TRAVAUX DE REHABILITATION DU PONT FELIX

MEMOIRE POUR L’OBTENTION DU DIPLOME D’INGENIEUR 2IE AVEC GRADE DE

MASTER

SPECIALITE : ROUTES ET OUVRAGES D’ART

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Présenté et soutenu publiquement le [Date] par

OUATTARA SIDEBETIEN DANIEL

Encadrant 2iE : Mme therese Mbengue, Enseignante à 2iE, département Génie Civil et

Hydraulique

Maître de stage : M. Koudou Hervé, Chef de service Ouvrage de l’AGEROUTE

Structure d’accueil du stage : AGEROUTE CÔTE D’IVOIRE Jury d’évaluation du stage : Président : Membres et correcteurs :

Promotion [2014/2015]

TRAVAUX DE REHABILITATION DU PONT FELIX

HOUPHOUËT BOIGNY EN CÔTE D’IVOIRE :

ANALYSE CRITIQUE DE LA METHODE

D’EXECUTION DES PIEUX D’ESSAI DE

L’ENTREPRISE.

TRAVAUX DE REHABILITATION DU PONT FELIX

HOUPHOUËT BOIGNY : ANALYSE CRITIQUE DE LA

METHODE D’EXECUTION DES PIEUX D’ESSAI DE

L’ENTREPRISE.

i

OUATTARA Sidebetien daniel ; MASTER 2 Routes et Ouvrages d’Art

Travaux de réhabilitation du pont Félix Houphouët Boigny en côte d’ivoire :

Analyse critique de la méthode d’exécution des pieux d’essai de l’entreprise.

CITATIONS

<< Ce n’est pas que je suis si intelligent, c’est que je reste plus

longtemps avec les problèmes >>-Albert Einstein

ii




REMERCIEMENTS

Nous remercions tout d’abord le tout puissant et le tout miséricordieux pour la grâce qu’il

nous a offert d’élaborer ce document. Nos remerciements vont également à l’endroit de toutes

les personnes qui de près ou de loin ont contribué à l’élaboration de ce document.

Nous pensons tout particulièrement à :

Mme Macoura Coulibaly ; Maire de la commune de Foumbolo pour son aide et son

assistance ;

M. Dimba Pierre, Directeur générale de l’AGEROUTE, pour son aide ;

M. Koudou Hervé, mon maitre de stage et Chef de service Ouvrage de l’AGEROUTE

pour son encadrement et son assistance ;

M. Keugongo serge Paterne, chef de projet AGEROUTE pour son encadrement et son

assistance ;

M.Cristian leahu ; chef de Mission Adjoint (SGI international) du projet de la

Réhabilitation du pont Félix Houphouet Boigny pour son encadrement et son

assistance ;

M. Jacques COULAND, ingénieur géotechnique du projet (SETEC) pour son

encadrement et son assistance ;

M. KETFI Ammar, 1 er chef de Mission du projet (SGI international) pour son

encadrement et son assistance ;

M.DERGUINI Djamel,chef de mission actuel du projet pour son encadrement ;

Mme therese Mbengue, enseignante à 2iE pour son encadrement et son assistance.

Nous tenons à remercier également :

Tout le corps professoral de 2iE, des hommes et des femmes dont la vocation est de

réaliser la nôtre ;

Nos collègues de travail avec qui nous avons eu du plaisir à collaborer.

Enfin nous ne saurions terminer sans montrer notre gratitude à la famille qui nous soutien

depuis toujours.

iii




RESUME

Le pont Félix Houphouët Boigny constitue un ouvrage essentiel pour la communication entre

le sud et le nord d’Abidjan.

Ce prestigieux pont, vieux d’une soixantaine d’année, présente une fragilité avérée au niveau

de ses fondations, au niveau de ses piles et au niveau de son tablier.

La solution recommandée par les experts et adoptée par l’entreprise pour le renforcement des

fondations est une injection de jet-grouting au droit de nouvelles piles prévu de part et d’autre

de chaque pilier du pont. Pour ce faire la réalisation d’un essai de chargement sur des pieux

d’essai est nécessaire afin de valider les coefficients de calcul engendrés par le renforcement

du sol support au jet-grouting. Dans le cadre de ce rapport, une étude a été menée sur

l’exécution des pieux d’essai et se présente sur 2 volets majeurs.

L’évaluation de l’effort de portance de chacun des 3 pieux d’essai et dimensionnement

des sections d’aciers.

Présentation de la méthodologie d’exécution des pieux d’essais et de l’essai de

chargement.

Les résultats obtenus à l’issu de cette étude révèlent des efforts de portance et des sections

d’aciers sont quelque peu différentes de celle de l’entreprise. Mais cette différence ne suscite

pas grande inquiétude quant à la résistance des pieux du fait que l’effort de chargement des

pieux d’essais est défini en fonction de l’effort de portance évalué.

Mots Clés :

1 - pont

2 – jet grouting

3 - pieux

4 - fondation

5 - renforcement

iv




ABSTRACT

The Félix Houphouët Boigny bridge is an essential pillar for the Ivorian economy.

Unfortunately, this prestigious bridge is fraught with the fragility of its foundations, pillars

and apron.

The solution recommended by the CCTP and adopted by the company for strengthening

foundations is a jet-grouting injection to the right of new batteries provided on each side of

each pillar of the bridge. To do this, it is necessary to carry out a loading test on test piles in

order to validate the calculation coefficients generated by the reinforcement of the jet-

grouting support floor. As part of this report, a study was conducted on the execution of test

piles and is shown into two major parts.

Evaluation of the lift force of each of the 3 test piles and sizing of the steel sections.

Presentation of the methodology for the execution of test piles and loading tests.

The results obtained from this study reveal lift efforts and sections of steel are somewhat

different from that of the company. But this difference should not cause much concern about

the resistance of the piles because the loading force of the test piles is defined according to the

lift force evaluated.

Key words:

1 - bridge

2 - jet grouting

3 - pillar

4 - foundation

5 –reinforcement

v




LISTE DES ABREVIATIONS

2iE : institut international d’ingénierie de l’eau et de l’environnement

AGEROUTE : Agence de Gestion des Routes

Kp : facteur de portance

FHB : Félix Houphouët Boigny

CEM : Cement (ciment)

C 20/25 : Concret 20/25

pH : potentiel hydrogène

As : Section des armatures longitudinales

Ac : Section nominale d’un pieu

PE2 : pieu d’essai 1



Sp1 : Sondage pressiométrique 1



Pl* : pression limite nette

Em : Module pressiométrique

D : Profondeur de la fondation

Qmax : Charge maximale à appliquer pendant l’essai d chargement

Qp : Portance limite de la fondation profonde

1




SOMMAIRE

CITATIONS ....................................................................................................................................... i

Remerciements .................................................................................................................................. ii

Résumé .............................................................................................................................................. iii

liste des abréviations ......................................................................................................................... v

LISTE DES TABLEAUX ................................................................................................................. 5

LISTE DES FIGURES ..................................................................................................................... 8

LISTE DES COURBES .................................................................................................................. 10

INTRODUCTION ................................................................................................................... 11

PROBLEMATIQUE ............................................................................................................... 14

Chapitre1 : PRESENTATION DE LA STRUCTURE D’ACCUEIL ET DU PROJET ....... 16

I. Présentation de la structure d’accueil ............................................................................ 16

1. Historique ........................................................................................................................................... 16

2. Missions ............................................................................................................................................. 16

3. Organisation et fonctionnement ......................................................................................................... 17

II. Présentation du projet ..................................................................................................... 20

1. Localisation de l’ouvrage ................................................................................................................... 20

2. Caractéristiques générales de l’ouvrage ............................................................................................. 21

3. Caractéristiques spécifiques de l’ouvrage .......................................................................................... 21

4. Diagnostic de l’état du pont ............................................................................................................... 24

5. Contexte ............................................................................................................................................. 25

Chapitre2 : GENERALITE SUR LES PIEUX FORES ........................................................ 27

I. Définition ......................................................................................................................... 27

1. Pieu - pile ........................................................................................................................................... 27

2. Pieu foré – bored pile ......................................................................................................................... 27

3. Barrette - barette................................................................................................................................. 27

4. Pieu travaillant en pointe – end bearing pile ...................................................................................... 27

5. Pieu flottant – friction pile ................................................................................................................. 27

6. Pieu en traction – tension pile ............................................................................................................ 27

7. Pieu de fondation – working pile ....................................................................................................... 28

8. Pieu d’essai – test pile ........................................................................................................................ 28

2




9. Pieu de faisabilité – trial pile .............................................................................................................. 28

10. Essai de chargement statique de pieu - Static pile test ....................................................................... 28

11. Essai de chargement par palier – maintained load piled test .............................................................. 28

12. Essai d’auscultation sonique par réflexion – sonic test ...................................................................... 28

13. Essai d’auscultation sonique par transparence – sonic coring ............................................................ 28

II. Typologie de pieux forés .................................................................................................. 29

1. Les pieux forés simple ....................................................................................................................... 29

2. Les pieux forés tubés.......................................................................................................................... 29

3. Pieux forés à la tarière creuse ............................................................................................................. 29

4. Pieux forés boue ................................................................................................................................. 30

III. Matériaux et produits .................................................................................................. 31

1. Matériaux pour béton et coulis ........................................................................................................... 31

2. Granulats ............................................................................................................................................ 31

3. Additions et adjuvants ........................................................................................................................ 31

4. Bétonnage .......................................................................................................................................... 32

5. Fluides stabilisateurs .......................................................................................................................... 32

6. Suspension de bentonite ..................................................................................................................... 32

7. Polymère et autres suspensions .......................................................................................................... 33

IV. Armatures .................................................................................................................... 33

1. Armatures longitudinales ................................................................................................................... 33

2. Armatures transversales ..................................................................................................................... 34

Chapitre 3 : DIMENSIONNEMENT DES PIEUX D’ESSAIS ............................................ 36

I. Principe de l’essai de chargement .................................................................................. 36

1. But de l’essai de chargement.............................................................................................................. 36

2. Informations sur les plots d’essai ....................................................................................................... 36

3. Avantage du choix du dispositif de pieux d’essai .............................................................................. 37

4. Intérêt de l’essai ................................................................................................................................. 37

5. Données sur les pieux d’essai ............................................................................................................ 37

II. Calcul des paramètres géotechniques ............................................................................. 38

1. Situation géographique des sondages ................................................................................................. 39

2. Nature des sols en place ..................................................................................................................... 39

3. Importance des investigations géotechniques .................................................................................... 39

III. Méthodologie de dimensionnement des pieux ............................................................ 40

1. Principe général de dimensionnement des Pieux d’essai ................................................................... 40

1. Calcul du frottement latéral du pieu ................................................................................................... 41

2. Calcul de la résistance de pointe Qp .................................................................................................. 42

3




3. Choix de la profondeur de la fondation profonde .............................................................................. 44

IV. Résistance limite du pieu d’essai sans renforcement au jet (PE2) ............................ 44



V. Résistance limite du pieu d’essai avec pointe neutralisée (PE3) ................................... 48

VI. Résistance limite du pieu d’essai avec renforcement au jet grouting (PE1) ............. 49



VII. Calcul de résistance limite du pieu de réaction 1200 (PR) ........................................ 52



VIII. Justification des pieux ............................................................................................. 56

1. Résistance conventionnelle du béton ................................................................................................. 56

2. La résistance à la traction ................................................................................................................... 57

3. Déformation longitudinale du béton : ................................................................................................ 57

4. La résistance de calcul de l’acier ....................................................................................................... 57

5. Combinaison d’action et sollicitations de calcul vis-à-vis de l’ELU ................................................. 58

6. Justification vis-à-vis des sollicitations tangentes .............................................................................. 58

IX. Calcul des sections d’acier des pieux d’essai et de réaction ...................................... 58

1. Dimensionnement du pieu d’essai avec pointe neutralisée ................................................................ 58

1. Armatures transversales ..................................................................................................................... 61

2. Dimensionnement des autres pieux d’essai ........................................................................................ 61

Chapitre 4 : EXECUTION DES TRAVAUX DE FORAGE ET PIEUX D’ESSAI ............. 63

I. Implantation des viroles .................................................................................................. 63

II. Forage des pieux ............................................................................................................. 63

1. Le choix de la boue ............................................................................................................................ 63

2. Préparation du polymère .................................................................................................................... 63

3. L’exécution du forage ........................................................................................................................ 64

III. Mise en œuvre du béton .............................................................................................. 64

1. Essais préliminaires............................................................................................................................ 64

2. Mise en place des cages d’armature ................................................................................................... 66

3. Le coulage du pieu ............................................................................................................................. 67

IV. Le Matériels de chantier .............................................................................................. 68

V. L’essai de chargement des pieux sous un effort axial ................................................... 69

4




VI. Les difficultés rencontrées .......................................................................................... 71

1. Les difficultés liées à la composition de la boue de forage ................................................................ 71

2. Les difficultés liées à l’exécution des forages .................................................................................... 72

3. Les difficultés liées à l’exécution des essais de chargement .............................................................. 72

Chapitre 5 : RESULTATS ET DISCUSSIONS ..................................................................... 73

I. Profondeur des fondations profondes ............................................................................ 73

II. Sections d’acier des pieux ............................................................................................... 73

III. Les résultats de l’entreprise de construction .............................................................. 74

IV. Discussions et suggestions .......................................................................................... 74

CONCLUSION ........................................................................................................................ 77

BIBLIOGRAPHIE .................................................................................................................. 78

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

Annexe 1 : DONNEES GEOTECHNIQUES DES SONDAGES Sp1, Sp2 et Sp3 ............... 80

Annexe 2 : EXPLOITATION DES DONNEES GEOTECHNIQUES ............................... 100

Annexe 3 : PROCEDURE D’EXECUTION DES PIEUX D’ESSAIS ............................... 106

Annexe 4 : FICHES TECHNIQUES DE MATERIEL ....................................................... 117

Annexe 5 : PAILLASSES DE MESURES EFFORT-DEPLACEMENTS ........................ 122

Annexes 6 : DIMENSIONNEMENT DES PIEUX D’ESSAI PAR LA METHODE

PRESSIOMETRIQUE DE MENARD : CALCUL DES RESISTANCES DUES AUX

FROTTEMENTS LATERAUX ............................................................................................ 124


PRESSIOMETRIQUE DE MENARD : CALCUL DES RESISTANCES DUES A LA

POINTE QP ........................................................................................................................... 131


PRESSIOMETRIQUE DE MENARD : CALCUL DE LA PORTANCE LIMITE DE

L’ELEMENT DE FONDATION. ........................................................................................ 138

Annexes 10 : JUSTIFICATIONS DES FONDATIONS ..................................................... 145

Annexe 11 : DIMENSIONNEMENT DES PIEUX ............................................................. 152

5




LISTE DES TABLEAUX

Tableau N°1 : Profondeur des pieux existants

Tableau N° 2 : caractéristiques des suspensions de bentonite

Tableau N°3 : Armature longitudinale minimale

Tableau N°4 : Diamètres recommandés pour les armatures transversales

Tableau N°5 : Données sur le pieu PE2



Tableau N°8 : valeurs moyennes des paramètres pressiométriques (Em et Pl*) sur la base de

Sp1 Sp2 Sp3

Tableau N°9 : Résultats de calcul des frottements latéraux du pieu d’essai sans renforcement

en pointe

Tableau N°10 : Résultats de calcul de p*le pour pieu sans renforcement au jet grouting


Tableau N°12 : Résultats de calcul de charge maximale Qmax pour pieu sans renforcement

au jet grouting

Tableau N°13 : Résultats de calcul de la hauteur d’encastrement du pieu sans renforcement

au jet grouting

Tableau N°14 : Résultats de calcul des frottements latéraux du pieu d’essai avec pointe

neutralisée

Tableau N°15 : Résultats de calcul des frottements latéraux du pieu d’essai avec

renforcement au jet

Tableau N°16 : Résultats de calcul de la pression limite nette équivalente du pieu d’essai

avec renforcement au jet

Tableau N°17 : Résultats de calcul de la résistance de pointe du pieu d’essai avec

renforcement au jet

Tableau N°18 : Résultats de calcul de la portance limite du pieu d’essai avec renforcement au

jet

Tableau N°19 : Résultats de calcul des frottements latéraux du pieu de réaction

Tableau N°20 : Résultats de calcul de la pression limite nette équivalente du pieu de réaction

Tableau N°21 : Résultats de calcul de la résistance de pointe du pieu de réaction

Tableau N°22 : Résultats de calcul de la portance limite du pieu de réaction

6





Tableau N°24 : valeurs de la résistance conventionnelle du béton

Tableau N°25 : valeurs de la résistance à la traction du béton

Tableau N°26 : valeurs des déformations longitudinales du béton

Tableau N°27 : combinaison d’actions à l’ELU

Tableau N°28 : données sur le pieu PE3

Tableau N°29 : sections minimales d’aciers longitudinaux

Tableau N°30 : sections minimales d’aciers transversaux

Tableau N°31 : sections d’aciers comprimés

Tableau N°32 : choix d’armatures longitudinales

Tableau N°33 : choix d’armatures transversales

Tableau N°34 : récapitulatif des profondeurs des fondations profondes

Tableau N°35 : récapitulatif des sections d’acier

Tableau N°36 : récapitulatif des profondeurs forées

Tableau N°37 : récapitulatif des sections d’acier mise en œuvre

Tableau N°38 : choix des abaques pour la détermination de qs

Tableau N°39 : Catégories conventionnelles de sols

Tableau N°40 : Information sur le pieu PE2

Tableau N°41 : l’effort limite du aux frottements latéraux du pieu PE2


Tableau N°43 : Information sur le pieu PR

Tableau N°44 : frottement latéral limite par couche de sol du pieu de réaction 1200

Tableau N°45 : Valeurs u facteur de portance kp


Tableau N°47 : Résultats de calcul de p*le pour pieu d’essai avec renforcement en pointe au

Tableau N°48 : Résultats de calcul de p*le pour pieu de réaction


Tableau N°50 : Résultats de calcul de la résistance de pointe pieu avec renforcement au jet

grouting

Tableau N°51 : Résultats de calcul d la résistance de pointe pour pieu de réaction


au jet grouting

7




Tableau N°53 : Résultats de calcul de charge maximale Qmax pour pieu avec renforcement

au jet grouting

Tableau N°54 : Résultats de calcul de la portance limite des pieux de réaction

Tableau N°55 : Résultats de calcul de l’encastrement effectif du pieu sans renforcement au

jet grouting


jet grouting

Tableau N°57 : informations sur les pieux

Tableau N°58 : Valeurs de fclim et de k1

Tableau N°59 : valeurs de k2

Tableau N°60 : résultats de calcul de la résistance conventionnelle du béton

Tableau N°61 : résultats de calcul des déformations longitudinales du béton

Tableau N°62 : combinaison d’actions


Tableau N°64 : résultats des charges de fluage

Tableau N°65 : vérification de l’état limite de mobilisation locale du sol en combinaison

fondamentale


accidentelle

Tableau N°67 : combinaison d’actions à l’ELS


rares






Tableau N°74 : données sur le pieu PR

8




LISTE DES FIGURES

Figure N°1 : Situation géographique du pont FHB

Figure N°2 : Vue sur le Pont Félix Houphouët Boigny

Figure N°3 : Coupe traversale travée type

Figure N°4 : disposition des pieux d’essai

Figure N°5 : Production de la boue de forage à base de polymère

Figure N°6 : Piscine contenant le polymère

Figures N°7 et N° 8 : Forage des pieux d’essai

Figure N°9 : essai de densité au densitomètre

Figure N°10 : mesure de la viscosité du polymère à l’aide

Figure N°11 : mesure de la teneur en sable à l’aide

Figure N°12 : Lieu de stockage des cages d’armatures

Figure N°13 : mise en place de cages d’armatures

Figure N°14 : Coulage d’un pieu

Figure N°15 : Centrale à béton

Figure N°16 : Bac à granulats

Figure N°17 : Stockage des granulats

Figure N°18 : une grue sur le projet de la Réhabilitation du pont FHB

Figure N° 19 : la foreuse sur le projet de la Réhabilitation du pont FHB

Figure N° 20 : la foreuse sur le projet de la Réhabilitation du pont

Figure N°21 : dispositif de chargement du pieu d’essai

Figure N°22 : déroulement de l’essai de chargement

Figure N°23 : vérin hydraulique et les comparateurs sur le pieu d’essai

Figure N°24 : Essai de pieu sous un effort axial de compression

Figure N°25 : Appareillage de l’essai de pieu

Figure N° 26 : boîte hydraulique

Figure N° 27 : dispositif mis en place

Figure N°28 : système de mesure des déplacements axiaux et transversaux

Figure N°29 : Emplacement des palpeurs de déplacement axial

Figure N°30 : palpeur de déplacement axial sur pieu de réaction

Figure N°31 : essai à la rupture sous un effort de compression

9




Figure N°32 : Mortier de calage Figure N°10 : Mise à niveau du pieu

Figure N°33 : Ajustage des débords de la virole

Figure N°34 : Mise en place de la poutre de référence

Figure N°35 : Fouille pour la mise en place de la poutre de référence

Figure N°36 : mise en place de l’appareillage de mesures

Figure N°37 : Principe de calcul de la pression limite nette équivalente p*le

10




LISTE DES COURBES

Courbe N°1 : courbe de frottement latéral unitaire limite le long du fût du pieu (fascicule 62

titre V)

Courbe N°2 : Valeurs moyennes des modules pressiométriques

Courbe N°3 : Valeurs moyennes des pressions limites nettes

Courbe N°4 : Valeurs de calcul du module pressiométrique

Courbe N°5 : Valeurs de calcul de la pression limite nette


titre V)

11




INTRODUCTION

Le pont Félix Houphouët Boigny est un pont routier et ferroviaire situé à Abidjan reliant la

commune du plateau, centre des affaires, à celle de Treichville commune cosmopolite de la

ville. Ce prestigieux pont est un pilier important pour l’économie de la côte d’ivoire du fait

qu’il constitue le passage obligé du trafic à destination et en provenance du port autonome

d’Abidjan. Ce pont vieux d’une soixantaine d’année est fortement éprouvé par des

dégradations. Il présente une fragilité avérée au niveau de son tablier, de ses piliers et de ses

fondations. L’anticipation de la réhabilitation du pont revêt donc une importance capitale

d’autant plus qu’il doit continuer d’assurer le transport des marchandises et des personnes via

ses caissons et son extrados. Un renforcement de la structure principale et des voies d’accès

du pont est donc nécessaire au niveau des caissons, des piles et des fondations. Cette

réhabilitation se révèle comme un défi du fait de la complexité de la tâche, en particulier au

niveau des fondations. Les pieux existants étant défaillants, il faut de nouveaux pieux qui

seront descendus à la même profondeur que les existants afin de ne pas déstabiliser ces

derniers. De plus les nouveaux pieux devront traverser d’importantes épaisseurs de couches

molles d’argile et de vase pour aller s’ancrer en profondeur dans les couches de sables. Alors

la mise en place des pieux devra faire l’objet d’une technique d’amélioration du sol en place

afin d’atteindre les portances requises. A cet effet il est prévu une injection de coulis de

ciment dit injection de jet grouting à la pointe de chaque nouveau pieu. Cependant un

problème se pose au niveau des experts du projet : quelle est la fiabilité de l’injection du jet

grouting en base des pieux ?

