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Toute reproduction sans autorisation du Centre français d’exploitation du droit de copie est strictement interdite.© Techniques de l’Ingénieur, traité Construction C 245 − 1

Renforcement des sols par inclusions

par François SCHLOSSERProfesseur à l’École Nationale des Ponts et ChausséesPrésident-Directeur Général de Terrasol

et Philippe UNTERREINERIngénieur des Ponts et ChausséesMaître de conférences à l’École Nationale des Ponts et ChausséesChercheur au CERMES (ENPC/LCPC)

e renforcement des sols consiste, dans son principe, à associer un sol à deséléments résistants de manière à former un matériau composite.

Après une présentation des différents types de renforcements et des techniquescorrespondantes, on étudie le comportement élémentaire entre le sol et un élémentde renforcement, comportement qui est commun à toutes les techniques de solrenforcé.

1. Renforcement des sols : concepts et types ..................................... C 245 - 21.1 Concept de sol renforcé .............................................................................. — 21.2 Types de renforcement ............................................................................... — 3

2. Interaction sol-inclusion ........................................................................ — 32.1 Efforts dans les inclusions et principales techniques ............................... — 32.2 Inclusions linéaires ...................................................................................... — 32.3 Inclusions bidimensionnelles ..................................................................... — 52.4 Renforcements tridimensionnels ............................................................... — 6

3. Description des techniques et comportement des ouvrages ...... — 73.1 Répartition des efforts dans les renforcements ........................................ — 73.2 Mobilisation du cisaillement et de la flexion. Principe du multicritère... — 83.3 Influence de l’extensibilité des renforcements ......................................... — 8

4. Principes généraux de dimensionnement ......................................... — 94.1 Notions d’états limites de service (ELS) et ultimes (ELU) ........................ — 94.2 Notions sur les coefficients partiels de sécurité........................................ — 94.3 Durabilité et comportement à long terme ................................................. — 114.4 Méthodes aux états limites de service (ELS)............................................. — 114.5 Méthode aux états limites ultimes : calculs à la rupture.......................... — 124.6 Chargements particuliers............................................................................ — 13

5. Techniques de soutènement en remblai renforcé........................... — 135.1 Murs quasi inextensibles en sol de remblai renforcé .............................. — 135.2 Murs extensibles en sol de remblai renforcé............................................ — 145.3 Renforcements tridimensionnels ............................................................... — 14

6. Renforcement des sols en place par clouage .................................. — 156.1 Stabilisation des pentes instables.............................................................. — 156.2 Clouage en soutènement ............................................................................ — 16

7. Fondations en sol renforcé ................................................................... — 187.1 Radiers avec éléments de renforcement horizontaux .............................. — 187.2 Remblais renforcés sur sols mous ............................................................. — 187.3 Fondations en sol renforcé par groupes ou réseaux de micropieux ...... — 18

8. Conclusions ............................................................................................... — 19

Pour en savoir plus ........................................................................................... Doc. C 245

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RENFORCEMENT DES SOLS PAR INCLUSIONS _______________________________________________________________________________________________

Toute reproduction sans autorisation du Centre français d’exploitation du droit de copie est strictement interdite.C 245 − 2 © Techniques de l’Ingénieur, traité Construction

Un certain nombre de principes généraux de dimensionnement concernant lescalculs aux états limites ultimes (ELU) et de service (ELS), les coefficients partielsde sécurité et la durabilité sont ensuite exposés avant d’aborder plus en détailchacune des techniques.

1. Renforcement des sols :concepts et types

Dans les ouvrages de soutènement de type traditionnel : murspoids, parois moulées, rideaux de palplanches, le sol retenu ne par-ticipe pas à la stabilité de l’ouvrage (cf. article Murs de soutènement[C 244]). Au contraire, dans les ouvrages de type plus récent : murs cellulaires ou à caisson, murs à ancrages multiples etouvrages en sol renforcé, une partie du sol à retenir participe à lastabilité d’ensemble de l’ouvrage, en étant associée à des élémentsstructuraux (figure 1). Le développement de ces techniques est lié aux économies qui peuvent être réalisées, d’autant plus que ce type d’ouvrage, relativement flexible, peut s’adapter à tout type de sol de fondation. Ainsi, la préfabrication des éléments structuraux comme la rapidité de construction permettent d’économiser aussi bien sur les matériaux que sur la main-d’œuvre.

La différence essentielle entre les trois catégories d’ouvrages(mur cellulaire ou à caisson, mur à ancrages multiples et mur en solrenforcé) est le mode d’interaction entre le sol et les éléments-structuraux. Dans le cas d’un mur cellulaire ou à caisson, les élé-ments structuraux sont assemblés de manière à former des cellules,par la suite remplies de sol. L’ensemble se comporte comme un murpoids relativement déformable [5]. Dans un mur à ancrages multi-ples, le volume de sol à retenir est contenu par un parement fixé àdes ancrages à l’aide de tirants suffisamment longs qui n’interagis-sent pas avec le sol. Par opposition, dans les ouvrages en sol ren-forcé, l’interaction entre le sol et les inclusions s’exerce sur touteleur longueur ou leur surface. À l’échelle de l’ouvrage, le massif ensol renforcé peut être alors considéré comme un matériaucomposite, généralement anisotrope. Les inclusions utilisées,encore appelées éléments de renforcement, sont des élémentscontinus, généralement préfabriqués et mécaniquement résistantsen traction mais possédant aussi, suivant les cas, une certaine résis-tance à la flexion. La distinction entre ces trois catégories de mursde soutènement n’est pas toujours facile à faire, d’autant que l’évo-lution actuelle de ces techniques est très rapide et qu’elles sont par-fois combinées [45].

1.1 Concept de sol renforcé

Dans un sol renforcé, les propriétés mécaniques du sol initial, quile plus souvent ne possède pas de résistance en traction, se trouventaméliorées par la mise en place d’inclusions résistant à la traction.C’est ainsi qu’un sable, purement frottant, renforcé par des arma-tures métalliques possède une cohésion « apparente » qui peut êtremesurée à l’essai triaxial [34] (figure 2). Le calcul précis de la cohé-sion « apparente » d’un sol renforcé, matériau composite anisotrope,est relativement complexe [10] et peu utilisé en pratique pour ledimensionnement des ouvrages en sol renforcé par des élémentslinéaires ou bidimensionnels. Pour de tels ouvrages de dimension-nement est fait par une approche « discrète », c’est-à-dire où les élé-ments sont modélisés séparément du sol. L’approche « composite »au moyen de la cohésion « apparente » est notamment utilisée dansle dimensionnement des ouvrages en sol renforcé de façon tridimen-sionnelle, du type Texsol ®.

Pour que, dans un ouvrage, le sol et les renforcements secomportent comme un matériau composite, il est important que leséléments de renforcement soient suffisamment nombreux par rap-port aux dimensions de l’ouvrage. De plus, pour contenir le sol entreles éléments, il est le plus souvent nécessaire d’installer un pare-ment, dont la rigidité doit être compatible avec l’extensibilité desrenforcements.

Figure 1 – Principaux types de murs de soutènement associant le sol et des éléments structuraux

Figure 2 – Critère de rupture d’un sablesans et avec renforcement [34]

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1.2 Types de renforcement

Il existe une très grande variété d’éléments de renforcement utili-sés dans la pratique et que l’on classe généralement suivant leurforme géométrique ; unidimensionnelle (linéaire), bidimensionnelleou tridimensionnelle [40] [42]. En outre, un grand nombre de maté-riaux constitutifs sont possibles : acier, fibres de verre, géotextiles etproduits apparentés (matières plastiques), etc. Il est à noter que lesrenforcements bidimensionnels et tridimensionnels, du fait de leurgéométrie, ne peuvent être utilisés qu’avec des sols rapportés. Letableau 1 donne une classification des principales techniques de solrenforcé en fonction de la géométrie des renforcements et du typede sol (sol rapporté ou en place).

2. Interaction sol-inclusion

2.1 Efforts dans les inclusionset principales techniques

Dans le renforcement des sols, les inclusions sont qualifiées depassives car elles ne sont pas mises en tension lors de leur installa-tion, contrairement aux tirants précontraints (cf. article Parois mou-lées. Ancrages [C 252] dans cette rubrique). C’est sous l’effet desdéformations du sol, durant ou après la construction, et par l’inter-médiaire de l’interaction entre le sol et le renforcement, qu’elles semettent à travailler.

Suivant leur rigidité relative par rapport au sol, elles peuventtravailler simplement en traction ou en compression comme unebarre ou une membrane, ou de manière plus complexe en tractionou compression, cisaillement et flexion comme une poutre. La mobi-lisation de ces efforts dépend de nombreux facteurs dont les plusimportants sont : la rigidité relative des inclusions par rapport au sol,leur géométrie, extensibilité, orientation et densité, ainsi que le pro-cédé de construction (tableau 2).

Suivant le type d’application, l’un ou l’autre des efforts seraprivilégié. En soutènement, les éléments de renforcement horizon-taux travaillent essentiellement en traction tandis que ceux placés

verticalement sont soumis à un chargement combiné encompression, cisaillement et flexion. En stabilisation des pentes(renforcements verticaux), les efforts de cisaillement et de flexionsont les plus importants. En fondation, les renforcements verticauxtravaillent le plus souvent en compression, tandis que ceux placés hori-zontalement travaillent le plus souvent en traction, et en flexion-cisaillement s’ils sont assez rigides.

2.2 Inclusions linéaires

Les éléments de renforcement linéaires et souples travaillentessentiellement en traction ou en compression. Ceux qui sont plusrigides en flexion peuvent en outre travailler également en cisaille-ment et en flexion suivant leur orientation dans l’ouvrage. Dans lepremier cas, le mécanisme mis en jeu dans le transfert d’effortsentre le sol et l’inclusion est le frottement latéral. Dans le deuxièmecas, c’est la pression latérale, développée au contact entre le sol etl’inclusion qui est le phénomène important.

2.2.1 Frottement latéral

L’équilibre d’un petit élément de renforcement montre que lavariation de l’effort normal T (positif si c’est un effort de traction,négatif si c’est un effort de compression) le long d’une armature oud’une nappe est proportionnelle à la contrainte de cisaillement àl’interface du sol avec l’inclusion, notée τ (figure 3) :

— pour les armatures :

avec T effort normal dans l’armature,

b largeur de l’armature,

x abscisse le long de l’armature ;— pour les nappes :

avec T effort normal par unité de largeur de la nappe.

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τ1

2b ---------

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τdT

dx ----------=

Tableau 1 – Classification des techniques de renforcement suivant les éléments de renforcement utilisés

Type de sols

Techniques de renforcement des sols

Renforcements unidimensionnels(linéaires)

Renforcements bidimensionnels Renforcements tridimensionnels

Sols rapportés

Terre Armée(armatures métalliques)

treillis métalliques horizontaux microrenforcements(disquettes, plaquettes)

procédé Freyssisol(armatures en matière synthétique :Paraweb)

mur Tervoile(treillis verticaux)

fibres(métalliques, géosynthétiques)

mur VSL(bandes de treillis métalliques)

nappes en géosynthétiques(géotextiles, géogrilles,géocomposites)

Texsol(fil continu)

procédés utilisant des pneus(Pneusol, Arma-Pneusol, Pneu-Tex)

Sols en place

micropieux(groupes ou réseaux)

clouage en soutènement et en pente

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La mobilisation progressive, le long d’une inclusion, de la valeurmaximale de cette contrainte, appelée frottement latéral unitairelimite, noté qs , est fonction du déplacement relatif sol-inclusion,noté y, et est décrite par une loi de comportement généralementcomplexe [4] :

τ = τ (y )

À la rupture, qui se produit pour un déplacement relatif sol-inclusion de l’ordre du millimètre, le cisaillement τ est égal au frot-tement latéral unitaire limite qs .

Le paramètres qs , qui est déterminant dans le dimensionnementdes ouvrages en sol renforcé, est fonction des caractéristiques del’inclusion (forme géométrique, état de surface, mode de mise enplace) et de celles du sol (type de sol, caractéristiques mécaniques,degré de saturation). Parmi les paramètres, les deux plus importantssont le type de sol et le mode de mise en place, qui sont utilisés dansles abaques corrélant qs avec les résultats de l’essai pressiométri-que. La figure 4 présente les abaques développés dans le cadre duprojet national Clouterre à partir d’une base de données de plus de450 essais, pour les clous installés dans des graves suivant troistechniques différentes : le scellement gravitaire, le scellement bassepression et le battage. On peut noter l’influence importante du modede mise en place pour ce type de sol. Dans le cas de sables et d’argi-les, cette influence est plus réduite et les valeurs de qs varient entre0,05 et 0,15 MPa, quand la pression limite pressiométrique varieentre 0,5 et 3 MPa.

Lors d’un essai d’extraction d’une inclusion linéaire enterrée, lesol au voisinage immédiat de l’inclusion est cisaillé. Dans le cas d’unsol frottant et compact, le volume de sol cisaillé autour de l’inclusiontend à se dilater, mais cette augmentation de volume est partielle-ment empêchée par le sol environnant. I l en résulte uneaugmentation ∆σv de la contrainte verticale normale dont la valeurpeut être très importante par rapport à la contrainte verticale initialeσv 0 et diminue avec la distance à l’inclusion (figures 5 et 6). Ce

phénomène dit de dilatance empêchée [35] est caractérisé par uncoefficient de frottement apparent, noté µ*, défini par :

et dont la valeur est en général supérieure à 1 dans les solsgranulaires et peut atteindre 10 pour des sols très dilatants. Ce coef-ficient µ* est supérieur au coefficient de frottement réel :

dont les valeurs sont inférieures à 1 [36]. Les phénomènesphysiques à l’origine de la dilatance locale dans un sol granulaire, àl’interface avec une inclusion, mettent en jeu la microstructuregranulaire du sol et ne sont pas encore, à l’heure actuelle, tousidentifiés [51].

À l’heure actuelle, le dimensionnement des ouvrages en solrenforcé se fait aux états limites ultimes (ELU), c’est-à-dire par uncalcul à la rupture. La connaissance complète de la loi de mobilisationdu frottement latéral τ (y ) n’est pas nécessaire et seul le frottement laté-ral unitaire limite qs est à déterminer. Sa méthode de déterminationdépend de la technique de renforcement.

Pour les ouvrages en sol de remblai renforcé par armatures, le frot-tement limite qs est obtenu en multipliant le coefficient de frottementapparent µ* par la contrainte verticale σv due au poids des terres :

qs = µ* σ v(z )

Tableau 2 – Efforts majeurs dans les inclusions pour différentes techniques de renforcement des sols [39]

Techniques de renforcement Traction Compression Cisaillement Flexion

Armatures ou bandes en remblai (Terre Armée, mur Freyssisol, mur VSL, etc.) ***

Nappes en remblai (géotextiles, géogrilles, géocomposites)Treillis horizontaux ou verticaux (Tervoile)Procédés utilisant des pneus en remblai (Pneusol, Arma-Pneusol, Pneu-Tex)

***

Clouage en soutènement (sol en place) ** * *

Clouage de pente instable (sol en place) * *** ***

Micropieux en groupes ou réseaux (sol en place) ** ** * *

Renforcements tridimensionnels en remblai (microrenforcements, fibres, fils) ***

* faible ** important *** prépondérant

Figure 3 – Équilibre d’une longueur élémentaire de renforcement

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Figure 4 – Frottement latéral unitaire qs en fonction de la pressionlimite pressiométrique dans les graves [30]p

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µ*τ

σv 0

-----------=

µτ

σv0 ∆σv +----------------------------=

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La variation de µ* en fonction de la profondeur z est, pour chaquetechnique, connue à partir d’études et d’essais antérieurs.

Pour les ouvrages en sol de déblai renforcé par des clous (techni-que du clouage des sols), la détermination du frottement latéral uni-taire qs se fait à l’aide d’essais d’arrachement de clous dans le solconsidéré et pour la technique de mise en place utilisée. Dans le cadredu projet national Clouterre, des abaques corrélant le frottement laté-ral unitaire qs avec la pression limite pressiométrique ont étédéveloppés pour chaque grand type de sol et de clou (figure 4). Maisces valeurs doivent être impérativement confirmées par des essaisd’arrachement de clous en place.

Il a été observé et montré qu’aux incertitudes près des mesures,et en dépit de la grande variabilité des résultats, le frottement latéralunitaire qs peut être considéré comme quasiment indépendant de laprofondeur pour le clouage des sols. En effet, la diminution du coef-ficient de frottement apparent avec la profondeur, résultat de ladiminution de la dilatance, est compensée par l’augmentation de lacontrainte normale [38].

Deux types d’essai d’arrachement sont couramment pratiqués :l’essai à vitesse d’arrachement constante (déplacement imposé) etl’essai par paliers de fluage (force de traction imposée) ([30] etnormes NF P 94-242. 1 et 2). Ils donnent, dans le cas d’un sol qui neflue pas, la même valeur de traction limite et donc de frottementlatéral limite qs :

avec p périmètre du clou,

Ls longueur du clou en contact avec le sol.

2.2.2 Pression latérale

Quand un élément de renforcement possède une certaine rigiditéà la flexion, il peut travailler dans le sol renforcé en flexion-cisaille-ment en plus de la traction ou de la compression. Généralement, lesrenforcements bidimensionnels ne possèdent qu’une rigidité trèsfaible à la flexion. Par contre, les renforcements linéaires, suivant letype de technique, peuvent être soit souples, comme la majorité desrenforcements de sol de remblai, soit rigides comme dans le cas duclouage des pentes instables. Le clouage des sols utilisés en soutè-nement est, de ce point de vue là, une technique intermédiaire (§ 6).

Dans le cas d’une inclusion rigide sollicitée en flexion-cisaillement,l’interaction avec le sol met en jeu le phénomène de butée latérale.La pression p, au contact de l’inclusion et du sol, peut être calculéepar la méthode du module de réaction comme pour les pieuxsoumis à des efforts horizontaux (cf. chapitre Fondations profondesdans cette rubrique). En, général, la phase initiale élastique linéaireest caractérisée par une loi du type :

p = ks y

avec ks module de réaction du sol,

y déplacement relatif de l’inclusion par rapport au solsuivant la normale à l’inclusion.

Cette phase de comportement élastique est complétée par unpalier plastique à la pression ultime pu , prise égale à la pression defluage pf de l’essai pressiométrique.

Le calcul des efforts de traction ou de compression, de cisaillementet de flexion conduit à la résolution de l’équation différentielle :

avec E module d’Young de l’inclusion,

I moment d’inertie,

D diamètre de l’inclusion.

La solution de cette équation introduit la notion de longueur detransfert , donnée par la formule ;

Pour les types de clous utilisés dans les ouvrages de soutènementen sol renforcé, cette longueur de transfert est de l’ordre de ladizaine de centimètres. Dans le clouage des sols, quelle qu’en soitl’utilisation (soutènement ou stabilisation de pentes instables), lamodélisation de la mobilisation de la flexion et du cisaillement dansles clous se fait en considérant une ou plusieurs surfaces de glisse-ment potentiel délimitant deux zones de sol pouvant glisser l’unesur l’autre.

Trois points du clou sont intéressants à considérer dans la phaseinitiale de comportement élastique : le point situé à l’intersectionavec la surface de glissement potentiel où l’effort tranchant estmaximal et le moment nul, et les deux points situés de part etd’autre de cette surface de glissement, à une distance de celle-ci,où l’effort tranchant est nul et le moment maximal (figure 7).

Après plastification du sol et/ou du clou, l’analyse doit être faiteen plasticité afin de déterminer les efforts à la rupture dans l’inclu-sion. C’est l’objet de la méthode du multicritère, développée dans leparagraphe 3.2.

2.3 Inclusions bidimensionnelles

Les inclusions bidimensionnelles (nappes de géotextiles, grilles,etc.) ne possèdent pas en général de rigidité à la flexion. En outre,elles travaillent le plus souvent en traction. Dans le cas des nappescontinues en géotextile, le frottement latéral est l’interaction princi-pale entre le renforcement et le sol. Dans le cas des géogrilles, quisont classées comme produits apparentés aux géotextiles, ou des

Figure 5 – Phénomène de dilatance empêchéedans un matériau granulaire dilatant [36]

Figure 6 – Augmentation de contrainte normaledue à la dilatance empêchée autour d’une inclusion en tractiondans un remblai [28]

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Stabilité des pentesGlissements en terrain meuble

par Jean-Louis DURVILLEIngénieur en chef des Ponts et ChausséesChef de la division Mécanique des sols et géologie de l’ingénieurau Laboratoire central des Ponts et Chaussées (LCPC)

et Gilles SÈVEIngénieur des Travaux publics de l’ÉtatSection Mécanique des sols et fondations au LCPC

1. Introduction............................................................................................... C 254 - 21.1 Différents types d’instabilités de pentes.................................................... — 21.2 Problèmes posés ......................................................................................... — 2

2. Reconnaissance du site.......................................................................... — 32.1 Géologie et géomorphologie...................................................................... — 32.2 Hydrogéologie ............................................................................................. — 32.3 Caractéristiques mécaniques : résistance au cisaillement....................... — 3

2.3.1 Sols grenus et sols fins ...................................................................... — 32.3.2 Résistance de pic, résistance résiduelle ........................................... — 32.3.3 Évaluation de la résistance au cisaillement...................................... — 4

2.4 Étude cinématique....................................................................................... — 4

3. Calculs de stabilité .................................................................................. — 53.1 Notion de coefficient de sécurité................................................................ — 53.2 Calcul du coefficient de sécurité en rupture plane ................................... — 53.3 Calcul du coefficient de sécurité en rupture circulaire ............................. — 63.4 Cas d’une surface de rupture bidimensionnelle quelconque .................. — 73.5 Introduction d’une force extérieure ........................................................... — 83.6 Application au dimensionnement d’ouvrages .......................................... — 8

3.6.1 Remblai sur sols mous....................................................................... — 83.6.2 Barrage en terre .................................................................................. — 93.6.3 Talus de déblai .................................................................................... — 93.6.4 Versant naturel .................................................................................... — 10

3.7 Perspectives ................................................................................................. — 10

4. Méthodes de confortement................................................................... — 114.1 Terrassements.............................................................................................. — 11

4.1.1 Remblai de pied .................................................................................. — 114.1.2 Allègement en tête ............................................................................. — 114.1.3 Reprofilage .......................................................................................... — 124.1.4 Purge.................................................................................................... — 124.1.5 Substitution totale ou partielle .......................................................... — 12

4.2 Dispositifs de drainage................................................................................ — 124.2.1 Collecte et canalisation des eaux de surface.................................... — 124.2.2 Tranchées drainantes ......................................................................... — 124.2.3 Drains subhorizontaux ....................................................................... — 134.2.4 Masques et éperons drainants .......................................................... — 134.2.5 Drains verticaux, galeries drainantes................................................ — 13

4.3 Introduction d’éléments résistants............................................................. — 134.3.1 Ouvrages de soutènement................................................................. — 144.3.2 Tirants d’ancrages .............................................................................. — 144.3.3 Renforcement par inclusions............................................................. — 14

4.4 Cas des remblais sur sols mous................................................................. — 15

5. Techniques de surveillance ................................................................... — 15

Pour en savoir plus........................................................................................... Doc. C 254

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STABILITÉ DES PENTES _________________________________________________________________________________________________________________


es glissements de terrain sont des mouvements qui affectent les talus et lesversants naturels. Ils peuvent provoquer des dommages importants aux

ouvrages et aux constructions, avec un impact économique sensible, et parfoiscauser des victimes. Ils surviennent à la suite d’un événement naturel – fortepluie, érosion de berge, séisme, par exemple – ou sont la conséquence plus oumoins directe d’actions de l’homme, telles que travaux de terrassements oudéforestation. L’étude des glissements de terrain et la prévention des risquesqu’ils engendrent relèvent de la géologie appliquée et de la mécanique des sols.

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1. Introduction

1.1 Différents types d’instabilitésde pentes

Les mouvements qui affectent les versants sont extrêmementvariés par leur dimension, leur morphologie et leur évolution ciné-matique. De nombreuses classifications ont été proposées, fondéessur différents critères : morphologie, cinématique, nature des maté-riaux, etc. [2]. Trois familles principales de phénomènes, à l’originede déplacements importants de matériaux sur les talus et versants,peuvent être distinguées :

— les glissements en terrain meuble, caractérisés par la formationd’une surface de rupture le long de laquelle se produisent lesdéplacements ;

— les éboulements en terrain rocheux, engendrés par le déta-chement rapide, en général le long de discontinuités préexistantes,d’une masse de rocher qui se disloque lors de sa propagation versle pied du versant ;

— les coulées boueuses ou coulées de débris, assimilables àl’écoulement d’un fluide visqueux charriant des éléments de taillesdiverses (depuis les fines jusqu’aux blocs) sur des distances par-fois importantes.

Le présent article se rapporte à la famille des glissements(figure 1). Un glissement de terrain se produit lorsque les contraintesde cisaillement, dues aux forces motrices telles que le poids,excèdent la résistance du sol le long de la surface de rupture. Lesprincipaux éléments morphologiques d’un glissement sontreprésentés sur la figure 2. On observe des glissements de formesvariées : glissements rotationnels, à surface de rupture à peu prèscylindrique circulaire ; glissements plans, dont la surface de ruptureest plane dans sa plus grande partie ; glissements composites, avecune ou plusieurs surfaces de rupture de forme complexe. Les dimen-sions en plan d’un glissement vont du décamètre à quelqueskilomètres ; la profondeur de la surface de rupture est comprise, dansla plupart des cas, entre 5 et 10 m, mais elle peut atteindre quelquesdizaines de mètres ; les volumes en mouvement dans les glisse-ments les plus considérables atteignent plusieurs dizaines demillions de mètres cubes. Les terrains concernés sont en général àforte composante argileuse, mais on peut rencontrer des glisse-ments dans des sols très sableux, ou dans du rocher altéré et fracturé.

Les glissements des versants naturels peuvent atteindre degrandes dimensions et entraîner des conséquences graves : à LaSalle-en-Beaumont (Isère) par exemple, le glissement survenu en1994 a mobilisé plus d’un million de mètres cubes d’argiles gla-ciaires, causé la ruine de plusieurs maisons et fait quatrevictimes [1].

1.2 Problèmes posés

Le géotechnicien est consulté sur un problème de stabilité despentes dans diverses circonstances et avec plusieurs missions :

— versant naturel en mouvement (lent) : prévision d’évolution,stabilisation (d’une partie ou de la totalité, provisoire ou définitive),adaptation d’un projet en conséquence, mise en place d’unesurveillance ;

— glissement avec rupture consommée : stabilisation du site,réparation de l’ouvrage endommagé ;

Figure 1 – Exemples de glissement de terrain

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_________________________________________________________________________________________________________________ STABILITÉ DES PENTES


— création de remblais ou de déblais en terrain stable : dimen-sionnement des talus, avec renforcement si nécessaire ; cas desbarrages en terre (stabilité des talus amont et aval) ; cas des remblaissur sol mou (évaluation de la stabilité d’ensemble, définition dumode de construction) ;

— travaux neufs (terrassements) dans un versant stable ou toutjuste stable : définition des précautions à prendre pour ne pas ledéstabiliser.

Les paragraphes qui suivent ont pour but de fournir à l’ingénieurquelques éléments de réponse à ces divers problèmes.

2. Reconnaissance du site2.1 Géologie et géomorphologie

Certaines formations géologiques sont réputées pour leursversants fréquemment instables : les marnes noires du Lias enLorraine, en Bourgogne ou dans l’Aveyron ; les argiles du Gault enNormandie ; les argiles quaternaires varvées du sud de Grenoble ;etc.

La première étape d’une étude de stabilité des pentes est l’éta-blissement de la structure géologique du site : nature des terrainsdu substratum, épaisseur des formations superficielles, présencede failles, etc. Il est important que l’étude géologique s’étende surune zone plus large que l’emplacement précis de la zone instable ;ceci permet par exemple de mettre en évidence que le glissementactuel n’est qu’une partie d’un glissement ancien, de rechercherune alimentation en eau souterraine extérieure à la zone étudiée,ou d’utiliser l’information apportée par l’analyse d’autres glisse-ments du même type dans les environs.

Sur un site potentiellement instable, on recherchera des indicesde mouvements anciens ou actifs, tels que moutonnements de lapente, zones humides, arrachements superficiels, fissures dans lesconstructions rigides, etc.

Les principaux moyens d’investigation utilisés sont les suivants :— dépouillement d’archives, de dossiers d’études d’ouvrages ;

enquête auprès des gestionnaires d’ouvrages ;— levés morphologique et géologique de terrain : affleurements,

indices de mouvements, zones humides ;— photo-interprétation (à plusieurs dates, si possible) : géologie,

géomorphologie, etc. ;— géophysique, fournissant par exemple la profondeur du subs-

tratum en place (sismique-réfraction notamment) ;— sondages destructifs ou carottés, diagraphies.

2.2 Hydrogéologie

Étant donné le rôle primordial que joue l’eau dans les instabilitésde versants (on estime qu’environ 55 % des glissements ont unecause hydraulique), l’étude hydrogéologique est très importante.

Elle a pour but de connaître la répartition des pressions interstitiellesdans le sol, leur évolution dans le temps et, en prévision de laréalisation d’un drainage, le fonctionnement des nappes (sens desécoulements, alimentation...). Les techniques utilisées sont la pié-zométrie, le repérage des niveaux d’eau dans les puits, les mesuresde débits de sources, le recueil des données météorologiques. Lesuivi de ces paramètres doit se faire pendant une année au minimum,afin de disposer d’une image représentative des conditions hydro-géologiques du site.

La figure 3 présente, à titre d’exemple, la hauteur de pluie jour-nalière et les fluctuations piézométriques sur le site expérimentaldu versant de Sallèdes (Puy-de-Dôme).

2.3 Caractéristiques mécaniques : résistance au cisaillement

L’étude mécanique des glissements suppose l’estimation de larésistance au cisaillement mobilisée le long d’une surface de rupture[3] [4]. La rupture en un point est caractérisée par de grandes défor-mations ; il n’y a plus d’équilibre possible si ces déformations nesont pas contenues par ailleurs.

Le comportement au cisaillement d’un sol fin est différent selonque l’on laisse ou non le temps aux surpressions interstitielles dese dissiper lors du cisaillement : on est donc amené à distinguer larésistance à court terme (non drainée) et la résistance à long terme(drainée). La forte perméabilité des sols grenus permet un drai-nage quasi instantané : la distinction entre court terme et longterme est alors sans objet. Dans un calcul de type long terme, lescontraintes à considérer sont les contraintes effectives (σ ’ = σ – u ),car ce sont celles qui gouvernent le comportement du squelettesolide du sol. Dans un calcul à court terme, il est plus simple de rai-sonner en contraintes totales dans toutes les couches de sols fins.

L’enveloppe de rupture des sols dans le plan de Mohr (σ, τ ) esten général assimilée à une droite d’ordonnée à l’origine c (cohésion)et de pente tan ϕ (frottement).

2.3.1 Sols grenus et sols fins

Les sols grenus, s’ils sont propres et secs, ont une cohésion nulle.

Pour les sols fins, deux types de caractéristiques sont couram-ment utilisées :

— caractéristiques drainées : cohésion effective c ’, angle de frot-tement interne ϕ ’ ;

— caractéristiques non drainées : cohésion non drainée cu ainsique λ = ∆ cu /∆ σ (coefficient d’accroissement de la résistance nondrainée avec la contrainte de confinement). L’enveloppe de ruptureen contraintes totales est une droite horizontale d’ordonnée àl’origine cu et de pente tan ϕu = 0.

Des valeurs typiques de cohésion et de frottement sont présen-tées dans le tableau 1.

2.3.2 Résistance de pic, résistance résiduelle

L’existence d’un pic marqué sur les courbes d’évolution de la résis-tance en fonction de la déformation ou du déplacement dépend del’état de compacité du sol au début du cisaillement : on l’observedans les argiles surconsolidées et les sables denses. Après un granddéplacement, la résistance tend vers une valeur dite résiduelle, carac-térisée par une cohésion quasi nulle et un angle de frottementaffaibli, en raison de la réorientation des particules sur la surfacede glissement (figure 4).

Les caractéristiques de résistance à utiliser sont donc différentesselon qu’il s’agit de glissements nouveaux (valeur de pic) ou de réac-tivations de glissements anciens (valeur résiduelle).

Figure 2 – Principaux éléments de descriptiond’un glissement de terrain

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STABILITÉ DES PENTES _________________________________________________________________________________________________________________


2.3.3 Évaluation de la résistance au cisaillement

On dispose de différentes méthodes pour évaluer la résistanceau cisaillement en un site donné :

— mesure in situ (scissomètre) ou prélèvement d’échantillonspour essais en laboratoire (appareil triaxial, boîte de cisaillement) ;

— estimation par l’expérience (« la formation des argiles duKeuper possède typiquement telles caractéristiques ») ou par l’uti-lisation de relations empiriques reliant la résistance à d’autres carac-téristiques géotechniques ;

— analyse à rebours : on détermine les caractéristiques par calagesur un glissement déclaré (qui est un essai de cisaillement en vraiegrandeur) ; cela nécessite de faire des hypothèses sur le réseauhydraulique au moment de la rupture.

2.4 Étude cinématique

Le premier objectif de l’étude cinématique est la délimitation enplan et en profondeur du volume en mouvement. Pour cela onpeut utiliser divers instruments, en particulier les nivelles et lesinclinomètres. Les nivelles micrométriques servent à mesurer lesrotations de la plaque support sur l’horizontale ; la plaque est fixéesur un ouvrage ou sur un plot scellé dans le sol. La mesure incli-nométrique, réalisée au moyen d’une sonde descendue dans untube scellé dans un forage, fournit l’inclinaison sur la verticale dutube et, par intégration, sa déformation (figure 5) ; elle permet enparticulier de déterminer la profondeur de la surface de rupture.

L’étude cinématique permet aussi d’obtenir un ordre de gran-deur de la vitesse de mouvement, d’analyser la sensibilité aux fac-teurs extérieurs, ou de contrôler l’efficacité d’une stabilisation.

