essais " i n s i t u " et fondat ions sur p ieux

par J. JEZEQUEL Ingnieur E.NJS.M.

Assistant

et G. GOULET D.ES.T. de l'Universit de Rennes

Oprateur au Laboratoire Rgional

de Saint-Brieuc

I N T R O D U C T I O N

par H. KARST Ingnieur des Ponts et Chausses

Chef de la Section des Sols du Laboratoire Central

L'Ingnieur Matre d'uvre est souvent embarrass devant un problme de fondation. Le comportement du sol, le matriau le plus complexe utilis dans le Gnie Civil, sont mal connus et les ractions de la structure sur ce sol sont aussi trs mal connues. De plus, le sol de fondation doit tre pris tel qu'il se trouve en place et rares sont les cas o il est possible de remplacer ce sol.

Le premier choix qui se pose l'Ingnieur, celui des fondations superficielles ou profondes, doit tre abord par la question de savoir si les fondations peuvent tre superficielles. En effet, la fondation superficielle est gnralement plus conomique, mais galement son comportement sur un sol, c'est--dire la liaison entre la structure et le sol, est beaucoup mieux connue que dans le cas d'une fondation profonde. Mettre des pieux sous un ouvrage sous prtexte que le sol parat douteux, peut tre un mau-vais remde.

Mais il se peut que les fondations superficielles ne soient pas possibles et on doit alors s'orienter vers des fondations profondes.

Comment calculer une fondation profonde ? Est-il possible de dterminer le type, la profondeur et le nombre de pieux sous un ouvrage pour que la fondation puisse tre considre comme bonne, c'est--dire que la scurit par rapport une ventuelle rupture ou des tassements excessifs, soit suffisante, sans tre trop leve. Dans l'tat de nos connaissances, il faut avouer en toute honntet que la Mcanique des Sols n'a pas encore apport de mthode sre, simple et infaillible.

Mais, bien entendu, on pose des milliers de pieux et, trs gnralement, les structures bties sur les fondations profondes se comportent fort bien. Bien sr, il y a quelques incidents, et une tude a posteriori permet toujours d'expliquer les causes de la rupture, mais il est trs difficile' de les prvoir au moment de la construction.

Comment un pieu transmet-il sa charge au sol qui l'entoure ? Comment le sol se dforme-t-il et quelle est l'influence de cette dformation sur le pieu ? Comment agit un groupe de pieux par rapport l'action d'un pieu unique ? Comment varie la charge portante avec le temps ?

3-1

B u l . L i a i s o n L a b o . P. e t C h . n 12 - M a r s - A v r i l 1 9 6 5 - r f . 2 5 0

a_3_liTexte surlign

De nombreux chercheurs ont essay de rsoudre ces problmes. Les mthodes proposes vont d'une thorie mathmatique complexe des rgles purement empiri-ques, mais le simple fait de constater qu'il y a de trs nombreuses thories montre qu'aucune n'est entirement satisfaisante.

Il est possible, par exemple, d'essayer de connatre l'action d'un pieu sur le sol en partant d'une bonne connaissance des proprits rhologiques des sols, essentiel-lement partir d'essais de laboratoire et d'appliquer une thorie plus ou moins scien-tifique base sur un matriau idal, sur des essais en modle rduit ou en vraie gran-deur.

Ou bien, on peut songer essayer le pieu, sous la forme d'un essai statique de charge par exemple.

Ou bien, on peut estimer que seule une bonne et solide exprience est suffisante et ncessaire pour dimensionner approximativement des fondations profondes.

La mthode vers laquelle s'est rsolument engag le Laboratoire Rgional de Saint-Brieuc, et qui est dcrite dans l'article de MM. Jezequel et Goulet, est une appro-che semi-scienlifique base sur les rsultats d'essais in situ , obtenus en utilisant un pntromtre et le pressiomtre. Cette mthode parat a priori sduisante, puisqu'elle consiste essayer de reproduire sur le sol rel dans lequel les pieux seront enfoncs, un phnomne plus ou moins quivalent celui de l'action du pieu. Le pntromtre, comme le pressiomtre, peuvent tre considrs comme de vritables pieux en modle rduit.

Est-ce dire que le problme est rsolu pour autant ? Probablement pas.

Le pntromtre permet de sparer les deux termes : rsistance de pointe et frot-tement latral, dans la mesure o la division en effort de pointe et frottement latral, correspond une ralit pour le pieu. Mais est-il possible d'extrapoler les rsultats obtenus par cet appareil sur un pieu en vraie grandeur, alors que les lois de simili-tude du sol sont particulirement mal connues.

De la mme faon, on peut se demander si le pieu transmet sa charge au sol comme le fait le pressiomtre, c'est--dire sous la forme d'un champ de contraintes cylindriques ou dviatoriques. C'est probablement exact en partie, mais pas entire-ment.

L'article de Sainl-Brieuc montre bien d'ailleurs que, partir d'une thorie scien-tifique plus ou moins labore, on est oblig d'introduire des coefficients empiriques dpendant de la nature du sol. Le danger consiste extrapoler ces coefficients tous les types de sol.

Mais il n'en reste pas moins que le calcul des pieux partir d'essais in situ, condition de ne pas considrer les rsultats comme absolus et de se baser sur une bonne exprience, permet d'obtenir des rsultats satisfaisants ; comme il est possible galement d'obtenir des rsultats satisfaisants partir d'autres mthodes, essais de sol en laboratoire ou essais de charge par exemple, mais toujours en prenant en compte, par son exprience, et avec esprit critique, les diffrents facteurs qui ne peuvent tre introduits dans une thorie.

Et c'est bien l'Art de l'Ingnieur que de ne pas se fier entirement des rsul-tais d'essais ou une thorie, aussi labore soit-elle.

H. KARST

Le Laboratoire Rgional de Saint-Brieuc est frquemment appel, soit effectuer des tudes prlimi-naires de fondations sur pieux, soit effectuer le contrle de telles fondations.

Nous prsentons ici un cas concret de contrle rapide et peu onreux, qui nous permet d'exposer la mthode que nous appliquons dans les cas courants et les possibilits des essais in situ en la matire. On notera certaines interpolations, voire extrapolations, mais le lecteur habitu aux tudes de sols reconnatra l le lot quasi journalier de ses difficults.

3-2

a_3_liTexte surlign

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^ 1 Bouchon ^ 1

I

Niveau de battage e

Fig. 1 - Procd Franki - schma de principe.

1-a) Un bouchon de bton trs sec est battu l'intrieur d'un tube qui formera fourreau pro-visoire.

1-b) En poursuivant le battage, le bouchon pntre dans le terrain en entranant le tube par frot-tement.

1-c) Le bouchon est bris et par pilonnage de bton, sans relever le tube, un bulbe se forme au niveau de fondation choisi.

1-d) Btonnage du ft et relvement progressif du tube formant fourreau.

1-e) Pieu Franki termin.

Il s'agit de construire sur le terre-plein du port de Concarneau (Finistre) un btiment trois niveaux. Le matre d'oeuvre fai t directement appel la Socit des pieux Franki qui a dj ralis avec succs les fondations d'un ouvrage adjacent (pieux de 50 cm de diamtre nominal descendus jusqu' 15 16 mtres sur le bon sol ).

Le principe du procd Franki est illustr par la f ig . I. Rappelons que par application d'une formule de battage on peut, lors de la mise en place du tubage, dduire une valeur approche de la rsistance du terrain la pntration dynamique.

Dans le cas qui nous intresse les caractristiques de battage taient les suivantes (machine type XVII) (fig. 2) :

Fig. 2 - La machine Franki (type XVII) et le pntromtre statique (Gouda 10 t).

Poids du mouton

Hauteur de chute

Masse frappe

M 3,3 tonnes

h = 4 mtres

P 4,7 tonnes

Une courbe de battage est reprsente figure 3. Elle montre un pieu battu au refus absolu de la machine Franki : on a port en ordonne la profondeur, en abscisse sur une chelle homographique le refus pour dix coups de mouton et en correspondance la rsistance unitaire la pntration dynamique.

Cette rsistance est obtenue par application de la formule des Hollandais :

M 2 h

o : ^ = K * (M + ^

e : est le refus, c'est--dire l'enfoncement moyen par coup au cours d'une vole de 10 coups de mouton.

3O0 R d ( n * c u r i t )

Fig. 3 - Battage d'un tubage 0 500 au refus absolu de la machine type XVII.

Cette formule est simple, pratique et donne des rsultats acceptables pour des refus suprieurs 2 mm (2 cm pour la vole de contrle). En dessous de cette valeur, elle est t rop optimiste car la fraction d'nergie dpense par pertes diverses notamment lasticit du pieu est non ngligeable au devant de l'ner-gie rellement dpense pour enfoncer le pieu. La formule des Hollandais doi t tre corrige en cons-quence (formules de l'Engineering News...) [ I ] .

Le coefficient de scurit habituellement choisi est de K = 6 que l'on peut dcomposer, en premire approximation, en K1 = 2 correspondant au rapport entre la rsistance dynamique et la rsistance sta-tique la rupture et tenant compte de pertes diver-ses ; et K 2 = 3, coefficient de scurit habituel per-mettant de passer de l'tat de rupture statique au taux de travail de la fondation.

Au cours du chantier, le refus absolu des pieux n'a pu tre obtenu que dans une zone bien localise. Sur la f igure 6a nous avons reprsent une courbe de battage pour laquelle le tubage a atteint la cote

19,50 m sans amlioration sensible de rsistance. Pour des raisons technologiques il n'est pas commode, pour les pieux Franki 0 500, de dpasser la longueur de 20 mtres. Aprs examen de la courbe de battage, il est dcid d'arrter tous les pieux 17,50 m et le matre d'uvre demande au Laboratoire d'en contr-ler la portance.

Ce genre de surprise n'est pas rare dans les sols de nos rgions : l'altration est souvent trs variable d'un point un autre, tant en degr qu'en plan ou profondeur. Seuls des essais mcaniques ou des son-dages peuvent la dceler a priori.

Trois types de mthodes peuvent tre employs pour ce contrle :

le chargement statique ;

les carottages intacts et essais de laboratoire; les essais in situ.

I. CHARGEMENT STATIQUE L'influence du temps mise part, c'est l'essai idal

puisque le pieu est charg progressivement jusqu' la rupture- Pour chaque palier de chargement, on enre-gistre le tassement correspondant en fonction du temps. Avec un programme de chargement correcte-ment choisi, on peut dterminer la charge de travail maximum admissible.

Cependant, cet essai est de ralisation dlicate car il ncessite des dlais pas toujours compatibles avec les impratifs de chantier (dlais entre la mise en place du pieu et le dbut du chargement, essai lent : 8 10 jours en moyenne). De plus il cote cher car il ncessite la mise en place de massifs de raction importants de l'ordre de 150 200 tonnes . Le prix d'un tel essai est de 15 000 20 000 francs, ce qui limite l'utilisation du procd des chantiers relative-ment importants.

I I . ESSAIS DE LABORATOIRE

Leur but est de mesurer les caractristiques go-techniques du sol (granulomtrie, poids spcifique, teneurs en eau...) ainsi que les paramtres de rsis-tance au cisaillement (cohsion et angle de frottement interne). Ces valeurs sont introduites dans des for-mules qui donnent la capacit portante du terrain la rupture pour le type de fondation considr.

On verra plus loin ce qu'on peut penser de ces for-mules pour les fondations profondes.

Mais ces essais ncessitent le prlvement d'chan-tillons intacts en gros diamtre (suprieur 101 mm pour essais la bote de cisaillement par exemple). Outre qu'il y aurait beaucoup dire sur les difficults de prlvement, de transport et de taille des chan-

tillons, qu'il nous suffise de rapporter qu'un mtre linaire de carotte en diamtre 131 ou 146 mm revient sensiblement, et en moyenne, 500 francs, depuis le prlvement jusqu' l ' interprtation incluse. Le mtre linaire de pieu revenait environ 60 francs dans notre cas.

Par contre, des chantillons de qualit au moins quivalente peuvent tre obtenus bas prix dans les sols fins cohrents ou les sables fins argileux l'aide d'appareils simples, voire rustiques, tels les carottiers simples pression, les carottiers pistons libres ou stationnaires, mis en oeuvre par battage, vrinage ou mme simple pression manuelle.

Le Laboratoire Rgional exprimente actuellement diffrents procds d'chantillonnage conus dans cette optique. Il en sera rendu compte dans un pro-chain Bulletin.

Au cours de ce chantier, nous avons utilis un carot-tier simple pression manuelle qui nous a permis d'ef-fectuer des prlvements jusqu' la cote - 7,60 m dans des conditions relativement correctes et trs cono-miques.

Mais, aprs tout, la qualit du prlvement ne sau-rait tre qu'une fonction de l'usage que l'on veut faire de l'chantillon, et notre but tait surtout d' iden-tif ier le matriau de fondation.

I I I . ESSAIS IN SITU Ces essais procdent surtout par analogie car ils

tendent reproduire in situ des essais de fondation types.

Ils sont rapides et peu onreux. Ils tudient le sol en place dans toute son htrognit et sa com-plexit.

La diff icult principale consiste passer de l'essai en modle rduit la fondation en vraie grandeur.

Ce problme fondamental est trai t par corrlations, aprs essais comparatifs sur des sols types. Nous pr-sentons ici un exemple montrant qu'il peut galement tre trait directement, par exploitation de simples rsultats de chantier.

Nous utilisons couramment deux appareils :

le pntromtre statique ; le pressiomtre Louis Mnard.

I - Le pntromtre statique ( G O U D A - 10 tonnes)

L'appareil sera prsent en information dans un prochain Bulletin. La corrlation entre le pntromtre et le pieu est vidente : il s'agit d'un modle rduit de pieu, fonc dans le sol vitesse lente et constante et dont on mesure sparment la rsistance de pointe et l'effort total d'enfoncement.

3-4

Fig. 4 - Le pressiomtre Louis Menard.

Fig. 5 - Sonde pressiomtrique standard et contrleur pression-volume.

Manomt re re l ie ' la cel lu le de mesure

CONTROLEUR PRESSION-VOLUME

SONDE

T R I C E L L U L A I R E

Figure 6b, nous avons reprsent une courbe de pntration statique au voisinage du pieu d'essai Franki.

2 - Le pressiomtre Louis Mnard (figure 4)

Le principe de l'appareil est simple :

Dans un forage de faible diamtre, (6 cm en gn-ral) on introduit une sonde tricellulaire dilatable lat-ralement. Les cellules d'extrmits dites cellules de garde servent maintenir un champ cylindrique au droit de la cellule centrale dite cellule de mesure (fig. 5 ) .

Le sol est amen progressivement la rupture par application de paliers de pression croissants. On enre-gistre donc une relation contrainte-dformation, caractristique du matriau test. Nous avons repr-sent une telle courbe figure 6.

7 0 0 -

Po Pf Pf. Pressions K g / c m 2

Fig. 6 - Courbe pressiomtrique standard.

Au cours de l'essai, le sol passe par quatre phases distinctes :

1) Phase de recompaction

Le sondage a dcomprim le terrain. Le gonflement de la sonde le ramne son tat initial d'o la pres-sion p 0 (pression horizontale du terrain au repos).

2) Phase pseudo-lastique

La courbe pression-volume prsente une partie linaire dont l'inclinaison est fonction de la compressi-bilit du matriau tudi. A un coefficient K prs, les contraintes sont donc proportionnelles aux dforma-tions, ce qui permet de dfinir un module pseudo-lastique di t module pressiomtrique standard ou module pressiomtrique vierge ..

E = K dp

dv

3-5

K tant un coefficient caractristique de la gom-trie de la sonde et de l'amplitude des dformations.

3) Phase plastique

Au-del de la pression p f (pression de fluage) les dformations diffres deviennent importantes par rapport aux dformations instantanes. Le sol est dans une phase plastique.

4 ) Phase de rupture gnralise

Pour un mme palier de pression les dformations varient considrablement en fonction du temps. On tend asymptotiquement vers la pression limite pres-siomtrique (p;) qui est la rsistance limite du sol en bute cylindrique. Le sol est la rupture totale.

Alors que l'analogie entre le pieu et le pntromtre est vidente, elle semble premire vue moins nette entre le pieu et le pressiomtre.

Elle est pourtant certaine.

1 - Rsistance de pointe

Bishop, Hill et Mott ont prouv exprimentalement qu'il existe une analogie entre le phnomne de l'ex-pansion d'une cavit sphrique dans un milieu lasto-plastique et celui de la pntration profonde d'un poinon dans le mme milieu.

Plusieurs auteurs ont confirm par la suite cette thorie : Skempton, Yassin et Gibson (1953) puis tout rcemment Ladanyi (1959) .

