Étude technique desfondations du pont de katako …

ÉTUDE TECHNIQUE DESFONDATIONS DU PONT DE KATAKO ÀNIAMEY/NIGER DANS LECADREDE LA REALISATION DEL’ECHANGEUR DIORI.

IMémoire de fin d’études Présenté par : HAROUNA MANE Abdou

CITATIONS :

« Celui qui m’écoute est comme le sage qui a bâti sa maison sur le roc.La pluie est tombée, les torrents sont venus, les vents ont soufflé et se sontdéchainés contre cette maison mais elle ne s’est pas abattue car elle étaitfondée sur le roc. »

Matthieu


IIMémoire de fin d’études Présenté par : HAROUNA MANE Abdou

DÉDICACE :

Je dédie ce travail à :

Mon père HAROUNA MANE qui son effort consenti depuis fort

longtemps a donné aujourd’hui un fruit pour lui et pour toute la société

Ma mère ABOU LABO qui s’est battue d’arrache pieds pour que

je devienne ce que je suis.

Mes frères, sœurs, cousins et cousines

Ce document doit représenter le mémoire que toute la famille attendait

avec ardeur.


IIIMémoire de fin d’études Présenté par : HAROUNA MANE Abdou

REMERCIEMENTS :

Je ne pourrai finir ce travail sans dire merci encore une fois à DIEU Tout Puissant de m’avoir

donné la foi, la force et le courage.

Qu’il me soit permis d’exprimer toute ma gratitude et de remercier particulièrement toutes les

personnes physiques ou morales qui, de près ou de loin, ont contribué à la réalisation de ce

mémoire. Tous ces remerciements et gratitudes vont à :

Monsieur HASSAN SANI, Directeur de travaux terrassement du projet échangeur Diori à

SOGEA-SATOM NIGER ;

Monsieur GEORGES ALE, Directeur d’Agence SOGEA-SATOM Niger ;

Monsieur ESSAI Maher, Directeur du projet échangeur Diori à SOGEA-SATOM Niger ;

Monsieur ISSOUFOU Tamboura enseignant de ponts a 2IE.

Mme Marie Thérèse Marame MBENGUE, enseignante à 2iE est l’encadreuse de ce

mémoire dont les suggestions et les conseils ont permis à ce mémoire de prendre une

meilleure orientation ;

Monsieur OUMAROU Bachirou, mon encadreur au sein de l’entreprise et responsable,

responsable du laboratoire géotechnique de SOGEA-SATOM Niger dont la disponibilité,

les précieux conseils et les encouragements ont permis de mener à bien ce travail ;

Monsieur MASSALATCHI Nassirou, ingénieur en génie civil à la SOGEA- SATOM

Niger dont les conseils et l’accueil chaleureux ont facilité ce travail ;

Tout le corps professoral de 2IE pour le partage de connaissance tout au long de ma

formation ;

Vous tous, très chers parents, familles, collègues, amis, compatriotes, qui nous ont aidé

d’une manière ou d’une autre, dont on ne citera les noms de peur d’en oublier, que le bon

Dieu vous récompense et vous comble de sa grâce tout au long de votre existence.


IVMémoire de fin d’études Présenté par : HAROUNA MANE Abdou

RÉSUMÉ :

La ville de Niamey enregistre un taux de croissance urbaine assez important ces dernières années

(2007-2016). Ce processus de croissance urbaine engendre des impacts sur l’environnement

urbain de la capitale, particulièrement en matière d’assainissement et infrastructures. Ce déficit

contribue à rendre davantage précaires les conditions de vie et d’habitat des populations qui

vivent au quotidien une multitude de problèmes parmi lesquelles des embouteillages monstres,

qu’il faille solutionner rapidement, eu égard aux prévisions de hausse importante du trafic induit

par les perspectives de croissance du pays.

En ce sens, le présent projet d’aménagement du carrefour de Katako avec la construction de

l’échangeur Diori Hamani va contribuer à fluidifier la circulation dans cette partie de la capitale,

et lui donner un visage de capitale moderne.

Notre travail consiste à dimensionner la fondation du pont de Katako. Pour bien mener cette tâche,

deux sondages géotechniques ont été effectués : sondage carotté et sondage pressiomètrique.

L’ouvrage devant être construit en site urbain les pieux battus ne sont pas adaptés car ils

impacteraient les habitations environnantes. Après une analyse multicritère, nous avons retenu les

pieux forés à boue qui seront dimensionnés par la méthode pressiomètrique.

L’étude des fondations nous a conduit à déterminer la charge de l’ouvrage arrivant aux semelles

de liaisons qui sera transmise aux pieux et à la vérification de la contrainte admissible. Tous nos

calculs sont réalisés conformément aux règles et instructions du fascicules 65 titre V.

Quant à l’étude de l’avant métré, elle nous a permis de ressortir les devis quantitatif et estimatif,

ainsi donc de prévoir les matériels et matériaux pour l’exécution des travaux. Le coût global du

projet s’élève à quarante-un milliards six-cent douze millions deux cent quatre-vingt mille de

FCFA (41 612 280 000 HT/HD) entièrement financé par des banques, dont 30,09% par la BOAD

et 69,91% par la BOA Niger. L’ouvrage ‘’ Pont de Katako’’ qui fait l’objet de notre étude occupe

une somme d’un milliard deux cent cinquante-deux millions deux cent deux milles FCFA

(1 252 202 000 HT/HD).

Mots clés :

Fondations ; Echangeur, Capacité portante, Méthode pressiomètrique, Contrainte admissible.


VMémoire de fin d’études Présenté par : HAROUNA MANE Abdou

ABSTRACT:

The city of Niamey has recorded a fairly high urban growth rate in recent years (2007-2016). This

process of urban growth generates impacts on the urban environment of the capital, particularly in

terms of sanitation and infrastructure. This shortfall contributes to financing the living and living

conditions of the people who live on a daily basis a multitude of problems among those of

monotonous traffic jams, it is necessary to solve quickly, in view of the forecast of a significant

increase in traffic induced by the Growth Prospects of the population of the country.

In this sense, the present development project of the Katako crossroads with the construction of

the exchange Diori Hamani will contribute to smooth traffic in this part of the capital, and give it

a face of modern capital.

Our job is to size the foundation of the Katako bridge. To carry out this task well, two geotechnical

drill holes were drilled: drilled holes and pressiometric drilling. The work to be constructed in an

urban site the piles beaten are not adapted because they would impact the surrounding dwellings.

After a multicriteria analysis, we retained the drilled mud piles which are sized by the

pressiometric method.

The study of the foundations leads us to determine the load of the work arriving at the soles of

connections which are transmitted to the piles and the verification of the permissible stress. All

our calculations are carried out with the rules and instructions of the booklets 65 title V.

As for the study of the pre-survey, it enabled us to revisit the quantitative and estimate estimates,

as well as to plan the materials and materials for the execution of the works. The total cost of the

project is forty-one billion six hundred and twelve million two hundred and eighty thousand FCFA

(41,612,280,000 Excl.VAT / duty free) entirely financed by banks, of which 30.09% by BOAD

and 69.91% by BOA Niger. The book "Katako Bridge" which is the subject of our study occupies

one billion two hundred and fifty-two million two hundred and two thousand FCFA

(1,252,202,000 Exc.VAT/ duty free).

Keywords :

Foundations, Interchange, Bearing capacity, Pressiometric method, Permissible stress.


VIMémoire de fin d’études Présenté par : HAROUNA MANE Abdou

LISTE DES ABRÉVIATIONS :

2. I. E : Institut International d’Ingénierie de l’Eau et de l’Environnement

A.G.T.S : Société Africaine de Géo-Technologie et des Services

A.P.S : Avant-projet sommaire

A.P.D : Avant-projet définitif

B.A : Béton Armé

B.A.E.L : Béton Armé aux Etats Limites

B.O.A : Banque Ouest Africaine

B.O.A.D : Banque Ouest Africaine de Développement

B.N.4 : Barriere Normal Type 4

D.B.A : Dalle en Béton Armé

E.L.U : État Limite Ultime

E.L.S : État Limite de Service

D.A.O : Dossier d’Appel Offre

G.B.A : Glissière en Béton Armé

G.E.R.M.S : Groupements d’Études et de Réalisations Multi Services

H.T : Hors Taxes.

H.D : Hors Douane.

OMD : Objectifs du Millénaire pour le Développement

P.O.D : Portique Ouvert Double

P.D.C : Plan de Développement Communal

S.C : Sondage Carotté

S.P : Sondage Pressiomètrique


VIIMémoire de fin d’études Présenté par : HAROUNA MANE Abdou

S.P.T : Essais de Pénétration au carottier

S.E.T.R.A : Service d’Études Techniques des Routes et Autoroutes

S.O.G.E.A : Société Générale des Eaux en Afrique

S.A.T.O.M : Société Anonyme des Travaux d’Outre-Mer

T.N : Terrain Nature

T.P.C : Terre-Plein Central


VIIIMémoire de fin d’études Présenté par : HAROUNA MANE Abdou

Table des matières

CITATIONS : ..................................................................................................................................I

DÉDICACE : ................................................................................................................................. II

REMERCIEMENTS :................................................................................................................... III

RÉSUMÉ : ....................................................................................................................................IV

ABSTRACT: ................................................................................................................................. V

LISTE DES ABRÉVIATIONS : ..................................................................................................VI

LISTE DES FIGURES .................................................................................................................. X

LISTE DES TABLEAUX ............................................................................................................XI

INTRODUCTION : ........................................................................................................................ 1

CHAPITRE 1 : PRESENTATION GENERALE DU PROJET..................................................... 2

I. Structure d’accueil ...............................................................................................................2

I.1 Bref historique de la SOGEA-SATOM........................................................................2

I.2 Domaines d’actives de la SOGEA-SATOM ................................................................2

I.3 Bref aperçu de l’organisation de la SOGEA-SATOM .................................................3

II. Présentation du projet. .........................................................................................................4

III. Contexte et justification du projet ....................................................................................8

IV. Situation géographique de la zone du projet ....................................................................9

V. Description du milieu biophysique ......................................................................................9

V.1 Climat ...........................................................................................................................9

V.2 Géologie......................................................................................................................10

VI. Objectif global................................................................................................................10

VII. Objectifs spécifiques ......................................................................................................10

VIII. Résultats attendus...........................................................................................................11

CHAPITRE 2 : GENERALITES SUR LES FONDATIONS ...................................................... 12

I. Définition ...........................................................................................................................12

II. Fondation superficielle.......................................................................................................12

III. Fondations profondes .....................................................................................................13

III.1 Introduction ................................................................................................................13


IXMémoire de fin d’études Présenté par : HAROUNA MANE Abdou

III.2 Classification des pieux suivant le mode d’exécution ................................................16

III.3 Classification des pieux suivant le mode le monde de fonctionnement .....................18

CHAPITRE 3 : RECONNAISSANCE DES SOLS : SONDAGE GEOTECHNIQUE ............... 19

I. Reconnaissance des sols ....................................................................................................19

I.1 Enquêtes préliminaires : .............................................................................................20

I.2 Stade de l'avant-projet sommaire (APS) :...................................................................20

I.3 Stade de l'avant-projet détaillé (APD) : ......................................................................20

II. Sondage géotechnique .......................................................................................................22

CHAPITRE 4 : CONCEPTION ET ETUDE D’EXECUTION DE LA FONDATION .............. 23

I. Conception .........................................................................................................................23

I.1 Données géotechniques du site...................................................................................23

I.2 Choix du type de fondation ........................................................................................24

I.3 Choix de la méthode de dimensionnement des du pont de Katako ............................26

I.4 Pré-dimensionnement des fondations sur pieux du pont de Katako...........................28

II. Étude d’exécution ..............................................................................................................29

II.1 Descente des charges au niveau des fondations .........................................................29

A. Généralités .........................................................................................................................29

II.2 Combinaisons des charges..........................................................................................31

III. Vérification de la résistance aux états limites ................................................................34

IV. Vérification aux tassements : .........................................................................................35

IV.1 Calcul du tassement d’un pieu isolé. ..........................................................................36

IV.2 Calcul du tassement du groupe des pieux...................................................................37

V. Dimensionnement des pieux et semelles de liaisons .........................................................39

V.1 Calcul de sections d’armatures des semelles de liaisons ............................................40

V.2 Calcul de sections d’armatures des pieux (pile et culée) et dispositions constructives42

V.3 Réalisation des pieux du pont de Katako....................................................................44

VI. Estimation du coût des travaux ......................................................................................51

CONCLUSION ET RECOMMANDATIONS............................................................................. 52

BIBLIOGRAPHIE........................................................................................................................ 53

ANNEXES.................................................................................................................................... 54


XMémoire de fin d’études Présenté par : HAROUNA MANE Abdou

LISTE DES FIGURES

Figure 1 : Vue aérienne de la zone du projet ...........................................................................5

Figure 2 :-Pont Katako-Plan de masse ......................................................................................6

Figure 3 : Principaux axe Routier à Niamey............................................................................7

Figure 4: type de fondations superficielle ..............................................................................13

Figure 5 : Définitions de la hauteur d’encastrement géométrique D et mécanique De ...14

Figure 6 : profondeur critique dc et résistance de pointe Qpu ......................................................15

Figure 7: Méthode de réalisation des pieux forés sous boue du pont de Katako .............17

Figure 8: Classification suivant le mode de fonctionnement ..............................................18

Figure 9 :Localisation des points de sondages géotechnique ..............................................23

Figure 10 : Coefficient de proximité pour un pieu ancré dans un substratum rigide. .....38

Figure 11 : schéma type de dimensionnement de la semelle ...............................................40

Figure 12:Forage du premier pieu ...........................................................................................45

Figure 13: Tube d’auscultation sonique introduit et scellé à la cage d’armature. ...........46

Figure 14:Cale d’enrobage introduite dans les aciers. .........................................................47

Figure 15:Levé de la cage .........................................................................................................48

Figure 16: Cages d'armatures non assemblées.......................................................................48

Figure 17: Coulage du premier pieu ........................................................................................49

figure 18: Pieux avant recepage...............................................................................................50

Figure 19:Opération de recepage des pieux fores .................................................................50

Figure 20 :Principe d’auscultation sonique ............................................................................50

Figure 21: Auscultation sonique des pieux fores ..................................................................51


XIMémoire de fin d’études Présenté par : HAROUNA MANE Abdou

LISTE DES TABLEAUXTableau 1: Valeurs de λ en fonction du sol et de la forme de la fondation. .................................15

Tableau 2: Méthode type de reconnaissance du sol......................................................................21

Tableau 3: Sondages pressiomètrique et essais carottés de l'ouvrage Katako. .............................24

Tableau 4: Avantages et inconvénients de type des pieux............................................................25

Tableau 5 : Avantages et inconvénients de méthode pressiomètrique et méthode de pénétration

standard .........................................................................................................................................27

Tableau 6: Choix du type d'essai en fonction de la nature du terrain pour le calcul des pieux ....28

Tableau 7: Récapitulatifs des résultats de pré-dimensionnement .................................................28

Tableau 8: Récapitulatif des charges permanentes .......................................................................29

Tableau 9: Récapitulatif des charges d’exploitations. ..................................................................30

Tableau 10: Récapitulatif des charges pour les combinaisons......................................................33

Tableau 11: Récapitulatif des charges obtenues après combinaisons pour la pile .......................33

Tableau 12 Récapitulatif des charges obtenues après combinaisons pour une culée ...................34

Tableau 13 : vérification de la charge Q à ELU et ELS ...............................................................35

Tableau 14 : Récapitulatif de sections d’armatures .....................................................................41

Tableau 15 : Récapitulatif des sections d’aciers pour les pieux ...................................................43

ÉTUDE TECHNIQUE DESFONDATIONS DU PONT DE KATAKO À NIAMEY/NIGER DANS LE CADREDE LA REALISATION DEL’ECHANGEUR DIORI.

1Mémoire de fin d’études Présenté par : HAROUNA MANE Abdou

INTRODUCTION :

La construction de l’échangeur du carrefour du Rond-point ¨Lako¨ et de Katako, est un projet qui

rentre dans le cadre du programme rénovation de la ville de Niamey. Ce projet a été identifié

corrélativement destiné à faire de la ville de Niamey, une vitrine, véritable exemple d’urbanisation

concertée et en adéquation totale avec les objectifs du Millénaire pour le Développement (OMD)

et les aspects environnementaux globaux.

Dans le domaine des infrastructures, il est prévu la mise en place d’ouvrages d’art contemporains

devant permettre de donner à la capitale Niamey, une allure de ville coquette. Nonobstant cela,

pour mieux faciliter le trafic et augmenter la fluidité de la circulation que l’Etat nigérien dans le

cadre de son programme de rénovation de la capitale, se propose de construire un ouvrage d’art

majeur. Il s’agit là de l’échangeur Diori constitué de deux ponts : le pont dalle de Katako ; le pont

Mixte Gountou Yena et pont cadre + trémies de Diori. Les principaux intervenants de ce projet

sont : le Ministère de l’équipement (Maitre d’ouvrage) ; la Direction des Grands Travaux Publics

(Maitre d’ouvrage délégué) ; ISC Paris (Maitre d’œuvre) ; SOGEA SATOM (Entreprise) et enfin

G.E.R.M.S Consulting (Mission de contrôle).

Le travail qui nous est confié dans ce mémoire porte sur : l’Etude technique des fondations du

pont de Katako à Niamey/Niger, dans le cadre de la réalisation de l’échangeur Diori. Nos

études seront basées sur la fondation, qui occupe une partie importante d’une construction. La

fondation profonde, notamment les pieux, a pour rôle de supporter et de transmettre les charges

de la superstructure au sol d’assise. Ainsi pour une bonne tenue de l’ouvrage, le sol doit être en

mesure de supporter les charges qui lui sont transmises.

Le présent mémoire est organisé comme suit :

Chapitre 1 : PRESENTATION GENERALE DU PROJET Chapitre 2 : GENERALITES SUR LES FONDATIONS Chapitre 3 : RECONNAISSANCE DES SOLS ET SONDAGE GEOTECHNIQUE Chapitre 4 : CONCEPTION ET ETUDE D’EXECUTION DE LA FONDATION

Les différents chapitres ci-dessus énumérés seront présentés dans les parties qui suivent etpermettront au lecteur de s’orienter dans le présent mémoire.



CHAPITRE 1 : PRESENTATION GENERALE DU PROJET

I. Structure d’accueilL’entreprise SOGEA-SATOM NIGER est l’une des principales composantes internationales du

groupe français connu sous le nom de VINCI Construction. Ce groupe s’est implanté dans 90 pays

où il intervient dans le domaine des concessions et également dans la construction des

infrastructures (routes, barrages, châteaux d’eau, etc.). Elle a notamment effectué :

La mine d’Uranium d’Arlit au Niger

Le pont ferroviaire de Japoma au Cameroun

Et de nombreuses routes en Afrique

Aujourd’hui, SOGEA-SATOM est un acteur majeur de la construction en Afrique. La société est

implantée dans plus de 20 pays à travers son réseau de filiales. Elle emploie plus de 12000

collaborateurs. L’entreprise conçoit, construit et s’occupe de la maintenance des équipements et

infrastructures qui améliorent le quotidien et facilitent les déplacements. Il y a actuellement plus

de 100 chantiers en cours de réalisation à travers le continent africain.

I.1 Bref historique de la SOGEA-SATOM

L’aventure de SOGEA-SATOM commença dès les années 1930, au Maroc, avec l’ouverture de

l’usine Sidi Bouknadel et la fourniture des premiers tuyaux d’adduction d’eau de Rabat. Elle se

poursuit en plein cœur du continent africain en 1948, lorsque SOGEA s’implante au Gabon, puis

en 1951, avec la signature des premiers contrats de travaux routiers de la SATOM, au Niger et au

Tchad.

Une des clefs de ce succès : 70 ans de travaux routiers, l’ancienneté et la solidité de ses liens avec

l’Afrique font la fierté de SOGEA-SATOM et sont les cartes maitresses de son développement

sur le continent. SOGEA-SATOM est aujourd’hui présente dans une vingtaine de pays africains.

I.2 Domaines d’actives de la SOGEA-SATOM

L’activité de SOGEA-SATOM est essentiellement consacrée à :

60% aux travaux routiers et au terrassement,

15% en hydraulique et assainissement,

Et 25 % au génie civil et au bâtiment.

La stabilité et la loyauté de l’entreprise envers le pays, positionne SOGEA-SATOM comme le

chef de file des entreprises du BTP au Niger. Son client principal est l’état du Niger dont elle



devenue un partenaire durable dans la mise en œuvre des infrastructures. L’agence intervient sur

tout le territoire nigérien, elle a ainsi contribué à l’amélioration de la mobilité des populations et à

leur bien-être en réalisant nombres de routes, de bâtiments, d’ouvrages d’art et ouvrages

hydrauliques. La société emploie environ 1000 personnes sur une dizaine de chantiers en cours et

dispose d’un parc matériel performant estimé à plus de 20 milliards FCFA.

Quelques réalisations de SOGEA-SATOM Niger :

1976 : Route ZINDER - MAGARIA

1978-1980 : Hôtel Gaweye, PALAIS DES CONGRES DE NIAMEY

1988-1989 : Assainissement de la ville de KONNI

1999-2000 : Ambassade France à NIAMEY

2005-2006 : AEP de NIAMEY GOUDEL-YANTALA

2009 : Bitumage de la route TERA-Frontière du BURKINA-FASO

I.3 Bref aperçu de l’organisation de la SOGEA-SATOM

SOGEA SATOM est une entreprise hautement qualifiée qui déploie un nombre conséquent de

matériels (engins, appareils, instruments…) et de mains d’œuvre pour la réalisation des travaux

liés à chacun de ses chantiers. Avec ses équipes pluridisciplinaires rompues aux problèmes de

coordination et de logistique, elle peut intervenir dans les meilleurs délais avec l’appui des

entreprises et artisans locaux ; elle porte aussi un accent particulier sur l’aspect sécuritaire afin de

préserver la vie de ses employés.

Faire travailler ensembles, des hommes et femmes de nationalités différentes et ayant des métiers

divers, est l’une des fiertés de cette entreprise. Qu’ils soient les chefs d’agence, directeurs ou

conducteurs de travaux, chefs d’équipes ou de chantier, ouvriers ou manœuvres, les membres du

personnel de la SATOM, reconnus par leur polyvalence, savent s’adapter aux contingences locales

et concourent tous à satisfaire le client (le maître de l’ouvrage à réaliser).

Depuis de nombreuses années, une politique internationale de l’emploi a été mise en place par la

direction des ressources humaines. Ses équipes constituent l’un des atouts majeurs de l’entreprise

: mobiles et pluridisciplinaires, elles sont proches des circuits de décision, ce qui leur permet de

couvrir l’ensemble des projets quelle que soit leur situation géographique.



II. Présentation du projet.

Ouvrage Cadre Diori en béton armé constitué de deux viaducs juxtaposés, chacun de

longueur totale égale à 126 m avec trois travées courantes de 30 m et des travées de rive

de 18 m. chaque tablier à une largeur totale de 8,90 m. Ils comportent chacun deux voies

de 3,5 m de largeur, avec des bandes de dérasement de 50 cm. Chaque tablier est bordé

d’un côté par des dispositifs de retenue type BN4 et de l’autre côté par un TPC surmonté

d’une DBA. Les viaducs sont des dalles nervurées précontraintes par post tension.

Le pont de Katako appelé portique ouvert double, communément appelé (P.O.D) dans le

langage courant du S.E.T.R.A. Le tablier de l’ouvrage à une longueur de 36 m (soit 18 m

par travée) et large de 9.8 m avec deux voies de circulation ; séparées par un TPC surmonté

d’une DBA. Latéralement, on dispose un dispositif de type BN4. Les piédroits du pont

sont fondés sur des pieux. Le pont de Katako comprend également les dalles de transition

et deux rampes d’accès réalisées à l’aide de la technique de terre armée.

Le pont Mixte Gountou Yena constitué d’un viaduc bipoutre mixte de 90 m de long avec

une travée centrale de 36 m et deux travées de rive de 27 m. la largueur total est de 12,60

m. Le tablier comporte deux voies de circulation séparées par un TPC surmonté d’une

DBA. On trouve également deux trottoirs latéraux séparés de la voie routière par des GBA.

Des garde-corps sont positionnés en bord des ouvrages. Les piles du pont qui soutiennent

l’ouvrage via des appareils d’appui à pot. Les piles sont fondées sur des pieux via une

semelle. Les culées qui consistent en un chevêtre fondé sur pieux, un mur garde grève et

des murs en retour.

Nous présenterons les coupes transversales (sur piédroit centrale et sur la culée) et la coupe

longitudinale du pont de Katako dans l’annexe 6,7 et 8.

ÉTUDE TECHNIQUE DESFONDATIONS DU PONT DE KATAKO À NIAMEY/NIGER DANS LE CADRE DELA REALISATION DE L’ECHANGEUR DIORI.


L’itinéraire actuel Diori-Katako-Gountou est une route bitumée assurant la desserte du trafic routier du marché Katako en passant par l’école Diori vers

les autres quartiers de la capitale. Les figures ci-dessous indiquent la localisation des ouvrages du projet ainsi que le plan de masse du pont de Katako.

Figure 1 : Vue aérienne de la zone du projet



Figure 2 :-Pont Katako-Plan de masse



Figure 3 : Principaux axe Routier à Niamey

ÉTUDE TECHNIQUE DESFONDATIONS DU PONT DE KATAKO À NIAMEY/NIGER DANSLE CADRE DE LA REALISATION DE L’ECHANGEUR DIORI.

Mémoire de fin d’études Présenté par : HAROUNA MANE Abdou

8

III.Contexte et justification du projet

Le projet de l’échangeur Diori Hamani s’inscrit dans la stratégie du développement de

transport mené depuis une dizaine d’années par le gouvernement de la république du

Niger. Cette étude a plus particulièrement comme objectif la conception, le

dimensionnement et l’exécution des ouvrages que comporte l’échangeur Diori Hamani,

c’est le cas du pont de Katako qui permet d’assurer le franchissement du marché de

Katako en offrant la possibilité de s’arrêter dans le marché ou de continuer en passant

sous le pont de Katako.

L’extension de la surface urbanisée de la ville de Niamey en moins de quarante ans a

fait évoluer la population vivant dans la ville et autour de la ville. En effet, la

consommation annuelle moyenne de l’espace a été de 500 hectares sous forme de

lotissements sur les dix dernières années pendant que la ville de Niamey abrite

actuellement plus de 40% de la population urbaine du pays (Audit urbain de Niamey,

2007).

Ce processus de croissance urbaine engendre des impacts sur l’environnement urbain

de la capitale, particulièrement en matière d’assainissement. En effet, avec

l’insuffisance du dispositif de drainage des eaux pluviales et de lutte contre l’érosion,

il est enregistré chaque année, des inondations qui détruisent des infrastructures

collectives et des habitations dans certains quartiers de la Ville de Niamey. A cela vient

s’ajouter le faible niveau d’infrastructures et d’accès aux services, particulièrement en

matière de mobilité. Ce déficit contribue à rendre davantage précaires les conditions de

vie et d’habitat des populations qui vivent au quotidien une multitude de problèmes

parmi lesquelles des embouteillages monstres, qu’il faille solutionner rapidement, eu

égard aux prévisions de hausse importante du trafic induit par les perspectives de

croissance du pays.

En ce sens, le présent projet d’aménagement du carrefour de Katako avec la

construction de deux échangeurs va contribuer à fluidifier la circulation dans cette

partie de la capitale, et lui donner un visage de capitale moderne.

Le projet consiste à déniveler l'axe Katako et l’axe Boukoki-Balafon à l’aide d’un

viaduc et de réaménager le carrefour de la route venant de l’école mission et la route

venant du palais de sport à l’aide d’un ouvrage de franchissement.



9

IV. Situation géographique de la zone du projet

La ville de Niamey est située au bord du fleuve dans la partie Sud-Ouest du Niger entre

les parallèles 13°33’ Nord et 13°24’ Sud et les méridiens 2° et 29°15’ Est. Elle est à

une altitude de 160 à 250 m au-dessus du niveau de la mer et couvre une superficie

estimée à 297,46 km2 pour une population estimée à 1 388 682 habitants selon la

projection 2012 de l’Institut National de la Statistique (INS). Toutefois, le résultat

préliminaire du Recensement Général de la Population et de l’Habitat (RGP/H) 2012

de l’Institut National de la Statistique (INS) situe la population de Niamey à 1.011.277

habitants. Dirigée par un Maire central, la ville de Niamey qui constitue le principal

centre urbain du Niger, comprend au total en 2012, cinquante-huit (58) quartiers

administratifs et quarante-six (46) villages et tribus rattachés. Ces villages sont repartis

entre le canton de Saga et en partie entre les cantons de Karma et de Lamordé

Bitinkodji. Ces quartiers et villages sont organisés en cinq arrondissement dirigés

chacun par un Maire d’arrondissement. L’itinéraire actuel Diori-Katako-Gountou est

une route bitumée assurant la desserte du trafic routier du marché Katako en passant

par l’école Diori vers les autres quartiers de la capitale. Les activités économiques de

la zone du projet sont principalement le commerce (au niveau du marché Katako et sa

périphérie) et le transport (notamment les taxis et autres moyens de transport en

commun).

Les figures ci-dessous indiquent la localisation du projet dans la ville de Niamey :

V. Description du milieu biophysique

V.1 Climat

Le climat est de type sahélo soudanien caractérisé par deux saisons bien distinctes : une

saison des pluies qui dure 4 à 5 mois et une saison sèche qui dure 7 à 8 mois (PDC,

2008). Selon la même source, la pluviométrie annuelle moyenne calculée sur les 5

dernières années est de 514,38 mm en 46 jours de pluie. Quant aux températures, elles

sont variables et dépendent des saisons. Les plus élevées sont enregistrées de Mars à

Mai et les plus basses entre novembre et février.

Le régime des vents est marqué principalement par :

- L’harmattan, qui est un vent chaud et sec et qui souffle du Nord au Sud et

- La mousson, qui est un vent humide soufflant d’Est en Ouest.



10

Ces dernières années, on assiste à des vents violents en début et à la fin de la saison des

pluies souvent assimilées à des tempêtes de sable. Lorsque ces vents violents

surviennent en cas des travaux, l’atmosphère locale pourrait être perturbée.

V.2 Géologie

Le long de la vallée du fleuve Niger, du Nord-ouest vers le sud, on observe une

alternance de formations récentes (alluvions récents à Goudel, nord-est Saga et

beaucoup plus à l’Est) et des formations du continental terminal (les grés argileux du

moyen Niger s’étendant beaucoup plus en superficie sur la rive droite que sur la rive

gauche). Ces formations sédimentaires constituées de grés argileux recouvrent les

formations du socle (granites birimiens, les roches vertes birimiennes et les schistes

birimiens).

A l’Est et au Nord-est de Niamey, les formations du socle concentrées autour de la

vallée font progressivement place aux formations sédimentaires telles que les grés

argileux et les alluvions récents. Par contre vers l’Ouest (nord-ouest et sud- ouest), on

observe tout autour de la vallée du Niger des formations sédimentaires recouvrant les

roches du socle jusqu’à ce que ces formations sédimentaires fassent place à des roches

équivalentes à ceux du socle cristallin du Liptako.

VI. Objectif global

Dimensionnement de la fondation du pont de KATAKO dans les normes et les règles

d’art, pour assurer la sécurité routière.

VII. Objectifs spécifiques

Les objectifs spécifiques assignés sont entre autres :

Faire un choix multicritère de type des fondations.

Déterminer la charge limite d’un pieu isolé et du groupe de pieux

Effectuer une descente de charge,

Vérifier le tassement d’un pieu isolé et le tassement d’un groupe de pieux,

Déterminer le ferraillage pour les plans d’exécutions.

Ressortir un devis estimatif et quantitatif du coût de l’étude.



11

VIII. Résultats attendus

Les résultats attendus à l’issue du projet de construction du pont de Katako sont les

suivants :

Le cadre de vie et la qualité des espaces publics sont améliorés ;

Les commerces sont rendus accessibles ;

La circulation à vélo et la marche à pied sont favorisées ;

Le trafic automobile généré par les habitants est stabilisé ;

L’ensemble des fonctions économiques supérieures indispensables au maintien

d’un rang international sont accueillies au cœur de la capitale ;

Les infrastructures de transport contribuant directement à l’attractivité

internationale sont améliorées ;

L’ancrage territorial et urbain des pôles de compétitivité est réussi ;

L’image architecturale de Niamey est développée en renforçant l’identification de

ses différents territoires suivant leur vocation ;

Le tissu urbain et le tissu économique sont développés ;

La qualité du paysage urbain et la préservation d’espaces de nature en cœur de ville

sont privilégiées ;

La capacité de trafic des carrefours concernés est augmentée ;

Un partage rationnel et une évacuation efficiente des flux de trafic sont assurés ;

Les possibilités de circulation et d’échanges dans la ville de Niamey sont

renforcées ;

Le temps pour les usagers est économisé ;

La sécurité routière et la protection des usagers les plus vulnérables sont renforcées



12

CHAPITRE 2 : GENERALITES SUR LES FONDATIONS

I. Définition

On appelle fondation, la partie d’un ouvrage reposant sur un terrain d’assise auquel sont

transmises toutes les charges permanentes et variables par cet ouvrage.il existe deux

grands modes de transmission des charges des constructions aux couches de sols sous-

jacentes : par la fondation superficielle et par la fondation profonde. La distinction entre

ces deux types de fondations se fait généralement en adoptant les critères prescrits dans

le fascicule 62 titre 5 ci-dessous :

Si < 4, nous sommes dans le cas des fondations superficielles.

Si ≥ 10, Ici on est dans le cas des fondations profondes.

Avec : D : profondeur de la base de la fondation par rapport au terrain naturel.

B : largeur ou diamètre de la fondation.

Lorsque 4 ≤ ≤ 10 les fondations seront dites semi-profondes ;dans ce cas le

comportement sera intermédiaire entre celui des fondations superficielles et celui de

fondations profondes.

II. Fondation superficielle

On appelle « fondations superficielles » toutes les fondations dont l’encastrement, D

dans le sol de la fondation n’excède pas quatre (4) à ou cinq (5) fois la largeur, B de la

semelle ou du radier (ou le plus petit côté).

Elles sont considérées comme des ouvrages simples et d’exécution facile. Néanmoins,

de très nombreux travaux leur ont été consacrés depuis près d’un siècle pour établir,

valider et améliorer leurs méthodes de calcul, car les paramètres à prendre en compte

sont varié et ces calculs mettent en jeu nombre de facettes du comportement mécanique

des sols.

Parmi les fondations superficielles on distingue : voir figure 4.



13

Figure 4: type de fondations superficielle

Les radiers ou dallage qui sont de grandes dimensions occupant la totalité de

la surface de la structure telle que l’épaisseur H est comprise entre 0.40 et 0.80.

Ils s’imposent :

- si la résistance du sol est faible

- si les ouvrages transmettent des charges importantes conduisant à des

semelles dont la surface est voisine de la moitié de celle de la

construction.

Semelles filantes qui sont des fondations de très grande longueur par rapport à

leur largeur et supportant mur paroi. Dans la pratique, on peut considérer qu’une

semelle rectangulaire est une semelle filante dès que le rapport L/B atteint ou

ne dépasse la valeur 10 a la rigueur 5

L étant la longueur de la semelle et B, sa largeur.

Semelles isolées, de sections carrées, rectangulaire ou circulaire et supportant

des charges ponctuelles.

III. Fondations profondes

III.1 Introduction

Les fondations « profondes » sont celles qui permettent de reporter les charges dues à

l’ouvrage qu’elles supportent sur des couches situées à des profondeurs variant de

quelques dizaines de mètres. Lorsque les charges apportées par un ouvrage sont élevées

et que les couches superficielles sont très compressibles (vase, tourbes, argiles moles



14

etc.) on envisage des fondations profondes (pieux) ou semi profondes (puits) afin

d’atteindre des couches résistantes en profondeur. Une fondation est dite profonde

lorsque le rapport D/B ≥ 10

Un pieu est une fondation élancée qui reporte les charges de la structure sur des couches

de terrain de caractéristiques mécaniques suffisantes pour éviter la rupture du sol et

limiter les déplacements à des valeurs très faibles. Il comprend principalement trois

parties à savoir : la tête qui reçoit directement les charges de la superstructure par

l’intermédiaire parfois d’une semelle de liaison, la pointe qui assure la transmission de

charge entre la base du pieu et le sol et le fût compris entre la tête et la pointe qui est le

siège de la transmission des efforts latéraux. La profondeur d’ancrage h est la

profondeur de la fondation dans la couche porteuse.

D’un point de vue mécanique on distingue la profondeur D du pieu, de la hauteur

d’encastrement équivalente De définie à partir des résultats des essais de sols en place.

Cette valeur de De tient en compte de la différence entre les caractéristiques

mécaniques, couche d’ancrage et celles des sols de couverture traversés par le pieu (voir

figure 5)

Figure 5 : Définitions de la hauteur d’encastrement géométrique D et

mécanique De



15

Dans cette partie, Il est aussi important de parler du mode de travail et l’intersection

avec le sol environnant qui conduisent à l’introduction de la notion de Profondeur

critique (Dc). L’expérience montre que, dans un sol homogène, la charge limite pointe

Qpu augmente avec la profondeur D jusqu’à une profondeur dite critique Dc au-delà de

laquelle elle reste presque quasi-constante figure (1). Cette profondeur dépend du type

d sol, de la résistance et du diamètre B du pieu. On pose Dc = * B , Ménard propose

les valeurs du paramètre indiquées dans le tableau 1 et la figure 6 notion de

profondeur critique.

Tableau 1: Valeurs de λ en fonction du sol et de la forme de la fondation.

Nature du sol

λ

Fondation

Circulaire ou carrée Filante

Argile - Limon 2 3

Argile raide - Marne -Limon

compact - Sable compressible5 6

Sable et Gravier 8 9

Sable et Gravier très compact 10 11

Figure 6 : profondeur critique dc et résistance de pointe Qpu



16

III.2 Classification des pieux suivant le mode d’exécutionLes pieux sont des pièces longues cylindriques, coniques ou prismatiques-les matériaux

employés (bois, béton, ou précontraint, acier) et les dimensions (longueur et section)

des pieux sont déterminés d’après la nature des couches du terrain ; par contre, la nature

des pieux (pieux préfabriqués ou exécutés sur place) est déterminée d’après les

conditions économiques et pratiques.

III.2.1 Pieux préfabriqués

Cette catégorie reprend bien sûr tous les pieux qui sont fabriqué avant d’être amené sur

place. On peut en distinguer de trois natures différentes.

Pieux en bois : probablement la plus vieille méthode de renforcement des

fondations. Pour des longueurs d’ancrage ne dépassant pas 12m.

Pieux métalliques : profilés en H ou tubes cylindriques. Les longueurs usinées

vont de 12 à 21 m. Pour une même longueur de pieu, les pieux métalliques sont

plus coûteux que le pieux béton, mais ils ont une plus grande capacité de reprise

de charge pour un poids donné, ce qui peut réduire les coûts de mise en œuvre.

Pieux en béton : utilisables pour une grande gamme de charge qui dépend de

la géométrie du pieu, de la résistance en compression du béton et des armatures.

Le béton a l’avantage d’être utilisable dans les sols corrosifs. On les utilise sans

raccord jusqu’à 15 m dans le cas de pieux en béton armé, jusqu’à 40m dans le

cas des pieux en béton précontraints et à des profondeurs supérieures pour des

pieux avec des raccords.

Une fois arrivé sur site, tous ces pieux sont mis en place par battage. Ce dernier consiste

à enfoncer le pieu dans le sol par l’action d’une masse tombante, appelée mouton.

III.2.2 Pieux réalisés sur site :

Cette catégorie reprend tous les pieux qui sont fabriqué sur le site même. Ils sont

directement moulés dans le sol. Les méthodes de fabrication et de mise en place de ces

pieux sont nombreuses. Certains procédés sont même bien particuliers à la société qui

s’occupe du chantier.



17

III.2.3 Pieux battus ou fores :

A tube battu :

Ce procédé consiste au battage par mouton d’un tube bouchonné jusqu’à une cote

prédéterminée. Le ferraillage et le bétonnage gravitaire se fait à l’abri du tube. Le tube

est ensuite extrait du sol. Ce procédé se fait par refoulement du sol sans déblais.

Forés simple :

Ce procédé n’utilise pas de soutènement de parois. Il ne s’applique donc que dans les

sols suffisamment cohérents. Un forage est exécuté dans le sol par des moyens

mécaniques et ensuite rempli par du béton et des armatures. La section du forage est

circulaire. Grâce à un outillage spécial, il est possible de foré des puits de 1.5 à 2 mètres

de diamètre jusqu’ à une profondeur de 30 mètres. Ces pieux sont réservés aux charges

exceptionnelles.

III.2.4 Pieux forés avec boue

Le procédé des pieux forés à la tarière creuse se caractérise par le forage du sol à l’aide

d’une tarière jusqu’à la profondeur souhaitée, puis par l’injection du béton sous

pression par l’axe de l’outil tout en remontant celui-ci. La cage d’armature est mise en

place par vibreur.

Figure 7: Méthode de réalisation des pieux forés sous boue du pont de Katako



18

III.2.5 Puits

Fondations creusées à la main, exigeant la présence d’homme au fond du forage. Les

parois du forage sont soutenues par un blindage. Le forage est bétonné à sec et le

blindage éventuellement récupère.

III.2.6 Barrettes

Les barrettes ou parois moulées sont un procédé commode pour constituer des

fondations profondes relativement massives, ou à grand linéaire. Elles trouvent leur

application préférentielle lorsqu’il s’agit de retenir des terres, soit que l’on excave

effectivement et qu’elles jouent alors un rôle mixte de soutènement et porteur, soit

qu’elles permettent de résister par leur forme et leur grande surface latérale, à la poussée

et aux efforts horizontaux. Elles sont soumises aux mêmes sujétions que les pieux

moulés et leur control est délicat, mais c’est sans aucun doute un procédé souple et

efficace.

III.3 Classification des pieux suivant le mode le monde de fonctionnement

Les pieux agissent sur le sol par :

Effet de pointe : reposant sur une couche très dure.

Effet de frottement latéral (pieux flottant) : transmettent essentiellement leurs

charges par frottement latéral et ne reposant pas sur une couche résistante.

Effet de pointe et frottement latéral (pieux flottant à la base) : frottement latérale

à la partie inferieur du fut qui doit s’ajouter à la résistance de pointe (figure 8)

Figure 8: Classification suivant le mode de fonctionnement



19

CHAPITRE 3 : RECONNAISSANCE DES SOLS : SONDAGEGEOTECHNIQUE

I. Reconnaissance des sols

La conception d'une fondation, d'un barrage en terre, ou d'un mur de soutènement ne

peut pas être faite d'une manière intelligente et satisfaisante sans pour autant que le

concepteur ait une idée précise et raisonnable des propriétés physiques du sol.

L'ensemble des investigations au laboratoire et sur le chantier nécessaire pour obtenir

cette information essentielle constitue la reconnaissance des sols.

Tout constructeur doit, dans son propre intérêt, prendre en compte la nature du sous-sol

pour adapter son projet en conséquence, définir le système de fondation de l'ouvrage

avec le meilleur rapport sécurité/coût et se garantir contre les effets de la réalisation des

travaux sur les constructions voisines. La responsabilité des problèmes liés au sol est

transférée à un spécialiste, le géotechnicien, dont la mission porte sur les points

suivants :

Les terrassements : faisabilité, réemploi des matériaux, tenue des talus et

parois des fouilles,

L’hydrogéologie : influence d'une nappe aquifère sur la réalisation des travaux

et sur la conception de l'ouvrage (drainage, cuvelage d'un sous-sol), agressivité

de l'eau vis-à-vis des bétons ;

Les fondations : définitions des types de fondations à envisager et contraintes

admissibles à retenir, évaluation des terrassements prévisibles ;

L’incidence sur l’environnement : stabilité des pentes et des constructions

voisines, nuisances liées aux travaux (compactage dynamique et rabattement

de nappe, injection, etc.) ;

Les risques naturels : détection de cavités naturelles ou anthropiques, stabilité

générale du site, sismicité.

Le géotechnicien doit avoir une approche à la fois naturaliste et technique des

problèmes. Pour mener à bien sa mission, sa première tâche, lorsqu'on lui laisse

l'initiative, est de définir le programme de la reconnaissance. Cette dernière devra être

complète, bien pensée et adaptée à la fois au site et à l'ouvrage. Elle doit permettre en

particulier de définir :

La géologie locale détaillée,

Les caractéristiques physiques et mécaniques des sols (voire même

chimiques),



20

Le régime hydrogéologique,

Ne pas se limiter obligatoirement à l'emprise du projet, mais être

éventuellement étendue à son voisinage, ce que l’on appelle « le site

géotechnique » ou encore le périmètre géotechnique de protection.

Les campagnes d’investigations doivent passer par l’ensemble des phases d’un projet

depuis les enquêtes préliminaires en passant par le stade de l'avant-projet sommaire

(APS), stade de l'avant-projet détaillé (APD) et du projet.

I.1 Enquêtes préliminaires :

Elles portent sur :

La visite des lieux avec examen des ouvrages voisins,

L’étude des cartes topographiques, géologiques et éventuellement des

photographies aériennes,

La consultation des documents relatifs aux risques naturels, cartes des carrières,

Plan d'Exposition aux Risques naturels, cartes sismiques, etc.).

L’utilisation de banques de données.

I.2 Stade de l'avant-projet sommaire (APS) :

L’aspect qualitatif de reconnaissance est privilégié. Des moyens d’investigation peu

onéreux sont bien adaptés à l’étude de l'hétérogénéité du site : géophysique, sondage

au pénétromètre dynamique, etc. Les sondages pour la réalisation d'essais mécaniques

sont effectués un nombre réduit et à ce stade les sondages carottés sont absents. Cette

reconnaissance doit :

Conduire aux systèmes de choix de fondations, à l'exclusion de tout

pré dimensionnement. La communication des données quantitatives ne peut

être qu'indicative et doit obligatoirement faire l'objet de vérifications

ultérieures ;

Mettre en évidence tous les problèmes particuliers que risque de poser la

réalisation du projet ;

Permettre de dresser un programme précis de la reconnaissance définitive.

I.3 Stade de l'avant-projet détaillé (APD) :

Cette reconnaissance permet au géotechnicien de répondre à tous les points figurants

dans sa mission et son contenu dépend des résultats de la première étude. Dans la



21

pratique, pour les ouvrages d’importance modeste et sur des sites homogènes,

les deux phases d'étude sont souvent confondues.

Le tableau 2 donne une idée générale des opérations de reconnaissance du sol

nécessaires à chaque stade d’étude du projet d’un ouvrage d’art.

Tableau 2: Méthode type de reconnaissance du sol

Avant-projet Sommaire (APS) Avant-projet détaillé (APD) Dossier d’Appel Offre (DAO)

Principe des fondationsprouvables.

Pré-dimensionnement Confirmation dudimensionnement et dumode d’exécution.

Indication sur les niveauxd’appui.

Principe d’exécution

Estimation sommaire Estimation précise des fondations

Enquête locale(précédents)

Poursuite de l’enquête locale(débit, affouillement)

Cartes géologiques(éventuellement)

Résultats de l’enquête préalable.

Reconnaissancegéographique du tracé

Coupe géotechnique détaillée dutracé

Battage de pieux oupalplanche d’essai

Eventuellement foragesd’identification géologique a

Essais géotechniques en place Etude de perméabilitédes sols ,du débit des

Essais géophysiques dedégrossissage(localisation du

substratum) Reconnaissance normale

Qualitative

A base des essais en place ; si lesphénomènes en jeu sont bien pris encompte par les essais en place, s’entenir la

Enquête préalable

Si les phénomènes semblent devoirêtre de grande ampleur recouvrir à lareconnaissance spécifique (essaispéciaux, essai de laboratoire suréchantillons intacts, essai insu).

Reconnaissance spécifique.

Stades du projet

Réconnaissances

Renseignement recherché Recommandations pour

l’exécutions

Source d’informationRésultats de la reconnaissance

normale.

Exploitation des essais

Moyen

ÉTUDE TECHNIQUE DESFONDATIONS DU PONT DE KATAKO À NIAMEY/NIGER DANS LECADRE DE LA REALISATION DE L’ECHANGEUR DIORI.


22

II. Sondage géotechnique

Les sondages sont des techniques d’exploration des propriétés physique de sol tels que :

L’identification et la qualification des sols en vue du dimensionnement des

fondations profondes ;

La qualification et la quantification des matériaux de chaussée et de remblai

incorporés aux ouvrages.

Pour la réalisation de l’ouvrage ‘’ Pont de Katako’’, deux types de sondage ont été réalisé :

sondage pressiomètrique et sondage carotté plus standard pénétration test. Les différentes

étapes à élaborer pour la réalisation de ces sondages sont définies dans l ’annexe 3.

Pour ce qui est de formations géologiques, les sondages réalisés au droit du futur ouvrage

ont permis de reconnaitre les formations détaillées suivantes :

Sables supérieurs : Cette couche très lâche est présente en surface, jusqu’à 2 m de

profondeur. Ses caractéristiques mécaniques sont très faibles (module

pressiomètrique de 4 MPa et pression limite de 0,3 MPa).

Sables : Cette couche est constituée de sables peu argileux fins en tête et de sable

argileux moyens à graveleux ensuite. La base de cette couche est constituée

d’oolithes argileux moyennement denses. Ses caractéristiques mécaniques sont

hétérogènes et globalement moyennes avec une pression limite moyenne de 0,7

MPa et un module pressiomètrique moyen de 17 MPA.



23

CHAPITRE 4 : CONCEPTION ET ETUDE D’EXECUTION DE LAFONDATION

I. Conception

I.1 Données géotechniques du site

Dans le cadre de notre projet deux types de sondage ont été effectué, il s’agit :

Des sondages pressiomètrique (essai au pressiomètrique de Ménard) ;

Des sondages carottés plus standard pénétration test (essai de pénétration standard

ou normalisé).

Il a été réalisé deux essais pressiomètrique (SP5 et SP6) qui nous ont permis d’obtenir des

informations précises sur la nature et la qualité des sols. Les sondages ont été réalisés à

tous les mètres jusqu’à la profondeur de 36m.

Pour ce qui est de l’essai de pénétration standard, deux sondage carotté (SC2 et SC3) de

20m de profondeur a été effectué. Ces sondages ont permis d’obtenir une description

détaillée de la lithologie du terrain et la profondeur de la nappe. En effet ce sondage a révélé

la présence d’une nappe phréatique à partir de 6.3 m de profondeur.

La figure qui suit présente la localisation des points de sondages pour le pont de Katako.

Figure 9 :Localisation des points de sondages géotechnique



24

Le tableau 3 présente les différents sondages pressiomètrique et les sondages carottés plus

standard pénétration test.

Tableau 3: Sondages pressiomètrique et essais carottés de l'ouvrage Katako.

N° Localisation Type d’essai Désignation Profondeur (m)

5

Katako

Sondage

pressiomètrique

SP5 36

6 SP6 36

2

Katako Sondage Carotté + SPT

SC2 20

3 SC3 20

NB : les numéros de sondages ont été pris exactement comme présentées dans le dossier

de l’étude géotechnique de conception phase avant-projet Mission G2 Pro et correspondant

au dossier N°16001GEO.

I.2 Choix du type de fondation

Le type des fondations dépend de trois facteurs :

La contrainte de compression admissible sur le sol ;

Les risques d’affouillements dans le cas d’ouvrage en site aquatique ;

Les phénomènes de tassements qui doivent être compatibles avec l’intégrité des

superstructures.

Le type de fondations employées varie en fonction de la proximité ou de l’éloignement du

bon sol par rapport au terrain naturel. Généralement on distingue principalement deux types

de fondations : Fondations superficielles sur semelles et Fondations profondes sur pieux.

Cependant seuls les fondations profondes sont adaptées pour des ouvrages de grandes

envergures tel que le pont. D’après le rapport géotechnique le sol se trouve à une

profondeur importante qui nous amené à écarter le choix de la fondation superficielle.

Alors, nous procèderons par une analyse multicritère pour le choix de type de fondations

profondes prescrit dans le document FOND 72 extrait du fascicules 1-4

Le tableau 4 décrit les avantages et inconvénients de différent type des pieux.



25

Tableau 4: Avantages et inconvénients de type des pieux.

Type de pieux Avantages Inconvénients

Pieux préfabriquésen béton armé mis

en place parrefoulement du

terrain

-Courbe de battage-béton et armatures soignés etcontrôlables-possibilité de mise en œuvre partiellepar lançage ;-dimension des pieux assez petits pouravoir des semelles économiques ;-taux de travail supérieur à celui despieux coulés en place ;-possibilité de bulbes préfabriqués-la qualité du béton des pieux peut êtrecontrôlée avant l’insertion dans le sol ;-la stabilité dans les sols compressibles ;

- exige une appréciation assez sure de lalongueur nécessaire, sinon complicationsassez gênantes (entures difficiles etdemandant un certain délai dedurcissement) ;-délai de durcissement, nécessité d’une airede manutention et stockage.-difficultés de manutention pour des pieuxdépassant 20 à 25 mètres de longueur ;-cout de déplacement du matériel croissantvite avec la longueur nécessitant alorsamorti sur un nombre de pieux suffisant ;-puissance de pénétration limitée ;-risques de dégradation au battage ;

Pieux, puits forésexécutés en place

-prélèvement d’échantillon remaniés-adaptation de longueur facile (ni enture,ni pertes) ;-pas de risque pour les ouvrages voisins(pas de vibrations) sauf en cas detrépannage ;-peut traverser ou pénétrer en terrain-durtrépannage ;-dans les cas rares de bétonnage à sec, ilest théoriquement possible de constituerdes bases élargies-pas d’aire de préfabrication.

-problèmes et aléas de bétonnage(convenance de la plasticité du béton prêt àl’emploi après transport, délavage,pollution, discontinuités de bétonnage…)-Aléas croissants à mesure que le diamètreest plus grand (difficulté de curage en pied,durée du bétonnage, lourdeur des cagesd’armatures…).-difficulté d’armer fortement ;-risque de mauvais enrobage desarmatures ;-béton peu compact (et taux de travaillimité) si coulage sous l’eau ;

Pieux métalliques( pieu façonné àl’avance ou pieumixte ,palpieu)

-courbe de battage-sans sabot : pénétration facile ; peu derisque pour les ouvrages voisins ;-manipulation facile (peu fragile)-résistance à la flexion élevée ;-entures faciles ;-limitation du frottement négatif-peut être facilement intégré à un rideaude palplanches ( pal-pieux) pour lerigidifier

-risques de corrosion, remèdes : protectioncathodique, métallisation, peinture-frottement latéral unitaire faible-nécessité de curer pour les pieux ouverts sil’on veut bétonner à l’intérieur ;-avec sabot : vibrations ne pénètre pas dansle rocher ;-fragilité des soudures au battage.

Pieux H (profilémétallique)

-résistance élevée à la compression et àla flexion ;-capacité de pénétration élevée ;-peu d’influence sur les pieux ououvrages voisins au cours du battage(non refoulement) ;-courbe de battage-manipulation et stockage faciles ;-limitation du frottement négatif ;Inclinaison importante possible danscertaines limites de longueur.

-frottement latéral unitaire moins élevé ;-surface de base très faible (risque depoinçonnement) ;-risque de corrosion ; remèdes : protectioncathodique, métallisation, peinture, aciers spéciaux ;-fragilité des soudures ;-dans les vases, risque de flambement nonnégligeable si l’élancement est grand.



26

Barrettes etParois moulées

En plus des propriétés des pieux etpuits forés exécutés en place :-formes variées à l’infini (pas besoind’incliner) ;-pas de risque pour les ouvragesvoisins (sauf décompactionséventuelle et éboulements si pertesde boue ou surcharge de boueinsuffisante).-emprise au sol faible ;-grande souplesse d’exécution pourla longueur des plots des paroismoulées (suivant les terrains et lessurcharges, de 2 à 8 mètres).

En plus des propriétés des pieux et puitsforés exécutés en place :-problèmes et aléas de bétonnage ;-aléas croissants à mesure que lalongueur des plots est plus grande(durée du bétonnage, lourdeur de lacage d’armature) ;-problème des joints entre plots-risque de mauvais enrobage desarmatures ;-danger de mauvaise qualité de la boue-frottement latéral assez faible ;-pertes de boue et éboulement si cavitésimportantes ;

Selon les analyses multicritères, les conditions géotechniques du site signalées dans le

rapport géotechnique, compte tenu des contraintes et des énormes progrès technologiques

réalisé au cours de ces dernières années par les entreprises spécialisées, les pieux forés sont

le type de pieux les mieux appropriés pour notre projet. Alors nous adopterons des

fondations profondes sur pieux forés.

I.3 Choix de la méthode de dimensionnement des du pont de Katako

Le choix d’une méthode pour le dimensionnement des fondations constitue une phase

fondamentale et cruciale pour un projet de construction d’ouvrage d’art. Le bon choix

d’une méthode se justifie et s’impose au-delà même d’une simple technique, car il y va

d’un abaissement coût de l’ouvrage, le temps d’exécution et la sécurité vis-à-vis de la

stabilité générale de l’ouvrage. Dans le cas de notre projet deux méthodes s’offrent à nous

: la méthode pressiomètrique et la méthode de pénétration standard. Nous procèderons à

une analyse comparative afin de choisir la méthode de calcul la plus adéquate.



27

Tableau 5 : Avantages et inconvénients de méthode pressiomètrique et méthodede pénétration standard

Méthodes Avantages inconvénients

Méthode

pressiomètrique

Traduction du comportement réeldu sol.

Détermination descaractéristiques mécaniques dessols.

Prédiction des tassements du sol. L’essai s’effectue sans difficulté de

mise en place et s'exécute avec untemps appréciable.

Ne permet pas d’obtenir defaçon correcte lescaractéristiques classiques decisaillement.

La sonde pressiomètriquepeut se buter et compromettrel’essai

Méthode de

pénétration

standard

Possibilité de prélever deséchantillons plus ou moins intacts.

Évaluation qualitative du degré decompacité et de la stratification.

Facilité de la mise en œuvre.

L’essai SPT est fortementaffecté par les conditions deforage et d'échantillonnage.

L’essai ne s’applique qu’auxsols dont la dimension desplus gros éléments nedépasse pas 20mm

L’essai SPT est très sensibleau mode de mise en œuvre

Des études faites par différents chercheurs notamment Maurice CASSAN sur le domaine

d’utilisation des méthodes ont conduit aux résultats suivants

Tableau 6: Choix du type d'essai en fonction de la nature du terrain pour le calcul des pieux

Type de sol

Désignations

Méthodes

Pressiomètrique Pénétration standard

Argiles molles Recommandée Proscrite

Argiles raides et marnes Recommandée Recommandée

Sables Recommandée Proscrite

Graviers Recommandée Proscrite

Type d’élément Pieux Recommandée Proscrite



28

I.4 Pré-dimensionnement des fondations sur pieux du pont de Katako

Puisque on a opté pour des fondations profondes, les dimensions de la semelle dépendront

directement du diamètre des pieux, du nombre de rangées et celui de files. Nous avons

utilisé le document PP73 extrait du SETRA pour les semelles de liaisons (piles et culées),

et le fascicule 62 titre pour les pieux.

Le tableau 7 présente les résultats récapitulatifs.

Tableau 7: Récapitulatifs des résultats de pré-dimensionnement

NB : tous les détails des calculs sont présentés dans L’annexe 1.



29

II. Étude d’exécutionDans cette partie du présent mémoire nous allons dimensionner nos pieux à partir de la

méthode pressiomètrique. Cette dernière est la méthode la plus utilisée de nos jours et

donne de bons résultats quel que soit la nature du sol.

Pour atteindre nos objectifs nous procèderons à une étude géotechnique qui consiste à

déterminer la capacité portante dont le principe repose sur la mobilisation, d’une part, de

la réaction offerte par le sol sur la pointe du pieux et, d’autre part, d’un frottement latéral

le long du fut du pieu. Ce qui nous amène à déterminer la charge admissible Qadm (charge

à laquelle les pieux supporteront la charge de l’ouvrage) et la profondeur optimale.

II.1 Descente des charges au niveau des fondations

A. Généralités :

Le calcul d’un pont, comme de toute autre construction, a pour objet de vérifier que le

dimensionnement adopté lui confère le niveau (initial) de fiabilité requis compte tenu de la

qualité exigée des matériaux qui seront utilisés et du niveau de contrôle prévu lors de son

exécution.

Pour le dimensionnement des fondations dans notre cas, on considère que les pieux ne

reprennent que les efforts verticaux.

Le présent travail sera axé sur la descente de charges en vue d’avoir une idée globale sur

les différentes charges arrivant sur nos pieux, c’est-à-dire les charges permanentes et les

charges d’exploitations. Les tableaux qui suivent récapitules les charges permanentes et

l’exploitations. Tous les détails seront donnés dans l’annexe 2.

Tableau 8: Récapitulatif des charges permanentes

Désignation Charge permanente en G KN

Tablier 205.244

Culée C0 2502.016

Pile P1 4274.990

Culée C2 2502.016



30

Tableau 9: Récapitulatif des charges d’exploitations.

Désignation des Charges Charge d’exploitation Q en (KN)

Pile P1

A(L) 1806.948

Bc 299.900

Bc-Niger 330.040

Bt 363.200

Br 113.600

qtr 32.400

Mc120 3664.620

FAL 89.500

FBc 300.000

FBc-Niger 420.000

Culées (C0 = C2)

A(L) 903.474

Bc 299.900

Bc-Niger 330.040

Bt 363.200

Br 113.600

qtr 16.200

Mc120 1832.310

FAL 44.960

FBc 300.000

FBc-Niger 420.000



31

II.2 Combinaisons des charges

A. Combinaison des charges vis-à-vis des états limites ultimes (ELU)

L’Etats Limites Ultimes (ELU) correspond à atteindre du maximum de la capacité de

l’ouvrage avant dépassement par perte d’équilibre statique, rupture des sections par

déformation excessive ou instabilité de forme. Ils ont pour objet d’assurer que la probabilité

de ruine de l’ouvrage est acceptable. Ici, nous effectuerons les combinaisons suivantes :

Combinaison Fondamentales

1.125× S { . + . + + + + + +∑ . }: actions permanentes défavorables ;

: actions permanentes favorables ;

: actions des pressions statiques de l’eau ;

: actions éventuelles de frottement négatif ;

: actions éventuelles de poussées latérales ;

: actions hydrodynamiques ;

: valeur caractéristique variable de base ;

: valeur caractéristique variable d’accompagnement ;

: 1 si l’action Gw est favorable, 1.05 dans le cas contraire ;

: le cas le défavorables est égal à 1 ou 1.2 ;

: le cas le défavorables est égal à1 ou 0.6 ;

: le cas le défavorables est égal à 0.9 ou 1.2 ;

: le cas général nous 1.33

Combinaison Accidentelles

S { + + + + + + + + ∑ }Avec : valeur nominale de l’action accidentelle ;



32

: valeur fréquente d’une action variable Ql ;

: valeur quasi permanente d’une autre action Qik.

Combinaison vis-à-vis des états-limites de stabilité d’ensemble.

1.125 S { . + . + + + ∑ . }1.126

B. Combinaison des charges vis-à-vis de l’états limites de services (ELS)L’Etats Limites de Services est lié aux conditions normales d’exploitation et de durabilité

et correspond au-delà aux phénomènes suivants : ouverture excessive des fissures,

compression excessives du béton, déformation excessive des éléments porteurs, perte

d’étanchéité etc. Ils ont pour objet de s’assurer qu’un seuil de déplacement jugé critique

est acceptable. Dans ce cas, nous effectuerons les combinaisons suivantes :

Combinaisons rares

S { + + + + + + + ∑ }.

Combinaisons fréquentes

S { + + + + + + + ∑ } Combinaisons quasi-permanentes

S { + + + + + + ∑ }NB : Les charges pour nos différentes combinaisons se résume dans le tableau 9. Tous les

détails seront donnés dans l’annexe 2



33

Tableau 10: Récapitulatif des charges pour les combinaisons

charges pour les combinaisons a l'ELU et l'ELS de fondations profondes définiepar le fascicule 62 TITRE V

Désignations FormulesValeurs retenues

Pile Culée Unité

actions permanentes défavorables 4274.990 2502.016 KN

actions permanentes favorables 205.244 205.244 KN

actions des pressions statiques de l’eau 706.80 706.80 KN

actions éventuelles de frottement négatif 250.93 250.93KN

actions éventuelles de poussées latérales 128 128 KN

actions hydrodynamiques / / KN

Ainsi nous obtenons les résultats dans les tableaux qui suivent :

Tableau 11: Récapitulatif des charges obtenues après combinaisons pour la pile

CHARGES OBTENUES APRES COMBINAISONS POUR LA PILE ( KN )

ELU

Combinaison fondamentales 25214,7986

Combinaison accidentelles 18733,7038

Combinaison vis-à-vis des états-limites de stabilité d’ensemble 19991,8132

ELS

Combinaisons rares 17934,092

Combinaisons fréquentes 18006,780

Combinaisons quasi-permanentes 17570,892



34

Tableau 12 Récapitulatif des charges obtenues après combinaisons pour uneculée

charges obtenus après combinaisons pour la culée ( KN )

ELU

Combinaison fondamentales 21303,1275

Combinaison accidentelles 16012,5413

Combinaison vis-à-vis des états-limites de stabilité d’ensemble 16862,4763

ELS

Combinaisons rares 16211,7184

Combinaisons fréquentes 16284,406

Combinaisons quasi-permanentes 15848,5184

III. Vérification de la résistance aux états limites

La vérification consiste à déterminer la profondeur d’ancrage du pieu, profondeur à

laquelle voir la résistance du sol permet aux pieux de supporter l’ouvrage. Après

combinaisons, nous prenons la valeur la plus défavorable qui nous servira du calcul de

vérification. Nous avons établi un fichier Excel pour déterminer la profondeur d’ancrage.

Le principe de calcul se de vérifier par itérations si la charge axiale de calcul reste égale ou

inférieure à la charge maximum de l’élément de la fondation.

Tous les détails de calculs sont présentés dans l’annexe 2 :

NB : Nous retenons la profondeur d’ancrage Panc = 16 m pour les pieux sous pile et 14 m

pour les pieux sous la culée (5 pieux sous chaque semelle de liaison). Le tableau 12 donne

les combinaisons ELU et ELS à la profondeur retenue.



35

Tableau 13 : vérification de la charge Q à ELU et ELS

Combinaisons de charges

Q en

(KN)

Pile Culée

QmaxQcal Vérification

Qmax> Qcal

Qmax Qcal Vérification

Qmax> Qcal

ELUFondamentales 30551.36 25214,7986 23352.04 21303.13

Accidentelles 35643.24 25214,7986 28721.84 21303.13

ELSRares 26197.46 25214,7986 20934.01 21303.13

Quasi-permanente 20583.66 25214,7986 17270.57 21303.13

IV. Vérification aux tassements :

Le tassement d’un pieu isolé sous les charges usuelles (combinaisons quasi permanentes,

ou même rares) est en général faible et ne constitue pas un paramètre de calcul déterminant

pour la plupart des structures de génie civil. Dans certains cas de groupes de pieux, il peut

être, par contre, impératif de prévoir le tassement, et une estimation fiable suppose, bien

souvent, que l’on soit déjà en mesure d’estimer correctement le tassement d’un pieu isolé.

Le tassement en tête d’un pieu isolé peut être calculé de manière plus précise si l’on connait

les lois de mobilisation du frottement en fonction du déplacement vertical du pieu en

chaque section de de celui-ci, ainsi que la loi de mobilisation de l’effort de pointe q en

fonction du déplacement vertical Sp de celle-ci (méthode des fonctions de transfert de

charge).

Le recours aux méthodes de fonctions de transfert de charge nécessite l’utilisation de

l’ordinateur afin de résoudre l’équation d’équilibre sous chaque palier de chargement. Cela

est dû aux non-linéarités introduites par les lois de mobilisation ou à leur hétérogénéité

traduisant l’hétérogénéité du sol. La méthode des différences finies ou la méthode des

matrices-transferts permettent alors d’utiliser la solution analytique dans chaque couche

homogène du système sol-pieu.

De nombreuses études théoriques en milieu linéaire élastique isotrope ont été menées dans

le but de prévoir le tassement des pieux dans de tels milieux et des abaques sont disponibles.

Les pieux sous nos éléments étant groupés, nous allons procéder au calcul du groupe de

pieu par la méthode des groupes de pieux.



36

IV.1 Calcul du tassement d’un pieu isolé.Le tassement d’un pieu isolé sous les charges usuelles (combinaisons quasi permanentes,

ou même rares) est en général faible et ne constitue pas un paramètre de calcul déterminant

pour la plupart des structures de génie civil.

L’interprétation des résultats de l’ensemble des essais de chargement en vraie grandeur

effectués par les Laboratoires des Ponts et Chaussées montre que le tassement en tête des

pieux n’excède que très rarement le centimètre, sous une charge de référence égale à 0,7Qc

et ce, pour une gamme de pieux dont la longueur de fiche varie de 6 à 45 m et dont le

diamètre B est compris entre 0,30 et 1,50 m. Ces résultats permettent de proposer les règles

simples suivantes pour estimer, dans les cas courants, le tassement sous la charge de

référence 0,7Qc. Nous rappelons que l’essai pressiomètrique SP6 donne les pressions

limites les plus défavorables à la profondeur de pieux retenues, alors nous calculons la

charge de fluage Qc à partir des données de SP6.

Pour les pieux forés : Sref = 0,006 B (avec des valeurs extrêmes de 0,003 et 0,010B) ;

On a:= + . = , + ,. = 7074.07 → 0.7 = 0.7 × 7074.07 =4951.849Sref = 0.006× 800 = 4.2 mm

Ces tassements sont admissibles car inférieurs à 50 mm

Une méthode plus rigoureuse due à Maurice CASSAN sous les hypothèses d’une charge

unitaire sur un sol homogène de module pressiomètrique EM estime le tassement d’un pieu

isolé a :

= 4 × 1 × 1 + . . ( . ). . . ( . )Avec :

B : diamètre du pieu (=80 cm) ;

Eb : module d’élasticité du béton : Eb=14000 MPa=140000 bars.λ = 4.5 × E ( bars): λ = 4.5 × 7030 = 31635 bars (EM module pressiomètrique)



37

a = 4B × 4.17 × 10 . EmEb = 480 × 4.17 × 10 × 7030140000 = 1,04697. 10 cmD est la fiche du pieu D = 1600 cm.

S = 4π × 180 × 1 + 316351,04697. 10 × 80 × 140000 × t (1,04697. 10 × 1600)31635 × 80 × 140000 × t . (1,04697. 10 × 1600) = 0.003734S1 = 0.003734 cm

Qc= 5221.61 on a alors :

é = 0,003734 × 5221.61 = 19.49 mm

Tassement admissible car é est inférieur à 50 mm

IV.2 Calcul du tassement du groupe des pieux

Le tassement d’un groupe de pieux peut être déterminé par la « méthode classique ». Cette

méthode se base sur l’hypothèse d’un comportement élastique du sol et sur le fait que la

semelle de liaison ne surcharge pas le sol.

Si s (1) est le tassement du pieu isolé sous charge unitaire et Q la charge sur chaque pieu,

le tassement du groupe est :

S = S( ) × Q 1 + α = S é × Q 1 + αα : coefficient d’interaction pour l’espacement Sj

La détermination de ce tassement se résume donc à trouver les différents coefficients

d’interaction. Ce coefficient dépend de :

Position de la base des pieux, dans notre cas les pieux sont sur un substratum

rigide ;

De la rigidité relative sol-pieu K=Kp/Ks, Kp et Ks sont respectivement les

modules d’élasticité des pieux et du sol.

K = E3(1 − 2v) = 21000 MPa3(1 − 2 × 0.2) = 11666.67 MPa



38

K = E3(1 − 2v) = 170 MPa3(1 − 2 × 0.45) = 566.67 MPa= = 20.6⁄ Du rapport B/S entre le diamètre et l’espacement des pieux ;

Du rapport D/B et du coefficient de poisson v.

L’abaque ci-dessous nous donne approximativement les valeurs du coefficient

d’interaction pour l’emplacement sj.

Pour le tassement du groupe on a donc :

= é × + ∑ = = 18.49 × (1 + 2 × 0.38 + 0.25 + 0.19 + 0.08 + 0.07) = . mm

Ces tassements sont admissibles pour les chargements considérés.

Figure 10 : Coefficient de proximité pour un pieu ancré dans un substratumrigide.



39

V. Dimensionnement des pieux et semelles de liaisons

Le dimensionnement en béton armé consiste à déterminer les sections d’armatures à

disposer dans les éléments de la structure. Dans cette partie nous déterminerons le

ferraillage de la semelle de la semelle de liaison ainsi que pour les pieux.

Hypothèses générale de calculs :

b.2) Règlements et instructions :

Les règles et instructions utilisés sont les suivants :

Règles BAEL 91 révisées 99 : Le calcul du ferraillage sera conforme aux règles

techniques de conception et de calcul des ouvrages et constructions en béton armé

suivant la méthode des états limites ;

FASCICULE N° 62 TITRE V : règles techniques de conception et de calcul des

fondations des ouvrages de génie civil.

b.1) Caractéristiques des matériaux :

Nous avons comme données les caractéristiques :

Béton :

La résistance du béton à 28 jours d’âges à la compression Fc28=30 MPa.

Coefficient du béton =1.5 dans le cas général.

Dosage minimum du béton : 400kg/m3.

Module d’élasticité du béton : Eb=14000 MPa

Aciers :

La résistance de l’acier Fe = 500 MPa.

Module d’élasticité Es = 210 000 MPa.

Coefficient du béton =1.15 dans le cas général



40

V.1 Calcul de sections d’armatures des semelles de liaisons

Pour le dimensionnement de la semelle de liaison, nous allons utiliser la méthode des

bielles prescrit dans le B.A.E.L 91-99 MODIFIE Cette dernière permet de calculer les

semelles de fondation recevant une charge centrée, avec une relation uniforme du sol ou

des réactions égales de chacun des pieux, dans l’hypothèse où les centres de ceux-ci sont

disposés aux sommets d’un polygone régulier et où l’axe du l’axe du pied droit passe par

le centre. Les semelles liaisons pour les fondations seront considérées rigides.

Le schéma qui suit, est un schéma type pour le calcul de l’effort de tranchant.

Figure 11 : schéma type de dimensionnement de la semelle

L’équilibre statique doit être assurée :∑ / A = 0 ⇒ × − − × = 0 D’où = × ( )×Le calcul étant mené à ELU , les aciers travaillent à = et donc la section d’aciernécessaire As est telle que :× ≥ ≥ ( − )8 × ×Les semelles de l’ouvrage de Katako étant des semelles isolées, nous déterminons lessections d’armatures suivant la nappe inferieure et la nappe supérieure :

Nappe inferieure // B :( ) = 8 × ( − )× ∶ .



41

Nappe supérieure // A :( ) = 8 × ( − )× ∶ .Les aciers de répartition sont les aciers longitudinaux de la fondation, leur est égale au

maximum à As/4. L’espacement maxi entre les armatures transversales ou de répartition

est de 30cm.

Le tableau qui suit présente le récapitulatif des armatures des semelles de liaisons.

Tableau 14 : Récapitulatif de sections d’armatures

Désignation

VALEURS DE CALCULS

UnitésCulée C0 Pile P1 Culée C1

Charge G 2,151 3,924 2,151 MN

Charge Q en kN 1,832 3,664 1,832 MN

Charge P en (MN) 5,654 10,794 5,654 MN

Armatures Nappe

inferieure

Ax (cm² )

calculs 18.58 93.01 18.58 Cm²

Choix 6 HA20 12HA32 6HA20 Cm²

Espacement 20 20 20 cm

Armatures Nappe

Supérieure

Ay (cm² )

calculs 11.50 21.96 11.50 Cm²

Choix 6HA16 7HA20 12HA20 Cm²

Espacement 20 20 20 Cm²

Contrainte de

compression= ×× ² × ² 8,186 15,630 8,186 MPa

Vérification de la bielle :

sous les pieux

oui oui oui Vérifier

Contrainte de cisaillement : 1.26 2.41 1.26 MPa

Vérification du cisaillement : oui oui oui Vérifier

NB : Le plan de ferraillage de la semelle de liaison sous la pile et sous la culée sera

fourni dans l’annexe 5

< , ×= , ××< , ×



42

V.2 Calcul de sections d’armatures des pieux (pile et culée) et dispositions

constructives

V.2.1 Calcul de sections d’armatures.

Les pieux forés destinés aux fondations des ouvrages d’art sont en général armés sur toute

leur hauteur. Le ferraillage doit donc être préfabriqué en usine ou sur le chantier et

descendu ensuite dans le forage. L'ensemble des armatures constituant le ferraillage ainsi

préfabriqué porte le nom de cage d'armatures.

En partie courante, la cage d'armatures d'un pieu est constituée de barres longitudinales,

disposées suivant les génératrices d'un cylindre, autour desquelles sont enroulées et fixées

rigidement des armatures transversales.

Les armatures longitudinales ont pour rôle de résister, dans chaque section du pieu, aux

moments fléchissant calculés ou parasites. Quant aux armatures transversales, ils jouent

trois rôles suivants :

Maintenir les armatures longitudinales en s'opposant au flambement de celles-ci.

Résister à l'effort tranchant.

S'opposer à l'ouverture des fissures longitudinales qui pourraient apparaître dans

le béton.

Dans de notre projet les pieux sont calculés en compression simple, ils ne reçoivent que

l’effort normale de compression (charge verticale). Tous les calculs ont été effectués à

l’aide d’un fichier Excel (ANNEXE 2). Le tableau 15 présente le récapitulatif de sections

d’aciers.



43

Tableau 15 : Récapitulatif des sections d’aciers pour les pieux

Désignation

valeurs de calculs

Culée C0 Pile P1 Culée C1

Section théorique d'armature (cm2) 28,37 66,64 28,37

Section maximale d' armature (cm2) 502 ,4 502,4 502,4

Section minimale d'armatures (cm2) 20,10 20,10 20,10

On s'appuie sur le ferraillage minimal donnée par le fascicule 62-titre V. = 50 ²pour des diamètres de pieux inférieurs à 1 m. On prendra pour ferraillage minimal 12HA25

Armatures

Longitudinales

(Cm2)

Choix (cm2) 58,92 58,92 58,92

Diamètre (mm) 25 25 25

Espacement 30 30 30

Armatures

transversales

(Cm2)

Diamètre (mm) 14 14 14

Espacement st (cm) 30 30 30

NB : Le plan de ferraillage du pieu sera fourni dans l’annexe 5

V.2.2 Les armatures et les dispositifs particuliers

Outre les armatures longitudinales et transversales, il existe d’autres types d’armatures et

dispositifs qui ont des rôles importants dans la bonne mise en œuvre des pieux.

Cerces de montage : ils ont pour rôles de faciliter la préfabrication de la cage,

respecter le diamètre terminé de celle-ci et répartir convenablement les

armatures longitudinales, ces cerces doivent être rigides pour cela leur diamètre

est important par exemple pour nos pieux (φ=800mm) on préconise des

diamètres de φ = 20 mm ou 14 mm leur espacement varie entre 20 et 30 cm

environ.

Cales en béton ou en plastique : pour assurer l'enrobage des armatures de la

cage et le centrage de celle-ci, on utilise des cales, de forme circulaire, qui

peuvent être en ciment ou en matière plastique.



44

Panier : A la partie inférieure de la cage, il était habituel de retourner les

armatures longitudinales vers le centre de la section du pieu de façon à

constituer un « panier ». Il permet d’éviter le poinçonnement du fond de forage

par les armatures longitudinales, il empêche au tube plongeur de toucher le fond

du forage. Il semble maintenant préférable de n'admettre qu'une légère courbure

des armatures vers l'intérieur de la cage.

Armatures de levage : ces armatures ont pour rôle de faciliter le levage de la cage

d’armatures pour la poser éventuellement dans le forage. Il est nécessaire souvent de

renforcer le ferraillage au niveau ou ces armatures seront placées.

V.3 Réalisation des pieux du pont de Katako

Sur cet ouvrage, il y a 15 pieux de 16m et de diamètre 80mm à réaliser. Ce sont des pieux

de types foré boue sans refoulement du sol à la mise en place. Ce type de forage est

exécuté dans le sol par des moyens mécaniques tels que benne, tarière, carotteuse.

Pour soutenir la paroi, on injecte une boue bentonitique.

La boue bentonitique est un mélange de bentonite, d’eau et d’additifs.

La bentonite est un argile montmorillonite avec une limite liquide très élevée. Ainsi

lorsqu’une grande quantité d’eau lui est ajouté, le mélange garde une grande stabilité.

Dans cette partie, je vais décrire l’exécution de ce type de pieu, les tests à réaliser pour

s’assurer de la qualité des pieux et les écueils à éviter.

Liste matériel

Deux foreuses Benne à boue 3 pompes 2 buckets Tractopelle Grue Mobile Un camion plateau Un groupe électrogène 8 tubes plongeurs Une benne à béton Une virole Poste à souder Une chaise + un support de coulage



45

Le forage

Le forage est fait par une entreprise sous-traitante. Elle est se compose d’une équipe de

cinq de personnes, à cela s’ajoute les manœuvres embauchés en fonction des besoins. Il

dispose de deux machines pour réaliser le nombre de pieux voulu dans les délais fixés par

le contrat les liants à SOGEA SATOM.

Etapes de réalisation d’un forage

Avant de forer, on fait appel à l’équipe de topographie pour implanter les axes des

pieux.

Positionnement de la foreuse, on fore sur deux mètres et on insère la virole

On réceptionne la position de la virole avec la mission de contrôle et l’équipe de

topographie, puis on prend le niveau TN pour déterminer la profondeur de la

foration.

On fore jusqu’à atteindre la profondeur fixée

On réceptionne de nouveau le forage

Durant le forage, on injecte de la boue bentonitique pour rigidifier les parois et Vérifier

la nature du Sol (En excavant le sol par forage, on prend des échantillons pour le

laboratoire en vue de valider les résultats des essais géotechniques Figure 12.)

Le Bucket (tête deforage)

La virole

Figure 12:Forage du premier pieu



46

Les armatures

La réalisation du ferraillage des pieux est la première partie, à exécuter. Ces cages

d’armatures ont été réalisées à partir des plans de ferraillage validés par la mission de

contrôle.

Les différents éléments composants les cages d’armatures :

Acier HA 14, HA 16, HA 25

Des tubes d’auscultation soniques sont introduits et scellés dans la cage d’armature

(Figure 13). Un des tubes est plus grand que les deux autres en vue d’injection des

coulis de ciment en fin d’exécution des pieux. Ces tubes sont introduits dans le 1er

cage. Pour les cages d’éléments annexés, les tubes sont, soient introduit

ultérieurement (au moment de l’introduction des cages d’aciers dans le trou des

pieux, soient scellés aussi en même. L’important est d’avoir la concordance entre

les tubes des différents éléments

Figure 13: Tube d’auscultation sonique introduit et scellé à la cage d’armature.

Conception des cages d’armatures

Dans un premier temps, il faut réaliser les hélices. Pour cela, on utilise un plot dans

lequel on insère l’acier de 12m et ensuite les ouvriers exercent une pression sur

l’acier en tournant autour du plot afin de lui donner la forme d’hélices. Ces cerces

serviront à maintenir les filants entre eux.



47

Puis on à l’aide la cintreuse, on va donner la forme que l’on souhaite aux aciers qui

serviront à maintenir les tubes d’auscultations et celui de carottage.

Ensuite au niveau de l’atelier, on va effectuer l’assemblage de tous ces éléments.

Les cages sont trop longues pour être transporté par un plateau, alors elles sont

réalisées en deux parties. Elles sont ensuite transportées à Katako.

Enfin les deux parties des cages sont assemblées avant d’être insérer dans le forage

prévu pour celles-ci à l’aide d’une PPM et d’une tractopelle.

On y ajoute les cales béton (acier ou plastique de 15 cm de diamètre généralement)

pour avoir l’enrobage souhaité afin de protéger notre ferraillage des attaques du

milieu extérieur voir (Figure N°14). On soude une cerce en tête de pieux pour

maintenir la cage après l’introduction de celle-ci dans le but d’obtenir l’épaisseur

d’enrobage en pied de pieux.

Lorsque la cage est finie, il faut la réceptionner avec la mission de contrôle avant de la

positionner dans le forage.

Figure 14:Cale d’enrobage introduite dans les aciers.



48

Le coulage

Après avoir inséré la cage d’armature dans la foration et s’être assuré qu’elle est bien

bloquée, on peut mettre en place les éléments nécessaires pour le coulage.

On pose un support sur la virole, sur celui-ci on vient poser la chaise dans laquelle

on va insérer les tubes plongeurs.

On creuse un trou que l’on recouvre d’une bâche pour l’évacuation de la boue et on

dispose une pompe pour récupérer cette boue afin de la réutiliser.

Les tubes plongeurs font deux mètres l’unité et sont assemblés par quatre au sol

avant d’être insérer dans le pieu à l’aide de la grue mobile.

Lorsque les tubes sont dans le pieu, on positionne à la benne à béton qui joue le

rôle d’entonnoir lors du coulage.

On place un couvercle au niveau du trou de coulage de la benne à béton.

On commande le béton avec un dosage de 400kg/m3, une fois que l’on est prêt

A l’arrivée du béton, on contrôle l’affaissement du béton (entre 18 et 21)

Lorsque la mission de contrôle valide la plasticité sur béton, on peut commencer le

coulage

A la fin du coulage, on retire tous les éléments cités précédemment, on dessoude

les cales de maintien de la cage d’armatures et on retire la virole

On coule une dernière fois du béton

Figure 15 : Cages d'armatures non assemblées Figure 16 : Levé de la cage



49

Point de vigilance

Lors de la réalisation d’un ouvrage, il y a certains aspects auxquels il faut porter une

attention particulière pour assurer sa qualité.

L’implantation de la virole est la base de l’ouvrage, sa position doit être conforme

avec les côtes indiquées sur les plans. En cas de mauvaise implantation, on s’expose

à des différences au niveau de la répartition des charges et un ouvrage instable.

Il faut respecter la longueur du pieu pour s’assurer que l’on a bien la longueur

d’ancrage souhaitée. Ainsi on stabilise le pieu au niveau du bon sol.

Le recépage

A la tête des pieux, le béton est généralement mélangé avec des impuretés et notamment

la bentonite (figure 18). De plus, pour effectuer une semelle de liaison et avoir un

ferraillage attente, on enlève le béton à la tête des pieux : c’est l’opération de recépage

: Généralement, on utilise un marteau piqueur (figure 19).

Figure 15: Coulage du premier pieu



50

Les essais de contrôle : Auscultation

Pieu Φ = 0,8 mTubes 50/60

Tubes 102/114

figure 16: pieux avant recepage

Figure 17:Opération de recepage des pieux fores

Figure 18 :principe d’auscultation sonique



51

Figure 19: auscultation sonique des pieux fores

Pour vérifier l’intégré et la compacité des pieux, on effectue l’essai d’auscultation de

pieux. On introduit deux sondes en parallèle (sur une poulie pour avoir la même

profondeur). Un est émetteur des ondes et la deuxième est réceptrice. S’il y a des défauts,

la vitesse de la propagation du son augmente indiquant des anomalies.

VI. Estimation du coût des travaux

Cette étude a pour but d’évaluer financièrement le coût de la fondation du pont de Katako.

Le coût unitaire d’exécution d’un pieu sera en fonction de sa longueur. Le tableau qui suit

présente l’estimation du coût de l’étude. Tous les détails de sous-section A200 et A300

seront présentés dans l’annexe 2.

Désignation des travauxMontant (FCFA)

Sous total Section A200 : FONDATION PROFONDE 309 898 069

Sous total Section A300 : SEMELLE 31 698 717

ARRETE LE PRESENT DEVIS A LA SOMME DE: = 403 084 207 Francs CFA Toutestaxes comprises



52

CONCLUSION ET RECOMMANDATIONS

Les différentes études menées dans le présent mémoire ont pour objectif de dimensionner

la fondation du pont de Katako. Vu l’importance que revêtent les fondations sur pieux, une

attention particulière doit être accordées à leur dimensionnement et leur mise en œuvre. A

cet effet, une phase importante pour la réussite d’un projet de fondation est le choix adéquat

d’une méthode de dimensionnement. Ceci dépend de plusieurs aspects à savoir

principalement, l’aspect technique, l’aspect coût, et temps d’exécution.

Au terme de notre étude nous avons obtenus des semelles de liaisons identiques (pile-culé)

de 11.4 m de longueur ;1.6 m de largueur et 1 m d’épaisseur qui seront ferraillés de :

Armatures inférieures de type 6 HA20 sous les culées (C0 et C1), 12 HA32 sous la pile P1

et des Armatures supérieures 6 HA12 sous les culées (C0 et C1), 7 HA14 sous la pile.

Quant aux pieux, nous avons retenu 5 (disposé en une file) de profondeur 14 m sous les

culées, et 16 m sous les piles. Le ferraillage des pieux sera également sur toute leur

longueur : armatures longitudinales de type 12 HA25 et des armatures transversales HA16.

En dehors des armature longitudinale et transversale d’un pieu ; s’ajoute d’autre type

d’armature pour l’exécution du ferraillage d’un pieu comme par exemple les armatures de

levage. Des tubes d’auscultations métalliques (3× 50/60 mm),ont été placés dans chaque

cage d’armature suivant toute la longueur du pieu pour vérifier l’homogénéité du béton

coulé.

D’une manière générale ce document, bien que très sommaire, pourrait servir de base pour

le dimensionnement de pieux à l’aide la méthode pressiomètrique pour les ingénieurs

débutants. Il convient donc de le compléter en faisant par exemple le dimensionnement

avec d’autre méthodes (méthode STP, méthode statique, méthode pénétrométrique), qui

permettrons de faire une étude comparative tant sur le plan financier que sur le plan

d’exécution.

A la suite de cette étude et au vu des difficultés rencontrées, nous faisons les

recommandations suivantes :

Vue l’importance du dimensionnement de la fondation, il est nécessaire de

renforcer le niveau informatique pour permettre aux étudiants d’élaborer des

programmes de calcul de capacité portante par exemple.

Le volume horaire des cours de route et ouvrage d’art devrait être revu à la hausse.

La méthode de suivi de stagiaire doit être améliorée.



53

BIBLIOGRAPHIE[1] Roger FRANK, Edition Techniques de l’Ingénieur (2003) : Calcul des fondations

profondes Pages 34 – 35 ;

[2] CALGARO, J.A. (2000), Projet et construction des ponts-Généralités, Fondations,

Appuis, Ouvrages courants, Presses de l’école nationale des ponts et chaussées ; Pages 263-

320 ;

[3] Ministère de l’équipement et du logement, et Ministère de l’économie et des finances

(1981), Fascicule n°61 Titre II du CCTG : Programmes de charges et épreuves des ponts

routes Texte officiel ;

[4] Ministère de l’équipement, des transports (1993), Fascicule n°62 Titre V du CCTG :

Règles techniques de conception et de calcul des fondations des ouvrages de génie civil ;

[5] Direction des routes et de la circulation routière, 1978, Les pieux forés, recueil de règles

de l’art. Pages 56-71 ;

[6] Ministère de l’équipement, des transports et du logement (juillet 1997), FOND72,

Fascicule n° 4 : conception et choix du type de fondation.

[7] Les essais in situ en Mécanique des sols par Maurice CASSAN (1966)

[8] SETRA (1977), Calcul complémentaire ferraillage type (PP73) : Appuis des tabliers,

Dossier pilote

[9] JEAN Perchât, Jean Roux Pratique BAEL 91, cours avec des exercices corrigés,deuxième Edition, Pages 88 – 98



54

ANNEXESListe des annexes

ANNEXE 1 : Pré-dimensionnement........................................................ 555

ANNEXE 2 : Etude d’execution ............................................................... 68

ANNEXE 3 : Sondage geotechnique......................................................... 99

ANNEXE 4 : Plan de ferraillage de la semelle sous la culée et sous la pile

ANNEXE 5 : Plan de ferraillage du pieu ......................................................

ANNEXE 6 : Coupe transversale sur piédroit centrale................................

ANNEXE 7 : Coupe transversale sur la culée ..............................................

ANNEXE 8 : Coupe longitudinale................................................................



55

ANNEXE 1 : PRE-DIMENSIONNEMENT

I. Pré-dimensionnement des fondations sur pieux

Pour les pieux forés exécutés sur place, le diamètre peut aller de 600 mm jusqu’à 2500mm.

Puisque on a opté pour des fondations profondes, les dimensions de la semelle dépendront

directement du diamètre des pieux, du nombre de rangées et celui de files.

I.1 Diamètre des pieux :

Le choix du diamètre des pieux est primordial, étant donné que la largeur de la semelle, est

sensiblement proportionnelle et que le coût de cette dernière croit assez vite avec ces

dimensions. D’une manière générale, le choix d’un grand diamètre est meilleur que celui

d’un foret de petits pieux parce que les pieux de grands diamètres sont facilement

maniables lors l’exécution.

La longueur des pieux aura une influence non négligeable sur le diamètre puisque les pieux

doivent présenter une certaine rigidité, surtout s’ils risquent d’être soumis à des efforts

assez importants, en première approximation, pour les pieux forés le diamètre pouvait aller

jusqu’à 2,5m, mais il ne faut pas descendre en dessous d’un diamètre minimal de 0,60m

car la qualité du béton de périphérie est inférieure à celle du béton central.

Partant de l’hypothèse ci-dessus on retient :

Soit Φ le diamètre des pieux ; on a : 600 mm ≤ Φ ≤ 2500 mm

On prend : Φ 800 mm

I.2 Dimensions de la semelle :

Les dimensions de la semelle nous permettent de déterminer les nombres de file de pieux

qui est lié au schéma mécanique de résistance. Il convient d’éviter un nombre impair de

files qui conduit à disposer une dans l’axe de l’appui, cette file risque d’être plus chargée

que les autres, ce qui la conduit à suivre le phénomène de tassement.

Choix de l’entraxe des pieux :

Un espacement trop grand entre pieux influence de manière non négligeable le volume de

la semelle de répartition. Cependant, un espacement trop faible présent des inconvénients

majeurs tant à l’exécution (remontée ou rupture de pieux voisins au battage), c’est



56

pourquoi, il est communément admis que l’entraxe des pieux varie de 2,5 à 3∅ pour éviter

l’effet de groupe. L’entraxe variant entre 2.5 à 3∅.

On retiendra comme valeur de l’entraxe entre les pieux : 3 Φ = 3×0.8 =2.4 m.

Hauteur (épaisseur) de la semelle :

L’épaisseur de la semelle est en fonction de l’entraxe entre les pieux. Elle est donnée par

la formule : ℎ ≥ ,Avec

D : entraxe entre la file de pieux.

On trouve : ℎ ≥ 0.96On prendra : hs = 1 m

Longueur de la semelle :

La longueur Ls de la semelle est donnée par la formule suivante := ( − ) × ∗ + ×n : étant le nombre de rangées.

Généralement, on a : l*= 3Φ. Ainsi, on a := ( − ) ×On a n = 4 donc Ls = 11.2 m

On prend Ls = 11.4 m

Largeur de la semelle :

La largeur minimale à prendre en considération pour la semelle est donnée par la formule

suivante := ( − 1) × ∗ + 2 = (3 − 1) ×Avec l*=3×Φ.

N étant le nombre de files de pieux, on a N = 1.

Donc B = 1.6 m.

Nombre des pieux :



57

Le choix du nombre des pieux résulte d’une optimisation globale de la fondation, tant sur

le plan mécanique que sur le plan économique. En règle générale, il est préférable nombre

limité de pieux de fort diamètre plutôt qu’une forêt de petits pieux.

L’espacement optimal entre pieux est de 3∅ ; afin de permettre une application optimale

par la méthode des bielles comprimées, en fonction de l’inclinaison des bielles, qui dépend

elle-même du diamètre des pieux et de leur espacement.

La largeur retenue pour ce présent mémoire est : Ls étant à 11.4 m et entraxe d =2.4 m.

Nous prenons 5 pieux disposés ci-dessous :

Figure 1 : vue en plan de la semelle de liaison sous la culée.

Le tableau 20 ci-dessous récapitule les principales dimensions de la semelle pour les

piles et les culées. Dans le cas de notre projet les semelles des piles et des culées ont les

mêmes dimensions.

Tableau 1 : dimensions de la semelle sous les piles et culées

Semelles des piles et culées

Longueur (m) Largeur (m) Epaisseur (m)

11 ;4 1 ;6 1



58

Schéma des fondations :

II. Calcul de capacité portance des fondations

II.1 Calcul de capacité portance d’un pieu à partir de l’essaipressiomètrique

L’étude de la résistance limite d’un pieu isolé soumis à une charge verticale centrée

consiste à déterminer la valeur de la résistance limite de pointe Qpu dans la couche

d’ancrage et les valeurs du frottement latéral limite Qfu dans chacune des couches

traversées par le pieu.

Figure 2 : Dimensions des semelles sous piles et culées



59

Figure 3 : Comportement général d’un pieu isolé soumis à une charge verticale.

II.1.1 Charge limite de pointe Qpu

Calcul de la contrainte de rupture sous pointe :

La contrainte limite de pointe est donnée par :

qpu = Kp × Ple*

Kp : coefficient de portance dépend du type de sol et du mode de mise en œuvre d’un pieu.

Ple* : pression limite nette équivalente.

Pression limite nette équivalente :

La pression limite nette équivalente Ple* est calculée par l’expression :

∗ = + ∗( ).Avec

- a : max ( ; 0.50 m); Dans notre cas B = 0.8 m, donc : a = 0.5 m



60

- h : désigne la hauteur de l’élément de fondation contenue dans la formation

porteuse. D’après les recommandations du rapport géotechnique, h = 3Φ, soit donc :

h = 2.4 m

- b: min (a, h) = 0.5 m

- D : profondeur de la fondation ; ici nous partons à l’hypothèse que D = 21 Φ =16.8

m nous prenons D = 17 m

Les sols sont classés en trois catégories selon leur nature et leur pression limite Pl. Pour les

sols de caractéristiques intermédiaires, il est recommandé d’interpoler. La valeur de Kp,

coefficient de portance, est fixée par le tableau 2 (fascicule 62 titre V) en fonction de la

nature du sol, de pression limite et du mode de mise en œuvre du pieu.

Tableau 2 : valeurs des coefficients de portance Kp

Nature des terrains

Pl

(MPa)

Eléments mis

en œuvre sans

refoulement

Eléments mis

en œuvre sans

refoulement

Argile, Limons

A Mou < 0,7 1,1 1,4

B Ferme 1,2 – 2,0 1,2 1,5

C Dure (Argile) > 2,5 1,3 1,6

Sables, Graves

A Lâche < 0,5 1,0 4,2

B Moyennement compact 1,0 – 2,0 1,1 3,7

C dense > 2,5 1,2 3,2

Craies

A molles < 0,7 1,1 1,6

B Altérées 1,0 – 2,5 1,4 2,2

C denses > 3,0 1,8 2,6

Marnes ; Marno-

calcaires

A Tendres 1,5 – 4,0 / /

B compactes > 4,5 1,8 2,6

Roches A Altérées 2,5 – 4,0 1 ,1 à 1,8 1,8 à 3,2

B Fracturées > 4,5 / /

Pour un pieu foré boue mis en place sans refoulement dans la roche le coefficient Kp variede 1.1 à 1.8, nous retiendrons de manière conservatrice un coefficient de 1.1.

La figure 4 présente la courbe de calcul de pression limite équivalente



61

Figure 4 : schéma de principe du calcul de la pression limite équivalente

Deux (2) essais pressiomètrique (SP5 et SP6) ont été effectués au cours des études, donc

nous allons déterminer avec la pression limite équivalente pour chacun.

Tableau 3 : Pression limite nette équivalente pour SP5 et SP6

Essais pressiomètrique D (m ) Ple* (MPa)

SP5 17 3.75

SP6 17 3.28

Hauteur d’encastrement équivalente De :

C’est un paramètre conventionnel de calcul destiné à tenir compte du fait que les

caractéristiques mécaniques des sols de couverture sont généralement plus faibles que celle

du sol porteur :

De = ∗ ∫ ∗( ).d : épaisseur des couches de très mauvaises caractéristiques en surface dont on ne désire

pas tenir compte dans le calcul de l’encastrement.

Ple* : Pression limite équivalente.

Les résultats obtenus pour les différents essais sont récapitulés dans le tableau 4 :



62

Tableau 4 : hauteur d’encastrement équivalente pour chaque SP5 et SP6

Essais pressiomètrique D (m ) d (m ) Ple* (MPa) De (m)

SP5 17 0.35 3.75 1.15

SP6 17 0.30 3.28 1.11

Conclusion :

D’après ce qui précède, on obtient la contrainte limite sous la pointe correspondant aux

différents sondages. Les résultats sont récapitulés dans le tableau 5 :

Tableau 5 : contraintes limites sous la pointe au niveau de chaque Sandage

Essais pressiomètrique Kp Ple* (kPa) qpu (kPa) Qpu (KN)

SP5 1.1 375 412.5 207.09

SP6 1.1 328 360.8 181.27

Avec

Qpu charge limite de pointe définie par : Qpu= A × qpu = A × Kp× ∗A : aire de la section droite du pieu A =

×= 0.5024 m2

II.1.2 Charge limite de frottement latéral Qsu

La charge limite mobilisable par frottement latéral Qsu sous toute la hauteur h concernée

du fût du pieu est donnée par la formule :

Qsu = P× ∫Avec :

- P : le périmètre du pieu avec P = × Φ = 2.512 m

- h : la partie où s’exerce le frottement ;

- qsi : le frottement latéral unitaire limite

Des corrélations ont été établies entre la pression limite Ple* du sol et le frottement latéral

unitaire limite qf. La méthode générale consiste à choisir, en fonction de la nature du sol et

du type de pieu, une courbe représentant une relation particulière entre qsi et Ple*.



63

Les lois qsi =f(Ple) sont données par les courbes Q1 à Q7 de la figure 5 et le choix de la

courbe à considérer est donné par le tableau 6. Les expressions mathématiques de ces

courbes sont données par le fascicules 62 titre 5.

Conformément au fascicule 62 titre 5 pour un pieu de type foré boue la roche, Nous utilise

la courbe Q6 pour la détermination de frottement.

Tableau 6 : choix des abaques pour la détermination de qs

(1) Réalésage et rainurage en fin de forage.

(2) Pieux de grandes longueurs (supérieure à 30m).

(3) Forage à sec, tube non louvoyé.

(4) Dans le cas des craies, le frottement latéral peut être très faible pour certains types de

pieux.

(5) Sans tubage ni virole foncé perdu (parois rugueuses).

(6) Injection sélective et répétitive à faible débit.



64

Figure 5 : courbe de frottement latérale qs

La lecture sur la courbe Q6 nous a permis de déterminer le frottement latérale qs en fonction

de Ple* de l’essai pressiomètrique SP5 et SP6 à la profondeur 17m résumés ans le tableau

7.

Tableau 7 : frottement latéral limite global

Essais pressiomètrique profondeur (m ) Ple* (kPa) Courbe qsi (kPa)

SP5 17 375 Q6 260

SP6 17 328 Q6 245

Soit finalement les valeurs du Qsu :

Tableau 8 : valeurs du Qsu

Essais pressiomètrique Profondeur (m ) Périmètre (m) qsi (kPa) Qsu (KN)

SP5 17 2.512 260 11103.04

SP6 17 2.512 245 10462.48

III.Charge ultime brute d’un pieu

III.1 Charge ultime brute d’un pieu à ELU

La charge limite ultime Qult à ELU fait en principe intervenir deux termes, La charge limite

mobilisable par frottement latéral Qsu et La charge limite de pointe Qpu d’un pieu isolé. Elle

est donnée par la formule suivante :



65

Qult = Qpu + Qsu

Le tableau 9 récapitule les résultats des calculs effectués pour les essais pressiomètrique

(SP5 et SP6à=).

Tableau 9 : charge limite ultime à ELU au niveau de chaque Sandage

Essais pressiomètrique Qpu Qsu (KN) Qult (KN)

SP5 207.09 11103.04 11310.13

SP6 181.27 10462.48 10643.75

IV.1 Charge ultime brute d’un pieu à ELS

La charge limite ultime Qult à ELS fait intervenir, Les charges de fluage en compression Qc

et en traction Qtc d’un élément de fondation profonde sont évalués, à défaut d’essai en place

à partir de la charge limite mobilisable par frottement latéral Qsu et de la charge limite de

pointe Qpu donnée par la formule suivante :

= 0.5×Qpu + 0.7×Qsu

A l’ELS selon le fascicule 62 titre 5, la charge de fluage Qc est résumé dans le tableau quisuit :

Charge de fluage en compression Charge de fluage entraction

Pieux forés = 0.5 + 0.7 Q = 0.7QPieux battus = 0.7 + 0.7

Le tableau 10 récapitule les résultats des calculs effectués pour les essais pressiomètrique

à ELS

Tableau 10 : charge limite ultime à ELS au niveau de chaque Sandage

Essais pressiomètrique Qpu Qsu (KN) (KN)

SP5 207.09 11103.04 8430.825

SP6 181.27 10462.48 7937.495



66

IV. Calcul de la capacité portante admissible des groupes de pieux

Les paramètres de résistance déterminés ci-haut, sont ceux d’un pieu isolé. Dans la

pratique, les pieux sont la plupart du temps, en groupe. La charge limite du groupe de Qult

, peut être diffèrent de la somme des charges limites d’un pieu. On définit ainsi un

coefficient d’efficacité Ce du groupe de n pieux par le rapport :

= ×Avec :

Qult : Charge limite ultime brute d’un pieu.

n : nombre de pieux.

Pour le calcul du coefficient d’efficacité, nous allons utiliser une formule empirique

suivant.

Formule de Converse Labarre :

La Formule de Converse Labarre suppose que tous les pieux identique et verticaux. Elle

tient compte uniquement des paramètres dimensionnels du groupe, excepté la longueur des

pieux.

= − / × ( − − )Avec :

B : diamètre des pieux ; m : nombre de rangées du groupe de pieux ;

d : entraxe des pieux ; n : nombre de pieux par rangées.

AN : π/2 en degré

= 1 − arctan 0.82.490 × ( 2 − 11 − 15 )= .La capacité portant du groupe de pieux est donnée par :



67

= × ×Tableau 11 : capacité portant du groupe de pieux à ELU et ELS (SP5 et SP6)

Valeurs

désignations

QG à ELU

( KN )

QG à ELS

( KN)

SP5 47502.546 35409.465

SP6 43942.416 33734.354

La vérification consiste à comparer la charge calcul (ELU et ELS) avec le Qmax.

Lorsque Qcal est inférieure à Qmax (charge admissible) le résultat est bon.

Les valeurs des charges admissibles sont données dans le tableau ci-dessous

Tableau 12 valeurs des charges admissibles

Etats limites Combinaisons Traction Qmin Compression Qmax

E.L.U

Fondamentales −1.40 1.40Accidentelles −1.30 1.20

E.L.S

Rares −1.40 1.10Quasi-permanentes 0( ) 1.40

(1) D’après le fascicule 62, les pieux ne sont pas conçus pour travailler en tractionde façon permanente. Cependant, ce type de fonctionnement est admis pour lesmicropieux.



68

ANNEXE 2 : ETUDE D’EXECUTIONI. Descente des charges au niveau des fondations

A. Généralités :

Le calcul d’un pont, comme de toute autre construction, a pour objet de vérifier que le

dimensionnement adopté lui confère le niveau (initial) de fiabilité requis compte tenu de la

qualité exigée des matériaux qui seront utilisés et du niveau de contrôle prévu lors de son

exécution.

Pour le dimensionnement des fondations, on considère que les pieux ne reprennent que les

efforts verticaux.

Le présent travail sera axé sur la descente de charges en vue d’avoir une idée globale sur

les différentes charges arrivant sur nos pieux, c’est-à-dire les charges permanentes et les

charges d’exploitations.

B. Évaluation des actions permanente

Les actions sont généralement de deux (2) sortes, les actions permanentes et les actions

variables, cette partie sera donc consacrée à l’évaluation des différentes actions arrivant sur

l’Ouvrage.

b.2) Charges permanentes reprises par le tablier

Le poids propre des constructions :

Il s’agit dans cette partie de déterminer le poids propre de la structure constituant le tablier,

dans le cas du présent projet il s’agit d’une dalle en béton Armé de 18 m de long, large de

9.8 m, d’épaisseur 0.7 m et de poids volumique 25 KN/m3. Le poids propre de la dalle est

calculé comme suit :PP = 9.8 × 0.70 × 25 = 171.5 KN/ml= . / Le poids des équipements fixes :

Les équipements choisis dans le cas du présent projet sont :

Une couche de roulement en Béton Bitumineux de 8 mm d’épaisseur avec un poids

volumique de 24 KN/m3 ;



69

La couche d’étanchéité mince à base d’asphalte de 30 mm d’épaisseur et ayant un

poids volumique de 24 KN/m3;

Des barrières de type BN4 dont la charge est estimée à 0.65 KN/ml ;

Des longrines en béton Armé de largeur 0.60 m d’épaisseur 0.30 m et ayant un

poids volumique de 25 KN/m3 ;

Des longrines sur le T.P.C en béton Armé de largeur 0.60 m d’épaisseur 0.30 m et

ayant un poids volumique de 25 KN/m3 ;

Des corniches préfabriquées de charge estimée à 0.50 KN/ml de dimensions 0.265

×0.630 ;

Des candélabres placés tout le long du projet avec un espacement de 20 m avec un

poids de 400 kg, dans le cas du présent projet ils sont supposés être quatre (4) sur

l’ouvrage.

Le tableau 13 présente un récapitulatif des différentes actions permanentes appliquées àl’ouvrage :

TABLEAU 13 : RECAPITULATIF DES ACTIONS PERMANENTES

Désignation

PoidsVolumique(KN/m3)

Épaisseurmoyenne

(m)

ChargeSurfacique(KN/m2)

Largeur(m)

Charge(KN/ml)

Poids Propre des constructions 25 0.70 17.50 9.8 171.50

Étanchéité multicouche 24 0.030 7.20 8.60 6.192

Couche de roulement 24 0.080 1.92 8.60 16.512

Barrières de type BN4 / / / / 0.65

Longrines BN4 25 0.30 7.50 0.60 4.50

Corniche / / / / 0.50

Longrines T.P.C 25 0.30 7.50 0.60 4.50

Candélabres / / / / 0.89

TOTAL Charges Permanentes 205.244



70

b.2) Charge permanentes reprises par la pile p1

Le tablier de l’ouvrage a deux travée, une longueur de 36 m (soit 18 m par travée), on

considère que la pile reprend une partie de part et d’autre des deux travées.

La charge permanente reprise par la pile P1 est donnée par la relation :

GPile = Gperm× L+ Gpp avec :

Gperm : charge permanente du tablier

L : longueur de la travée L=18 m ;

Gpp : le poids propre de la pile (Gpp= S× × )S : surface de la pile est égale 15.32 m2

e : épaisseur de la pile est égale 0.6 m

: le poids volumique est égal à25 KN/m3

AN : GPile = 205.244 × 18 + (15.32× 25 × 0.6)= 3924.19 KN

GPile = 3924.19 KN

b.3) Charge permanentes reprises par les culées

Notre ouvrage comporte deux culée identique C0 et C1, de largeur 3.45 m, longueur 9.8 m

et d’épaisseur 0.6 m. on considère que la culée reprend que la moitié de la charge de la

travée

La charge permanente reprise par la pile P1 est donnée par la relation :

Gculée = Gperm× + Gpc avec

Gperm : charge permanente du tablier

L : longueur de la travée L=18 m ;

Gpc : le poids propre de la pile (Gpp= S× × )S : surface de la culée est égale 20.286 m2

e : épaisseur de la culée est égale 0.6 m




71

AN : Gculée = 205.244 × + (20.286× 25 × 0.6)= 2151.216 KN Gculée = 2151.216 KN

b.4) Charge permanentes reprises par les pieux

Pour la semelle de la pile P1

Avant le coulage de la semelle le béton de propriété a été effectué de dimensions : (L =14

m ; l =2 m et e = 0.1 m). Les semelles ayant les mêmes dimensions (longueur L =11.4,

largeur l = 1.6 et l’épaisseur e = 1 m).

La charge permanente reprise par la semelle la pile P1 est donnée par la relation :

G1 = Gpile+ Gsemelle + Gbp avec

Gpile : charge permanente de la Pile

Gsemelle: le poids propre de la semelle (Gsemelle= S1 × × 1)Gbp : le poids propre du béton de propriété (Gbt= S2 × × 2)S1 : surface de la semelle est égale 18.72 m2

S2 : surface du béton de propriété est égale 28 m2

e1 : épaisseur de la semelle est égale 1 m

e2 : épaisseur du béton de propriété culée est égale 0.1 m


AN : G1 = 3924.19 + (18.72× 25 × 0.6) + (28 × 25 × 0.1)= 4274.99 KN

G1 = 4274.99 KN

Pour la semelle de la culée :

Nous rappellerons que nos culées (C0 et C2) ont les mêmes dimensions, la charge transmise

à la semelle par C0 sera la même que celle de C2.

La charge permanente reprise par la semelle la G0 est donnée par la relation :

G0 = Gculée+ Gsemelle + Gbp avec

Gculée : charge permanente de la culée

Gsemelle: le poids propre de la semelle (Gsemelle= S1 × × 1)



72

Gbp : le poids propre du béton de propriété (Gbt= S2 × × 2)S1 : surface de la semelle est égale 18.72 m2

S2 : surface du béton de propriété est égale 28 m2

e1 : épaisseur de la semelle est égale 1 m

e2 : épaisseur du béton de propriété culée est égale 0.1 m

: le poids volumique est égal à 25 KN/m3

AN : G0 = 2151.216 + (18.72× 25 × 0.6) + (28 × 25 × 0.1)= 2502.016 KN

G0 = G2 = 2502.016 KN

Le tableau qui suit présente le récapitulatif des charges permanentes.

Tableau 14 : Récapitulatif des charges permanentes

Désignation Charge permanente en G KN

Culée C0 2502.016

Pile P1 4274.990

Culée C2 2502.016

C. Évaluation des actions variables :

Elles sont définies par le fascicule 61 titre 2 du C.P.C et concerne les charges et effets

suivants :

Les charges d’exploitation sans caractères particuliers ou charges routières

normales ;

Les charges d’exploitation à caractères particuliers ;

Les effets du vent ;

Les actions de la température ;

Les actions climatiques ;

Les actions en cours d’exécution.

Les charges routières normales :



73

Elles regroupent l’ensemble des systèmes de chargements routiers définies par le Fascicule

61 titre 2 du C.P.C et sont constituées du :

Système A ;

Système B comprenant les charges de type Bc, Bt, Br et Bc-Niger.

Efforts de freinage de type A et Bc

Dans la suite nous développerons chacun de ces chargements, mais néanmoins il nous

faudra définir certaines notions qui seront utiles pour la suite du projet.- Largeur roulable (Lr) : c’est la largeur du tablier comprise entre dispositifs de

retenue, s’il y’en a ou bordures. Elle comprend donc la chaussée proprement dite et

les sur largeurs éventuelles, telles que les bandes d’arrêt d’urgence (BAU), Bandes

dérasées (BD) etc…

Dans le cas du présent projet, la largeur roulable est : Lr = 4.00 m- Largeur Chargeable Lch : la largeur chargeable se déduit à partir de la largeur

roulable :

En enlevant une bande de 0.50 m le long de chaque dispositif de retenue (glissière

ou barrière) lorsqu’il en existe ; cependant si une chaussée est encadrée par deux

(2) bordures, la largeur chargeable est confondue avec la largeur roulable et si elle

est bordée d’un côté par un dispositif de retenue, de l’autre par une bordure, c’est

une bande de 0.50 m qui sera soustraite.= − × .Avec : Lch : largeur chargeable en (m) et n : nombre de dispositifs de retenue et n ≤ 2AN :Lch = 4 − (2 × 0.5) Lch = 3.00 m- Nombre de voies Nv : par convention le nombre de voies de circulation Nv des

chaussées est tel que :N = Entier = Entier = 1 N = 1 Voie- Largeur d’une voie (V) : la largeur d’une voie de circulation V est donnée par :



74

V = = V = 3.00 mClasse des ponts : les ponts sont classés en trois (3) classes selon leur largeur roulable Lr

et leur destination. En se référant à la classification du Fascicule 61 Titre 2, nous

remarquons que le pont du projet est un pont de 1ère classe car ayant une largeur roulable

supérieure à 7.00 m.

Tableau 15 : Classification selon le Fascicule 61 Titre 2 du CPC

Désignation Caractéristiques

Classe de pont Pont de 1ère Classe

Nombre de Voie Nv Nv = 2 voies séparées chacune par un TPC

Largeur Roulable Lr Lr = 4.00 m

Largeur Chargeable Lch Lch = 3.00 m

c.1) Le système A :

Le système de chargement A se compose de charges uniformément réparties d’intensité

variable suivant une longueur surchargée et qui correspondent à une ou plusieurs files de

véhicules à l’arrêt sur le pont. Pour les ponts comportant des portées unitaires atteignant au

plus 200 m, la chaussée supporte une charge uniforme dont l’intensité est égale au produit

de la valeur AL par des coefficients a1 et a2 qui sont en fonction de la classe du pont donnés

ci-après.

Tableau 16 : Coefficient de dégressivité transversale a1 et a2

La valeur de AL est donnée par la formule suivante :

= . + + /



75

Ou L est la longueur chargée ou portée du pont dans le cas de travée indépendante

considérée ici.

A = 2.30 + 36018 + 12 = 14.30 KN/mLa valeur de AL obtenue sera multipliée par des coefficients de corrections a1 et a2, les

valeurs du coefficient a1 étant présentées dans le tableau 3 ci-dessus il est alors égal à 1

pour une voie chargée et 1 pour deux voies chargées ; partant de là le coefficient A1 est

calculé comme suit :A = a × A = 1.00 × 14.30 = 14.30 KN/mA = a × A etant inferieure à (400 − 0,2 × ) alors :

Par la suite, la charge A1 est multipliée par un coefficient a2 qui est donnée par : a =Avec :

V : la largeur d’une voie ; V= 3.00 m en ce qui concerne le présent projet ;

V0 est fonction de la classe du pont et est égale à : 3.50 m pour les ponts de 1ère

classe, 3.00 m pour les ponts de 2ème classe et 2.75 m pour les ponts de 3ème classe.

Le pont concerné par ce projet étant de 1ère classe alors V0 = 3.50 m.

a = 3.503.00 = 1.17a = 1.17La charge A2 à appliquer uniformément sur toute la largeur de chaussée des voies

considérées est alors : A = a × AAN : A(L) = 50.193 KN/m ∶ pour une voie chargéeA(L) = 100.386 KN/m ∶ pour deux voies chargéesPour notre dimensionnement nous utiliserons le cas le plus défavorable (2 voies chargé).

La charge due au système de charge A est donnée par la formule :

QA(L) = A × Ltr avec :

A(L) : charge AL pour deux chargées ;



76

Ltr : largeur de la travée

c.1.1) Charge due au système de charge a pour la pile P1.

Nous considérons que la pile reprend une partie de part et d’autre des deux travées.

QA(L) =100.386× = 1806.948 KN

QA(L) =1806.948 KN

c.1.2) Charge due au système de charge a pour les culées.

Nous considérons que la culée reprend la moitié de charge d’une travée.

QA(L) =100.386× = 903.474 KN

QA(L) = 903.474 KN

c.2) Le système B :

Le système B comprend trois (3) sous-systèmes dont les effets pour chaque élément des

ponts sont examinés indépendamment :

Le système Bc composé de camions types ;

Le système Br composé d’une roue isolée ;

Le système Bt composé de groupes de deux (2) essieux.

Dans la suite, il sera présenté une description de chaque type de système avant de passer

aux différents calculs.

Les charges du système B sont affectées par un coefficient de majoration dynamique

applicable aux trois (3) Système Bc, Bt et Br donné par l’expression :

= + .+ . + .+Avec :

L : longueur de la travée étudiée ;

G : Poids total de ladite travée ;



77

S : Poids total maximal des essieux du Système B (Bc ou Bt) disposé sur cette

travée.

NB : il sera ajouté en plus des trois (3) types de charges précitées ci-dessus, un autre type

de charge connu sous le nom de Bc Niger dont la configuration et le calcul seront présentées

dans les parties qui suivent.

c.2.1) Le système BC :

Le sous-système Bc se compose de camions de poids individuel égal à 300 KN. On dispose

autant de files de deux camions au maximum que de voies de circulation, il est affecté un

coefficient de pondération bc (dégressivité transversale).

Le sous-système Bc est représenté sur les figures ci-dessous :

Figure 6 : Disposition de deux camions dans le sens longitudinal (Système Bc)

Figure 7 : Disposition de deux camions dans le sens transversal (Sous système

Bc).



78

Figure 8 : vu en plan (Sous système Bc).

Transversalement on 2 voies ce qui implique 2 files longitudinalement (2camions max)

alors La charge maximale du système Bc est : S = 300 × 4 = 1200 KNLa détermination du coefficient bc se fait en fonction de la classe du pont et du nombre de

voies chargées, les différentes valeurs du coefficient bc sont présentées dans le tableau qui

suit :

Tableau 17 : Valeurs du coefficient bc

Dans le cas du présent projet, le pont est de première classe avec deux files donc le

coefficient bc est respectivement égal à 1.20 pour une file et 1.10 pour deux (2) files.

Le poids maximal S des essieux du système Bc se calcul alors comme suit :S = S × bAN ∶ S = 1200 × 1.10 = 1320 KNLe coefficient de majoration dynamique du sous-système Bc se calcul alors comme suit :

= + .+ . + .+Avec :



79

L : longueur de la travée étudiée, L = 18 m

G : Poids total de ladite travée, G = 205.244 × 18 = 3694.392 KN

S : Poids total maximal des essieux du Système Bc, S = 1320 KN.δbc = 1.136Alors nous obtiendrons les charges engendrées par le système Bc affecté par le coefficient

bc tout en considérant le cas le plus défavorables (essieu arrière) :

- Une voie chargée Bc = 1× 120 × 1.20 × 1.136 =163.58 KN

- Deux voies chargées Bc = 2× 120 × 1.1 × 1.136 =299.90 KN

QBc =299.90 KN

c.2.2) Le système Bc-Niger :

Dans beaucoup de pays francophones, Le système de charge en vigueur et celui fixé le

fascicule 61 titre 2, à l’exception qu’au charge de type B a été ajoutée d’une charge Bc-

Niger de 42 tonnes, comportant 4 essieux suite à des compagnes de pesage qui ont montré

que les charge Bc autorisées étaient souvent dépassées.

La configuration du système Bc Niger est présentée par la figure ci-dessous :

Figure 9 : Dispositions de camions sous système Bc Niger

La charge maximale du système Bc Niger est : S = 420 × 4 = 1680 KN.La détermination du coefficient bc se fait en fonction de la classe du pont et du nombre de

voies chargées, les différentes valeurs du coefficient bc sont présentées dans le tableau qui

suit :



80

Tableau 18 : Valeur du coefficient bc-Niger

Dans le cas du présent projet, le pont est de première classe avec deux files donc le

coefficient bc Niger est respectivement égal à 1.20 pour une file et 1.10 pour deux files.

Le poids maximal S des essieux du système Bc Niger se calcul alors comme suit :S = S × bS = 1680 × 1.10 = 1848 KNLe coefficient de majoration dynamique du sous-système Bc est donnée par la formule :

= + .+ . + .+Avec :



S : Poids total maximal des essieux du Système Bc Niger S = 1848 KN.

Le coefficient de majoration dynamique du sous-système Bcδbc Niger = 1.154Alors nous obtiendrons les charges engendrées par le système Bc-Niger affecté par le

coefficient bc tout en considérant le cas le plus défavorables (essieu arrière) :

- Une voie chargée Bc = 1× 130 × 1.20 × 1.154 =180.024 KN

- Deux voies chargées Bc = 2× 130 × 1.1 × 1.154 =330.04KN

QBc-Niger =330.04 KN



81

c.2.3) Le système Bt :

Un tandem du système Bt comporte deux essieux tous les deux à roues simples munies de

pneumatique et répondant aux caractéristiques suivants :

Masse portée par chaque essieu : 160 KN

Distance des deux essieux : 1.35 m

Distance d’axe en axe des deux roues d’un essieu : 2 m

Il est bon de noté que le nombre de camions est limité à deux dans le sens transversal, et la

charge Bt sera affecté d’un coefficient de pondération bt égal à 1 pour les ponts de première

classe (comme dans notre cas).

La figure ci-dessous présente la disposition système :

Figure 10 : Disposition sous système Bt

Le poids total maximal S des essieux du système Bt est alors égal à : S = S × bAN ∶ S = 320 × 4 × 1 = 1280 KNLe poids total de la travée G = 3694.392 KN, le coefficient de majoration dynamique du

système Bt donnée par le calcul est égal : δbc = 1.135- Un (1) tandem Bt = 1× 160 × 1 × 1.135 =181.60 KN

- Deux (2) tandems Bt = 2× 120 × 1 × 1.135 =363.20 KN

QBt =363.20 KN



82

c.2.4) Le système Br :

Le sous-système Br se compose d’une roue isolée transmettant un effort de 100 KN à

travers une surface d’impact rectangulaire de 0.60×0.30 m (la dimension 0.60

perpendiculaire à l’axe de déplacements des véhicules, représente la surface au sol de roues

jumelées), il est représenté par la figure qui suit :

Figure 11 : Configuration sous-système Br

Le coefficient de majoration dynamique système Br et le même que celui du Bc alors :δ = δ = 1.136Br = 100 × 1.136 = 113.60 KNQBr =113.60 KN

c.3) Les charges routières à caractères particuliers : Mc120

Dans le cadre de ce projet le système de charge à prendre en compte est MC120 qui un

système de charge militaire. Un véhicule de type Mc 120 comporte deux (2) chenilles et

répond aux caractéristiques suivantes :

Masse totale 110 t ;

Longueur d’une chenille 6.10 m ;

Largeur d’une chenille 1.00 m ;

Distance d’axe en axe des deux chenilles 3.30 m.

Le coefficient de majoration dynamique du sous-système Bc est donnée par la formule :

= + .+ . + .+Avec :



83



S : Le rectangle d’impact de chaque chenille est S = 1100 KN.

Le coefficient de majoration dynamique du système Mc120 : δMc120 = 1.129La charge engendrée par le système Mc120 est : P = 1100 × 1.129 = 1241.90 KN= . /La charge dues au système de charge A est donnée par la formule :

QMc120 = Mc120 × Ltr

Avec :

Mc120 : charge du système Mc120 ;


c.3.1) Charge due au système de charge Mc120 pour la pile P1


QMc120 = 203.590× = 3664.62 KN

QMc120= 3664.62 KN

c.3.2) Charge due au système de charge Mc120 pour les culées


QMc120 =203.59 × = 1832.31 KN

QMc120 = 1832.31 KN



84

Figure 12 : Disposition convoi Mc 120

c.4) Surcharge de trottoir :

On applique sur le trottoir une charge uniforme de 150 Kg/m2, la largeur du trottoir est de

0.60 m ; le tableau qui suit présente les différentes charges dans le cas d’un (1) trottoir

chargé d’une part et deux (2) trottoirs chargés :

- Un trottoir chargée qr = 1. 5 × 0.6 =0.90 KN/ml

- Deux trottoir chargées qr = 2 × 1.5 × 0.6 = 1.80 KN/ml

En considérant le cas le plus défavorable la charge dues au système de charge A est donnée

par la formule :

Qqr = qr × Ltr

Avec :

A(L) : charge AL pour deux chargées ;


c.4.1) Charge du trottoir pour la pile P1


Qqtr =1.8× = KN

Qqtr = 32.4 KN



85

c.4.2) Charge du trottoir pour les culées (C0 et C1)


Qqtr =1.8 × = 16.2 KN

Qqtr = 16.2 KN

c.5) Effort de freinage.

Les charges de types A, Bc et Bc-Niger sont susceptibles de développer des réactions de

freinage.

c.5.1) Effort de freinage pour la charge AL

En ce qui concerne la charge AL, l’effort de freinage correspondant est donnée par la

formule :

FAL = . × × × QAL

Avec :

QAL : charge d’exploitation due au système A est égale à 1806.948 KN

Ltr : longueur de la travée est égale à 18 m

Lch : longueur chargeable est égale à 3 m

Application de la charge FAL pour la pile P1 :

On considère que la pile reprend une partie de part et d’autre des deux travées.

FAL = . × × × 1806.948 = 89.50 KN

QFpile = FAL = 89.50 KN

Application de la charge FAL pour la culée C0 et C1

On considère que la culée reprend la moitié de charge de la travée.

FAL = . × × × 903.474 = 44.96 KN

QFculée = FAL = 44.96 KN



86

c.5.2) Effort de freinage pour les charge Bc et Bc-Niger

En ce qui concerne la charge Bc et Bc-Niger, un seul camion est supposé freiner. L’effet

développé est gal à son poids c’est-à-dire :

QFBc = FBc = 300 KN

QFBc-Niger = FBc-Niger = 420 KN

NB : Ces valeurs ne sont multipliées ni par le coefficient bc, ni par le coefficient de

majoration dynamique.

II. Combinaison des charges

A. Combinaison des charges vis-à-vis des états limites ultimes

Combinaisons fondamentales

Combinaisons accidentelles

Combinaisons vis-à-vis des états-limites de stabilité d’ensemble

B.Combinaison des charges vis-à-vis de l’états limites de services (ELS)

Combinaisons rares

Combinaisons fréquentes

Combinaisons quasi-permanentes

C. Déterminations des charges pour les différentes combinaison

illustrées ci-dessus

Calcul de la charge due aux pressions statiques de l’eau GW

La profondeur de la nappe étant à 6.50 m nous considérons que l’eau se trouve juste à la

profondeur de la nappe.



87

Figure 13 : Ancrage du pieu dans le sol

La pression de l’eau est donnée par la relation suivante :

= = × ×Avec :

: masse volumique de l’eau égale à 1000 kg/m3

g : l’accélération de la pesanteur est égale 9.81 m2/s dans le cas général.

he : hauteur de l’eau est égale à 9.5 m dans notre cas.

AN : P = 1000 × 9.5 × 9.81 = 93195 Pa = 0.93 MPa =9.3 daN/cm2

P = 9.3 daN/cm2

Alors charge due aux pressions statiques de l’eau est donnée par la relation := × ×Avec :

P : pression statique due à l’eau en daN/cm2

he : hauteur de l’eau en cm

b : la base du pieu en cm

AN : = 9.3 × 950 × 80 = 70680 daN = 706.80 KN= . .



88

Calcul de la charge éventuelle due au frottement négatif

La charge éventuelle due au frottement négatif est donnée par :

= = × ( ) × ( ) × ( )Avec :

h : hauteur de l’élément de fondation sur laquelle agit le frottement négatif

P : périmètre du pieu

K(z) : le rapport entre la contrainte horizontale effective et σ (z)tgδ(z) : coefficient dont le frottement dont la valeur dépend de la nature du contact sol-

paroi donnée dans le tableau ci-dessous en fonction de nature de sol :

Tableau 19 :du coefficient ( )Nature du sol

Type de pieu

Foré tube Foré Battu

Tourbe, argile et limon mous 0.10 0.15 0.20

Argile et limon fermes à durs 0.15 0.20 0.30

Sables et graves très lâches 1.35 0.35 0.35

Sables et graves lâches à peu compacts 0.45 0.45 0.45

Sables moyennement compacts à compacts 0.5 à 1 0.5 à 1 0.5 à 1

A partir des sondages pressiomètrique réalisés au droit de l’ouvrage (SP5 et SP6), on

détermine les valeurs des paramètres caractéristiques des 4 couches rencontrées qui nous

permettrons de calculer le frottement négatif de nos pieux. Ces valeurs sont présentées

dans le tableau ci-dessous



89

Tableau 20 : Synthèse des couches retenues

Couches

Cote

du toit

(m)

cote de

la base

(m)

Epaisseur de

la couche∆ (m)(KN/m3)

Em

(Mpa)ktgδ(z)

Sables sup 205 203 2 20 4 0.33 0,45

Sables 203 196,5 6,5 20 17 0.50 0,45

Argiles sableuses 196,5 191,5 5 20 6 0.50 0.20

R. décomposée sup 191,5 186 5,5 20 78 0.67 -

R. décomposée inf 186 - - 20 37 0.67 -

Pour avoir une valeur plus précise pour le calcul de frottement négatif, on va tenir compte

du phénomène d’accrochage qui consiste à déterminer la valeur σ (z) en découpant le sol

à des tranches horizontales et en effectuant le calcul successivement pour chaque tranche,

du haut vers le bas tout en considérant σ (zi) comme étant la contrainte verticale au

contact du fut du pieu au sommet de la tranche i d’épaisseur ∆ .

Pour déterminer σ (zi) suivant ∆ , trois types de relations ont été établis :

= 10.5 + 25 . ∶ . ≤ 0.150= 0.385 − . ∶ 0.150 ≤ . ≤ 0.385= 0 ∶ . ≤ 0.385

Dans cette partie nous considérons le point critique (Pcr ) se coïncide à la moitié du pieu,

donc nous procèderons à évaluation des σ (zj) suivant la moitié du profondeur d’un pieu

(8 m). Dans l’intervalle 0 m à 8 m . ≤ 0.385 ce qui nous conduisent à la

condition : = 0 implique à son tour :

σ = σ (zj) + ∆ × σAvecσ : la contrainte verticale en tête de la tranche j+1σ (zj) ∶ La contrainte verticale d’une tranche j



90

σ (z) : La contrainte verticale au sommet « non perturbée »∆ : épaisseur de la tranche

Tableau 21 : Calcul des contraintes dans le sol

Profondeur(m)

Naturede sol

.(KN/m3)

σ (zj)KN/m3)

∆(m)

σ σ(KN/m3)

0Sablessup

0.45 20 40 2 10 601

2

3

Sables 0.45 20 160 6 0.33 161.98

4

5

6

7

8

AN : h = Pcr = 8 m

= × . ( ) × + . ( ) ×= × 0.8 . ( ) × + . ( ) ×= × 0.8 (0.45 × 60 + 0.45 × 161.98 ) = 250.93

= Fn = 250.93 KN

Calcul de la charge éventuelle de poussées latérales :

On considère que la poussée de terre due aux surcharges vaut 10 KN/m2 alors :

= × ×Avec :



91

P : la charge de la poussée de terre ;

h : la profondeur du pieu ;

b : la base su pieu

AN : = × × .=

III. Vérification de la résistance aux états limites

Consiste à déterminer la profondeur d’ancrage à partir de calcul itératif qui permet devérifier la condition suivante : si la charge axiale de calcul reste égale ou inférieure à lacharge maximum de l’élément de la fondation.

Tableau 22 : Détermination de la profondeur d’ancrage pour la pile(SP5).

profondeur(m)

la contraintelimite de

pointe Qpu(kN)

Charge limitede frottementlatéral Q su

(kN)

capacitéultime brute

Qult (kN)

Qmax (kN) 1pieu

Qmax (kN) 5pieux

Qcal (ELU)(kN)

verificationQmax>Qcal

1 214,88 37,70 133,83 95,59 401,50 25214,7986 NON VERIFIER2 329,24 75,40 217,40 155,28 652,19 25214,7986 NON VERIFIER3 782,88 188,50 523,39 373,85 1570,17 25214,7986 NON VERIFIER4 757,75 382,02 646,29 461,63 1938,87 25214,7986 NON VERIFIER

4,2 713,33 422,23 652,22 465,87 1956,67 25214,7986 NON VERIFIER5 740,16 502,65 721,94 515,67 2165,81 25214,7986 NON VERIFIER

5,5 1130,97 552,92 952,53 680,38 2857,59 25214,7986 NON VERIFIER6 1096,16 150,80 653,64 466,89 1960,92 25214,7986 NON VERIFIER7 623,42 598,16 730,42 521,73 2191,26 25214,7986 NON VERIFIER8 750,59 1206,37 1219,75 871,25 3659,26 25214,7986 NON VERIFIER9 825,23 723,82 919,29 656,64 2757,88 25214,7986 NON VERIFIER


13,5 1728,13 1696,46 2051,59 1465,42 6154,76 25214,7986 NON VERIFIER14 1989,13 8796,46 7152,09 5108,63 21456,26 25214,7986 NON VERIFIER15 2026,45 9613,27 7742,52 5530,37 23227,55 25214,7986 NON VERIFIER16 2073,45 10656,28 8496,12 6068,66 25488,37 25214,7986 VERIFIER17 2073,45 11108,67 8812,80 6294,85 26438,39 25214,7986 VERIFIER18 1813,58 11535,93 8981,94 6415,67 26945,82 25214,7986 VERIFIER19 1570,29 11460,53 8807,52 6291,08 26422,55 25214,7986 VERIFIER20 1405,80 11309,73 8619,71 6156,94 25859,14 25214,7986 VERIFIER21 1170,81 12139,11 9082,78 6487,70 27248,35 25214,7986 VERIFIER22 1170,81 13270,09 9874,47 7053,19 29623,40 25214,7986 VERIFIER23 690,46 13295,22 9651,88 6894,20 28955,65 25214,7986 VERIFIER24 1342,21 12124,03 9157,93 6541,38 27473,79 25214,7986 VERIFIER

24,5 1376,77 13608,12 10214,07 7295,77 30642,22 25214,7986 VERIFIER25 1480,44 14137,17 10636,24 7597,31 31908,72 25214,7986 VERIFIER26 1673,97 15552,14 11723,48 8373,92 35170,44 25214,7986 VERIFIER27 1826,02 17439,61 13120,74 9371,95 39362,21 25214,7986 VERIFIER28 2016,78 18437,38 13914,55 9938,97 41743,66 25214,7986 VERIFIER29 2177,12 20043,36 15118,91 10799,22 45356,74 25214,7986 VERIFIER30 2265,59 20734,51 15646,95 11176,40 46940,86 25214,7986 VERIFIER31 2264,21 21425,66 16130,07 11521,48 48390,20 25214,7986 VERIFIER32 2219,98 18497,70 14058,38 10041,70 42175,13 25214,7986 VERIFIER33 1116,90 21729,77 15769,29 11263,78 47307,86 25214,7986 VERIFIER



92

Tableau 23 : Détermination de la profondeur d’ancrage pour la culée (SP5)

profondeur(m)


pointe Qpu(kN)


(kN)


Qult (kN)

Qmax (kN) 1pieu

QGmax(kN) 5pieux

Qcal (ELU)(kN)






13,5 1728,13 1696,46 2051,59 1465,4 6154,76 21303,1275 NON VERIFIER14 1989,13 7740,88 7152,09 5108,6 21456,26 21303,1275 VERIFIER15 2026,45 8482,30 7742,52 5530,4 23227,55 21303,1275 VERIFIER16 2073,45 10053,10 8073,89 5767,1 24221,68 21303,1275 VERIFIER17 2073,45 10040,53 8065,10 5760,8 24195,29 21303,1275 VERIFIER18 1813,58 10404,95 8190,26 5850,2 24570,77 21303,1275 VERIFIER19 1570,29 11412,78 8774,09 6267,2 26322,27 21303,1275 VERIFIER20 1405,80 10254,16 7880,81 5629,2 23642,43 21303,1275 VERIFIER21 1170,81 10872,42 8196,10 5854,4 24588,30 21303,1275 VERIFIER22 1170,81 11058,41 8326,29 5947,3 24978,87 21303,1275 VERIFIER23 690,46 11561,06 8437,97 6027,1 25313,92 21303,1275 VERIFIER24 1342,21 12124,03 9157,93 6541,4 27473,79 21303,1275 VERIFIER




93

Tableau 24: Détermination de la profondeur d’ancrage pour la pile(SP6).

profondeur(m)


pointe Qpu(kN)


(kN)


Qult réel(kN)

Qmax (kN) 1pieu

QGmax (kN) 5pieux

Qcal (ELU)(kN)






13,5 1257,64 3223,27 2263,04 2302,3 9669,82 25214,80 NON VERIFIER14 1459,71 7740,88 5425,62 5529,2 23222,65 25214,80 NON VERIFIER15 1527,44 7728,32 5417,32 5520,2 23184,95 25214,80 NON VERIFIER16 1816,34 9248,85 6482,19 6606,3 27746,55 25214,80 VERIFIER17 1816,34 9826,90 6887,33 7019,2 29480,71 25214,80 VERIFIER18 1899,28 10404,95 7292,47 7432,1 31214,86 25214,80 VERIFIER19 2023,69 12415,57 8700,40 8868,3 37246,72 25214,80 VERIFIER20 2131,51 12566,37 8806,46 8976,0 37699,11 25214,80 VERIFIER21 2049,95 13194,69 9246,78 9424,8 39584,07 25214,80 VERIFIER22 2031,98 13823,01 9687,11 9873,6 41469,02 25214,80 VERIFIER23 924,07 14451,33 10127,43 10322,4 43353,98 25214,80 VERIFIER24 1978,07 14476,46 10145,52 10340,3 43429,38 25214,80 VERIFIER




94

Tableau 25: Détermination de la profondeur d’ancrage pour la culée (SP6)

profondeur(m)


pointe Qpu(kN)


(kN)


Qult (kN)

Qmax (kN) 1pieu

QGmax(kN) 5pieux

Qcal (ELU)(kN)






13,5 1257,64 3223,27 4480,92 2302,3 9669,82 21303,13 NON VERIFIER14 1459,71 7740,88 9200,59 5529,2 23222,65 21303,13 VERIFIER15 1527,44 7728,32 9255,76 5520,2 23184,95 21303,13 VERIFIER16 1816,34 9248,85 11065,19 6606,3 27746,55 21303,13 VERIFIER17 1816,34 9826,90 11643,25 7019,2 29480,71 21303,13 VERIFIER18 1899,28 10404,95 12304,24 7432,1 31214,86 21303,13 VERIFIER19 2023,69 12415,57 14439,26 8868,3 37246,72 21303,13 VERIFIER20 2131,51 12566,37 14697,88 8976,0 37699,11 21303,13 VERIFIER21 2049,95 13194,69 15244,64 9424,8 39584,07 21303,13 VERIFIER22 2031,98 13823,01 15854,99 9873,6 41469,02 21303,13 VERIFIER23 924,07 14451,33 15375,39 10322,4 43353,98 21303,13 VERIFIER24 1978,07 14476,46 16454,53 10340,3 43429,38 21303,13 VERIFIER




95

IV. Calcul de sections d’armatures des pieux (pile et culée)

Le tableau 26 présente les récapitulatifs des calculs effectués pour la détermination des

sections d’aciers des pieux.

Tableau 26 : Données et caractéristiques du béton & Acier du pieu

Données et caractéristiques du Béton & Acier du pieu

Désignations FormulesValeurs

Pile Culée Unité

Diamètre du pieu 800 800 mm

Hauteur utile des aciers tendus 0,72 0,72 m

Hauteur du pieu h 1614 m

Longueur de flambement 11,2 9,8 m

Résistance du béton à la compression à 28jours d'âge

30 30 Mpa

Résistance conventionnelle du béton 25 25 MPa

Nuance de l'acier Fe500 500 500 MPa

le coefficient Ɵ Ɵ 1 1 /Résistance de calcul du béton à l'ELU 17,00 17,00 MPa

Résistance de calcul de l'acier à l'ELU 434,78 434,78 MPa

Moins de la moitié de charge estappliquée à 90jours

K1 1

= 0,7 × ℎ

= 0,85 ××=

= 0,9 ×



96

Tableau 27 : fiche de calcul des sections d’aciers pour les pieux

Pile Culée Unité

Périmetre de la section 5,024 5,024 m

Effort de compression à l'ELU 3,384 1,839 MN

Aire de la section 10048,000 10048,000 cm²

Elancement 56 49 MN

oui oui Vérifier

Coefficient d'elancement Si 0,48 0,61 /

Aire de la section-2cm péripherique 0,188 0,080 m²

Rayon de giration 0,2 0,2 MN

Le béton equilibre 3,551 1,511 MN

Les aciers equilibre -1,932 -0,389 MN

oui ouiLe béton estsurabondant

à caluler

Section théorique d'armature 66,64 28,37 cm²

Section maximale d' armature 502,4 502,4 cm²

Section minimale d'armatures (CNF)

de périmètre20,10 20,10 cm²

OUI OUI Vérifier

choix d'une section commerciale Lire dans le tableau des aciers 58,92 58,92 cm²

Diamètre des armature longitudinales 25,00 25,00 mm

Espacement des aciers longitudinales St 30,00 30,00 cm

Armatures transversales : cerces 8,33 8,33 mm

Diamètre des armature transversale :cerces

14,00 14,00 mm

Espacement des aciers transversales 30,00 30,00 cm

Contrôle : 0

Contrôle :

D'après le fascicule 62-titre V : les pieux ayant pour armatures longitudinale HA25, il est recommandéde choisir des armatures tranversales comprises entre 12-16

Calcul de la section d'acierB.A.E.L 91 révisée 99

On s'appuie sur le ferraillage minimal donnée par le fascicule 62-titre V. pour desdiamètres de pieux inférieurs à 1 m. On prendra pour ferraillage minimal 12HA25

Designations FormulesValeurs

Contrôle : Elancement 70

=1,35× + , ×B =2× × ²2× ×

≤ é ≤ ?

= (0,01× + , × )

=

= ×> ∶ = , × ( )²< ∶ = ,+ , ( )²

é = ( - ×, × )( )

= %= ² /, ×

≤

= ×,= × × −<

= ²

=Φ

≤ × ; + ;



97

V. Estimation du coût des travaux

Tableau 28 : Estimation du cout des travaux (pieux-semelles de liaisons)

Prix Désignation des travaux Unités QuantitéPrix

unitaire.Montant

Total

0 FONDATION PROFONDES

A201 Mise en station des pieux sous la pile U 5 312 912 1 564 560

A202 Mise en station des pieux sous les culées U 10 282 912 2 829 120

A202 forage des pieux de diamètre 800 mm ml 327 333 773 109 143 771

A203 tube d'auscultation de diamètre 50/60 ml 654 20 526 13 424 004

A204 tube d'auscultation de diamètre 102/114 ml 327 20 526 6 712 002

A205 recepage des pieux de diamètre 800 mm U 15 98 307 1 474 605

A206 Essai des pieux U 15 285 584 4 283 760

Gaines récupérables ép=10mm ml 60 250 330 150 19 800

A207 Bétonnage des pieux m3 164,4 590 818 97 130 479

A208 Ferraillage des pieux sous la pile Kg 8 768 2 217 19 438 656

A209 Ferraillage des pieux sous les culées Kg 17 536 2 217 38 877 312

Sous total Section A200 : FONDATION PROFONDES 309 898 069

0 SEMELLE

A301 béton de propriété C150 dosé à 150 kg de ciment m3 74,4 157 159 11 692 629

A302 béton de semelle dosé à 350 kg/m3 m3 41,04 235 086 9 647 929

A303 ferraillage des semelles Kg 4924,8 1 742 8 579 001

A304 coffrage des semelles m2 60 27 083 1 624 980

A305 badigéonnage des parements enterrés m2 66 2 336 154 176

Sous total Section A300 : SEMELLE 31 698 717

TOTAL HTVA 341 596 786

TVA A 18% 61 487 421

TOTAL TTC 403 084 207

ARRETE LE PRESENT DEVIS A LA SOMME DE: = 403 084 207 Francs CFA Toutestaxes comprises



98

Figure 14 Devis estimatif des pieux et semelles du pont de Katako

0%1%

32%

4%2%0%1%

4%28%

6%

11%

3% 3% 3%0%0%

DEVIS ESTIMATIF DES PIEUX ET SEMELLES DU PONT DEKATAKO

Mise en station des pieux sous la pile

Mise en station des pieux sous les culées

forage des pieux de diametre 800 mm

tube d'auscultation de diametre 50/60

tube d'auscultation de diametre 102/114

recepage des pieux de diametre 800 mm

Essai des pieux

Gaines récupérables ép=10mm

Bétonnage des pieux

Ferraillage des pieux sous la pile

Ferraillage des pieux sous les culées

béton de propriété C150 dosé à 150 kg deciment



99

ANNEXE 3 : SONDAGE GEOTECHNIQUE

I. Sondage géotechnique

I.1 Essai au pressiomètrique de Ménard.

Introduction

L’essai pressiomètrique a été mis au point en 1955 par Louis Ménard, c’est actuellement

l’outil de base utilisé pour le dimensionnement des fondations. Cet essai fait l’objet de la

norme NF P94-110 (en version 1997). Il est le seul essai fournissant à la fois un critère de

rupture et un critère de déformabilité du sol.

L’essai pressiomètrique est un essai de chargement du terrain in situ. Il consiste à gonfler

dans le sol une sonde cylindrique, dilatable radialement, placée dans un forage préalable.

Les contraintes dans le sol sont uniformes et l’essai est réalisé rapidement.

Principe de l’essai

L’essai pressiomètrique est un essai de chargement. Le dispositif de chargement peut être

descendu dans un forage et donner ainsi des indications sur le sol à toute profondeur.

Les essais sont toujours effectués systématiquement mètre par mètre, de manière à suivre

avec précision les variations de résistance du terrain avec la profondeur. Les mesures sont

ainsi pratiquement continues permettent d’obtenir des renseignements complets sur les

différentes couches.

But de l’essai

Le but de l’essai est de déterminer la capacité portante d’un sol et son tassement sous une

fondation donnée, et ce tirant trois caractéristiques fondamentales et qui sont :

- Le module pressiomètrique EM qui définit le comportement pseudo-élastique du

sol. Il intervient dans le calcul de tassement

- La pression limite PL qui caractérise la résistance de rupture du sol.

- La pression de fluage PF qui définit la limite entre le comportement pseudo-

élastique l’état plastique.

Exécution de l’essai :



100

- La sonde est mise en place soit par réalisation d’un forage à l’aide d’outils adaptés

au sol, soit par fonçage ou battage de la sonde pressiomètrique, protégée par un tube

lanterné, jusqu’à la profondeur désirée.

- La réalisation du forage pressiomètrique dépend de la nature du sol, de son état et

de la présence éventuelle d’une nappe d’eau. Le tableau 26 récapitule les

recommandations de la forme norme française concernant la mise en place de la

sonde pressiomètrique.

Tableau 29 : Mode d’installation de la sonde en fonction du nature du sol.

Nature du sol Mode d’installation

Argile molle et vases Forage par tarière avec injection de boue

Argile moyennement compacte Forage par tarière à sec avec injection de boue de forage, ou

par outil désagrégateur avec injection de boue

Argile compacte et marne raide Forage par tarière à sec, carottage ou par outil désagrégateur

Limon : -Au-dessus de la nappe

-Sous la nappe

-Forage par tarière à sec.

-Forage par tarière avec boue de forage.

Sable lâche : -Au-dessus de la nappe

-Sous la nappe

-Forage par tarière à sec avec injection de la boue.

-Forage par tarière avec injection de la boue.

Sable moyennement dense ou dense Forage par tarière à sec ou avec injection de la boue, battage

de la sonde par roto percussion.

Gravier, galets…. Battage de la sonde par roto percussion

Roche : - Altérée

-Saine

- Forage par tarière à sec ou par injection de boue de forage,

ou par outil désagrégateur avec injection de boue, ou battage

de la sonde par roto percussion.

- Forage par carottage ou par outil désagrégateur avec boue de

forage injectée, ou battage de la sonde par roto percussion.



101

- Le chargement se fait par paliers de pression, chacun durant 60 secondes, il est par

contre recommandé de maintenir la durée du palier 2 minutes.

- L’essai continu jusqu’à atteindre la pression limite.

- Certaines corrections sont à faire sur la pression Pr lue sur le manomètre et le

volume Vr dans la sonde, pour tenir compte de la surcharge apportée par la pression

hydrostatique de l’eau surtout lorsque la sonde se trouve à des profondeurs

importantes, et la compressibilité de la sonde.

- La résistance propre de la sonde (inertie de la sonde) est obtenue en gonflant la

sonde placée à l’air libre à côté du forage.

- La constante de dilatation a, de l’appareillage et des tubulures, exprimée en

cm3/MPa traduit la déformabilité propre de l’appareillage et des tubulures. Elle est

déterminée en gonflant la sonde sous forte pression après l’avoir placée dans un

tube en acier parfaitement indéformable.

Pour un volume V, mesurée, la pression réelle appliquée au sol à la profondeur H est :

P = Pr – Pe + (H+h0)× w

Et le volume de la sonde après correction est :

V=Vr - a × Pr

Où : Pr = pression mesurée au manomètre.

Pe = pression correspondant au volume Vr sur chaque courbe de résistance propre de

la sonde.

H et h0 sont définis sur la figure 15.

P = pression corrigée : c’est la contrainte radiale totale appliquée au sol.

V = volume corrigé.



102

Figure 15 : Résultats bruts (nettes) des mesures.

Remarque :

- Il est souhaitable d’effectuer des mises en pression toutes les 1 ou 1.5 m.

- Cet essai est un essai rapide (10minutes) qui donne des efforts à court

terme.

Résultats de l’essai :

Les résultats se traduisent par une courbe pressiomètrique qui présente l’allure des courbes

de chargement. Elle se décompose en trois partie (voir figure16)

- Phase de compactage : P< P0

Elle correspond à la mise en contact de la sonde sur les parois du forage. La mise en

pression de la sonde ré-comprime le terrain, et la pression nulle au début de l’essai atteint

P0 pression latérale du sol au repos. Dans cette partie de la courbe, l’accroissement du

volume de la sonde est plus grand que l’augmentation de la pression.

- Phase pseudo-élastique : 0 < P < PF

Dans cette partie, la relation volume pression est linéaire (une partie quasi rectiligne). La

pression continue d’augmenter pour atteindre une valeur Pf définie comme une pression

de fluage. Elle peut être représentée par le module pressiomètrique Ménard EM défini par

la formule : EM = K.∆∆

K est un coefficient qui dépend du type de sonde utilisée et de la valeur du volume moyen,

Vm de la plage pseudo-élastique.



103

- Phase plastique PF < P < PL :

Pour une pression supérieure à la Pf, la courbe devient de plus en plus redressée tendant

vers une asymptote verticale d’abscisse Pl appelée « pression limite ». