figure 3.4 : Répartition de la contrainte au sol et diagramme des moments dans le cas d’un mur

intérieur ......................................................................................................................................................... 33

Figure 3.5 : Modélisation du radier à l’aide d’un modèle en dalle inversée ....................................... 35

Figure 3.6 : Définition de l’enrobage pour chaque nappe sous Cedrus ............................................... 36

CHAPITRE 4 : ETUDE PARASISMIQUE DES BATIMENTS

Figure 4.1 : Classes de sols de fondation ................................................................................................... 39

Figure 4.2 : Spectre de dimensionnement – Zone sismique Z1, classe de sol E, classe d’ouvrages

II, comportement ductile ........................................................................................................................... 42

Figure 4.3 : Moment et couple traction-compression dans les murs sismiques .............................. 43

Figure 4.4 : Exemple de répartition entre murs sismiques et murs ne reprenant pas d’efforts

horizontaux .................................................................................................................................................. 44

Figure 4.5 : Création du modèle en barres – bâtiment EMS Aile Est ................................................. 44

Figure 4.6 : Spectre de dimensionnement et valeur spectrale .............................................................. 45

Figure 4.7 : Dispositions constructives relatives aux séismes .............................................................. 46

Figure 4.8 : Contribution des différentes parties du mur ...................................................................... 46

Figure 4.9 : Sollicitations des voiles et des âmes de poutres ................................................................ 49

CHAPITRE 5 : ETUDE DU PARKING

Figure 5.1 : Joint de dilatation de type "baïonnette" ............................................................................... 51

Figure 5.2 : Les deux cas de charges à prendre en compte pour le dimensionnement des

colonnes ........................................................................................................................................................ 52

Figure 5.3 : Détermination de l’armature de la semelle ......................................................................... 54

Figure 5.4 : Périmètre de contrôle au poinçonnement [Source : norme SIA 262 – Construction en

béton, 2003] .................................................................................................................................................... 55

Figure 5.5 : Plan de coffrage et ferraillage de la surprofondeur d’une colonne type 3 000 kN .... 56

Figure 5.6 : Tête de poinçonnement Zeus [Source : Ancotech SA, [en ligne] : www.ancotech.ch/fr] ......... 57

Figure 5.7 : Excentricités et variation de courbure pour des éléments comprimés [Source : norme

SIA 262 – Construction en béton, 2003] ......................................................................................................... 58

Figure 5.8 : Plan de déformation et courbure maximale [Source : norme SIA 262 – Construction en

béton, 2003] .................................................................................................................................................... 59


CHAPITRE 6 : ETUDE DES BATIMENTS EMS ET APPARTEMENTS

PROTEGES

Figure 6.1 : Zones "pontées" dans le calcul de la dalle sur sous-sol ................................................... 61

Figure 6.2 : Goujons type CRET Silent 960, pour la transmission de charges transversales élevées

avec isolation acoustique [Source : Ancotech SA, [en ligne] : www.ancotech.ch/fr] .................................. 63

Figure 6.3 : Fers en attente de type Ulmaco Cisa, avec résistance au cisaillement parallèlement au

joint de reprise, grâce à une surface de béton de type dentée [Source : Ulmaco SA, [en ligne] :

www.ulmaco.ch] ............................................................................................................................................... 68

Figure 6.4 : Armatures statiquement nécessaires dans les poutres-cloisons avec porte-à-faux .. 68

Figure 6.5 : Principe de la méthode des bielles ........................................................................................ 70

ANNEXES

Figure A-1 : Domaines de compétences du groupe sd ingénierie Holding SA ...................................... 80

Figure A-2 : Organigramme du bureau sd ingénierie Lausanne ............................................................... 81

Figure B-1 : Comparaison des normes SIA et des Eurocodes .............................................................. 83


ANNEXES

Annexe A : Présentation de l’entreprise

Annexe B : Les principales particularités de la Suisse

Annexe C : Plans Architectes du projet de l’EMS Parc de Beausobre, Morges

Annexe D : Convention d’utilisation de l’EMS Parc de Beausobre, Morges - Etat au 2 avril 2013