Il ne s'agirait donc pas d'un coulement plastique allant de la pointe vers le ft comme le suggrent cer-taines thories mais de l'expansion d'une cavit sph-rique, phnomne de mme famille que celui cr par le pressiomtre cylindrique in situ.

C'est partir de ces bases que Mnard a tudi la corrlation entre le pressiomtre pl et le pieu la rupture, comme on le verra plus loin.

2 - Frottement latral

Lorsque l'on extrait un pieu du terrain on constate qu'il est gnralement eptour d'une gaine de sol. Au-trement dit, le frottement sol-pieu est suprieur au frottement sol-sol et le frottement latral maximum est donc une fonction directe de la rsistance au cisaille-ment, naturelle, des terres. On a reli la pression limite pressiomtrique et cette rsistance au cisaillement, naturelle, des terres. On a donc la rsistance au frot-tement latral partir de la pression limite pressio-mtrique par des relations de la forme :

} a

[avec comme paramtre secondaire la nature du pieu et son mode de mise en oeuvre)-

Au voisinage du pieu d'essai Franki, nous avons donc effectu dans un rayon de deux mtres :

un sondage au pntromtre statique ; - un sondage pressiomtrique ; deux prlvements d'chantillons au carottier

simple pression.

Les rsultats des essais sont groups sur la figure 7 et dans le tableau I.

I - Examen gologique et gotechnique

Il s'agit essentiellement d'un bicouche :

en surface, sur une paisseur de six mtres, un sol compressible sable vaseux ne permet-tant donc aucune fondation de surface ;

puis un micaschiste, fortement altr, blanchtre, avec nombreux micas et lments de quartz.

L'htrognit en plan est assez marque, ce qui explique les quelques divergences de dtails entre nos essais.

Par contre, les qualits mcaniques varient peu en profondeur, comme l'indique la courbe de pntration (tout au moins jusqu' la cote de 17,50 m atteinte par les pieux).

Les rsultats moyens d'identification sont les sui-vants :

w y ys ' P W L

15 2,10 1,86 6 32 2,7

27 % 1,96 9 38

Nous avons galement effectu deux compressions simples l'aide de la presse dcrite dans le n 6 du Bulletin. *

Cote de prlve-

ment W %

Rsistance la com-pression simple

Cohsion kg/cm 2

Angle de

frotte-ment

6,50 18 1,94 0 ,650 21

7,60 18 2,06 0,600 28

(*) Bul. 6, rubrique Informations : Presse pour essais de sols en compression simple .

3-6

Bien entendu les rsultats ci-dessus ne sont que des ordres de grandeur mais ils sont confirms par les essais in situ.

Rsistance de pointe au pntromtre de l'ordre de 50 kg /cm 2 .

Rapport E/p ( au pressiomtre de l'ordre de 7, pour des pressions limites infrieures 15 kg /cm 2 .

Le micaschiste altr se comporte donc comme un sable argileux lche.

Les essais in situ ont t rendus difficiles au-del de 17 mtres, en raison des trs nombreux lments de quartz. Dans les tableaux de rsultats, les chiffres marqus d'un astrisque indiquent des valeurs values partir des relations connues ou vrifies sur l'en-semble du site.

Par exemple, E/p ( de l'ordre de 7 et R p / p , de l'ordre de 3 3,5. Cette dernire valeur est en gn-

ral obtenue dans des terrains peu compacts, qu'il s'agisse de sables argileux ou d'argile.

2 - Rsistance de pointe

Il s'agit de dterminer, la rsistance de pointe de pieux battus mouls in situ et descendus jusqu' la cote - 17,50 m par rapport au terrain naturel.

On dispose de trois mthodes pour valuer cette rsistance dei pointe. On fai t en effet l'hypothse qu'au battage le frot tement latral pieu-sol est entirement dtruit en raison notamment des vibrations. Cet te hypothse est surtout valable dans les sols sableux ou sablo-graveleux et dans les sables argileux, comme c'est le cas ici. On le vrifie aisment sur la courbe de battage (figure la) o, au-del de 10 mtres environ, la rsistance la pntration dynamique est constante alors qu'elle devrait crotre si le f rot tement latral se faisait sentir.

3-7

TABLEAU I RECAPITUL/

R p = Rsistance de po (kg/cm 2)

P( = Pression limite prs E Module pressiom

Cote m R P P, E E / R p R /P. Observations

6 28

20 24

40 20 5,8* 47* 3,45

60 24

80 80 Quartz

7 28

20 40

40 24 6,7* 54* 3,58

60 28

80 28

8 34

20 30

40 44 11,8 80 6,8 1,82 3,72

60 34

80 40

9 36

20 40

40 48 14,8 90 6,1 1,98 3,25

60 42

80 46

IF DES ESSAIS IN SITU

l ? au pntromtre statique

iomtrique (kg/cm 2) que standard (kg/cm 2)

Cote m R P E E/P, E / R p Rp /P , Observations

10 40

20 42

40 44 1 1,8 80 6,8 1,82 3,74

60 36

80 38

i 1 32

20 44 Quartz

40 30 10,8 120 I U 4,00 2,78

60 28

80 24

12 24

20 44

40 32 8,3 65 7,8 2,03 3,85

60 54 Quartz

80 28 Quartz

13 44 Quartz

20 26

40 26 8,3 60 7,2 2,3 3,12

60 24

80 32

14 20

20 24

40 24 7,8 60* 3,06

60 26

80 32

Suite p. 10

3-9

Cote m R P P, E Rp/P , Observations

15 22

20 32

40 30 9,4 68 7,2 2,3 3,20

60 26

80 54 Quartz

16 42

20 40

40 40 15* 98*

60 60 Quartz

80 48

17 42

20 42

40 38 14,8 110*

60 60 pointe de Pieux

80 160 Quartz

18 44 Quartz

20 50 Quartz

40 56 Quartz

60 52 Quartz

80 84 Quartz

NOTA : Les valeurs marques d'un astrisque sont obtenues par corrlations.