Afin de répondre à cette question un essai de chargement est réalisé sur la berge de la lagune

Ebrié. Pour être judicieux dans notre analyse de la pertinence de l’injection, nous nous posons

une question : la méthode d’exécution de l’essai de chargement respecte t’elle les normes de

l’art ?

C’est à cette dernière question que ce manuscrit tentera de donner des éléments de réponse à

travers une étude comparative. Il se penchera essentiellement sur les points suivants :

L’évaluation de la portance limite des différents pieux d’essai ;

La détermination des profondeurs de fondations profondes des pieux d’essai et de

réaction ;

La détermination des Charges maximales auxquelles seront soumis les pieux ;

La détermination des sections d’aciers de chacun des pieux d’essai ;

Un rapport de la méthodologie d’exécution des travaux de pieux d’essai ; et

12




Analyse comparative des résultats obtenus et cette de l’entreprise exécutant les

travaux.

Le présent manuscrit s’articule autour de 5 chapitres distincts :

Dans le premier chapitre, il était nécessaire de présenter l’entreprise d’accueil et son

organisation interne. Il porte sur la présentation de la zone du projet ; la description du pont

Félix Houphouet Boigny ; le diagnostic du pont et le contexte de l’essai de chargement.

Dans le chapitre 2, nous introduisons quelques définitions utilisées par le géotechnicien au

sujet les pieux forés. Après un tour d’horizon sur les typologies de pieux forés, nous

présentons les recommandations nécessaires pour chacun des matériaux rentrant dans

l’exécution des pieux forés.

Le chapitre 3 est consacré au dimensionnement des pieux d’essai et de réaction. Après une

justification de la disposition des pieux d’essai et de réaction, plusieurs points sont

développés, à savoir la méthodologie de dimensionnement des pieux ; l’exploitation des

données géotechniques ; l’évaluation des portances limites des pieux et des charges

maximales ; la justification des fondations et la détermination des sections d’acier de chacun

des pieux.

Dans le chapitre 4, est présenté dans un premier temps la méthodologie d’exécution des

pieux et ensuite le mode opératoire de l’essai de chargement.

Le chapitre 5 se veut une analyse comparative des résultats issus de la présente étude et de

celle de l’entreprise d’exécution. Dans cette partie sont présentées des analyses et suggestions

sur la détermination des profondeurs de fondation ainsi que sur le choix de la boue de forage.

Une conclusion est présentée pour clore ce manuscrit.

Par ailleurs, sont présentés en annexe 1, les caractéristiques pressiométriques issues des

investigations géotechniques du Laboratoire Nationale du Bâtiment et des Travaux Publics.

Le détail l’exploitation de ces données est exposé en annexe 2.

Dans l’annexe 3, est exposé de façon détaillée le principe d’exécution de l’essai de

chargement.

L’annexe 4 présente quelques fiches techniques des dispositifs et engins utilisés pendant

l’essai de chargement. Quant à l’annexe 5, il présente un formulaire de suivi de l’essai de

chargement.

Les annexes de 6 à 8 exposent le détail du dimensionnement des pieux d’essai par la méthode

pressiometrique de Menard.

Dans l’annexe 9, est décrite la justification des fondations profondes.

13




Enfin dans l’annexe 10 est développé le dimensionnement structural des pieux d’essai et de

réaction.

14




PROBLEMATIQUE

La durée de vie des ponts est un concept qui doit intéresser tous les pays de l’Afrique et même

dans une dimension mondiale. Les matériaux béton et acier subissent des phénomènes de

vieillissement naturel. De plus, Dès leur mise en service, les ponts sont soumis à de multiples

sollicitations qui peuvent engendrer des désordres. Plus le pont est ancien plus le risque

d’apparition de désordres est important. Ainsi la plupart des pathologies qui atteignent les

ponts sont aujourd’hui connus. Le changement de volume du Trafic, de charges et de modèle

entraine la perte des efforts de précontrainte au niveau des ponts en béton précontraint. Nous

notons également la défaillance des équipements due à leur longue durée d’exercice. Les

fondations peuvent aussi être atteintes de désordre dû à la défaillance des sous-sols d’appuis.

Dès lors, la réhabilitation de certains ponts peut s’avérer nécessaire soit dans un contexte de

préservation d’ouvrages historiques, soit dans un contexte économiques ou les ouvrages d’art

jouent un rôle primordial. La réhabilitation du pont Félix Houphouët Boigny s’inscrit dans les

deux contextes précités. Cet ouvrage mis en service en 1957 a été construit par le premier

président de la côte d’ivoire qui figue l’une des personnalités imminente dans l’évolution du

dit pays. Aussi ce pont est un pilier important pour l’économie de la côte d’ivoire et de la

sous-région du fait des milliers de tonnes de marchandises qu’il écoule par son tablier et ses

caissons qui abritent une voie ferroviaire. Ainsi la destruction d’un tel ouvrage pour la

construction d’un nouveau pont représenterait une perte d’ouvrage historique. Par ailleurs

cette solution présenterait plus d’inconvénients en ce sens que cela conduirait à une

interruption de la circulation des biens et des personnes pendant un temps important. Ce

présent projet est donc l’illustration parfaite de l’importance que revêt la réhabilitation d’un

pont. C‘est au regard de cette importance que ce manuscrit se penche sur un désordre

particulier : la fragilité des fondations. Il met en évidence une technique d’amélioration de la

pointe des pieux de la fondation du pont Félix Houphouët Boigny à travers un essai de

chargement sur pieux d’essai : injection de jet grouting. Plus particulièrement ce manuscrit se

veut une analyse critique de la méthode d’exécution des pieux. il se révèle alors comme une

occasion de proposer un modèle d’évaluation de portance limite d’une fondation profonde et

une méthodologie de réalisation d’un essai à la rupture.

15




16




Chapitre1 : PRESENTATION DE LA STRUCTURE

D’ACCUEIL ET DU PROJET

I. Présentation de la structure d’accueil

1. Historique

L’agence de Gestion des Routes, en abrégé AGEROUTE, est une société d’état crée en

application du décret n°2001-592 du 19 septembre 2001.

Elle est placée sur la tutelle technique du Ministère des Infrastructures Economiques et la

tutelle financière du Ministère de l’Economie et des Finances. Son siège est situé à Abidjan

plateau sis à l’avenue TERRASSON DE FOURGERES face au Conseil Economique et

Social, bien qu’elle soit une société étatique, elle fonctionne exactement comme une structure

privée, régie par la loi n°97-519 du 04 septembre 1997 de l’organisation pour

l’harmonisation de l’Afrique du droit des affaires (OHADA). Elle n’a pris fonction

effectivement que le 19 septembre 2001 par la promulgation en application des dispositions

du décret n°2001-592 du 19 septembre 2001 portant création et organisation de cette

dernière. Son capital est de 300 000 000 f CFA

, divisé en 3 000 actions de 100 000 f CFA

chacune numérotées de 1 à 300 intégralement souscrites, libérées au moins de la moitié de la

valeur nominale lors de la souscription et représentatives d’apports en numéraires.

Il est entièrement détenu par l’état et pourra être ouvert à des personnes morales de droit

public ivoirien.

L’AGEROUTE a pour objet d’apporter à l’Etat son assistance pour la réalisation des

missions de gestion du réseau routier dont il a la charge.

La Côte d’Ivoire, depuis la période postcoloniale, a optée pour le développement d’une

économie essentiellement basée sur la production agricole et soutenue par l’accroissement des

différentes infrastructures de transports notamment le réseau routier.

2. Missions

L’AGEROUTE a pour objet d’apporter à l’Etat de Côte d’Ivoire son assistance pour la

réalisation des missions de gestion du réseau routier dont il a la charge. A cet effet, l’Agence

concourt à l’exécution des missions d’assistance à la maîtrise d’ouvrage déléguée qui sont

confiées par l’Etat de Côte d’Ivoire, à la répartition et à l’exécution des tâches de

programmation, de passation des marchés, de suivi des travaux, de surveillance de réseau, de

constitution et d’exploitation des banques de données routières. L’AGEROUTE est

notamment chargé de :

17




- élaborer et soumettre au Ministère de l’Equipement et de l’Entretien Routier, un plan

d’action pour l’exécution de la convention ;

- gérer et mettre à jour la banque des données routière à l’effet de rendre accessible à

toutes les administrations impliquées dans la gestion routière et au public en général ;

- consulter le Fonds d’Entretien Routier pour arrêter le plan et le niveau de financement

du programme annuel du réseau routier ;

- établir et transmettre au Ministère de l’Equipement et de l’Entretien Routier au début de

chaque exercice, le programme annuel d’entretien routier, ainsi que les plans de

passation des marchés et de paiement y afférents ;

- établir dans le cadre des marchés publics, les dossiers d’appel d’offres relatifs aux

études, travaux, équipements et fournitures ainsi que les contrats y afférents

conformément aux dispositions réglementaires applicables ;

- assurer le contrôle de l’exécution des travaux d’entretiens routiers et des ouvrages d’art ;

- assurer le paiement des prestations relatif aux études, aux travaux courants périodiques

du réseau routier, à la maîtrise d’œuvre des études et travaux d’entretien routier.

3. Organisation et fonctionnement

a) Organisation

Ce chapitre consacré à la description de chaque direction et service de l’AGEROUTE,

s’articule autour de son organigramme (Voir annexe 1).

L'AGEROUTE comprend les structures suivantes:

Un (01) Conseil d'Administration,

Une (01) Direction Générale et deux(02) Directions Générales Adjointes avec des

Directions et Services qui leurs sont rattachés. Ce sont :

Le Conseiller Technique : CT

La Direction de l’Audit et de Qualité : DAQ

La Direction des Marchés et Contrats : DMC

La Direction des Ressources Humaines : DRH

La Direction Financière et Comptable : DFC

La Direction des Projets : DTN

La Direction de la Gestion du Réseau : DGR

La Direction des Travaux d'Entretien Routier : DTER

La Direction des Etudes DE

La Direction des Ouvrages : DO

La Direction de la Voirie et des Réseaux Divers DVRD

Les Délégations Territoriales : DT

Le Service Communication, Relations Publiques: SCRP

Le Service des Moyens généraux : SMG

Le Service Informatique et Télécommunication : SIT

Le Service Contrôle de Gestion : SCG

18




Le Service Juridique : SJ

Le Service d’Appui à la Promotion de la MOD : SAPMOD

b) Organigramme de l’Ageroute en 2018

19




Conseil

d’Administration

Service Juridique

Service d’Appui et de Promotion de la MOD

Service Environnement

Suivi Evaluation

Direction Générale

Adjointe Service Contrôle de Gestion

Conseillers techniques


Service Communication et Relations

Publiques

Direction Financière et Comptable

Direction des Ressources Humaines

Direction des Marchés et Contrats

Direction de l’Audit et de la Qualité


Adjointe

Direction Territoriale

Direction

de la

Gestion du

Réseau

Direction

des Etudes

Service Informatique Télécom et Archive

Service des Moyens Généraux

CCPH

Direction

des

Travaux

d’Entretien

Routier

Direction

des Travaux

Neufs

Direction

des

Ouvrages

d’Arts

Direction de la Voirie et des Réseaux

Divers

Chargé du suivi Opérationnel

Cellule Parc Auto

Secrétariat du DG

20




II. Présentation du projet

1. Localisation de l’ouvrage

Le pont Félix Houphouët Boigny, objet de la présente étude est situé dans la région des

lagunes à Abidjan plus précisément au coordonnées 5°18’43’’N, 4° 01’ 10’’ O. Long de 372

mètres, il enjambe la lagune Ebrié. Cette artère, primordiale pour la ville d’Abidjan et même

pour la sous-région du fait des milliers de tonnes de marchandises qu’il délivre à l’import ou à

l’export, relie deux importantes villes d’Abidjan : le Plateau et Treichville.

La figure 1 présente une location plus concrète de l’ouvrage.

Figure N°1 : Situation géographique du pont FHB

21




Figure N°2 : Vue sur le Pont Félix Houphouët Boigny

2. Caractéristiques générales de l’ouvrage

Les caractéristiques données ci-dessous sont celles qui résultent de la lecture du Cahier des

clauses techniques particulières CCTP (Pièce N°7 : Cahier des clauses techniques

particulières (CCTP))..

Le pont Houphouët-Boigny a été construit en 1957. L’ouvrage présente une longueur totale de

550 m de long, et se compose de 3 parties :

L’ouvrage principal franchissant la lagune est de 372 m de long et est composé de 8 travées

isostatiques de 46.5 m entre axes d’appuis. Il est constitué de 2 tabliers jumelés symétriques et

à double étage.

Deux ouvrages d’accès terrestres, de 89 mètres chacun. Il s’agit de tabliers continus constitués

chacun de 4 ensembles de travées de 21.5 mètres de portée. Ils sont complétés chacun d’une

zone de transition avec l’ouvrage principal.

3. Caractéristiques spécifiques de l’ouvrage

Ces données ci-dessous sont celles que stipule le cahier des clauses techniques particulières

CCTP. Ces informations ne sont pas exhaustives.

22




a) Tablier

2 voies de circulation routière de largeur utile totale de 7 mètres ;

Largeur roulable de 14 mètres

Largeur chargeable 14 mètres

4 voies de 3.5 mètres

2 trottoirs de 4 mètres

Un séparateur voies routières

Une zone piéton et cycle de 4 m de largeur utile ;

Un dispositif de rive de type garde-corps ;

Un devers en toit des caissons de 2%

Un devers des trottoirs de 2%. Le devers donne sur la chaussée.

Figure N°3 : Coupe traversale travée type

b) Précontrainte

Le tablier est précontraint dans les trois directions : longitudinalement, verticalement et

transversalement. La précontrainte est de type Boussiron B.B.R. de capacité 30, 60 et 100 t

(ces valeurs sont celles théoriques avant pertes, selon la revue Travaux).

La précontrainte longitudinale est constituée de câbles rectilignes de 100 t disposés dans le

23




hourdis inférieur, ainsi que dans le hourdis supérieur au niveau des appuis. On dénombre,

pour une travée-type, un ensemble de 22 câbles (avec 3 longueurs différentes) dans le hourdis

inférieur et un ensemble de 24 câbles dans le hourdis supérieur au niveau de chacune des

extrémités (les câbles supérieurs n’étant pas continus sur la longueur de l’ouvrage).

En ce qui concerne la précontrainte transversale, il a été dénombré, à partir de la revue

Travaux et d’une campagne de gammagraphie de 2001 / 2003 :

Une précontrainte verticale rectiligne (câbles de 30 t) dans les âmes, avec un ensemble

de 256 câbles par caisson (128 câbles / âme) (entraxe de 0.25 m vers les appuis, puis

de 0.375 m et enfin de 0.50 m vers la mi - travée) ;

Une précontrainte légèrement courbe (câbles de 30 t) dans le hourdis supérieur, avec

un ensemble de 184 câbles (entraxe 0.25 m) ;

Une précontrainte légèrement courbe (câbles de 60 t) dans le hourdis inférieur, avec

un ensemble de 89 câbles sur une travée (entraxe de 0.50 m).

c) Les fondations

Les 7 piles du pont sont fondées sur des fondations profondes de type pieux. Chaque pile est

portée par un ensemble de 8 pieux dont 4 verticaux et les 4 autres sont inclinés de 45° par

rapport l’axe longitudinal du pont.

Les fondations les plus profondes sont celles de la pile P5 : les fondations sont descendues

jusqu’à environ 70 m sous le niveau de la surface de l’eau pour atteindre le sol de fondation.

Piles

P7

Treichville

P6

P5

P4

P3

P2

P1

Abidjan

Niveau base pieux

-46 à -50

-63.5

-68

-63

-63.5

-56

-38

Tableau N°1 : Profondeur des pieux existants

24




d) Choix de conception du pieux existant

Dans un souci de simplicité d’exécution, la majeure partie des pieux ont été préfabriqués sur

les rives puis assemblés par précontrainte. La précontrainte a été utilisée pour éviter la

fissuration du béton et donc leur durabilité.

Des pieux de gros diamètre et des pieux inclinés ont été choisi pour résister contre les efforts

horizontaux avec l’absence de réaction de butée de terrain sur une hauteur importante.

e) Niveau de base des pieux existants

Les niveaux des pieux est différents d’une pile à une autre.

Les fondations les plus profondes sont celle de la pile P5. Les fondations sont descendues

jusqu’à environ 70 m sous le niveau de la surface de l’eau pour atteindre le sol de fondation.

Ces informations données sont à titre indicatifs car étant issu de la Revu Travaux et donnée

par rapport au référentiel de 1958 avec des eaux de la lagune entre +0.8 et +1.7 m pour les

plus hautes eaux (marnage).

4. Diagnostic de l’état du pont

Les investigations antérieures, le diagnostic de 2001, et le diagnostic réalisé en 2015 dressent

un constat alarmant quant à l’état de l’ouvrage principal sur la lagune, à plusieurs niveaux :

Les pieux en béton qui portent les appuis en lagune présentent des pertes de leur

section résistante au droit des joints entre gaines qui ont été attaqués par

l’environnement agressif de la lagune. Des ruptures de fils de précontrainte y ont

également été constatées. Les investigations in-situ antérieures ont également mis en

évidence une fissuration et des défauts de bétonnage.

En conséquence, la capacité portante intrinsèque résiduelle des pieux existants reste et

restera non quantifiable. Une accélération du processus de dégradation peut également

avoir lieu et mettre encore davantage en péril l’ouvrage.

Les élévations des appuis (piles notamment) ont très largement été attaquées par les

chlorures et la carbonatation.

25




D’importantes surfaces de béton, de l’ordre du mètre et même davantage, ont éclatées

sous l’effet de la corrosion.

Les aciers passifs sont largement corrodés, voire même complètement dissolus pour

les premiers lits.

Au niveau des caissons du tablier, une fissuration inclinée et traversante a été mise en

évidence au niveau des âmes en extrémités de travées (au moins 3 abouts de travée

concernés). Cette fissuration structurelle n’est pas systématique mais ne correspond

pas non plus à un constat ponctuel et isolé.

L’ouvrage présente donc une fragilité avérée au niveau de ses fondations, au niveau de ses

piles et au niveau de son tablier.

5. Contexte

Compte tenu du contexte présenté ci-dessus, il est prévu le renforcement des appuis avec la

construction de nouveaux pieux en remplacement des fondations existantes.

Ces nouvelles fondations sont placées par groupe de 4 pieux, latéralement aux fondations

existantes. De chaque côté de la fondation existante, la disposition des 4 nouveaux pieux

s’adapte au mieux à la configuration des pieux en place, et notamment à la présence des pieux

inclinés.