Annexe E : Descente de charges des éléments porteurs

Annexe F : Surprofondeurs du radier du sous-sol des Appartements protégés (bâtiment D) -

Note de calculs et schémas

Annexe G : Surprofondeurs du radier du sous-sol de l’EMS (bâtiment A) - Note de calculs et

schémas

Annexe H : Schémas d’armature du radier du sous-sol des Appartements protégés (bâtiment D)

Annexe I : Radier du sous-sol des Appartements protégés (bâtiment D) - Plan de coffrage,

armature et listes de fers

Annexe J : Dimensionnement parasismique du bâtiment EMS (bâtiments A, B et C) – Note de

calculs

Annexe K : Fondations superficielles du parking (bâtiment E) – Note de calculs

Annexe L : Vérification de l’armature des colonnes préfabriquées du parking (bâtiment E) – Note

de calculs

Annexe M : Dalle sur sous-sol des Appartements protégés (bâtiment D) – Schémas d’armature

Annexe N : Poutres-voiles et murs en drapeaux des Appartements protégés (bâtiment D) –

Notes de calculs

Annexe O : Dalle sur rez-de-chaussée des Appartements protégés (bâtiment D) – Schémas

d’armature


Annexe A : PRESENTATION DE

L’ENTREPRISE

La société Schindelholz & Dénériaz, créée en 1954 par M. Schindelholz et M. Dénériaz à Sion, est

depuis sa création spécialisée dans l’ingénierie civile, et en particulier le domaine des structures

porteuses. Après un succès très rapide dans le canton du Valais et de nombreuses affaires dans le

canton de Vaud, elle ouvre une année plus tard une succursale à Lausanne (VD).

En 1964, la société devient une société anonyme, et change de nom : elle s’appelle désormais SD

Ingénierie SA. Son activité ne cesse de croitre au cours des années, et ses domaines de compétences

de s’élargir. Aujourd’hui, le groupe sd ingénierie Holding SA, actionnaire majoritaire de sd ingénierie

Lausanne, regroupe pas moins de sept bureaux à travers toute la Suisse : Sion, Lausanne, Genève,

Neuchâtel, Fribourg, Jura (Delémont et Porrentruy) et Bienne.

Les différents domaines de compétences du groupe n’ont cessé de se développer au fil des années, et

sont aujourd’hui nombreux. Grâce à ce large panel de compétences et à la motivation de ses équipes,

sd ingénierie est aujourd’hui devenu un des principaux bureaux d’études en ingénierie civile au niveau

national.

Figure A-1 : Domaines de compétences du groupe sd ingénierie Holding SA


L’entreprise sd ingénierie Lausanne a également su au fil des années développer ses activités, et est

aujourd’hui très active dans le bassin lémanique. Des projets tels que la réalisation de la seconde ligne

de métro automatisée de Lausanne, la construction de nombreux bâtiments et viaducs autoroutiers

en périphérie de Lausanne ou de l’aéroport de la Blécherette (Lausanne) en sont la preuve.

Avec un chiffre d’affaire de près de quatre millions neuf cents mille francs suisses annuel (soit 16% du

chiffre d’affaire du groupe), et pas moins de 29 collaborateurs, le bureau est aujourd’hui en plein

développement, et semble promis à un bel avenir.

Figure A-2 : Organigramme du bureau sd ingénierie Lausanne


Annexe B : LES PRINCIPALES

PARTICULARITES DE LA SUISSE

Ce document explique de manière succincte les principales particularités de la Suisse dans le domaine du

Génie Civil, et effectue un comparatif avec la France. Il a pour but d’expliquer certains points du rapport, et

de faciliter la compréhension de certains éléments, sans toutefois dresser une liste exhaustive de toutes les

différences entre les deux pays.