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Figure 3 – Pluviosité (bâtons) et pression interstitielle(courbe en trait noir) sur le site de Sallèdes pendant 600 jours

Figure 4 – Essai de résistance au cisaillement alterné à la boîtesur l’argile de Villerville (doc. O. Maquaire)

Figure 5 – Courbes inclinométriques mettant en évidenceune surface de rupture

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Amélioration des sols

par Jean-Pierre MAGNANIngénieur des Ponts et Chaussées. Docteur ès SciencesChef de la Division de Géotechnique - Mécanique des Sols 1au Laboratoire Central des Ponts et Chaussées (LCPC)Professeur-adjoint à l'École Nationale des Ponts et Chaussées

et Georges PILOTIngénieur des Ponts et ChausséesDélégué à l'Action Internationale au Laboratoire Central des Ponts et Chaussées (LCPC)Professeur-adjoint à l'École Nationale des Ponts et Chaussées

1. Amélioration des sols fins..................................................................... C 255 - 21.1 Comportement des sols fins et problèmes typiques................................ — 21.2 Aménagement du projet ............................................................................. — 21.3 Méthodes d’amélioration des sols fins...................................................... — 3

1.3.1 Préchargement.................................................................................... — 31.3.2 Accélération de la consolidation ....................................................... — 31.3.3 Renforcement par colonnes............................................................... — 41.3.4 Amélioration temporaire par congélation ........................................ — 5

1.4 Méthodes d’élaboration des projets .......................................................... — 51.4.1 Préchargement.................................................................................... — 61.4.2 Drains verticaux ou tranchées drainantes ........................................ — 61.4.3 Renforcement par colonnes............................................................... — 6

1.5 Méthodes de contrôle de l’efficacité du traitement .................................. — 61.6 Domaines d’application des méthodes ..................................................... — 6

2. Amélioration des sols grenus............................................................... — 82.1 Comportement des sols grenus et problèmes typiques .......................... — 82.2 Méthodes d’amélioration des sols grenus ................................................ — 8

2.2.1 Préchargement.................................................................................... — 92.2.2 Vibrocompactage................................................................................ — 92.2.3 Pilonnage............................................................................................. — 92.2.4 Compactage statique en profondeur ................................................ — 92.2.5 Colonnes de sol traité......................................................................... — 102.2.6 Micropieux .......................................................................................... — 102.2.7 Amélioration temporaire par congélation ........................................ — 10

2.3 Méthodes d’élaboration des projets .......................................................... — 102.3.1 Préchargement.................................................................................... — 102.3.2 Vibrocompactage................................................................................ — 102.3.3 Pilonnage............................................................................................. — 102.3.4 Compactage statique en profondeur ................................................ — 112.3.5 Colonnes de sol traité......................................................................... — 112.3.6 Micropieux .......................................................................................... — 112.3.7 Congélation ......................................................................................... — 11

2.4 Méthodes de contrôle de l’efficacité du traitement .................................. — 112.5 Domaines d’application des méthodes ..................................................... — 12

3. Amélioration de sols particuliers ........................................................ — 133.1 Tourbe........................................................................................................... — 133.2 Lœss.............................................................................................................. — 133.3 Déchets industriels et urbains .................................................................... — 13

Références bibliographiques ......................................................................... — 14

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AMÉLIORATION DES SOLS _______________________________________________________________________________________________________________


es méthodes d'amélioration des sols sont l'un des outils dont dispose l'ingé-nieur pour résoudre les problèmes de stabilité ou de déformations qu'il

rencontre lors de l'élaboration d'un projet. Certaines de ces méthodes sont trèsanciennes, comme le battage de pieux de bois dans les sols de faible portance,d'autres sont plus récentes, comme les méthodes d'injection, de pilonnage oude congélation. Elles ont connu, depuis une vingtaine d'années, un développe-ment considérable et sont maintenant utilisées comme un élément à part entièredes projets.

Les méthodes d'amélioration des sols décrites dans le présent article ont étéclassées par type de sols à traiter : sols fins, sols grenus et sols particuliers. Onpasse en revue dans chaque cas les principaux types de problèmes que l'onrencontre en pratique, puis on décrit sommairement les méthodes d'améliora-tion les plus couramment utilisées, les méthodes de calcul et de contrôlecorrespondantes, ainsi que les domaines d'application de chaque méthode. Lesméthodes de renforcement des sols par géotextiles ou par clouage, ainsi queles techniques d'injection ne sont pas décrites ici.

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1. Amélioration des sols fins

1.1 Comportement des sols finset problèmes typiques

Les dépôts de sols fins mous et compressibles (argiles, vases)sont fréquents dans les vallées et en bordure des côtes. Ces zonesont été longtemps considérées comme peu propices à la construc-tion, mais on y construit maintenant fréquemment tous les typesd’ouvrages (routes, bâtiments, réservoirs, piscines, usines, etc.), auprix d’un traitement préalable des sols de fondation [1] [2].

Ces sols fins ont trois caractéristiques essentielles : — ils subissent des déformations importantes sous les charges

qui leur sont appliquées ;— leurs déformations ne sont pas instantanées, mais peuvent

durer pendant des mois, voire des années ;— leur capacité portante est souvent trop faible pour supporter

les charges prévues dans les projets.

Les problèmes que l’on rencontre en pratique sont tous liés auxtrois caractéristiques précédentes : tassements excessifs, tasse-ments différentiels, déformations à long terme, instabilité del’ouvrage. On peut citer, à titre d’exemples :

— le tassement des remblais d'accès à un pont, à l'entrée d'unbâtiment fondé sur pieux, avec formation d'une marche d'ampleurcroissante et des effets parasites sur les fondations ;

— les tassements excessifs des fondations superficielles d'unbâtiment ;

— les ruptures d'ouvrages en cours de construction oud'exploitation (remblais, silos, etc.).

1.2 Aménagement du projet

Si l’on peut considérer, à quelques exceptions près, que n’importequel ouvrage peut être construit sur n’importe quel site, dans le casoù les propriétés géotechniques des sols sont trop mauvaises, cetteréalisation peut se traduire soit par des coûts de fondationsspéciales très élevés, soit par des coûts et délais très importants detraitement préalable des sols de fondation. Ce constat conduit à laconclusion qu’il vaut mieux, face à des conditions de constructiontrès difficiles, étudier d’abord les aménagements possibles du

projet. Ces aménagements sont assez variés. Ils peuvent simple-ment concerner l’implantation de l’ouvrage et le choix de sagéométrie (nombre de travées d’un ouvrage d’art), impliquer unchangement de conception des fondations ( fondationscompensées) ou une modification de la structure de l’ouvrage àconstruire (radier général sous un bâtiment, renforcement de labase d’un remblai au moyen de géotextiles, utilisation de matériauxlégers), ou encore conduire à régler tout ou partie des problèmesen remplaçant les sols médiocres par des matériaux de meilleurescaractéristiques.

Les formations de sols mous et compressibles sont assez souventhétérogènes, tant par l’épaisseur des dépôts que par la nature desmatériaux. Une reconnaissance assez large du site dévolu à laconstruction, avec des moyens relativement légers (photographiesaériennes, reconnaissance pénétrométrique) permet de bien cernerces deux facteurs, d’éviter les zones les moins favorables (sols trèsorganiques, sols mous de très grande épaisseur) et de choisir cellesque l’on pourra le plus facilement améliorer (zones à intercalationssableuses, par exemple).

Une solution intuitive pour éviter les problèmes de stabilité et detassement posés par la fondation des ouvrages ou des bâtimentssur les sols mous est de réaliser un ouvrage dont le poids nedépasse pas le poids du sol de fondation excavé pour recevoir cetouvrage. Dans ce cas, la contrainte moyenne à la base de lafondation est simplement égale à la valeur de la contrainte totalerégnant initialement au niveau de la fondation dans le massif desol. Cette solution, appelée fondation flottante ou fondationcompensée, s’applique essentiellement dans le cas de formationsépaisses de sols mous de très faible résistance au cisaillement etde forte compressibilité.

La substitution totale des sols de fondation est parfois décidéelorsque l’épaisseur des sols très mous est faible (jusqu’à 4 ou 5 m).Techniquement, cela est possible par l’un des procédés suivants :

— excavation mécanique, évacuation et substitution parremblaiement classique ;

— poinçonnement de la couche molle par le remblai construit àl'avancement ; dans certains cas, l'opération est facilitée par le tirde charges explosives placées à la base des sols mous, en avantdu talus du remblai.

Les facteurs qui interviennent dans le choix entre cette solutionet celle de l’amélioration du massif de fondation sont assez divers :coût de l’opération, disponibilité du matériau de substitution,possibilités de mise en dépôt du matériau extrait, coût de l’entre-tien à long terme de l’ouvrage à construire, etc. Lorsque les sols

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______________________________________________________________________________________________________________ AMÉLIORATION DES SOLS


mous sont très épais, la substitution totale devient exceptionnelle,mais une substitution partielle présente encore des avantagestechniques appréciables : diminution des tassements et améliora-tion des conditions de stabilité. Ces gains ne peuvent s’apprécierqu’à la suite d’une étude géotechnique spécifique et d’unecomparaison économique des solutions.

1.3 Méthodes d'amélioration des sols fins

1.3.1 Préchargement

Cette technique consiste à placer sur le terrain une charge égaleà la charge définitive pf augmentée éventuellement d’une surchargeps qui assure tout ou partie des effets suivants (figure 1) :

— produire un développement rapide des tassements deconsolidation primaire et accélérer l'apparition et le développementdes tassements de compression secondaire ; on peut rendre ainsile sol traité plus rapidement constructible, sans redouter à moyenou à long terme des tassements absolus ou différentielsimportants ;

— augmenter la résistance au cisaillement et la capacité portantedu massif de sol, ce qui peut être utilisé pour une construction parétapes.

Pratiquement, deux techniques sont utilisées pour appliquer ausol la contrainte de préchargement :

— la méthode la plus courante (figure 2a ) consiste à édifier surle site un remblai (une solution alternative est de remplir des réser-voirs d'eau) ; on augmente ainsi la contrainte totale appliquée à lasurface de la couche compressible ; en fin de consolidation, quandles surpressions interstitielles créées par la charge sont dissipées,la charge apportée par le remblai est supportée par le squelette dusol, qui se déforme sur toute son épaisseur ;

— une autre méthode consiste à utiliser la pression atmos-phérique, en appliquant un vide partiel sous une membrane étancheposée à la surface du sol (figure 2b ) ; on diminue dans ce cas ladistribution d'équilibre des pressions interstitielles dans le massifde sol, à contraintes totales constantes ; l'utilisation de cettetechnique a été limitée pendant longtemps par la mauvaise qualitédes membranes disponibles ; cet obstacle est désormais levé et lerecours à l'application du vide devrait se développer.

On peut aussi diminuer les pressions interstitielles, et doncprécharger le sol, en rabattant la nappe dans la zone à consolider(figure 2c ) ; les effets de cet abaissement de la nappe sur levoisinage doivent être soigneusement étudiés dans ce cas.

1.3.2 Accélération de la consolidation

Dans les dépôts de sols fins, les vitesses de consolidation sonten général très faibles parce que l’eau interstitielle doit parcourir unlong chemin pour sortir du massif de sol. Il s’ensuit que les tasse-ments peuvent durer pendant de longues périodes (plusieurs mois,années ou dizaines d’années, suivant les sites), ce qui est souventinacceptable, tant pour les ouvrages définitifs que pour les opéra-tions de préchargement. La mise en place de réseaux drainantsdans le massif de sol (drains verticaux ou tranchées drainantes)réduit la distance que l’eau doit parcourir pour atteindre une surfacedrainante et sortir du sol fin, ce qui a un effet très bénéfique sur lestemps de consolidation [3] [10].

La technique de drainage la plus fréquemment employée consisteà mettre en place un maillage régulier (maille triangulaire ou carrée)de drains verticaux (figure 3). Jusqu’au début des années 80, lesdrains verticaux étaient en général des drains de sable, réalisés pardiverses techniques : battage, vibrofonçage ou lançage d’un tubefermé ou d’un tube ouvert, forage à la tarière pleine ou creuse. Pourun diamètre nominal donné, les drains réalisés par lançage ou parforage à la tarière creuse sont considérés comme les plus efficaces.À partir des années 80, la part des drains préfabriqués en forme debandes de 10 cm de largeur et quelques millimètres d’épaisseur(figure 4) a augmenté de façon très rapide. Ces drains comportent,en général, une partie centrale (l’âme) assurant la circulation del’eau le long du drain et une gaine filtrante en géotextile ou enpapier. Une structure unique peut aussi jouer à la fois le rôle de filtreet de canal. Les drains préfabriqués sont habituellement mis enplace par fonçage à l’intérieur d’un mandrin tubulaire, de sectiontoujours supérieure à celle du drain. La longueur des drains peutatteindre plusieurs dizaines de mètres.

Le drainage peut être également réalisé par des tranchées dequelques dizaines de centimètres de largeur et de quelques mètresde profondeur remplies de matériau perméable. Cette techniqueest plus rarement utilisée.

Les sols traités par des réseaux drainants sont toujoursrecouverts d’une couche drainante de 0,5 à 1 m d’épaisseur. Cettecouche est souvent mise en place avant les drains, pour permettrela circulation des engins sur le chantier. Elle peut être partiellementremplacée par une ou plusieurs nappes de géotextiles.

Figure 1 – Principe du préchargement pour le contrôle des tassements

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Ouvrages de soutènement

Poussée et butée


’objet de cet article est de déterminer les forces de poussée et de butée enfonction de la géométrie du mur et du massif de sol retenu, des caractéris-

tiques mécaniques du sol et des déplacements relatifs du mur par rapport au sol.

1. Définition des forces de poussée et de butée ................................. C 242 - 21.1 Généralités ................................................................................................... — 21.2 Relation fondamentale entre pressions latérales et déplacements ........ — 2

2. Coefficients de poussée et de butée .................................................. — 32.1 Cas géostatique ........................................................................................... — 32.2 Cas général d’un massif de sol pulvérulent .............................................. — 6

3. Calcul des forces de poussée et de butée ........................................ — 73.1 Méthode de Coulomb.................................................................................. — 73.2 Méthode de Rankine.................................................................................... — 103.3 Méthode des équilibres limites .................................................................. — 113.4 Comparaison des différentes méthodes.................................................... — 11

4. Calcul de la poussée exercée par un sol saturé,siège d’un écoulement d’eau................................................................ — 12

4.1 Massif non drainé ........................................................................................ — 124.2 Massif drainé................................................................................................ — 12

5. Cas particuliers......................................................................................... — 145.1 Surcharges à la surface du sol ................................................................... — 145.2 Effet de silo................................................................................................... — 145.3 Effet du compactage.................................................................................... — 145.4 Renard hydraulique..................................................................................... — 145.5 Surcharges dynamiques ............................................................................. — 16

6. Conclusion ................................................................................................. — 17


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1. Définition des forcesde poussée et de butée

1.1 Généralités

Considérons un ouvrage de soutènement simple, par exempleun mur en béton retenant un massif de sol (figure 1), et examinonssommairement les types de sollicitations qui s’exercent sur ce mur.

En dehors des forces de pesanteur, représentées par le poids Wdu mur, s’exercent sur les faces du mur, en contact avec le sol, troisforces dont la connaissance est du ressort de la mécanique dessols :

— sur la face amont du mur, généralement verticale, le massif desol retenu exerce des efforts ayant tendance soit à renverser le mur,soit à le déplacer horizontalement. La résultante générale de cesefforts est une force dont la composante principale est horizontale.

On l’appelle force de poussée (ou encore poussée) et on la note Fa ,l’indice a précisant qu’il s’agit d’une force active ;

— sur la face aval du mur, dont la partie enterrée est souventfaible, le sol exerce des efforts qui ont tendance à retenir le mur.Leur résultante générale est une force dont la composante principaleest horizontale et opposée à la composante horizontale de Fa .

On appelle cette résultante force de butée (ou encore butée) eton la note Fp , l’indice p précisant qu’il s’agit d’une force passive ;

— sur la base du mur, le sol de fondation exerce des efforts dontla résultante générale est une force inclinée par rapport à la verticale.Sa composante verticale, notée N, est appelée force portante, tandisque la composante horizontale, notée T, est appelée force de résis-tance au glissement, car elle s’oppose au glissement du mur sur sabase sous l’action de la force de poussée.

1.2 Relation fondamentaleentre pressions latéraleset déplacements

Des expériences simples, sur modèles réduits, montrent que lesvaleurs des forces latérales précédemment introduites (forces depoussée et de butée) dépendent essentiellement des déplacementshorizontaux de l’ouvrage de soutènement.

Supposons, par exemple, que l’on encastre légèrement à la surfacehorizontale d’un massif de sable un écran vertical parfaitement lisseet que l’on remblaie progressivement et horizontalement derrièrel’écran, en appliquant à ce dernier des efforts de résultantegénérale F tels qu’il n’y ait aucun déplacement de l’écran (figure 2a).Ce dernier étant parfaitement lisse, la force F est horizontale (pasde frottement entre l’écran et le massif). Elle est appelée pousséeau repos et notée F0 .

Si l’on effectue une translation horizontale de l’écran vers l’inté-rieur du remblai, la force F croît en fonction du déplacement ∆ jusqu’àun maximum Fp qui correspond à la mobilisation totale de la butée(figure 2b). La valeur de Fp est de 3 à 4 fois la valeur de la forceinitiale F0 .

Inversement, si l’on effectue une translation horizontale de l’écranvers l’extérieur du remblai, la force F diminue jusqu’à une valeurminimale Fa qui correspond à l’état complet de poussée. La valeurde Fa est de l’ordre de la moitié de celle de F0 .

On parle aussi de butée limite et de poussée limite pour préciserqu’il s’agit des efforts extrêmes correspondant à la rupture du sol.Mais dans la pratique, on omet souvent l’adjectif « limite », lestermes de poussée et de butée correspondant alors implicitementà la rupture. C’est ce que nous ferons dans la suite de cet article.

Si l’on compare les déplacements, on constate qu’il faut un dépla-cement ∆p beaucoup plus important pour atteindre l’état completde butée que le déplacement ∆a nécessaire pour atteindre celui depoussée.

Plus précisément, si H est la hauteur hors fiche de l’écran, lesordres de grandeur de ces déplacements sont :

De la même façon, la forme du diagramme des pressions exercéespar le massif de sol sur l’écran dépend de la nature du déplacementimposé à l’écran.

Figure 1 – Sollicitations exercées sur un mur de soutènement

Figure 2 – Relation force-déplacementpour un écran rigide en translation

∆aH

1 000 ---------------

et

∆

p H

100 ----------

≈≈

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Toute reproduction sans autorisation du Centre français d’exploitation du droit de copie est strictement interdite.© Techniques de l’Ingénieur, traité Construction

C 242

−

3

Les quatre diagrammes présentés à la figure

3

montrent l’allureapproximative de la répartition de la poussée pour quatre déplace-ments particuliers de l’écran :

— une rotation autour du pied (figure

3

a

) ;— une translation horizontale (figure

3

b

) ;— une rotation autour du sommet (figure

3

c

) ;— un déplacement de flexion entre deux appuis fixes, le pied et

le sommet (figure

3

d

).

La répartition la plus homogène et la plus pure est celle corres-pondant à la rotation en pied. Ce type de déplacement est trèsfréquemment rencontré dans le cas des murs poids (cf. article

Mursde soutènement

[C 244] dans cette rubrique). Les autresdéplacements provoquent dans le sol, derrière l’écran et de façonplus ou moins accentuée, un phénomène appelé

effet de voûte

dontla conséquence est de concentrer les efforts au voisinage des appuisfixes et au contraire de les diminuer dans les zones de grandsdéplacements.

Dans la suite de cet article, c’est la rotation en pied de l’écran quisera implicitement considérée.

2. Coefficients de pousséeet de butée

2.1 Cas géostatique

On se place dans le cas simple d’un massif de sol semi-infini,homogène et isotrope, à surface horizontale, appelé cas géostatique.

2.1.1 Terres au repos :coefficient de pression latérale

Les équations de l’équilibre mécanique montrent que la contraintetotale σ v s’exerçant sur un plan horizontal à la profondeur z est verti-cale et a pour valeur (figure

4

a

) :

σ

v

=

γ

z

avec

γ

poids volumique du sol.

Par contre, le calcul de la contrainte totale horizontale (ouradiale)

σ

h

s’exerçant au même point sur tout plan vertical néces-siterait la connaissance de la loi de comportement du sol. Aussi ladétermine-t-on expérimentalement en remarquant que dans un solen place, sous un chargement uniforme, il n’y a pas de déplace-ment latéral (

∆

h

= 0).

On utilise généralement un appareil triaxial dans lequel il estpossible de mesurer à chaque instant le déplacement radial del’échantillon. L’essai consiste à appliquer sur un échantillon de solconstamment drainé (c’est-à-dire un sol dans lequel la pressioninterstitielle est constamment nulle :

u

= 0) des contraintes axiale etradiale croissant de telle façon qu’il n’y ait aucune déformationlatérale de l’échantillon (

∆

h

= 0).

Le résultat de l’essai est indiqué sur la figure

4

b

: les contraintes

σ

v

et

σ

h

croissent proportionnellement. Le rapport

σ

h

/

σ

v

est appelé

coefficient de pression latérale au repos

et noté

K

0

:

K

0

=

σ

h

/

σ

v

■

Remarques

— Le coefficient

K

0

est généralement inférieur à 1.

— Il ne s’applique qu’aux contraintes effectives. Dans un sol enplace, saturé,

K0 s’exprime par :

avec

est la contrainte effective horizontale, la contrainte effec-tive verticale, u la pression interstitielle.

— La valeur de K0 varie suivant les différents sols. Elle est donnéede façon approximative au tableau 1. (0)

Figure 3 – Répartition de la pousséeselon le type de déplacement de l’écran

Figure 4 – Coefficient K0 de pression latérale des terres au repos

Tableau 1 – Coefficient K0 pour quelques types de sols

Type de sol Valeur de K0

Sable lâche ...................................................... 0,45 à 0,50Sable compact................................................. 0,40 à 0,45Argile normalement consolidée .................... 0,50Argile surconsolidée....................................... > 0,50

K0

σ ′hσ ′v---------=

σh u σ ′h+=

σv u σ ′v+=

σ ′h σ ′v

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— Dans le cas des sables, il existe une formule empirique, dueà Jaky, donnant la valeur de K0 en fonction de l’angle de frottementinterne ϕ :

K0 = 1 – sin ϕ

Cette formule est, dans une certaine mesure, extrapolable auxargiles normalement consolidées, soit :

K0 = 1 – sin ϕ ’

avec ϕ ’ angle de frottement effectif (cf. article Stabilité des pentes[C 254] dans cette rubrique).

— Dans le cas des sols surconsolidés, le coefficient K0 correspondà une décharge du sol différente de la charge (figure 4b), et sa valeurest alors supérieure à celle du premier chargement correspondantau sol normalement consolidé ; elle peut même atteindre des valeurssupérieures à 1.

2.1.2 Sol pulvérulent

2.1.2.1 Coefficients de poussée et de butée

On vient de voir que, dans le cas où il n’y a pas de possibilité dedéplacement latéral, les contraintes verticale σv (contrainte princi-pale majeure) et horizontale σh (figure 5a ) sont égales respecti-vement à :

σv = γ z

σh = K0 γ z

Cet état des contraintes est représenté par le cercle de Mohr dediamètre AB sur la figure 5d.

Examinons de quelle façon il peut y avoir rupture dans la massedu sol.

Si l’on permet au sol une expansion latérale (∆h > 0), lacontrainte verticale σv reste principale, égale à γ z, et la contraintehorizontale σh diminue. Sur la figure 5d, le point B se déplacejusqu’au point C pour lequel le cercle de Mohr est tangent auxdroites intrinsèques. Il y a alors rupture du sol et cette rupture alieu en tout point du massif. Les plans de rupture en chaque pointenveloppent un réseau de surfaces de glissement planes, dontl’inclinaison est déterminée à partir des points de contact I et G ducercle de Mohr à la rupture avec la courbe intrinsèque et qui font

entre elles l’angle (π /2) + ϕ égal à l’angle dans le diagrammede Mohr. Cette rupture correspond à l’état de poussée (figure 5b).On note (σh)a la contrainte horizontale correspondante.

Il est également possible de provoquer la rupture du massif desol par compression latérale (∆h < 0). Dans ce cas, le point B(σh = K0 γ z) sur la figure 5d se rapproche d’abord du point A corres-pondant à un état de contrainte isotrope (σh = σv = γ z ). Puis, lacontraction latérale augmentant, le point B atteint le point D ; il ya alors rupture, le cercle de Mohr étant tangent aux droitesintrinsèques ; on note (σh)p la contrainte horizontale correspondante.La rupture a lieu en même temps en tout point du massif et les plans

de glissement font entre eux un angle de (π /2) – ϕ égal à l’angle dans le diagramme de Mohr. Cette rupture correspond à l’état debutée (figure 5c).

ICG^

JDH^

Figure 5 – États de contraintes de poussée et de butée pour un sol pulvérulent, dans le cas géostatique

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Murs de soutènement


e rôle des ouvrages de soutènement est de retenir les massifs de terre.Il en existe une grande variété se caractérisant par des fonctionnements

différents et conduisant à des études de stabilité interne spécifiques.Tous ces ouvrages ont en commun la force de poussée exercée par le massif

de sol retenu. Par contre, c’est principalement la manière dont est reprise cetteforce de poussée qui différencie les différents types d’ouvrages.

Après avoir donné une classification des divers ouvrages de soutènement, onindique pour chaque type les étapes principales de la méthode d’étude dedimensionnement.

1. Différents types d’ouvrages de soutènement ................................. C244 - 21.1 Cas où la poussée est reprise par le poids de l’ouvrage de soutènement — 21.2 Cas où la poussée est reprise par encastrement de l’ouvrage de

soutènement dans le sol de fondation — 31.3 Cas où la poussée est reprise en totalité ou en partie par des ancrages — 3

2. Dimensionnement des ouvrages de soutènement ......................... — 42.1 Modes de rupture des ouvrages de soutènement.................................... — 42.2 Résistance au cisaillement du sol et frottement sol-mur ......................... — 42.3 Calcul des efforts de poussée ou de butée................................................ — 5

3. Dimensionnement des murs poids en maçonnerie ou en béton — 53.1 Sécurité vis-à-vis d’un glissement sur la base du mur............................. — 63.2 Sécurité au renversement........................................................................... — 73.3 Sécurité vis-à-vis d’une rupture du sol de fondation ............................... — 73.4 Sécurité au grand glissement..................................................................... — 8

4. Murs en Terre Armée et murs à ancrages multiples ...................... — 84.1 Fonctionnement de la Terre Armée............................................................ — 94.2 Principes du dimensionnement interne des ouvrages en Terre Armée.. — 94.3 Avantages et limitations de la Terre Armée .............................................. — 104.4 Clouage et murs à ancrages multiples ...................................................... — 10

5. Murs caissons et batardeaux cellulaires ........................................... — 125.1 Dimensionnement des murs caissons....................................................... — 135.2 Dimensionnement des batardeaux cellulaires fondés sur le rocher....... — 145.3 Dimensionnement des batardeaux cellulaires fondés dans le sable ...... — 155.4 Dispositions constructives pour les batardeaux cellulaires..................... — 16

6. Rideaux de palplanches.......................................................................... — 166.1 Généralités sur les méthodes de calcul des rideaux et des parois ......... — 166.2 Méthodes de calcul aux états limites......................................................... — 176.3 Méthode de calcul au module de réaction ................................................ — 20


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1. Différents types d’ouvragesde soutènement

Un ouvrage de soutènement peut retenir soit des terres en remblai,c’est-à-dire rapportées, soit le terrain en place. On dit, dans ce derniercas, qu’il s’agit d’un ouvrage de soutènement en déblai.

L’effort de poussée exercé par le massif de terre retenu (cf.article Ouvrages de soutènement. Poussée et butée [C 242]) peutêtre repris de diverses manières. Trois modes principaux peuventêtre distingués :

— la poussée est reprise par le poids de l’ouvrage desoutènement ;

— la poussée est reprise par encastrement de l’ouvrage desoutènement ;

— la poussée est reprise par des ancrages.

Le tableau 1 montre les divers types d’ouvrages de soutènementclassés d’après la distinction précédente, en séparant les ouvragesrigides des ouvrages souples ou semi-souples.

1.1 Cas où la poussée est reprise par le poids de l’ouvrage de soutènement

■ Le type d’ouvrage le plus classique et le plus ancien est le murpoids en béton ou en maçonnerie. Ce sont des ouvrages rigides quine peuvent supporter sans dommages des tassements différentielssupérieurs à quelques pour-mille.

■ Les murs en Terre Armée, dans lesquels le sol est renforcé pardes inclusions souples résistant à la traction, sont des ouvragessouples qui supportent les tassements différentiels du sol de fon-dation.

■ Les ouvrages cellulaires sont très variés et le type le plus ancienest le mur caisson en éléments préfabriqués. Dans les travaux mari-times, par exemple, on utilise pour la construction des quais degrands batardeaux cellulaires en palplanches métalliques ou degrands caissons en béton armé. Dans un ouvrage cellulaire, la cel-lule est remplie de sol et l’ensemble forme un ouvrage qui peut être,dans certains cas, très souple.

(0)

Tableau 1 – Classification des ouvrages de soutènement d’après le mode de reprise de la poussée

Mode de reprisede la poussée Ouvrages de soutènement

Poids de l’ouvrage

Mur poids en béton ou maçonnerie Mur en Terre Armée Ouvrage cellulaire

Encastrement

Mur cantilever en béton armé Paroi moulée Rideau de palplanches

Ancrage

Mur en béton, ancré Paroi moulée ancrée Rideau ancré

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1.2 Cas où la poussée est reprisepar encastrement de l’ouvragede soutènement dans le sol de fondation

Parmi les ouvrages de ce type, on citera :— le mur cantilever en béton armé qui, doté d’une base élargie

et encastrée à la partie supérieure du sol de fondation, fonctionneen faisant participer à l’action de soutènement une partie du poidsdu remblai. Un mur cantilever peut d’ailleurs être considéré commeun ouvrage poids si l’on y inclut le poids du remblai compris entrele mur et la verticale I passant par l’extrémité arrière de la semelle(figure 1). Les murs cantilever en béton armé sont également desouvrages rigides ;

— les murs en parois moulées, technique qui consiste à construireun mur au sein du sol en place, avant toute excavation, par béton-nage d’une tranchée remplie de boue pour en assurer la stabilité.Cette technique est particulièrement utilisée pour les travaux sousla nappe, en zones urbaine et portuaire. Une paroi moulée fonctionnepar encastrement total ou partiel dans le sol de fondation (cf. articleParois moulées. Ancrages [C 252] dans cette rubrique) ;

— les rideaux de palplanches, encastrés dans le sol de fondation :ce sont des ouvrages de soutènement flexibles, où l’interactionstructure-remblai a une influence prépondérante sur lecomportement de l’ouvrage.

1.3 Cas où la poussée est repriseen totalité ou en partie par des ancrages

Dans les ouvrages de soutènement en déblai, l’effort de pousséeest fréquemment repris en partie ou en totalité par des ancrages.

C’est le cas notamment des rideaux des parois moulées et desparois berlinoises. À la différence d’une paroi moulée, une paroiberlinoise est réalisée à partir de poteaux placés préalablementdans le sol en place. Au fur et à mesure de l’excavation, on vientplacer entre les poteaux des éléments de soutènement soit préfa-briqués (poutres, plaques), soit coulés en place, et l’on reprend lapoussée des terres par des ancrages précontraints fixés sur lespoteaux (figure 2a). Il existe également des techniques d’ouvragesen déblai où la poussée des terres est totalement reprise par desancrages précontraints. C’est le cas des murs épinglés construitspar excavations successives de 2 m de hauteur environ, aveccoulage d’éléments verticaux en béton armé et mise en placed’ancrages précontraints (figure 2b).

Figure 1 – Mur cantilever en béton armé

Figure 2 – Murs partiellement ou totalement ancrés

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2. Dimensionnementdes ouvragesde soutènement

Dimensionner un ouvrage de soutènement consiste à déterminerses éléments géométriques et ses éléments structuraux pour qu’ilsoit stable sous l’action des forces qui lui sont appliquées etnotamment de la poussée des terres qu’il retient.

La plupart des méthodes de dimensionnement reposent sur descalculs à la rupture avec la prise en compte de coefficients de sécu-rité. Dans le cas des parois souples ou semi-flexibles ancrées,telles que les rideaux de palplanches et les parois moulées, il estcourant de dimensionner l’ouvrage par un calcul en déformation àpartir de la méthode au module de réaction qui consiste à assimilerla paroi retenant le sol à une poutre sur un appui élasto-plastiquecontinu.

2.1 Modes de rupture des ouvragesde soutènement

Cinq modes de rupture, illustrés à la figure 3 peuvent êtrerencontrés dans les ouvrages de soutènement :

— le glissement de l’ouvrage sur sa base (figure 3a) ;— le renversement de l’ouvrage (figure 3b) ;— le poinçonnement du sol de fondation (figure 3c) ;— le grand glissement englobant l’ouvrage (figure 3d ) ;— la rupture des éléments structuraux de l’ouvrage (figure 3e).

Les quatre premiers types de rupture sont relatifs à l’instabilitéexterne de l’ouvrage, la rupture des éléments structurauxconstituant l’instabilité interne.

Les parois de soutènement (rideaux de palplanches, paroismoulées) ont une instabilité externe limitée aux ruptures parrenversement et par glissement. Par contre, on rencontre dans cetype d’ouvrage une rupture par renard hydraulique lorsqu’existeune dénivellation de nappe de part et d’autre de la paroi (cf. articleOuvrages de soutènement. Poussée et butée [C 242]).

L’étude de la stabilité externe d’un ouvrage de soutènement faitappel à des concepts et à des méthodes de calcul qui sontcommuns à l’ensemble des ouvrages. Nous ne les détaillerons quedans le cas des murs en béton ou en maçonnerie.

Par contre, l’étude de la stabilité interne est assez spécifique àchaque type d’ouvrage. Nous l’expliciterons systématiquement,sauf dans le cas des murs poids en béton ou en maçonnerie oùcette étude relève des calculs classiques de béton.

2.2 Résistance au cisaillement du solet frottement sol-mur

2.2.1 Paramètres de résistance au cisaillement

La résistance au cisaillement du sol est l’un des paramètres lesplus importants dans l’étude de la stabilité d’un ouvrage de soutè-nement. En dehors des sols pulvérulents où seul intervient l’anglede frottement interne ϕ , les sols comportant une partie notable defines ont une résistance au cisaillement dépendant à la fois de leurétat de saturation et de la rapidité de la sollicitation de cisaillement.Pour un sol fin saturé, la résistance à court terme est caractériséepar la seule cohésion non drainée cu , l’angle de frottement étantalors nul (ϕu = 0). Par contre, la résistance effective ou à long terme

est caractérisée par deux paramètres : c ’ la cohésion effective etϕ ’ l’angle de frottement interne effectif (cf. article Résistance aucisaillement [C 216] dans cette rubrique).

Pour le calcul des efforts de poussée ou de butée d’un sol nonsaturé on prendra généralement la résistance effective (c ’, ϕ ’)mesurée sur le sol saturé.

Dans le cas d’un sol fin saturé (limon, argile), il sera parfoisnécessaire de faire deux calculs, l’un à court terme correspondantaux conditions juste après la construction, l’autre à long terme cor-respondant aux conditions dans lesquelles les surpressions inters-titielles se sont dissipées, soit quelques semaines à quelques moisaprès la construction. C’est le cas des parois exécutées dans le solen place avec excavation. Cependant l’expérience montre que c’estle calcul à long terme et en contraintes effectives (c ’, ϕ ’) qui est leplus défavorable, aussi se contente-t-on souvent de ce seul calcul.

Il convient d’être prudent sur la prise en compte de la cohésioneffective c ’ dans le cas des sols saturés. On la néglige souvent dansle calcul de la poussée considérant qu’elle peut être facilementdétruite sous l’effet, notamment, des déplacements de l’ouvrage.

2.2.2 Frottement sol-mur

L’angle de frottement δ entre le sol et le parement arrière du murdépend des facteurs suivants :

— la rugosité du parement ;— l’angle de frottement interne du sol ϕ ;— le tassement relatif entre le mur et le sol ;— l’inclinaison de la surface.

En première approximation on peut déterminer cet angle defrottement en fonction de l’état de surface du parement, comme ilest indiqué dans le tableau 2.

Lorsque l’ouvrage de soutènement a tendance à tasser plus quele sol retenu, ce qui est le cas, par exemple, d’un mur plaquécontre un talus de déblai, l’angle δ est alors négatif. Le tassementrelatif entre le sol et le mur joue ainsi un rôle important.

Dans tous les cas courants de murs rugueux en béton ou enmaçonnerie, la valeur de 2/3 ϕ est celle à retenir.

(0)

Figure 3 – Modes de rupture des ouvrages de soutènement

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2.3 Calcul des efforts de pousséeou de butée

Le calcul des efforts de poussée ou de butée dans les ouvragesde soutènement doit tenir compte des paramètres et des facteurssuivants :

— le poids volumique du sol ;— la résistance au cisaillement du sol ;— le frottement entre le sol et l’ouvrage ;— l’inclinaison de la surface du sol à l’amont et à l’aval de

l’ouvrage ;— les déformations et déplacements relatifs de l’ouvrage par

rapport au sol ;— la présence d’une nappe d’eau ;— les surcharges à la surface du sol.

Les méthodes permettant de déterminer les forces de poussée etde butée exercées sur un ouvrage de soutènement ont été exposéesdans l’article Ouvrages de soutènement. Poussée et butée [C 242]de cette rubrique.

Même si l’étude de la stabilité externe des ouvrages desoutènement repose sur des méthodes de calcul à la rupture, la pous-sée ou la butée calculée tient compte des déformations de servicede l’ouvrage.

Ainsi, lorsqu’il n’y a pas possibilité de déplacement d’un mur desoutènement, comme cela est le cas pour les murs latéraux d’unpont cadre, la force de poussée doit être calculée avec le coefficientde pression des terres au repos K0 et non avec le coefficient depoussée Ka .

D’une façon générale, le calcul de la force de poussée ou de butéedoit tenir compte de l’amplitude et de la direction du mouvementrelatif de l’ouvrage par rapport au sol. On admet que pour atteindreles états de poussée et de butée limites dans des sables moyen-nement denses et dans des sols fins normalement consolidés (avecun indice de consistance IC compris entre 0,75 et 1,00), il faut desmouvements tels qu’indiqués au tableau 3.

Pour des sols granulaires très denses et des sols fins trèssurconsolidés (IC > 1,00), des mouvements plus faibles sontsuffisants pour mobiliser soit la poussée limite, soit la butée limite.

(0)

3. Dimensionnementdes murs poidsen maçonnerie ou en béton

On distingue essentiellement les murs-poids et les murs cantileversimples ou avec des contreforts pour augmenter leur résistancestructurale (figure 4).

Tableau 2 – Angle de frottement sol-muren fonction de l’état de surface du parement

État de surfacedu parement

Anglede frottement

sol-mur

Surfaces très lisses ou lubrifiées ...................... δ = 0

Surface peu rugueuse(béton lisse, béton traité)...................................

Surface rugueuse(béton, béton projeté, maçonnerie, acier)........

Murs caissons.....................................................

Parements fictifs inclinés des murscantilever (figure 1)............................................ δ = ϕ

δ13---- ϕ=

δ23---- ϕ=

δ23---- ϕ�

Tableau 3 – Mouvements pour mobiliserla poussée ou la butée limite

Poussée Butée

Déplacement Rotation Déplacement Rotation

0,001 Harctan 0,002

(rotation autourdu pied)

0,05 D

arctan 0,100(rotation autour

du pied)arctan 0,020

(rotation autourde la tête)

H : hauteur totale de l’ouvrage, fiche comprise.

D : fiche de l’ouvrage dans le sol de fondation.

Figure 4 – Murs cantilever en béton armé, simple et avec contreforts

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Fondations superficielles

par Roger FRANKIngénieur civil des ponts et chausséesDocteur-ingénieur, Docteur ès sciences physiquesDirecteur du Centre d’enseignement et de recherche en mécanique des sols (CERMES, ENPC-LCPC)Professeur à l’École nationale des ponts et chaussées

l existe deux grands modes de transmission des charges des constructionsaux couches de sols sous-jacentes : par fondation superficielle et par fonda-

tion profonde. Le mot « fondation » est pris ici, et il en sera de même dans lasuite de cet article, au sens de l’élément de la construction (en béton armé, leplus généralement). Il peut, dans certaines conditions, signifier les couches desol elles-mêmes (sur lesquelles on entend précisément « fonder » la construc-tion).

La fondation superficielle est, par définition, une fondation qui repose sur lesol ou qui n’y est que faiblement encastrée. Les charges qu’elle transmet nesollicitent que les couches superficielles et peu profondes. Les fondations pro-fondes (pieux et barrettes) reportent, elles, les charges tant dans les couchesprofondes que dans les couches superficielles qu’elles traversent.

1. Définitions .................................................................................................. C 246 - 21.1 Types de fondations superficielles.............................................................. — 21.2 Capacité portante et tassement................................................................... — 2

2. Actions pour le calcul aux états limites ............................................ — 32.1 Définitions des actions................................................................................. — 32.2 Combinaisons d’actions type et sollicitations de calcul............................ — 4

3. Capacité portante des fondations superficielles............................. — 53.1 Calcul de la capacité portante à partir des essais de laboratoire

(méthode « c-ϕ »).......................................................................................... — 53.2 Méthodes pressiométrique et pénétrométrique : définitions................... — 93.3 Calcul de la capacité portante à partir de l’essai au pressiomètre

Ménard .......................................................................................................... — 103.4 Calcul de la capacité portante à partir de l’essai de pénétration

statique.......................................................................................................... — 14

4. Tassement des fondations superficielles ........................................... — 154.1 Calcul des tassements.................................................................................. — 154.2 Tassements et déplacements admissibles des structures ........................ — 224.3 Calculs par la méthode des éléments finis................................................. — 25

5. Justifications d’une fondation superficielle ..................................... — 265.1 États limites concernant le sol..................................................................... — 275.2 États limites concernant les matériaux constitutifs de la fondation ........ — 285.3 États limites de déplacement concernant la structure portée .................. — 28

6. Dispositions constructives .................................................................... — 286.1 Généralités et conditions de site................................................................. — 286.2 Dispositions constructives........................................................................... — 29

Pour en savoir plus ........................................................................................... Doc. C 246

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FONDATIONS SUPERFICIELLES ___________________________________________________________________________________________________________


Le mode de travail d’une fondation et son interaction avec le sol conduisent àintroduire la notion de profondeur critique que l’on peut définir en premièreapproximation comme le niveau au-dessous duquel, en sol homogène, la résis-tance sous la base de la fondation n’augmente plus. Les fondations superficiel-les ont leur base située au-dessus de cette profondeur critique : ce sont lessemelles, radiers, etc. Les fondations profondes ont leur base située au-dessousde cette profondeur critique. Les fondations superficielles travaillent essentielle-ment grâce à la résistance du sol sous la base. Pour les fondations profondes(pieux, puits, barrettes, etc.), il y a également lieu de considérer la résistance dusol le long du fût, c’est-à-dire le frottement latéral (cf. chapitre spécialisé dans cetraité).

Entre les deux extrêmes, fondations superficielles et fondations profondes, ontrouve les fondations semi-profondes dont la base se trouve au-dessus de la pro-fondeur critique, mais pour lesquelles le frottement latéral ne peut être négligé :il s’agit des puits et pieux courts ou des barrettes de faible profondeur et de laplupart des caissons. Il n’y a pas de méthode de calcul propre à cette catégoriede fondations qui ne constituent que des cas particuliers ; il faudra adapter,suivant les cas, les méthodes retenues pour les fondations superficielles ou pourles fondations profondes.

1. Définitions

1.1 Types de fondations superficielles

On distingue (figure 1) :— les semelles filantes, généralement de largeur B modeste (au

plus quelques mètres) et de grande longueur L (L/B > 10 pour fixerles idées) ;

— les semelles isolées, dont les dimensions en plan B et L sonttoutes deux au plus de quelques mètres ; cette catégorie inclut lessemelles carrées (B/L = 1) et les semelles circulaires (dediamètre B) ;

— les radiers ou dallages, de dimensions B et L importantes ;cette catégorie inclut les radiers généraux.

1.2 Capacité portante et tassement

Dans un premier temps, l’ingénieur géotechnicien, cherchera àfonder son ouvrage superficiellement, pour des raisons de coût évi-dentes (si des conditions particulières liées au projet, au site ou auxsols ne le lui interdisent pas, évidemment). Il devra, alors, se préoc-cuper en tout premier lieu de la capacité portante de sa fondation,c’est-à-dire vérifier que les couches de sol superficielles peuventeffectivement supporter la charge transmise. Si le résultat descalculs est concluant, notamment s’il n’aboutit pas à une aire de lafondation prohibitive, il doit alors s’assurer que son tassement sousles charges de fonctionnement prévues (courantes ou exception-nelles) est dans des limites admissibles. Capacité portante et tasse-ment sont ainsi les deux éléments fondamentaux qu’il y a lieu deconsidérer systématiquement lors du calcul des fondations superfi-cielles.

Les notions de capacité portante et de tassement sont clairementillustrées par la figure 2 qui représente une courbe typique obtenuelors du chargement d’une fondation superficielle. La largeur de lafondation est notée B et la profondeur où est située sa base est

notée D. Appliquons une charge monotone croissante, d’unemanière quasi statique, à une fondation posée à une profondeur Ddonnée et relevons les tassements s obtenus en fonction de lacharge appliquée Q.

Figure 1 – Types de fondations superficielles

B

B

B

L

L

L

a semelle filante

B x L << aire de l'ouvrage porté

B x L : aire de l'ouvrage porté

B � L b semelle isolée

c radier (ou dallage)

ＳＸ


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___________________________________________________________________________________________________________ FONDATIONS SUPERFICIELLES


Au début du chargement, le comportement est sensiblementlinéaire, c’est-à-dire que le tassement croît proportionnellement à lacharge appliquée. Puis le tassement n’est plus proportionnel (onpeut dire qu’il y a création et propagation de zones de sol plastifiéessous la fondation). À partir d’une certaine charge , il y a poin-çonnement du sol ou tout du moins un tassement qui n’est pluscontrôlé. Le sol n’est pas capable de supporter une charge supé-rieure (on peut dire que l’on a atteint l’écoulement plastique libre).

Cette charge est la capacité portante de la fondation (on parleaussi souvent de charge limite, de charge de rupture ou encore decharge ultime).

Le dimensionnement correct de la fondation d’un ouvrage consis-tera, notamment, à s’assurer que l’on reste en deçà de cette chargelimite, avec une certaine marge quantifiée par un coefficient desécurité, et que les tassements correspondants sont admissibles(point Qd , sd sur la figure 2). Dans l’approche dite aux limites », on définit en fait plusieurs charges admissibles (ou capa-cités portantes de calcul) Qd, suivant la nature des actions (voir § 2).

2. Actions pour le calculaux états limites

On distingue les états limites de service (ELS) et les états limitesultimes (ELU). Pour chacun de ces états limites, on doit, d’une part,former des combinaisons d’actions afin de déterminer la charge surla fondation Vd et, d’autre part, déterminer la résistance du sol Qdqui est, elle-même, fonction de l’état limite considéré (§ 5).

Selon le projet d’Eurocode 7 - partie 1 sur le Calcul géotechnique(1994), « les états limites de service sont les états au-delà desquelsdes critères de service précis ne sont plus satisfaits » ; ces étatscomprennent :

— « des déformations, des mouvements ou des déflexions quicompromettent l’aspect ou l’utilisation effective de la structure (ycompris le mauvais fonctionnement des machines ou des services)ou causent des dommages aux finitions et aux éléments nonstructuraux ;

— des vibrations qui causent une gêne aux personnes, des dom-mages au bâtiment ou à son contenu, ou qui limitent son efficacitéfonctionnelle ».

Les états limites ultimes sont ceux « associés à la ruine, l’instabi-lité ou toute forme de rupture qui peut mettre en danger la sécuritédes personnes » ainsi que, conventionnellement, certains états quiles précèdent ; ces états comprennent :

— « la perte d’équilibre de la structure ou de toute partie de lastructure, considérée comme un corps rigide ;

— la rupture par déformation excessive, rupture ou perte de sta-bilité de la structure ou de toute partie de la structure, y compris lesappuis et les fondations ».

En ce qui concerne les calculs de portance (calculs en termes decharges), l’approche aux « états limites », consistent à s’assurerque :

(1)

avec Vd charge de calcul appliquée normalement à labase de la fondation, tenant compte decoefficients pondérateurs des charges(généralement supérieurs à 1), qui sont descoefficients partiels sur les actions (voir ci-dessous),

Qd capacité portante de calcul (ou résistance decalcul) correspondante, incluant l’effet del’inclinaison et de l’excentrement des charges(§ 3) et tenant compte de coefficients de sécuritépartiels sur la résistance du sol (§ 5).

2.1 Définitions des actions

On se contente de donner ici quelques principes généraux sansentrer dans le détail des calculs aux états limites. Les situations, lesdifférents types de sollicitations et leurs valeurs à prendre encompte dans les calculs sont définis dans les textes normatifs ouréglementaires. Ils varient notamment suivant le type d’ouvrageconsidéré.

Pour les fondations superficielles des ouvrages de génie civil etdes bâtiments, on distingue communément les actions suivantes(Fascicule n° 62-Titre V du CCTG, 1993).

2.1.1 Actions permanentes G

Ce sont des actions permanentes de toute nature (autres que Fwdéfini ci-après). Citons, par exemple :

— le poids propre de la fondation proprement dite ;— le poids propre de l’appui (pile, culée, semelle de liaison, etc.) ;— la fraction du poids propre du bâtiment ou de l’ouvrage consi-

déré et de ses équipements reprise par la fondation ;— les efforts dus au retrait, fluage, etc. ;— les efforts dus au poids et aux poussées du sol.

Notons qu’à l’état limite ultime, sous combinaisons fondamenta-les (§ 2.2.1.1), il y a lieu, pour chaque problème étudié, de séparer :

— les actions G défavorables notées Gmax ;— les actions G favorables notées Gmin .

2.1.2 Actions dues à l’eau Fw

Ce sont, essentiellement, dans le cas des fondationssuperficielles :

— la poussée d’Archimède, pour les calculs en contraintes effec-tives (déjaugeage) ;

— l’effet hydrodynamique des courants sur les appuis en rivièreet en mer.

2.1.3 Actions variables Q

Il s’agit essentiellement :— des charges d’exploitation : surcharges routières, freinage,

stockage temporaire, etc. ;— des charges dues aux effets climatiques : vent, neige, etc.

Figure 2 – Notations. Courbe de chargement (vertical et centré) d’une fondation superficielle

B

D

Q

Charge QQQd

sd

�

Tassement s

Q�

Q�

Vd Qd�

« états

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Ces actions variables Q interviennent dans toutes les combinai-sons d’actions type (§ 2.2) soit comme action variable de base Q1,soit comme action variable d’accompagnement Q i (i > 1). On fait« tourner » les actions variables entre base et accompagnementpour déterminer la combinaison la plus défavorable.

Lorsque Q est prise comme action de base, on distingue :— sa valeur caractéristique Q1, généralement donnée par les

textes réglementaires ;— sa valeur fréquente ψ1 Q1.

Lorsque Q est prise comme action d’accompagnement, ondistingue :

— sa valeur de combinaison ψ0iQi ;— sa valeur quasi permanente ψ2iQi .

Les combinaisons d’actions type (§ 2.2) indiquent les valeursreprésentatives pertinentes dans chaque cas. Lorsqu’une actionvariable est favorable pour un état limite donné, elle est prise à savaleur minimale, qui est en général la valeur nulle.

2.1.4 Actions accidentelles FA

Pour les ouvrages de génie civil, l’action accidentelle peut être unchoc de bateau, un choc de véhicule sur un appui, un séisme, etc.,pour les bâtiments, un vent extrême, une explosion, un choc, un feu,un séisme, etc.

Les actions accidentelles sont considérées avec une valeur repré-sentative unique qui est une valeur nominale, généralement don-née dans les textes réglementaires.

2.2 Combinaisons d’actions typeet sollicitations de calcul

Les fondations superficielles des ouvrages de génie civil (fasci-cule 62-V, 1993) et des bâtiments (DTU 13.12, 1988) doivent être jus-tifiées pour diverses combinaisons et sollicitations de calcul,conformément aux règles du béton armé ou de l’acier en vigueur.Ainsi, le fascicule 62-V définit, pour les fondations superficielles, lescombinaisons suivantes.

2.2.1 États limites ultimes

Pour les fondations superficielles, on distingue essentiellement :— l’ELU de mobilisation du sol (capacité portante) ;— l’ELU de renversement ;— l’ELU de glissement sur la base ;— l’ELU de résistance des matériaux constitutifs de la fondation ;— lorsque les déplacements peuvent nuire au bon comportement

de la structure (tassements, par exemple), l’état limite de déplace-ment.

Il s’agit d’éviter des ruptures catastrophiques. On admet de répa-rer.

2.2.1.1 Combinaisons fondamentales

Les combinaisons fondamentales correspondent à une probabi-lité d’occurrence très faible, de l’ordre de 10−4 ou moins sur uneannée, et à une durée d’application faible (inférieure à l’heure).

On considère généralement les sollicitations s de calculsuivantes :

avec γ coefficient pondérateur,

γfw = 1,05 pour la pression de l’eau défavorable,

= 1 pour la pression de l’eau,

= 1,2 ou 0,9 pour la partie relative aux forceshydrodynamiques de courant, de manière à obtenirl’effet le plus défavorable,

γf1Q1 = 1,33 le plus généralement (1,2 pour les chargesd’exploitation étroitement bornées ou de caractèreparticulier),

ψ0 i = 0,77 dans les cas courants des chargesd’exploitation et des effets de la neige et du vent.

2.2.1.2 Combinaisons accidentelles

Les combinaisons accidentelles correspondent à des événementstrès exceptionnels, dont la probabilité d’occurrence est extrême-ment faible sur la durée de vie de l’ouvrage.

Les sollicitations de calcul s sont :

Le plus souvent, pour les ouvrages de génie civil, ψ1 Q1, s’il existe,est négligeable vis-à-vis de FA, et ψ2i Qi = 0.

2.2.1.3 Combinaisons vis-à-vis des états limites (ultimes)de stabilité d’ensemble

Dans le cas d’une fondation en tête de talus, on considérera, pourle grand glissement, les sollicitations de calcul s suivantes :

(en remarquant qu’il n’y a pas lieu, en général, de considérer deforces hydrodynamiques de courant dans Fw).

Cette combinaison d’action type est celle proposée par lesRecommandations Clouterre 1991.

2.2.2 États limites de service

Pour les fondations superficielles, on envisage essentiellement :

— l’état limite de service de mobilisation du sol (limitation desdéplacements) ;

— l’état limite de service de décompression du sol ;— l’état limite de service du matériau constitutif de la fondation

(durabilité de la fondation) ;— lorsque la structure portée l’exige, l’état limite de déplacement.

Il s’agit d’éviter une dégradation de l’ouvrage.

2.2.2.1 Combinaisons quasi permanentes

Les sollicitations dues aux combinaisons quasi permanentescorrespondent aux sollicitations réellement subies par la structurependant la majeure partie de sa durée de vie. Elles sont intéres-santes pour étudier les déplacements à long terme de la fondation.

Les sollicitations de calcul s suivantes sont à envisager :

avec, le plus souvent, pour les ouvrages de génie civil, ψ2i Qi = 0.

2.2.2.2 Combinaisons fréquentes

Ces combinaisons sont à considérer lorsque les déplacements(tassements, par exemple) peuvent nuire au bon comportement de

1,125 s 1,2 Gmax 0,9 Gmin γ fw Fw γ f 1Q1Q1 1,15 ψ0iQii > 1∑- - - -

s G Fw FA ψ1Q1 ψ 2i Qii > 1∑- - - -

1,125 s 1,05 Gmax 0,95 Gmin Fw γ f 1 Q1 Q1 1,15 ψ 0i Qii > 1∑- - - -

s G Fw ψ 2i Qii 1�

∑- -

ＴＰ


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la structure portée. De tels calculs des fondations en déplacementsont encore, à l’heure actuelle, délicats. On s’attachera à tenircompte, le plus possible, des phénomènes physiques réels d’inter-action sol-fondation et à faire intervenir toutes les actions concomi-tantes (par exemple, charges permanentes et actions variablesréglementaires).

Les sollicitations en combinaisons fréquentes s’écrivent :

2.2.2.3 Combinaisons rares

Les sollicitations dues aux combinaisons rares correspondent auxsollicitations que les ouvrages auront à subir, quelquefois seule-ment au cours de leur durée de vie.

Les sollicitations de calcul s à considérer sont données par :

avec ψ0 = 0,77 dans les cas courants des charges d’exploitationet des effets de la neige et du vent.

3. Capacité portantedes fondations superficielles

Un certain nombre de règles de l’art doivent être respectéeslorsque l’on construit une fondation superficielle, mais, contrai-rement aux autres fondations (pieux, caissons, etc.), la méthodeprécise de construction ou d’installation n’est pas un paramètre quiinflue sur sa portance ou son tassement. Le seul paramètre quiinflue sur les contraintes d’interaction avec le sol est sa rigidité et,notamment pour le calcul du tassement, on doit distinguer entrefondation souple et fondation rigide.

Deux types de méthodes de calcul de la capacité portante sontdéveloppées dans ce qui suit : les méthodes à partir des résultatsdes essais de laboratoire, c’est-à-dire à partir de la cohésion et del’angle de frottement (méthodes classiques, dites méthodes « c-ϕ »)et les méthodes à partir des résultats des essais in situ, c’est-à-direà partir de la pression limite du pressiomètre Ménard ou à partirde la résistance de pointe qc du pénétromètre statique CPT.

Il existe bien d’autres méthodes de calcul à partir des résultatsd’essais in situ. Citons la méthode à partir des résultats d’essais depénétration au carottier (Standard Penetration Test : SPT) (voir, parexemple, les recommandations du Transportation Research Board(TRB), 1991).

La méthode à partir de SPT, comme celles à partir du pressio-mètre Ménard ou du CPT sont des méthodes empiriques directes(c’est-à-dire qu’elles relient directement, par corrélation, la portancede la fondation aux résultats de l’essai en place). Il existe égalementdes méthodes indirectes qui proposent d’abord de déterminer lesparamètres de résistance du sol à partir des résultats de l’essai, puis,ensuite, d’appliquer la méthode « c-j » (§ 3.1). C’est le cas, par exem-ple, des méthodes basées sur les résultats d’essai au dilatomètreplat Marchetti DMT.

Dans certains cas, on peut envisager de baser l’estimation de laportance d’une fondation sur un essai de chargement statique. Pourles fondations superficielles, cet essai est peu répandu, notammentparce que le problème de la méthode d’exécution ne se pose pascomme dans le cas des fondations profondes.

3.1 Calcul de la capacité portante à partir des essais de laboratoire(méthode « c-ϕ »)

Le calcul de la capacité portante des fondations superficielles àpartir de c et ϕ est probablement le problème le plus connu de lamécanique des sols contemporaine et tous les manuels du domainey font largement référence. Pour la définition des paramètres derésistance au cisaillement c et ϕ , à court terme (en contraintestotales) et à long terme (en contraintes effectives), ainsi que pour lesméthodes de détermination de ces paramètres en laboratoire, on sereportera à l’article Résistance au cisaillement dans ce traité [42].

3.1.1 Semelle filante. Charge verticale et centrée

Dans le cas d’une semelle filante, la contrainte de rupture souscharge verticale centrée est obtenue par la relation générale sui-vante (méthode de superposition de Terzaghi, figures 3 et 4) :

(2)

avec contrainte de rupture (capacité portante par unitéde surface),

γ1 poids volumique du sol sous la base de lafondation,

γ2 poids volumique du sol latéralement à lafondation,

q surcharge verticale latérale à la fondation,

c cohésion du sol sous la base de la fondation,

Nγ (ϕ ), Nc (ϕ ) et Nq (ϕ ) facteurs de portance, ne dépendantque de l’angle de frottement interne ϕ du solsous la base de la fondation.

Les différents termes sont les suivants :

— le premier terme (1/2 γ1 BNγ (ϕ )) est le terme de surface (ou depesanteur), car il est fonction de la largeur de la fondation B et dupoids volumique γ1 du sol sous la fondation. C’est la charge limite

s G Fw ψ 1Q 1 ψ2i Qii > 1∑-- -

s G Fw Q 1 ψ0i Qii > 1∑-- -

p�

Figure 3 – Schéma de rupture d’une fondation superficielle

Figure 4 – Capacité portante. Méthode de superposition de Terzaghi(méthode « c-ϕ »)

B

q�

D γ2

γ1

q q

γ

� 0ϕ'� 0

= 0

= 0 = 0

c'

qγ21

B

q�

q q

ϕ'�0

� 0 � 0

= 0c'

qγ2= 0γ

1

Dq

�q

�

+ +

ϕ'� 0

= 0 = 0

� 0c'

qγ2= 0γ

1

q�

1 2 γ1⁄ BNγ ϕ ( ) cN c ϕ ( ) q γ 2 D" - ( ) N q ϕ ( )"- -?q

�

ＴＱ


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(théorie rigide-plastique) pour un massif pesant et frottantuniquement ;

— le deuxième terme (cNc (ϕ )) est le terme de cohésion. C’est lacharge limite pour un sol frottant et cohérent, mais non pesant ;

— le troisième terme (q + γ2D ) Nq (ϕ ) est le terme de surchargeou de profondeur. C’est la charge limite pour un sol uniquementfrottant et chargé latéralement (γ2 est le poids volumique du sol au-dessus du niveau de la base).

La méthode de superposition de Terzaghi consiste donc simple-ment à additionner ces trois termes. On peut, en effet, montrerqu’elle donne une valeur par défaut de la charge limite et l’approxi-mation faite est du côté de la sécurité.

Dans l’application pratique de cette méthode, on doit distinguer,selon la mécanique des sols classique, le calcul à court terme enconditions non drainées (en contraintes totales) et le calcul à longterme en conditions drainées (en contraintes effectives).

3.1.1.1 Calcul en conditions non drainées

Lorsque le sol porteur est un sol fin cohérent saturé, on doit faireun calcul à court terme, en contraintes totales. Le sol est caractérisépar sa cohésion non drainée cu . On prend :

c = cu et ϕ = 0

Il en résulte Nγ = 0 et Nq = 1, donc pour une semelle filante :

(3)

avec Nc (0) = π + 2 pour les fondations lisses,

Nc (0) = 5,71 pour les fondations rugueuses

γ2 est le poids volumique total du sol latéral. Il n’y a pas lieu de tenircompte de la poussée d’Archimède dans Fw (voir § 2.1.2). End’autres termes, on ne déjauge pas la fondation.

3.1.1.2 Calcul en conditions drainées

Le calcul à long terme pour les sols cohérents et le calcul dansles sols pulvérulents sont des calculs en conditions drainées, encontraintes effectives. Les paramètres de résistance drainés sont :

c = c ′ et ϕ = ϕ ′

Dans ce cas, et toujours pour une semelle filante :

(4)

avec et poids volumiques effectifs.

Il y a lieu de déjauger les poids volumiques si les solscorrespondants sont immergés (et on tient compte de la pousséed’Archimède sur la fondation dans Fw, c’est-à-dire que l’on déjaugeégalement le poids de la fondation) :

avec poids volumique total du sol,

poids volumique de l’eau.

Ainsi pour la nappe affleurant à la surface (sol saturé) :

et pour une nappe à grande profondeur (sol sec) :

Pour les valeurs des facteurs de portance sans dimension Nc (ϕ ′)et Nq (ϕ ′), on utilise la solution classique de Prandtl (solutionexacte) :

Nq = exp (π tan ϕ ′) tan2 (π/4 + ϕ ′/2) et Nc = (Nq − 1)cot ϕ ′

Ces valeurs sont données sur la figure 5 et dans le tableau 1.

Il existe diverses recommandations concernant les valeurs du fac-teur de portance Nγ (ϕ ′), pour lequel on ne dispose pas d’une solu-tion exacte. Le projet d’Eurocode 7-1 (1994) préconise l’expressionsuivante :

Nγ = 2 (Nq − 1) tan ϕ ′

lorsque la base est rugueuse (pour un angle de frottement fonda-tion-sol supérieur à ϕ ′/2).

Les valeurs de Nγ retenues par le DTU 13.12 (1988) sont donnéesdans le tableau 1 [15]. Elles sont légèrement inférieures à celles duprojet d’Eurocode 7-1 (1994) (voir [10]).

3.1.2 Influence de la forme de la fondation.Charge verticale et centrée

La relation (2) est modifiée par l’introduction des coefficients mul-tiplicatifs sγ , sc et sq pour tenir compte de la forme de la fondation :

(5)

q�

cuNc 0 ( ) q γ 2 D"- -?

q�

1 2⁄ γ 1′ BNγ ϕ ′( ) c ′ N c ϕ ′( ) q γ 2 ′ D" - ( ) N q ϕ ′( )"- -?

γ 1′ γ 2

′

γ ′ γ γwÏ?γγw

q�

1

2///? γ1 γwÏ( ) BNγ ϕ ′ ( ) c ′Nc- ϕ ′ ( ) q γ2 γwÏ( )D-[ ]- Nq ϕ ′ ( )

q�

1

2///? γ1 BNγ ϕ ′ ( ) c ′Nc- ϕ ′ ( ) q γ2D-( )- Nq ϕ ′ ( )

Figure 5 – Valeurs de

N

c

(

ϕ

′

),

N

γ

(

ϕ

′

) et

N

q

(

ϕ

′

) recommandéespar Terzaghi et Peck [38]. Les valeurs de

N

γ

sont dues à Meyerhof [24]

Tableau 1 – Valeurs de

N

c

(

ϕϕϕϕ

′

),

N

γγγγ

(

ϕϕϕϕ

′

)

N

q

(

ϕϕϕϕ

′

)

(DTU 13.12, 1988)

ϕϕϕϕ

′

N

c

N

γγγγ

N

q

0

°

5,14 0 1,00

5

°

6,50 0,10 1,60

10

°

8,40 0,50 2,50

15

° 11,00 1,40 4,00

20° 14,80 3,50 6,40

25° 20,70 8,10 10,70

30° 30,00 18,10 18,40

35° 46,00 41,10 33,30

40° 75,30 100,00 64,20

45° 134,00 254,00 135,00

40

30

20

10

060 50 40 30 20 10

5,141,00

0 20 40 60 80

Valeurs de Nc et Nq Valeurs de N γ

γ

N'γ Nγ

Valeurs de

et et ,en lieu et place de c' c'

ϕ'

ϕ

Nc

Nq N'c N'q

γ= 45 , N = 240ϕ'

Pour les semelles filantes sur sols mous ou lâches, Terzaghi et Peck

recommandent d'utiliser

pour tenir compte de la rupture localisée et non généralisée. Les valeurs

des courbes en tiretés (N'c , N'q , et N'

23

'

ϕ23

'

ϕ'23

) correspondent à .

q�

1 2 s γ γ 1 BN γ ⁄ ϕ ( ) s c c N c ϕ ( ) s q q γ 2 D"- ( ) N q ϕ ( )"- -?

ＴＲ


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C 246

−

7

Les valeurs de Terzaghi sont données dans le tableau

2

. Pour lesfondations rectangulaires ou carrées, le DTU 13.12 retient lesmêmes valeurs.

Les propositions de l’Eurocode 7-1 (1994) sont très semblablespour les conditions non drainées. Elles sont sensiblement diffé-rentes pour les conditions drainées, en ce qui concerne

s

c

et

s

q

(tableau

3

).

Quoi qu’il en soit, lorsque l’on passe d’une fondation carrée (oucirculaire) (

B

/

L

= 1) à une fondation rectangulaire (

B

/

L

< 1), onremarque que les différentes propositions reviennent à :

— accroître le terme de surface (ou de pesanteur), pour les condi-tions drainées ;

— laisser égal ou diminuer le terme de surcharge (ou deprofondeur) ;

— diminuer le terme de cohésion.

3.1.3 Influence de l’inclinaison et de l’excentrement de la charge

3.1.3.1 Influence de l’inclinaison

Lorsque la charge appliquée à la fondation est inclinée par rapportà la verticale, il y a lieu d’appliquer la relation suivante :

(6)

avec

i

γ

,

i

c

et

i

q

coefficients minorateurs (inférieurs à 1).

Dans le cas d’une inclinaison créée par une charge horizontaleparallèle à

B

(figure

6

), d’angle

δ

par rapport à la verticale, le

DTU 13.12 propose les relations suivantes pour les coefficients iγ, icet iq dues à Meyerhof [25] :

iγ = (1 − δ/ϕ ′)2 (7)

ic = iq = (1 − 2δ/π)2 (8)

Dans le cas d’un sol purement cohérent (argile) et dans le cas d’unsol purement frottant (sable), Meyerhof [23] a également donné dessolutions pour les fondations filantes sous la forme de facteurs deportance Ncq (combinaisons de Nc et Nq) et Nγq (combinaisons de Nγ

et Nq), dépendant de l’angle de frottement ϕ , de l’inclinaison δ et del’encastrement D /B (figure 7). Ces solutions peuvent être résuméespar les coefficients de réduction du tableau 4.

Le projet d’Eurocode 7-1 (1994) propose des relations plus compli-quées, fonction de l’aire réduite A′ de la surface de base de la fonda-tion qui tient compte des excentrements de la charge dans les deuxdirections (voir au § 3.1.3.2) :

— en conditions non drainées, pour une charge horizontale H :

— en conditions drainées, pour une charge horizontale H paral-lèle à L et une charge verticale V :

iq = iγ = 1 − H/(V + A′c ′ cot ϕ ′)

ic = (iqNq − 1)/(Nq − 1)

— en conditions drainées, pour une charge horizontale H paral-lèle à B et une charge verticale V :

iq = (1 − 0,7 H/(V + A′c ′ cot ϕ ′))3

iγ = (1 − H/(V + A′c ′ cot ϕ ′))3

ic = (iqNq − 1)/(Nq − 1)

Tableau 2 – Coefficients de forme. Valeurs de Terzaghi.(Conditions non drainées et drainées)

Fondations Rectangulaires ou carrées Circulaires

sγ (1) 0,8 0,6

sc 1,2 1,3

sq 1 1 1

(1) Conditions drainées, seulement.

BL//// 1?

1 0,2Ï BL////

1 0,2 BL////-

q�

1 2 iγ sγ γ1BNγ⁄ ϕ ( ) i c s c c N c ϕ ( ) i q s q q γ 2 D" - ( ) N q ϕ ( )"- -?

Figure 6 – Inclinaison et excentrement d’une chargedans la direction parallèle à

B

B' = B – 2e

q�

δ

e

F

B

ic 0,5 1 1 H A⁄ ′cuÏ-( )?

Tableau 3 – Coefficients de forme. Projet d’Eurocode 7-1 (1994)

Conditions non drainées Conditions drainées

Fondations rectangulairescarrées ou circulaires

rectangulairescarrées ou circulaires

s

γ

0,7

s

c

1,2

s

q

1 1 1 + sin

ϕ

′

B L⁄ 1?( ) B L⁄ 1?( )

1 0,3 BL////Ï

1 0,2 BL////- 1

BL//// ϕ ′sin-

Nq 1ÏNq 1Ï/////////////////////////////////////////////////////

1 ϕ ′sin-( ) Nq 1ÏNq 1Ï////////////////////////////////////////////////

1BL//// ϕ ′sin-

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Fondations profondespar Roger FRANK

Ingénieur Civil des Ponts et ChausséesDocteur-Ingénieur, Docteur ès Sciences PhysiquesDirecteur du Centre d’Enseignement et de Recherche en Mécanique des Sols (CERMES)Professeur adjoint de Mécanique des Sols à l’École Nationale des Ponts et Chaussées

Ce chapitre est une refonte de la précédente édition rédigée par François Bourgeset Roger Frank.

1. Classification des pieux ......................................................................... C 248 - 21.1 Pieux refoulant le sol à la mise en place ................................................... — 21.2 Pieux ne refoulant pas le sol à la mise en place ....................................... — 41.3 Pieux particuliers ......................................................................................... — 5

2. Actions sur les pieux. Introduction à la théorie des états-limites — 62.1 Définitions des actions ................................................................................ — 62.2 Combinaisons et sollicitations de calcul.................................................... — 8

3. Pieu isolé sous charge axiale ............................................................... — 93.1 Définitions. Introduction ............................................................................. — 9

3.2 Prévision de la charge limite et de la charge de fluage Qc à partird’un essai de chargement statique ............................................................ — 11

3.3 Prévision de la charge limite par la méthode pressiométrique ......... — 12

3.4 Prévision de la charge limite à partir des résultatsdu pénétromètre statique ........................................................................... — 16

3.5 Prévision de la charge limite à partir de méthodes dynamiques....... — 173.6 Évaluation du frottement négatif maximal................................................ — 193.7 Tassement d’un pieu isolé .......................................................................... — 21

4. Pieu isolé sous charges latérales ........................................................ — 224.1 Comportement du sol. Définitions ............................................................. — 224.2 Équation d’équilibre .................................................................................... — 234.3 Méthode générale de résolution ................................................................ — 244.4 Prévision du déplacement libre du sol g (z ).............................................. — 254.5 Choix de la courbe de réaction P /∆y.......................................................... — 274.6 Conditions aux limites................................................................................. — 304.7 Essai statique de pieu isolé sous effort transversal.................................. — 314.8 Formulaire pour pieux souples et pour pieux rigides, dans le cas d’un

sol homogène et linéaire ............................................................................ — 31

5. Comportement des groupes de pieux ................................................ — 345.1 Modifications du comportement d’un pieu par effet de groupe ............. — 345.2 Calcul général des efforts et des déplacements d’un groupe de pieux .. — 395.3 Répartition des efforts sur les pieux d’un groupe. Cas simplifiés........... — 40

6. Justifications d’une fondation sur pieux .......................................... — 416.1 États-limites à considérer............................................................................ — 416.2 États-limites de mobilisation du sol........................................................... — 416.3 États-limites concernant les matériaux constitutifs des pieux ................ — 426.4 État-limite de déplacement ......................................................................... — 44

7. Dispositions constructives et marche à suivre ............................... — 447.1 Types de pieux ............................................................................................. — 447.2 Dimensions. Inclinaison.............................................................................. — 447.3 Disposition en plan des pieux d’un groupe............................................... — 457.4 Recommandation particulière pour les pieux exécutés en place

et les barrettes ............................................................................................. — 457.5 Contrôle des pieux exécutés en place et des barrettes ............................ — 457.6 Marche à suivre pour une étude de fondations profondes...................... — 45

Pour en savoir plus........................................................................................... Doc. C 248

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FONDATIONS PROFONDES _______________________________________________________________________________________________________________


es fondations profondes sont celles qui permettent de reporter les chargesdues à l’ouvrage qu’elles supportent sur des couches situées depuis la sur-

face jusqu’à une profondeur variant de quelques mètres à plusieurs dizaines demètres, lorsque le sol en surface n’a pas une résistance suffisante poursupporter ces charges par l’intermédiaire de fondations superficielles (semellesou radiers : cf. chapitre spécialisé dans ce traité [C 2 314] [C 2 319]).

Pour le calcul, les deux types de fondations (profondes et superficielles) sedifférencient essentiellement par la prise en compte d’un frottement sur les paroislatérales de la fondation.

Pour les fondations profondes, le mode de travail et l’interaction avec le solenvironnant conduisent à introduire la notion de profondeur critique (§ 3.1.3.4),mais qu’on peut définir, en première approximation, comme le niveauau-dessous duquel, en sol homogène, la résistance sous la base n’augmenteplus. Les fondations profondes, stricto sensu, ont leur base située au-dessousde cette profondeur critique : ce sont les pieux, les puits et les barrettes.

Les barrettes sont des parois moulées porteuses, qui bien que de forme diffé-rente et faisant appel à une technique d’exécution particulière, ont en généralun comportement comparable à celui d’un pieu moulé en place sanstubage (§ 1.2).

Entre les deux extrêmes, fondations superficielles et fondations profondes, ontrouve les fondations semi-profondes, dont la base se situe au-dessus de laprofondeur critique, mais pour lesquelles le frottement latéral ne peut êtrenégligé : il s’agit des pieux ou parois de faible longueur et de tous les types decaissons. Il n’y a pas de méthode de calcul propre à cette catégorie de fondationsqui ne constituent que des cas particuliers ; il faudra adapter, suivant les cas,les méthodes retenues pour les fondations superficielles ou pour les fondationsprofondes.

Dans le cadre de ce chapitre, on restera dans le domaine classique des pieux,que leur longueur soit ou non supérieure à la profondeur critique (les barrettespouvant s’y rattacher de façon relativement simple).

On ne développera pas les fondations sur caissons, dont les problèmesspécifiques résident essentiellement dans les techniques de mise en œuvre.

L

1. Classification des pieux

Traditionnellement, on classe les pieux :— soit suivant la nature du matériau constitutif : bois, métal,

béton ;— soit suivant le mode d’introduction dans le sol :

• pieux battus, façonnés à l’avance et mis en place, le plus sou-vent, par battage,

• pieux forés, exécutés en place par bétonnage dans un forage,à l’abri ou non d’un tube métallique.

Pour l’évaluation de la force portante, notamment, il est plusimportant de considérer le type de sollicitation imposée au sol parla mise en place du pieu. C’est ainsi que l’on distingue :

— les pieux dont la mise en place provoque un refoulement dusol ;

— les pieux dont l’exécution se fait après extraction du sol duforage et qui, de ce fait, ne provoquent pas de refoulement du sol ;

— certains pieux particuliers dont le comportement est intermé-diaire.

On se reportera aux références bibliographiques [6] [12].

1.1 Pieux refoulant le sol à la mise en place

Les principaux types de pieux actuels entrant dans ce groupesont les suivants.

■ Pieu battu préfabriqué

Ces pieux, préfabriqués en béton armé ou précontraint, sont fichésdans le sol par battage ou vibrofonçage.

■ Pieu en métal battu

Ces pieux, entièrement métalliques, constitués d’acier E 24-2 ousimilaire avec addition éventuelle de cuivre (0,2 à 0,5 %), sont fichésdans le sol par battage. Leurs sections sont (figure 1) :

— en forme de H ;— en forme d’anneau (tube) ;— de formes quelconques, obtenues par soudage de palplanches

par exemple (palpieux).

Ils ne sont classés dans ce groupe que si leur base est obturée.Sinon, ils font partie des pieux particuliers (§ 1.3).

■ Pieu en béton foncé

Ces pieux sont constitués d’éléments cylindriques en béton armé,préfabriqués ou coffrés à l’avancement, de 0,50 à 2,50 m delongueur et de 30 à 60 cm de diamètre. Les éléments sont foncésdans le sol à l’aide d’un vérin qui prend appui sous un massif deréaction.

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______________________________________________________________________________________________________________ FONDATIONS PROFONDES


■ Pieu en métal foncé

Ces pieux, entièrement métalliques, sont constitués d’acier E 24-2ou similaire avec addition éventuelle de cuivre (0,2 à 0,5 %). Ils sontfoncés dans le sol à l’aide d’un vérin qui prend appui sous un massifde réaction.

■ Pieu battu pilonné

Un tube, muni à sa base d’un bouchon de béton ferme, estenfoncé par battage sur le bouchon. En phase finale, le béton fermeest introduit dans le tube par petites quantités, successivementpilonnées à l’aide du mouton de battage au fur et à mesure del’extraction du tube. Suivant les cas, les pieux peuvent être armés.

■ Pieu battu moulé (figure 2)

Un tube, muni à sa base d’une pointe métallique ou en bétonarmé, ou d’une plaque métallique raidie ou d’un bouchon de béton,est enfoncé par battage sur un casque placé en tête du tube ou parbattage sur le bouchon de béton. Le tube est ensuite rempli tota-lement de béton d’ouvrabilité moyenne, avant son extraction. Le caséchéant, ces pieux peuvent être armés.

■ Pieu battu enrobé

Ce pieu à âme métallique (acier E 24-2 ou similaire) est constitué :— de tubes d’acier de 150 à 500 mm de diamètre extérieur ;— de profilés H ;— de caissons formés de profils ou de palplanches à 2, 3 ou

4 éléments.

La pointe du pieu comporte un sabot débordant qui assure unenrobage du métal du fût du pieu de 4 cm au minimum. Au fur età mesure du battage, un mortier est envoyé par un ou plusieurstubes débouchant au voisinage du sabot afin de constituer l’enro-

bage en remplissant le vide annulaire laissé par le débord decelui-ci.

■ Pieu tubulaire précontraint

Ce pieu est constitué d’éléments tubulaires en béton légèrementarmé, assemblés par précontrainte, antérieurement au battage. Leséléments ont généralement 1,5 à 3 m de longueur et 0,70 à 0,90 mde diamètre intérieur. Leur épaisseur est voisine de 0,15 m. Despassages longitudinaux de 2 à 4 cm de diamètre sont ménagéspour permettre l’enfilage des câbles de précontrainte. La mise enœuvre est normalement faite par battage avec base ouverte. Lelançage et le havage (benne, émulseur) peuvent être utilisés pourla traversée des terrains supérieurs. Ils sont interdits sur la hauteurde la fiche.

Figure 1 – Profilés métalliques battus

Figure 2 – Pieu battu moulé (d’après doc. Études et Travaux de Fondation)

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■ Pieu vissé moulé

Ce procédé, qui ne s’applique pas aux sols sableux sans cohé-sion situés sous la nappe en raison des éboulements importantsqu’il risquerait de provoquer, consiste à faire pénétrer dans le sol,par rotation et fonçage, un outil en forme de double vis surmontéd’une colonne cannelée. Cet outil est percé dans l’axe de lacolonne cannelée et muni d’un bouchon. Au sommet de la colonneest disposé un récipient rempli de béton. L’extraction de l’outil estobtenue en tournant dans le sens inverse de celui de la pénétra-tion. Le béton prend en continu, sous l’effet de la gravité, la placelaissée par l’outil.

1.2 Pieux ne refoulant pas le solà la mise en place

■ Pieu foré simple (et barrette exécutée dans les mêmes conditions)

Mis en œuvre à partir d’un forage exécuté dans le sol par desmoyens mécaniques tels que tarière, benne, etc. Ce procédé, quin’utilise pas le soutènement de parois, ne s’applique que dans lessols suffisamment cohérents et situés au-dessus des nappesphréatiques.

■ Pieu foré à la boue et barrette

Mis en œuvre à partir d’un forage exécuté dans le sol par desmoyens mécaniques tels que tarière, benne, etc., sous protectiond’une boue de forage. Le forage est rempli de béton de grandeouvrabilité sous la boue, en utilisant une colonne de bétonnage(figure 3).

Les formes de section des différents types de barrettes exécutéesdans ces conditions sont données à la figure 4.

■ Pieu foré tubé

Mis en œuvre à partir d’un forage exécuté dans le sol par desmoyens mécaniques tels que tarière, benne, etc., sous protectiond’un tubage dont la base est toujours située au-dessous du fond deforage. Le tubage peut être enfoncé jusqu’à la profondeur finalepar vibration, ou foncé avec louvoiement au fur et à mesure del’avancement du forage. Le forage est rempli partiellement outotalement d’un béton de grande ouvrabilité, puis le tubage estextrait sans que le pied du tubage puisse se trouver à moins de1 m sous le niveau du béton, sauf au niveau de la cote d’arase(figure 5).

■ Puits

Fondations creusées à la main. Les moyens de forage employésexigent la présence d’hommes au fond du forage. Les parois duforage sont soutenues par un blindage.

■ Pieu tarière creuse

MIs en œuvre avec une tarière à axe creux, d’une longueur totaleau moins égale à la profondeur des pieux à exécuter, vissée dansle sol sans extraction notable de terrain. La tarière est extraite dusol sans tourner pendant que, simultanément, du béton est injectédans l’axe creux de la tarière, prenant la place du sol extrait.

Figure 3 – Pieu foré à la boue (d’après doc. Solétanche)

Figure 4 – Différents types de barrettes

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On distingue trois types de matériel :— type 1 : la tarière creuse continue sans enregistrement spéci-

fique des paramètres de forage et de bétonnage ;— type 2 : la tarière creuse continue avec enregistrement spéci-

fique des paramètres de forage et de bétonnage (profondeur, pres-sion du béton, quantité de béton) ;

— type 3 : la tarière de type 2 équipée d’un tube de bétonnagetélescopique rétracté pendant la perforation et plongeant dans lebéton pendant l’opération de bétonnage (exemple : pieu Starsol,figure 6).

■ Micropieux

La technique et l’utilisation de micropieux prennent de plus enplus d’importance dans la géotechnique contemporaine, pour lesproblèmes les plus variés. On distingue, dorénavant, quatre typesde micropieux :

— type I : c’est un pieu foré tubé, de diamètre inférieur à250 mm. Le forage est équipé ou non d’armatures et rempli d’unmortier de ciment au moyen d’un tube plongeur. Le tubage estrécupéré en l’obturant en tête et en le mettant sous pressionau-dessus du mortier.

Ces micropieux ne sont pas utilisés pour les ouvrages de géniecivil ;

— type II : c’est un pieu foré, de diamètre inférieur à 250 mm. Leforage est équipé d’une armature et rempli d’un coulis ou de mor-tier de scellement par gravité ou sous une très faible pression aumoyen d’un tube plongeur.

Lorsque la nature du sol le permet, le forage peut être remplacépar le lançage, le battage ou le fonçage ;

— type III : c’est un pieu foré, de diamètre inférieur à 250 mm.Le forage est équipé d’armatures et d’un système d’injection quiest un tube à manchettes mis en place dans un coulis de gaine. Sil’armature est un tube métallique, ce tube peut être équipé demanchettes et tenir lieu de système d’injection.

L’injection est faite en tête à une pression supérieure ou égale à1 MPa. Elle est globale et unitaire.

Lorsque la nature du sol le permet, le forage peut être remplacépar le lançage, le battage ou le fonçage ;

— type IV : c’est un pieu foré de diamètre inférieur à 250 mm. Leforage est équipé d’armatures et d’un système d’injection qui estun tube à manchettes mis en place dans un coulis de gaine. Sil’armature est un tube métallique, ce tube peut être équipé de man-chettes et tenir lieu de système d’injection. On procède à l’injectionà l’obturateur simple ou double d’un coulis ou mortier de scelle-ment à une pression d’injection supérieure ou égale à 1 MPa.

L’injection est répétitive et sélective.

Lorsque la nature du sol le permet, le forage peut être remplacépar le lançage, le battage ou le fonçage.

■ Pieu injecté, sous haute pression, de gros diamètre

Ce type de pieu, par opposition aux micropieux de type III et IV,regroupe les pieux de forts diamètres, supérieurs à 250 mm. Leforage est équipé d’armatures et d’un système d’injection constituépar un ou plusieurs tubes à manchettes. Lorsque l’armature est untube métallique, ce tube peut faire office de tube à manchettes. Danscertains cas, le tube métallique peut être équipé d’une successionde clapets spéciaux indépendants ou de rampes spéciales qui per-mettent l’injection. L’armature peut être également constituée pardes profilés (H ou caissons de palplanches). Le scellement au terrainest effectué par injection sélective sous haute pression d’un coulisou d’un mortier à partir d’un obturateur simple ou double.

1.3 Pieux particuliers

Il s’agit des pieux métalliques (H, tubes, palpieux) étudiés au para-graphe 1.1 (figure 1), mais qui sont battus sans obturation de labase. Leur section réelle en pointe est faible par rapport à l’encom-brement extérieur du pieu. Pour le calcul de la force portante, ilsferont l’objet de recommandations particulières.

Figure 5 – Pieu foré tubé (d’après doc. Études et Travaux de Fondation)

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2. Actions sur les pieux. Introduction à la théorie des états-limites

2.1 Définitions des actions

Le lecteur pourra se reporter à la référence [6] de la bibliographie.

On se contentera de donner ici quelques principes généraux sansentrer dans le détail des calculs aux états-limites. Les différentstypes de sollicitations et leurs valeurs à prendre en compte dans lescalculs sont définis dans des textes officiels et varient suivant le typed’ouvrage considéré.

Pour les ouvrages de génie civil, on distingue communément lesactions suivantes.

2.1.1 Actions permanentes G

Ce sont des actions permanentes de toute nature (autres que Gsp ,Gsf et Fw définies ci-après). Citons, par exemple :

— le poids propre de la fondation proprement dite ;— le poids propre de l’appui (pile, culée, semelle de liaison, etc.) ;— la fraction du poids propre de l’ouvrage considéré et de ses

équipements reprise par la fondation ;— les efforts dus au retrait, fluage, etc. ;— les efforts dus au poids et aux poussées du sol.

Notons qu’à l’état-limite ultime, sous combinaisons fondamen-tales (§ 2.2.1.1), il y a lieu, pour chaque problème étudié, de séparer :

— les actions G défavorables notées Gmax ;— les actions G favorables notées Gmin .

2.1.2 Actions dues à l’eau Fw

Ce sont, essentiellement, dans le cas des fondations sur pieux :— la poussée d’Archimède ;— l’effet hydrodynamique des courants sur les appuis en rivière

et en mer.

2.1.3 Poussées latérales Gsp

Le phénomène est illustré par l’exemple de la figure 7 qui cor-respond au cas d’une culée d’ouvrage d’art fondée sur pieux et rem-blayée. Ces poussées latérales se produisent, d’une façon générale,lorsque le pieu traverse une couche de sol mou compressible et quecette couche est chargée de façon dissymétrique (par un remblai enl’occurrence). Sur l’exemple présenté, le sol mou a tendance à sedéplacer vers l’aval, et cela d’autant plus que le coefficient de sécu-rité vis-à-vis d’un grand glissement (suivant la courbe (C ), parexemple) est plus faible. Ces déplacements entraînent des effortssur les pieux, qui peuvent être importants.

La méthode de calcul proposée au paragraphe 4.2 prend encompte la rigidité relative sol-pieu, ainsi que le déplacement g (z )que subirait le sol mou sous charge dissymétrique en l’absence depieu.

Pour l’application de la théorie des états-limites de service etultime (ELS et ELU), il faut noter que c’est g (z ) qui est considérécomme action. Ainsi, les coefficients de pondération appliqués àGsp (§ 2.2) sont à appliquer, lors des calculs, à la fonction g (z ).Cela est dû au fait que le phénomène des poussées latérales pré-sente un caractère non linéaire (voir son étude par la notion decourbe de réaction, § 4).

Figure 6 – Pieu Starsol de Solétanche

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2.1.4 Frottement négatif Gsf

Dans le cas où les pieux traversent une couche de sol compres-sible, il faut envisager, en plus des poussées latérales, la possibilitéde frottement négatif. Celui-ci se produit, d’une manière générale,lorsque le tassement du sol est supérieur au tassement du pieu qui letraverse. La figure 8 donne l’exemple d’une couche de sol compres-sible chargée par un remblai (cas fréquent dans les culées rem-blayées fondées sur pieux).

Le tassement progressif, par consolidation de la couche compres-sible, provoque sur le pieu un frottement dirigé vers le bas, le dépla-cement relatif sol-pieu étant dirigé dans ce sens.

Ce frottement, qualifié de négatif, agit non seulement sur lespieux, mais également sur la semelle de couronnement et, commele remblai descend par rapport à la culée, il y a aussi frottementnégatif du remblai sur le mur de front. Notons que, dans ce cas, lapoussée sur le mur est inclinée vers le bas et que sa composantetangentielle tient lieu de frottement négatif.

Le frottement, augmentant avec la pression effective horizontaleagissant normalement à la surface du pieu, croît au fur et à mesurede l’avancement de la consolidation. Il est donc maximal à longterme.

Notons que le frottement négatif, dans les combinaisons auxétats-limites ultimes et états-limites de service (§ 2.2), ne s’ajoutepas, en principe, aux actions variables de courte durée. En effet, onpeut admettre que, lors d’une application d’une action de courtedurée, le tassement du pieu provoque une diminution du déplace-ment relatif sol-pieu (donc une diminution du frottement négatif),en partie haute tout au moins, et peut même l’inverser. Par ailleurs,la charge maximale de frottement négatif se situe en profondeur,alors que ces actions agissent en tête.

Dans la pratique, les actions variables de courte durée ne sontprises en compte que si elles sont supérieures à la charge de frot-tement négatif. Sinon, c’est cette dernière qui est retenue (§ 2.2).

Cela se traduit par la condition suivante (valable dans le cas oùl’effort normal est défavorable), illustrée par la figure 9 :

Fd = Max (Fnd ; FQd ) + FGd

avec Fd effort normal de calcul, supposé constant le long dufût,

Fnd frottement négatif de calcul,

FGd effort normal de calcul dû aux autres actions perma-nentes et, éventuellement, les valeurs quasi perma-nentes des actions variables,

FQd effort de calcul dû aux autres actions variables.

Cependant, dans le calcul de la capacité portante (§ 3), on neprend jamais en compte de terme de frottement latéral (positif)dans les couches de sol susceptibles d’être soumises à un frotte-ment négatif.

On donne aux paragraphes 3.6 et 5.1.5 une méthode d’évaluationdu frottement négatif maximal (à long terme). Dans les justifica-tions, on peut être amené à prendre en compte une valeur réduite,voire nulle, du frottement négatif, suivant le degré d’avancement dela consolidation au temps considéré.

2.1.5 Actions variables Q

Il s’agit essentiellement :— des charges d’exploitation : surcharges routières, freinage,

stockage temporaire, etc ;— des charges dues aux effets climatiques : vent, neige, etc.

Ces actions variables Q sont susceptibles d’intervenir dans toutesles combinaisons aux états-limites ultimes et aux états-limites deservice, soit comme action variable de base Q1 , soit comme actionvariable d’accompagnement Q i (i > 1).

Lorsque Q est prise comme action de base, on distingue :— sa valeur caractéristique Q1 , généralement donnée par les

textes réglementaires ;— sa valeur fréquente ψ1 Q1 .

Figure 7 – Poussées latérales sur les pieux d’une culée remblayée

Figure 8 – Frottement négatif sur les pieux d’une culée remblayée

Figure 9 – Cumul du frottement négatif et des actions variables [6]

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Lorsque Q est prise comme action d’accompagnement, ondistingue :

— sa valeur de combinaison ψ0Q i ;— sa valeur quasi permanente ψ2 Q i .

2.1.6 Actions accidentelles FA

Pour les ouvrages de génie civil, l’action accidentelle peut être :un choc de bateau, un choc de véhicule sur un appui, un séisme, etc.

2.2 Combinaisons et sollicitationsde calcul

Les règles techniques de calcul et de conception des fondationsdes ouvrages de génie civil du ministère de l’Équipement (CCTG,fascicule no 62, titre V) ont été approuvées en mars 1993 et sontapplicables depuis septembre 1993 aux marchés publics de tra-vaux de génie civil [6]. Ce document définit les règles qui suivent.

2.2.1 États-limites ultimes

Pour les fondations profondes, on distingue essentiellement :— l’ELU de mobilisation du sol (capacité portante) ;— l’ELU de résistance des matériaux constitutifs de la fondation.

Il s’agit d’éviter des ruptures catastrophiques. On admet deréparer.

2.2.1.1 Combinaisons fondamentales

Les combinaisons fondamentales correspondent à une probabi-lité d’occurrence de l’ordre de 10–5 sur une année et à une duréed’application faible (quelques heures au plus).

On considère généralement les sollicitations de calculssuivantes :

avec γ fw = 1,05 pour la pression de l’eau défavorable,

= 1 pour la pression de l’eau favorable,

= 1,2 ou 0,9 pour la partie relative aux forces hydro-dynamiques de courant, de manière à obtenirl’effet le plus défavorable,

γ sp = 1,2 lorsque les poussées latérales sont défavo-rables,

= 0,6 lorsque les poussées latérales sont favorables,

γ sf = 1,2 lorsque le frottement négatif est défavorable,

= 1 lorsque le frottement négatif est favorable,

γ f 1 Q1 = 1,33 le plus généralement (1,2 pour les chargesd’exploitation étroitement bornées ou decaractère particulier),

ψ0 = 0,77 dans les cas courants des charges d’exploita-tion et des effets de la neige et du vent.

2.2.1.2 Combinaisons accidentelles

Les combinaisons accidentelles correspondent à des événementstrès exceptionnels, dont la probabilité d’occurrence n’est pas chif-frable et les effets difficilement quantifiables.

Les sollicitations de calcul sont :

Le plus souvent, pour les ouvrages de génie civil, ψ1 Q1 , s’ilexiste, est négligeable vis-à-vis de FA , et ψ2 Qi = 0.

2.2.1.3 Combinaisons vis-à-vis des états-limites (ultimes)de stabilité d’ensemble

Dans le cas d’une fondation en tête de talus, on considérera,pour le grand glissement, les sollicitations de calcul suivantes :

(en remarquant qu’il n’y a pas lieu, en général, de considérer deforces hydrodynamiques de courant dans F w ).

Ces sollicitations sont celles proposées par les RecommandationsClouterre 1991 [29].

2.2.2 États-limites de service

Pour les fondations profondes, on envisage essentiellement :— l’état-limite de service de mobilisation du sol (déplacements

faibles) ;— l’état-limite de service du matériau constitutif de la fondation

(durabilité de la fondation) ;— lorsque la structure portée l’exige, l’état-limite de déplacement.

Il s’agit d’éviter une dégradation de l’ouvrage.

2.2.2.1 Combinaisons quasi permanentes

Les sollicitations dues aux combinaisons quasi permanentes cor-respondent aux sollicitations réellement subies par la structure pen-dant la majeure partie de sa durée de vie. Elles sont intéressantespour étudier les déplacements à long terme de la fondation.

Les sollicitations de calculs suivantes sont à envisager :

avec, le plus souvent, pour les ouvrages de génie civil, ψ2 Qi = 0.

2.2.2.2 Combinaisons fréquentes

Ces combinaisons sont à considérer lorsqu’un état-limite de dép-lacement est exigé par la structure portée. De tels calculs desfondations en déplacement sont encore, à l’heure actuelle, délicats.On s’attachera à tenir compte, le plus possible, des phénomènes phy-siques réels d’interaction sol-pieu et à faire intervenir toutes lesactions concomitantes (par exemple, frottement négatif et actionsvariables réglementaires).

2.2.2.3 Combinaisons rares

Les sollicitations dues aux combinaisons rares correspondentaux sollicitations qu’une grande partie des ouvrages auront à subir,au moins une fois au cours de leur durée de vie.

Les sollicitations de calcul à considérer sont données par :

avec ψ0 = 0,77 dans les cas courants des charges d’exploitation etdes effets de la neige et du vent.

1,125 � 1,2 G max 0,9 G min γ fw F w γ sp + ++ G sp [

Max � γ sf G sf γ f 1 Q 1 Q 1 1,15 ψ 0 Q i �

i

1

>

∑ +;+

� � G F w F A G sp ψ 2 Q i Max � G sf ψ 1 Q 1 ; �� +

i

1

>

∑ + + + +

1,125 � 1,05 [ G max 0,95 G min F w γ f 1 Q 1 Q 1 + + +

1,15 ψ 0 Q i ]

i

1

>

∑ +

� G F w G sp G sf ψ 2 Q i

i

1

�

∑ + + + +

� � G F w G sp Max � G sf ; Q 1 ψ 0 Q i �� i

1

>

∑ ++ + +

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C 248

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9

3. Pieu isolé sous charge axiale

3.1 Définitions. Introduction

On développe ici principalement les méthodes de déterminationde la capacité portante des pieux basées sur les résultats d’un essaistatique de chargement ou sur les résultats d’essais pressio-métriques et pénétrométriques. Ces recommandations sont issuesdes résultats de plus de 200 essais de chargement statique de pieuxen vraie grandeur réalisés par les Laboratoires des Ponts et Chaus-sées depuis 1964 [4]. Elles forment les bases des

Règles techniquesde conception et calcul des fondations des ouvrages de géniecivil

[6].

Par ailleurs, on donne des indications sur l’utilisation desméthodes dynamiques.

Tout ce qui est dit dans ce paragraphe concerne aussi bien lespieux inclinés que les pieux droits, à condition de considérer lescharges axiales.

3.1.1 Charge limite et charge de fluage

3.1.1.1 Charge limite

Considérons un pieu dont la base est située à la profondeur

D

dans un sol homogène (figure

10

). Ce pieu, dont on néglige lepoids, est chargé axialement en tête par une charge

Q.

Si l’on accroît progressivement

Q

à partir de 0, le pieu s’enfonceen tête, de

s

t

, et la courbe représentant

Q

en fonction de

s

t

al’allure indiquée sur la figure

10

, avec une charge limite cor-respondant à la rupture du sol. L’enfoncement ne se stabilise plussous la charge et la vitesse d’enfoncement est relativement grande.Conventionnellement, sera la charge correspondant à

s

t

=

B

/10(avec

B

diamètre du pieu) ou à une vitesse d’enfoncement de 1 à5 mm/min.

Au moment de la rupture, la charge est équilibrée par lesréactions limites du sol suivantes :

— résistance unitaire du sol sans la pointe

q

p

,

conduisant à lacharge limite de pointe :

Q

p

=

q

p

Ap

avec Ap section droite de la pointe ;— résistance qs due au frottement du sol sur la surface latérale

du pieu ; si qs est le frottement latéral unitaire limite, la charge limitepar frottement latéral est :

Qs = qs As

avec As surface latérale du pieu ;

et l’on a :

3.1.1.2 Charge de fluage. Relation avec

La courbe représentant la charge appliquée au pieu en fonction del’enfoncement présente une partie sensiblement linéaire se limitantà une charge Q c appelée charge de fluage (figure 10). Pour lescharges supérieures à Qc l’enfoncement du pieu ne se stabilise plusdans le temps, à charge constante.

Les nombreux essais de chargement de pieux en vraie grandeureffectués par les Laboratoires des Ponts et Chaussées ont permisd’établir des corrélations entre la charge de fluage Qc et les chargeslimites de pointe Qp et de frottement latéral Qs . Ces corrélationssont différentes suivant le mode de mise en place du pieu dans lesol. On peut retenir :

— pour les pieux refoulant le sol :

— pour les pieux ne refoulant pas le sol :

— pour les pieux travaillant en arrachement :

Qp = 0 et Qc = Qs /1,5

Les méthodes de dimensionnement données aux paragraphes 3.2à 3.5 visent à déterminer la charge limite . La charge de fluageQ c en sera déduite par ces formules empiriques, sauf dans le casde l’essai de chargement statique, où elle sera évaluée directement.

3.1.2 Théories classiques rigides-plastiques

Les théories classiques du calcul de la charge limite axiale d’unpieu reposent sur l’hypothèse du comportement rigide-plastiquedu sol, supposé partout en état de rupture dans une certaine zoneautour du pieu.

Dans ces théories, les efforts résistants unitaires (résistance depointe qp , frottement latéral limite qs ) ne dépendent que des carac-téristiques de rupture du sol mesurées en laboratoire (cohésion cet angle de frottement ϕ ) et sont reliés directement à la profondeur(par l’intermédiaire de la contrainte verticale qz due au poids desterres au-dessus du niveau z considéré).

Ainsi, dans les sols frottants, pour un sol homogène de poidsvolumique déjaugé γ ’ :

avec = γ ’ D si D est la longueur ou la profondeur dupieu,

Nc et Nq facteurs de capacité portante de cohésion et deprofondeur, fonctions de ϕ uniquement,

et : qs = Kqz tan δ + c’

avec qz = γ ’ z,

K rapport entre la contrainte normale au pieu et lacontrainte parallèle à l’axe à la profondeur z (assimiléeà la contrainte verticale qz ),

δ angle de frottement entre le sol et le pieu (fraction prisesouvent égale à 2 /3 de l’angle de frottement interne dusol).

Q�

Q�

Q�

Q�

Q�

Qp Qs+=

Q�

Qc

Qp

1,5--------

Qs

1,5--------

Q�

1,5--------=+=

Figure 10 – Courbe de chargement axial d’un pieu

Qc

Qp

2-------

Qs

1,5--------+=

Q�

qp c ′ N c q ′ 0 N q +=

q ′0

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Toute reproduction sans autorisation du Centre français d’exploitation du droit de copie est strictement interdite.

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© Techniques de l’Ingénieur, traité Construction

Suivant les auteurs et suivant les schémas de rupture adoptés(figure

11

), les coefficients

N

c

et

N

q

peuvent varier dans le rapportde 1 à 10, et même davantage.

Pour les

sols purement cohérents

(ϕ = 0 et c = cu ) :

qp = Nc cu + q0

avec Nc souvent pris égal à 9,

et : qs = α cu

avec suivant la nature du sol, du pieu et de sa mise enœuvre.

On en développera pas plus ici ces théories classiques. Ellessont, en effet, de moins en moins utilisées en France pour lesouvrages de génie civil, notamment grâce au développement deméthodes empiriques basées sur les résultats d’essais de recon-naissance en place (pressiomètre, pénétromètre, principalement)et les résultats d’essais de pieux en vraie grandeur, méthodesjugées opérationnelles et plus fiables.

On trouvera dans tous les ouvrages de base de mécanique dessols et des fondations de plus amples informations sur les théoriesclassiques de capacité portante des pieux.

3.1.3 Encastrement équivalent. Pression limiteet résistance de pointe équivalentes. Profondeur critique

3.1.3.1 Hauteur d’encastrement équivalente

Elle est définie à partir des résultats des essais de sols en place :pressiomètre ou pénétromètre. Si l’on considère la courbereprésentant, en fonction de la profondeur z (figure 12) :

— soit, dans le cas du pressiomètre, la pression limite nette :

avec pression limite mesurée,

p0 contrainte totale horizontale au même niveau dans lesol avant essai ;

— soit, dans le cas du pénétromètre statique, la résistance depointe (ou résistance de cône) qc ,

la hauteur d’encastrement équivalente De est définie par :— cas du pressiomètre :

— cas du pénétromètre statique :

et qce étant respectivement la pression limite nette et la résis-tance de pointe équivalentes définies ci-après.

3.1.3.2 Pression limite nette équivalenteau pressiomètre

C’est une pression moyenne autour de la base du pieu. Elle estdéterminée de la manière suivante (figure 13) :

avec a = B /2 si B > 1 m,

a = 0,5 m si B < 1 m,

b = min {a, h } où h est la hauteur de l’élément de fondationdans la couche porteuse.

Ce calcul n’est cependant valable que dans le cas d’une forma-tion porteuse homogène, c’est-à-dire une couche pour laquelle lesvaleurs maximales de n’excèdent pas 2 fois les valeurs mini-males de .

3.1.3.3 Résistance de pointe équivalente au pénétromètre statique qce

C’est une résistance de pointe moyenne autour de la base dupieu définie, à partir d’une courbe q c (z ) lissée, par (figure 14) :

avec qcc résistance de pointe qc écrêtée à 1,3 qcm :

a et b ayant même définition que dans le cas du pressiomètre(§ 3.1.3.2).