La mise en place des 8 pieux devra permettre de reprendre 100% des descentes de charges,

des sollicitations et des déformations, les pieux existants devenant complètement inopérants.

Pour cela, la capacité portante d'un pieu Φ1500 devra faire l’objet d’une technique

d’amélioration du sol en place afin d’atteindre la portance requise comme recommandé par le

CCTP (Cahier des Clauses Techniques Particulières).

Afin d’atteindre les portances requises, un renforcement du sol en place sous la pointe du pieu

sera réalisé par la mise en œuvre de colonnes de type jet-grouting pour l’ensemble des

nouveaux pieux des différents appuis.

Pour les renforts par jet-grouting : un ensemble de 4 colonnes de jet de 1.1m à 1.2 m de

diamètre et une hauteur de 2.5 m chacune est prévu pour permettre d’améliorer le coefficient

de pointe Kp ainsi que la surface en pointe et d’atteindre en conséquence les portances

requises. Ainsi, il est prévu la réalisation des pieux d’essai avant l’exécution des pieux

d’ouvrage. Ces pieux d’essai devront permettre de valider les coefficients de calculs, en

particulier la prise en compte de l’amélioration de la pointe par jet-grouting.

26




C’est dans ce contexte que s’inscrit ce rapport.

Ce rapport a pour objet d’apporter un regard critique sur la réalisation des pieux d’essais.

Il a donc pour but de :

Présenter le projet ;

D’évaluer l’effort de portance de chacun des pieux d’essai ; et

De décrire la méthodologie d’exécution des pieux d’essai

27




Chapitre2 : GENERALITE SUR LES PIEUX

FORES

I. Définition

Les définitions qui suivent concernent la réalisation de pieux forés couverts par la norme

NF EN 1536 Octobre 1999.

1. Pieu - pile

Elément structurel placé dans le sol et destiné au transfert d’action. Le rapport d’élancement

n’est pas limité.

2. Pieu foré – bored pile

Pieu réalisé, avec ou sans tubage, par excavation ou forage d’un trou dans le sol, et

remplissage du trou avec du béton armé ou non armé.

3. Barrette - barette

Elément isolé de parois moulées, généralement de faible longueur, ou ensemble d’éléments

interconnectés et bétonnés simultanément (par exemple en forme de L, de T ou cruciforme),

utilisé pour supporter des charges verticales et/ou latérales.

4. Pieu travaillant en pointe – end bearing pile

Pieu transmettant des efforts, principalement par mise en compression du terrain sous la base

du pieu.

5. Pieu flottant – friction pile

Pieu transmettant des actions, principalement par frottement et adhérence entre la latérale du

pieu et le sol adjacent.

6. Pieu en traction – tension pile

Pieu conçu pour résister à des efforts de traction.

28




7. Pieu de fondation – working pile

Pieu de fondation supportant la structure.

8. Pieu d’essai – test pile

Pieu sur lequel sont appliquées des charges, afin de déterminer les caractéristiques charge –

déplacement du pieu et du sol environnant.

9. Pieu de faisabilité – trial pile

Pieu réalisé afin de vérifier la faisabilité et l’adéquation de la méthode d’exécution, pour une

application particulière.

10. Essai de chargement statique de pieu - Static pile test

Pieu de chargement dans lequel le pieu est sollicité en tête, par des forces axiales ou latérales

choisies, afin d’analyser sa capacité.

11. Essai de chargement par palier – maintained load piled test

Essai de chargement statique, où les charges sont appliquées par palier, sur un pieu d’essai,

chaque charge étant maintenue constante pendant une certaine durée, ou jusqu’à ce que les

mouvements du pieu se stabilisent ou atteignent une limite prescrite (essai ML).

12. Essai d’auscultation sonique par réflexion – sonic test

Essai d’intégrité de pieu, dans lequel on fait passer, à travers le béton du pieu, une série

d’ondes sonores entre un émetteur et un récepteur, les caractéristiques des ondes reçues étant

mesurées et utilisées pour vérifier la continuité du fût et les variations de sa section.

13. Essai d’auscultation sonique par transparence – sonic coring

Essai d’intégrité sonique du béton d’un pieu effectué à partir de forages dans le fût du pieu ou

d’un système de tubes de réservation.

29




II. Typologie de pieux forés

1. Les pieux forés simple

Pieux réalisés par mise en œuvre du béton à l’aide d’une colonne de bétonnage dans un forage

exécuté sans soutènement des parois (P 11-212 Fondations profondes pour le bâtiment ; partie

1 : cahier des clauses techniques (DTU 13.2)).

.

La partie supérieure de l’excavation doit être protégée par une virole, à moins que :

Le forage ne soit effectué que dans un sol ferme, et que

Le diamètre D du pieu soit inférieur à 0.60 m

Les pieux ayant une inclinaison de n ≤ 15 (α ≤ 86°) ne doivent pas être réalisés sans soutien

des parois de forage. Un tubage doit être prévu sur toutes leurs longueurs.

2. Les pieux forés tubés

Pieux réalisés par mise en œuvre du béton à l’aide d’une colonne de bétonnage dans un forage

dont le maintien des parois est assuré par un tubage provisoire foncé par vibration, battage ou

vérinage, éventuellement avec louvoiement.

Les tubages peuvent être installés lors de l’avancement du forage en utilisant un équipement :

à table oscillante ; ou

rotatif ;

Ou mise en place avant de procéder à l’excavation à l’aide de :

Moutons batteurs ; ou de

Vibrateurs ou autres.

3. Pieux forés à la tarière creuse

Pieux réalisés toujours verticalement au moyen d’une tarière à axe creuse vissée dans le sol

sans extraction notable du terrain ; la tarière est ensuite extraite du sol sans dévisser pendant

30




que, simultanément, du béton est injecté par l’axe creux de la tarière, prenant la place du sol

extrait.

Le diamètre nominal du pieu est le diamètre des pales de la tarière à proximité de la pointe.

On distingue deux catégories de matériel :

La tarière creuse continue SANS enregistrement spécifique des paramètres de forage

et de bétonnage, mais avec visualisation de la pression du béton mesurée au droit du

col de cygne.

La tarière creuse continue AVEC enregistrement spécifique des paramètres de forage

et de bétonnage (profondeur, pression du béton, quantité de béton, équipée ou non

d’un dispositif de bétonnage rétractable.

Les pieux ayant une inclinaison de n ≤ 15 (α ≤ 86°) ne doivent pas être réalisés sans soutien

des parois de forage. Un tubage doit être prévu sur toutes leurs longueurs.

4. Pieux forés boue

a) Définition

Pieux réalisés par mise en œuvre de béton à l’aide d’une colonne de bétonnage dans un forage

dont le maintien des parois est assuré par une boue de forage.

b) La boue de forage

La boue de forage se compose d’eau, de bentonite et, éventuellement, d’argile, de ciment et

d’additifs. La bentonite peut être remplacée par des polymères. la boue doit être adaptée au

maintien de la stabilité des parois du forage pendant son exécution et jusqu’à la fin du

bétonnage et permettre un bétonnage correct (Fascicule 68 Exécution des travaux de

fondation des ouvrages de génie civil ; Cahier des clauses générales – Travaux).

.

Les paramètres de la boue sont explicités dans le paragraphe III.5.1 du présent chapitre.

31




III. Matériaux et produits

1. Matériaux pour béton et coulis

Conformément à la norme ENV 197-1,5.1, le ciment utilisé pour les pieux forés doit être l’un

des suivants :

Ciment portland CEM I ;

Ciment portland au laitier CEM II/A –S et II/B-S ;

Ciment portland à la fumée de silice CEM II/A –D ;

Ciment portland aux cendres volantes CEM II/A –V et II/B-V ;

Ciment de haut fourneau CEM III/A , III/C et III/C.

Le dosage minimum est de 350 kg de ciment par mètre cube de béton (350 kg/m3).

2. Granulats

La taille maximale des granulats ne doit pas dépasser la plus petite des deux valeurs

suivantes : 32 mm ou ¼ de l’espacement nu à nu des armatures longitudinales.

Il convient d’utiliser de préférence des granulats roulés si le béton est mis en place au moyen

d’un tube plongeur.

3. Additions et adjuvants

Les adjuvants le plus souvent utilisés dans le cadre de la réalisation des pieux sont les

suivants :

Des retardateur d’eau/ des plastifiants

Des super-retardateurs d’eau/ des super- plastifiants et ;

Des retardateurs de prise.

Les additions et adjuvants peuvent être utilisés :

Pour obtenir des bétons de haute plasticité ;

Pour éviter le ressuage, les nids de graviers ou la ségrégation pouvant résulter d’une

forte teneur en eau ;

Afin de prolonger l’ouvrabilité nécessaire à la durée de mise en place ; et

Afin de pallier tout arrêt de bétonnage.

32




4. Bétonnage

Le béton utilisé doit avoir les caractéristiques suivantes :

Une haute résistance contre la ségrégation ;

Une haute plasticité et d’une bonne consistance

Une bonne fluidité ;

Être apte à l’autocompactage, et ;

Être suffisamment maniable pendant toute la durée de bétonnage, y compris le retrait

de tout tubage provisoire.

La classe de résistance du béton doit être comprise entre C20/25 et C30/37

Les proportions du mélange et les plages de consistance de béton recommandé sont

consignées dans les tableaux ci-dessous.

5. Fluides stabilisateurs

Le fluide stabilisateur ou encore boue de forage se compose d’eau, de bentonite et

éventuellement d’une autre argile, de ciment et d’additifs. Dans les cas spéciaux, la bentonite

peut être remplacée par des biopolymères.

On distingue :

Les suspensions de bentonite ;

Les suspensions à base de polymère ; ou

Les autres suspensions

6. Suspension de bentonite

Les propriétés recommandées des suspensions de bentonite neuves, prêtes à être réutilisées et

avant bétonnage sont consigné dans le tableau ci-dessous (NF EN 1536 Exécution des travaux

géotechniques spéciaux Pieux forés).

.

33




Unité

Suspension

Neuve Prête à être

réutilisée

Avant

bétonnage

Masse

volumique g/cm3 < 1.10 - < 1.15

Viscosité

Marsh Seconde 32 à 50 32 à 50 32 à 50

Filtrat Cm3 < 30 < 30 < 30

pH 7 à 11 7 à 11 7 à 11

Teneur en

sable % (masse) - - < 4

- : pas de disposition.

Tableau N° 2 : caractéristiques des suspensions de bentonite

7. Polymère et autres suspensions

D’autres suspensions ou boue de forage peuvent être utilisées comme fluides stabilisateurs. Il

s’agit :

Des polymères ;

Des polymères avec de la bentonite comme adjuvant ;

D’autres argiles.

Les propriétés du fluide stabilisateur doivent être conformes à celles consignées dans le

tableau N°1

IV. Armatures

1. Armatures longitudinales

L’armature principale doit être constituée uniquement de barre haute adhérence dans le cas ou

le fluide stabilisateur est :

La bentonite

Le polymère, ou ;

34




L’argile

Le tableau ci-dessous nous présente les sections minimales d’armature longitudinale à

respecter.

Section nominale d’un pieu :

Ac

Section des armatures longitudinales :

As

Ac ≤ 0.5 m2 As ≥ 0.5% Ac

0.5 m2 < Ac≤ 1.0 m2 As ≥ 0.0025 m2

Ac>1.0 m2 As ≥ 0.25 % Ac

Tableau N°3 : Armature longitudinale minimale

Ecartement entre barres longitudinales : ≤ 400 mm

Distance minimale nu à nu entre les barres longitudinales ou paquets de barres d’un

lit : e mini ≥ 100 mm

Si les granulats de taille d ≤ 20mm sont utilisés alors : e mini ≥ 80 mm

Lits d’armatures concentriques

Nombre maximal des couches pour des pieux circulaire : N ≤ 2

Distance minimale nu à nu entre lits d’armatures :

e mini = Max (2Ø ; 1.5Øg)

Ø : section d’armatures longitudinales

Øg : diamètre des plus gros granulats

L’espacement entre les barres peut être réduit sur la hauteur de recouvrement des barres.

2. Armatures transversales

Etriers, cerces ou spires ≥ 6 mm et

≥ ¼ du diamètre maximal des barres

longitudinales

Fils ou treillis soudés transversaux ≥ 5 mm

Tableau N°4 : Diamètres recommandés pour les armatures transversales

35




Distance minimale nu à nu entre les armatures transversales doit être supérieure ou égale à la

distance définie pour les armatures principales.

36




Chapitre 3 : DIMENSIONNEMENT DES PIEUX

D’ESSAIS

I. Principe de l’essai de chargement

1. But de l’essai de chargement

Afin d’atteindre la résistance portante requise pour pallier le problème de fragilité des

fondation du pont, il est prévu la réalisation de jet-grouting (injection de coulis de ciment) à la

pointe de nouveaux pieux. Ainsi la réalisation d’un essai de chargement sur des pieux d’essai

avant l’exécution des pieux d’ouvrage est nécessaire. Ces pieux d’essai devront permettre de

valider les coefficients de calculs, en particulier la prise en compte de l’amélioration de la

pointe par jet-grouting (Pièce N°7 : Cahier des clauses techniques particulières (CCTP)).

2. Informations sur les plots d’essai

a) Disposition initiale des pieux d’essai

Le CCTP prévoit la réalisation de trois pieux d’essai avec :

- essai de chargement pour pieu renforcé en pointe par un traitement en jet-grouting (au

moyen de pieux de réaction) et ;

- Essai de chargement de (2) pieux non traités (au moyen d’un dispositif de type cellule

d’Osterberg).

b) Disposition adoptée des pieux d’essai

Le dispositif de pieux d’essai retenu se présente de la manière suivante :

- Un essai de pieu traité avec pieux de réaction ;

- Un essai de pieu non traité, à la même côte que le pieu précédent, également avec pieu

de réaction ;

- Un essai de pieu avec pointe neutralisée (polystyrène en pied), à la même côte que les

deux précédents.

37




Nous proposons ci-dessous la disposition suivante des pieux d’essai et de réaction :

Figure N°4 : disposition des pieux d’essai

3. Avantage du choix du dispositif de pieux d’essai

Les essais permettront d’estimer la part de frottement latéral et donc d’estimer par

soustraction des efforts, la capacité portante en pointe pour les pieux d’essai traité et non

traité. Ainsi nous aurons une meilleure estimation du paramètre kp.

Par ailleurs, la proximité des pieux et l’homogénéité globale des sondages Sp1, Sp2 et Sp3

nous permet de supposer que le frottement est le même pour les 3 pieux d’essai.

4. Intérêt de l’essai

Il s’agit des essais d’étalonnage, non instrumentés.

Ce type d’essai convient plus particulièrement :

- Dans les cas où les pieux de l’ouvrage ont des dimensions trop importantes pour qu’il

soit envisageable d’effectuer un essai en vraie grandeur,

- Dans les cas où la variabilité des épaisseurs des couches ou des caractéristiques

mécaniques du sol de la fondation ne permet pas de tester un nombre suffisant de sites

représentatifs.

5. Données sur les pieux d’essai

38




a) Pieu d’essai sans renforcement au jet-grouting (PE2)

Type de pieu : Pieu foré à la boue

Moyen de mise en

œuvre : Par forage

Section de la base de

la fondation : 0.594 m²

Diamètre du pieu : 870 mm effort maxi.de

chargement: 1.3 Qmax

Périmètre du pieu : 2733 mm


a) Pieu d’essai avec pointe neutralisée (PE3)


Moyen de mise en

œuvre : Par forage



Diamètre du pieu : 870 mm Effort maxi. de

chargement: 1.3 Qmax Périmètre du pieu :

2733 mm


a) Pieu d’essai avec renforcement en pointe au jet-grouting (PE1)

II. Type de pieu : Pieu foré à la boue

Moyen de mise en

œuvre : Par forage



Diamètre du pieu : 870 mm Effort maxi. de

chargement: 1.3 Qmax



II. Calcul des paramètres géotechniques

39




1. Situation géographique des sondages

Les investigations géotechniques menées par le LBTP, ont consistées en 3 sondages réalisés

sur la beige de la lagune Ebrié. La situation des sondages ont permis d’éviter la hauteur d’eau

et les épaisseurs de vase. Les détails concernant les différents sondages sont consignés dans le

rapport géotechnique du LBTP en annexe 1 du présent document. Un plan de situation des

sondages vous est présenté en annexe 4 de cet ouvrage.

2. Nature des sols en place

De façon générale, le sol rencontré est une succession de couche de sable avec quelques

couches d’argile. La nappe phréatique se situe à environ 3 m du terrain naturel.

La nature des couches en place est présentée de façon explicite en Annexe 2 de ce présent

ouvrage.

3. Importance des investigations géotechniques

Les sondages réalisés permettront de déterminer pour chaque couche de sol traversé, les

Caractéristiques pressiométriques ; c’est-à-dire la pression limite et le module pressiométrique

de la couche.

En raison d’une légère modification de l’implantation, il parait plus cohérent d’étudier les 3

sondages ensembles. Pour ce faire nous avons calculé une pression limite moyenne et un

module pressiométrique moyen par couche.

Nous présentons ci-dessous les résultats de l’exploitation des sondages dont le détail des

calculs est donné en Annexe 2 de ce présent document.

Couche de terrain Épaisseur de

la couche Em (Mpa) Pl* (Mpa)

Toit Base

sable 1 0 1 1 0,8 0,1

sable 2 1 4 3 3,0 0,26

sable 3 4 8 4 5,7 0,50

sable 4 8 10 2 5,1 0,48

sable 5 10 13 3 11,5 0,73

sable 6 13 16 3 14,3 1,32

40




Couche de terrain Épaisseur de


Toit Base

sable 7 16 19 3 25,2 2,08

sable 8 19 22 3 29,1 3,04

sable 9 22 25 3 34,4 3,90

sable 10 25 29 4 29,3 3,35

sable 11 29 32 3 38,9 3,33

sable 12 32 35 3 37,9 3,38

sable 13 35 38 3 45,0 4,25

sable 14 38 42 4 44,3 3,24

sable 15 42 46 4 63,9 4,14

sable 16 46 50 4 85,1 4,03

Tableau N°8 : valeurs moyennes des paramètres pressiométriques (Em et Pl*)

sur la base de Sp1 Sp2 Sp3

III. Méthodologie de dimensionnement des pieux

Selon le fascicule P-94-150-1 Essai statique, la charge maximale Qmax à laquelle il est prévu

de soumettre le pieu d’essai à la rupture est évalué en fonction de l’effort limite (résistance

portante) Qcu estimée en fonction des données géotechniques selon le rapport suivant :

Qmax = 1.30Qcu.

Le calcul de l’encastrement Def/B effectif nous permettra pour chaque pieu d’essai de

rechercher une fondation profonde.

1. Principe général de dimensionnement des Pieux d’essai

a) Calcul de la portance limite en compression Qcu

La portance limite en compression Qcu de la fondation profonde isolée doit être déterminée à

partir de l’expression générale suivante :

𝑄𝑐𝑢 = 𝑄𝑠 + 𝑄𝑝

Qcu est la valeur de la portance de la fondation profonde ;

41




Qp est la valeur de la résistance de pointe de la fondation profonde ;

Qs est la valeur de la résistance de frottement axial de la fondation profonde

La charge maximale Qmax à laquelle il est prévu de soumettre le pieu d’essai à la rupture est

estimée à :

𝑄𝑚𝑎𝑥 = 1,30. 𝑄𝑐𝑢

1. Calcul du frottement latéral du pieu

b) Expression générale

L’effort limite mobilisable par frottement axial sur la hauteur concernée du fût de la fondation

profonde doit être calculé à partir de l’expression générale suivante (NF P-94-262 Calcul des

fondations profondes juillet 2012) :

Qs : est la valeur de la résistance de frottement latérale de la fondation profonde

Ps : est le périmètre du fût du pieu

D : est la longueur de la fondation contenue dans le terrain

qs (z) : est la valeur du frottement axial unitaire limite à la côte z

c) Frottement latéral unitaire limite

Sauf indication différente du marché, la valeur du frottement latéral unitaire limite à la

profondeur z, q(z) est donnée par la courbe ci- dessous en fonction de la valeur de la pression

limite nette pl(z) mesurée à cette profondeur.

𝑄𝑠 = 𝑃𝑠 ∫ 𝑞𝑠(𝑧)𝑑𝑧𝐷

0

42





titre V)

Le tableau N° en Annexe associé à la courbe N°1, précise la courbe à utiliser en fonction du

type de l’élément de la fondation considéré, de la nature des terrains concernés et, s’il y a lieu

, des conditions particulières d’exection prévues par le marché.

La nature des terrains concernés s’appuie sur les catégories conventionnelles de sols définies

en Annexes7 de ce présent document

2. Calcul de la résistance de pointe Qp

a) Expression générale

L’effort limite mobilisable dû au terme de la pointe de la fondation profonde doit être calculé

à partir de l’expression générale suivante :

Qp est la valeur de la résistance de pointe de la fondation ;

𝑄𝑝 = 𝐴𝑝. 𝑞𝑢

43




Ap est la surface de base de la fondation

qu est la valeur de la pression de rupture du terrain sous la base du pieu.

b) Contrainte de rupture sous la pointe qu

Sauf cas particulier, la valeur de la contrainte de rupture sous la pointe doit être calculée à

partir de l’expression suivante :

Kp est le facteur de portance pressiométrique

Ple* est la pression limite nette équivalente.

c) Pression limite nette équivalente P*le

Dans le cas d’une formation porteuse homogène, la valeur de la pression limite nette

équivalente p*le doit être déterminée à partir de l’expression générale suivante :

p *l (z) est le profil des pressions limites nettes considéré comme représentatif ;

p *le est la « pression limite nette équivalente »

D est la profondeur de la fondation ;

B est la largeur du pieu ;

h est la hauteur du pieu contenue dans la formation porteuse ;

𝑞𝑢 = 𝑘𝑝. 𝑝𝑙𝑒∗

44




3. Choix de la profondeur de la fondation profonde

Pour nous aider dans notre choix, nous avons calculé l’encastrement effectif du pieu afin

déterminer si la fondation est profonde ou non.

La hauteur d’encastrement équivalente est donnée par l’expression générale suivante :

-ple* représente la pression limite nette équivalente du sol sous la base de la fondation.

-pl*(z) est obtenu en joignant par des segments de droite sur une échelle linéaire les

différents pl* mesurés.

-hD désigne une hauteur égale à 10B

L’encastrement effectif est le rapport de la hauteur d’encastrement effective par le diamètre

du pieu : Def / B

IV. Résistance limite du pieu d’essai sans renforcement au

jet (PE2)


a) Calcul du frottement latéral du pieu d’essai sans renforcement en pointe

Le tableau ci-dessous présente les résultats des calculs de frottements latéral du pieu d’essai

suivant le fascicule 62 titre V.

Classe de

sol Courbe

qs(z)

(Mpa) H(m) Qs(MN)

Cumule Qs

(MN)

Sable 1 A Q1 0 1 0,00 0,00

Sable 2 A Q1 0,01 3 0,08 0,08

45




Sable 3 A Q1 0,02 4 0,22 0,30

Sable 4 A Q1 0,02 2 0,11 0,41

Sable 5 B Q2 0,045 3 0,37 0,78

Sable 6 B Q2 0,07 3 0,57 1,35

Sable 7 B Q2 0,08 3 0,66 2,01

Sable 8 C Q3 0,12 3 0,98 2,99

Sable 9 C Q3 0,12 3 0,98 3,97

Sable 10 C Q3 0,12 4 1,31 5,28

Sable 11 C Q3 0,12 3 0,98 6,27

Sable 12 C Q3 0,12 3 0,98 7,25

Sable 13 C Q3 0,12 3 0,98 8,23

Sable 14 C Q3 0,12 4 1,31 9,54

Sable 15 C Q3 0,12 4 1,31 10,85

Sable 16 C Q3 0,12 4 1,31 12,16

Tableau N°9 : Résultats de calcul des frottements latéraux du pieu d’essai sans renforcement

en pointe


a) Calcul Pression limite nette équivalente P*le du pieu d’essai sans

renforcement en pointe

Les résultats des calculs de la pression limite nette équivalente effectués dans le cadre du

dimensionnement du pieu d’essai sans renforcement au jet, sont consignés dans le tableau ci-

dessous.

a H(m) D (m) h (m) b D+3a Pl*(Mpa) Ple*(Mpa)

sable 1 0,5 1 1 0 0 2,5 0,1 0,26

sable 2 0,5 3 4 0 0 5,5 0,26 0,50

sable 3 0,5 4 8 0 0 9,5 0,5 0,48

sable 4 0,5 2 10 0 0 11,5 0,48 0,73

sable 5 0,5 3 13 0 0 14,5 0,73 1,32

sable 6 0,5 3 16 0 0 17,5 1,32 2,08

sable 7 0,5 3 19 0 0 20,5 2,08 3,04

sable 8 0,5 3 22 0 0 23,5 3,04 3,90

sable 9 0,5 3 25 0 0 26,5 3,9 3,35

sable 10 0,5 4 29 0 0 30,5 3,35 3,33

sable 11 0,5 3 32 0 0 33,5 3,33 3,38

sable 12 0,5 3 35 0 0 36,5 3,38 4,25

sable 13 0,5 3 38 0 0 39,5 4,25 3,24

sable 14 0,5 4 42 0 0 43,5 3,24 4,14

sable 15 0,5 4 46 0 0 47,5 4,14 4,03

46





sable 16 0,5 4 50 0 0 51,5 4,03


b) Calcul de la résistance de pointe Qp

Comme présenté ci-dessus, la résistance de pointe pour chaque couche de sol est le produit du

coefficient de portance kp et de la pression limite nette équivalente.

Le facteur de portance est coefficient déterminé en fonction de la nature de la couche de sol

(classe de sol) et du fait que le forage soit avec refoulement de sol ou pas.

Nous présentons les différentes valeurs de kp à choisir en annexe de ce présent document

Classe de sol Kp Ple*(Mpa) Qp(MN)

sable 1 A 1 0,26 0,15

sable 2 A 1 0,50 0,30

sable 3 A 1 0,48 0,29

sable 4 A 1 0,73 0,43

sable 5 B 1,1 1,32 0,86

sable 6 B 1,1 2,08 1,36

sable 7 B 1,1 3,04 1,99

sable 8 C 1,2 3,90 2,78

sable 9 C 1,2 3,35 2,39

sable 10 C 1,2 3,33 2,38

sable 11 C 1,2 3,38 2,41

sable 12 C 1,2 4,25 3,03

sable 13 C 1,2 3,24 2,31

sable 14 C 1,2 4,14 2,95

sable 15 C 1,2 4,03 2,87


a) Calcul de la portance limite en compression Qcu

47




Le tableau ci-dessous présente les résultats des calculs de la portance limite en compression

du pieu d’essai suivant le fascicule 62 titre V.

Profondeur

de la

fondation

D (m)

Qs(cumulé) Qp Qcu= Qs+ Qp

(MN)

Qmax = 1,30 x Qcu

(MN)

sable 1 1 0,00 0,15 0,15 0,20

sable 2 4 0,08 0,30 0,38 0,49

sable 3 8 0,30 0,29 0,59 0,77

sable 4 10 0,41 0,43 0,84 1,09

sable 5 13 0,78 0,86 1,64 2,13

sable 6 16 1,35 1,36 2,71 3,52

sable 7 19 2,01 1,99 4,00 5,20

sable 8 22 2,99 2,78 5,77 7,50

sable 9 25 3,97 2,39 6,36 8,27

sable 10 29 5,28 2,38 7,66 9,96

sable 11 32 6,27 2,41 8,68 11,28

sable 12 35 7,25 3,03 10,28 13,36

sable 13 38 8,23 2,31 10,54 13,70

sable 14 42 9,54 2,95 12,49 16,24

sable 15 46 10,85 2,87 13,72 17,84


au jet grouting

(1) Calcul de l’encastrement effectif du pieu sans renforcement au jet

grouting

Le tableau ci-dessous présente les résultats des calculs effectués dans le cadre du présent

projet.

H(m) D (m) D-10B Pl*(Mpa) Def (M) Def/B

sable 1 1 1 -7,7 0,1

sable 2 3 4 -4,7 0,26

sable 3 4 8 -0,7 0,5

sable 4 2 10 1,3 0,48 5,0 5,8

sable 5 3 13 4,3 0,73 3,8 4,4

sable 6 3 16 7,3 1,32 4,1 4,7

sable 7 3 19 10,3 2,08 4,0 4,6

sable 8 3 22 13,3 3,04 4,9 5,6

sable 9 3 25 16,3 3,9 7,9 9,1

48




sable 10 4 29 20,3 3,35 9,1 10,4

sable 11 3 32 23,3 3,33 8,9 10,2

sable 12 3 35 26,3 3,38 6,9 7,9

sable 13 3 38 29,3 4,25 9,8 11,3

sable 14 4 42 33,3 3,24 7,6 8,7

sable 15 4 46 37,3 4,14 8,1 9,3

sable 16 4 50 41,3 4,03

Tableau N°13 : Résultats de calcul de la hauteur d’encastrement du pieu sans renforcement

au jet grouting

La fondation est profonde si l’encastrement effectif De/B est supérieur à 5 (Def/B > 5).

Les résultats du tableau N°10 nous indique que la fondation est profonde à partir de 22 mètres

de profondeur.

Dans le cadre de ce projet nous optons pour 25 mètres de profondeur avec un encastrement

effectif Def/B = 9.1> 5

L’effort maximal de chargement retenu est de :

Qmax = 8,27 MN soit 827 tonnes

V. Résistance limite du pieu d’essai avec pointe neutralisée

(PE3)

La pointe étant neutralisée par du polystyrène, nous calculerons uniquement la résistance due

aux frottements latéraux.

Classe

de sol Courbe

qs(z)

(Mpa) H(m)

Profondeur

de la

fondation

D(m)

Qs(MN)

Cumule

Qs

(MN)

Qcu=

1.3Qs

(cumulé)

sable 1 A Q1 0 1 1 0,00 0,00 0.00

sable 2 A Q1 0,01 3 4 0,08 0,08 0.10

sable 3 A Q1 0,02 4 8 0,22 0,30 0.39

sable 4 A Q1 0,02 2 10 0,11 0,41 0.53

sable 5 B Q2 0,045 3 13 0,37 0,78 1.01

sable 6 B Q2 0,07 3 16 0,57 1,35 1.75

sable 7 B Q2 0,08 3 19 0,66 2,01 2.61

sable 8 C Q3 0,12 3 22 0,98 2,99 3.89

sable 9 C Q3 0,12 3 25 0,98 3,97 5.16

sable 10 C Q3 0,12 4 29 1,31 5,28 6.86

49




sable 11 C Q3 0,12 3 32 0,98 6,27 8.15

sable 12 C Q3 0,12 3 35 0,98 7,25 9.42

sable 13 C Q3 0,12 3 38 0,98 8,23 10.7

sable 14 C Q3 0,12 4 42 1,31 9,54 12.40

sable 15 C Q3 0,12 4 46 1,31 10,85 14.10

sable 16 C Q3 0,12 4 50 1,31 12,16 15.80

Tableau N°14 : Résultats de calcul des frottements latéraux du pieu d’essai avec pointe

neutralisée

Dans le cadre de ce projet nous optons pour 25 mètres de profondeur. L’effort maximal de

chargement retenu est de : Qmax=5.16MN soit 516 tonnes

VI. Résistance limite du pieu d’essai avec renforcement au jet

grouting (PE1)

L’évaluation des portances limites et des charges maximales suivra également la

méthodologie présentée au point III.


A l’issus des calculs, nous obtenons les cumuls des frottements latéraux à chaque profondeur

et les résultats sont consignés dans le tableau ci-dessous.

Classe de

sol Courbe

qs(z)

(Mpa) H(m) Qs(MN)

Cumule Qs

(MN)

sable 1 A Q1 0 1 0,00 0,00

sable 2 A Q1 0,01 3 0,11 0,11

sable 3 A Q1 0,02 4 0,30 0,41

sable 4 A Q1 0,02 2 0,15 0,57

sable 5 B Q2 0,045 3 0,51 1,07

sable 6 B Q2 0,07 3 0,79 1,87

sable 7 B Q2 0,08 3 0,90 2,77

sable 8 C Q3 0,12 3 1,36 4,13

sable 9 C Q3 0,12 3 1,36 5,49

sable 10 C Q3 0,12 4 1,81 7,29

sable 11 C Q3 0,12 3 1,36 8,65

50




Classe de

sol Courbe

qs(z)

(Mpa) H(m) Qs(MN)

Cumule Qs

(MN)

sable 12 C Q3 0,12 3 1,36 10,01

sable 13 C Q3 0,12 3 1,36 11,37

sable 14 C Q3 0,12 4 1,81 13,18

sable 15 C Q3 0,12 4 1,81 14,99

sable 16 C Q3 0,12 4 1,81 16,79

Tableau N°15 : Résultats de calcul des frottements latéraux du pieu d’essai avec

renforcement au jet


a) Pression limite nette équivalente P*le


dimensionnement du pieu d’essai avec renforcement au jet, sont consignés dans le tableau ci-

dessous. Il présente les résultats pour chaque profondeur (D).

a H(m) D (m) h (m) b D+3a Pl* Ple*

sable 1 0,5 1 1 0 0 2,5 0,1 0,26

sable 2 0,5 3 4 0 0 5,5 0,26 0,50

sable 3 0,5 4 8 0 0 9,5 0,5 0,48

sable 4 0,5 2 10 0 0 11,5 0,48 0,73

sable 5 0,5 3 13 0 0 14,5 0,73 1,32

sable 6 0,5 3 16 0 0 17,5 1,32 2,08

sable 7 0,5 3 19 0 0 20,5 2,08 3,04

sable 8 0,5 3 22 0 0 23,5 3,04 3,90

sable 9 0,5 3 25 0 0 26,5 3,9 3,35

sable 10 0,5 4 29 0 0 30,5 3,35 3,33

sable 11 0,5 3 32 0 0 33,5 3,33 3,38

sable 12 0,5 3 35 0 0 36,5 3,38 4,25

sable 13 0,5 3 38 0 0 39,5 4,25 3,24

sable 14 0,5 4 42 0 0 43,5 3,24 4,14

sable 15 0,5 4 46 0 0 47,5 4,14 4,03

sable 16 0,5 4 50 0 0 51,5 4,03

Tableau N°16 : Résultats de calcul de la pression limite nette équivalente du pieu d’essai

avec renforcement au jet

51




b) Calcul de la résistance de pointe Qp

La valeur du facteur de portance Kp est obtenue à la suite de l’essai de chargement pieux

d’essai. La valeur de la résistance de pointe Qp à chaque profondeur est le produit du facteur

de portance par la pression limite nette équivalente P*le.

Kp Ple*(Mpa) Qp( Mpa)

sable 1 2,78 0,26 0,43

sable 2 2,78 0,50 0,83

sable 3 2,78 0,48 0,79

sable 4 2,78 0,73 1,21

sable 5 2,78 1,32 2,18

sable 6 2,78 2,08 3,44

sable 7 2,78 3,04 5,02

sable 8 2,78 3,90 6,45

sable 9 2,78 3,35 5,54

sable 10 2,78 3,33 5,50

sable 11 2,78 3,38 5,59

sable 12 2,78 4,25 7,02

sable 13 2,78 3,24 5,35

sable 14 2,78 4,14 6,84

sable 15 2,78 4,03 6,66

Tableau N°17 : Résultats de calcul de la résistance de pointe du pieu d’essai avec

renforcement au jet

c) Calcul de la portance limite en compression Qcu

Le tableau ci-dessous présente les résultats des calculs effectués pour le pieux avec pointe

renforcée au jet grouting.

Profondeur

de la

fondation D

(m)

Qs( MN) Qp(MN)

Qcu= Qs+

Qp

(MN)

Qmax = 1,30 x Qcu (MN)

sable 1 1 0,00 0,43 0,43 0,56

sable 2 4 0,08 0,83 0,91 1,18

sable 3 8 0,30 0,79 1,09 1,42

sable 4 10 0,41 1,21 1,62 2,10

sable 5 13 0,78 2,18 2,96 3,85

52




sable 6 16 1,35 3,44 4,79 6,22

sable 7 19 2,01 5,02 7,03 9,14

sable 8 22 2,99 6,45 9,44 12,27

sable 9 25 3,97 5,54 9,51 12,36

sable 10 29 5,28 5,50 10,78 14,02

sable 11 32 6,27 5,59 11,86 15,41

sable 12 35 7,25 7,02 14,27 18,56

sable 13 38 8,23 5,35 13,58 17,66

sable 14 42 9,54 6,84 16,38 21,30

sable 15 46 10,85 6,66 17,51 22,76

Tableau N°18 : Résultats de calcul de la portance limite du pieu d’essai avec renforcement au

jet

d) Encastrement effectif De

Le pieu d’essai avec renforcement au jet grouting partagera les mêmes résultats de calcul de

l’encastrement effectif que le pieu d’essai sans renforcement en pointe et le pieu avec pointe

neutralisée. Les raisons de ce fait s’expliquent par la similarité des dimensions des tois pieux

et le fait que le sol est supposé homogène au droit des ceux-ci.

Dans le cadre de ce projet nous conserverons les 25 mètres de profondeur avec un

encastrement effectif De/B = 9.1> 5 tout comme pour le pieux sans renforcement en pointe.

L’effort maximal de chargement retenu est de :

Qmax = 12.27 MN soit 1227 tonnes

VII. Calcul de résistance limite du pieu de réaction 1200 (PR)


Le tableau ci-dessous nous présente les valeurs de l’effort latéral unitaire limite et les cumuls

pour chaque couche de sable.

Classe de

sol Courbe

qs(z)

(Mpa) H(m) Qs(MN)

Cumule Qs

(MN)

sable 1 A Q1 0 1 0,00 0,00

sable 2 A Q1 0,01 3 0,11 0,11

53




Classe de

sol Courbe

qs(z)

(Mpa) H(m) Qs(MN)

Cumule Qs

(MN)

sable 3 A Q1 0,02 4 0,30 0,41

sable 4 A Q1 0,02 2 0,15 0,57

sable 5 B Q2 0,045 3 0,51 1,07

sable 6 B Q2 0,07 3 0,79 1,87

sable 7 B Q2 0,08 3 0,90 2,77

sable 8 C Q3 0,12 3 1,36 4,13

sable 9 C Q3 0,12 3 1,36 5,49

sable 10 C Q3 0,12 4 1,81 7,29

sable 11 C Q3 0,12 3 1,36 8,65

sable 12 C Q3 0,12 3 1,36 10,01

sable 13 C Q3 0,12 3 1,36 11,37

sable 14 C Q3 0,12 4 1,81 13,18

sable 15 C Q3 0,12 4 1,81 14,99

sable 16 C Q3 0,12 4 1,81 16,79

Tableau N°19 : Résultats de calcul des frottements latéraux du pieu de réaction


b) Pression limite nette équivalente P*le

Le calcul de la pression limite nette équivalente est donné par le tableau ci-dessous. Il

regroupe le choix des paramètres de calcul a et b et les résultats de calcul.


sable 1 0,5 1 1 0 0 2,5 0,1 0,26

sable 2 0,5 3 4 0 0 5,5 0,26 0,50

sable 3 0,5 4 8 0 0 9,5 0,5 0,48

sable 4 0,5 2 10 0 0 11,5 0,48 0,73

sable 5 0,5 3 13 0 0 14,5 0,73 1,32

sable 6 0,5 3 16 0 0 17,5 1,32 2,08

sable 7 0,5 3 19 0 0 20,5 2,08 3,04

sable 8 0,5 3 22 0 0 23,5 3,04 3,90

sable 9 0,5 3 25 0 0 26,5 3,9 3,35

sable 10 0,5 4 29 0 0 30,5 3,35 3,33

sable 11 0,5 3 32 0 0 33,5 3,33 3,38

54





sable 12 0,5 3 35 0 0 36,5 3,38 4,25

sable 13 0,5 3 38 0 0 39,5 4,25 3,24

sable 14 0,5 4 42 0 0 43,5 3,24 4,14

sable 15 0,5 4 46 0 0 47,5 4,14 4,03

sable 16 0,5 4 50 0 0 51,5 4,03

Tableau N°20 : Résultats de calcul de la pression limite nette équivalente du pieu de réaction

c) Calcul de la résistance de pointe Qp

Les résultats de calcul de l’effort limite du à la pointe pour les pieux de réaction sont

consignés dans le tableau suivant :


sable 1 A 1 0,26 0,29

sable 2 A 1 0,50 0,57

sable 3 A 1 0,48 0,54

sable 4 A 1 0,73 0,83

sable 5 B 1,1 1,32 1,64

sable 6 B 1,1 2,08 2,59

sable 7 B 1,1 3,04 3,78

sable 8 C 1,2 3,90 5,29

sable 9 C 1,2 3,35 4,55

sable 10 C 1,2 3,33 4,52

sable 11 C 1,2 3,38 4,59

sable 12 C 1,2 4,25 5,77

sable 13 C 1,2 3,24 4,40

sable 14 C 1,2 4,14 5,62

sable 15 C 1,2 4,03 5,47

Tableau N°21 : Résultats de calcul de la résistance de pointe du pieu de réaction

d) Calcul de la portance limite en compression Qcu

La portance limite des pieux de réaction est également évaluée par profondeur de fondation.

Le tableau ci-dessous nous présente les résultats de calculs.

