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essais " i n s i t u " et fondat ions sur p ieux
par J. JEZEQUEL Ingnieur E.NJS.M.
Assistant
et G. GOULET D.ES.T. de l'Universit de Rennes
Oprateur au Laboratoire Rgional
de Saint-Brieuc
I N T R O D U C T I O N
par H. KARST Ingnieur des Ponts et Chausses
Chef de la Section des Sols du Laboratoire Central
L'Ingnieur Matre d'uvre est souvent embarrass devant un problme
de fondation. Le comportement du sol, le matriau le plus complexe
utilis dans le Gnie Civil, sont mal connus et les ractions de la
structure sur ce sol sont aussi trs mal connues. De plus, le sol de
fondation doit tre pris tel qu'il se trouve en place et rares sont
les cas o il est possible de remplacer ce sol.
Le premier choix qui se pose l'Ingnieur, celui des fondations
superficielles ou profondes, doit tre abord par la question de
savoir si les fondations peuvent tre superficielles. En effet, la
fondation superficielle est gnralement plus conomique, mais
galement son comportement sur un sol, c'est--dire la liaison entre
la structure et le sol, est beaucoup mieux connue que dans le cas
d'une fondation profonde. Mettre des pieux sous un ouvrage sous
prtexte que le sol parat douteux, peut tre un mau-vais remde.
Mais il se peut que les fondations superficielles ne soient pas
possibles et on doit alors s'orienter vers des fondations
profondes.
Comment calculer une fondation profonde ? Est-il possible de
dterminer le type, la profondeur et le nombre de pieux sous un
ouvrage pour que la fondation puisse tre considre comme bonne,
c'est--dire que la scurit par rapport une ventuelle rupture ou des
tassements excessifs, soit suffisante, sans tre trop leve. Dans
l'tat de nos connaissances, il faut avouer en toute honntet que la
Mcanique des Sols n'a pas encore apport de mthode sre, simple et
infaillible.
Mais, bien entendu, on pose des milliers de pieux et, trs
gnralement, les structures bties sur les fondations profondes se
comportent fort bien. Bien sr, il y a quelques incidents, et une
tude a posteriori permet toujours d'expliquer les causes de la
rupture, mais il est trs difficile' de les prvoir au moment de la
construction.
Comment un pieu transmet-il sa charge au sol qui l'entoure ?
Comment le sol se dforme-t-il et quelle est l'influence de cette
dformation sur le pieu ? Comment agit un groupe de pieux par
rapport l'action d'un pieu unique ? Comment varie la charge
portante avec le temps ?
3-1
B u l . L i a i s o n L a b o . P. e t C h . n 12 - M a r s - A
v r i l 1 9 6 5 - r f . 2 5 0
a_3_liTexte surlign
-
De nombreux chercheurs ont essay de rsoudre ces problmes. Les
mthodes proposes vont d'une thorie mathmatique complexe des rgles
purement empiri-ques, mais le simple fait de constater qu'il y a de
trs nombreuses thories montre qu'aucune n'est entirement
satisfaisante.
Il est possible, par exemple, d'essayer de connatre l'action
d'un pieu sur le sol en partant d'une bonne connaissance des
proprits rhologiques des sols, essentiel-lement partir d'essais de
laboratoire et d'appliquer une thorie plus ou moins scien-tifique
base sur un matriau idal, sur des essais en modle rduit ou en vraie
gran-deur.
Ou bien, on peut songer essayer le pieu, sous la forme d'un
essai statique de charge par exemple.
Ou bien, on peut estimer que seule une bonne et solide exprience
est suffisante et ncessaire pour dimensionner approximativement des
fondations profondes.
La mthode vers laquelle s'est rsolument engag le Laboratoire
Rgional de Saint-Brieuc, et qui est dcrite dans l'article de MM.
Jezequel et Goulet, est une appro-che semi-scienlifique base sur
les rsultats d'essais in situ , obtenus en utilisant un pntromtre
et le pressiomtre. Cette mthode parat a priori sduisante,
puisqu'elle consiste essayer de reproduire sur le sol rel dans
lequel les pieux seront enfoncs, un phnomne plus ou moins quivalent
celui de l'action du pieu. Le pntromtre, comme le pressiomtre,
peuvent tre considrs comme de vritables pieux en modle rduit.
Est-ce dire que le problme est rsolu pour autant ? Probablement
pas.
Le pntromtre permet de sparer les deux termes : rsistance de
pointe et frot-tement latral, dans la mesure o la division en
effort de pointe et frottement latral, correspond une ralit pour le
pieu. Mais est-il possible d'extrapoler les rsultats obtenus par
cet appareil sur un pieu en vraie grandeur, alors que les lois de
simili-tude du sol sont particulirement mal connues.
De la mme faon, on peut se demander si le pieu transmet sa
charge au sol comme le fait le pressiomtre, c'est--dire sous la
forme d'un champ de contraintes cylindriques ou dviatoriques. C'est
probablement exact en partie, mais pas entire-ment.
L'article de Sainl-Brieuc montre bien d'ailleurs que, partir
d'une thorie scien-tifique plus ou moins labore, on est oblig
d'introduire des coefficients empiriques dpendant de la nature du
sol. Le danger consiste extrapoler ces coefficients tous les types
de sol.
Mais il n'en reste pas moins que le calcul des pieux partir
d'essais in situ, condition de ne pas considrer les rsultats comme
absolus et de se baser sur une bonne exprience, permet d'obtenir
des rsultats satisfaisants ; comme il est possible galement
d'obtenir des rsultats satisfaisants partir d'autres mthodes,
essais de sol en laboratoire ou essais de charge par exemple, mais
toujours en prenant en compte, par son exprience, et avec esprit
critique, les diffrents facteurs qui ne peuvent tre introduits dans
une thorie.