Figure 11 – Exemples de schémas de rupture selon les théories classiques

Figure 12 – Définition de l’encastrement équivalent

α 1�

p*�

p�

p0–=

p�

De1

p*�e

------------ � 0

D

p * �

z ( ) d z =

De1

qce--------- �

0

D

qc z( ) dz=

p*�e

p*�e

p*�e

13a b+----------------- �

D b

–

D

3

a

+

p * �

z ( ) d z =

p�

p�

qce1

3a b+----------------- �

D b

–

D

3

a

+

q cc z ( ) d z =

qcm1

3a b+----------------- �

D b

–

D

3

a

+

q c z ( ) d z =

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Eurocode 8 : fondationssuperficielles et profondes

par Leo QUIRIN

et Stephane MULLERKeller Fondations Speciales Duttlenheim (France)

1. Zonage reglementaire, classification des solset coefficients d’importance ........................................................ C 250 – 2

1.1 Zonage reglementaire ........................................................................ — 21.2 Classification des sols selon l’Eurocode 8 ........................................ — 21.3 Coefficients d’importance .................................................................. — 3

2. Comportement dynamique du sol ............................................... — 32.1 Module de cisaillement G et amplitude des deformations

de cisaillement ................................................................................... — 32.2 Definition du degre d’amortissement ................................................ — 32.3 Correlations pour estimer le module de cisaillement G ................... — 42.4 Liquefaction des sols ......................................................................... — 42.5 Amplification du mouvement sismique et effets de site .................. — 5

3. Definition des efforts appliques aux fondations...................... — 5

4. Justifications des fondations superficielles ............................. — 54.1 Preambule .......................................................................................... — 54.2 Portance selon l’EN 1998-5 [Annexe F] .............................................. — 5

4.2.1 Expression generale ................................................................ — 5

4.2.2 Courbes enveloppes ................................................................ — 7

4.2.3 Force d’inertie .......................................................................... — 7

5. Justifications des fondations profondes ................................... — 75.1 Preambule .......................................................................................... — 75.2 Effet inertiel ........................................................................................ — 8

5.2.1 Methode elasto-plastique aux modules de reactionsa frequence nulle ..................................................................... — 8

5.2.2 Liaisonnement en tete ............................................................. — 9

5.2.3 Effets de groupe ...................................................................... — 95.3 Effet cinematique ............................................................................... — 9

5.3.1 Profil de sol de type monocouche .......................................... — 10

5.3.2 Profil de sol de type bicouche ................................................. — 10

5.3.3 Profil de sol de type multicouche ........................................... — 105.4 Cumul des effets inertiels et cinematiques ....................................... — 10

6. Conclusion........................................................................................ — 11

Pour en savoir plus.................................................................................. Doc. C 250

S elon l’EC8-1 (§ 1.1), la protection parasismique consiste a assurer que :– les vies humaines sont protegees ;– les dommages sont limites ;– les structures importantes pour la protection civile restent operationnelles.

Trois types de conceptions peuvent etre envisages, qui impliquent desmethodes d’analyse differentes, mais egalement des consequences variablesen termes de performance et de niveau d’endommagement sismique :– conception « elastique » ;– conception « ductile » ;– ou conception basee sur les principes d’isolation sismique et d’amortissement.

Il appartient donc au maıtre d’ouvrage, en fonction du contexte (sismicite,valeur attribuee a l’ouvrage, aspects strategiques, organisation des secours),de se prononcer en faveur de l’une ou l’autre.

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1. Zonage reglementaire,classification des sols etcoefficients d’importance

1.1 Zonage reglementaire

Le zonage reglementaire definit cinq zones de sismicite crois-sante basees sur un decoupage communal. La zone 5, regroupantles ıles antillaises, correspond au niveau d’alea le plus eleve du ter-ritoire national. La metropole et les autres DOM presentent quatrezones sismiques, de la zone 1 de tres faible sismicite (bassin aqui-tain, bassin parisien…) a la zone 4 de sismicite moyenne (fosse rhe-nan, massifs alpin et pyreneen).

Le parametre retenu pour decrire l’alea sismique au niveau natio-nal est une acceleration agr, acceleration du sol au rocher (le solrocheux est pris comme reference). La figure 1 illustre la situation.

1.2 Classification des solsselon l’Eurocode 8

La nature locale du sol (dizaines de metres les plus proches de lasurface) influence fortement la sollicitation ressentie au niveau desbatiments. L’Eurocode 8 distingue cinq categories principales desols (de la classe A pour un sol de type rocheux a la classe E pourun sol mou) pour lesquelles est defini un coefficient de sol S, leparametre S permet de traduire l’amplification de la sollicitationsismique exercee par certains sols.

Le tableau 1 reprend le tableau 3.1 du paragraphe 3.1.2 del’EN 1998-1 en le completant par des ordres de grandeur des

Zone de sismicité

Zone 1

Niveaux d’aléas

Très faible 0,4

0,7

1,1

1,6

3

Faible

Modéré

Moyen

Fort

agr (en m/s2)

Zone 2

Zone 3

Zone 4

Zone 5

Figure 1 – Zonage reglementaire et valeur de agr associee

Tableau 1 – Classes de sol – Ordres de grandeurs des valeurs de qc, SPT et Pressio

Description du profil stratigraphique

Parametres Ordres de grandeur

Vs,30

(en m/s)NSPT

Cu

(en kPa)qc

(en MPa)EM

(en MPa)Pl

(en MPa)

ARocher ou autre formation geologique de ce type com-portant une couche superficielle d’au plus 5 m de mate-riau moins resistant.

> 800 – – > 100 > 5

B

Depots raides de sables, de graviers ou d’argiles surcon-solides, d’au moins plusieurs dizaines de metres d’epais-seur, caracterises par une augmentation progressive desproprietes mecaniques avec la profondeur.

360 - 800 > 50 > 250> 3,5 (argile)> 20 (sable)

25 - 100> 1,2 (argile)

2,0 a 5,0 (sable)

CDepots profonds de sables de densite moyenne, de graviersou d’argiles moyennement raides ayant des epaisseurs dequelques dizaines a quelques centaines de metres.

180 - 360 15 - 50 70 - 250De 1 a 3,5 (argile)De 6 a 20 (sable)

5 - 250,5 a 1,2 (argile)0,8 a 2 (sable)

DDepots de sol sans cohesion de densite faible a moyenne(avec ou sans couches coherentes molles) ou comprenantune majorite de sols coherents mous a fermes.

< 180 < 15 < 70< 1 (argile)< 6 (sable)

< 5< 0,5 (argile)< 0,8 (sable)

E

Profil de sol comprenant une couche superficielle d’allu-vions avec des valeurs de Vs de classe C ou D et uneepaisseur comprise entre 5 m environ et 20 m, reposantsur un materiau plus raide avec Vs > 800 m/s

– – – – – –

S1Depots composes, ou contenant, une couche d’au moins10 m d’epaisseur d’argiles molles/vases avec un indice deplasticite eleve (PI > 40) et une teneur en eau importante.

< 100 10 - 20 < 0,6 – < 0,2

S2Depots de sols liquefiables d’argiles sensibles ou tout autreprofil de sol non compris dans les classes A a E ou S1

– – – – – –

EUROCODE 8 : FONDATIONS SUPERFICIELLES ET PROFONDES –––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––

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valeurs de qc (essai Cone Penetration Test), NSPT (essai au StandardPenetration Test) et EM/pl (essai pressiometrique Menard) pour laclassification des sols.

Il convient de classer le site selon la valeur moyenne de la vitessedes ondes de cisaillement Vs30 si elle est disponible. Dans le cascontraire, il convient d’utiliser les ordres de grandeur des valeursdes NSPT, de Cu, Pl ou de qc sur les 30 m superieurs.

Les ordres de grandeurs annonces doivent etre representatifs dela stratigraphie du sol sur plusieurs dizaines ou centaines de metre(30 m minimum).

Le parametre S est defini dans le tableau 2.

1.3 Coefficients d’importance

Les batiments a risque normal sont classes en 4 categoriesd’importance qui dependent :

– des consequences en termes de vies humaines en casd’effondrement ;

– de l’importance du batiment pour la securite publique et la pro-tection civile immediatement apres un seisme ;

– des consequences economiques et sociales en casd’effondrement.

A chaque categorie d’importance est associe un coefficientd’importance g l qui vient moduler l’action sismique de referenceconformement a l’Eurocode 8.

La figure 2 apporte une description complementaire a l’Euro-code 8 concernant cette classification et les valeurs du coefficientd’importance g l.

2. Comportement dynamiquedu sol

2.1 Module de cisaillement Get amplitude des deformationsde cisaillement

Les modules de deformation dependent de l’amplitude de ladeformation. Les ordres de grandeur des deformations pour lesouvrages sont en moyenne compris entre 10-4 et 10-2 alors queles essais classiques (penetrometre, œdometre, triaxiaux classi-ques) donnent des modules representatifs de deformations supe-rieures a 10-2.

Pour le calcul d’ouvrages sous l’action d’un seisme, la connais-sance du module de cisaillement G dans la gamme de deforma-tions 10-4 et 10-6 est necessaire de meme que l’amortissement x.

2.2 Definition du degre d’amortissement

L’amortissement global de la structure sur support flexible inclutd’une part l’amortissement radiatif et d’autre part l’amortissementinterne engendre a l’interface sol-fondation, en plus de l’amortisse-ment associe a la superstructure. Il convient de considerer separe-ment l’amortissement interne, cause par le comportement inelas-tique du sol sous chargement cyclique, et l’amortissement radiatif,

Tableau 2 – Definition du parametre S en fonction

de la zone de sismicite

Classes de sol S (zones 1 a 4) S (zone 5)

A 1 1

B 1,35 1,2

C 1,5 1,15

D 1,6 1,35

E 1,8 1,4

Catégoriesd’importance

I 0,8

1

1,2

1,4

II

III

IV

IV

III

II

I

Catégories d’importance Description

� Bâtiments dans lesquels il n’y a aucune activité humaine nécessitant un séjour de longue durée.

� Habitations individuelles.� Établissements recevant du public (ERP) de catégories 4 et 5.� Habitations collectives de hauteur inférieure à 28 m.� Bureaux ou établissements commerciaux non ERP, h ≤ 28 m, max 300 pers.� Bâtiments industriels pouvant accueillir au plus 300 personnes.� Parcs de stationnement ouverts au public.

� ERP de catégories 1, 2 et 3.� Habitations collectives et bureaux, h > 28 m.� Bâtiments pouvant accueillir plus de 300 personnes.� Établissements sanitaires et sociaux.� Centres de production collective d’énergie.� Établissements scolaires.

� Bâtiments indispensables à la sécurité civile, la défense nationale et lemaintien de l’ordre public.� Bâtiments assurant le maintien des communications, la production et le stockage d’eau potable, la distribution publique et l’énergie.� Bâtiments assurant le contrôle de la sécurité aériene.� Établissements de santé nécessaires à la gestion de crise.� Centres météorologiques.

Coefficientsd’importance γi

Figure 2 – Descriptif des categories d’importance et valeurs du coefficient d’importance

–––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––– EUROCODE 8 : FONDATIONS SUPERFICIELLES ET PROFONDES


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Conception et dimensionnementparasismiques des pontsselon l’EC8-2

par Denis DAVIIngenieur divisionnaire des travaux publics de l’Etat – Referent risque sismique etinfrastructuresCentre d’etudes et d’expertise sur les risques, l’environnement, la mobilite etl’amenagement (Cerema) – Direction territoriale Mediterranee (Aix-en-Provence, France)

1. Nouvelle legislation sismique nationale – Normeset references .................................................................................... C 249 – 3

1.1 Arrete du 26 octobre 2011 .................................................................. — 31.2 References normatives....................................................................... — 3

1.2.1 Normes de calcul : Eurocodes et annexes nationales............ — 3

1.2.2 Normes produits ...................................................................... — 31.3 References et guides methodologiques ............................................ — 3

2. Differentes strategies de conception parasismiquedes ponts selon l’Eurocode 8-2 .................................................... — 4

2.1 Principes de conception parasismique des ponts neufs .................. — 4

2.1.1 Nature des sollicitations sismiques et comportementsdes ouvrages d’art ................................................................... — 4

2.1.2 Objectifs de performance reglementaires et Etats-limitesde reference ............................................................................. — 6

2.2 Differentes strategies de conception parasismique des ponts ......... — 6

2.2.1 Conception quasi-elastique (ou en ductilite limitee) .............. — 6

2.2.2 Conception ductile ................................................................... — 6

2.2.3 Conception basee sur les principes d’isolation sismique et/ou d’amortissement................................................................. — 7

2.3 Methodes d’analyse sismique ........................................................... — 8

2.3.1 Methodes en force ................................................................... — 8

2.3.2 Methodes en deplacement (analyses « en pousseeprogressive » ou « push-over ») ............................................. — 10

2.3.3 Methodes dynamiques temporelles non-lineaires ................. — 15

2.3.4 Elements de comparaison des differentes methodes ............ — 162.4 Dispositions constructives parasismiques ........................................ — 16

2.4.1 Importance des dispositions constructives ............................ — 16

2.4.2 Etendue des zones concernees et prescriptions generales ... — 172.5 Tableau recapitulatif ........................................................................... — 18

3. Principales evolutions par rapport aux pratiquesanterieures issues des regles AFPS92 ........................................ — 18

3.1 Caracterisation de l’alea sismique, qualification des sols et effetsde site ................................................................................................. — 18

3.2 Principe de « ductilite limitee » et introduction des raideursfissurees ............................................................................................. — 19

3.3 Dimensionnement en capacite .......................................................... — 203.4 Dispositions constructives ................................................................. — 203.5 Introduction des methodes de calcul non-lineaires

et des dispositifs speciaux de type « amortisseurs » ....................... — 20

4. Consequences sur la performance et le dimensionnementdes ouvrages .................................................................................... — 21

5. Conclusion et perspectives........................................................... — 21

Pour en savoir plus.................................................................................. Doc. C 249


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Une fois le long processus d’ecriture et de validation termine, les Eurocodessont aujourd’hui entres dans leur phase operationnelle. La conception et le

dimensionnement des ouvrages d’art, sont determines par les Eurocodes :

– EC0 pour les bases de calcul ;– EC1 pour les charges ;– EC2, EC3, EC4 et EC5 pour les materiaux utilises habituellement en ouvrages

d’art ;– EC7 pour les aspects geotechniques.

Une des grandes nouveautes des Eurocodes reside dans l’Eurocode 8. Entie-rement consacre a la conception parasismique, et place au meme niveau queles principaux autres Eurocodes, il permet d’integrer les dernieres avancees,scientifique et technologique, relatives a la connaissance et a la prise en comptedu risque sismique dans la conception et le dimensionnement des ouvragesd’art (definition et representation de l’alea sismique, methodes d’analyse ducomportement dynamique des structures, dispositifs speciaux de protectionparasismique…).

Les anciennes regles PS 92 et, notamment, le guide AFPS 92 pour la protec-tion parasismique des ponts, sont rendus obsoletes par ces normes. Les diffe-rents textes reglementaires (decret de 1991 et Arrete « pont » du 15 septembre1995) ont ete revises de facon a faire reference a l’Eurocode 8.

Si les grands principes de conception sont globalement conformes aux prati-ques heritees de l’application des anciennes regles PS92, plusieurs evolutionssignificatives sont toutefois a noter. Par rapport a ces precedentes regles decalcul, elles modifient sensiblement les habitudes et pratiques des ingenieursen charge du dimensionnement des ouvrages, vis-a-vis des actions liees a laprise en compte du seisme. En particulier, le zonage sismique de la France aete revu : d’une part, pour integrer les nouvelles connaissances scientifiquesrelatives a la sismicite nationale ; d’autre part, pour prendre en compte la phi-losophie probabiliste des Eurocodes et de l’Eurocode 8 en particulier.

Le present article s’appuie largement sur le guide « Ponts en zones sismiques– Conception et dimensionnement selon l’Eurocode 8 », redige par le Serviced’etudes sur les transports, les routes et leur amenagement (Setra), et le Centred’etudes techniques de l’equipement (CETE) Mediterranee, services techniquesdu ministere de l’Ecologie, du developpement durable et de l’energie, notam-ment en charge des infrastructures de transport. Il presente les principales evo-lutions apportees par la nouvelle legislation dans les pratiques du dimension-nement et de l’analyse du comportement sismique des ouvrages d’art. Il tented’en evaluer les consequences en termes de difficulte de mise en œuvre, niveaude performance ou de securite des ouvrages et couts associes.

Nota : Depuis le 1er janvier 2014, les 8 CETE, le Certu, le Cetmef et le Setra ont fusionne pour donner naissance au Cerema :Centre d’etudes et d’expertise sur les risques, l’environnement, la mobilite et l’amenagement (http://www.cerema.fr/).

– CETE : Centre d’etudes techniques de l’equipement ;– Certu : Centre d’etudes sur les reseaux, les transports, l’urbanisme, et les constructions publiques ;– Cetmef : Centre d’etudes techniques maritimes et fluviales ;– Setra : Service d’etudes sur les transports, les routes et leurs amenagements.

CONCEPTION ET DIMENSIONNEMENT PARASISMIQUES DES PONTS SELON L’EC8-2 –––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––


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1. Nouvelle legislationsismique nationale –Normes et references

1.1 Arrete du 26 octobre 2011

Depuis le 1er janvier 2012, les maıtres d’ouvrage d’infrastructuresde transport sont soumis a l’application de l’Arrete du 26 octobre2011, relatif a la classification et aux regles de construction parasis-mique applicables aux ponts de la classe dite « a risque normal »,qui remplace et abroge l’ancien Arrete du 15 septembre 1995.

Sont vises par cet Arrete les ponts neufs definitifs, incluant lespasserelles, publics ou prives, ainsi que les murs de soutenementqui en sont solidaires.

Cet Arrete s’integre dans la nouvelle legislation sismique natio-nale publiee fin 2010 et, notamment, les deux decrets plusgeneraux :

– le decret n� 2010-1254 du 22 octobre 2010 relatif a la preventiondu risque sismique, qui fixe le cadre general pour l’application desregles de construction parasismiques en France ;– le decret n� 2010-1255 du 22 octobre 2010 portant delimitation

des zones de sismicite du territoire francais, qui definit le nouveauzonage sismique national.

L’Arrete precise, en la declinant au cas des ponts, la definition desquatre categories d’importance des ouvrages de la classe dite « arisque normal », telles que definies par le decret n� 2010-1254 du22 octobre 2010. Il impose l’application de l’Eurocode 8 pour laconstruction des ponts neufs definitifs, et precise les complementsnecessaires apportes par l’administration francaise a cette norme eta son annexe nationale (accelerations de reference et de calcul,coefficients d’importance associes aux differentes categories, para-metres des spectres de reponse…).

L’Arrete exclut explicitement les ponts de categorie d’impor-tance I, ainsi que ceux situes en zone de sismicite tres faible(zone 1), du champ d’application obligatoire des regles para-sismiques qui y sont definies.

A noter que les definitions des categories d’importances I, II, III etIV sont strictement conformes a celles des classes A, B, C, D del’ancien Arrete. A ceci pres que l’alignement de la categoried’importance d’un ouvrage, dont l’endommagement pourrait pro-voquer des dommages a un batiment, un equipement ou une ins-tallation de categorie d’importance superieure, sur celle de l’instal-lation menacee, est limite aux seules installations de categorie IV.

RemarqueContrairement aux cas des batiments et installations classes,

le champ d’application de l’Arrete sismique « ponts » se limitestrictement aux ouvrages nouveaux definitifs [C 7 406].

En outre, la clause de l’ancien Arrete du 15 sept. 1995 « Lesponts construits en utilisant tout ou partie des fondations d’unouvrage anterieur sont consideres, pour l’application du presentArrete, comme ponts nouveaux. », jugee trop penalisante, a etesupprimee dans le nouvel Arrete.

1.2 References normatives

1.2.1 Normes de calcul : Eurocodes et annexesnationales

Les normes de calcul a utiliser sont les Eurocodes et leurs anne-xes nationales. L’Eurocode 8 (NF EN 1998) fait, en effet, reference a

tous les Eurocodes materiaux et de charges avec lesquels il esttotalement compatible. Contrairement a la plupart des autres Euro-codes, qui sont d’application volontaire (selon le decret n� 2006 du1er aout 2006 abrogeant l’article 13 du decret n� 84-74), l’Eurocode 8qui touche a la securite publique au sens de l’article 12 du decret de1984 modifie, est d’application obligatoire, y compris pour lesouvrages non-calcules avec les Eurocodes « materiaux ».

L’Eurocode 8 n’est pas un texte unique, mais est compose de5 textes europeens, ayant chacun une annexe nationale. Pour lesponts, seules les parties 1 (chapitres relatifs aux regles generaleset actions sismiques), 2 (ponts), et 5 (fondations, ouvrages de sou-tenement et aspects geotechniques) s’imposent. Ces parties neconcernent que les ouvrages neufs et ont ete exclusivement redi-gees dans ce sens.

Ce nouveau corpus normatif permet d’integrer les dernieresavancees scientifiques et technologiques relatives a la connais-sance et a la prise en compte du risque sismique (definition etrepresentation de l’alea sismique, comportement dynamiquedes structures sous sollicitations sismiques, dispositifs speciauxde protection parasismique…), dans la conception et le dimen-sionnement des ouvrages d’art.

1.2.2 Normes produits

En complement des Eurocodes, d’autres normes sont utiles pourla conception parasismique des ouvrages. Il s’agit, notamment, desnormes pour les appareils d’appui et les dispositifs parasismiques :

– NF EN 15129 « Dispositifs antisismiques » ;

– NF EN 1337 « Appareils d’appui structuraux » pour la justifica-tion des appareils d’appui avec les sollicitations dites « de service »,et leur compatibilite vis-a-vis des situations « non-sismiques ».

1.3 References et guidesmethodologiques

Afin d’assister les maıtres d’ouvrage, maıtres d’œuvre et concep-teurs, dans la prise en compte du risque sismique sur les ouvragesd’art, et dans l’application de la nouvelle legislation sismique natio-nale et de l’Eurocode 8-2, le Setra et le CETE Mediterranee (qui ontfusionne au sein du Cerema, depuis le 1er janvier 2014) ont diffuseen version provisoire, des fevrier 2012, un guide methodologiqued’application de ces textes [1]. Ce document sera prochainementdiffuse en version definitive, et complete par un deuxieme guidespecifique aux ouvrages existants [C 7 406].

Parallelement a ces deux guides, l’Association francaise du genieparasismique (AFPS) a edite un cahier technique AFPS/Cerema [3],plus specifiquement dedie a la fourniture, a la qualification et al’emploi des dispositifs parasismiques speciaux sur les ponts (iso-lateurs, amortisseurs, fusibles, butees, connecteurs dynamiques…)et conforme aux prescriptions de la norme NF EN 15129 « Disposi-tifs antisismiques ».

Parmi les autres documents methodologiques francais de refe-rence traitant de la prise en compte du risque sismique sur lesponts, on pourra citer :

– le guide AFPS [2], specifiquement dedie aux dispositions cons-tructives, pour differents types de structures (ponts et batiments) etdifferents materiaux, qui en explique les objectifs et principes etpresente divers schemas de details ;

– le guide AFPS/CFMS [6] qui traite notamment de la reductiondu risque liquefaction au droit des constructions.

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2. Differentes strategiesde conceptionparasismique des ponts –selon l’Eurocode 8-2

2.1 Principes de conceptionparasismique des ponts neufs

2.1.1 Nature des sollicitations sismiqueset comportement des ouvrages d’art

& Nature des sollicitations sismiques

Au cours d’un seisme, la liberation brutale de l’energie de defor-mation, accumulee dans les roches par le jeu des mouvementsrelatifs des differentes parties de l’ecorce terrestre (les plaqueslithospheriques), donne naissance aux ondes sismiques qui se pro-pagent et atteignent la surface du sol, mettant ce dernier envibration.

Ces mouvements du sol excitent les ouvrages par deplacementde leurs fondations, entraınant ainsi la mise en mouvement desmasses de la structure, et induisant des forces inertielles (produitsdes masses par les accelerations d’entraınement) auxquelles elledoit etre capable de resister.

La vibration enregistree au niveau du sol est generalement repre-sentee par des accelerogrammes (enregistrements reels ou accele-rogrammes artificiels construits sur des methodes statistiques), quidefinissent l’acceleration du mouvement sismique en fonction dutemps (figure 1). Elle est definie par des courbes qui fluctuent demaniere irreguliere autour de la valeur nulle, dont la duree est tresvariable, de l’ordre de quelques secondes, a quelques dizaines desecondes, et dont les principales caracteristiques sont :

– sa duree totale (ou plutot, la duree de la plage des mouvementssignificatifs) ;– ses maxima d’acceleration, de vitesse et de deplacement (Amax,

Vmax, Dmax).

Ces mouvements sont plus ou moins amplifies dans la structure.Le niveau d’amplification (qui se rapproche du phenomene bienconnu de resonance) depend essentiellement :

– des masses et des raideurs des differentes parties de la struc-ture (et donc, des periodes propres de vibration de la structure) ;– de la nature du sol.

Pour representer ce phenomene d’amplification, les ingenieursutilisent generalement la notion de spectre de reponse. Cette repre-sentation permet de determiner pour un seisme donne (reel oureglementaire) et en fonction des conditions de sol, la sollicitationmaximale obtenue dans un oscillateur simple a un degre de liberte,en fonction de sa periode propre de vibration, et de son degred’amortissement structural (figure 2).

RemarquesPar rapport aux sollicitations usuelles que doit supporter unpont en zone non-sismique (trafic routier ou ferroviaire, varia-tion de temperature…), les efforts et deplacements imposespar les seismes, se distinguent :

– par une forte composante horizontale ;– par le fait que ces sollicitations sont directement propor-

tionnelles a la masse de la structure, qui se trouve generale-ment concentree au niveau du tablier (figure 3).Les sollicitations verticales sous seisme sont, en general, plusfaibles que les sollicitations horizontales. Elles sont, dans laplupart des cas, couvertes par le dimensionnement sous lescharges d’exploitation des ponts (trafic).En outre, comparativement au cas des batiments, l’action sis-mique peut ici varier sur la longueur de l’ouvrage, en fonctionde la nature, ou de la qualite des sols supports, et de la rigiditerelative des differents appuis (figure 4).

0,10

0,08

0,06

0,04

0,02

0,000,00 0,20 0,40 60,00 80,00

-0,02

-0,04

-0,06

-0,08

-0,10

Temps (en s)

Accé

léra

tio

n (

en

g)

Figure 1 – Exemple d’accelerogramme (seisme de Nice 2001 issude la station NALS du Reseau accelerometrique permanent)

S

2,5 S0

TB TC T0 T

S0/a0

Figure 2 – Allure generale des spectres de reponse (source EC8-1,figure 3.1)

Force

d’inertie Force

d’inertie

Action horizontale

du séisme

Action horizontale

du séisme

Figure 3 – Action sismique sur les ponts

CONCEPTION ET DIMENSIONNEMENT PARASISMIQUES DES PONTS SELON L’EC8-2 –––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––


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& Comportements des ouvrages d’art – Observations et retoursd’experiences

L’observation et l’interpretation des degats causes par les seis-mes anciens ou recents sur les ponts ont permis d’identifier un cer-tain nombre de causes de fragilite classiques et recurrentes liees ades defauts de conception et directement liees a la nature des sol-licitations telles que decrites ci-dessus. Il s’agit plus particuliere-ment (figure 5) des risques suivants :

– echappement du tablier de ses appuis (figure 5a) qui se produitgeneralement dans le cas d’une connexion souple entre le tablier etles appuis (appareils d’appui en elastomere frette ou glissants) etlorsque les surfaces d’appui sont insuffisantes ;

– rupture des piles (ou culees) (figure 5b) dans le cas de conne-xions rigides entre tablier et appuis (encastrement ou butees), etlorsque ceux-ci sont insuffisamment dimensionnes pour resisteraux efforts sismiques induits par la mise en mouvement du tablier(ou la poussee dynamique des terres, a l’arriere des culees). Cetteinsuffisance peut notamment se traduire par :

– des arrachements d’ancrages ou de recouvrements des acierslongitudinaux ;

– un phenomene de flambement de ces memes aciers ;

– des ruptures par manque de confinement, par flexion ou pareffort tranchant de certaines sections, notamment a proximite deszones d’encastrement les plus sollicitees.

L’approche de conception parasismique des ponts est generale-ment menee en distinguant les directions longitudinale et transver-sale de l’ouvrage. Elle consiste :

– a rechercher une repartition optimale des efforts inertiels prove-nant du tablier entre les differents appuis ;

– a faire en sorte que le comportement dynamique de l’ouvragesoit le plus regulier possible, en limitant le biais et la courbure et en

adoptant, si possible, une variation progressive et symetrique deshauteurs de pile (figure 6).

ExempleUne conception classique pourra consister a bloquer transversale-

ment le tablier au droit des culees par l’emploi de butees parasismi-ques et a reprendre les efforts longitudinaux sur les trois ou quatrepiles centrales au moyen d’appareils d’appui elastiques (elastomerefrette) ou de connexions rigides (encastrement, butees longitudina-les, connecteurs dynamiques…).

Le dimensionnement consistera alors a garantir une robustessesuffisante des differents elements de structures (appuis en particu-lier) vis-a-vis des sollicitations engendrees, et a s’assurer que lesdeplacements induits au niveau du tablier sont correctement evalueset maıtrises, afin d’eviter tout risque d’echappement d’appui.

Les calculs et methodes d’analyse sismiques developpes dans lasuite de l’article (cf. § 2.3) ont pour objectif de determiner lareponse de l’ouvrage au mouvement tellurique transmis par le solau niveau de ses fondations ; le terme « reponse » signifiant lessollicitations : deplacements, accelerations et forces d’inertie resul-tantes subis par l’ouvrage. Ces calculs, qui relevent du domaine dela dynamique des structures, peuvent en pratique se reveler deli-cats du fait, d’une part, de l’aspect aleatoire de l’excitation et, d’au-tre part, des notions theoriques auxquelles ils font appel et relati-ves a la fois au caractere dynamique du phenomene et a la priseen compte des incursions dans le domaine non-lineaire des struc-tures et des materiaux constitutifs.

RemarqueAu-dela des sollicitations directement liees au phenomene

vibratoire (forces inertielles resultant de la mise en vibrationdes masses de la structure), un certain nombre de phenomenes« indirects », induits par le seisme, peuvent menacer l’integritestructurale de l’ouvrage : liquefaction des sols, glissements deterrain, chutes de blocs, decrochements de failles en surface,tsunamis…. Il convient, le cas echeant, de bien les apprehenderau stade des premieres etudes de conception.

Figure 4 – Variabilite spatiale de l’action sismique sur les ponts

ba effondrement par échappement d’appui

(source NISEE e-Library)

effondrement par rupture de piles par excès

de cisaillement (source Priestley et al. [4])

Figure 5 – Exemples d’effondrements d’ouvrages lors du seisme de Kobe (Japon, 1995)

ba favorable défavorable

Figure 6 – Exemples de distributions, favorable et defavorable,des hauteurs de piles

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Seismes et batiments

Conception et normes parasismiques

par Andre PLUMIERProfesseur Honoraire de l’Universite de Liege, membre du comite de redaction del’Eurocode 8,President de la Commission Belge de Normalisation des regles de constructionparasismique.Consultant, Plumiecs sprl, Tilff, Belgique

Note de l’editeurCet article est la reedition actualisee de la deuxieme partie de l’article [C 3 290] intitule« Constructions parasismiques » paru en 1997 et qui avait ete redige par JacquesBETBEDER-MATIBET et Jean-Louis DOURY

1. Normes parasismiques ................................................................... C 3 291 – 21.1 Evolution des normes parasismiques ............................................... — 2

2. Conception parasismique des batiments ................................... — 32.1 Objectif et concepts de base.............................................................. — 32.2 Reponse inelastique saine des structures sous seisme.................... — 42.3 Dispositions d’architecture ................................................................ — 122.4 Sols et fondations .............................................................................. — 202.5 Dispositions de construction et d’installation ................................... — 202.6 Dispositions parasismiques speciales ............................................... — 22

3. Enseignements de seismes recents............................................. — 243.1 Interet d’observer leurs effets ............................................................ — 243.2 Seismes de Northridge et de Kobe .................................................... — 243.3 Observations lors d’autres seismes recents ..................................... — 313.4 Conclusions des observations post-sismiques recentes .................. — 33

4. Legislation et reglementation preventives du risquesismique en France ......................................................................... — 36

4.1 References des textes legaux ............................................................ — 364.2 Categories de risque et d’importance ............................................... — 374.3 Zonage sismique de la France ........................................................... — 374.4 Acceleration de calcul et regles generales de projet parasismique . — 384.5 Regles simplifiees .............................................................................. — 384.6 Regles applicables aux batiments neufs ........................................... — 384.7 Regles applicables aux batiments existants ..................................... — 384.8 Controles de l’application de la reglementation parasismique ........ — 404.9 Reglementation parasismique pour autres ouvrages a risque

normal ................................................................................................ — 414.10 Reglementation parasismique pour ouvrages a risque special ....... — 41

5. Conclusion........................................................................................ — 42

Pour en savoir plus.................................................................................. Doc. C 3 291

Dans la plupart des regions sismiques, l’adoption de techniques de cons-truction visant a reduire les risques lies aux tremblements de terre apparaıt

comme tres ancienne. Ainsi, les fouilles conduites sur le site de Taxila (Pakistan)ont mis en evidence les mesures de renforcement des fondations, lors de lareconstruction de la ville, apres le seisme de l’an 25. De meme, a l’epoquebyzantine, on a pu constater des changements radicaux dans les modes deconstruction, dans plusieurs villes de Syrie et d’Anatolie (reduction de la hau-teur des maisons, renforcement par des charpentes en bois, suppression desmurs de briques non renforces). On trouve aussi en Chine, au Japon et dans

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les monuments incas, des exemples de constructions anciennes, dont laconception tient compte du risque sismique. Ces exemples anciens temoignentdu fait que des concepts architecturaux et de statique des constructions etaientmaıtrises par l’Homme, il y a longtemps deja.

Mais ce n’est qu’a une epoque tres recente que cette maıtrise comporte :

– d’une part, le developpement d’outils de calcul permettant de quantifier lessollicitations induites dans les constructions par les seismes ;– d’autre part, une formalisation des regles a suivre dans les projets de cons-

truction.

Le present article vise a presenter l’evolution de ces regles, en exposant endetail les concepts des codes actuellement en vigueur. En particulier, le pour-quoi et le comment de l’objectif « mecanisme plastique global » qui sous tendles regles favorisant la ductilite locale et globale des structures. On definit ceux-ci et on en montre des exemples d’implication pratiques. On decrit aussi lesdispositions architecturales souhaitables. On rassemble les observations faitesapres des tremblements de terre recents qui sont susceptibles d’ameliorerencore la conception des batiments.

Enfin, on pose le cadre legislatif et reglementaire de la prevention sismiqueen vigueur en Europe, et ses aspects specifiques en France.

1. Normes parasismiques

1.1 Evolution des normes parasismiques

1.1.1 Premieres tentatives

C’est au debut du 20e siecle, apres les seismes de San Francisco(18 avril 1906) et de Messine (28 decembre 1908), que les premieresregles de calcul parasismique furent proposees. Elles visaient sim-plement a imposer une certaine resistance des structures vis-a-visdes efforts horizontaux, au moyen d’un coefficient sismique forfai-taire (de l’ordre de 0,1), eventuellement module en fonction de lacote (coefficient sismique plus eleve pour les etages superieurs).

On ne disposait a cette epoque d’aucune donnee d’enregistre-ment de mouvements forts, et les valeurs d’acceleration du soletaient l’objet de conjectures (fondees, par exemple, sur le renver-sement ou le maintien en place de statues) qui s’accordaient engeneral pour predire des valeurs assez faibles (de l’ordre de 1 a2 m/s2) et justifiaient les coefficients sismiques choisis.

En parallele avec ces premieres tentatives de calcul, l’importancedes dispositions de construction, et particulierement des « choses ane pas faire », a ete rapidement reconnue. Les premiers codes para-sismiques ont introduit des recommandations sur la nature descontreventements et la mise en œuvre des materiaux.

1.1.2 Codes parasismiques de 2e generation

Le premier enregistrement de mouvement fort fut obtenu a LongBeach en 1933.

& Jusqu’en 1970, le nombre de tels enregistrements est reste treslimite. Le plus celebre, qui a ete utilise par des generations de calcula-teurs, est celui d’El Centro en Californie (18 mai 1940) dont une com-posante horizontale a atteint l’acceleration de 3,4 m/s2. Cette valeurparaissait tres elevee d’apres l’opinion la plus repandue a l’epoque,et beaucoup d’experts pensaient qu’elle etait proche du maximumconcevable, qui etait considere comme etant de l’ordre de 5 m/s2.

& En 1971, le seisme de San Fernando, egalement en Californie,fournit un tres grand nombre d’enregistrements dont un, celui dePacoima Dam, depassait 1 g, l’acceleration de la pesanteur. Lesingenieurs de genie parasismique, dont certains avaient deja pres-senti que les speculations alors en vigueur sur la limitation desmouvements sismiques n’etaient guere fondees, durent reconnaı-tre que ces mouvements pouvaient etre beaucoup plus intensesque ce que l’on croyait.

& Correlativement, la comprehension du comportement des struc-tures sous charges dynamiques progressait rapidement, suite audeveloppement des etudes experimentales. Notamment, celles surtable vibrante et a l’apparition du calcul numerique. Le role fonda-mental de la dissipation d’energie lors des cycles de deformationinelastique fut mis en evidence et permit de comprendre :

– le bon comportement de certaines structures non calculees auseisme, ou calculees avec des coefficients sismiques moderes ;– la ruine d’autres structures dont les capacites de dissipation

d’energie etaient insuffisantes.

& Ces progres dans les connaissances ont ete concretises dans lescodes dits « de deuxieme generation », tels les Regles PS 69 quiont pris, en France, la suite des Recommandations AS 55 edicteespour l’Algerie apres le seisme de 1954 a Orleansville. Le seisme de1980 dans la meme region, appelee actuellement Chlef, a conduiten 1982 a une revision concretisee dans les Regles PS69/82.

� Le coefficient sismique horizontal sx y est calcule comme unproduit de coefficients :

σ α βγ δx =

avec a alea sismique,

b coefficient de reponse fonction de la periodefondamentale T et du niveau d’amortissement.Il correspond a un spectre de dimensionnementdont les ordonnees seraient divisees par uncoefficient de comportement de l’ordre de 4,

g coefficient de distribution suivant les etages,

d tient compte des conditions de sol.

SEISMES ET BATIMENTS ––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––

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� Le defaut principal des codes de deuxieme generation est quela prise en compte de la ductilite n’est pas explicite. Il n’est doncpas possible de representer les differences de comportement entreles structures veritablement ductiles, et celles qui le sont peu. Il enresulte une disparite dans la securite effectivement obtenue avecces codes.

En France, la necessite d’une refonte des regles parasismiques,en vue de passer des PS 69/82 a un code de troisieme genera-tion, a ete percue des 1982 (voir § 1.1.3).Apres plusieurs annees de travail, les recommandationsAFPS 1990 ont ete editees (AFPS : Association francaise dugenie parasismique). Elles ont servi de base a la redaction desRegles PS 92 (voir le Pour en savoir plus).


Tous les codes parasismiques modernes, dits « de troisiemegeneration », explicitent ce qu’on appelle le « coefficient de com-portement des structures » (voir § 2.1.6 dans l’article [C 3 290]).

& Differentes appellations et notations sont utilisees, en particulier(voir aussi le Pour en savoir plus) :

– coefficient de comportement coefficient q de l’Eurocode 8 ;– facteur de reduction des forces Rw des codes americains ASCE,

UBC et NEHRP ;– facteur de comportement B et facteur de qualite Q du regle-

ment parasismique algerien RPA [1].

& D’autres nouveautes sont presentes dans les codes parasismi-ques de troisieme generation :

– definition du mouvement sismique par des spectres dereponse elastique differents suivant la nature du sol, et modulesen severite par une acceleration de calcul fonction de la zone desismicite et du niveau de securite vise ;– elargissement de l’eventail des methodes de calcul : possibilite

de faire des calculs temporels ou stochastiques et des calculs enpoussee progressive ;– extension du champ d’application en traitant des appuis para-

sismiques et des equipements industriels ;– harmonisation des criteres de verification de la securite avec

l’approche semi-probabiliste aux etats-limites.

1.1.4 Eurocode 8

L’Eurocode 8 ou EN 1998 fait partie des codes parasismiques detroisieme generation (voir le Pour en savoir plus). Finalisee en2004, c’est la norme actuellement en vigueur dans tous les paysde l’Union europeenne.

& Certains parametres ou aspects restent du ressort national etsont presentes dans une AN ou Annexe nationale. C’est evidem-ment le cas du zonage sismique, mais aussi de certaines valeurscomme des densites minimale d’armatures, etc… L’Annexe natio-nale contient aussi des informations ou regles plus particulieres,car portant sur des modes de construction qui sont assez differentsde pays a pays ; c’est le cas de la maconnerie. L’Annexe nationalepeut definir des regles specifiques, mais celles-ci doivent toujoursetre additionnelles et non contradictoires avec le texte de base.

& L’Eurocode 8 s’integre dans le systeme des Eurocodes, c’est-a-dire qu’il vient completer les autres Eurocodes specifiquementpour les projets parasismiques. Les autres Eurocodes, portant surle beton arme, la charpente metallique, etc… restent donc d’appli-cation. Les regles de l’Eurocode 8 venant completer ou renforcerces documents, sans les repeter.

& La partie 1 de l’Eurocode 8 ou EN 1998-1 s’applique au dimen-sionnement des batiments et des ouvrages de genie civil en zonesismique. Elle est divisee en 10 articles, dont certains sont

specifiquement consacres au dimensionnement des batiments. Lapartie 1 de l’Eurocode 8 definit successivement :

– les exigences de performance de base et les criteres de confor-mite applicables aux batiments et aux ouvrages de genie civil enzone sismique ;– les modes de representation de l’action sismique : spectre de

reponse, accelerogrammes, deplacement cible ;– les methodes d’analyse des structures qui sont autorisees et les

conditions de leur application ;– les regles de combinaison de l’action sismique a d’autres

actions ;– les regles generales applicables aux batiments quels que soient

leurs materiaux constitutifs ;– les regles specifiques aux batiments en beton, en acier, mixtes

acier-beton, bois et maconnerie ;– les exigences et aspects de dimensionnement relatifs a l’isola-

tion a la base des structures.

L’Eurocode 8 traite dans ses parties suivantes, soit dans lesdocuments EN 1998-2 a EN 1998-6 :

– des ponts ;– de l’evaluation et la mise a niveau parasismiques des bati-

ments ;– des silos, reservoirs et reseaux de tuyauteries ;– des fondations ;– des ouvrages de soutenement et aspects geotechniques ;– des tours, mats et cheminees.


Dans le futur, les codes parasismiques mettront plus en evidencel’exigence du tremblement de terre, comme etant une capacite dedeplacement relatif entre un point de la structure et sa base. Ceconcept est deja present et son application ouverte, dans les reglesde l’Eurocode 8 mises en application en 2011 (voir § 1.4.3 et § 2.3dans l’article [C 3 290]). Mais, les documents futurs cernerontmieux l’application pratique des methodes en deplacement en pro-posant des regles normatives.

L’interet des approches en deplacement en projet nouveau est dedefinir de facon realiste les demandes de ductilite. En effet, lesregles visant a des comportements plastiques globaux, definiesdans les codes de troisieme generation, ne differencient pas les exi-gences de projets suivant le degre de sismicite. On applique, parexemple, le concept « poutres faibles-poteaux forts » (voir § 2.2.6)sur toute la hauteur d’une structure, alors que le mecanisme plas-tique reellement active en cas de seisme peut etre tres inferieur acette exigence.

2. Conception parasismiquedes batiments

2.1 Objectif et concepts de base

2.1.1 Objectif general et classes de ductilite

L’objectif global du projet d’une ossature parasismique est dedefinir une structure capable de subir, sans s’effondrer, les defor-mations engendrees par l’action sismique.

& Principe

Fondamentalement, un tremblement de terre impose un deplace-ment relatif du centre de gravite de la structure par rapport a sabase (voir 2.3.2 de l’article [C 3 290]). Ce deplacement relatif est

–––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––– SEISMES ET BATIMENTS


ＶＷ


Ｒ

pratiquement independant du mode de travail de la structure, qu’ilsoit elastique ou elasto-plastique. Le « deplacement cible », SDe(T)en Eurocode 8, peut etre atteint avec succes par des projets d’ossa-tures de divers degres de capacite de dissipation d’energie pardeformations plastiques, en particulier (figure 1) :

– des ossatures ou les deformations sont essentiellement elasti-ques, projet de faible ductilite, dit « de classe DCL » (DuctilityClass Low) en Eurocode 8 ;– des ossatures ou des deformations plastiques se developpent,

projet de ductilite moyenne (DCM) ou haute (DCH) ;

& Details sur les classes de ductilite

� Les projets de classe DCM et DCH sont dit « dissipatifs » : unepartie de l’energie induite dans la structure par le tremblement deterre est dissipee dans des deformations plastiques localesalternees.

� Les niveaux de dissipativite des projets sont distingues dansl’Eurocode 8 par les valeurs du coefficient de comportement q,associees a ces classes pour les divers types d’ossatures et demateriaux – (voir le tableau 1). Les sollicitations de calcul sont del’ordre de q fois plus faibles si q est plus eleve (voir les niveauxde VEd pour les differentes classes a la figure 1), mais des exigen-ces de dimensionnement sont definies, qui sont par contre d’autantplus elevees que la classe de ductilite choisie est aussi elevee.

� Ainsi, les projets de classe DCL se caracterisent par uneabsence d’imposition parasismique specifique, sauf la prise encompte des sollicitations sismiques. Le dimensionnement des ele-ments de structure se fait donc en ignorant les regles de l’Euro-code 8, et en se referant seulement aux normes habituelles parmateriaux : les Eurocodes 2, 3, 4. Par contre, les projets de classesDCM et DCH sont l’objet de regles particulieres definies dansl’Eurocode 8.

RemarqueOn traduit le fait qu’a niveau egal de seisme, les sollicitationslocales sont plus elevees dans une structure qui ne respectepas des criteres de regularite en reduisant par un facteur1,2 le coefficient de comportement q standard d’un typedonne de structure.

2.1.2 Structures primaire et secondaire

Traditionnellement, les principes de conception parasismiquesconsistaient en des recommandations sur des dispositions enplan, en elevation, etc., portant sur l’aspect general des batimentsplutot que sur leur structure. Ces recommandations restent utiles eton les rappellera au § 4.3.

Mais l’Eurocode 8 introduit une notion importante, en distin-guant la structure primaire d’un batiment de sa structuresecondaire :

– la structure primaire reprend l’essentiel de l’actionsismique ;– la structure secondaire doit seulement etre capable de sui-

vre les deformations d’ensemble, tout en assurant la reprisedes charges gravitaires dans la situation deformee.

Cette facon d’exprimer les problemes presente des avantages :

– la structure secondaire est dispensee de verifier certains crite-res contraignants, tel que « poutres faibles-poteaux forts » (voir§ 2.2.2) ;– la liberte de l’architecte est bien plus grande que ne semblaient

l’indiquer les silhouettes de batiments des principes de conceptionclassiques ;– le projeteur applique les principes de conception a la structure

reelle, pas a l’apparence du batiment.

La resistance et la rigidite des elements secondaires vis-a-vis desactions sismiques doivent etre faibles devant la resistance et la rigi-dite des elements de la structure primaire. On limite, dans l’Euro-code 8, la contribution de la structure secondaire a la raideur late-rale a 15 % de la raideur laterale de la structure primaire :

Ksecondaire primaire≤ 15 % K

ExempleDans la construction de la figure 2, la structure primaire est un

noyau raide qui repond a cette condition, alors que la structure peri-pherique (en construction) est assez flexible. Sa participation aucontreventement est faible et on la verifie pour sa capacite a porterles charges gravitaires dans la situation de deformation imposee parle seisme. Le role des diaphragmes (planchers) est important, carc’est eux qui reportent les forces d’inertie vers le noyau.

2.2 Reponse inelastique sainedes structures sous seisme

2.2.1 Utilite d’un comportement inelastique sain

Les cartes de zonage sismique definissent l’alea sismique d’uneregion, c’est-a-dire le niveau de l’action sismique. En l’occurrence,l’acceleration de pointe au niveau du rocher.

DCL

VEd

SDe(T)

projet à réponse purement élastique DCL

projet modérément dissipatif DCM

projet très dissipatif DCH

DCM

DCH

a

b

c

Figure 1 – Courbe de poussee progressive d’ossatures de memeperiode T jusqu’au deplacement de projet SDe(T)

Tableau 1 – Principes de dimensionnement, classes

de ductilite des structures et limites superieures

des valeurs de reference des coefficients de comporte-

ment

Principes dedimensionnement

Classes de ductilitede la structure

Intervalles desvaleurs de referencedu coefficient decomportement q

Comportementfaiblement dissipatif

DCL (Limitee) q ≤ −1 2,5

Comportementdissipatif

DCM (Moyenne)

q ≤ 4

Egalement limite partype d’ossature

DCH (Haute)q > 4

Uniquement limitepar type d’ossature



ＶＸ


Ｒ

& Motifs d’incertitude relatifs a l’alea sismique

Mais, il faut etre conscient qu’il existe une incertitude sur leniveau exact de cet alea sismique, pour plusieurs raisons :

– la base de donnee est faible, car on ne mesure les mouvementsforts que depuis 1950, au mieux. Alors qu’on parle pour l’action decalcul de periodes de retour de 475 ans ou plus ;– les seismes majeurs sont peu frequents et la connaissance

qu’on en a est approximative ;– l’action de calcul est basee sur l’hypothese que l’histoire, et

donc le niveau maximum d’acceleration, se repetera a l’identique ;est-ce vrai ?– la connaissance de la geologie des sites, qui pourrait aider a

une meilleure evaluation, est souvent limitee, et on constate quesouvent un seisme fait decouvrir des failles inconnues (Northridge,1994, Kobe, 1995, Kocaeli, 1999).

Donc, apres pratiquement chaque seisme, on assiste a un releve-ment du niveau de l’alea ; ainsi, a Istanbul, le niveau de l’alea estpasse de ag = 0,2 g a ag = 0,4 g apres le seisme de Kocaeli (1999).

& Contre-mesures possibles

Les contre-mesures possibles a l’incertitude sur le niveau del’alea sismique sont :

– une reserve de resistance ;

– une reserve de capacite de deformation plastique.

Dans l’Eurocode 8, on recommande de reserver la premiere pos-sibilite aux zones faiblement sismiques. Mais on considere que ladeuxieme approche est preferable au-dela (c’est une recommanda-tion, pas une obligation). Ceci signifie bien que concevoir unestructure comportant une reserve de ductilite est la facon la plussure d’assurer sa securite sous seisme. Ceci s’explique par le carac-tere « dissipateur d’energie » des structures ductiles. Caracterequ’on peut demontrer, en effectuant une integration de l’equationdu mouvement d’un oscillateur sur la duree d’un tremblement deterre, mettant en evidence les differents termes d’energie E (ou tra-vail de deformation) :

m u t u t c u t dt F u u t dt m dg t u t dt′′ ( ) ′ ( ) + ′ ( )⎡⎣ ⎤⎦ + ( ) ′ ( ) = − ′′ ( ) ′ ( )∫ ∫∫2∫∫+ + =E E E E

E

cinétique visqueux déformation totale entrée

déformatiion déformation élastique Déformation élastoPlastique= + =E E EEL ++ EEp

& Retours d’experience

L’etude de cas particuliers complexes a l’aide de logiciels de cal-cul dynamique non lineaire montre que, dans une structure concuepour accepter des deformations dans le domaine plastique, leterme d’energie de deformation plastique est largement superieura celui de deformation elastique. Cette superiorite s’accroıt lorsquele tremblement de terre dure.

ExempleOn peut comprendre ce fait en comparant le comportement de

deux consoles auxquelles est impose un deplacement alterne de+ dmax a - dmax, comme indique a la figure 3.

� La premiere console travaille dans le domaine elastique EL etsous dmax le moment de flexion a sa base A vaut MA = MEL. L’energiede deformation elastique EEL est representee par le triangle hachureverticalement sous la courbe M - q et on a : EEL = 0,5 MEL qmax.

Cette energie n’est jamais accumulee dans le systeme ; au retoura d = 0, l’energie de deformation elastique du systeme est egale a 0.

Figure 2 – La structure primaire est un noyau en beton – La structuresecondaire est constituee des portiques peripheriques flexibles

EL

MA

dmax

θmax

+ θmax

− θmax

θy

θ

MEL

H

A

EP

MEP

Figure 3 – Interet des structures dissipatives



ＶＹ


Ｒ

� La deuxieme console est caracterisee par un moment plastiqueMEP = 0,5 MEL. Ce moment plastique MEP est atteint a la base A dela console pour q = qy = qmax/2 et une rotule plastique apparaıt. Ledeplacement dmax est realise au terme de deformations successive-ment elastiques, puis plastiques. Si un seisme deplace cette consolecycliquement de + dmax a - dmax, sollicitation representee par lacourbe EP de la figure 3, l’energie EEP dissipee de facon permanentepar le systeme dans un cycle (+ dmax, - dmax) est representee parl’aire hachuree horizontalement a la figure 3, qui vaut EEP = 2 EEL.Un seisme peut induire plusieurs grands cycles. Pour, par exemple,4 cycles de + dmax a - dmax, on a : EEP = 8 EEL.

Cette energie absorbee en des deformations plastiques est consi-derablement plus elevee que le travail de deformation elastique.On voit ainsi que concevoir une structure capable de deformationsplastiques augmente sa securite. Cela reduit aussi son cout, puis-qu’on la dimensionne pour une sollicitation de calcul moindre.

ExempleMEP = 0,5 MEL < MEL dans l’exemple de la figure 3 ou la ductilite

globale utilisee est egale a :

µ = =θ θmax y/ 2

2.2.2 Conditions d’un comportement inelastiquesain

Les conditions necessaires pour qu’une structure ait un compor-tement global tres dissipatif sont que :

– les zones dissipatives offrent de maniere fiable une capacite dedeformation adequate ; « de maniere fiable » signifie que les zonessieges des deformations plastiques locales offrent une resistanceplastique quasi constante lors des cycles de chargement imposesa la structure par le tremblement de terre ; le caractere « adequat »de la capacite de deformation plastique est lie a l’exigence totale dedeformation imposee par le tremblement de terre et au coefficientde comportement q choisi.– le comportement global soit tres dissipatif. Il faut dissiper beau-

coup d’energie dans des deformations plastiques localesalternees ;– la localisation des zones dissipatives corresponde a un schema

decide par le projeteur, schema choisi pour realiser des zones dissi-patives nombreuses ou des zones dissipatives peu nombreuses,mais grosses. On evitera en particulier des deformations plastiqueslocales elevees qui resulteraient de la concentration des deforma-tions en peu de points.

Le projet se fera donc en reference a un mecanisme de ruineplastique globale ou les zones plastiques se trouvent en des pointspremedites par le projeteur. On veillera, en particulier, a eviter unmecanisme de ruine partiel.

L’exemple de la figure 4 montre pourquoi. On a vu que l’exigencedu tremblement de terre est de deplacer le centre de gravite de lastructure d’une quantite « deplacement cible dc » par rapport a sabase.

� Si h est la hauteur d’un etage et que la structure se deforme sui-vant la conception figure 4a, la rotation dans les zones de rotuleplastique est egale a :

θconcept a c /h= d

� Si la structure se deforme suivant la conception figure 4b, larotation dans les zones de rotule plastique est egale a :

θconcept b c / h= d 4

On voit que l’exigence de rotation plastique est 4 fois plus eleveeavec le concept a :

θ θconcept a concept b= ×4

Mais, quel que soit le materiau, la capacite de rotation plastiquelocale sans perte de resistance est toujours limitee : son ordre degrandeur est de 0,0035 radian (3,5 %), en beton arme ou avec unprofil acier de classe 1.

La structure correspondant au concept de la figure 4a atteindra laruine pour un deplacement Du2 quatre fois plus petit que la struc-ture correspondant au concept de la figure 4b. On visualise ce faita la figure 5 : les deplacements ultimes sont :

Δ Δu1 u2= 4

ConclusionDe ce qui precede, il resulte que la demarche du projeteur per-mettant de definir une structure capable d’un mecanisme plas-tique global comporte les etapes suivantes :

– definition d’un objectif « mecanisme global » ;– respect de criteres de ductilite locale aux endroits prevus

pour etre dissipatifs ;– respect de criteres de formation d’un mecanisme global

plastique.

dc dc

a mécanisme de ruine local b mécanisme de ruine global

Figure 4 – Mecanismes de ruine local ou global



ＷＰ


Ｒ

2.2.3 Definition de l’objectif « mecanismeglobal »

Il existe un certain nombre de mecanismes plastiques globaux dereference. C’est pour ceux-la que des regles specifiques sont defi-nies dans les codes parasismiques. Ces regles permettent de fairele projet a l’aide de methodes d’analyse elastique (reponse modale,force equivalente) sous spectre de reponse de calcul, spectre ou ilest tenu compte de la capacite dissipative par le biais d’un coeffi-cient de comportement q.

On peut definir des structures qui ne correspondent pas a cesmecanismes plastiques globaux de reference, et qui sont cepen-dant dissipatives, mais elles devront etre validees par une methoded’analyse elasto-plastique, en poussee progressive par exemple.

Dans l’Eurocode 8, les mecanismes plastiques globaux de refe-rence concernent les structures verticales de contreventement eton les realise selon les 6 topologies suivantes (figure 6).

& Ossatures en portique

Les zones plastiques sont des rotules plastiques en flexion, locali-sees dans les extremites des poutres ; ce type est realisable en betonarme, en acier, en mixte acier-beton. Le dimensionnement doit etretel qu’on evite d’atteindre l’etat limite ultime en cisaillement dansles poutres et dans les poteaux et l’etat limite ultime en flexion dansles poteaux, sauf a leur pied a l’encastrement au soubassementrigide, et a leur tete au niveau des poutres de toiture.

& Ossatures metalliques a triangulation centree

Il peut s’agir de triangulations en X avec des diagonales dans lameme maille, en X avec diagonales decouplees, en V ou en Vinverse ; dans tous ces types, on dissipe l’energie par la tractionplastique des diagonales.

& Ossatures metalliques a triangulation excentree

Ces ossatures ont une topologie et des sections de barres tellesque les deformations plastiques, ont lieu dans des zones specifi-ques appelees « troncons d’excentrement ». Les mecanismes plas-tiques locaux sont des rotules plastiques en flexion ou des pan-neaux travaillant en cisaillement.

& Murs ou voiles en beton arme ou mixtes acier beton

Une grosse rotule plastique en flexion est developpee en pied demur sur une hauteur egale, approximativement, a la longueur dumur.

& Solutions hybrides

Celles ou on associe deux des types de contreventement prece-dents : mur plus portique, etc.

& Grand mur en beton arme

L’energie est dissipee par le soulevement d’une partie d’un« grand mur faiblement arme ». Il ne s’agit pas, a proprement par-ler, d’un mecanisme de deformation plastique, car ce systeme dis-sipe de l’energie par le relevement du centre de gravite de la struc-ture dans un mouvement de balancement autour de ses points bas.

2.2.4 Realisation de ductilite locale

Il existe 2 niveaux de ductilite locale : le materiau et l’element destructure.

La ductilite recherchee est celle de l’element de structure sousdes sollicitations cycliques. La figure 7 montre un diagrammeforce deformation correspondant a une ductilite locale elevee : ony voit de nombreux cycles plastiques a resistance constante, oucroissante, avec capacite de rotation plastique elevee.

Il existe des materiaux plus ductiles que d’autres. L’allongementa rupture de l’acier des armatures de classe B utilisees en betonarme est :

εu,k >−50 10 3.

Comme l’allongement a la limite elastique est egal a ey = 500/200 000 = 2,5.10-3, la ductilite m de cette armature est egale a :

µ = =ε εs,max y/ 20

Le raccourcissement a la ruine du beton est ecu2 = 3,5. 10-3, soit15 fois moins que eu,k de l’acier ; la ductilite du beton est de l’ordrede 2. La conclusion est immediate : on obtient des elements en

P

Étage « mou »

H

∆

∆y ∆y∆u1

∆u1

∆u2

Hu Hu

∆u1 4

∆u2 =

Structure dissipative Structure peu dissipative

Figure 5 – Comportement en poussee progressive d’un mecanisme local et global



ＷＱ


Ｒ

beton arme ductile en creant les conditions de section telles quel’acier soit etire plastiquement avant que le beton ne soit ecrase.

& Principe et types de « ruine »

� L’etude du beton arme montre que le seul mecanisme localductile est la « ruine » par flexion plastique et etirement de l’acier,

mais qu’il existe beaucoup d’autres types de ruine qui ne sont pasductiles. Comme par exemple :

– la « ruine » par flexion avec ecrasement du beton ;– la ruine par cisaillement ;– la ruine par rupture d’adherence ou ruine d’ancrages ;– la ruine par flambement d’armature (figure 8).

Tous ces types de ruine devront etre evites par un surdimension-nement adequat ; on explique comment au § 2.2.5.

� En charpente metallique, les phenomenes ductiles sont :

– la traction ;– la compression (dans des elements de faible elancement) ;– le cisaillement ;– la flexion (dans des elements de faible elancement de paroi) ;– le frottement dans les assemblages ;– l’ovalisation des trous de boulons.

Les phenomenes non ductiles apparaissent en cas de concentra-tion des deformations plastiques dans des zones etroites (mauvaiseconception d’assemblage) ou d’instabilite : deversement, flambe-ment, voilement. On se premunit des phenomenes d’instabilitepar des elancements faibles. Ainsi, contre le voilement, on utiliserades sections de classe 1 si q est superieur a 4.

� Comme on le voit, il existe, avec chaque materiau de construc-tion, des phenomenes ductiles et des phenomenes non ductiles. Ilimporte d’abord de les identifier, comme on vient de le faire avec lebeton arme ou l’acier. Ensuite, creer la ductilite consiste a fairefonctionner les phenomenes ductiles et pas les autres. Ce qu’onfait par un « dimensionnement capacitif » de tout element autreque celui ou on veut la deformation plastique. L’objectif est de

Portique Triangulation centrée en X Triangulation centrée en V

F2

F1

θpst

θp

e

Type de triangulation excentrée Mur élancé Grand mur

lw

hw

Figure 6 – 6 types fondamentaux de contreventement

150P

+P0 +∆

∆

-P0 -∆

-45 -40 -30 -25 -20 -15 -10 -10 05 05 10 15 20

120

90

60

30

-30

-60

-90

-120

-150

Figure 7 – Cycles de deformation locale d’un element dissipatif



ＷＲ


Ｒ

surdimensionner les zones adjacentes a la zone plastique choisie,de sorte qu’elles restent elastiques et stables pendant les deforma-tions plastiques de la zone dissipative ou « fusible ».

& Principe du « dimensionnement capacitif »

On procede de la facon suivante, en 4 etapes.

� On effectue l’analyse de la structure sous action sismique et ontrouve les sollicitations de calcul Ed dans toutes les sections.

� Dans chaque zone dissipative potentielle i, on dimensionnel’element dissipatif de telle sorte que sa resistance Rdi de calculsoit superieure ou egale a la sollicitation de calcul :

E R Edi di di: ≥

� On identifie les J mecanismes de ruine possibles adjacents aumecanisme dissipatif : rupture de boulons en traction, voilement debarre, ecrasement de beton, flambement d’une barre…

� On fixe les dimensions des sections, moyens d’assemblage,barres,… adjacents, de telle sorte que la resistance plastique dumecanisme local que l’on veut dissipatif soit la plus faible desresistances de la zone consideree : il devient ainsi le « fusible »souhaite.

Ceci est realise si les resistances RdJ des J elements non dissipa-tifs de la zone dissipative i sont calculees sous des sollicitations EdJ

majorees pour tenir compte du fait que la sollicitation reelle del’element dissipatif est egale a sa resistance plastique Rdi et non ala sollicitation Edi etablie par l’analyse elastique.

b

b

a

a

d

d

c

c

Armatureslongitudinales

État initial

Fissuration du béton

Chute du béton fissuré par insuffisance d'armatures transversales

Ruine du poteau par flambement des armatures longitudinales

Figure 8 – Effets de l’insuffisance d’armatures transversales



ＷＳ


Ｒ

ＷＴ

Ｒ

Seismes et batiments

Analyse des constructions

par Andre PLUMIERProfesseur honoraire de l’universite de Liege, membre du comite de redaction del’Eurocode 8President de la Commission belge de Normalisation des regles de constructionparasismiqueConsultant, Plumiecs sprl, Tilff (Belgique)

Note de l’editeurCet article est la reedition actualisee de la premiere partie de l’article [C 3 290] intitule« Constructions parasismiques » paru en 1997 et qui avait ete redige par JacquesBETBEDER-MATIBET et Jean-Louis DOURY

1. Elements de sismologie de l’ingenieur ....................................... C 3 290v2 – 21.1 Causes des seismes ........................................................................... — 2

1.1.1 Tectonique des plaques ........................................................... — 2

1.1.2 Autres causes de seismes ....................................................... — 31.2 Donnees sur les mouvements sismiques .......................................... — 3

1.2.1 Donnees d’observation : echelles d’intensite ......................... — 3

1.2.2 Donnees d’enregistrement : magnitudes ............................... — 41.3 Theorie elementaire du mouvement sismique ................................. — 5

1.3.1 Modele elementaire de faille................................................... — 5

1.3.2 Lois d’attenuation .................................................................... — 81.4 Action sismique de calcul sur un site donne .................................... — 11

1.4.1 Evaluation de l’alea sismique ................................................. — 11

1.4.2 Caracterisation par spectres de reponse ................................ — 12

1.4.3 Autres representations de l’action sismique .......................... — 131.5 Effets induits par les seismes ............................................................ — 14

1.5.1 Liquefaction des sols ............................................................... — 14

1.5.2 Tsunami ................................................................................... — 15

2. Bases du calcul sismique............................................................... — 152.1 Analyse modale avec spectres de reponse en acceleration ............. — 15

2.1.1 Hypotheses du calcul .............................................................. — 15

2.1.2 Modelisation ............................................................................ — 16

2.1.3 Modes propres non amortis .................................................... — 16

2.1.4 Resolution sur la base des modes propres ............................ — 17

2.1.5 Combinaison des reponses modales ...................................... — 18

2.1.6 Evaluation des effets non lineaires par coefficientde comportement .................................................................... — 19

2.2 Analyse par forces laterales............................................................... — 20

2.2.1 Principe .................................................................................... — 20

2.2.2 Estimation de la periode fondamentale T1 ............................. — 21

2.2.3 Methode de calcul statique par coefficient sismique ............. — 21

2.2.4 Actualite des methodes simplifiees ........................................ — 212.3 Analyse statique non lineaire en poussee progressive .................... — 21

2.3.1 Generalites ............................................................................... — 21

2.3.2 Deplacement cible ................................................................... — 21

2.3.3 Distributions verticales des charges laterales ........................ — 222.4 Analyse chronologique non lineaire .................................................. — 232.5 Commentaires sur les calculs non lineaires ..................................... — 232.6 Indications sur d’autres modes de calcul .......................................... — 23

3. Conclusion........................................................................................ — 23

Pour en savoir plus.................................................................................. Doc. C 3 290v2

Copyright © - Techniques de l’Ingenieur - Tous droits reserves C 3 290v2 – 1

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Al’origine purement empirique, la construction parasismique s’est progres-sivement developpee et a pris place parmi les techniques de l’ingenieur.

Elle est pluridisciplinaire par nature, puisqu’elle fait appel aux geologues, sis-mologues, architectes, mecaniciens des sols, ingenieurs de structures et calcu-lateurs, dont la collaboration est necessaire pour tout projet important. Meme sil’on reste dans le domaine du batiment courant, la bonne utilisation d’un codeparasismique par un ingenieur de structures suppose, de sa part, des basessuffisantes en sismologie et la comprehension des particularites de l’actionsismique :

– aspects dynamiques, notamment aleatoires ;– raisonnement en termes de deformation, plutot qu’en termes de force.

Le present article aborde d’abord les elements indispensables de sismolo-gie. Il presente ensuite les methodes d’analyse des structures soumises a uneaction sismique. Les elements relatifs, tant a l’action sismique, qu’a l’analysedes structures sont presentes en faisant reference a l’Eurocode 8, la normepour les projets de construction en zone sismique en vigueur dans l’ensemblede l’Union europeenne depuis Janvier 2013. Des explications relatives a laconception parasismique des batiments font l’objet d’un autre article qui traiteaussi de l’Annexe nationale a l’Eurocode 8.

1. Elements de sismologiede l’ingenieur

1.1 Causes des seismes

1.1.1 Tectonique des plaques

La comprehension du mecanisme responsable de l’activite sis-mique du globe terrestre est recente. Ce n’est qu’en 1968 que J.Morgan, D. McKenzie et X. Le Pichon ont formule la theorie de latectonique des plaques qui fournit un modele cinematique cohe-rent des deformations de l’ecorce terrestre [1].

& Principe de la tectonique des plaques

Le moteur de ces deformations est l’expansion des fonds ocea-niques, cause proposee en 1960 par H. Hess apres l’echec d’autrestentatives d’explication de la « derive des continents » imagineeen 1915 par Wegener, par creation continue de croute oceaniquele long des dorsales medio-oceaniques (figure 1). Cette expan-sion, qui peut atteindre 170 mm/ an pour les dorsales les plus acti-ves, pousse les unes contre les autres les differentes plaques rigi-des (une douzaine au total, figure 1) qui constituent l’ecorceterrestre.

� Plusieurs types de mouvements peuvent resulter de cesaffrontements entre plaques :

– la subduction, c’est-a-dire la plongee d’une plaque sous uneautre (ce qui permet de compenser l’augmentation de surfaceresultant de l’expansion des fonds oceaniques), comme celle de laplaque Nazca sous l’Amerique du Sud, ou de la plaque Philippinessous l’Eurasie au niveau du Japon ;– le decrochement, c’est-a-dire le coulissage horizontal d’une

plaque contre une autre (failles transformantes), dont l’exemple leplus connu est la celebre faille de San Andreas en Californie(contact entre les plaques Pacifique et Amerique du Nord) ;

– la compression, c’est-a-dire la collision frontale sans subduc-tion qui se traduit par la formation de chaınes de montagnes,comme l’Himalaya, resultat de la collision des plaques Inde etEurasie.

� Ces mouvements relatifs entre plaques ne se font pas, engeneral, de maniere progressive, mais par a-coups. Chacun de cesa-coups constitue un seisme, plus ou moins intense suivantl’amplitude et la rapidite du mouvement, ainsi que l’etendue de lazone concernee.

& Decouverte de la sismicite intraplaque

Cette theorie de la tectonique des plaques est maintenant bienetablie et fournit une explication immediate des seismes qui seproduisent au voisinage des limites des plaques (seismes interpla-ques). Si ce type de seisme represente effectivement la plus grandepartie de l’activite sismique, concentree dans certaines zones biendefinies, on observe aussi des seismes, moins nombreux maispouvant etre violents, a l’interieur de certaines plaques (seismesintraplaques).

Cette sismicite intraplaque, plus diffuse et plus difficile a prevoirque la sismicite interplaque, resulte de l’etat de contrainte quiregne a l’interieur des plaques du fait de leurs interactionsmutuelles.

L’hypothese des plaques parfaitement rigides ne constitue eneffet qu’une premiere approximation.Celles-ci sont en realite susceptibles de subir des ruptures loca-les sous l’effet des champs de contraintes qui agissent surelles.

� Les ruptures brutales qui sont la cause des seismes tectoni-ques (interplaques ou intraplaques) se produisent, le plus souvent,dans la partie superieure de l’ecorce terrestre (seismes superficiels,suivant la terminologie des sismologues, c’est-a-dire survenant amoins de 60 km de profondeur).

� On connaıt aussi, particulierement dans les zones de subduc-tion, des seismes intermediaires (profondeur de 60 a 300 km) etdes seismes profonds (profondeur superieure a 300 km).


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1.1.2 Autres causes de seismes

La quasi-totalite de l’activite sismique correspond aux seismestectoniques. Il existe cependant d’autres types de seismes, d’ori-gine naturelle ou artificielle :

– seismes volcaniques, associes a la montee du magma ou audegazage avant et pendant les eruptions. Ces seismes sont genera-lement faibles et localises au voisinage des volcans actifs ;

– seismes artificiels resultant des explosions souterraines (tirs decarrieres et de mines, essais nucleaires) ou de l’exploitation desmines (« coups de toit ») ;

– seismes dits « induits », souvent associes a un apport massifd’eau dans les terrains (mise en eau d’un grand barrage ou injec-tion a grande echelle dans le sol). Ces seismes induits, dont onconnaıt quelques exemples, paraissent devoir etre attribues a ladiminution de resistance a la rupture des roches lors de l’infiltrationd’eau dans leur reseau de microfractures.

1.2 Donnees sur les mouvementssismiques

1.2.1 Donnees d’observation : echelles d’intensite

& Typologie des mouvements sismiques

Les mouvements sismiques qui interessent l’ingenieur sont ceuxqui se produisent a la surface du sol ou a son voisinage immediat(usines souterraines, tunnels, canalisations enterrees). Ils peuventse manifester par des :

– ondes vibratoires se propageant dans les terrains (ondes sismi-ques, figure 2) ; c’est la sollicitation la plus frequente. Pour degrands seismes, elle peut etre fortement ressentie sur des surfacesconsiderables (plusieurs centaines de milliers de km2), a des dis-tances considerables de l’epicentre (plusieurs centaines de kms) ;

– deplacements resultant de la rupture qui debouche en surface(cas rare) ou de ruptures secondaires affectant les terrains superfi-ciels (figure 3) ; ce type d’effet est localise au voisinage des failles.

& Principe des echelles d’intensite

Avant l’obtention d’enregistrements de ces mouvements aumoyen de sismographes, de nombreuses echelles d’intensite ontete proposees pour apprecier la force des mouvements sismiques.Le tableau 1 presente la description abregee de l’echelle EMS98actuellement utilisee en Europe.

Le principe de ces echelles d’intensite est de classer par degres(12 degres dans l’echelle EMS98) les effets observes en termes de :

– degats aux constructions ;– impressions ressenties par les temoins ;– comportements des sites naturels (sols, pentes, lacs et rivieres,

etc.).

Une telle appreciation des effets necessite un travail minutieux(visites detaillees sur le terrain, depouillement des questionnairesremplis par les temoins).

Il en decoule que l’intensite, a la difference de la magnitude(definie au § 1.2.2, n’est jamais connue immediatement apresle seisme, mais seulement apres un delai de l’ordre de plu-sieurs semaines.

& Avantages et inconvenients de l’intensite

� L’interet de l’intensite est surtout d’estimer l’importance desseismes anciens et de pouvoir les comparer aux seismes recentspour lesquels on dispose d’informations instrumentales.

� En dehors de ce cas, la caracterisation des mouvements sismi-ques par leur niveau d’intensite, encore largement utilisee pour cer-tains projets, presente de serieux inconvenients, en raison :

– du fait que, par nature, l’intensite n’est pas une mesure d’unparametre physique caracteristique du seisme. Ce qui a pour

EURASIE

ARABIE

AFRIQUE

AFRIQUE

SOMALIEINDE

Dorsales et faibles transformantes océaniques

Zones de convergence (subduction et collision)

Faibles transformantes continentales

Direction du mouvement des plaques

AUSTRALIE

PHIIPPINES

ANTARCTIQUE

AMÉRIQUE

AMÉRIQUE

CARAIBE

PACIFIQUE

COCOS

NAZCA

Figure 1 – Carte simplifiee des grandes plaques lithospheriques actuelles et de leurs limites – Modele de J. Morgan



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consequence qu’un meme niveau d’intensite en un site donnepeut correspondre a des seismes de caracteristiques tres differen-tes, et donc, a des mouvements sismiques tres differents par leurduree, leurs periodes dominantes d’oscillation et leur amplitudeen vitesse ou en acceleration, qui sont des parametres essentielspour l’ingenieur ;– de la dispersion considerable qui en resulte pour les correla-

tions que l’on a cherche a etablir entre l’intensite et certaines carac-teristiques du mouvement sismique (acceleration maximale ouvitesse maximale du sol), comme le montre la figure 4 [2].

& Autres echelles d’intensite en usage dans le monde

Notamment les 2 echelles suivantes :

– l’echelle MM (Mercalli modifiee) utilisee aux Etats-Unis, quicomporte aussi 12 degres et ne differe guere de l’echelle EMS98 ;– l’echelle japonaise JMA (Japan Meteorological Agency), qui n’a

que 8 degres.

1.2.2 Donnees d’enregistrement : magnitudes

& Les premiers sismographes ont ete mis au point a la fin du19e siecle (R. Milne). Leur perfectionnement et leur implantationdans des observatoires repartis sur la surface du globe ont

rapidement permis de comprendre la nature des ondes sismiqueset d’en deduire un modele de la structure interne de la Terre. Ladetection des seismes et la localisation rapide des epicentres furentrendues possibles dans la plupart des regions sismiques des ledebut du 20e siecle.

& En 1935, C. Richter eut l’idee de deduire de l’enregistrementobtenu sur un sismographe, une mesure de l’energie Ec libereepar le seisme sous forme d’energie cinetique des ondes sismiques.Il definit un nombre, appele magnitude locale ML, par la relation :

M Ig A AL /= 0 (1)

avec A amplitude maximale de la reponse d’un sismo-graphe etalon (du type Wood-Anderson, pen-dule de torsion de periode propre 0,8 s, munid’un dispositif amplificateur de coefficient2 800) suppose place a 100 km de l’epicentre,

A0 amplitude de reference prise egale a 1 mm.

La relation entre ce parametre ML et l’energie Ec des ondes sismi-ques (exprimee en joules) s’ecrit :

lg c LE M= +15 4 8, , (2)

La magnitude ML de Richter correspond donc a un parametreglobal du seisme (energie totale liberee sous forme d’ondessismiques). Ce parametre ne suffit pas, a lui seul, pour caracte-riser l’amplitude des mouvements sismiques sur un sitedonne, puisque cette amplitude depend evidemment aussi dela distance R qui separe ce site de la source sismique (zone derupture).L’utilisation pratique de la definition (1) suppose d’ailleurs quesoient effectuees des corrections appropriees sur la distance,car l’epicentre n’a aucune raison de se trouver precisement a100 km du sismographe.

La definition initiale de la magnitude par Richter est empirique etdemande de fixer des constantes d’ajustement. De plus, la reponsedu sismographe Wood-Anderson, sur laquelle la mesure de ML estfondee, subit des modifications pour les ondes de periode supe-rieure a sa periode propre (0,8 s). Il en resulte que ML sous-estimel’energie emise pour les seismes de forte magnitude.

& D’autres definitions ont donc ete successivement proposees, quicernent mieux la physique du probleme et sont de plus en plus pre-cises et generales.

� La magnitude Ms des ondes de surface, correspondant a uneperiode de 20 s, permet d’aller plus loin dans la gamme des magni-tudes, mais presente aussi un phenomene de saturation auxniveaux tres eleves.

� La magnitude-moment Mw (definie au § 1.3.1), est la seule quisoit, dans tous les cas, representative de l’energie emise, car elleest directement liee aux parametres physiques de la source. On latrouve par une inversion des sismogrammes qui permet de trouverconjointement la localisation de l’epicentre, le mecanisme au foyeret la magnitude-moment Mw.

� L’energie Ec des ondes sismiques varie tres vite en fonction dela magnitude, puisqu’un ecart de 2 sur la magnitude correspond aun rapport de 1000 sur l’energie. L’echelle etant le logarithme d’uneamplitude, elle est ouverte et sans limite superieure.

RemarqueOn note que l’expression « echelle de Richter » est incorrecte,puisque la magnitude est une mesure qui peut prendre desvaleurs numeriques quelconques, alors qu’une echelle sert areperer un effet par des nombres entiers.

Compressions

Milieu non perturbé

Dilatations

Longueur Double amplitude

a onde longitudinale P

b onde transversale S

c onde de surface de Love

d onde de surface de Rayleigh

d’onde

Figure 2 – Ondes sismiques


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� L’intensite EMS98 (definie au § 1.2.1) est une veritable echelleet l’on convient generalement de marquer ce caractere en ecrivantles niveaux d’intensite en chiffres romains ; les magnitudes s’ecri-vant par contre en chiffres arabes avec une decimale. Neanmoins,la caracterisation des seismes par un nombre representatif de lamagnitude est utile, car ce nombre donne de facon simple uneidee des effets possibles : dimension de la zone geographiqueaffectee, niveaux d’acceleration et de degats possibles. On donneau tableau 2 ces ordres de grandeurs.

RemarqueOn voit que les seismes de magnitude 9,0 sont exceptionnels.Ce fut le cas du seisme de Tohoku (Japon, 2011).Le seisme le plus puissant jamais mesure a atteint la valeur de9,5 (Chili, 1960).

& Materiels de mesure

� Les sismographes, classiquement utilises en sismologie, sontdes appareils tres sensibles capables de detecter des seismes treslointains (epicentre a plusieurs milliers de km) pourvu qu’ils depas-sent un certain niveau de magnitude. En contrepartie, ils ne per-mettent pas, en general, l’enregistrement des signaux au voisinagede l’epicentre, car ils « saturent » lorsqu’ils sont soumis a de fortessecousses.

� Des accelerometres speciaux (dits « strong-motion ») ont etedeveloppes pour enregistrer ces signaux de fort niveau, qui sontd’une importance capitale pour l’ingenieur de genie parasismique.On peut observer (figure 5) l’allure extremement irreguliere,

evoquant un signal aleatoire, d’un accelerogramme (courbe devariation de l’acceleration en fonction du temps) obtenu en zoneepicentrale d’un fort seisme.

Les enregistrements de mouvements forts, ou strong-motion,sont actuellement au nombre de plusieurs milliers et chaque nou-veau seisme se produisant dans une zone bien instrumenteeaccroıt cette collection. En France, le reseau de mesure de mouve-ments forts compte quelques dizaines de stations.

1.3 Theorie elementaire du mouvementsismique

1.3.1 Modele elementaire de faille

On considere (figure 6) un bloc parallelepipedique de croute ter-restre de longueur L, de largeur B et de hauteur H. Ce bloc est sou-mis a une deformation tectonique de cisaillement qui, lorsqu’elleatteint un certain niveau, provoque une rupture suivant le planmedian du bloc (plan de faille). Apres la rupture, un nouvel etatd’equilibre est atteint, dans lequel le bloc est divise en deux com-partiments decales d’une longueur Du.

RemarqueCe mecanisme de declenchement d’un seisme par accumula-tion progressive de contrainte, et liberation brutale par glisse-ment d’un demi-bloc sur l’autre, a ete propose par H. Reid a lasuite du grand seisme de San Francisco (1906).

Faille inverse

Faille à coulissage horizontal

Faille normale

a différents types de mouvements des failles

b séisme de Spitak (Arménie, le 7.12.1988) : rupture en surface

par une faille inverse

Figure 3 – Rupture en surface



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Constructions parasismiques en acierContexte de l’Eurocode 8

par Andre PLUMIERProfesseur a l’universite de Liege

1. Ossatures dissipatives et non dissipatives ................................ C 2 559 – 2

2. Dimensionnement en capacite ..................................................... — 7

3. Ossatures en portique .................................................................... — 9

4. Ossatures avec triangulations a barres centrees ..................... — 15

5. Ossatures a triangulation a barres excentrees ......................... — 20

6. Conception generale des batiments parasismiquesa ossature acier ............................................................................... — 24


L es aciers de construction repondant aux normes sont ductiles et cette carac-teristique fait a priori des profiles, plats et toles, d’excellents produits pour

realiser des constructions stables en zone sismique, car ces produits en acierpermettent de realiser une dissipation d’energie elevee et, ce, dans plusieursschemas de deformation.

Les observations effectuees apres des tremblements de terre majeurs confir-ment generalement le caractere parasismique efficace des constructions metal-liques, mais des exceptions existent. Ainsi, le seisme de Northridge (USA), en1994, et celui de Kobe (Japon), en 1995, ont conduit a des fissurations localesnombreuses dans certains batiments. Le caractere metallique d’une construc-tion n’est donc pas necessairement synonyme de qualite parasismique et, seu-les, des options reflechies permettent d’assurer le comportement global ductilerecherche.

Le projet de construction devra favoriser la formation de zones dissipativessaines ou se developpent des deformations locales ductiles, lesquelles devrontse produire a des endroits choisis. Ceci sera realise par le respect de reglesparticulieres relatives aux materiaux, aux elements et aux assemblages, ainsique par l’application de criteres de hierarchie decoulant tous du concept gene-ral de « dimensionnement en capacite » specifiques a chaque type d’ossature.

Ces regles et criteres, dont le developpement est recent, n’etaient pas inscritsdans la premiere version des regles PS92. On les presente ici dans le contextede la formulation retenue dans l’Eurocode 8, code parasismique en vigueurdans toute l’Europe en 2011. Le choix a ete fait de garder dans le texte qui suitles symboles utilises dans la version francaise de l’Eurocode 8, qui compren-nent parfois des indices en terminologie anglaise.

L’aspect des charpentes mixtes acier-beton est aborde dans le [C 2 569].

Toute reproduction sans autorisation du Centre francais d’exploitation du droit de copieest strictement interdite. – © Editions T.I. C 2 559 – 1

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1. Ossatures dissipativeset non dissipatives

1.1 Options de principe en projetparasismique

1.1.1 Concept general

Il existe deux approches dans le dimensionnement d’ossaturesdevant resister aux tremblements de terre. Il s’agit de concevoirdes structures soit :

– dont les sections sont tres grosses et ou ne se developpent quedes contraintes elastiques ;– dont les sections des barres sont plus petites, de sorte qu’elles

permettent de former des zones plastiques nombreuses.

& Une structure correspondant a la premiere option est pluslourde. Il se peut qu’elle n’offre pas la marge de securite permettantde subir avec succes une action sismique plus elevee que prevu.Dans ce cas, son comportement global apparaıt « fragile ». Il corres-pond, par exemple, a la figure 1a.

& Dans une structure concue selon la seconde option, des partiesvolontairement choisies de la structure sont concues pour leurcapacite de deformation plastique cyclique et l’ossature entiere estproportionnee de maniere telle que, seules, les zones locales pre-vues se deforment plastiquement. Le comportement est alors duc-tile et correspond a la figure 1b. La structure dissipe ainsi de faconpermanente une energie representee par l’aire sous la courbe V-d.Pour cette raison, on distingue ces deux concepts de projet par lestermes « dissipatif » et « non-dissipatif ».

& Un comportement ductile, qui implique des capacites de defor-mation plastique, est interessant pour resister aux seismes, car enraison des incertitudes sur la connaissance du niveau reel del’action sismique future, d’une part, et de l’imprecision des analy-ses de la reponse des ossatures sous seismes, d’autre part, il arriveque l’action sismique et/ou ses effets soient plus grands que pre-vus. Cette sur-sollicitation est facilement absorbee par un peu plusde dissipation d’energie dans des mecanismes plastiques, alorsque les elements de la structure seraient incapables de fournir unsupplement de resistance elastique.

De plus, la reduction du cisaillement en base (Vreduit < Velastique)entraıne la meme reduction des sollicitations appliquees a la fonda-tion, ce qui conduit a une reduction du cout des infrastructures (cf.figure 1).

En raison de la ductilite du materiau acier et des nombreuxmecanismes plastiques possibles dans les elements de structureou les assemblages faits de ce materiau, les constructions metalli-ques permettent la dissipation d’energie dans des mecanismes dedeformation plastique.

1.1.2 Classes de ductilite

Pour obtenir une structure capable de subir sans s’effondrer lesdeformations engendrees par l’action sismique, le concepteur a lechoix entre des ossatures ou :

– les deformations sont elastiques ;– des deformations plastiques limitees ont lieu dans des zones

plastiques peu nombreuses ;– des deformations plastiques plus importantes ont lieu dans des

zones plastiques nombreuses.

& On montre a la figure 2 ce qui differencie ces choix, en termesde comportement global d’ossature exprime par leur resistanceau cisaillement horizontal global VEd en fonction du deplacementhorizontal d en tete du batiment (les etudes montrent que, en pre-miere approche, d est independant du choix effectue).

& La figure 2 permet de comprendre la signification du coefficientde comportement q utilise dans l’Eurocode 8 EN 1998-1:2004(cf. [2]) pour differencier les 3 types de projet definis plus haut.Dans ce code, qui sera applicable dans toute l’Europe en 2011, cecoefficient intervient comme diviseur de l’action sismique de calculde reference et est d’autant plus eleve que la structure est plus dis-sipative et q est egal a :

q V V= réponse elastique réduit/

On trouve dans [3] et [4] une explication detaillee de la definitionde q et le tableau 1 indique la gamme des valeurs de q retenuedans l’Eurocode 8 pour les 3 classes de ductilite DCL, DCM et DCH.

du

ddu

Vréponse élastique - Structure

dimensionnée pour rester

élastique sous séisme

V

concept

dissipatif

Structure non

dissipative

Structure

dissipative

concept

non dissipatif

Vréduit - Structure

dimensionnée pour

plastifier sous séisme

du

ba

Déplacement ultime

Figure 1 – Exemple de comportements globaux de structuredissipative et non dissipative. La structure non dissipative s’effondredans un mecanisme n’impliquant qu’un seul etage (d’apres [9])

projet à réponse purement élastique

DCL

DCL - classe de ductilité limitée

DCM - classe de ductilité moyenne

DCH - classe de ductilité haute

projet modérément dissipatif DCM

projet très dissipatif DCH

VEd

SDe(T)

DCL

DCM

DCH

d

b

a

c

Figure 2 – Comportement d’ossatures de meme periode T soumisesa poussee progressive jusqu’au deplacement de projet SDe(T )(d’apres [3])

CONSTRUCTIONS PARASISMIQUES EN ACIER ––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––

Toute reproduction sans autorisation du Centre francais d’exploitation du droit de copieest strictement interdite. – © Editions T.I.C 2 559 – 2

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Pour un type d’ossature donne, une classe de ductilite se distin-gue par la valeur du coefficient de comportement q qui lui est asso-cie et par des exigences fonction de cette classe, d’autant plus ele-vees que q est grand.

& Pour realiser des valeurs elevees de q, il faut creer les conditionsde formation de zones dissipatives nombreuses et fiables, car lastabilite de la structure demande que :

– les deformations plastiques locales restent limitees, car il y aune limite a la capacite de deformation qu’un element structuralpeut offrir tout en gardant une resistance quasi constante. Ainsi, larotation plastique qp, offerte par un profil acier de classe A, est del’ordre de 50 mrad (qp est defini au § 3.1.1) ;– les zones dissipatives soient nombreuses, pour eviter les exi-

gences de deformation plastiques locales trop elevees resultant dela concentration des deformations de la structure en peu de points ;– le travail de deformation plastique ait lieu dans des zones de la

structure prevues a cette fin, en position et en capacite, car il n’estpas possible de donner a toutes les zones de la structure des carac-teristiques ideales de deformation plastique ;– ces zones dissipatives correspondent a un mecanisme de ruine

globale et non a un mecanisme de ruine partiel.

1.2 Mecanismes plastiques globauxet coefficients de comportement

1.2.1 Relation entre type d’ossature et coefficientde comportement q

Les valeurs de q associees a un type donne d’ossature refletentsa capacite a former des zones dissipatives nombreuses. Ainsi, onvoit a la figure 3 que :

– une maille d’ossature en portique peut former 4 rotules plasti-ques : q ø 4 (cf. figure 3a) ;– une maille triangulee ne comporte qu’une diagonale en traction

plastique : q ł 4 (cf. figure 3b) ;– la stabilite d’un contreventement en K est liee a celle d’une dia-

gonale comprimee, dont le comportement ne peut etre ductile :q = qmin = 1,5 (cf. figure 3c).

Pour un type structural donne, le nombre de zones plastiquespotentielles est fonction de la redondance ou degre d’hyperstaticitedu type structural. La valeur de q est fonction de cette redondancepar le biais du parametre de redistribution plastique.

α αu 1/

avec a1 multiplicateur de l’action sismique horizontalede calcul pour lequel on atteint la resistanceplastique d’un element structural,

au multiplicateur pour lequel un mecanisme glo-bal plastique est forme.

On peut etablir au/a1 par une analyse en poussee progressive,mais des valeurs par defaut sont donnees dans l’Eurocode 8. Onles mentionne aux figures 4, 7 et 8.

1.2.2 Valeurs de q

Les valeurs maximales de q a utiliser dans des projets se referanta l’Eurocode 8 sont presentees au tableau 2. Elles dependent dutype structural, de la classe de ductilite DC choisie et de au/a1, etcorrespondent aux mecanismes plastiques globaux presentes auxfigures 3, 4, 5, 6 et 7. Il importe d’etre conscient de ces mecanis-mes, qui sont les objectifs du projet, car les 3 conditions pourconcevoir correctement une structure dissipative sont :

– definir le mecanisme global plastique vise comme objectif etses zones dissipatives ;

– assurer que les zones dissipatives seront fiables ;

– eviter les deformations plastiques, les ruines fragiles, les insta-bilites ailleurs dans la structure.

Il est donc possible de concevoir des structures parasismiquesde chacun des types structuraux indiques au tableau 2. Chacunpossede des specificites qu’il faut aussi connaıtre et considerer.

Tableau 1 – Principes de dimensionnement, classes

de ductilite des structures et limites superieures

des valeurs des coefficients de comportement q

Principe dedimensionnement

Classe de ductilitede la structure

Intervalle des valeursde reference ducoefficient de

comportement q

Comportement destructure faiblementdissipatif

DCL (limitee) q ł 1,5 - 2

Comportement destructure dissipatif

DCM (moyenne)

q ł 4

Egalement limite partype d’ossature

DCH (haute)

q > 4

Uniquement limitepar type d’ossature

P

F F F

P P

4 rotules

plastiques q = 6

1 diagonale

plastique q = 4

pas de mécanisme

plastique q = 1,5

ba c

Figure 3 – Coefficient de comportement q. Reflete le potentielde dissipation d’energie de chaque type structural (d’apres [9])

ossature en portique

ossature en « pendule inversé »b

a

= 1,1au

a1

= 1,1au

a1= 1

au

a1

= 1,2au

a1= 1,3

au

a1

Figure 4 – Ossatures en portique et en « pendule inverse » (d’apresNF EN 1998-1:2005)

–––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––– CONSTRUCTIONS PARASISMIQUES EN ACIER


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1.2.3 Ossatures en portique

Les ossatures en portique sont des structures dans lesquelles laresistance aux forces horizontales est assuree principalement par laflexion des barres (cf. figure 4). Comme des rotules plastiques sontdes mecanismes locaux tres dissipatifs et stables, en particulierdans les poutres parce que l’effort axial y est faible, des ossaturesen portique bien proportionnees pour developper un nombre elevede rotules plastiques dans les poutres ou dans les assemblagespeuvent etre tres dissipatives. Leur coefficient de comportement qest alors de l’ordre de 5 a 6.

Les structures en portique sont, par nature, assez souples, desorte que les limitations de deformation sous seisme « de service »et la prise en compte de l’effet P-D a l’ELU font souvent la decisiondans le dimensionnement des barres.

Des ossatures en portique dans lesquelles 50 %, ou plus, de lamasse est situee dans le tiers superieur de la hauteur de la struc-ture ou dans lesquelles l’essentiel de la dissipation de l’energie alieu a la base d’un element unique du batiment sont denommees« ossatures en pendule inverse ». Elles sont peu dissipatives et onleur attribue q ł 2,2. Pour leur usage en zone sismique, les ossa-tures en pendule inverse font l’objet de restrictions relatives a

l’elancement relatif λ des poteaux et au coefficient q de sensibilite

au deplacement entre etages ( λ� 15, et q ł 0,20).

Ces ossatures en « pendule inverse » peuvent toutefois etreconsiderees comme des ossatures en portique et caracterisees parun facteur q eleve, si la structure primaire possede plus d’unpoteau dans chaque plan de resistance et si l’effort normal estlimite a NEd < 0,3 Npl,Rd dans chaque poteau.

1.2.4 Ossatures avec triangulation a barrescentrees

Les ossatures avec triangulation a barres centrees sont des struc-tures dont les barres forment des mailles en triangle (cf. figures 5et 6). Les axes des barres sont concourants aux sommets des trian-gles, en des points appeles « nœuds ».

Les efforts developpes dans les barres sont essentiellement desefforts normaux, l’existence de flexion ne resultant que d’imperfec-tions ou de non alignement des forces dans les assemblages. Cesossatures sont stables, meme si chaque nœud est une articulationou rotule. Il existe de nombreuses topologies possibles, qui ne sontpas egales par la dissipation d’energie globale qu’elles permettent.

& Une bonne topologie est telle que la stabilite de l’ossature sou-mise a l’application de forces horizontales d’une orientation

proche du V inversé proche du Vba

= 1,2au

a1

Figure 7 – Ossatures avec triangulation a barres excentrees(d’apres NF EN 1998-1:2005)

= 1,2au

a1

Figure 8 – Ossatures en portique, combinees avec des triangulationscentrees (d’apres [3])

Tableau 2 – Coefficients de comportement q (valeurs

maximales)

Type d’ossature

Classe de ductilite

DCL DCM DCH

Portique autostable 1,5* 4 5au/a1

Ossature a triangulation centreeen X

1,5* 4 4

Ossature a triangulation centreeen V

1,5* 2 2,5

Ossature a triangulation excen-tree

1,5* 4 5au/a1

Pendule inverse 1,5* 2 2au/a1

Portique autostable avec trian-gulation centree en X

1,5* 4 4au/a1

Portique autostable avec rem-plissages en beton, ou macon-nerie en contact avec l’ossature,mais non connectes

1,5* 2 2

Portique autostable avec rem-plissages isoles de l’ossature

4 5au/a1

* l’annexe nationale peut autoriser q = 2 en classe DCL.En France, q = 2 est accepte si des justifications appropriees sontfournies (d’apres la norme NF EN 1998-1/NA).

Figure 5 – Ossatures a triangulation diagonale en X et en Xdecouplee (d’apres NF EN 1998-1:2005)

en V en V inversé variante de V inverséba c

Figure 6 – Ossatures a triangulation en V (d’apres NF EN 1998-1:2005)

CONSTRUCTIONS PARASISMIQUES EN ACIER ––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––


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donnee est assuree meme si on enleve de l’ossature toutes les dia-gonales comprimees par l’application de ces forces. Une telle topo-logie peut etre dissipative, car les barres en traction plastiquesconstituent un mecanisme dissipatif stable.

Si des diagonales de contreventement comprimees sont neces-saires a la stabilite de l’ossature, le coefficient de comportement qest moins eleve. Si le mecanisme de ruine implique la plastificationou le flambement des poteaux de l’ossature, aucune dissipationstable d’energie n’est possible et on limite q a 1,5.

Les ossatures avec triangulation a barres centrees sont, parnature, des structures plus raides que les ossatures en portique.En effet, la distance entre les poteaux, qui constituent les membru-res d’un contreventement en triangulation, est de plusieurs metres,alors que la hauteur de la section constituant un poteau de por-tique est large de moins d’un metre, en general. Les ossaturesavec triangulation a barres centrees permettent d’atteindre unegrande raideur et de beneficier pleinement du coefficient q maxi-mum defini au tableau 2.

& On distingue 3 types d’ossatures avec triangulation a barrescentrees :

– a triangulation diagonale ;– a triangulation en V ;– a triangulation en K.

� Dans les ossatures a triangulation diagonale, la resistance auxforces horizontales peut etre assuree par les seules diagonales ten-dues et en negligeant dans le calcul l’existence des diagonales encompression. Ce type de triangulation atteint un coefficient decomportement q = 4. Il peut s’agir de triangulations en X ou« croix de St Andre », ou d’autres geometries (cf. figure 5).

� Dans les ossatures a triangulation en V, la resistance aux for-ces horizontales demande de considerer, a la fois, les diagonalestendues et comprimees (cf. figure 6). Ces triangulations sontmoins dissipatives (q ł 2,5) que les precedentes, car les barrescomprimees flambent, mais elles possedent une certaine ductilitesi les poutres ont une inertie suffisante. Par exemple, elles sontdimensionnees pour l’action gravifique sans considerer leur appuisur le V.

� Dans les ossatures a triangulation en K, l’intersection des dia-gonales se trouve sur le poteau (cf. figure 3). On a vu que la stabi-lite des ossatures a triangulation en K est liee au comportementnon lineaire des diagonales comprimees et qu’en consequence, ilne peut etre question de ductilite, d’ou q = qmin = 1,5.

1.2.5 Ossatures avec triangulation a barresexcentrees

Les ossatures avec triangulation a barres excentrees sont desstructures dont les barres forment, a la fois, des mailles en triangleet des mailles en quadrilatere (cf. figure 7). On retrouve des typolo-gies proches de triangulations centrees, mais ou l’axe de certainesbarres a volontairement ete rendu non concourant au nœud, creantdes troncons soumis a des sollicitations de flexion et de cisaille-ment. Ainsi, l’ossature de la figure 7a correspond a une ossature atriangulation centree en V inverse dont on aurait ecarte les barresdu V au point d’intersection avec la poutre. La raideur et la resis-tance aux forces horizontales d’une ossature avec triangulation abarres excentrees est assuree principalement par des elementssoumis a des efforts normaux, mais on utilise l’excentricite de laconfiguration pour developper les deformations plastiques dansles « troncons sismiques » sous des forces exterieures appliqueesinferieures a celles requises pour atteindre la charge limite desautres barres.

L’energie est dissipee dans ces troncons par flexion cyclique oupar cisaillement cyclique, deux mecanismes locaux tres dissipatifs.Si on utilise des configurations permettant de garantir que tous lestroncons d’excentrement seront actifs, ces structures sont caracte-risees par des coefficients de comportement similaires aux porti-ques (q = 6) et combinent ainsi raideur et capacite de dissipation.

1.2.6 Ossatures en portique, combineesavec des triangulations centrees

Ces structures couplent des portiques et des triangulations cen-trees agissant dans la meme direction (cf. figure 8). Les forces hori-zontales sont reparties en proportion des raideurs relatives de cescontreventements.

Ces ossatures hybrides combinent la raideur des ossatures atriangulation et la capacite de dissipation d’energie des portiques,evitant la penalisation habituelle des ossatures en pur portiquepar les criteres sur la limitation des effets du 2e ordre et la deforma-bilite horizontale.

1.2.7 Ossatures metalliques comportantdes noyaux ou murs en beton

Les noyaux ou murs en beton font partie de la structure primairede contreventement et sont verifies comme des structures en betonarme (cf. figure 9). Ils sont les seuls verifies sous seisme si lesstructures metalliques peuvent etre considerees comme secondai-res, c’est-a-dire reprenant moins de 15 % de l’action sismique. Siles structures metalliques participent significativement au contre-ventement, les elements en acier, ou mixtes acier-beton, doiventaussi etre verifies pour la reprise de l’action sismique.

1.2.8 Ossatures en portique combineesavec des remplissages

Les ossatures en portique, dans lesquelles des remplissages enbeton sont connectes efficacement a la structure en acier, releventdu projet de structures mixtes.

Si les remplissages sont structurellement deconnectes de l’ossa-ture en acier sur leurs bords lateraux et superieurs, les ossatures enportique sont dimensionnees comme des structures en acier, maisil faut se preoccuper de l’interaction ossature/remplissage. Si lesremplissages sont en contact avec l’ossature acier, il faut evaluerles efforts internes dans les poutres et poteaux correspondant aun travail des remplissages en bielles diagonales.

1.3 Mecanismes locaux dissipatifs et nondissipatifs

1.3.1 Dissipatifs

Les zones dissipatives doivent etre realisees dans un materiauductile. Si des aciers de construction corrects sont fournis, l’allon-gement du materiau a rupture depasse 17 % et la ductilite du mate-riau est caracterisee par un rapport eu/ey entre l’allongement relatifsous charge maximale eu et l’allongement relatif a la limite elas-tique ey superieur a 10.

& Le caractere adequat d’un acier se refere aux proprietes requisespour la ductilite des elements structuraux :

– allongement eleve ;– rapport entre la contrainte de rupture fu et la limite elastique fy,

tel que fu/fy > 1,1 ;– tenacite suffisante a la temperature de service (27 J minimum

dans un essai Charpy a entaille en V) ;– soudabilite.

Figure 9 – Ossatures metalliques comportant des noyaux ou mursen beton (d’apres NF EN 1998-1:2005)

–––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––– CONSTRUCTIONS PARASISMIQUES EN ACIER


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Constructions parasismiques mixtesacier-betonContexte de l’Eurocode 8

par Andre PLUMIERProfesseur a l’universite de Liege

1. Ossatures dissipatives en charpente mixte acier/beton ......... C 2 569 – 21.1 Remarque preliminaire....................................................................... — 21.2 Mecanisme locaux dissipatifs et non dissipatifs............................... — 21.3 Mecanismes plastiques globaux et coefficients de comportement.. — 31.4 Caracteristiques des materiaux.......................................................... — 41.5 Caracterisation des sections pour l’analyse elastique ...................... — 41.6 Apport de l’enrobage de beton a la ductilite .................................... — 51.7 Conception specifique des elements structuraux ............................. — 51.8 Poutre avec dalle ................................................................................ — 71.9 Largeur participante de dalle ............................................................. — 8

2. Ossatures mixtes en portique ...................................................... — 102.1 Objectifs et criteres du projet dissipatif ............................................ — 102.2 Nœuds poutre/poteau ........................................................................ — 112.3 Transfert des moments de flexion aux nœuds poutres/poteaux ...... — 13

3. Ossatures mixtes avec triangulations ........................................ — 183.1 Ossatures mixtes avec triangulations a barres centrees .................. — 183.2 Ossatures mixtes avec triangulations a barres excentrees............... — 18

4. Ossatures et systemes a murs mixtes ........................................ — 194.1 Types de murs mixtes et criteres de dimensionnement ................... — 194.2 Linteaux .............................................................................................. — 194.3 Murs mixtes de contreventement avec ame en acier ....................... — 20


Durant les dernieres annees, la construction mixte acier/beton a connu unessor important. Cette tendance peut s’expliquer par l’association des qua-

lites respectives des deux materiaux.

L’ossature acier offre sa rapidite d’execution, ainsi qu’une resistance et uneductilite elevees pour un encombrement limite.

Le beton, irremplacable materiau des planchers, offre un complement deresistance en compression a ces armatures particulieres que sont les profilsen acier constituant l’ossature. En outre, le beton donne aussi sa flexibilite geo-metrique lors de la mise en place ainsi que son inertie thermique.

Mais, chercher a utiliser le beton pour sa collaboration structurale dans desstructures mixtes primaires, c’est-a-dire soumises a des actions autres que gra-vitaires, pose des problemes nouveaux, qui ne sont pas traites par l’Eurocode 4.

Certains d’entre eux ont ete resolus lors de l’elaboration de l’Eurocode 8,norme parasismique qui sera en vigueur en 2011. On peut notamment citer :

– la definition des conditions assurant la ductilite des sections enrobees debeton, partiellement ou completement ;– la definition d’armatures « sismiques » de dalles, et autres conditions aux

nœuds garantissant le developpement de pleins moments plastiques mixtesaux nœuds des ossatures en portique autostable ;– l’expression de conditions pour les assemblages mixtes ;– la definition d’elements de projet pour les « systemes mixtes ».


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Tous ces aspects nouveaux de la construction mixte sont decrits et expliques,au sein d’un texte qui definit et motive, avec les formulations et les symboles del’Eurocode 8, l’etat actuel des elements de projet de construction parasismiquemixte acier/beton.

On y mentionne aussi les limites des connaissances, car des problemes res-tent a etudier, comme le comportement cyclique de diagonales mixtes ou lesconditions pour beneficier en pied de poteau de portique d’un plein momentresistant plastique mixte, couple a une pleine resistance mixte au cisaillement.

Les questions relatives aux structures acier exclusives sont traitees dans ledossier [C 2 559].

1. Ossatures-dissipatives encharpente mixte acier/beton

1.1 Remarque preliminaire

Les constructions mixtes acier/beton sont constituees de deuxmateriaux qu’on peut utiliser separement pour realiser des projetsparasismiques.

Avant de lire ce qui suit, il est utile de prendre connaissance desdonnees relatives au projet parasismique, en general, et aux cons-tructions parasismiques en acier et en beton. Ceux-ci font l’objet dedossiers anterieurs (cf. [1] [2] [3]). On y trouve des elements techni-ques et des notions necessaires pour la comprehension du presentdossier, tels que :

– mecanisme plastique global ;– coefficient de comportement ;– dimensionnement en capacite ;– capacite de rotation plastique ;– structures primaire et secondaire ;– classes de ductilite, etc.

Ces elements ne sont pas redefinis ici.

1.2 Mecanismes locaux dissipatifs et nondissipatifs

1.2.1 Condition dissipative d’un element mixteacier/beton

Les sections ou assemblages mixtes sont faits de deux mate-riaux : l’acier et le beton.

& L’acier est un materiau ductile. Si on utilise des nuances conve-nables, l’allongement a rupture est superieur a 15 % = 150.10-3 et laductilite eu /ey superieure a 15.

& Le beton est caracterise par une capacite de deformation ecu2 arupture tres limitee, de l’ordre de 3,5.10-3. La deformation ecu2 vautseulement 2 fois l’accourcissement maximum elastique, de sorteque la ductilite du materiau beton n’est que de 2, a comparer a 15pour l’acier.

On peut relever ecu2 par un facteur de 2 a 4 si on confine le betonpar des armatures transversales, mais ceci ne vaut que pour la par-tie de beton interieure a ces armatures, et ce confinement est diffi-cile a realiser dans la dalle d’un profil en T (poutre acier + dalle).

& On obtient la ductilite requise des elements structuraux ou

assemblages mixtes de la meme maniere qu’en beton arme, c’est-a-dire en proportionnant les sections mixtes de maniere telle quel’acier plastifie, alors que le beton reste dans le domaine elastique,et en confinant le beton par des armatures transversales. De cettefacon, on maintient l’integrite du beton pendant le seisme et lecaractere dissipatif est realise par la plastification de l’acier des pro-files et/ou des armatures.

& Le principe suivi pour definir les conditions assurant la ductilite

des sections mixtes est le meme qu’en beton arme. Le diagrammedes e doit etre tel que les allongements dans l’acier atteignent ey, cequi correspond a la limite elastique fy, alors que les accourcisse-ments du beton sont inferieurs a ecu2, valeur correspondant a larupture du beton en compression. Ce principe se traduit dans unecondition relative a la position de l’axe neutre.

Le rapport x/d de la distance x entre la fibre la plus comprimeedu beton, ou l’accourcissement du beton est egal a ec,mixte, et l’axeneutre plastique de la hauteur d de la section mixte est egal a (cf.figure 1) :

x d/ /= +( )ε ε εc,mixte c,mixte s,mixte

& Pour eviter la ruine par ecrasement du beton, il faut :

x d/ /< +( )ε ε εcu2 cu2 a

avec ecu2 deformation ultime en compression du beton,

ea deformation totale de l’acier a l’etat limiteultime.

x

dq

qes,acier

es,mixte

ec,mixte

Figure 1 – Allongements observes a rotations q egales dans,respectivement, une section symetrique en acier et une sectionmixte acier/beton utilisant le meme profil acier (d’apres [4])

CONSTRUCTIONS PARASISMIQUES MIXTES ACIER-BETON ––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––


ＸＸ


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Le tableau 1 indique les limites du rapport x/d de sections satis-faisant cette condition en fonction d’une exigence en capacite derotation plastique correspondant aux classes de ductilite DCM etDCH, soit respectivent 25 mrad et 35 mrad [3].

& Il faut noter qu’une section comportant un profil acier avec dallepossede une ductilite inferieure a celle d’un profil acier seul, carl’axe neutre de la section mixte en T est situe plus haut que celuidu profil symetrique en acier seul, couramment dans l’aile supe-rieure du profil acier, et ceci, tant sous moment de flexion positif,que negatif.

Il en resulte que les accourcissements es,mixte, dans l’aile infe-rieure du profil, sont accrus par rapport a ceux es,acier du profilseul. Ces accourcissements plus eleves entraınent une degradationplus rapide par voilement, ce qui reduit la ductilite.

Cet effet est pris en compte en imposant des limites plus bassesa l’elancement c/t de l’ame, lorsqu’elle est en compression (cas despoutres avec dalles), que lorsqu’elle est en flexion (profil aciersymetrique). Les limites de c/tf des ailes ne sont, par contre, pasaffectees.

1.2.2 Choix de depart : caractere plus ou moinsmixte des elements dissipatifs

Pour qu’une ossature forme un mecanisme global plastique, ilfaut que les zones dissipatives soient fiables.

En construction mixte acier/beton, il existe un choix possibleentre deux concepts :

– realiser des sections et assemblages mixtes assurant laductilite ;– compter seulement sur l’ossature acier pour la ductilite, et

negliger l’apport du beton a la resistance des zones dissipatives.

Dans cette derniere option, on evite le travail en mixte des zonesdissipatives, ce qui facilite l’analyse et elimine les details parasismi-ques du beton.

Mais, il faut etre certain d’assurer une reelle independance dubeton par rapport a l’ossature acier dans les zones dissipativespotentielles. Ceci est une necessite absolue si on veut que lemodele de l’ossature, utilise pour l’analyse globale, soit suffi-samment representatif du comportement reel de l’ossature.

En effet, en projet parasismique, une sous-estimation de la resis-tance et de la raideur ne place pas necessairement en securite, car :

– sous estimer la raideur signifie qu’on effectue l’analyse globaled’une structure plus flexible, ce qui correspond a des forces sismi-ques et des sollicitations moindres, car les ordonnees du spectrede reponse en acceleration decroissent avec des periodescroissantes ;– sous estimer la resistance des poutres signifie que le dimen-

sionnement en capacite (cf. [1] [2] [3]) des poteaux et assemblages

est effectue sur une base erronee, ce qui conduit a des sous-dimen-sionnements et au risque de favoriser des modes de ruine locauxen lieu et place du mecanisme plastique global souhaite.

1.2.3 Probleme de la garantie ductile, ou non,des armatures de dalle

Dans les ossatures en portique mixte, la realisation d’un momentresistant fiable en zone de moment negatif exige la presence d’ar-matures de dalle qui soient ductiles.

Des treillis soudes non conformes aux exigences de ductilitepeuvent, toutefois, etre utilises, a condition que, dans les zones dis-sipatives, des armatures ductiles dupliquant ces treillis y soientaussi placees.

& Mais ceci pose un probleme, car pour calculer le moment resis-tant qui sert de reference au dimensionnement capacitif des ele-ments structuraux adjacents a cette zone dissipative, on doit, parsecurite, considerer toutes les armatures presentes, ductiles ounon.

Lorsque la duplication d’armatures non ductiles par des armatu-res ductiles est realisee, le dimensionnement capacitif conduit ades sections de poteaux tres importantes.

& Deux resistances plastiques des zones dissipatives sont doncconsiderees, lors du dimensionnement des structures mixtesacier/beton :

– une resistance plastique limite inferieure ;– une resistance plastique limite superieure.

� La resistance plastique limite « inferieure » des zones dissipati-ves est utilisee dans les verifications de dimensionnement concer-nant les sections des elements dissipatifs, par exemple, MEd < Mpl,

Rd. On la calcule en prenant en compte le beton de la section et,uniquement, les composants en acier de la section classes commeductiles.

� La resistance plastique limite « superieure » est calculee enprenant en compte le beton de la section et tous les composantsen acier presents dans la section, y compris ceux qui ne sont pasclasses comme ductiles, par exemple certains treillis soudes. Elleest utilisee dans le dimensionnement en capacite des elementsadjacents a la zone dissipative.

& En pratique, une solution economique consiste a utiliser destreillis ductiles ou a eviter la continuite de treillis non ductilesdans les zones dissipatives en placant a ces endroits des armaturesductiles, le recouvrement entre armatures ductiles et non ductilesetant situe en dehors des zones dissipatives.

1.3 Mecanismes plastiques globauxet coefficients de comportement

Il existe des solutions mixtes acier/beton tres diverses dans ledomaine du batiment.

& A cote des classiques ossatures auto-stables en portique et desossatures contreventees par des triangulations a barres centrees ouexcentrees, rencontrees en construction metallique pure, on peutaussi concevoir des solutions mixtes appartenant aux types sui-vants (cf. figure 2) :

– ossatures a murs mixtes acier/beton – type 1 et 2 aux figures 2aet 2b ;– systemes mixtes avec murs ou poteaux en beton arme et pou-

tres de couplage metalliques ou mixtes – type 3 a la figure 2c ;– murs mixtes comportant une ame d’acier travaillant en cisaille-

ment, continue sur la hauteur du batiment, et des membrures enacier ou mixtes pour la reprise de la flexion : ce type de murspeut-etre, ou non, enrobe de beton sur une (ou deux) face(s).

Tableau 1 – Valeurs limites de x/d pour assurer la ductilite

de section

Classe deductilite

qfy

(en N/mm2)

x/dBorne superieure

(en mrad)

DCM1,5 < q ł 4 355 27

1,5 < q ł 4 235 36

DCHq > 4 355 20

q > 4 235 27

––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––– CONSTRUCTIONS PARASISMIQUES MIXTES ACIER-BETON


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Dans le projet de construction mixte, l’Eurocode 4, qui traite desconstructions mixtes pour les situations non sismiques, rested’application.

& L’Eurocode 8, relatif au projet parasismique, est utilise de facondifferente, suivant le principe de fonctionnement de la structure al’etat limite ultime :

– comportement faiblement dissipatif : l’Eurocode 8 intervientseulement pour definir l’action sismique ;

– comportement dissipatif avec des zones dissipatives mixtes :les Eurocodes 4 et 8 sont consideres dans l’analyse et dans la veri-fication des elements structuraux ;

– comportement dissipatif avec des zones dissipatives en acierseul ; les Eurocodes 3, 4 et 8 interviennent dans l’analyse globaleet la verification des elements structuraux.

& A ces principes de dimensionnement ainsi definis correspondentdes Classes de ductilite et des domaines du coefficient de compor-tement q indiques au tableau 2. On precise ces donnees autableau 3 pour divers types d’ossature.

On rappelle que, pour un type structural donne, le nombre dezones plastiques potentielles est fonction de la redondance, oudegre d’hyperstaticite, du type structural, et que la valeur de q estfonction de cette redondance par le biais du parametre de redistri-bution plastique :

α αu 1/

avec a1 multiplicateur de l’action sismique horizontalede calcul pour lequel on atteint la resistanceplastique d’un element structural,

au multiplicateur pour lequel un mecanisme glo-bal plastique est forme.

On peut etablir au/a1 par une analyse en poussee progressive.Les tableaux 2 et 3 proposent des valeurs par defaut.

& On note que les structures de type similaire aux ossatures enacier ou en beton arme ont les memes coefficients de comporte-ment que celles-ci (cf. [2] [3]). La distinction entre classes de ducti-lite moyenne DCM, ou elevee DCH, correspond a des criteres diffe-rents quant aux sections des profils acier, aux assemblages et auxdetails de conception admis.

Le concepteur est libre d’adopter des valeurs de au/a1 et de qinferieures a celles proposees dans les tableaux. Le choix devaleurs plus faibles peut aider a converger plus rapidement versune conception satisfaisant tous les criteres, en particulier ceuxqui limitent la deformabilite des structures, car des valeurs eleveesde q conduisent a des structures plus legeres et, parfois, tropflexibles.

1.4 Caracteristiques des materiaux

Les armatures de beton arme, barres ou treillis, considerees dansla resistance plastique des zones dissipatives, doivent satisfaire desexigences relatives a fu/fy et a l’allongement. Ces exigences sontcelles des aciers de classe B ou C de l’Eurocode 2 [3] en classe deductilite DCM, et des aciers de classe C en classe de ductilite DCH.On les rappelle au tableau 4.

A l’exception des etriers fermes ou des epingles, toutes les bar-res situees dans les zones de contraintes elevees doivent etredes armatures a haute adherence.

1.5 Caracterisation des sectionspour l’analyse elastique

Pour calculer les sollicitations sous un seisme, qui est une actiondynamique de courte duree, on calcule la rigidite des sections mix-tes dans lesquelles le beton est comprime en utilisant un coefficientd’equivalence :

n E E= =a cm 7/

avec Ea et Ecm respectivement, modules d’elasticite de l’acieret du beton.

TYPE 1

ossature en

portique acier,

ou mixte, connectée

à des remplissages

en béton

murs mixtes

renforcés par

des profilés acier

enrobés verticaux

murs mixte, ou en béton,

couplés à des poutres

en acier, ou mixtes

TYPE 2 TYPE 3

ba c

Figure 2 – Murs mixtes des types 1, 2 et 3 (d’apres la normeEN 1998-1:2005)

Tableau 2 – Principe de dimensionnement, classes

de ductilite et bornes superieures des valeurs

du coefficient de comportement q

Principe dedimensionnement

Classes deductilite

Intervalles des valeursdu coefficient decomportement q

Comportement destructure faiblementdissipatif

DCL q ł 1,5 - 2

Comportement destructure dissipatif

DCMq ł 4

+ limites du tableau 3

DCH Limite du tableau 3

Tableau 3 – Bornes superieures des valeurs du coefficient

de comportement q des ossatures mixtes regulieres

en elevation

Types de structure

q

Classe deductilite DCM

Classe deductilite DCH

• Ossatures en portique• Ossatures avec triangulations abarres centrees ou excentrees• Pendule inverse

Comme pour les ossaturesacier. Voir [3]

• Systeme structural mixte• Valeur par defaut : au/a1 = 1,1• Murs mixtes (type 1 et type 2)

3 au/a1 4 au/a1

• Murs mixtes, ou en beton arme,couples par des poutres acier, oumixtes (type 3)

3 au/a1 4,5 au/a1

• Murs de cisaillement mixtes avecplaques d’acier.• Valeur par defaut : au/a1 = 1,2

3 au/a1 4 au/a1

CONSTRUCTIONS PARASISMIQUES MIXTES ACIER-BETON ––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––


ＹＰ


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On calcule le moment d’inertie des poutres mixtes avec dalle,designe par I1 (dalle en compression) ou par I2 (dalle en traction),en prenant en compte une largeur participante de dalle definie au§ 1.9. On calcule la rigidite des sections mixtes dans lesquelles lebeton est tendu, en supposant que le beton est fissure et que seu-les les parties en acier de la section sont actives.

Dans l’analyse globale des poutres mixtes, on distingue deuxrigidites distinctes en flexion :

– EI1 pour la partie de la portee soumise au moment de flexionpositif (section non fissuree) ;– EI2 pour la partie de la portee soumise au moment negatif (sec-

tion fissuree).

Toutefois, une approche plus simple est admise dans l’Euro-code 8, ou l’analyse est effectuee en attribuant, a l’ensemblede la poutre, un moment d’inertie equivalent Ieq constant surtoute la portee et donne par :

I I Ieq 1 20 6 0 4= +, ,

Cette relation est approchee, car Ieq depend, en fait, du dia-gramme des moments sollicitants.

La rigidite a la flexion des poteaux mixtes se calcule par :

EI EI rE E I( ) = + +( )c a cm c s0 9, I

avec r coefficient de reduction dependant du type desection du poteau et dont la valeur recomman-dee est r = 0,5,

Ia, Ic et Is respectivement, moment d’inertie de la sectionen acier, de la section en beton, et des armatu-res, tous ces moments d’inertie etant calculespar rapport a l’axe neutre de la section mixte.

1.6 Apport de l’enrobage de betona la ductilite

Le beton d’enrobage place autour d’un profil en acier, ou entreles ailes de ce dernier, empeche la formation d’ondes de voilementvers l’interieur de la section, ce qui reduit la degradation de la resis-tance par voilement sous sollicitation cyclique. Pour cette raison,certaines limites d’elancement de parois sont moins contraignantespour les sections mixtes, que pour les profils en acier seul.

Ces limites peuvent encore etre relevees de 50 % si on disposedes :

– armatures de confinement (cas des profils completementenrobes) ;

– barres droites de liaisons soudees a l’interieur des ailes (casdes profils partiellement enrobes) (cf. figure 3a) a condition queces barres soient placees avec un espacement longitudinal s infe-rieur au debordement d’aile c :

s c/ < 1

On presente au tableau 5 les limites d’elancement d’aile et d’amedes elements structuraux de section H ou I dans differentes hypo-theses. Dans ce tableau, l’indication « avec liaison du beton al’ame » se refere aux prescriptions de l’Eurocode 4 (cf. [Doc. C 2 569]norme EN 1994-1-1:2005). Ces liaisons peuvent etre des etriers sou-des a l’ame, comme a la figure 3b, ou des barres de diametre6 mm, au moins, passant au travers de trous pratiques dans l’ameet/ou par des connecteurs de diametre 10 mm, au moins, soudes al’ame. Les « liaisons des ailes par des barres droites » sont repre-sentees a la figure 3a.

On precise plus loin les conditions a respecter pour beneficierdes relevements des limites d’elancement de parois dans lespoteaux partiellement et completement enrobes.

1.7 Conception specifique des elementsstructuraux

1.7.1 Dimensionnement des elements structurauxmixtes dissipatifs et non dissipatifs

La structure resistante aux seismes est dimensionnee en se refe-rant a un mecanisme plastique global impliquant des zones dissi-patives locales. Ce mecanisme global identifie les elements danslesquels se situent des zones dissipatives et, indirectement, les ele-ments sans zone dissipative.

Les poteaux peuvent etre dimensionnes pour que des zones dis-sipatives se forment aux endroits indiques par le mecanisme globalplastique, en particulier au pied des poteaux et au sommet despoteaux du dernier niveau dans les ossatures en portique auto-stable (cf. [1] [2] [3]).

Tableau 4 – Proprietes des armatures

Forme du produitBarres et fils redresses.

Treillis soudes

Classes B C

Limite caracteristiqued’elasticite fyk ou f0,2k (enMPa)

400 a 600

Valeur minimale de k = (ft/fy)

k*Annexe C, Tableau C1

ø 1,08ø 1,15< 1,35

Valeur caracteristique de ladeformation relative souscharge maximale (en %)

ø 5 ø 7,5

* d’apres la norme EN 1992-1-1:2004 (cf. [2])

barres de liaison

additionnelles

soudées aux ailes

étriers soudés à l'âme

du profil acier

pas « s » des étriers ou des barres

b = bc

s s s s s s s

tw tw

t f t f

h =

hc

h =

hc

b = bc

c c

ba

c

Figure 3 – Armature des sections partiellement enrobees

––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––– CONSTRUCTIONS PARASISMIQUES MIXTES ACIER-BETON


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Forages et sondages

par Jean-Paul ROBERTConsultant

Cette edition est une mise a jour de l’article de Jean-Francois MAILLARD intitule « Forageset sondages » paru en fevrier 1985, et actuellement en archives.

1. Processus et materiels du forage ................................................ C 228v2 – 21.1 Methodes de foration et leurs materiels ........................................... — 2

1.1.1 Forage a percussion ou battage .............................................. — 2

1.1.2 Forage a rotation ..................................................................... — 2

1.1.3 Forage a roto-percussion ........................................................ — 61.2 Fluides et boues de forage ................................................................ — 9

1.2.1 Donnees du probleme ............................................................. — 9

1.2.2 Types de produits .................................................................... — 10

1.2.3 Caracteristiques physico-chimiques des boues. Controles .... — 10

1.2.4 Mise en œuvre de la boue ...................................................... — 121.3 Composition d’un atelier de forages et sondages ............................ — 12

1.3.1 Evolution du materiel .............................................................. — 12

1.3.2 Choix du materiel .................................................................... — 13

1.3.3 Accessibilite aux vehicules porteurs et d’accompagnement . — 13

2. Valorisation des forages et sondages ......................................... — 132.1 Feuille de sondage ............................................................................. — 132.2 Valorisation du forage ........................................................................ — 14

2.2.1 Diagraphies instantanees et differees ..................................... — 14

2.2.2 Pose de piezometres................................................................ — 14

2.2.3 Essais d’eau ............................................................................. — 14

2.2.4 Pose d’appareillages................................................................ — 14

2.2.5 Essais en place ........................................................................ — 152.3 Valorisation des echantillons extraits du sondage ........................... — 15

2.3.1 Echantillon intact ..................................................................... — 15

2.3.2 Echantillon integral, plus ou moins remanie.......................... — 16

2.3.3 Echantillon incomplet plus ou moins remanie ....................... — 16

3. Cout des forages et sondages ...................................................... — 173.1 Cout du sondage ................................................................................ — 173.2 Exemple d’un cadre de marche de sondage ..................................... — 17

Pour en savoir plus.................................................................................. Doc. C 228v2

Parmi les methodes de reconnaissance geologique et geotechnique, les fora-ges et sondages tiennent une place importante du fait des renseignements

qu’ils peuvent fournir par eux-memes, ou grace a l’adjonction de systemescomplementaires d’information.

Les principaux domaines d’intervention du forage peuvent etre groupes sousles rubriques suivantes :

– recherche et exploitation de matieres utiles : minerais, charbon, eau, petrole,materiaux de carrieres ;– reconnaissance des sols dans le cadre d’etudes geologiques, geotechniques,

hydrogeologiques, pedologiques ;– preparation de sols en vue de la realisation d’ouvrages de genie civil : pieux

fores, injections.

Le present article s’interesse plus particulierement a la deuxieme et a la troi-sieme rubrique, en y incluant la reconnaissance de carrieres qui s’y relie par lafourniture de materiaux pour la construction et l’empierrement.

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Bien qu’etant une technique tres ancienne, le forage s’est beaucoup deve-loppe avec les recherches minieres et petrolieres, et il a mis a profit de nom-breuses innovations techniques determinantes comme l’utilisation de mate-riaux tres durs et d’aciers speciaux, l’air comprime, la transmission hydraulique.

Le sondage de genie civil utilise des materiels qui sont en quelque sorte desmodeles reduits des machines petrolieres.

Les materiels existants sont tres nombreux et varies, et l’on trouve sur le mar-che des machines et outillages plus ou moins specialises, aptes a repondre auxdifferents types de problemes poses. Nous passerons en revue les diversesmethodes de forage et sondage et les principaux types de materiels en regarddes problemes qu’ils sont appeles a traiter. Nous nous interesserons egalementa certains appareillages et techniques destines a valoriser des operations tou-jours couteuses en investissement et en fonctionnement.

1. Processus et materielsdu forage

L’appellation « forage » s’applique plus particulierement, al’execution d’un trou sans recuperation d’echantillons. Son exe-cution peut servir de base pour la recuperation d’informations(diagraphies), et la mise en place d’appareillages specifiques(pose de piezometres, inclinometres, tassometres).

Le « sondage » est l’execution d’un trou avec recuperationd’echantillons, ou la prise de mesures in situ.

1.1 Methodes de forationet leurs materiels

1.1.1 Forage a percussion ou battage

C’est la methode de forage la plus anciennement connue et lesChinois, notamment, l’utilisaient depuis des temps tres reculespour la recherche d’eau.

& Dans l’appareillage le plus simple, la destruction de la roche etl’avancement du trou qui en resulte sont obtenus a l’aide d’un tre-pan suspendu a un cable, auquel un balancier ou un treuil a chutelibre imprime un mouvement alternatif de haut en bas. C’est le« sondage au cable » ou « pennsylvanien ».

Le trou est cure periodiquement au moyen d’une soupape quiremonte les debris de roche, tandis que, dans les terrains non cohe-rents et ebouleux, un tubage pousse a l’avancement (havage)assure la tenue des parois du forage et evite le coincement del’outil, tout en permettant de connaıtre les cotes de prelevementavec une meilleure precision.

& Dans les terrains non coherents noyes, comme les alluvionssablo-graveleuses, le forage peut etre execute uniquement a lasoupape avec tubage a l’avancement, s’il n’y a pas d’elements oude bancs durs importants dans le terrain.

Une variante du systeme consiste a effectuer le forage a l’aided’un trepan-benne ou hammergrab : celui-ci comporte a sa partieinferieure deux coquilles articulees jouant le role de trepan en posi-tion ouverte, et assurant la remontee des deblais en position refer-mee. Ce sont les systemes Benoto et Casagrande, utilises pour lesforages d’eau et le rabattement de nappe, ainsi que pour les fora-ges de pieux (figure 1).

& On notera enfin l’echantillonnage par carottier battu : un tubecarottier a paroi mince muni d’une trousse coupante est raccordea un train de tiges. Il peut etre fonce par battage, vibro-foncage,ou simplement par pression continue. Ce dispositif permet de pre-lever ainsi, en terrains coherents de type sols, des echantillonsintacts qui pourront etre etudies en laboratoire de mecanique dessols.

Le carottier battu peut etre equipe, a l’interieur, d’un tube plas-tique transparent. Par ce moyen, il est possible de retirer l’echantil-lon sans manipulation excessive, et de le proteger aux deux extre-mites par des obturateurs, avant envoi au laboratoire. Il permetaussi de faire une identification visuelle.

1.1.2 Forage a rotation

Le forage a rotation consiste a transmettre a l’outil un couple,pour assurer le decoupage du terrain, et une poussee pour en assu-rer la penetration. L’outil est relie a la machine par un systeme detiges, ou de tubages.

Tête à couronne

Cloche avec mouflage supérieur

Collier de jonction

Corps cylindrique

Piston et moufflage

Bielles de commande des coquilles

Coquilles

Figure 1 – Trepan-benne Benoto

FORAGES ET SONDAGES ––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––

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Selon le type d’outil employe, nous envisagerons le forage :

– a la tariere (simple ou continue) ;– au tricone ;– au tri-lame ;– le carottage.

1.1.2.1 Tariere simple

Le terme de tariere simple concerne des materiels de taille et deperformances tres diverses.

Nous y trouvons du materiel leger, portatif (tariere a main et peti-tes moto-tarieres) et du materiel lourd (tarieres mecaniqueslourdes).

& Materiel leger

Il correspond aux tarieres a main et petites moto-tarieres. Ilexiste en effet, sur le marche, des materiels tres simples et robus-tes, permettant d’executer des forages de diametres 60 a 350 mmen terrains meubles et ne comportant pas de blocs, jusqu’a desprofondeurs evidemment limitees : quelques decimetres a quel-ques metres. Le type en est la tariere Helix de la societe BonneEsperance (figure 2), qui peut etre utilisee avantageusement pourla reconnaissance superficielle dans des zones inaccessibles auxmachines. On peut citer, en anecdote, que le pressiometre Menarda commence a etre mis en œuvre a l’aide d’une tariere a main.

Un peu plus performantes, les petites moto-tarieres permettentd’effectuer le meme type de travaux plus rapidement et a moindrefatigue. Ces engins sont animes par des moteurs de 5 a 7 ch(Bonne Esperance).

& Tarieres mecaniques lourdes

Ces machines, generalement montees sur camions, chenilles,etc., permettent d’effectuer des sondages et forages en terrainsmeubles ou en roches tendres ou alterees, les modeles les pluslourds pouvant utiliser un trepan en cas de rencontre de bancsdurs. L’outil est fixe au bas d’une tige Kelly (tige a section polygo-nale permettant son entraınement en rotation) simple outelescopique.

On peut distinguer ici deux generations de machines.

� Les tarieres destinees a la reconnaissance superficielle : etudesde traces routiers, de gıtes alluvionnaires, etc.. Les profondeursatteintes vont de 2,50 a 12 m (6 a 7,50 m pour les modeles les plusutilises en France dans les laboratoires de l’Equipement) pour desdiametres d’outils de 200 a 900 mm. Ces machines sont animees

par des moteurs de 60 a 120 ch et peuvent delivrer des couples de700 a 3 000 daN.m. L’enfoncement et la remontee sont assures parune cremaillere constituant une des faces du kelly (Highway), oupar un verin hydraulique (Hughes-Hydra Digger, Texoma).

� Les tarieres destinees au forage de pieux, susceptibles d’etein-dre des profondeurs, de plus de 30 m. Ces machines, animees pardes moteurs de 100 a 240 ch, delivrent des couples de 3 000 a30 000 daN.m (Hughes, Calweld, Mac Alpine, etc.). Les profondeursimportantes peuvent etre atteintes grace a des tiges kelly telescopi-ques en deux, trois, ou quatre elements. Les diametres des foragespeuvent depasser 2 m, les outils etant souvent des tarieres-godets.

Remarques

� Dans la plupart des cas, la profondeur d’investigation estlimitee par la rencontre de la nappe aquifere et/ou celle deblocs durs dont la taille depasse le pas de la spire. Toutefois,il existe des possibilites de tubage en utilisant un outil rudi-mentaire perdu (employe pour la pose de piezometres) et,pour les roches de durete moyenne, des meches coniques apointe d’attaque allongee et munies de doigts en carbure detungstene (type Alaskaug).

� Les tarieres simples destinees a la reconnaissance permet-tent l’etablissement de coupes geologiques dont la precisionest fonction de la nature du terrain et de l’adresse du sondeur :la cote de prelevement est connue de 10 a 30 cm pres oudavantage selon la profondeur, et les echantillons sont rema-nies, la teneur en eau etant le plus souvent conservee. Il estpossible toutefois de prelever des echantillons intacts a l’aided’un carottier simple a helice travaillant a sec (type Laboratoi-res des Ponts et Chaussees ou Bonne Esperance).

1.1.2.2 Tariere continue

Les tarieres continues sont des vis sans fin assemblees bout about, travaillant generalement a sec. Les diametres vont de 40 a450 mm et les elements sont assembles par emboıtement male/femelle avec clavetage. L’element d’attaque est muni d’un outil deforme et constitution variables en fonction des terrains a forer (outila argile, dents de carbure, etc.) (figure 3).

Les sediments sont remontes en continu le long des spires. Lesechantillons sont, bien sur, remanies et la tariere continue rencon-tre les memes limites que la tariere simple : durete du terrain et,quoique dans une moindre mesure, presence de la nappe aquifereen terrain boulant.

La precision des cotes s’altere de facon croissance avec la pro-fondeur, mais l’experience du sondeur et sa sensibilite peuvent pal-lier en partie cet inconvenient dans certains cas (existence debancs-reperes, contrastes de durete).

& Pour la traversee des zones a eboulement, les fabricants propo-sent des tarieres creuses. Ces dernieres, raccordees entre elles parfiletage male/femelle, menagent un espace dans la partie centrale.Cet espace laisse le passage pour une injection de boue bentoni-tique ou de boue a base de polymere. Ce qui facilite une meilleuretenue des parois du forage.

Pour les plus petites sections (diametre 63 mm), ces tarierescreuses sont tres utilisees lors de la mise en place des sondespour essais pressiometriques. En ce qui concerne les plus grandsdiametres, jusqu’a 225 mm et plus suivant les fabricants, leurmise en place necessite des machines dotees de couple eleve.Tres employees pour les injections de coulis de ciment ou la posed’appareillages speciaux (piezometres, etc.).

& Un autre systeme de tariere creuse est propose sur le marche.Surtout utilisees dans les pays anglo-saxons, les tarieres de type« Hollow Stem Auger », ont ete concues pour forer et tuber enmeme temps, en particulier dans les horizons difficiles (sables, gra-viers, galets etc…).Figure 2 – Tariere a main Bonne Esperance type Helix

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Le principe est le suivant :

– le passage interieur de la tariere est suffisant pour y introduireun train de tiges, equipe a son extremite d’un outil de forage pilote(trilame) ;

– une adaptation specifique (tete double) entraine a la fois latariere et les tiges ;– la tariere inferieure est munie a son extremite de plaquettes

supportant des outils a doigts.

Ainsi, le foncage en rotation de l’ensemble tarieres/tiges peut sederouler sans introduction de materiau dans la partie centrale destarieres. Ces dernieres sont verrouillees entre elles par des vis et lestiges par vissage.

La profondeur atteinte, les tiges sont retirees, liberant ainsi lapartie centrale. Il est ainsi possible de proceder, soit a des essaisin-situ (carottage, SPT, etc.), soit descendre des micropieux, piezo-metres ou systeme de monitoring de puits. Precisons que ces tarie-res ne peuvent etre mises en place que par des machines de foragepuissantes.

1.1.2.3 Forage au tricone

En comparaison avec le systeme percussion/battage, le forage autricone donne des vitesses d’avancement nettement superieures.Issu de la recherche petroliere, le forage au tricone est largementapplique en reconnaissance geotechnique, miniere, recherched’eau, et pour les travaux de genie civil.

ExempleEn geotechnique, les diametres des tricones ont ete reduits pour

permettre la realisation de forage dans les diametres correspondantau diametre maximal autorise pour un essai donne : 63,5 mm pour unessai avec le pressiometre (tableau 1).

Entraıne en rotation et pousse par les tiges, le tricone detruit leterrain par repetition de chocs. Les molettes, en tournant sur elles-

a tarière

continue

b outil pour argiles

et terrains tendres

b outil à taillants

multiples pour

terrains assez

durs (marne raide,

craie ou gypse très

altérés, etc.)

Figure 3 – Tariere continue et outils

Tableau 1 – Dimensions des trous normalises, en normes metriques et DCDMA (1)

Norme metrique Pour dimensions du trou DCDMA

Tige

Tubes de revetementjext/jint

Diametre du trouTubes de revetement

jext/jint Tige

(en mm) (en mm) (en mm) (en mm)

NW140 mm

143/134 146

NW 128/119 131

NW 113/104 116 116,7HX

114,3/100,0HW

NW 98/89 101

99,2NX

88,9/76,2NWHSK

50 mm50 mm82 mm

84/77 86

50 mm50 mm72 mm

74/67 7675,8

BX73,0/60,3

NWNSK

50 mm50 mm63 mm

64/57 6660 AX BW

50 mm53 mm53 mm

54/47 5657,1/48,4 BST

42 mm43 mm43 mm

44/37 4648

EX46,0/38,1

AWAST

(1) D’apres doc. Atlas CopcoDCDMA : Diamond Core Drill Mining Association

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