3-10

D'aprs les formules classiques de Mcanique des Sols, la rsistance de pointe est donne par :

R = h y N o : p ' q

h : est la. longueur du pieu ; y : le poids spcifique apparent du sol ; N q : une fonction de 5 (angle de frot tement interne).

Autrement dit, pour un matriau homogne, la rsis-tance de pointe devrait augmenter linairement avec la profondeur.

On sait aujourd'hui qu'il n'en est rien ; on le vrifie une fois de plus ici.

A l'entre, dans la couche porteuse, la rsistance de pointe augmente linairement avec la profondeur et plus rapidement que ne l'indique la formule. Puis, lors-qu'une certaine profondeur est atteinte, la rsistance de pointe reste pratiquement constante [2].

Ainsi, au battage, la rsistance dynamique augmente quasi linairement de 26 kg /cm 2 6 m . 90 kg /cm 2 9,60 m. Elle est ensuite constante l'htrognit prs.

De mme la rsistance de pointe au pntromtre passe brusquement de 8 k g / c m 2 6 m, 28 kg / cm 2 6,20 m, pour tre ensuite peu variable avec la profondeur.

Ces variations sont en tout tat de cause dues aux htrognits locales et n'ont aucun rapport avec celles que la formule thorique laisserait prvoir.

Ceci fait apparatre l'influence de l'encastrement relatif h/R. Tant que la fondation le pieu ou le pntromtre n'a pas atteint une profondeur d'en-castrement suffisante, l'expansion de la cavit plas-tique se fai t partiellement dans la couche suprieure de faible rsistance au cisaillement.

Pour que la rsistance au cisaillement de la couche porteuse soit totalement mobilise, une profondeur d'encastrement suffisante doit tre atteinte : c'est la profondeur critique h . Cet te profondeur est fonction de la rsistance au cisaillement de la couche porteuse et du diamtre de la fondation.

Plusieurs auteurs ont propos des formules pour va-luer la profondeur critique. Citons une des plus sim-ples, propose par Mnard et valable soit pour un sol homogne, soit pour un bicouche (sol compressible surmontant la couche porteuse) et pour une fondation circulaire :

-R = 4 + T

dans laquelle s , angle de frot tement interne, est exprim en degrs, et R le rayon de la fondation en mtres ; d'o h en mtres.

c

Si on adopte un 5 de 28 comme indiqu plus haut, on a donc : .

h c / R = I I

Or, pour- le pieu on a obtenu :

h c / R = i 6 0 = 14,4 c 25

et pour le pntromtre : 20

! I h c / R = 1,8

(le diamtre de notre appareil est de 36 mm).

Bien entendu cette bonne corrlation, relle pour le pieu, est assez illusoire pour notre pntromtre qui procde par mesures discontinues (une lecture de pointe tous les 20 cm). Et l rside probablement l'avantage principal des pntromtres lecture continue, bien que, avec les pntromtres hollandais habituels, rien n'empche d'effectuer des lectures plus rapproches l'entre, dans la couche porteuse.

Finalement, dans le tableau 2, nous avons group les rsistances de pointe obtenues par les trois mtho-des d'essais battage, pntration statique et pres-siomtre pour un pieu 0 50 descendu en-dessous de sa profondeur critique, c'est--dire au moins la cote - 9,60 m.

Toujours l'htrognit prs, cette rsistance est en effet constante ensuite, avec la profondeur. Les pieux atteignant en fait, 17,50 m, une couche lgre-ment plus compacte, ce sont les valeurs cette cote qui doivent tre considres.

Ce tableau appelle quelques remarques.

Tout d'abord en ce qui concerne les coefficients de scurit.

TABLEAU 2

Mthode utilise

Battage Franki

Pntro-mtre

statique

Pressio-mtre

cylindrique

Valeur prise en compte

Rd = 1 1 2 kg / cm 2

R P =

46,5 kg /cm 2 P, =

14,8 kg / cm 2

Coefficient de correspon-dance

0,5 x 0,9 1 3,6

Coeff icient de scurit 1/3 1/3 1/3

Taux de travail 16,8 kg / cm 2 15,5 k g / c m 2 17,8 kg / cm 2

3-11

On a l'habitude de grouper sous le vocable coef-f icient de scurit plusieurs termes bien diffrents les uns des autres, ce qui entrane en gnral la plus grande confusion quant la comprhension des phno-mnes et l'exploitation saine d'un essai.

Nous proposons d'appeler coefficient de rduction le coefficient qu'il faut appliquer la valeur mesure au cours d'un essai in situ pour obtenir le taux de travail admettre pour la fondation tudie.

Ce coefficient comprend deux termes :

le coefficient de correspondance K, qui permet de passer du terrain en rupture sous l'action d'un essai donn, au terrain en rupture sous la fondation tudie.

Ce coefficient K fa i t donc intervenir les dimen-sions de la fondation (pour les fondations au-dessus de la profondeur critique), les critres de rupture et les qualits mcaniques du terrain tudi, ainsi que le type de fondations (pieux battus ou pieux fors par exemple).

Le vritable coefficient de scurit, S = 1/3 en gnral, comporte galement deux termes :

Si =^T

et S 2 =

qui fai t travailler le sol dans la phase pseudo-lastique (la fin de la phase pseudo-lastique est en gnral la moit i de la pression de rupture)

qui est la seule scurit au sens ignorance et qui t ient compte essentiellement de l'htrognit du terrain.

Ainsi on a utilis par les diffrentes mthodes dcri-tes ici les coefficients suivants :

1 - Battage

Le coefficient 0,5 permet donc d'obtenir la rsis-tance statique. Le coefficient 0,9 a t introduit pour tenir compte du rapport M/P infrieur I. (M/P = 0,7 dans notre cas).

Ce calcul tant fa i t sans tenir compte des pointes de la courbe dues aux lments grossiers (ce qui est justifi si on compare la courbe de pnfration sta-tique et la courbe de battage).

Le coefficient K est gal I puisqu'on se trouve en dessous de la profondeur crit ique (et en tout tat de cause dans un milieu lche).

3 - Pressiomtre

Le coefficient 3,6 t ient compte [3] : du passage du pressiomtre cylindrique de

l'essai au phnomne sphrique du pieu ; de la rupture du sol sous le pieu qui est dfinie

comme tant une fraction de la rupture totale enregistre pt

3 - Frottement latral

Comme on l'a vu plus haut, la rsistance au f rot te-ment latral est lie la pression limite pressiom-trique PI par une relation de la forme.

Pi R, = + b o a et b sont des fonctions de Pl. J a

Ainsi pour les valeurs enregistres ici on a, la rupture :

R, = LL + 0,28 f 20

R, = 0,8 kg / cm 2

pour 4 < p, 9 k g / c m 2

Pour de multiples raisons (dont l'expos sortirait du cadre du prsent article), nous pensons que le pntro-mtre statique ne permet pas de mesurer le f rot te-ment latral.

Par contre il est possible de relier ce f rot tement latral Rp, comme l'ont dj propos de nombreux auteurs [4].

Ainsi pour Skempton on peut adopter, la rupture :

R. pour les sables

2 - Pntromtre

Nous avons pris la moyenne des rsistances de pointe sur six diamtres au-dessus de la pointe (puis h c = 12 R) et sur deux diamtres au-dessous de la pointe.

Soit :

d'o :

Ri = 39 k g / c m 2 et R2 = 54 k g / c m 2

R = 46,5 k g / c m 2

R, 50 pour les argiles

Pour les matriaux lches, Dinesh Mohan propose :

R.

50 qu'il s'agisse de sable ou d'argile.

Nous avons nous-mmes vrifi cette relation avec une bonne approximation au cours des quelques essais statiques de chargement que nous avons effectus ce jour, tout au moins pour des Rp infrieurs

3-12

100 kg /cm 2 . De plus on pourra constater que les valeurs ainsi obtenues se rapprochent grandement de celles postules partir du pressiomtre.

Les diffrentes valeurs du frottement latral unitaire la rupture sont groupes au tableau 3.

Quelle scurit adopter pour le frot tement latral ?

Lorsque l'on charge statiquement un pieu on cons-tate que les premires charges sont encaisses presque uniquement par le frot tement latral la partie haute du pieu- Pratiquement, la pointe ne reoit sa charge totale que lorsque le frottement latral est satur c'est--dire la rsistance au cisaillement, naturelle, des terres entirement mobilise (toujours un coefficient prs, fonction de la nature du pieu, de son mode de mise en place, etc.).

Donc, pour qu'un pieu soit utilis au maximum il faut qu'il travaille, en frottement latral, au voisinage de ce maximum.

Ceci est une schmatisation mais qui notre avis reprsente assez bien le phnomne. Le coefficient de scurit adopter comporte donc un seul terme S2 (voir les notations au paragraphe ci-dessus) ; en effet, puisqu'on se place la rupture Si = I.

On adopte en gnral S2 = 1/2, tant pour le pres-siomtre que pour le pntromtre.

4. Evaluation des tassements

a) Par utilisation du pressiomtre

On vient de voir que lorsque l'on charge statique-ment un pieu on constate que les premires charges sont supportes presque uniquement par le frottement latral la partie haute du pieu. Les critres de rup-ture et les critres de tassement sont troitement lis. En fait, comme le montre l'essai pressiomtrique ou la rupture d'une fondation on ne saurait les disso-cier.

TABLEAU 3

Cote m

Pntromtre Pressiomtre

R / l / R / 2 Cote

m R P moyen

R / . = R p / 5 0 P, R / 2

R / l / R / 2

6 7 25 0,5 5,8 0,57 0,88

7 8 27 0,54 6,7 0,63 0,86

8 9 34 0,68 1 1,8 0,8 0,85

9 10 42 0,84 14,8 0,8 1.05

10 11 40 0,80 11,8 0,8 I

I l 12 32 0,64 10,8 0,8 0,8

12 13 32 0,64 8,3 0,7 0,91

13 14 27 0,54 8,3 0,7 0,76

14 15 24 0,48 7,8 0,67 0,71

15 16 33 0,66 9,4 0,8 0,83

16 17,50 44 0,88 14,8 0,8 1,1

3-13

A partir de ces bases a t dveloppe' tout rcem-ment [5] une mthode d'valuation des tasse-ments d'un pieu partir des essais pressiomtriques. Elle permet de mettre en vidence l'troite corrlation qui existe entre les dformations et les contraintes de frot tement latral.

Rappelons trs brivement cette mthode (qui ad-met que le tassement du ft du pieu n'est d qu' la compression du bton, et qu'au dplacement nces-saire la mobilisation de la rsistance au cisaillement du sol).

Le pieu est, pour le calcul, suppos divis en plu-sieurs tronons. Chaque lment est tudi spar-ment, en tenant compte du tassement rsultant de tous les lments infrieurs. En partant de la base, on obtient par approximations successives le tassement W o en tte, ainsi que la rpartit ion des contraintes le long du ft.

Trois lments interviennent dans le calcul du tasse-ment :

le tassement du sol sous la base, donn par la for-mule

W = - J - \ . R. 2 E

le tassement du sol au droi t d'un anneau, donn par

(le sol est entran par le pieu, d'o la contrainte x ).

le tassement propre du pieu (raccourcissement las-t ique du bton qui ncessite la connaissance du module Ef que nous prendrons gal 250 000 kg/cm 2 ) .

Avec :

q zz contrainte la base du pieu (taux de travail en pointe).

E = module pressiomtrique standard dans le cas d'un pieu for, module pressiomtrique altern E a dans le cas d'un pieu battu, pour le tassement de pointe, avec E + zz aE, a tant un coefficient fonction de la nature du terrain).

X = coefficient de forme gal I dans le cas d'un pieu.

Cl = coeff icient de dformation du ft. Il est fonc-tion du type de pieu et de la nature du sol. Nous prendrons ici Cl = 3,5 (pieu battu terrain sableux).

R = rayon du pieu (soit R = 25 cm).

T = contrainte de cisaillement le long du ft.

Les dtails du calcul ne sont pas prsents ici. Dans le tableau 4 nous avons simplement rcapitul divers lments de ce calcul ainsi que les rsultats principaux.

Le pieu a t suppos divis en sept lments num-rots de I 7 partir de la base.; On calcule simulta-nment les tassements et les contraintes de cisaille-ment i pour diffrentes contraintes q la base, de faon obtenir en tte de pieu la contrainte maxi-mum admissible pour le bton (soit 40 45 k g / c m 2 pour les pieux mouls in situ). Ce tableau a t obtenu pour une contrainte la base q 5 kg /cm 2 .

On aboutit donc finalement, pour une telle rparti-tion des contraintes, un taux de travail du bton en tte de l'ordre de 42 kg / cm 2 (soit une charge utile de 80 tonnes). (Tableau 4).

On voit donc que, dans notre cas, les pieux taient surdimensionns puisque, pour une scurit moyenne de 2 au frottement latral, la pointe ne supporte qu'une charge de 5 kg / cm 2 alors qu'elle pourrait tre charge jusqu' 16 k g / c m 2 environ.

b) Par utilisation du pntromtre.

Peut-on galement laborer une mthode de mesure des tassements partir du pntromtre ?

La seule formule propose ce jour est celle de Buisman, qui relie la rsistance de pointe Rp la compressibilit soit :

R P

C = 1,5 ^ + a Pc

avec C tel que : A z = A ~~zr 2,3 log

o p Pression verticale des terres,

et a zz Un coefficient correcteur fonction de la nature du sol qui prend les valeurs sui-vantes : [6]

tourbe a zz 0,8 1,6 argile a zz 0,4 0,8 limon a zz 0,2 0,4 sable lche a zz 0,1 0,2 sable dense a zz 0,05 0,1

Bien entendu, il s'agit ici de la thorie de la conso-lidation telle qu'elle a t tudie par Terzaghi. Il semble hasardeux de l'extrapoler au tassement d'un pieu. Mme dans le cas extrme d'un pieu fonc dans une argile sature, si ce phnomne de consolidation

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TABLEAU 4

RECAPITULATIF DU C A L C U L DE TASSEMENT DU PIEU (pieu battu, E b = 300 000 kg/cm 2 )

Cote

m moyen kg/cm2

E moyen kg/cm2

moyen kg/cm2

W partiel

cm

W cumul

cm kg/cm2

Contrainte sur l'lment

kg/cm2

0 6 0,0575 0,2875 41,25

8 6,2 50 0,59 0,0155 0,230 0,260 2,26 28,75

10 13,3 85 0,8 0,01 12 0,215 0,355 2,24 23,05

12 1 1,3 100 0,8 0,0085 0,2045 0,390 2,04 16,875

14 8,3 62 0,69 0,0060 0,1960 0,230 3,00 13,20

16 8,6 68 0,71 0,005 0,190 0,242 2,92 9,30

17,50 14,9 104 0,8 0,185 0,360 2,2 5,00

n'est pas ngligeable il ne nous parat pas exclusif. Il faudrait relier la rsistance de pointe Rp un critre de compressibilit dviatorique.

Ce problme a surtout t trait par corrlations. Nous citerons par exemple l'tude du Professeur A. Van Wanbeke [7] qui a constat que le rapport E/R p est caractris par un cart statistique plus faible que le rapport R p / p , - C'est ce que nous avons constat nous-mmes le plus souvent.

Mais, ce jour, il n'existe, notre connaissance, aucune mthode base sur ces principes pour valuer le tassement de la pointe d'un pieu partir de l'essai de pntration et il semble d'ailleurs difficile d'abou-tir dans cette voie puisque le pntromtre est un essai a la rupture alors que l'on s'intresse ici la phase pseudo-lastique de la fondation.

CONCLUSIONS

Nous avons voulu prsenter ici une tude de fonda-tion sur pieux ralise l'occasion d'un cas concret. L'avantage en est de s'appuyer sur les conditions relles de chantier, donc de dgager des enseigne-ments immdiatement transposables la pratique.

L'inconvnient est de rendre l'tude toujours tr ibu-taire de l'invitable htrognit du sol, qui masque souvent les phnomnes.

Nanmoins, des chantiers de pieux que nous avons contrls ce jour nous pensons pouvoir tirer les quelques conclusions qui suivent :

1 Dans certains terrains sableux grossiers (ou mme les sables argileux) ainsi que les craies, le f rot te-ment latral pieu-sol est gnralement dtruit au battage et l'application des, formules dynamiques donne souvent une bonne approximation de la rsistance de pointe seule.

Le problme du battage n'est donc pas limit au choix de la formule employer mais rside plutt dans l'examen de l'influence du battage sur le terrain. Cela est t rop souvent oubli et on aboutit dans 80 % des cas, lorsque seul le bat-teur est matre du chantier, des surdimension-nements importants des pieux.

La courbe de battage renseigne sur les qua-lits comparatives des sols en profondeur, (si le frottement latral est effectivement dtruit) et galement, dans certains cas, sur l'effet d'encas-trement relatif l'entre dans la couche por-teuse.

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Par comparaison avec la courbe de pntra-tion statique, elle indique l'influence vritable des lments graveleux, lesquels perturbent tou-jours l'essai au pntromtre statique.

2 Le pntromtre statique permet d'tudier la profondeur d'encastrement ncessaire dans la courbe porteuse (les pntromtres lecture continue tant alors mieux adapts que ceux lecture discontinue).

Toutefois on ne doit pas se leurrer sur l'exten-sion de cette mthode. Elle est limite au cas des sparations de couches nettes, ce qui n'est pas la rgle mais l'exception.

Comme le pntromtre donne un profil continu, il permet d'interpoler ou d'extrapoler les essais pressiomtriques. Malheureusement il est limit aux sols fins.

L'essai pressiomtrique prsente l'avantage d'tre ralisable dans tous les terrains quelle que soit leur granulomtrie (moyennant certaines pr-cautions bien entendu nous aurons l'occasion dans un prochain Bulletin d'examiner ces pro-blmes). La seule difficult est parfois la ralisa-tion d'essais grande profondeur qui ncessite des moyens de sondages assez importants dans nos rgions (rotation carottier cble par exemple ou vibrofonage). Par contre, dans des sols fins on peut sans t rop de difficult ra-liser des forages la tarire main avec injec-tion de bentonite jusqu' des profondeurs de l'ordre de 20 25 mtres.

3 Le pressiomtre est bien adapt l'tude des fondations sur pieux. Il donne toujours des rsul-tats trs voisins de ceux obtenus par la mthode Begemann [8] pour les sols peu compacts (R p < 100 kg/cm 2 ) . Par contre la divergence entre les deux mthodes va s'accroissant avec l'angle cp car dans la thorie Begemann la profondeur crit ique est fonction exponentielle de > alors qu'elle en est fonction linaire dans la thorie Mnard. Mais pour les a levs il ne se pose heureusement que peu de problmes.

Contrairement aux assertions de certains auteurs (qui ne semblent pas avoir tenu compte des rcents dveloppements des essais in situ), nous pensons que l'emploi des mthodes dcrites ci-dessus conduit des rsultats qui ne diffrent pas plus de 15 20 % des valeurs relles mesu-res en cours d'essais statiques, ce qui est une excellente approximation.

Ce t cart provient, notre avis, soit de l'htro-gnit des sols, soit de paramtres secondaires dont l'influence est encore peu connue tels que : la nature du pieu, le mode de mise en oeuvre du pieu, les mou-vements des nappes...

Nous avons encore t rop peu d'essais de charge pour juger de la validit de la mthode pressiomtrique pour l'valuation des tassements. Disons que la m-thode nous semble intressante mais que certaines hypothses de calcul sont bien fragiles (notamment le choix du rapport a = E a /E pour les pieux battus) ce qui, pour le moment, laisse une part t rop grande l ' interprtation.

4 Enfin, en rgle gnrale, les essais in situ sont relativement bon march. On peut donc en mul-tiplier le nombre, ce qui, dans une certaine mesure met le projeteur l'abri des surprises dues l'htrognit ; ces surprises sont tou-jours onreuses et retardent l'avancement des travaux. De plus, l'ingnieur-projeteur les craint, et il aurait tendance surdimensionner les fonda-tions.

De toute faon la fail l ite des formules en hyNq confirme la ncessit actuelle d'essais in situ pour l'valuation de la capacit portante des fondations sur pieux.

Rdig en avril 1964.

NOTA : Nous avons parl plus haut de profondeur critique. Cette notion est trop rcente, les formules trop divergentes pour que l'on puisse tre affirmatif en la matire. Certains auteurs admettraient mme qu'elle est fonction du degr de libert en tte de pieu. Nous serions heureux de voir ceci dbattu dans un prochain Bulletin.

Nous tenons remercier M. Auffret, Ingnieur des T.P.E. Concarneau, pour les facilits et l'aide qu'il nous a appor-tes au cours de ce chantier. Nous remercions galement la Socit des Pieux Franki pour tous les renseignements qu'elle a bien voulu nous communiquer concernant son matriel et ses productions.

REFERENCES

1 - Pieux en bton mouls l'avance. Annales I.T.B.T.P. Juin 1961.

2 - D E BEER Gotechnique - Mars 1963 - The Scale Effect in Sounding Test.

3 - Louis MENARD Sols Soils n 5 - Juin 1963. Calcul de la force portante des fondations sur la base des rsultats des essais pressiomtriques.

4 - M O H A N , GAIN et K U M A R Gotechnique - Mars 1963 - Load Bearing Capacity of Piles.

5 - Michel GAMBIN Sols Soils n 7 - Calcul des tasse-ments d'une fondation profonde en fonction des rsul-tats pressiomtriques.

6 - Laboratoire de D E L F T Compte rendu de visite. (Labo-ratoire Central des Ponts et Chausses - Dcembre 1962).

7 - A . V A N WANBEKE Sols Soils n 2 - Septembre 1962 - Mthode d'investigation des sols en place. Etude d'une campagne d'essais comparatifs.

8 - BEGEMANN The Use of the Static Pntromtre in Holland. N.Z. Engineering. February 63.

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