Le pressiomètre avec forage préalable

L’essai pressiométrique consiste à réaliser l’expansion horizontale d’une sonde cylindrique dans un forage exécuté au préalable à une profondeur donné, sous des contraintes radiales jusqu’à la rupture du sol. Il permet d’obtenir une relation entre les contraintes appliquées et les déplacements horizontaux du forage ce qui présente un grand avantage par rapport à d’autres essais in-situ, du fait qu’il permet l’analyse du comportement du sol aussi bien en petits déplacements qu’à la rupture. Le pressiomètre avec forage préalable est composé d’une sonde cylindrique à laquelle sont adjointes deux cellules de garde permettant de respecter au mieux des conditions de déformation plane. La cellule de mesure est reliée par un système de tubulures à un contrôleur pression-volume situé à la surface du terrain (Figure 1-3). On mesure, au cours de l’expansion, la variation de volume de la cellule centrale de mesure pour chaque incrément de pression appliquée. Les résultats obtenus sont ensuite tracés, après corrections (variation de volume parasite due aux tubulures, résistance de la membrane de la sonde, et hauteur entre le pressiomètre et le contrôleur pression-volume). L’allure générale de la courbe pressiométrique obtenue au pressiomètre avec forage préalable est présentée sur la Figure 1-4, cette courbe pressiométrique met en évidence trois parties :

1) 0≤P≤P0 ; 0≤V≤V0 : une phase initiale qui correspond au repositionnement du sol autour de la sonde. Elle résulte de l’expansion de la membrane jusqu’au moment où celle-ci vient épouser le contour du trou foré préalablement. Fawaz (1993), Baguelin et al. (1978) définissent P0, la pression lue sur la courbe pressiométrique qui correspond au volume V0 comme le début de la partie linéaire sur cette courbe. Théoriquement cette pression est la pression naturelle de terre au repos P0.

2) P0≤P≤Pf ; V0≤V≤Vf : une deuxième phase dite pseudo-élastique, caractérisée par une réponse approximativement linéaire du sol. La pression atteinte à la fin de cette phase est la pression de fluage Pf. Cette partie de la courbe permet de définir le module pressiométrique Ménard EM donné par l’expression (1-1) : 𝐸𝑀=2(1+𝜐)(𝑉0+𝑉𝑚)𝑑𝑝𝑑𝑣 Avec : υ : coefficient de poisson ; V0 : volume initiale de la sonde au repos ; Vm : variation de volume correspondant à la valeur moyenne de la pression appliquée dans la phase pseudo-élastique ; 𝑑𝑝𝑑𝑣: l’inverse de la pente de la partie linéaire de la courbe.

3) P>Pf ; V>Vf : une troisième phase correspond à l’apparition d’une forte non-linéarité de la courbe d’expansion due à la mise en plasticité du sol. Pour les très grandes déformations, la pression tend vers une valeur limite. C’est la pression limite, notée Pl définie comme l’asymptote de la courbe pressiométrique quand le volume tend vers l’infini. En pratique il est difficile, voire impossible, d’accéder à cette valeur de la pression, la pression limite est alors définie comme la pression provoquant le doublement du volume initial de la sonde (Vl = 2V0) : c’est la pression limite conventionnelle, notée Pic

De nombreuses variantes de pressiomètre avec forage préalable existent sur le marché, et leurs différences consistent essentiellement en des dimensions des sondes et des amplitudes de pressions appliqués (Baguelin et al. 1978). Le premier type est celui le plus habituellement utilisé reconnu sous le nom de pressiomètre Ménard, composée de trois cellules (deux cellules de garde remplies de gaz et la cellule centrale remplies par de l’eau) ; le second, le troisième et le quatrième type connu sous le nom de OYO LLT, Texam de Roctest, et Tri-Mod de Roctest respectivement et sont identique au premier type exceptant que la sonde est composée d’une seule cellule assez longue (Briaud,1992).

Mode de rupture d’une fondation superficielle

Soit une fondation superficielle de largeur B dont la base se trouvant à une profondeur Df au-dessous de la surface du sol. Si on applique une charge q=Q/A, avec A l’aire de la semelle, d’une façon progressive sur cette semelle, on observe un tassement qui croit avec l’intensité de la charge. Au début du chargement, la déformation du sol sous la semelle augmente approximativement en fonction de la charge, il s’agit donc d’un équilibre pseudo élastique, puis la déformation prend des valeurs nettement plus grandes. Si le sol sous la base de la fondation est formé d’un sol ferme, tel qu’un sable dense ou une argile raide, en appliquant la charge, il y a formation d’un coin sous la base de la fondation qui refoule le sol latéralement selon des surfaces de glissement qui débouchent à la surface du sol. L’enfoncement de la fondation provoque généralement un soulèvement du sol d’autant plus net que la structure est moins déformable. Figure 2-6 Rupture par cisaillement général (Vesic, 1973).

Dans ce cas, on observe un tassement qui croit jusqu’à une valeur limite (q=qu) à partir de laquelle le tassement continue sans qu’il y ait accroissement dans l’effort, le sol subit alors une rupture brusque par cisaillement. La surface de rupture dans le sol est représentée dans la figure 2.6a et la courbe chargement-tassement est représentée dans la figure 2.6b. Ce type de rupture est appelée rupture par cisaillement général. Si le sol supportant la fondation est constitué d’un sable moyennement dense ou d’une argile moyennement consistante (figure 2.7a), la courbe chargement-tassement prend la forme représentée dans la figure 2.7b. Si on augmente encore la charge, la courbe chargement-tassement devient plus rapide et plus irrégulière et la surface de rupture se prolonge suivant la courbe représentée en trait discontinu dans la figure 2.7b. Quand la valeur de q atteint qu (capacité limite ultime), la surface de rupture atteint la surface du sol et à ce moment-là, la courbe prend une forme linéaire dans laquelle aucun pic n’est observée. Ce type de rupture est appelé rupture par cisaillement localisé. Figure 2-7 Rupture par cisaillement local (Vesic, 1973). La figure2.8a montre la même fondation posée sur un sable lâche ou une argile molle. Dans ce cas, la courbe chargement-tassement prend la forme représentée dans la figure-2.8b. La fondation pénètre verticalement dans le massif sans perturber le sol qui n’est pas directement sous la fondation et la surface de rupture n’atteint pas la surface du sol. Il s’agit d’une rupture par poinçonnement.

Méthode de calcul au pénétromètre dynamique DPT

La complexité de l’interprétation théorique du comportement dynamique du sol avoisinant la pointe et la multitude des paramètres géométriques gouvernant l’énergie transmise de la pointe au sol font qu’il est rare de trouver en littérature une approche théorique du problème. Il est vrai que la standardisation de l’appareil en 1989 a permis d’unifier le langage des spécialistes de cet essai, mais il faut avouer qu’il est nécessaire de pousser les études théoriques pour espérer voir dans l’avenir un outil fiable de dimensionnement des fondations à partir de cet essai. En pratique, les méthodes de dimensionnement à partir de l’essai DPT sont purement empiriques. La littérature de mécanique des sols présente l’essai comme étant un outil de reconnaissance qualitative du terrain, et il est recommandé lors du dimensionnement par le biais de cet essai de garder la plus grande prudence envers les résultats de calcul (Cassan, 1978 ; Amar et Jézéquel, 1994). Sanglerat (1965) a recommandé pour l’évaluation de la contrainte admissible pour une fiche de la fondation au moins égale à la largeur de la fondation, dans les sols pulvérulents ou purement cohérents, de prendre qd/20, la résistance dynamique étant déduite de la formule de battage des hollandais. Le coefficient de sécurité correspondant est alors de l’ordre de 4.

Selon Amar et Jézéquel (1994) la contrainte admissible sous une fondation est égale à qd/ (15 à 20). Par contre, selon Nuyens (1973), si la distance de la base de la fondation au niveau de la nappe d’eau est au moins égale à une largeur B, il est recommandé d’estimer la contrainte admissible à qd/20. Sur le plan réglementaire, le document DTU 13.12 stipule que pour une semelle soumise à une charge verticale centrée de largeur B, de longueur L et d’une fiche D, la valeur ultime ql peut être estimée à qd/ (5 à 7). Toutefois, l’interprétation des résultats obtenus avec cet appareil doit être faite avec une grande prudence, notamment dans les sols argileux. Ainsi, en adoptant un coefficient de sécurité de 3, la contrainte admissible se situe entre qd/15 et qd/21. Il est remarquable qu’aucune règle de calcul de la capacité portante à partir de l’interprétation de l’essai DPT n’a été prescrite dans le règlement français CCTG (1993), ainsi que dans le règlement canadien (Canadian Fondation Engineering Manual). En outre, on constate que dans les méthodes exposées ci-dessus, aucune définition n’a été proposée à la résistance pénétrométrique dynamique qd équivalente intervenant dans les formules. On peut, par analogie avec les méthodes pressiométrique et pénétrométrique vues précédemment, calculer une résistance dynamique équivalente qde en prenant la valeur moyenne sur une épaisseur de 3B/2 sous la fondation, ceci après avoir écrêté les valeurs élevées par rapport à la valeur moyenne dans cette zone.