55




Profondeur de la

fondation D(m) Qs(MN) Qp(MN) Qcu= Qs+ Qp

(MN)

sable 1 1 0,00 0,29 0,29

sable 2 4 0,11 0,57 0,68

sable 3 8 0,41 0,54 0,96

sable 4 10 0,57 0,83 1,39

sable 5 13 1,07 1,64 2,72

sable 6 16 1,87 2,59 4,45

sable 7 19 2,77 3,78 6,55

sable 8 22 4,13 5,29 9,42

sable 9 25 5,49 4,55 10,03

sable 10 29 7,29 4,52 11,81

sable 11 32 8,65 4,59 13,24

sable 12 35 10,01 5,77 15,78

sable 13 38 11,37 4,40 15,76

sable 14 42 13,18 5,62 18,79

sable 15 46 14,99 5,47 20,45


e) Encastrement effective De/B

Le calcul de l’encastrement effectif à chaque profondeur de fondation pour les pieux de

réaction, nous situera sur la nature de la fondation.

H(m) D (m) D-10B Pl*(Mpa) Def Def/B

sable 1 1 1 -11 0,1

sable 2 3 4 -8 0,26

sable 3 4 8 -4 0,5

sable 4 2 10 -2 0,48

sable 5 3 13 1 0,73 7,6 8,7

sable 6 3 16 4 1,32 4,8 5,5

sable 7 3 19 7 2,08 4,6 5,2

sable 8 3 22 10 3,04 5,8 6,6

sable 9 3 25 13 3,9 9,9 11,4

sable 10 4 29 17 3,35 11,5 13,2

sable 11 3 32 20 3,33 12,2 14,0

sable 12 3 35 23 3,38 9,7 11,2

sable 13 3 38 26 4,25 13,3 15,2

sable 14 4 42 30 3,24 10,3 11,8

sable 15 4 46 34 4,14 11,3 13,0

56





sable 16 4 50 38 4,03


Les résultats du tableau N°23 nous indique que la fondation est profonde à partir de 13 mètres

de profondeur.

Les pieux de réaction supporteront un effort normale maximal de : 12.27/2 = 6.135 MN


effectif De/B = 6.6 > 5

L’effort total retenu est de : 9.42 MN soit 942 tonnes

VIII. Justification des pieux

Dans cette section nous présentons la justification des pieux dont le détail vous êtes proposé

en Annexe 10 du présent document.

1. Résistance conventionnelle du béton

Les calculs justificatifs des fondations (P 11-212 Fondations profondes pour le bâtiment partie

1 : cahier des clauses techniques (DTU 13.2)) seront conduits à partir de la résistance

conventionnelle du béton donnée comme suit :

𝑓𝑐 =inf{𝑓𝑐𝑗, 𝑓𝑐28, 𝑓𝑐𝑙𝑖𝑚}

𝑘1. 𝑘2

Pour chacun des pieux d’essai et de réaction les résultats des calculs se présentent comme

suit :

Pieu d’essai

avec pointe

neutralisé

Pieu d’essai

avec

renforcement en

point au jet

Pieu d’essai

sans

renforcement en

pointe

Pieu de réaction

fc (Mpa) 19.84127 19.84127 19.84127 20.83

57




Tableau N°24 : valeurs de la résistance conventionnelle du béton

2. La résistance à la traction

La résistance à la traction à considérer est :

𝑓𝑡𝑗 = 0.6 + 0.06𝑓𝑐

Pieu d’essai

avec pointe

neutralisé

Pieu d’essai

avec

renforcement en

point au jet

Pieu d’essai sans

renforcement en

pointe

Pieu de réaction

ftj 1.7905 Mpa 1.7905 Mpa 1.7905 Mpa 1.8498 Mpa

Tableau N°25 : valeurs de la résistance à la traction du béton

3. Déformation longitudinale du béton :

Pieu d’essai

avec pointe

neutralisé

Pieu d’essai

avec

renforcement en

point au jet

Pieu d’essai sans

renforcement en

pointe

Pieu de réaction

Eij (Mpa) 29779.393 29779.393 29779.393 30267,666

Evj (Mpa) 10016.705 10016.705 10016.705 10180,942

Tableau N°26 : valeurs des déformations longitudinales du béton

4. La résistance de calcul de l’acier

a) A l’ELU

b) A l’ELS

Le calcul des sections d’acier des pieux sera semblable au dimensionnement d’un poteau. Les

calculs seront alors conduits à l’ELU uniquement.

𝐸𝑖𝑗 = 11 000. 𝑓𝑐1/3

𝐸𝑖𝑗 = 3 700. 𝑓𝑐1/3

𝑓𝑠𝑢 =𝑓𝑒

𝛾𝑠= 434.78261 Mpa

58




5. Combinaison d’action et sollicitations de calcul vis-à-vis de l’ELU

Les efforts à l’ELU et à l’ELS ne seront pas pondérés car l’application de la charge à

l’aide des vérins est contrôlée.

Alors on retiendra :

QELU = QELS = Qmax

Pieu d’essai

avec pointe

neutralisé

Pieu d’essai

avec

renforcement en

point au jet

Pieu d’essai sans

renforcement en

pointe

Pieu de réaction

QELU (MN) 5.16 12.27 8.27 6.13

QELS (MN) 5.16 12.27 8.27 6.13


6. Justification vis-à-vis des sollicitations tangentes

La valeur de calcul de l’effort tranchant est nulle du fait que les actions du sol et de la

pression interstitielle s’équilibrent sur le pieu ; alors :

IX. Calcul des sections d’acier des pieux d’essai et de réaction

Les pieux seront dimensionnés comme des poteaux de section circulaire (Pr Adamah Messan,

cours béton armé 1, Novembre 2013).

1. Dimensionnement du pieu d’essai avec pointe neutralisée

a) Données

Nu 5,16 MN

Lo 25 m

Lfx 0 m

Lfy 17,5 m

Diamètre B 0,87 m

fc 19,84127 Mpa

fe 500 Mpa

ϕg 20 mm

𝜏𝑢 = 1,40𝑉𝑢

𝐵. 𝑑= 0 𝑀𝑁

59





b) Détermination du moment quadratique

Imin 0,2175 m4

c) Détermination de l’élancement

ʎ =𝐿𝑓

𝐵 ; 𝑖 = √(𝐿𝑓/𝐵 )

𝑖 = 0.5 et ʎ = 35

d) Détermination de αcorrigé

ʎ ≤ 70

ʎ ≤ 50

Alors

𝛼 = 0.708

Nous considérons que la moitié des charges est appliquée avant 90 jours ;

alors la valeur de α est divisée par 1.10.

Alors ;

αcorrigé = α/1.10 = 0.644

e) Calcul de Br

𝐵𝑟 =𝜋(𝐷 − 0.02)2

4

f) Calcul de la section comprimée Asc

𝑰𝒎𝒊𝒏 = 𝐦𝐢𝐧 [𝑰𝒙; 𝑰𝒚]

𝐴𝑠𝑐 = [𝑁𝑢

αcorrigé− 𝐵𝑟.

𝑓𝑐

0,9𝛾𝑏] .

𝛾𝑠

𝑓𝑒

60




Asc 0,0001405 m2

g) Section minimale d’armature à respecter

Calculons la section du pieu

𝐴𝑐 =𝜋𝐵2

4= 0.594 𝑚²

D’après la norme NF EN 1536 Exécution des travaux géotechniques spéciaux Pieux forés

, les sections minimales d’acier à respecter sont présentées comme suit :


Ac


As

Ac ≤ 0.5 m2 As ≥ 0.5% Ac

0.5m2 < Ac≤ 1.0 m2 As ≥ 0.0025 m2

Ac>1.0 m2 As ≥ 0.25 % Ac


On a 0.5 m²≤ Ac ≤ 1 m² alors ;

Asmin = 0.0025 m² soit 25 cm²

Asmin≥ Asc ; nous retiendrons donc :

Asc = 25 cm²

Choix des armatures longitudinales

Nous retenons 6 HA 25 totalisant 29.45 cm²

L’enrobage est de 10 cm

Espacement des armatures longitudinales

Si les granulats de taille d≤ 20 mm sont utilisés alors : emini ≥ 8 cm

St = (2πr – n x 3.2)/(n-1) =( 2π x 33.5 – 6 x2.5)/5

St = 38.25 cm

Nous retiendrons St = 38 cm

61







longitudinales



Alors ϕt ≥ {6 𝑚𝑚

1

4 𝑥 32 = 8 𝑚𝑚

Nous retiendrons des HA 12 comme aciers transversaux comme recommandé par le fascicule

62 V § C.5.4.24

2. Dimensionnement des autres pieux d’essai

Le détail et l’intégralité du dimensionnement vous sera exposé en Annexe 11 du présent

document.

a) Section d’acier comprimé

Les sections d’acier obtenu pour chacun des pieux sont consignées dans le tableau suivant :

Pieu d’essai

avec pointe

neutralisé

Pieu d’essai

avec

renforcement en

point au jet

Pieu d’essai sans

renforcement en

pointe

Pieu de réaction

Asc (cm²) 25 255.36 112.49 -164.22

Tableau N°31 : sections d’aciers comprimés

b) Choix d’armatures longitudinales

Nous retenons :

Pieu d’essai

avec pointe

neutralisé

Pieu d’essai

avec

renforcement en

point au jet

Pieu d’essai sans

renforcement en

pointe

Pieu de réaction


𝛼− 𝐵𝑟.

𝑓𝑐

0,9𝛾𝑏] .

𝛾𝑠

𝑓𝑒

62




Choix

d’armatures 6 HA 25 21 HA 40 9 HA 40 6 HA 25

Section

totales(cm²) 29.45 262.50 113.10 29.45

Nbre de nappes 1 2 1 1

Espacement 38 cm

Lit sup. : 15 cm

Lit inf. : 10 cm 22 cm 39 cm

Tableau N°32 : choix d’armatures longitudinales

c) Choix d’armatures transversales

Il s’agit des cerces pour les pieux de section circulaire et doivent remplir les conditions

suivantes :

: ≥ 6 mm et

: ≥ ¼ du diamètre maximal des barres longitudinales

Les différentes sections et espacement retenus sont consignés dans le tableau ci-après :

Pieu d’essai

avec pointe

neutralisé

Pieu d’essai

avec

renforcement en

point au jet

Pieu d’essai sans

renforcement en

pointe

Pieu de réaction

Choix

d’armatures HA 12 HA 16 HA 16 HA 12

Espacement

(cm) 30 30 30 30

Tableau N°33 : choix d’armatures transversales

63




Chapitre 4 : EXECUTION DES TRAVAUX DE

FORAGE ET PIEUX D’ESSAI

Cette partie de notre étude inspirée de notre expérience sur le chantier se penchera

essentiellement sur la méthodologie d’exécution d’un forage et d’un pieu.

Par ailleurs cette étude se veut une explication détaillée de l’essai de chargement statique sur

pieu. Dans le cadre du présent projet l’essai est réalisé avant la réalisation des pieux

d’ouvrage afin de valider les coefficients de calcul du pieu, y compris la prise en compte de

l’amélioration de la fondation par jet grouting.

Le jet grouting consiste à déstructurer un sol en profondeur à l’aide d’un jet haute pression

dans un forage et à mélanger le sol érodé avec un coulis autodurcissant pour former des

colonnes, panneaux et autres structures dans le terrain.

I. Implantation des viroles

Dans le cas de pieux de section circulaire, l’utilisation d’une virole en tête est obligatoire pour

prévenir l’éboulement du forage en partie supérieure. Une investigation topographique est au

préalable mené afin d’implanter à l’aide de piquets, les centres des futurs pieux. Ensuite il faut

implanter les viroles avec une tolérance de dix pourcent le diamètre des pieux (0.1xD).

II. Forage des pieux

1. Le choix de la boue

La boue utilisée pendant le forage des pieux est le polymère. Avant le forage le polymère est

testé afin de fixer la viscosité et le PH adéquat pour stabiliser les parois de la fondation. A cet

effet un essai de forage est réalisé.

2. Préparation du polymère

Le polymère initialement stocké dans des paquets de 25 kg est dilué dans de grandes piscines.

La boue est ainsi obtenue à la suite de plusieurs tests permettant de vérifier la viscosité et le

PH.

La boue est enfin acheminée vers la virole à l’aide d’une conduite flexible.

64




Figure N°5 : Production de la boue de forage à base de polymère

Figure N°6 : Piscine contenant le polymère

3. L’exécution du forage

Le forage des pieux est réalisé à l’aide d’une foreuse.

Il est réalisé à l’intérieure de la virole afin de prévenir tout éboulement de la partie supérieur.

Afin de stabiliser les parois de la fondation, le pieu est foré à la boue. Cette dernière est

acheminée à l’intérieur de la virole grâce à une conduite connectée à la piscine de préparation

du polymère.

III. Mise en œuvre du béton

1. Essais préliminaires

a) Essais de compression à la presse

65




Ce essai est réalisé afin de déterminer la résistance caractéristique du béton de chaque pieu à 7

jours, 28 jours et 90 jours. De ce fait 3 prélèvements sont effectués lors de la production du

béton. Les prélèvements sont effectués suivant la prescription du CCTP.

Dans un souci de précision, chaque prélèvement est constitué de :

1 moules destinés à la compression à 7 jours ;

1 moules destinés à la compression à 28 jours ; et

1 moules destinés à la compression à 90 jours.

La résistance caractéristique est obtenue en effectuant une moyenne arithmétique.

b) Le slump test (le test au cône d’Abraham)

Le test au cône d’Abraham consiste en la détermination de l’affaissement du béton produit.

Ce test permet de déterminer la maniabilité du béton. Chaque gâché produit par la centrale à

béton doit faire l’objet d’une vérification de son affaissement ; avec un total de 8 essais par

toupie.

c) Les essais sur le polymère

Avant le coulage du béton une série de test est réalisée sur la boue à forer afin de juger son

habilité à être réutilisée. Les essais réalisés sont le PH, la Viscosité de Marsh, la densité et la

teneur en sable.

Figures N°7 et N° 8 : Forage des pieux d’essai

66




Figure N°9 : essai de densité au densitomètre

Figure N°10 : mesure de la viscosité

du polymère à l’aide

2. Mise en place des cages d’armature

Les cages d’armature sont mises en place grâce à un engin de levage qui assure son

déplacement de son lieu de stockage jusqu’au site de forage.la grue facilite la mise en place de

la cage d’armature en la maintenant suspendu jusqu’à la fixation de cette dernière sur la

virole.

Figure N°11 : mesure de la teneur

en sable à l’aide

67




Figure N°12 : Lieu de stockage des cages d’armatures

Figure N°13 : mise en place de cage d’armatures

3. Le coulage du pieu

Après vérification de la conformité des cages d’armatures, il s’en suit la mise en place dans la

fondation. Une attention particulière est accordée aux recouvrements et au centrage des cages

d’armatures.

68




Figure N°14 : Coulage d’un pieu

IV. Le Matériels de chantier

Le matériel de construction est essentiellement constitué de matériels de levage, de

production, de forage et de transport.

Figure N°15 : Centrale à béton

Figure N°16 : Bac à granulats

69




Figure N°17 : Stockage des granulats

Figure N°18 : une grue sur le projet

de la Réhabilitation du pont FHB

V. L’essai de chargement des pieux sous un effort axial

L’essai statique de pieu isolé sous un effort axial est un essai qui consiste à :

-appliquer en tête d’un pieu, par pallier maintenus constants, un effort axial de

compression selon un programme défini ;

Figure N° 19 : la foreuse sur le

projet de la Réhabilitation du pont

FHB

70




-mesurer le déplacement axial de la tête du pieu ainsi que, éventuellement, les

déformations du fût à différents niveaux.

Le dispositif est constitué de deux pieux de réaction, un pieu d’essai (sur lequel est réalisé

l’essai de chargement), un vérin hydraulique disposé sur le pieu d’essai et enfin une poutre

qui constitue la charge.

Figure N°20 : dispositif de chargement du pieu d’essai

La charge de la poutre est contrôlée par le vérin pour que par palier nous puissions

appliquer la charge souhaitée au pieu d’essai.

Des comparateurs disposés sur le pieu d’essai et les pieux de réactions permettent de

mesurer le déplacement progressif de ceux-ci dû à l’effort axial.

Figure N°21 : déroulement de l’essai de chargement

71




Figure N°22 : vérin hydraulique et les comparateurs

sur le pieu d’essai

L’essai est constitué de cycle de chargement :

Le 1er

cycle est échelonné par 5 paliers de chargement de 60 min et un palier de

déchargement qui dure 5 min

Le 2ème

cycle est échelonné par 5 paliers de chargement de 30 min,5 paliers de

chargement de 60 min et 4 paliers de déchargement qui durent chacun 5 min.

VI. Les difficultés rencontrées

1. Les difficultés liées à la composition de la boue de forage

Cette opération est quelques peu fastidieuse du fait qu’il faut être prescrit et patient dans

l’ajout de la poudre dans la piscine contenant la solution. Ainsi il faut réaliser une multitude

d’essai afin d’afin d’ajuster la quantité de polymère à ajouter à la solution. Cettetâche est

d’autant plus difficile du fait que l’ajout est réalisé manuellement.

La difficulté réside également dans le fait que la boue de forage fréquemment utilisé est la

bentonite. Le polymère est donc une suspension qui n’est pas parfaitement maitrisée. De ce

fait des essais de forages ont été réalisés afin d’étudier le comportement du polymère et fixer

la viscosité nécessaire pour maintenir les parois du forage.

72




2. Les difficultés liées à l’exécution des forages

Pendant le coulage plusieurs essais sont réalisés. D’abord à la centrale à béton et ensuite à

l’arrivée de la toupie sur le site de coulage des pieux. Ces essais de conformités nécessaires

pour la détermination des caractéristiques du béton peuvent être un frein à la rapidité de

coulage.

3. Les difficultés liées à l’exécution des essais de chargement

Les essais dits essais à la rupture sont réalisés jusqu’à la rupture du pieu (plasticité de la

fondation). De ce fait ils nécessitent de la patience car pouvant durée jusqu’à 72 heures.

73




Chapitre 5 : RESULTATS ET DISCUSSIONS

Dans cette section nous présenterons les résultats de notre étude et une discussion sur certains

points du projet. Le détail des calculs et des résultats est exposé en chapitre 3 et en annexe du

document.

I. Profondeur des fondations profondes

Profondeur de la

fondation[m]

Charges maximale [MN]

Pieu d’essai avec pointe

neutralisée 25 5.16

Pieu d’essai sans

renforcement de point 25 8.27

Pieu d’essai avec

renforcement de point au jet 25 12.27

Pieu d’essai de diamètre

1200 22 9.42

Tableau N°34 : récapitulatif des profondeurs des fondations profondes

II. Sections d’acier des pieux

Armatures

longitudinales

Espacement

(Armatures

longitudinaux)

[cm]

Armatures

transversales

Espacement

(Sur la hauteur

des cages

d’armatures)

[cm]

Pieu d’essai avec

pointe neutralisée 6 HA 25 38 cm HA 12 30

Pieu d’essai sans

renforcement de

point

9 HA 40 22 cm HA 16 30

Pieu d’essai avec

renforcement de

point au jet

21HA 40 Lit sup. : 15 cm

Lit inf. : 10 cm HA 16 30

Pieux de réaction

diamètre 1200 6 HA 25 39 cm HA 12 30

Tableau N°35 : récapitulatif des sections d’acier

74




III. Les résultats de l’entreprise de construction

Profondeur de la

fondation[m]

Charges maximales [MN]

Pieu d’essai avec pointe

neutralisée 15.5 1.63

Pieu d’essai sans

renforcement de point 15.5 3.98

Pieu d’essai avec

renforcement de point au jet 15.5 9.34

Pieu de réaction de diamètre

1200 29 5.84

Tableau N°36 : récapitulatif des profondeurs forées

Armatures

longitudinales

Armatures

transversales

Espacement

(Sur la hauteur des

cages d’armatures)

[cm]

Pieu d’essai avec

pointe neutralisée 8HA 25 HA 16 30

Pieu d’essai sans

renforcement de

point

8HA 25 HA 16 30

Pieu d’essai avec

renforcement de

point au jet

8HA 25 HA 16 30

Pieux de réaction

diamètre 1200 15 HA 32 HA 16

30

(15 cm sur 3.00 m

en tête de pieux)

Tableau N°37 : récapitulatif des sections d’acier mise en œuvre

IV. Discussions et suggestions

1. Analyse du choix de la disposition des pieux d’essai

La disposition des pieux optée par l’entreprise sous la forme de triangles isocèles inscrit l’un

dans l’autre, permet une économie importante de quantité de béton à mettre en œuvre. Aussi

la proximité des pieux et l’homogénéité globale des sondages Sp1, Sp2 et Sp3 assure que les

frottements et les efforts de pointe seront quasiment pareil pour les 3 pieux d’essai. Ce qui

favorise une facilité dans les calculs.

75




2. Analyse de la profondeur des fondations et des charges maximales

Les résultats obtenus à l’issu de notre dimensionnement présentent des valeurs de frottements

latéraux et d’efforts dus à la pointe quasiment égales à celle de l’entreprise.

Cela peut s’expliquer par le fait que les données de base de notre dimensionnement sont

similaires à celles de l’entreprise. Il faut ajouter de même la similarité des normes utilisées ; à

savoir fascicule 62 V. Dans projet nous avons de plus utilisé d’autres normes telles que la

norme NF EN 1536.

Par ailleurs les résultats diffèrent dans le choix de la profondeur de la fondation profonde de

chacun des pieux d’essai. Cela s’explique par le fait que dans notre démarche nous nous

sommes souciés du faite que la fondation soit profonde à travers la détermination de

l’encastrement effectif. Les calculs nous révèlent que la fondation des pieux d’essai est dite

profonde à partir de 22 m de profondeur et les pieux de réaction à partir de 13 m de

profondeur.

Les charges maximales de chargement des pieux d’essai étant proportionnelles à la portance

limite donc indirectement à la profondeur des fondations, nous avons obtenu des résultats plus

élevés que celle de l’entreprise.

3. Analyse des barres d’aciers

Les résultats de notre dimensionnement présentent des barres d’aciers de diamètres supérieurs

à celles mise en œuvre par l’entreprise du fait des efforts de chargement élevés.

4. Analyse sur le polymère

Certaines difficultés rencontrées pendant l’exécution des forages de pieux comme

l’éboulement des parois du forage d’un pieu de réaction nous laisse douter de la performance

du polymère d’autant plus que celui-ci est pratiquement non utilisé en côte d’ivoire au

détriment de la bentonite.

Aussi les normes de référence et de vérification de la boue de suspension avant, pendant et

après forage du pieu sont celles de la bentonite. Ainsi les utiliser comme normes de contrôle

de l’exécution des pieux sous le polymère renforce notre inquiétude quant à la performance

cette suspension dont les caractéristiques ne sont pas encore maitrisées.

76




5. Suggestions

Dans cette rubrique nous vous proposons notre humble avis au vu des remarques faites tant

sur l’exécution des pieux que sur le dimensionnement de ces derniers.

6. Suggestions sur le choix de la boue de suspension

Le projet étant un cas sensible, nous préconisons l’utilisation d’une boue dont les

caractéristiques sont maitrisées et donc ne suscitant aucun doute quant à sa fiabilité .Nous

proposons en occurrence la bentonite qui jusque-là nous offre des résultats satisfaisants.

7. Suggestion sur le choix de la profondeur des fondations pour pieux d’essai

D’après l’Eurocode 7, une fondation est dite profonde lorsque l’encastrement effectif est

supérieur à 5 (De/ B ≥ 5) ; l’encastrement effectif étant le rapport de la hauteur

d’encastrement du pieux De au Diamètre du pieu B, pour des pieux de section circulaire.

Alors nous pensons que, pour être mieux judicieux dans notre essai ; il est indispensable que

cette condition soit respectée afin d’assurer un encastrement réglementaire du pieu et mettre

les pieux d’essai dans des conditions de travail d’une fondation profonde.

77




CONCLUSION

Dans le cadre de la réhabilitation du pont Félix Houphouet Boigny, nous avons étudié au

travers de ce travail un essai statique de pieu isolé sous effort axial : essai à la rupture. Nous

rappelons que dans le cadre de notre étude l’essai à la rupture a été défini comme un essai

exécuté sur pieux et consistant à atteindre la rupture de portance du sol pour autant que

l’effort correspondant à la limite élastique, ne tenant compte que des matériaux constitutifs du

pieu n’ait pas été atteinte. L’objet de cette étude est d’apporter un regard critique sur le

dimensionnement des pieux d’essai et de réaction ainsi que sur l’exécution de ces derniers.

Nous avons dans un premier temps exposé un rappel sur les pieux forés. Le mode de

réalisation des pieux retenu par l’entreprise est le forage avec fluide stabilisateur. Ce mode de

réalisation de pieu nécessite une connaissance parfaite des exigences en la matière. Alors la

lumière à été faite sur les prescriptions quant aux matériaux de construction et au fluide

stabilisateur utilisé.

Puis nous avons présenté un dimensionnement des pieux d’essai suivant les normes en

vigueur. Après une exploitation des données pressiométriques issu des investigations

géotechniques réalisées sur la berge de la lagune Ebrié, nous avons présenté une note de

calcul très détaillée de l’évaluation des portances limites et des efforts maximaux de chaque

pieu. Ces résultats ont permis de proposer des sections d’acier pour la mise en œuvre des

pieux.

Enfin la dernière étape de notre étude se veut un rapport de l’exécution des pieux d’essai et de

réaction. Après s’être étalé sur l’exécution des forages, nous avons présenté la mise en œuvre

des pieux et le déroulement de l’essai de chargement.

La réalisation de cet essai à la rupture dont l’objectif est d’évalue le facteur de portance kp

que générait un renforcement de la pointe des pieux au jet grouting, se révèle alors comme

une occasion de proposer un modèle d’évaluation de portance limite d’une fondation profonde

et une méthodologie de réalisation d’un essai à la rupture.

78




BIBLIOGRAPHIE

PRESENTATION DU PROJET :

Pièce N°7 : Cahier des clauses techniques particulières (CCTP)

PRESENTATION DES PIEUX FORES :

LBTP (2018), Rapport géotechnique sur le projet de réhabilitation du pont Félix

Houphouët Boigny d’Abidjan, 02 janvier 2018

Ministère des équipements, du logement et des transports (1993), Fascicule 68

Exécution des travaux de fondation des ouvrages de génie civil ; Cahier des clauses

générales – Travaux, Octobre 1993

AFNOR (2012), Fondations profondes pour le bâtiment ; Partie 1 : cahier des clauses

techniques (DTU 13.2), procédure P 11-212, décembre 2012

AFNOR (1999) , Exécution des travaux géotechniques spéciaux Pieux forés,

procédure NF EN 1536, Octobre 1999

DIMENSIONNEMENT DES PIEUX :

Ministère des équipements, du logement et des transports (1993), Fascicule 62 –

Titre V Règles techniques de conception et de calcul des fondations des ouvrages de

génie civil, décembre 1993

AFNOR (2012), Calcul des fondations profondes, procédure NF P-94-262, juillet

2012

AFNOR (1999), Essai statique de pieu isolé sous un effort axial –Partie 1 : En

compression, procédure NF P 94- 150 – 1 décembre 1999

AFNOR (1999) , Exécution des travaux géotechniques spéciaux Pieux forés,

procédure NF EN 1536, Octobre 1999

AFNOR (2012), Fondations profondes pour le bâtiment, Partie 1 : cahier des clauses

techniques (DTU 13.2), procédure P 11-212, décembre 2012

Pr Adamah Messan (2013), cours béton armé 1, Novembre 2013

79




ANNEXES

80




Annexe1 : DONNEES GEOTECHNIQUES DES

SONDAGES Sp1, Sp2 et Sp3

81




82




83




84




85




86




87




88




89




90




91




92




93




94




95




96




97




98




99




100




Annexe2 : EXPLOITATION DES DONNEES

GEOTECHNIQUES

I. Valeurs Moyennes des caractéristiques pressiométriques

La proximité des pieux et l’homogénéité globale des sondages sp1, sp2 et sp3 nous assure que

le frottement sera le même pour les 3 pieux. Alors dans la suite de ce travail nous

déterminerons la moyenne arithmétique des 3 sondages par profondeur de fondation.

𝐸𝑚 𝑀𝑜𝑦 =Em1 + Em2 + Em3

3

𝑃𝑙∗𝑀𝑜𝑦 =Pl1 + Pl2 + Pl3

3

II. Valeurs de calcul des caractéristiques pressiométriques

Il s’agit des valeurs qui serviront à l’évaluation de la portance limite des pieux d’essai. Ces

valeurs de calcul sont obtenues en considérant par sondage, des intervalles de données

pressiométriques dont nous calculons les moyennes arithmétiques. Chaque intervalle de

données pressiométriques représente désormais une couche de sol fictif que nous Sable n (n

étant l’indice du sol).

Les courbes et le tableau ci-dessous illustrent les résultats de calculs des valeurs

pressiométriques.

Couche de terrain épaisseur de


Toit Base

sable 1 0 1 1 0,8 0,1

sable 2 1 4 3 3,0 0,26

sable 3 4 8 4 5,7 0,50

sable 4 8 10 2 5,1 0,48

sable 5 10 13 3 11,5 0,73

101




Couche de terrain épaisseur de


Toit Base

sable 6 13 16 3 14,3 1,32

sable 7 16 19 3 25,2 2,08

sable 8 19 22 3 29,1 3,04

sable 9 22 25 3 34,4 3,90

sable 10 25 29 4 29,3 3,35

sable 11 29 32 3 38,9 3,33

sable 12 32 35 3 37,9 3,38

sable 13 35 38 3 45,0 4,25

sable 14 38 42 4 44,3 3,24

sable 15 42 46 4 63,9 4,14

sable 16 46 50 4 85,1 4,03

Tableau N°38 : Sondage valeurs de calcul sp1 sp2 sp3

102




01

00

20

0

0 5 10 15 20 25 30 35 40 45 50

Em

Pro

f(m

)

Mod

ule

pre

ssio

mét

riq

ue

Moy

en

sp1 sp2 sp3 Em Moy

Courb

e N

°2 :

Vale

urs

moye

nnes

des

module

s

pre

ssio

mét

riques

103




05

10

0 5

10

15

20

25

30

35

40

45

50

Pl*

Pro

f(m

)

Pre

ssio

n L

imit

e N

ette

Moy

enn

e

sp1 sp2 sp3 Pl* Moy

Courb

e N

°3 :

Vale

urs

moye

nnes

des

pre

ssio

ns

lim

ites

net

tes

104




01

00

20

0

0 5

10

15

20

25

30

35

40

45

50

Em

; S

P1 S

P2 S

P3

Pro

f(m

)

Mod

ule

pre

ssio

mét

riq

ue

Men

ard

sp1 sp2 sp3 valeur de calcul

Courb

e N

°4 :

Va

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de

calc

ul

du m

odule

pre

ssio

mét

rique

105




05

10

0 5

10

15

20

25

30

35

40

45

50

Pl;

SP

1 S

P2 S

P3

Pro

f(m

)

Pre

ssio

n l

imit

e n

ette

sp1 sp2 sp3 valeur de calcul

Courb

e N

°5 :

Vale

urs

de

calc

ul

de

la p

ress

ion l

imit

e net

te

106




Annexe 3 : PROCEDURE D’EXECUTION DES PIEUX

D’ESSAIS

I. Principe de l’essai à la rupture :

L’essai est réalisé suivant la norme NF P 94-150-1

Il consiste à :

Appliquer en tête d’un pieu, par paliers maintenus constants, un effort axial de

compression selon un programme défini ;

Mesurer le déplacement axial de la tête du pieu ainsi que, éventuellement, les

déformations du fut à différents niveaux.

Figure N°23 : Essai de pieu sous un effort axial de compression

L’essai à la rupture consiste à atteindre la rupture de portance du sol pour autant que l’effort

107




correspondant à la limite élastique, ne tenant compte des matériaux constitutifs du pieu n’ait

été atteint.

II. Dispositif de chargement

L’ensemble du matériel utilisé pour la réalisation de l’essai est le suivant :

Un système de réaction ;

Un système d’application de l’effort sur le pieu ;

Un dispositif de mesurage et de repérage.

Figure N°24 : Appareillage de l’essai de pieu

108




III. Dispositif de mesurage et de repérage

1. Temps

Le moyen de mesure du temps doit permettre d’apprécier la seconde. L’instrument de mesure

utilisé dans le cadre de ce projet est le chronomètre.

2. Le déplacement de la tête du pieu

Trois types de matériel sont nécessaires :

Des capteurs associés à une base de repérage

Figure N° 25 : boîte hydraulique

Figure N° 23 :

Figure N° 26 : dispositif mis en place

109




Une base de repérage

Les déplacements sont mesurés par rapport à des repères fixes, éloignés conventionnellement

d’au moins 3 m du nu des appuis éventuels du système de réaction et du pieu lui-même.

Ces repères fixes peuvent être constitués par des pieux existants, autres que ceux servant

éventuellement de massif de réaction.

Dans le cadre du présent projet les repères fixes sont constitués de profilés métalliques posés

sur une surface plane au alentours du dispositif de chargement.

Un appareil de nivellement

Le déplacement de la tête du pieu et de la base de repérage doit être mesuré par nivellement

optique à partir d’une base de référence. Le niveau peut être utilisé pour réaliser cette

opération.

La méthode utilisée doit permettre de contrôler les déplacements verticaux avec une

incertitude de 1 mm.

Figure N°27 : système de

mesure des déplacements

axiaux et transversaux

110




Figure N°29 : palpeur de déplacement axial sur pieu

de réaction

IV. Mode opératoire

1. Préparation de l’essai

L’essai n’est réalisé que lorsque l’on a obtenu à la fois une résistance suffisante des matériaux

constitutifs du pieu et la dissipation des phénomènes transitoires affectant le terrain pendant la

phase de mise en place du pieu. Toutes les données concernant le site, l’ouvrage et le pieu

d’essai sont rassemblées.la charge maximale à laquelle sera soumis le pieu est noté Qmax.

Une fois le montage réalisé, un pré chargement à 0.1Qmax, maintenu pendant 15 mn est

réalisé afin de vérifier le bon fonctionnement du système. Une fois les vérifications terminées,

on libère la charge et le dispositif est réinitialisé avant le début de l’essai.

Figure N°28 : Emplacement des

palpeurs de déplacement axial

111




2. Programme de chargement -déchargement

Une fois notée l’origine du déplacement, le pieu est mis en charge selon le schéma indiqué sur

la figure ci-dessous.

Les charges sont appliquées par incréments égaux à 0.1Qmax.

Les paliers lors de la phase déchargement sont maintenus à charge constante pendant une

durée de 60 mim.

Lors du déchargement, les paliers ont une durée de 5 min.

Le premier cycle comprend un chargement jusqu’à 0.5 Qmax suivi d’un déchargement avec

un palier à 0.2 Qmax.

Le deuxième cycle se fait avec un chargement jusqu’à Qmax ou jusqu’à la rupture du sol. Les

nouveaux paliers jusqu’à 0.5Qmax sont maintenus 30 min. à l’issue du dernier palier, le

déchargement se fait en imposant successivement des paliers à 0.8 – 0.6 – 0.4 – 0.2Qmax

maintenus, chacun, pendant 5 min.

Figure N°30 : essai à la rupture sous un effort de compression

3. Mesures

Le début d’un palier correspond au moment où la charge prévue est atteinte. A chaque palier,

112




les mesures de force et de déplacements de la tête du pieu sont notées aux temps t=

1,2,3,4 ,5,10,15,20,25,30,45,60 min.

En cas d’utilisation d’extensomètres, deux mesures au moins doivent être faites :

La première doit débuter au temps t= 5 min

La seconde doit être terminée au temps t =60 min.

Au déchargement, les mesures se font au temps t= 5min.

Une mesure du déplacement de la tête du pieu est faite le plus longtemps possible après le

déchargement final.

Une mesure de contrôle du déplacement de la tête du pieu et de la base de repérage doit être

faite au moins une fois par palier.

V. Protocole de mise en œuvre

1. Zone d’essai

Les pieux d’essais sont réalisés sur la berge de la lagune, près de la culée sud (treichville) de

l’ouvrage, afin d’éviter la hauteur d’eau et les couches de vases. Des sondages

pressiométriques ont été réalisé jusqu’à 50 m de profondeur avec des résultats qui montrent

que les sols traversés correspondent bien aux horizons sableux que l’on retrouve en lagune, en

termes de caractéristiques mécaniques (Em et PI).

2. Configuration du plot d’essais

Conformément à la procédure d’exécution, sont réalisé trois (03) pieux d’essais de 870 mm de

diamètre dont le chargement de chacun s’est fait par l’intermédiaire d’une poutre reprise par

deux pieux de réaction de diamètre 1200 mm

La configuration du plot d’essai est présentée par les plans en fin d’annexe 3.

7. Mise en place du dispositif d’essai

a) Matériel de chargement et appareillage de mesures

Le matériel de chargement et l’appareillage de mesures utilisés pour la réalisation de l’essai

113




de chargement sont conformes à la norme NF P 94 – 150 – 1.

Il s’agit de :

Un vérin de 400 ou 1000 tonnes avec une pompe hydraulique pour l’application de

l’effort de chargement dépendamment du pieu testé ;

Un capteur de pression (manomètre) pour les mesures de pression dans le vérin ;

Une cellule de force de 600 ou 1000 tonnes pour contrôler l’effort appliqué en tête de

pieu.

Des capteurs analogiques de courses comprises entre 30 mm et 100 mm pour les

mesures de déplacements en tête de pieu et autres déformations,

Une grue de 100 tonnes pour les opérations de levage, notamment la mise en place du

vérin et de la poutre d’essai pesant environ 20 tonnes.

Le matériel de chargement et l’appareillage de mesures sont présentés dans la rubrique

matériel et appareillage de mesure

b) Montage du dispositif d’essai

La mise en place du dispositif d’essai est réalisée suivant les étapes suivantes :

Ajustage du niveau des pieux

Elle consiste à uniformiser la surface du pieu grâce à un mortier de calage de 10 cm. Ensuite

une plaque de répartition de 40 mm sur laquelle sont matérialisés les emplacements des

capteurs pour la mesure de déplacement en tête de pieu, est positionnée.

Mise en place du dispositif de chargement

Le chargement du pieu est fait à l’aide du vérin. Ce dernier est positionné sur la base de

répartition à l’aide de la grue et de manière à être bien centré sur l’axe du pieu. La poutre

secondaire est alors placée au-dessus du vérin.

Mise en place de la poutre principale d’essai

La poutre principale est mise en place sur les deux pieux de réaction qui se trouvent de part et

d’autre du pieu d’essai. La liaison pieu – poutre est réalisée grâce à des poutres de transfert

liaisonnée à l’ensemble pieu- poutre par des barres DYWIDAG.la poutre principale est tenue

par la grue tout au long de son assemblage pour éviter qu’elle se pose sur la poutre secondaire

et entraîner un pré chargement indésirable du pieu à tester.

114




Mise en place de l’appareillage de mesures

Lors de la mise en place du dispositif de chargement, la cellule de force est intercalée entre le

vérin et la poutre secondaire, pour le contrôle de l’effort appliqué en tête de pieu.

Le nanomètre est placé à la sortie de la centrale hydraulique pour mesurer la pression dans le

vérin et déduire l’effort appliqué au pieu.

Quatre comparateurs solitaires d’une base fixe indépendante constituée de deux poutres de

références (profilés métalliques) sont positionnés sur la plaque de répartition afin de mesurer

le déplacement en tête de pieu.

Deux comparateurs sont positionnés pour mesurer l’arrachement des pieux de réaction en fin

de chaque palier.

Les images ci-dessous illustrent la mise en place du dispositif.

Figure N°31 : Mortier de calage

Figure N°32 : Mise à niveau du pieu

115




Figure N°33 : Ajustage des débords de la virole

Figure N°35 : Fouille pour la mise en place de la poutre de référence

Figure N°34 : Mise en place de la poutre

de référence

116




Figure N°36 : mise en place de l’appareillage de

mesures

117




Annexe 4 : FICHES TECHNIQUES DE MATERIEL

118




119




120




121




122




Annexe5 : PAILLASSES DE MESURES EFFORT-

DEPLACEMENTS

123




124




Annexes 6 : DIMENSIONNEMENT DES PIEUX D’ESSAI

PAR LA METHODE PRESSIOMETRIQUE DE

MENARD : CALCUL DES RESISTANCES DUES AUX

FROTTEMENTS LATERAUX

I. Expression générale

L’effort limite mobilisable par frottement axial sur la hauteur concernée du fût de la fondation

profonde doit être calculé à partir de l’expression générale suivante :

Qs : est la valeur de la résistance de frottement latérale de la fondation profonde

P s : est le périmètre du fût du pieu

D : est la longueur de la fondation contenue dans le terrain

Qs (z) : est la valeur du frottement axial unitaire limite à la côte z

II. Frottement latéral unitaire limite

la valeur du frottement latéral unitaire limite à la profondeur z, q(z) est donnée par la courbe

N° 1 en fonction de la valeur de la pression limite nette pl(z) mesurée à cette profondeur.

𝑄𝑠 = 𝑃𝑠 ∫ 𝑞𝑠(𝑧)𝑑𝑧𝐷

0

125





titre V)

Le tableau ci-dessous associé à la courbe N°2, précise la courbe à utiliser en fonction du type

de l’élément de la fondation considéré, de la nature des terrains concernés et, s’il y a lieu , des

conditions particulières d’exection prévues par le marché. Pour les formation qui n’entrent pas

dans la classification présentée , il conviendra soit de les rattacher au type de sol dont elles se

rapprochent le plus dans la classification, soit d’effectuer une interpolation des paramètres de

calcul

La nature des terrains concernés s’appuis sur les catégories conventionnelles de sols définies

dans le Tableau N°40

126




Tableau N°39 : choix des abaques pour la détermination de qs

Tableau N°40 : Catégories conventionnelles de sols

127




De façon pratique le terme de frottement latéral au niveau de chaque couche i est donné par :

Qsi =π ϕ ei qsi

eiétant l’épaisseur de la couche i ;

ϕ le diamètre du pieu

qsifrottement axial unitaire limite

le frottement latéral total mobilisé sur toute la longueur du pieu est :

Qs = ∑ Qsi

Résultats des calculs de l’effort limite du aux frottement latéraux

Les calculs ont été effectués suivant la procédure définit ci-dessus conformément au fascicule

62 titre V

III. Calcul du frottement latéral du pieu d’essai sans

renforcement en pointe (PE2)

Le tableau ci-dessous présente les résultats des calculs de frottements latéral du pieu d’essai

suivant le fascicule 62 titre V.