Et c'est bien l'Art de l'Ingnieur que de ne pas se fier
entirement des rsul-tais d'essais ou une thorie, aussi labore
soit-elle.
H. KARST
Le Laboratoire Rgional de Saint-Brieuc est frquemment appel,
soit effectuer des tudes prlimi-naires de fondations sur pieux,
soit effectuer le contrle de telles fondations.
Nous prsentons ici un cas concret de contrle rapide et peu
onreux, qui nous permet d'exposer la mthode que nous appliquons
dans les cas courants et les possibilits des essais in situ en la
matire. On notera certaines interpolations, voire extrapolations,
mais le lecteur habitu aux tudes de sols reconnatra l le lot quasi
journalier de ses difficults.
3-2
a_3_liTexte surlign
a_3_liTexte surlign
a_3_liTexte surlign
-
^ 1 Bouchon ^ 1
I
Niveau de battage e
Fig. 1 - Procd Franki - schma de principe.
1-a) Un bouchon de bton trs sec est battu l'intrieur d'un tube
qui formera fourreau pro-visoire.
1-b) En poursuivant le battage, le bouchon pntre dans le terrain
en entranant le tube par frot-tement.
1-c) Le bouchon est bris et par pilonnage de bton, sans relever
le tube, un bulbe se forme au niveau de fondation choisi.
1-d) Btonnage du ft et relvement progressif du tube formant
fourreau.
1-e) Pieu Franki termin.
Il s'agit de construire sur le terre-plein du port de Concarneau
(Finistre) un btiment trois niveaux. Le matre d'oeuvre fai t
directement appel la Socit des pieux Franki qui a dj ralis avec
succs les fondations d'un ouvrage adjacent (pieux de 50 cm de
diamtre nominal descendus jusqu' 15 16 mtres sur le bon sol ).
Le principe du procd Franki est illustr par la f ig . I.
Rappelons que par application d'une formule de battage on peut,
lors de la mise en place du tubage, dduire une valeur approche de
la rsistance du terrain la pntration dynamique.
Dans le cas qui nous intresse les caractristiques de battage
taient les suivantes (machine type XVII) (fig. 2) :
Fig. 2 - La machine Franki (type XVII) et le pntromtre statique
(Gouda 10 t).
Poids du mouton
Hauteur de chute
Masse frappe
M 3,3 tonnes
h = 4 mtres
P 4,7 tonnes
Une courbe de battage est reprsente figure 3. Elle montre un
pieu battu au refus absolu de la machine Franki : on a port en
ordonne la profondeur, en abscisse sur une chelle homographique le
refus pour dix coups de mouton et en correspondance la rsistance
unitaire la pntration dynamique.
Cette rsistance est obtenue par application de la formule des
Hollandais :
M 2 h
o : ^ = K * (M + ^
e : est le refus, c'est--dire l'enfoncement moyen par coup au
cours d'une vole de 10 coups de mouton.
3O0 R d ( n * c u r i t )
Fig. 3 - Battage d'un tubage 0 500 au refus absolu de la machine
type XVII.
Cette formule est simple, pratique et donne des rsultats
acceptables pour des refus suprieurs 2 mm (2 cm pour la vole de
contrle). En dessous de cette valeur, elle est t rop optimiste car
la fraction d'nergie dpense par pertes diverses notamment lasticit
du pieu est non ngligeable au devant de l'ner-gie rellement dpense
pour enfoncer le pieu. La formule des Hollandais doi t tre corrige
en cons-quence (formules de l'Engineering News...) [ I ] .
Le coefficient de scurit habituellement choisi est de K = 6 que
l'on peut dcomposer, en premire approximation, en K1 = 2
correspondant au rapport entre la rsistance dynamique et la
rsistance sta-tique la rupture et tenant compte de pertes diver-ses
; et K 2 = 3, coefficient de scurit habituel per-mettant de passer
de l'tat de rupture statique au taux de travail de la
fondation.
Au cours du chantier, le refus absolu des pieux n'a pu tre
obtenu que dans une zone bien localise. Sur la f igure 6a nous
avons reprsent une courbe de battage pour laquelle le tubage a
atteint la cote
-
19,50 m sans amlioration sensible de rsistance. Pour des raisons
technologiques il n'est pas commode, pour les pieux Franki 0 500,
de dpasser la longueur de 20 mtres. Aprs examen de la courbe de
battage, il est dcid d'arrter tous les pieux 17,50 m et le matre
d'uvre demande au Laboratoire d'en contr-ler la portance.
Ce genre de surprise n'est pas rare dans les sols de nos rgions
: l'altration est souvent trs variable d'un point un autre, tant en
degr qu'en plan ou profondeur. Seuls des essais mcaniques ou des
son-dages peuvent la dceler a priori.
Trois types de mthodes peuvent tre employs pour ce contrle :
le chargement statique ;
les carottages intacts et essais de laboratoire; les essais in
situ.
I. CHARGEMENT STATIQUE L'influence du temps mise part, c'est
l'essai idal
puisque le pieu est charg progressivement jusqu' la rupture-
Pour chaque palier de chargement, on enre-gistre le tassement
correspondant en fonction du temps. Avec un programme de chargement
correcte-ment choisi, on peut dterminer la charge de travail
maximum admissible.
Cependant, cet essai est de ralisation dlicate car il ncessite
des dlais pas toujours compatibles avec les impratifs de chantier
(dlais entre la mise en place du pieu et le dbut du chargement,
essai lent : 8 10 jours en moyenne). De plus il cote cher car il
ncessite la mise en place de massifs de raction importants de
l'ordre de 150 200 tonnes . Le prix d'un tel essai est de 15 000 20
000 francs, ce qui limite l'utilisation du procd des chantiers
relative-ment importants.
I I . ESSAIS DE LABORATOIRE
Leur but est de mesurer les caractristiques go-techniques du sol
(granulomtrie, poids spcifique, teneurs en eau...) ainsi que les
paramtres de rsis-tance au cisaillement (cohsion et angle de
frottement interne). Ces valeurs sont introduites dans des
for-mules qui donnent la capacit portante du terrain la rupture
pour le type de fondation considr.
On verra plus loin ce qu'on peut penser de ces for-mules pour
les fondations profondes.
Mais ces essais ncessitent le prlvement d'chan-tillons intacts
en gros diamtre (suprieur 101 mm pour essais la bote de
cisaillement par exemple). Outre qu'il y aurait beaucoup dire sur
les difficults de prlvement, de transport et de taille des
chan-
tillons, qu'il nous suffise de rapporter qu'un mtre linaire de
carotte en diamtre 131 ou 146 mm revient sensiblement, et en
moyenne, 500 francs, depuis le prlvement jusqu' l ' interprtation
incluse. Le mtre linaire de pieu revenait environ 60 francs dans
notre cas.
Par contre, des chantillons de qualit au moins quivalente
peuvent tre obtenus bas prix dans les sols fins cohrents ou les
sables fins argileux l'aide d'appareils simples, voire rustiques,
tels les carottiers simples pression, les carottiers pistons libres
ou stationnaires, mis en oeuvre par battage, vrinage ou mme simple
pression manuelle.
Le Laboratoire Rgional exprimente actuellement diffrents procds
d'chantillonnage conus dans cette optique. Il en sera rendu compte
dans un pro-chain Bulletin.
Au cours de ce chantier, nous avons utilis un carot-tier simple
pression manuelle qui nous a permis d'ef-fectuer des prlvements
jusqu' la cote - 7,60 m dans des conditions relativement correctes
et trs cono-miques.
Mais, aprs tout, la qualit du prlvement ne sau-rait tre qu'une
fonction de l'usage que l'on veut faire de l'chantillon, et notre
but tait surtout d' iden-tif ier le matriau de fondation.
I I I . ESSAIS IN SITU Ces essais procdent surtout par analogie
car ils
tendent reproduire in situ des essais de fondation types.
Ils sont rapides et peu onreux. Ils tudient le sol en place dans
toute son htrognit et sa com-plexit.
La diff icult principale consiste passer de l'essai en modle
rduit la fondation en vraie grandeur.
Ce problme fondamental est trai t par corrlations, aprs essais
comparatifs sur des sols types. Nous pr-sentons ici un exemple
montrant qu'il peut galement tre trait directement, par
exploitation de simples rsultats de chantier.
Nous utilisons couramment deux appareils :
le pntromtre statique ; le pressiomtre Louis Mnard.
I - Le pntromtre statique ( G O U D A - 10 tonnes)
L'appareil sera prsent en information dans un prochain Bulletin.
La corrlation entre le pntromtre et le pieu est vidente : il s'agit
d'un modle rduit de pieu, fonc dans le sol vitesse lente et
constante et dont on mesure sparment la rsistance de pointe et
l'effort total d'enfoncement.
3-4
-
Fig. 4 - Le pressiomtre Louis Menard.
Fig. 5 - Sonde pressiomtrique standard et contrleur
pression-volume.
Manomt re re l ie ' la cel lu le de mesure
CONTROLEUR PRESSION-VOLUME
SONDE
T R I C E L L U L A I R E
Figure 6b, nous avons reprsent une courbe de pntration statique
au voisinage du pieu d'essai Franki.
2 - Le pressiomtre Louis Mnard (figure 4)
Le principe de l'appareil est simple :
Dans un forage de faible diamtre, (6 cm en gn-ral) on introduit
une sonde tricellulaire dilatable lat-ralement. Les cellules
d'extrmits dites cellules de garde servent maintenir un champ
cylindrique au droit de la cellule centrale dite cellule de mesure
(fig. 5 ) .
Le sol est amen progressivement la rupture par application de
paliers de pression croissants. On enre-gistre donc une relation
contrainte-dformation, caractristique du matriau test. Nous avons
repr-sent une telle courbe figure 6.
7 0 0 -
Po Pf Pf. Pressions K g / c m 2
Fig. 6 - Courbe pressiomtrique standard.
Au cours de l'essai, le sol passe par quatre phases distinctes
:
1) Phase de recompaction
Le sondage a dcomprim le terrain. Le gonflement de la sonde le
ramne son tat initial d'o la pres-sion p 0 (pression horizontale du
terrain au repos).
2) Phase pseudo-lastique
La courbe pression-volume prsente une partie linaire dont
l'inclinaison est fonction de la compressi-bilit du matriau tudi. A
un coefficient K prs, les contraintes sont donc proportionnelles
aux dforma-tions, ce qui permet de dfinir un module pseudo-lastique
di t module pressiomtrique standard ou module pressiomtrique vierge
..
E = K dp
dv
3-5
-
K tant un coefficient caractristique de la gom-trie de la sonde
et de l'amplitude des dformations.
3) Phase plastique
Au-del de la pression p f (pression de fluage) les dformations
diffres deviennent importantes par rapport aux dformations
instantanes. Le sol est dans une phase plastique.
4 ) Phase de rupture gnralise
Pour un mme palier de pression les dformations varient
considrablement en fonction du temps. On tend asymptotiquement vers
la pression limite pres-siomtrique (p;) qui est la rsistance limite
du sol en bute cylindrique. Le sol est la rupture totale.
Alors que l'analogie entre le pieu et le pntromtre est vidente,
elle semble premire vue moins nette entre le pieu et le
pressiomtre.
Elle est pourtant certaine.
1 - Rsistance de pointe
Bishop, Hill et Mott ont prouv exprimentalement qu'il existe une
analogie entre le phnomne de l'ex-pansion d'une cavit sphrique dans
un milieu lasto-plastique et celui de la pntration profonde d'un
poinon dans le mme milieu.
Plusieurs auteurs ont confirm par la suite cette thorie :
Skempton, Yassin et Gibson (1953) puis tout rcemment Ladanyi (1959)
.
Il ne s'agirait donc pas d'un coulement plastique allant de la
pointe vers le ft comme le suggrent cer-taines thories mais de
l'expansion d'une cavit sph-rique, phnomne de mme famille que celui
cr par le pressiomtre cylindrique in situ.
C'est partir de ces bases que Mnard a tudi la corrlation entre
le pressiomtre pl et le pieu la rupture, comme on le verra plus
loin.
2 - Frottement latral
Lorsque l'on extrait un pieu du terrain on constate qu'il est
gnralement eptour d'une gaine de sol. Au-trement dit, le frottement
sol-pieu est suprieur au frottement sol-sol et le frottement latral
maximum est donc une fonction directe de la rsistance au
cisaille-ment, naturelle, des terres. On a reli la pression limite
pressiomtrique et cette rsistance au cisaillement, naturelle, des
terres. On a donc la rsistance au frot-tement latral partir de la
pression limite pressio-mtrique par des relations de la forme :
} a
[avec comme paramtre secondaire la nature du pieu et son mode de
mise en oeuvre)-
Au voisinage du pieu d'essai Franki, nous avons donc effectu
dans un rayon de deux mtres :
un sondage au pntromtre statique ; - un sondage pressiomtrique ;
deux prlvements d'chantillons au carottier
simple pression.
Les rsultats des essais sont groups sur la figure 7 et dans le
tableau I.
I - Examen gologique et gotechnique
Il s'agit essentiellement d'un bicouche :
en surface, sur une paisseur de six mtres, un sol compressible
sable vaseux ne permet-tant donc aucune fondation de surface ;
puis un micaschiste, fortement altr, blanchtre, avec nombreux
micas et lments de quartz.
L'htrognit en plan est assez marque, ce qui explique les
quelques divergences de dtails entre nos essais.
Par contre, les qualits mcaniques varient peu en profondeur,
comme l'indique la courbe de pntration (tout au moins jusqu' la
cote de 17,50 m atteinte par les pieux).
Les rsultats moyens d'identification sont les sui-vants :
w y ys ' P W L
15 2,10 1,86 6 32 2,7
27 % 1,96 9 38
Nous avons galement effectu deux compressions simples l'aide de
la presse dcrite dans le n 6 du Bulletin. *
Cote de prlve-
ment W %
Rsistance la com-pression simple
Cohsion kg/cm 2
Angle de
frotte-ment
6,50 18 1,94 0 ,650 21
7,60 18 2,06 0,600 28
(*) Bul. 6, rubrique Informations : Presse pour essais de sols
en compression simple .
3-6
-
Bien entendu les rsultats ci-dessus ne sont que des ordres de
grandeur mais ils sont confirms par les essais in situ.
Rsistance de pointe au pntromtre de l'ordre de 50 kg /cm 2 .
Rapport E/p ( au pressiomtre de l'ordre de 7, pour des pressions
limites infrieures 15 kg /cm 2 .
Le micaschiste altr se comporte donc comme un sable argileux
lche.
Les essais in situ ont t rendus difficiles au-del de 17 mtres,
en raison des trs nombreux lments de quartz. Dans les tableaux de
rsultats, les chiffres marqus d'un astrisque indiquent des valeurs
values partir des relations connues ou vrifies sur l'en-semble du
site.
Par exemple, E/p ( de l'ordre de 7 et R p / p , de l'ordre de 3
3,5. Cette dernire valeur est en gn-
ral obtenue dans des terrains peu compacts, qu'il s'agisse de
sables argileux ou d'argile.
2 - Rsistance de pointe
Il s'agit de dterminer, la rsistance de pointe de pieux battus
mouls in situ et descendus jusqu' la cote - 17,50 m par rapport au
terrain naturel.
On dispose de trois mthodes pour valuer cette rsistance dei
pointe. On fai t en effet l'hypothse qu'au battage le frot tement
latral pieu-sol est entirement dtruit en raison notamment des
vibrations. Cet te hypothse est surtout valable dans les sols
sableux ou sablo-graveleux et dans les sables argileux, comme c'est
le cas ici. On le vrifie aisment sur la courbe de battage (figure
la) o, au-del de 10 mtres environ, la rsistance la pntration
dynamique est constante alors qu'elle devrait crotre si le f rot
tement latral se faisait sentir.
3-7
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TABLEAU I RECAPITUL/
R p = Rsistance de po (kg/cm 2)
P( = Pression limite prs E Module pressiom
Cote m R P P, E E / R p R /P. Observations
6 28
20 24
40 20 5,8* 47* 3,45
60 24
80 80 Quartz
7 28
20 40
40 24 6,7* 54* 3,58
60 28
80 28
8 34
20 30
40 44 11,8 80 6,8 1,82 3,72
60 34
80 40
9 36
20 40
40 48 14,8 90 6,1 1,98 3,25
60 42
80 46
-
IF DES ESSAIS IN SITU
l ? au pntromtre statique
iomtrique (kg/cm 2) que standard (kg/cm 2)
Cote m R P E E/P, E / R p Rp /P , Observations
10 40
20 42
40 44 1 1,8 80 6,8 1,82 3,74
60 36
80 38
i 1 32
20 44 Quartz
40 30 10,8 120 I U 4,00 2,78
60 28
80 24
12 24
20 44
40 32 8,3 65 7,8 2,03 3,85
60 54 Quartz
80 28 Quartz
13 44 Quartz
20 26
40 26 8,3 60 7,2 2,3 3,12
60 24
80 32
14 20
20 24
40 24 7,8 60* 3,06
60 26
80 32
Suite p. 10
3-9
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Cote m R P P, E Rp/P , Observations
15 22
20 32
40 30 9,4 68 7,2 2,3 3,20
60 26
80 54 Quartz
16 42
20 40
40 40 15* 98*
60 60 Quartz
80 48
17 42
20 42
40 38 14,8 110*
60 60 pointe de Pieux
80 160 Quartz
18 44 Quartz
20 50 Quartz
40 56 Quartz
60 52 Quartz
80 84 Quartz
NOTA : Les valeurs marques d'un astrisque sont obtenues par
corrlations.
3-10
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D'aprs les formules classiques de Mcanique des Sols, la
rsistance de pointe est donne par :
R = h y N o : p ' q
h : est la. longueur du pieu ; y : le poids spcifique apparent
du sol ; N q : une fonction de 5 (angle de frot tement
interne).
Autrement dit, pour un matriau homogne, la rsis-tance de pointe
devrait augmenter linairement avec la profondeur.
On sait aujourd'hui qu'il n'en est rien ; on le vrifie une fois
de plus ici.
A l'entre, dans la couche porteuse, la rsistance de pointe
augmente linairement avec la profondeur et plus rapidement que ne
l'indique la formule. Puis, lors-qu'une certaine profondeur est
atteinte, la rsistance de pointe reste pratiquement constante
[2].
Ainsi, au battage, la rsistance dynamique augmente quasi
linairement de 26 kg /cm 2 6 m . 90 kg /cm 2 9,60 m. Elle est
ensuite constante l'htrognit prs.
De mme la rsistance de pointe au pntromtre passe brusquement de
8 k g / c m 2 6 m, 28 kg / cm 2 6,20 m, pour tre ensuite peu
variable avec la profondeur.
Ces variations sont en tout tat de cause dues aux htrognits
locales et n'ont aucun rapport avec celles que la formule thorique
laisserait prvoir.
Ceci fait apparatre l'influence de l'encastrement relatif h/R.
Tant que la fondation le pieu ou le pntromtre n'a pas atteint une
profondeur d'en-castrement suffisante, l'expansion de la cavit
plas-tique se fai t partiellement dans la couche suprieure de
faible rsistance au cisaillement.
Pour que la rsistance au cisaillement de la couche porteuse soit
totalement mobilise, une profondeur d'encastrement suffisante doit
tre atteinte : c'est la profondeur critique h . Cet te profondeur
est fonction de la rsistance au cisaillement de la couche porteuse
et du diamtre de la fondation.
Plusieurs auteurs ont propos des formules pour va-luer la
profondeur critique. Citons une des plus sim-ples, propose par
Mnard et valable soit pour un sol homogne, soit pour un bicouche
(sol compressible surmontant la couche porteuse) et pour une
fondation circulaire :
-R = 4 + T
dans laquelle s , angle de frot tement interne, est exprim en
degrs, et R le rayon de la fondation en mtres ; d'o h en mtres.
c
Si on adopte un 5 de 28 comme indiqu plus haut, on a donc :
.
h c / R = I I
Or, pour- le pieu on a obtenu :
h c / R = i 6 0 = 14,4 c 25
et pour le pntromtre : 20
! I h c / R = 1,8
(le diamtre de notre appareil est de 36 mm).
Bien entendu cette bonne corrlation, relle pour le pieu, est
assez illusoire pour notre pntromtre qui procde par mesures
discontinues (une lecture de pointe tous les 20 cm). Et l rside
probablement l'avantage principal des pntromtres lecture continue,
bien que, avec les pntromtres hollandais habituels, rien n'empche
d'effectuer des lectures plus rapproches l'entre, dans la couche
porteuse.
Finalement, dans le tableau 2, nous avons group les rsistances
de pointe obtenues par les trois mtho-des d'essais battage,
pntration statique et pres-siomtre pour un pieu 0 50 descendu
en-dessous de sa profondeur critique, c'est--dire au moins la cote
- 9,60 m.
Toujours l'htrognit prs, cette rsistance est en effet constante
ensuite, avec la profondeur. Les pieux atteignant en fait, 17,50 m,
une couche lgre-ment plus compacte, ce sont les valeurs cette cote
qui doivent tre considres.
Ce tableau appelle quelques remarques.
Tout d'abord en ce qui concerne les coefficients de scurit.
TABLEAU 2
Mthode utilise
Battage Franki
Pntro-mtre
statique
Pressio-mtre
cylindrique
Valeur prise en compte
Rd = 1 1 2 kg / cm 2
R P =
46,5 kg /cm 2 P, =
14,8 kg / cm 2
Coefficient de correspon-dance
0,5 x 0,9 1 3,6
Coeff icient de scurit 1/3 1/3 1/3
Taux de travail 16,8 kg / cm 2 15,5 k g / c m 2 17,8 kg / cm
2
3-11
-
On a l'habitude de grouper sous le vocable coef-f icient de
scurit plusieurs termes bien diffrents les uns des autres, ce qui
entrane en gnral la plus grande confusion quant la comprhension des
phno-mnes et l'exploitation saine d'un essai.
Nous proposons d'appeler coefficient de rduction le coefficient
qu'il faut appliquer la valeur mesure au cours d'un essai in situ
pour obtenir le taux de travail admettre pour la fondation
tudie.
Ce coefficient comprend deux termes :
le coefficient de correspondance K, qui permet de passer du
terrain en rupture sous l'action d'un essai donn, au terrain en
rupture sous la fondation tudie.
Ce coefficient K fa i t donc intervenir les dimen-sions de la
fondation (pour les fondations au-dessus de la profondeur
critique), les critres de rupture et les qualits mcaniques du
terrain tudi, ainsi que le type de fondations (pieux battus ou
pieux fors par exemple).
Le vritable coefficient de scurit, S = 1/3 en gnral, comporte
galement deux termes :
Si =^T
et S 2 =
qui fai t travailler le sol dans la phase pseudo-lastique (la
fin de la phase pseudo-lastique est en gnral la moit i de la
pression de rupture)
qui est la seule scurit au sens ignorance et qui t ient compte
essentiellement de l'htrognit du terrain.
Ainsi on a utilis par les diffrentes mthodes dcri-tes ici les
coefficients suivants :
1 - Battage
Le coefficient 0,5 permet donc d'obtenir la rsis-tance statique.
Le coefficient 0,9 a t introduit pour tenir compte du rapport M/P
infrieur I. (M/P = 0,7 dans notre cas).
Ce calcul tant fa i t sans tenir compte des pointes de la courbe
dues aux lments grossiers (ce qui est justifi si on compare la
courbe de pnfration sta-tique et la courbe de battage).
Le coefficient K est gal I puisqu'on se trouve en dessous de la
profondeur crit ique (et en tout tat de cause dans un milieu
lche).
3 - Pressiomtre
Le coefficient 3,6 t ient compte [3] : du passage du pressiomtre
cylindrique de
l'essai au phnomne sphrique du pieu ; de la rupture du sol sous
le pieu qui est dfinie
comme tant une fraction de la rupture totale enregistre pt
3 - Frottement latral
Comme on l'a vu plus haut, la rsistance au f rot te-ment latral
est lie la pression limite pressiom-trique PI par une relation de
la forme.
Pi R, = + b o a et b sont des fonctions de Pl. J a
Ainsi pour les valeurs enregistres ici on a, la rupture :
R, = LL + 0,28 f 20
R, = 0,8 kg / cm 2
pour 4 < p, 9 k g / c m 2
Pour de multiples raisons (dont l'expos sortirait du cadre du
prsent article), nous pensons que le pntro-mtre statique ne permet
pas de mesurer le f rot te-ment latral.
Par contre il est possible de relier ce f rot tement latral Rp,
comme l'ont dj propos de nombreux auteurs [4].
Ainsi pour Skempton on peut adopter, la rupture :
R. pour les sables
2 - Pntromtre
Nous avons pris la moyenne des rsistances de pointe sur six
diamtres au-dessus de la pointe (puis h c = 12 R) et sur deux
diamtres au-dessous de la pointe.
Soit :
d'o :
Ri = 39 k g / c m 2 et R2 = 54 k g / c m 2
R = 46,5 k g / c m 2
R, 50 pour les argiles
Pour les matriaux lches, Dinesh Mohan propose :
R.
50 qu'il s'agisse de sable ou d'argile.
Nous avons nous-mmes vrifi cette relation avec une bonne
approximation au cours des quelques essais statiques de chargement
que nous avons effectus ce jour, tout au moins pour des Rp
infrieurs
3-12
-
100 kg /cm 2 . De plus on pourra constater que les valeurs ainsi
obtenues se rapprochent grandement de celles postules partir du
pressiomtre.
Les diffrentes valeurs du frottement latral unitaire la rupture
sont groupes au tableau 3.
Quelle scurit adopter pour le frot tement latral ?
Lorsque l'on charge statiquement un pieu on cons-tate que les
premires charges sont encaisses presque uniquement par le frot
tement latral la partie haute du pieu- Pratiquement, la pointe ne
reoit sa charge totale que lorsque le frottement latral est satur
c'est--dire la rsistance au cisaillement, naturelle, des terres
entirement mobilise (toujours un coefficient prs, fonction de la
nature du pieu, de son mode de mise en place, etc.).
Donc, pour qu'un pieu soit utilis au maximum il faut qu'il
travaille, en frottement latral, au voisinage de ce maximum.
Ceci est une schmatisation mais qui notre avis reprsente assez
bien le phnomne. Le coefficient de scurit adopter comporte donc un
seul terme S2 (voir les notations au paragraphe ci-dessus) ; en
effet, puisqu'on se place la rupture Si = I.
On adopte en gnral S2 = 1/2, tant pour le pres-siomtre que pour
le pntromtre.
4. Evaluation des tassements
a) Par utilisation du pressiomtre
On vient de voir que lorsque l'on charge statique-ment un pieu
on constate que les premires charges sont supportes presque
uniquement par le frottement latral la partie haute du pieu. Les
critres de rup-ture et les critres de tassement sont troitement
lis. En fait, comme le montre l'essai pressiomtrique ou la rupture
d'une fondation on ne saurait les disso-cier.
TABLEAU 3
Cote m
Pntromtre Pressiomtre
R / l / R / 2 Cote
m R P moyen
R / . = R p / 5 0 P, R / 2
R / l / R / 2
6 7 25 0,5 5,8 0,57 0,88
7 8 27 0,54 6,7 0,63 0,86
8 9 34 0,68 1 1,8 0,8 0,85
9 10 42 0,84 14,8 0,8 1.05
10 11 40 0,80 11,8 0,8 I
I l 12 32 0,64 10,8 0,8 0,8
12 13 32 0,64 8,3 0,7 0,91
13 14 27 0,54 8,3 0,7 0,76
14 15 24 0,48 7,8 0,67 0,71
15 16 33 0,66 9,4 0,8 0,83
16 17,50 44 0,88 14,8 0,8 1,1
3-13
-
A partir de ces bases a t dveloppe' tout rcem-ment [5] une
mthode d'valuation des tasse-ments d'un pieu partir des essais
pressiomtriques. Elle permet de mettre en vidence l'troite
corrlation qui existe entre les dformations et les contraintes de
frot tement latral.
Rappelons trs brivement cette mthode (qui ad-met que le
tassement du ft du pieu n'est d qu' la compression du bton, et
qu'au dplacement nces-saire la mobilisation de la rsistance au
cisaillement du sol).
Le pieu est, pour le calcul, suppos divis en plu-sieurs tronons.
Chaque lment est tudi spar-ment, en tenant compte du tassement
rsultant de tous les lments infrieurs. En partant de la base, on
obtient par approximations successives le tassement W o en tte,
ainsi que la rpartit ion des contraintes le long du ft.
Trois lments interviennent dans le calcul du tasse-ment :
le tassement du sol sous la base, donn par la for-mule
W = - J - \ . R. 2 E
le tassement du sol au droi t d'un anneau, donn par
(le sol est entran par le pieu, d'o la contrainte x ).
le tassement propre du pieu (raccourcissement las-t ique du bton
qui ncessite la connaissance du module Ef que nous prendrons gal
250 000 kg/cm 2 ) .
Avec :
q zz contrainte la base du pieu (taux de travail en pointe).
E = module pressiomtrique standard dans le cas d'un pieu for,
module pressiomtrique altern E a dans le cas d'un pieu battu, pour
le tassement de pointe, avec E + zz aE, a tant un coefficient
fonction de la nature du terrain).
X = coefficient de forme gal I dans le cas d'un pieu.
Cl = coeff icient de dformation du ft. Il est fonc-tion du type
de pieu et de la nature du sol. Nous prendrons ici Cl = 3,5 (pieu
battu terrain sableux).
R = rayon du pieu (soit R = 25 cm).
T = contrainte de cisaillement le long du ft.
Les dtails du calcul ne sont pas prsents ici. Dans le tableau 4
nous avons simplement rcapitul divers lments de ce calcul ainsi que
les rsultats principaux.
Le pieu a t suppos divis en sept lments num-rots de I 7 partir
de la base.; On calcule simulta-nment les tassements et les
contraintes de cisaille-ment i pour diffrentes contraintes q la
base, de faon obtenir en tte de pieu la contrainte maxi-mum
admissible pour le bton (soit 40 45 k g / c m 2 pour les pieux
mouls in situ). Ce tableau a t obtenu pour une contrainte la base q
5 kg /cm 2 .
On aboutit donc finalement, pour une telle rparti-tion des
contraintes, un taux de travail du bton en tte de l'ordre de 42 kg
/ cm 2 (soit une charge utile de 80 tonnes). (Tableau 4).
On voit donc que, dans notre cas, les pieux taient
surdimensionns puisque, pour une scurit moyenne de 2 au frottement
latral, la pointe ne supporte qu'une charge de 5 kg / cm 2 alors
qu'elle pourrait tre charge jusqu' 16 k g / c m 2 environ.
b) Par utilisation du pntromtre.
Peut-on galement laborer une mthode de mesure des tassements
partir du pntromtre ?
La seule formule propose ce jour est celle de Buisman, qui relie
la rsistance de pointe Rp la compressibilit soit :
R P
C = 1,5 ^ + a Pc
avec C tel que : A z = A ~~zr 2,3 log
o p Pression verticale des terres,
et a zz Un coefficient correcteur fonction de la nature du sol
qui prend les valeurs sui-vantes : [6]
tourbe a zz 0,8 1,6 argile a zz 0,4 0,8 limon a zz 0,2 0,4 sable
lche a zz 0,1 0,2 sable dense a zz 0,05 0,1
Bien entendu, il s'agit ici de la thorie de la conso-lidation
telle qu'elle a t tudie par Terzaghi. Il semble hasardeux de
l'extrapoler au tassement d'un pieu. Mme dans le cas extrme d'un
pieu fonc dans une argile sature, si ce phnomne de
consolidation
3-14
-
TABLEAU 4
RECAPITULATIF DU C A L C U L DE TASSEMENT DU PIEU (pieu battu, E
b = 300 000 kg/cm 2 )
Cote
m moyen kg/cm2
E moyen kg/cm2
moyen kg/cm2
W partiel
cm
W cumul
cm kg/cm2
Contrainte sur l'lment
kg/cm2
0 6 0,0575 0,2875 41,25
8 6,2 50 0,59 0,0155 0,230 0,260 2,26 28,75
10 13,3 85 0,8 0,01 12 0,215 0,355 2,24 23,05
12 1 1,3 100 0,8 0,0085 0,2045 0,390 2,04 16,875
14 8,3 62 0,69 0,0060 0,1960 0,230 3,00 13,20
16 8,6 68 0,71 0,005 0,190 0,242 2,92 9,30
17,50 14,9 104 0,8 0,185 0,360 2,2 5,00
n'est pas ngligeable il ne nous parat pas exclusif. Il faudrait
relier la rsistance de pointe Rp un critre de compressibilit
dviatorique.
Ce problme a surtout t trait par corrlations. Nous citerons par
exemple l'tude du Professeur A. Van Wanbeke [7] qui a constat que
le rapport E/R p est caractris par un cart statistique plus faible
que le rapport R p / p , - C'est ce que nous avons constat
nous-mmes le plus souvent.
Mais, ce jour, il n'existe, notre connaissance, aucune mthode
base sur ces principes pour valuer le tassement de la pointe d'un
pieu partir de l'essai de pntration et il semble d'ailleurs
difficile d'abou-tir dans cette voie puisque le pntromtre est un
essai a la rupture alors que l'on s'intresse ici la phase
pseudo-lastique de la fondation.
CONCLUSIONS
Nous avons voulu prsenter ici une tude de fonda-tion sur pieux
ralise l'occasion d'un cas concret. L'avantage en est de s'appuyer
sur les conditions relles de chantier, donc de dgager des
enseigne-ments immdiatement transposables la pratique.
L'inconvnient est de rendre l'tude toujours tr ibu-taire de
l'invitable htrognit du sol, qui masque souvent les phnomnes.
Nanmoins, des chantiers de pieux que nous avons contrls ce jour
nous pensons pouvoir tirer les quelques conclusions qui suivent
:
1 Dans certains terrains sableux grossiers (ou mme les sables
argileux) ainsi que les craies, le f rot te-ment latral pieu-sol
est gnralement dtruit au battage et l'application des, formules
dynamiques donne souvent une bonne approximation de la rsistance de
pointe seule.
Le problme du battage n'est donc pas limit au choix de la
formule employer mais rside plutt dans l'examen de l'influence du
battage sur le terrain. Cela est t rop souvent oubli et on aboutit
dans 80 % des cas, lorsque seul le bat-teur est matre du chantier,
des surdimension-nements importants des pieux.
La courbe de battage renseigne sur les qua-lits comparatives des
sols en profondeur, (si le frottement latral est effectivement
dtruit) et galement, dans certains cas, sur l'effet d'encas-trement
relatif l'entre dans la couche por-teuse.
3-15
-
Par comparaison avec la courbe de pntra-tion statique, elle
indique l'influence vritable des lments graveleux, lesquels
perturbent tou-jours l'essai au pntromtre statique.
2 Le pntromtre statique permet d'tudier la profondeur
d'encastrement ncessaire dans la courbe porteuse (les pntromtres
lecture continue tant alors mieux adapts que ceux lecture
discontinue).
Toutefois on ne doit pas se leurrer sur l'exten-sion de cette
mthode. Elle est limite au cas des sparations de couches nettes, ce
qui n'est pas la rgle mais l'exception.
Comme le pntromtre donne un profil continu, il permet
d'interpoler ou d'extrapoler les essais pressiomtriques.
Malheureusement il est limit aux sols fins.
L'essai pressiomtrique prsente l'avantage d'tre ralisable dans
tous les terrains quelle que soit leur granulomtrie (moyennant
certaines pr-cautions bien entendu nous aurons l'occasion dans un
prochain Bulletin d'examiner ces pro-blmes). La seule difficult est
parfois la ralisa-tion d'essais grande profondeur qui ncessite des
moyens de sondages assez importants dans nos rgions (rotation
carottier cble par exemple ou vibrofonage). Par contre, dans des
sols fins on peut sans t rop de difficult ra-liser des forages la
tarire main avec injec-tion de bentonite jusqu' des profondeurs de
l'ordre de 20 25 mtres.
3 Le pressiomtre est bien adapt l'tude des fondations sur pieux.
Il donne toujours des rsul-tats trs voisins de ceux obtenus par la
mthode Begemann [8] pour les sols peu compacts (R p < 100 kg/cm
2 ) . Par contre la divergence entre les deux mthodes va
s'accroissant avec l'angle cp car dans la thorie Begemann la
profondeur crit ique est fonction exponentielle de > alors
qu'elle en est fonction linaire dans la thorie Mnard. Mais pour les
a levs il ne se pose heureusement que peu de problmes.
Contrairement aux assertions de certains auteurs (qui ne
semblent pas avoir tenu compte des rcents dveloppements des essais
in situ), nous pensons que l'emploi des mthodes dcrites ci-dessus
conduit des rsultats qui ne diffrent pas plus de 15 20 % des
valeurs relles mesu-res en cours d'essais statiques, ce qui est une
excellente approximation.
Ce t cart provient, notre avis, soit de l'htro-gnit des sols,
soit de paramtres secondaires dont l'influence est encore peu
connue tels que : la nature du pieu, le mode de mise en oeuvre du
pieu, les mou-vements des nappes...
Nous avons encore t rop peu d'essais de charge pour juger de la
validit de la mthode pressiomtrique pour l'valuation des
tassements. Disons que la m-thode nous semble intressante mais que
certaines hypothses de calcul sont bien fragiles (notamment le
choix du rapport a = E a /E pour les pieux battus) ce qui, pour le
moment, laisse une part t rop grande l ' interprtation.
4 Enfin, en rgle gnrale, les essais in situ sont relativement
bon march. On peut donc en mul-tiplier le nombre, ce qui, dans une
certaine mesure met le projeteur l'abri des surprises dues
l'htrognit ; ces surprises sont tou-jours onreuses et retardent
l'avancement des travaux. De plus, l'ingnieur-projeteur les craint,
et il aurait tendance surdimensionner les fonda-tions.
De toute faon la fail l ite des formules en hyNq confirme la
ncessit actuelle d'essais in situ pour l'valuation de la capacit
portante des fondations sur pieux.
Rdig en avril 1964.
NOTA : Nous avons parl plus haut de profondeur critique. Cette
notion est trop rcente, les formules trop divergentes pour que l'on
puisse tre affirmatif en la matire. Certains auteurs admettraient
mme qu'elle est fonction du degr de libert en tte de pieu. Nous
serions heureux de voir ceci dbattu dans un prochain Bulletin.
Nous tenons remercier M. Auffret, Ingnieur des T.P.E.
Concarneau, pour les facilits et l'aide qu'il nous a appor-tes au
cours de ce chantier. Nous remercions galement la Socit des Pieux
Franki pour tous les renseignements qu'elle a bien voulu nous
communiquer concernant son matriel et ses productions.
REFERENCES
1 - Pieux en bton mouls l'avance. Annales I.T.B.T.P. Juin
1961.
2 - D E BEER Gotechnique - Mars 1963 - The Scale Effect in
Sounding Test.
3 - Louis MENARD Sols Soils n 5 - Juin 1963. Calcul de la force
portante des fondations sur la base des rsultats des essais
pressiomtriques.
4 - M O H A N , GAIN et K U M A R Gotechnique - Mars 1963 - Load
Bearing Capacity of Piles.
5 - Michel GAMBIN Sols Soils n 7 - Calcul des tasse-ments d'une
fondation profonde en fonction des rsul-tats pressiomtriques.
6 - Laboratoire de D E L F T Compte rendu de visite.
(Labo-ratoire Central des Ponts et Chausses - Dcembre 1962).
7 - A . V A N WANBEKE Sols Soils n 2 - Septembre 1962 - Mthode
d'investigation des sols en place. Etude d'une campagne d'essais
comparatifs.
8 - BEGEMANN The Use of the Static Pntromtre in Holland. N.Z.
Engineering. February 63.
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