1. LES NORMES ET LA SIA

La Société Suisse des Ingénieurs et des Architectes SIA (Schweizerischer Ingenieur-und

Architektenverein) est l’association professionnelle de référence des spécialistes de la construction,

des techniques et de l’environnement. Son objectif principal est de « façonner le cadre naturel et bâti

en Suisse selon des critères de durabilité et de qualité élevés ». La SIA se compose de quatre principales

sections : Architecture, Génie Civil, Technique et Environnement.

“ La SIA et ses membres représentent la culture, la qualité et la compétence en

matière de construction. La SIA se positionne sur la gestion des ressources, l'énergie

et les défis climatiques; elle contribue à définir le développement territorial de la

Suisse, établit des priorités en matière de formation et se bat pour une passation

des marchés conforme aux réalités professionnelles. Elle s’engage au niveau

politique, diffuse avec constance ses valeurs auprès des médias, propose des cours

de formation continue et de perfectionnement, offre des conseils juridiques et

organise divers séminaires, congrès et expositions sur les enjeux actuels et à venir

pour les disciplines qu’elle représente. „

Source : SIA, schweizerischer ingenieur-und architektenverein [6]

La SIA est également en charge de l’élaboration et de la publication de normes, directives et

recommandations. Par conséquent, les normes en vigueur en Suisse dans le domaine du Génie Civil

sont les normes SIA, et non les Eurocodes. Cependant, ces normes sont équivalentes aux Eurocodes

et conduisent à des résultats semblables.

Dans certains cas, les normes SIA renvoient aux Eurocodes pour des cas particuliers : en effet, les

normes SIA prévoient les cas les plus courants, mais certains cas particuliers ne sont pas traités et la

norme renvoie directement aux Eurocodes. De plus, une note de calculs peut être rédigée en se

basant sur les Eurocodes, et non sur les normes SIA.

Les normes SIA aujourd’hui en vigueur datent de 2003 : l’ensemble des normes ont été modifiées à

cette date de manière à se mettre en accord avec les Eurocodes, et adopter une structure similaire

aux Eurocodes. La comparaison entre les principales normes SIA et Eurocodes est présentée ci-

dessous.


Norme SIA Equivalent Eurocode

SIA 260 – Bases pour l’élaboration des projets de

structures porteuses

EN 1990 – Bases de calcul des structures

SIA 261 – Actions sur les structures porteuses EN 1991 – Actions sur les structures

SIA 262 – Construction en béton EN 1992 – Calcul des structures en béton

SIA 263 – Construction en acier EN 1993 – Calcul des structures en acier

SIA 264 – Construction mixte acier-béton EN 1994 – Calcul des structures mixtes acier-béton

SIA 265 – Construction en bois EN 1995 – Conception et calcul des structures en bois

SIA 266 – Construction en maçonnerie EN 1996 – Calcul des ouvrages en maçonnerie

SIA 267 – Géotechnique EN 1997 – Calcul géotechnique

- (1) EN 1998 – Calcul des structures pour leur résistance

aux séismes

SIA 269 – Bases pour la maintenance des

structures porteuses

-

Figure B-1 : Comparaison des normes SIA et des Eurocodes

La SIA édite aussi certaines normes relatives à la mise en œuvre des matériaux, ou des compléments

relatifs à des points particuliers. Cependant, la SIA se limite à la publication des normes régissant le

Génie Civil : les normes régissant les infrastructures routières et les transports sont éditées par les

VSS (Recherche et Normalisation en matière de Route et de Transport).

2. LES SOUMISSIONS

En Suisse, c’est l’ingénieur en charge du projet qui propose au Maitre d’Ouvrage l’entreprise qu’il juge

la plus apte à réaliser les travaux, en garantissant toutefois le meilleur rapport qualité prix. De

manière à évaluer les aptitudes et l’aspect financier, l’ingénieur réalise une soumission : il demande

aux différentes entreprises intéressées de compléter un dossier en mentionnant les compétences

techniques, l’organisation du chantier, … et une série de prix relative aux avant-métrés réalisés en

phase Avant-projet.

Les dossiers de soumission

Le dossier de soumission est composé de plusieurs éléments : les conditions particulières, la série de

prix à compléter, ainsi que les documents de soumission.

(1) Les calculs parasismiques sont intégrés aux différentes normes. Les généralités (définition de l’accélération et

des méthodes de calculs des efforts sismiques) sont définies dans la norme SIA 261, les calculs spécifiques à

chaque matériau dans les normes SIA 262 à 266.


Les conditions particulières

Les conditions particulières sont présentes dans tous les dossiers de soumission, et sont très

importantes car elles expliquent aux entreprises qui est le maître d’ouvrage et le bureau d’études

retenu. Ce document précise aussi :

le descriptif des travaux à réaliser,

les dates du chantier (dates prévisionnelles),

les accès au site,

les contraintes liées à la logistique et à l’installation du chantier,

les contraintes liées à l’environnement, à la gestion des déchets et des eaux usées,

les garanties financières à présenter,

les assurances et autres garanties à avoir.

Ce document décrit également très précisément les différents critères qui vont être pris en compte

pour évaluer les entreprises en vue de leur attribuer ou non le marché. En effet, il précise les

différents critères pris en compte, la liste des pièces à fournir et la pondération des critères. C’est

donc sur ces éléments que va se baser l’ingénieur pour noter les entreprises.

La série de prix

Les entreprises reçoivent également une série de prix à compléter. Ce document est établi par

l’ingénieur : il sélectionne l’ensemble des prestations à fournir par l’entreprise pour ce chantier dans

les CAN67. De cette manière, l’ingénieur sélectionne dans chaque CAN les paragraphes qui

l’intéressent, puis les prestations, et indique leur quantité68.

Par exemple, l’ensemble des éléments relatifs à l’installation de chantier sont regroupés dans le CAN

113 Installations de chantier. On y retrouve par exemple le terrassement des pistes d’accès,

l’installation des containers de chantier, le raccordement à l’eau et à l’électricité, la signalisation, mais

aussi des prestations telles qu’une mise à disposition prolongée ou écourtée des installations de

chantier. De cette manière, l’ingénieur peut savoir quel tarif l’entreprise facturera en cas de mise à

disposition prolongée des installations de chantier, mais aussi dans le cas contraire.

L’ensemble des prestations liées aux constructions en béton coulées en place sont regroupées dans

le CAN 241 : ainsi, ce CAN regroupe la fourniture, l’acheminement et la mise en œuvre du béton

coulé en place, la fourniture et la mise en œuvre du coffrage, les éventuels produits de cure et

adjuvants, la fourniture et la mise en œuvre des coffrages sur mesure, …

Les documents de soumission

L’ingénieur joint également à la série de prix et aux conditions particulières des documents qui

permettent à l’entreprise de comprendre le projet et les différentes contraintes liées au chantier.

Ces documents varient donc d’un projet à l’autre, mais sont généralement les suivants :

le planning prévisionnel fixé par le Maître d’Ouvrage,

le plan d’accès et les zones d’installation chantier,

67 Catalogue des Articles Normalisés : l’ensemble des prestations liées à un domaine du chantier sont

regroupées dans un CAN. 68 Des logiciels tels que Messerli permettent de réaliser les documents des séries de prix : l’ensemble des

articles de toutes les CAN sont préenregistrés. Il suffit alors de sélectionner les articles qui concernent l’affaire,

et indiquer les quantités.


les plans provisoires69 des travaux à effectuer,

des photographies de la configuration actuelle.

L’analyse des dossiers et la proposition d’adjudication

Une fois que les entreprises ont complété leur dossier de soumission et joint l’ensemble des

documents nécessaires, elles le rendent au Maître d’Ouvrage, au plus tard à la date indiquée

(généralement, environ trois semaines après publication). Le Maître d’Ouvrage procède à l’ouverture

des offres, et les répertorie, puis transmet ces dossiers au bureau d’études.

L’ingénieur en charge du dossier analyse alors les dossiers, en vue de les noter. Pour ce faire, le

premier contrôle est de vérifier si les entreprises ont rendu un dossier complet : en effet, tout

dossier n’étant pas complet sera éliminé70. Il vérifie ensuite les différents documents et les note.

Contrôle arithmétique

Les dossiers de prix sont complétés manuellement par les entreprises, qui indiquent le prix unitaire

de chaque produit, puis le montant hors taxe du produit. Elles additionnent ensuite les différents prix

hors taxe par CAN, puis le prix global de l’ouvrage. Or, ces séries de prix peuvent contenir des

erreurs de calcul, ou des prix manifestement faux.

L’ingénieur saisit donc les différents prix unitaires de chaque entreprise sur un logiciel71. Il peut de

cette manière vérifier que les totaux sont justes, et le cas échéant corriger arithmétiquement la série

de prix. Si la série de prix comporte des erreurs, ce sont toujours les prix unitaires qui font foi, et en

aucun cas le prix hors taxe de l’article.

L’avantage d’utiliser des logiciels pour effectuer ce contrôle est qu’il est ensuite possible d’éditer des

tableaux comparatifs des différentes entreprises en indiquant leurs prix respectifs pour chaque

article. De cette manière, il est extrêmement facile de repérer les erreurs manifestes, comme par

exemple des prix dix ou cent fois trop bas.

Ces tableaux permettent aussi de voir où sont les grosses différences de prix entre les entreprises,

et de comprendre quels prix sont plus bas chez certaines entreprises que chez d’autres. Tout comme

des prix manifestement faux, des prix bas peuvent faire l’objet d’une demande de clarification auprès

de l’entreprise.

Analyse des preuves

Une fois le contrôle arithmétique effectué, les différentes entreprises sont classées en fonction du

montant de leur offre. Cependant, les autres pièces qui justifient de la qualité et du savoir-faire de

l’entreprise sont aussi à fournir, et vont permettre de noter les entreprises.

L’ingénieur peut alors à ce stade de l’évaluation des dossiers attribuer des notes aux dossiers

techniques des différentes entreprises, en fonction des critères définis dans les conditions

particulières.

69 Les plans fournis sont des plans de soumission. Ils seront éventuellement amenés à être modifiés, mais

surtout complétés lors de la phase Exécution. 70 Chaque dossier doit contenir les différentes preuves demandées, la signature d’acceptation des conditions

particulières, la série de prix complétée, et éventuellement d’autres documents, ou des échantillons de produits

mis en œuvre. 71 Le logiciel Messerli permet de saisir les prix unitaires des différents articles pour chaque soumissionnaire. De

cette manière, les prix hors taxes de chaque article puis le prix total net sont calculés.


Demande de clarifications

A ce stade, les différentes entreprises sont notées, et le premier classement est établi. Certaines

informations peuvent ne pas paraître correctes ou claires dans les documents remis par les

entreprises, ou certains prix peuvent paraître bas. Dans ce cas, l’ingénieur établit des lettres de

clarifications : les entreprises doivent s’expliquer sur certains points.

Pour ce qui concerne les prix, il faut distinguer deux éléments : les prix jugés manifestement faux et

les prix jugés bizarres. Pour ce qui est des prix manifestement faux, les entreprises doivent indiquer

leur prix pour l’article concerné, et doivent donc changer ce prix. La modification des prix unitaires

d’un article n’est possible que dans le cas d’un prix manifestement faux, et non dans les autres cas.

Pour les prix jugés bizarres, l’ingénieur demande une analyse de prix : l’entreprise fournit alors le

détail du prix. De cette manière, l’ingénieur peut voir la manière dont l’entreprise a construit son

prix. En effet, celle-ci doit indiquer le prix de la matière première, le coût des salaires et des frais

fixes (liés au personnel administratif, aux vacances, aux charges)72, les coûts des machines mises en

œuvre et le coût des sous-traitants éventuels.

Pour ce qui est des questions d’ordre technique, les entreprises doivent clarifier leurs techniques

employées. Ceci peut être dû à des explications jugées erronées par l’ingénieur, ou par des

explications incomplètes ou trop sommaires. Dans le cas où une des entreprises a souligné un point

qui lui paraît délicat et que les autres entreprises ne l’ont pas mentionnés, il peut également être

demandé à toutes les entreprises de s’expliquer sur ce point.

Il peut également être demandé aux entreprises d’expliciter leurs références ou les références de

leurs personnes-clés. En effet, certaines entreprises ne détaillent pas les travaux qu’elles ont réalisés

pour une affaire. L’ingénieur doit alors demander des détails sur le chantier, car seules les

informations qui figurent dans le dossier de soumission peuvent être prises en compte. Cependant,

aucune référence supplémentaire ne peut être apportée.

La proposition d’adjudication

Une fois que les entreprises ont répondu, l’ingénieur analyse les réponses des entreprises, et juge si

les explications apportées dans les lettres de clarifications sont convaincantes ou non. Il procède

alors à une deuxième série de notation des dossiers, puis désigne le dossier qui est d’après lui le

meilleur (selon les critères des conditions particulières).

L’ingénieur rédige alors la proposition d’adjudication : il désigne dans une lettre adressée au Maître

d’Ouvrage l’entreprise qu’il juge la plus apte à réaliser le chantier avec le meilleur rapport

qualité/prix. Il explique également dans sa lettre les raisons de son choix. Par la suite, le Maître

d’Ouvrage valide cette décision73 et l’entreprise sélectionnée est désignée adjudicatrice.

72 L’ensemble des charges venant s’additionner aux coûts des salaires sont détaillées dans la fiche de calcul SSE. 73 Le Maître d’Ouvrage peut éventuellement ne pas valider cette décision, et désigner un autre adjudicataire.

Dans ce cas, il assume les responsabilités en cas de problème avec l’entreprise désignée.


Annexe C : PLANS ARCHITECTES DU

PROJET DE L’EMS PARC DE

BEAUSOBRE, MORGES


Annexe D : CONVENTION D’UTILISATION

DE L’EMS PARC DE BEAUSOBRE,

MORGES - ETAT AU 2 AVRIL 2013


Annexe E : DESCENTE DE CHARGES

DES ELEMENTS PORTEURS


Annexe F : SURPROFONDEURS DU

RADIER DU SOUS-SOL DES

APPARTEMENTS PROTEGES (BATIMENT D)

- NOTE DE CALCULS ET SCHEMAS


Annexe G : SURPROFONDEURS DU

RADIER DU SOUS-SOL DE L’EMS

(BATIMENT A) - NOTE DE CALCULS ET

SCHEMAS


Annexe H : SCHEMAS D’ARMATURE DU

RADIER DU SOUS-SOL DES



Annexe I : RADIER DU SOUS-SOL DES


- PLAN DE COFFRAGE, ARMATURE ET

LISTES DE FERS


Annexe J : DIMENSIONNEMENT

PARASISMIQUE DU BATIMENT EMS

(BATIMENTS A, B ET C) – NOTE DE

CALCULS


Annexe K : FONDATIONS

SUPERFICIELLES DU PARKING (BATIMENT

E) – NOTE DE CALCULS


Annexe L : VERIFICATION DE

L’ARMATURE DES COLONNES

PREFABRIQUEES DU PARKING (BATIMENT

E) – NOTE DE CALCULS


Annexe M : DALLE SUR SOUS-SOL DES


– SCHEMAS D’ARMATURE


Annexe N : POUTRES-VOILES ET MURS

EN DRAPEAUX DES APPARTEMENTS

PROTEGES (BATIMENT D) – NOTES DE

CALCULS


Annexe O : DALLE SUR REZ-DE-

CHAUSSEE DES APPARTEMENTS

PROTEGES (BATIMENT D) – SCHEMAS

D’ARMATURE

etude de l'ems parc de beausobre, morges

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