Moyen de mise en

œuvre :

Par forage Base de la fondation : 0.594 m²

Diamètre du pieu : 870 mm Charge maxi. : 1.3 Qmax

Périmètre du pieu : 2733


128




Classe de

sol Courbe

qs(z)

(Mpa) H(m) Qs(MN)

Cumule Qs

(MN)

Sable 1 A Q1 0 1 0,00 0,00

Sable 2 A Q1 0,01 3 0,08 0,08

Sable 3 A Q1 0,02 4 0,22 0,30

Sable 4 A Q1 0,02 2 0,11 0,41

Sable 5 B Q2 0,045 3 0,37 0,78

Sable 6 B Q2 0,07 3 0,57 1,35

Sable 7 B Q2 0,08 3 0,66 2,01

Sable 8 C Q3 0,12 3 0,98 2,99

Sable 9 C Q3 0,12 3 0,98 3,97

Sable 10 C Q3 0,12 4 1,31 5,28

Sable 11 C Q3 0,12 3 0,98 6,27

Sable 12 C Q3 0,12 3 0,98 7,25

Sable 13 C Q3 0,12 3 0,98 8,23

Sable 14 C Q3 0,12 4 1,31 9,54

Sable 15 C Q3 0,12 4 1,31 10,85

Sable 16 C Q3 0,12 4 1,31 12,16

Tableau N°42 : l’effort limite du aux frottements latéraux du pieu PE2

IV. Calcul du frottement latéral du pieu d’essai avec pointe

neutralisée (PE3)


Moyen de mise en

œuvre :


Diamètre du pieu : 870 mm Charge maxi. : 1.3 Qmax

Périmètre du pieu : 2733


La pointe étant neutralisée par du polystyrène, le calcul de la résistance limite consistera à

déterminer uniquement la résistance due aux frottements latéraux.

129




Classe

de sol Courbe

qs(z)

(Mpa) H(m)

Profondeur

de la

fondation

D(m)

Qs(MN)

Cumule

Qs

(MN)

Qcu=

1.3Qs

(cumulé)

sable 1 A Q1 0 1 1 0,00 0,00 0.00

sable 2 A Q1 0,01 3 4 0,08 0,08 0.10

sable 3 A Q1 0,02 4 8 0,22 0,30 0.39

sable 4 A Q1 0,02 2 10 0,11 0,41 0.53

sable 5 B Q2 0,045 3 13 0,37 0,78 1.01

sable 6 B Q2 0,07 3 16 0,57 1,35 1.75

sable 7 B Q2 0,08 3 19 0,66 2,01 2.61

sable 8 C Q3 0,12 3 22 0,98 2,99 3.89

sable 9 C Q3 0,12 3 25 0,98 3,97 5.16

sable 10 C Q3 0,12 4 29 1,31 5,28 6.86

sable 11 C Q3 0,12 3 32 0,98 6,27 8.15

sable 12 C Q3 0,12 3 35 0,98 7,25 9.42

sable 13 C Q3 0,12 3 38 0,98 8,23 10.7

sable 14 C Q3 0,12 4 42 1,31 9,54 12.40

sable 15 C Q3 0,12 4 46 1,31 10,85 14.10

sable 16 C Q3 0,12 4 50 1,31 12,16 15.80

Tableau N°44 : frottement latéral limite par couche de sol du pieu PE3

V. Calcul du frottement latéral du pieu d’essai avec

renforcement de pointe au jet (PE1)

Idem résultat de calcul du frottement latéral du pieu d’essai sans renforcement en pointe.

VI. Calcul du frottement latéral du pieu de réaction (PR)


Moyen de mise en

œuvre :


Diamètre du pieu : 1200 mm Charge maxi. : Qmaxpieu essai /2


Tableau N°45 : Information sur le pieu PR

130




Classe de

sol Courbe

qs(z)

(Mpa) H(m) Qs(MN)

Cumule Qs

(MN)

sable 1 A Q1 0 1 0,00 0,00

sable 2 A Q1 0,01 3 0,11 0,11

sable 3 A Q1 0,02 4 0,30 0,41

sable 4 A Q1 0,02 2 0,15 0,57

sable 5 B Q2 0,045 3 0,51 1,07

sable 6 B Q2 0,07 3 0,79 1,87

sable 7 B Q2 0,08 3 0,90 2,77

sable 8 C Q3 0,12 3 1,36 4,13

sable 9 C Q3 0,12 3 1,36 5,49

sable 10 C Q3 0,12 4 1,81 7,29

sable 11 C Q3 0,12 3 1,36 8,65

sable 12 C Q3 0,12 3 1,36 10,01

sable 13 C Q3 0,12 3 1,36 11,37

sable 14 C Q3 0,12 4 1,81 13,18

sable 15 C Q3 0,12 4 1,81 14,99

sable 16 C Q3 0,12 4 1,81 16,79

Tableau N°46 : frottement latéral limite par couche de sol du pieu de réaction 1200

131






MENARD : CALCUL DES RESISTANCES DUES A LA

POINTE QP

I. Principe de calcul

L’effort limite mobilisable dû au terme de la pointe de la fondation profonde doit être calculé

à partir de l’expression générale suivante :

Qp est la valeur de la résistance de pointe de la fondation ;

Ap est la surface de base de la fondation

qu est la valeur de la pression de rupture du terrain sous la base du pieu

1. Contrainte de rupture sous la pointe qu

Sauf cas particulier, la valeur de la contrainte de rupture sous la pointe doit être calculée à

partir de l’expression suivante :

Kp est le facteur de portance pressiométrique

Ple* est la pression limite nette équivalente.

La valeur de de kp dit facteur de portance, est fixée par le tableau N°9 en fonction de la nature de la

𝑄𝑝 = 𝐴𝑝. 𝑞𝑢

𝑞𝑢 = 𝑘𝑝. 𝑝𝑙𝑒∗

132




formation concernée et du mode de mise œuvre de l’élément de fondation, quelle que soit la géométrie

de la section droite de celui-ci.

Lorsqu’un type de pieu n’entre pas de façon évidente dans l’une des deux catégories prévues

par le tableau N°9, le marché pourra fixer des valeurs intermédiaires de kp au vu de références

expérimentales probantes ou d’essais de pieux.

Tableau N°47 : Valeurs u facteur de portance kp

2. Pression limite nette équivalente P*le

Dans le cas d’une formation porteuse homogène, la valeur de la pression limite nette

équivalente p*le doit être déterminée à partir de l’expression générale suivante :

133




p *l (z) est le profil des pressions limites nettes considéré comme représentatif ;

p *le est la « pression limite nette équivalente »

D est la profondeur de la fondation ;

B est la largeur du pieu ;

h est la hauteur du pieu contenue dans la formation porteuse ;

Figure N° 37 : Principe de calcul de la pression limite nette

équivalente p*le

En pratique la pression limite équivalente se détermine en considérant la valeur moyenne des

pressions limites nettes pour chaque couche d’épaisseur ei.

𝑝𝑙𝑒∗ = 𝛴 (𝑝𝑙𝑒∗ 𝑥 𝑒𝑖)

𝛴 𝑒𝑖

134




ple* est la « pression limite nette équivalente » ;

pl* est la pression limite nette moyenne dans chaque couche i ;

eiest l’épaisseur de la couche i .

II. Calcul Pression limite nette équivalente P*le

1. Calcul Pression limite nette équivalente P*le du pieu d’essai avec pointe


dimensionnement du pieu d’essai sans renforcement au jet, sont consignés dans le tableau ci-

dessous.


sable 1 0,5 1 1 0 0 2,5 0,1 0,26

sable 2 0,5 3 4 0 0 5,5 0,26 0,50

sable 3 0,5 4 8 0 0 9,5 0,5 0,48

sable 4 0,5 2 10 0 0 11,5 0,48 0,73

sable 5 0,5 3 13 0 0 14,5 0,73 1,32

sable 6 0,5 3 16 0 0 17,5 1,32 2,08

sable 7 0,5 3 19 0 0 20,5 2,08 3,04

sable 8 0,5 3 22 0 0 23,5 3,04 3,90

sable 9 0,5 3 25 0 0 26,5 3,9 3,35

sable 10 0,5 4 29 0 0 30,5 3,35 3,33

sable 11 0,5 3 32 0 0 33,5 3,33 3,38

sable 12 0,5 3 35 0 0 36,5 3,38 4,25

sable 13 0,5 3 38 0 0 39,5 4,25 3,24

sable 14 0,5 4 42 0 0 43,5 3,24 4,14

sable 15 0,5 4 46 0 0 47,5 4,14 4,03

sable 16 0,5 4 50 0 0 51,5 4,03


2. Calcul Pression limite nette équivalente P*le du pieu d’essai avec

renforcement en pointe au jet grouting

135





sable 1 0,5 1 1 0 0 2,5 0,1 0,26

sable 2 0,5 3 4 0 0 5,5 0,26 0,50

sable 3 0,5 4 8 0 0 9,5 0,5 0,48

sable 4 0,5 2 10 0 0 11,5 0,48 0,73

sable 5 0,5 3 13 0 0 14,5 0,73 1,32

sable 6 0,5 3 16 0 0 17,5 1,32 2,08

sable 7 0,5 3 19 0 0 20,5 2,08 3,04

sable 8 0,5 3 22 0 0 23,5 3,04 3,90

sable 9 0,5 3 25 0 0 26,5 3,9 3,35

sable 10 0,5 4 29 0 0 30,5 3,35 3,33

sable 11 0,5 3 32 0 0 33,5 3,33 3,38

sable 12 0,5 3 35 0 0 36,5 3,38 4,25

sable 13 0,5 3 38 0 0 39,5 4,25 3,24

sable 14 0,5 4 42 0 0 43,5 3,24 4,14

sable 15 0,5 4 46 0 0 47,5 4,14 4,03

sable 16 0,5 4 50 0 0 51,5 4,03

Tableau N°49 : Résultats de calcul de p*le pour pieu d’essai avec renforcement en pointe au

jet

3. Pression limite nette équivalente P*le du pieux de réaction


sable 1 0,5 1 1 0 0 2,5 0,1 0,26

sable 2 0,5 3 4 0 0 5,5 0,26 0,50

sable 3 0,5 4 8 0 0 9,5 0,5 0,48

sable 4 0,5 2 10 0 0 11,5 0,48 0,73

sable 5 0,5 3 13 0 0 14,5 0,73 1,32

sable 6 0,5 3 16 0 0 17,5 1,32 2,08

sable 7 0,5 3 19 0 0 20,5 2,08 3,04

sable 8 0,5 3 22 0 0 23,5 3,04 3,90

sable 9 0,5 3 25 0 0 26,5 3,9 3,35

sable 10 0,5 4 29 0 0 30,5 3,35 3,33

sable 11 0,5 3 32 0 0 33,5 3,33 3,38

sable 12 0,5 3 35 0 0 36,5 3,38 4,25

sable 13 0,5 3 38 0 0 39,5 4,25 3,24

sable 14 0,5 4 42 0 0 43,5 3,24 4,14

sable 15 0,5 4 46 0 0 47,5 4,14 4,03

sable 16 0,5 4 50 0 0 51,5 4,03

Tableau N°50 : Résultats de calcul de p*le pour pieu de réaction

136




III. Calcul de la résistance de pointe Qp

Comme présenté ci-dessus, la résistance de pointe pour chaque couche de sol est le produit du

coefficient de portance kp et de la pression limite nette équivalente.

1. Résistance de pointe de pieu d’essai sans renforcement en pointe PE3


sable 1 A 1 0,26 0,15

sable 2 A 1 0,50 0,30

sable 3 A 1 0,48 0,29

sable 4 A 1 0,73 0,43

sable 5 B 1,1 1,32 0,86

sable 6 B 1,1 2,08 1,36

sable 7 B 1,1 3,04 1,99

sable 8 C 1,2 3,90 2,78

sable 9 C 1,2 3,35 2,39

sable 10 C 1,2 3,33 2,38

sable 11 C 1,2 3,38 2,41

sable 12 C 1,2 4,25 3,03

sable 13 C 1,2 3,24 2,31

sable 14 C 1,2 4,14 2,95

sable 15 C 1,2 4,03 2,87


2. Résistance de pointe de pieu d’essai avec renforcement au jet grouting

La valeur du facteur de portance est obtenue à la suite de l’essai de chargement des pieux

d’essai.

Kp Ple* Qp

sable 1 2,78 0,26 0,43

sable 2 2,78 0,50 0,83

sable 3 2,78 0,48 0,79

sable 4 2,78 0,73 1,21

sable 5 2,78 1,32 2,18

137




Kp Ple* Qp

sable 6 2,78 2,08 3,44

sable 7 2,78 3,04 5,02

sable 8 2,78 3,90 6,45

sable 9 2,78 3,35 5,54

sable 10 2,78 3,33 5,50

sable 11 2,78 3,38 5,59

sable 12 2,78 4,25 7,02

sable 13 2,78 3,24 5,35

sable 14 2,78 4,14 6,84

sable 15 2,78 4,03 6,66

Tableau N°52 : Résultats de calcul de la résistance de pointe pieu avec renforcement au jet

grouting

3. Résistance de pointe de pieu de réaction


sable 1 A 1 0,26 0,29

sable 2 A 1 0,50 0,57

sable 3 A 1 0,48 0,54

sable 4 A 1 0,73 0,83

sable 5 B 1,1 1,32 1,64

sable 6 B 1,1 2,08 2,59

sable 7 B 1,1 3,04 3,78

sable 8 C 1,2 3,90 5,29

sable 9 C 1,2 3,35 4,55

sable 10 C 1,2 3,33 4,52

sable 11 C 1,2 3,38 4,59

sable 12 C 1,2 4,25 5,77

sable 13 C 1,2 3,24 4,40

sable 14 C 1,2 4,14 5,62

sable 15 C 1,2 4,03 5,47

Tableau N°53 : Résultats de calcul d la résistance de pointe pour pieu de réaction

138






MENARD : CALCUL DE LA PORTANCE LIMITE DE

L’ELEMENT DE FONDATION.

I. Principe de calcul

La portance limite en compression Qcu de la fondation profonde isolée doit être déterminée à

partir de l’expression générale suivante :

𝑄𝑐𝑢 = 𝑄𝑠 + 𝑄𝑝

Qcu est la valeur de la portance de la fondation profonde ;

Qp est la valeur de la résistance de pointe de la fondation profonde ;

Qs est la valeur de la résistance de frottement axial de la fondation profonde

II. Estimation de la charge maximale Qmax

Cette valeur est définie conformément à la norme NF P 94 – 150 – 1 (essai statique de pieu

isolé sous un effort axial – partie 1 : En compression)

La charge maximale Qmax à laquelle il est prévu de soumettre le pieu d’essai à la rupture est

estimée à :

𝑄𝑚𝑎𝑥 = 1,30. 𝑄𝑐𝑢 et Qmax ≤ 0.9 QG

Avec Qcu, la charge limite estimée à partir des données géotechniques et ;

QGla charge limite élastique des matériaux constitutifs du pieu

139




Les tableaux ci-dessous présentent les résultats des calculs de la portance limite en

compression des pieux suivant le fascicule 62 titre V.

III. Portance limite en compression du pieu d’essai sans

renforcement au jet

Profondeur

de la

fondation

D (m)

Qs(cumulé) Qp Qcu= Qs+ Qp

(MN)


sable 1 1 0,00 0,15 0,15 0,20

sable 2 4 0,08 0,30 0,38 0,49

sable 3 8 0,30 0,29 0,59 0,77

sable 4 10 0,41 0,43 0,84 1,09

sable 5 13 0,78 0,86 1,64 2,13

sable 6 16 1,35 1,36 2,71 3,52

sable 7 19 2,01 1,99 4,00 5,20

sable 8 22 2,99 2,78 5,77 7,50

sable 9 25 3,97 2,39 6,36 8,27

sable 10 29 5,28 2,38 7,66 9,96

sable 11 32 6,27 2,41 8,68 11,28

sable 12 35 7,25 3,03 10,28 13,36

sable 13 38 8,23 2,31 10,54 13,70

sable 14 42 9,54 2,95 12,49 16,24

sable 15 46 10,85 2,87 13,72 17,84


au jet grouting

IV. Portance limite en compression du pieu d’essai avec

renforcement au jet grouting

Profondeur

de la

fondation D

(m)

Qs(MN) Qp(MN)

Qcu= Qs+

Qp

(MN)


sable 1 1 0,00 0,43 0,43 0,56

sable 2 4 0,08 0,83 0,91 1,18

sable 3 8 0,30 0,79 1,09 1,42

sable 4 10 0,41 1,21 1,62 2,10

140




Profondeur

de la

fondation D

(m)

Qs(MN) Qp(MN)

Qcu= Qs+

Qp

(MN)


sable 5 13 0,78 2,18 2,96 3,85

sable 6 16 1,35 3,44 4,79 6,22

sable 7 19 2,01 5,02 7,03 9,14

sable 8 22 2,99 6,45 9,44 12,27

sable 9 25 3,97 5,54 9,51 12,36

sable 10 29 5,28 5,50 10,78 14,02

sable 11 32 6,27 5,59 11,86 15,41

sable 12 35 7,25 7,02 14,27 18,56

sable 13 38 8,23 5,35 13,58 17,66

sable 14 42 9,54 6,84 16,38 21,30

sable 15 46 10,85 6,66 17,51 22,76

Tableau N°55 : Résultats de calcul de charge maximale Qmax pour pieu avec renforcement

au jet grouting

V. Portance limite en compression du pieu de réaction

Profondeur de la

fondation D(m) Qs(MN) Qp(MN) Qcu= Qs+ Qp

(MN)

sable 1 1 0,00 0,29 0,29

sable 2 4 0,11 0,57 0,68

sable 3 8 0,41 0,54 0,96

sable 4 10 0,57 0,83 1,39

sable 5 13 1,07 1,64 2,72

sable 6 16 1,87 2,59 4,45

sable 7 19 2,77 3,78 6,55

sable 8 22 4,13 5,29 9,42

sable 9 25 5,49 4,55 10,03

sable 10 29 7,29 4,52 11,81

sable 11 32 8,65 4,59 13,24

sable 12 35 10,01 5,77 15,78

sable 13 38 11,37 4,40 15,76

sable 14 42 13,18 5,62 18,79

sable 15 46 14,99 5,47 20,45

Tableau N°56 : Résultats de calcul de la portance limite des pieux de réaction

141






MENARD : CHOIX DE LA PROFONDEUR DES

FONDATIONS PROFONDE

Pour nous aider dans notre choix de la profondeur de la fondation profonde, nous calculerons

l’encastrement effective des pieux afin déterminer si la fondation est profonde ou non.

I. Expression générale de la hauteur d’encastrement effective

De

La hauteur d’encastrement est donnée par l’expression générale suivante :

-ple* représente la pression limite nette équivalente du sol sous la base de la fondation.

-pl*(z) est obtenu en joignant par des segments de droite sur une échelle linéaire les

différents pl* mesurés.

-hD désigne une hauteur égale à 10B

En pratique la pression limite équivalente se détermine en considérant la somme des

multiplications des pressions limites moyennes à l’épaisseur de la couche de sol ei

correspondante dans l’intervalle de [D-10B ; D|.

𝑝𝑙𝑒∗ = 𝛴 (𝑝𝑙 𝑥 𝑒𝑖)

𝑝𝑙𝑒∗

142




ple* est la « pression limite nette équivalente » sous la base de la fondation;

pl estla pression limite nette moyenne dans chaque couche i ;

eiest l’épaisseur de la couche i .

II. Encastrement effectif du pieu sans renforcement au jet

grouting

Le tableau ci-dessous présente les résultats des calculs effectués dans le cadre du présent

projet.

H(m) D (m) D-10B Pl*(Mpa) Def (M) Def/B

sable 1 1 1 -7,7 0,1

sable 2 3 4 -4,7 0,26

sable 3 4 8 -0,7 0,5

sable 4 2 10 1,3 0,48 5,0 5,8

sable 5 3 13 4,3 0,73 3,8 4,4

sable 6 3 16 7,3 1,32 4,1 4,7

sable 7 3 19 10,3 2,08 4,0 4,6

sable 8 3 22 13,3 3,04 4,9 5,6

sable 9 3 25 16,3 3,9 7,9 9,1

sable 10 4 29 20,3 3,35 9,1 10,4

sable 11 3 32 23,3 3,33 8,9 10,2

sable 12 3 35 26,3 3,38 6,9 7,9

sable 13 3 38 29,3 4,25 9,8 11,3

sable 14 4 42 33,3 3,24 7,6 8,7

sable 15 4 46 37,3 4,14 8,1 9,3

sable 16 4 50 41,3 4,03


jet grouting

La fondation est profonde si l’encastrement effectif De/B est supérieur à 5 (De/B > 5).

Les résultats du tableau N° nous indique que la fondation est profonde à partir de 22 mètres

de profondeur.

143





effectif De/B = 9.1> 5

L’effort total retenu est de : Qmax = 8,27 MN soit 827 tonnes

III. Encastrement effectif De/B pour pieux renforcé au jet

grouting

Le pieu d’essai avec renforcement au jet grouting partagera les mêmes résultats de calcul de

l’encastrement effectif que le pieu d’essai sans renforcement en pointe. Les raisons de ce fait

s’expliquent par la similarité des dimensions des deux pieux et le fait que le sol est supposé

homogène au droit des pieux.

Dans le cadre de ce projet nous conserverons les 25 mètres de profondeur avec un

encastrement effectif De/B = 9.1> 5tout comme pour le pieux sans renforcement en pointe.

L’effort total retenu est de :

Qmax = 12.27 MN soit 1227 tonnes

IV. Encastrement effectif De/B des pieux de réaction


sable 1 1 1 -11 0,1

sable 2 3 4 -8 0,26

sable 3 4 8 -4 0,5

sable 4 2 10 -2 0,48

sable 5 3 13 1 0,73 7,6 8,7

sable 6 3 16 4 1,32 4,8 5,5

sable 7 3 19 7 2,08 4,6 5,2

sable 8 3 22 10 3,04 5,8 6,6

sable 9 3 25 13 3,9 9,9 11,4

sable 10 4 29 17 3,35 11,5 13,2

sable 11 3 32 20 3,33 12,2 14,0

sable 12 3 35 23 3,38 9,7 11,2

sable 13 3 38 26 4,25 13,3 15,2

sable 14 4 42 30 3,24 10,3 11,8

144





sable 15 4 46 34 4,14 11,3 13,0

sable 16 4 50 38 4,03

Tableau N°58 : Résultats de calcul de l’encastrement effectif du pieu sans renforcement au jet

grouting

Les résultats du tableau N° nous indique que la fondation est dite profonde à partir de 13

mètres de profondeur.

Les pieux de réaction supporteront un effort normale maximal de 12.27/2 = 6.135 MN


effectif De/B = 6.6 > 5avec une portance limite de : 9.42 MN soit 942 tonnes

V. Pieux d’essai avec pointe neutralisée

Dans l’intérêt du projet nous maintiendront la même profondeur pour tous les pieux d’essai

afin d’obtenir les mêmes résistances du au frottement.

Alors on retiendra 25 m de profondeur pour la fondation profonde. L’effort maximal retenu

sera :

Qmax= 5.16MN soit 516 tonnes

145




Annexes 10 : JUSTIFICATIONS DES FONDATIONS

I. Données du projet

Pieu d’essai avec

pointe neutralisé

Pieu d’essai avec

renforcement en

point au jet

Pieu d’essai

sans

renforcement

en pointe

Pieux de

réaction Unités

B

0,87 0,87 0,87 1,20 m

Longueur du

pieu

25 25 25 22 m

Fcj

35 35 35 25 Mpa

fc28

35 35 35 25 Mpa

Tableau N°59 : informations sur les pieux

II. Etat limite des matériaux constitutifs de la fondation

1. Resistance conventionnelle du béton

Les calculs justificatifs des fondations sont conduits à partir d’une résistance conventionnelle

du béton, notée fc, obtenue par application de la formule suivante :

𝑓𝑐 =inf{𝑓𝑐𝑗, 𝑓𝑐28, 𝑓𝑐𝑙𝑖𝑚}

𝑘1. 𝑘2

Avec fcj et fc28, les résistances caractéristiques à j jours et à 28 jours suivant les dispositions

des règles du BAEL.

La résistance conventionnelle du béton fc est à considérer en lieu et place de fc28 pour les

calculs.

Les valeurs de fclim et k1 sont données par le tableau suivant :

146




Tableau N°60 : Valeurs de fclim et de k1

Les pieux sont foré à la boue de forage, alors on retiendra les valeurs suivantes pour tous les

pieux :

fclim = 25 Mpa

k1 = 1.2

Le coefficient k2 prend les valeurs suivantes :

- Elément du groupe A : 1.00

- Elément du groupe B :

Dont le rapport de la petite dimension nominale d à la longueur est inférieur à 1/20 ;

Dont la plus petite dimension nominale d est inférieur à 0.60 m : 1.30-(d/2)

Réunissant les deux conditions précédentes : 1.35- (d/2)

Autres cas : 1.00

d étant exprimé en (m) mètre

Rapport de la petite dimension nominale d à la longueur : B/H

Charges de

fluage

Pieu d’essai

avec pointe

neutralisé

Pieu d’essai

avec

renforcement en

point au jet

Pieu d’essai sans

renforcement en

pointe

Pieu de réaction

B/H 0.035 0.035 0.0348 0.054

k2 1.05 1.05 1.05 1.00

Tableau N°61 : valeurs de k2

147




En utilisant le principe de calcul exposé ci-dessus, les différentes valeurs de fc obtenues sont

les suivantes :

Pieu d’essai

avec pointe

neutralisé

Pieu d’essai

avec

renforcement

en point au jet

Pieu d’essai

sans

renforcement

en pointe

Pieu de

réaction

Unité

fc 19.84 19.84 19.84 20.83 Mpa

Tableau N°62 : résultats de calcul de la résistance conventionnelle du béton

2. Déformation longitudinale du béton

Pour des contraintes normales d’une durée d’application inférieure à 24 h, on admet un

module de déformation instantané :

Le module de déformation différé du béton est déterminé pour des contraintes normales d’une

durée supérieure à 24 h :

Pieu d’essai

avec pointe

neutralisé

Pieu d’essai

avec

renforcement

en point au

jet

Pieu d’essai

sans

renforcement

en pointe

Pieu de

réaction

Unité

Eij 29779.393 29779.393 29779.393 30267,666 Mpa

Evj 10016.705 10016.705 10016.705 10180,942 Mpa

Tableau N°63 : résultats de calcul des déformations longitudinales du béton

3. Contrainte de calcul de l’acier

A l’ELU

𝑓𝑠𝑢 = 𝑓𝑒/𝛾𝑠 = 500/ 1.15

𝑓𝑠𝑢 = 434.7826 𝑀𝑝𝑎

𝐸𝑖𝑗 = 11 000. 𝑓𝑐1/3

𝐸𝑖𝑣 = 3 700. 𝑓𝑐1/3

148




A l’ELS

La fissuration est supposée peu préjudiciable. Alors

fsser = fe =500 Mpa

4. Combinaison d’actions à l’ELU et l’ELS

Les efforts à l’ELU et à l’ELS ne seront pas pondérés car l’application de la charge à l’aide

des vérins est contrôlée.

Alors on retiendra :

QELU = QELS = Qmax

Pieu d’essai

avec pointe

neutralisé

Pieu d’essai

avec

renforcement en

point au jet

Pieu d’essai sans

renforcement en

pointe

Pieu de réaction

QELU(MN) 5.16 12.27 8.27 6.13

QELS(MN) 5.16 12.27 8.27 6.13

Tableau N°64 : combinaison d’actions

III. Etat limite de mobilisation local du sol

Les justifications requises consistent à vérifier que la charge axiale de calcul en tête du pieu

reste comprise entre deux limites notées Qmin et Qmax

1. Charges de fluage des pieux

Les charges de fluage en compression Qc et en traction Qtc d’un élément de fondation

profonde sont évaluées à partir de Qp et Qs par les relations suivantes :

- Pour les éléments de fondation mis en œuvre sans refoulement du sol :

Qc = 0.5. Qp + 0.7. Qs (1)

Qtc = 0.7. Qs

- Pour les éléments de fondation mis en œuvre avec refoulement du sol :

Qc = 0.7 Qp + 0.7. Qs = 0.7. Qc (2)

149




Qtc = 0.7. Qs

Dans le cadre du présent projet, les pieux sont forés à la boue. Il s’agit donc des pieux mis en

œuvre sans refoulement du sol.

Alors pour chaque pieu les charges de fluage s’évaluent suivant la formule (1).

Les charges de fluage pour chaque pieu sont consignées dans le tableau suivant :

Charges de

fluage

Pieu d’essai

avec pointe

neutralisé

Pieu d’essai

avec

renforcement en

point au jet

Pieu d’essai sans

renforcement en

pointe

Pieu de réaction

Qc(MN) 2,779 5,549 3,974 5,536

Qtc(MN) 2,779 2,779 2,779 2,891

Tableau N°65 : résultats des charges de fluage

2. Etat limites ultimes

Les combinaisons d’actions sont consignées dans le tableau suivant :


Combinaison fondamentale

Charges de fluage Pieu d’essai avec

pointe neutralisé

Pieu d’essai avec

renforcement en point

au jet

Pieu d’essai

sans

renforcement

en pointe

Pieu de

réaction

Charge axiale de

calcul en tête de

pieu (MN)

5.16 12.27 8.27 6.13

Qmin(MN) -2,835714286 -2,83571429 -2,83571 -2,95

Qmax(MN) 2,835164835 6,791208791 4,543956 6,728571

Condition Non vérifiée Non vérifiée Non vérifiée Non vérifiée


fondamentale

150




Combinaison accidentelle

Charges de fluage Pieu d’essai avec pointe

neutralisé

Pieu d’essai

avec

renforcement

en point au jet

Pieu d’essai

sans

renforcement

en pointe

Pieu de

réaction

Charge axiale de

calcul en tête de

pieu (MN)

5.16 12.27 8.27 6.13

Qmin(MN) -3,053846154 -3,05384615 -3,05385 -3,17692

Qmax(MN) 3,307692308 7,923076923 5,301282 7,85



accidentelle

3. Etat limites de service

Les combinaisons d’actions sont consignées dans le tableau suivant :

Tableau N°69 : combinaison d’actions à l’ELS

Combinaison rares


pointe neutralisé

Pieu d’essai avec

renforcement en

point au jet

Pieu d’essai

sans

renforcement

en pointe

Pieu de

réaction

Charge axiale de

calcul en tête de

pieu

5.16 12.27 8.27 6.13

Qmin(MN) -1,985 -1,985 -1,985 -2,065

Qmax(MN) 2,526363636 5,044545455 3,612727273 5,032727273



rares

151




Combinaison quasi permanent


pointe neutralisé

Pieu d’essai avec

renforcement en

point au jet

Pieu d’essai

sans

renforcement

en pointe

Pieu de

réaction

Charge axiale de

calcul en tête de pieu

(MN)

5.16 12.27 8.27 6.13

Qmin(MN) 0 0 0 0

Qmax(MN) 1,985 3,963571429 2,838571 3,954286



quasi permanent

4. Interprétation des résultats

Les limitations des efforts vis-à-vis de la mobilisation locale du sol ne sont pas respecté du

fait qu’il s’agit ici d’un essai à la rupture. Et donc l’objet de cet essai est de charger le pieu

jusqu’à la plasticité du sol support

152




Annexe 11 : DIMENSIONNEMENT DES PIEUX

Le pieu sera dimensionné comme un poteau de section circulaire suivant les prescriptions du

BAEL 91 modifié 99, de la norme NF EN 1536 et du fascicule 62 V.

I. Dimensionnement du pieu 870 mm avec pointe neutralisée

2. Données

Nu 5,16 MN

Lo 25 m

Lfx 0 m

Lfy 17,5 m

Diamètre B 0,87 m

fc 19,84127 Mpa

fe 500 Mpa

ϕg 20 mm


3. Détermination du moment quadratique

Imin 0,2175 m4

4. Détermination de l’élancement

ʎ =𝐿𝑓

𝐵 ; 𝑖 = √(𝐿𝑓/𝐵 )

𝑖 = 0.5 etʎ = 35

5. Détermination de αcorrigé

ʎ ≤ 70


153




ʎ ≤ 50

Alors

𝛼 = 0.708



Alors ;

αcorrigé = α/1.10 = 0.644

6. Calcul de Br

𝐵𝑟 =𝜋(𝐷 − 0.02)2

4

7. Calcul de la section comprimée Asc

Asc 0,0001405 m2

8. Section minimale d’armature à respecter


𝐴𝑐 =𝜋𝐵2

4= 0.594 𝑚²

D’après la norme NF EN 1536, les sections minimales d’acier à respecter sont présentées

comme suit :


𝛼− 𝐵𝑟.

𝑓𝑐

0,9𝛾𝑏] .

𝛾𝑠

𝑓𝑒

154





Ac


As

Ac ≤ 0.5 m2 As ≥ 0.5% Ac

0.5m2 < Ac≤ 1.0 m2 As ≥ 0.0025 m2

Ac>1.0 m2 As ≥ 0.25 % Ac




Asmin≥ Asc ; nous retiendrons donc :

Asc = 25 cm²






St = (2πr – nx 3.2)/(n-1) =( 2π x 33.5 – 6 x2.5)/5

St = 38.25 cm





longitudinales



155





1

4 𝑥 32 = 8 𝑚𝑚


62 V § C.5.4.24

II. Dimensionnement du pieu 870 mm sans renforcement en

pointe

1. Données

Nu 8.27 MN

Lo 25 m

Lfx 0 m

Lfy 17,5 m

Diamètre B 0,87 m

fc 19,84127 Mpa

fe 500 Mpa

ϕg 20 mm



Imin 0,2175 m4


ʎ =𝐿𝑓

𝐵 ; 𝑖 = √(𝐿𝑓/𝐵 )

𝑖 = 0.5 et ʎ = 35


ʎ ≤ 70

ʎ ≤ 50


156




Alors

𝛼 = 0.708

Nous considérons que la moitié des charges est appliquée avant 90 jours ; alors la valeur de α

est divisée par 1.10.

Alors ;

αcorrigé = α/1.10 = 0.644

5. Calcul de Br

𝐵𝑟 =𝜋(𝐷 − 0.02)2

4= 0.54 𝑚²


Asc 0.0112487 m2



𝐴𝑐 =𝜋𝐵2

4= 0.594 𝑚²



Asmin ≤ Asc ; nous retiendrons donc :

Asc = 112.49 cm²



𝛼− 𝐵𝑟.

𝑓𝑐

0,9𝛾𝑏] .

𝛾𝑠

𝑓𝑒

157








St = (2πr – nx ϕ)/(n-1) =( 2π x 33.5 – 9 x4)/8

St = 21.81 cm




1

4 𝑥 40 = 10 𝑚𝑚

Nous retiendrons des HA 16 comme aciers transversaux.

III. Dimensionnement du pieu 870 mm avec renforcement en

pointe au jet grouting

1. Données

Nu 12.27 MN

Lo 25 m

Lfx 0 m

Lfy 17,5 m

Diamètre B 0,87 m

fc 19,84127 Mpa

fe 500 Mpa

ϕg 20 mm




158




Imin 0,2175 m4


ʎ =𝐿𝑓

𝐵 ; 𝑖 = √(𝐿𝑓/𝐵 )

𝑖 = 0.5 et ʎ = 35


ʎ ≤ 70

ʎ ≤ 50

Alors

𝛼 = 0.708

Nous considérons que la moitié des charges est appliquée avant 90 jours ; alors la valeur de α

est divisée par 1.10.

Alors ;

αcorrigé = α/1.10 = 0.644

5. Calcul de Br

𝐵𝑟 =𝜋(𝐷 − 0.02)2

4= 0.54 𝑚²



𝛼− 𝐵𝑟.

𝑓𝑐

0,9𝛾𝑏] .

𝛾𝑠

𝑓𝑒= 𝟎. 𝟎𝟐𝟓𝟓𝟑𝟓𝟕 𝒎𝟐

159






𝐴𝑐 =𝜋𝐵2

4= 0.594 𝑚²



Asmin ≤ Asc ; nous retiendrons donc :

Asc = 255.357 cm²




Nous prévoyons 2 lits d’armatures

Distance minimale nu à nu entre lits d’armatures :

e mini = Max (2Ø ; 1.5Øg)

Ø : section d’armatures longitudinales

Øg : diamètre des plus gros granulats

AN:e mini = Max {2 𝑥 40 = 80 𝑚𝑚

1.5 𝑥 20 = 30 𝑚𝑚

e mini = 80 mm = 8 cm

Nous retiendrons :e mini = 15 cm

Espacement des armatures longitudinale


Espacement pour le lit supérieur

St = (2πr – n x ϕ) /(n-1)

160




= (2π x 33.5 – 12 x 4)/11

St = 14.77 cm


Espacement pour le lit inférieur

St = (2πr – n x ϕ) /(n-1)

= (2π x 18.5 – 9 x 4)/8

St = 10.03 cm




1

4 𝑥 40 = 10 𝑚𝑚

Nous retiendrons des HA 16 comme aciers transversaux.

IV. Dimensionnement du pieu de réaction ϕ1200 mm

1. Données

Nu 6.135 MN

Lo 22 m

Lfx 0 m

Lfy 15,5 m Diamètre

B 1.2 m

fc 20.83 Mpa

fe 500 Mpa

ϕg 20 mm

Tableau N°77 : données sur le pieu PR



161




Imin 0,3 m4


ʎ =𝐿𝑓

𝐵 ; 𝑖 = √(𝐿𝑓/𝐵 )

𝑖 = 0.5 et ʎ = 30.8


ʎ ≤ 70

ʎ ≤ 50

Alors

𝛼 = 0.736



Alors ;

αcorrigé = α/1.10 = 0.669

5. Calcul de Br

𝐵𝑟 =𝜋(𝐷 − 0.02)2

4= 1.057 𝑚²


Le résultat négatif nous indique l’effort appliqué au pieu peut être supporté par le béton

uniquement. Néanmoins nous respecterons la section minimale d’armature à respecter.


𝛼− 𝐵𝑟.

𝑓𝑐

0,9𝛾𝑏] .

𝛾𝑠

𝑓𝑒= −𝟏𝟔𝟒. 𝟐𝟐𝟏𝟓𝒎𝟐

162






𝐴𝑐 =𝜋𝐵2

4= 1.131 𝑚²

On a Ac>1.0 m2 alors ;

As ≥ 0.25 % Ac= 28.27 cm²

Asmin ≥ Asc ; nous retiendrons donc :

Asc = 28.27 cm²






St = (2πr – n x ϕ) /(n-1)

= (2π x 33.5 – 6 x 2.5) /5

St = 39.097 cm




1

4 𝑥 25 = 6.25 𝑚𝑚


62 V § C.5.4.24

30

00

3000

3

0

0

0

3

0

0

0

3

0

0

0

3

0

0

0

PR 3

PE 1PR

2

PE 2

PE 1

PE 3

6

0

°

60°

Ø 870

Ø1200

Ø1200

Ø1200

Ø 870Ø 870

8% 8%

sodeci

LAG

UN

E EB

RIE

INSTITUT INTERNATIONAL D'INGENIERIE DE L'EAU ET DEL'ENVIRONNEMENT

PROJET: Réhabilitation du pont Félix Houphouet Boigny

PLAN D'IMPLANTATION DESPIEUX D'ESSAI

30/08 /2018

OUATTARA Sidebetien Daniel

Echelle:

Plan N°: 1

Zone de préfabrication

COUPE A-A

0.87

0.67

0.39

Ø0.15

1 / 2

3

4

5

6

7

8

0.11

0.7

71

.8

01

.8

01

.8

01

.8

01

.8

01

.8

01

.8

01

.8

01

.8

01

.8

03

.6

01

.8

01

.6

4

12

.0

0

1.0

0

12

.0

0

1.0

0

3.8

0

0.10

A A

COUPE A-A

2

1

25

.8

0

3 CAGE PE2

NOMENCLATURE DES ACIERS

0.87

0.67

1 / 2

3

4

5

0.87

INSTITUT INTERNATIONAL D'INGENIERIE DE L'EAU ET DE L'ENVIRONNEMENT


PLAN DE FERRAILLAGE DU PIEU D'ESSAI PE 3

30/08 /2018


Echelle:

Plan N°:

2

COUPE A-A

0.87

0.67

1 / 2

3

4

5

0.87

0.67

0.11

0.87

0.7

71

.8

01

.8

01

.8

01

.8

01

.8

01

.8

01

.8

01

.8

01

.8

01

.8

03

.6

01

.8

01

.6

4

12

.0

0

1.0

0

12

.0

0

1.0

0

3.8

0

0.10

2.5

0

A A

COUPE A-A

2

1

25

.8

0

3 CAGE PE31 / 2

4

5

NOMENCLATURE DES ACIERS

3

INSTITUT INTERNATIONAL D'INGENIERIE DE L'EAU ET DEL'ENVIRONNEMENT


PLAN DE FERRAILLAGE DU PIEU

D'ESSAI PE 3

30/08 /2018


Echelle:

Plan N°:

3

0.87

0.67

COUPE A-A

1 / 2

4

5

3

COUPE A-A

1.20

1.00

1 / 2

3

4

5

Documents

TRAVAUX DE REHABILITATION DU PONT FELIX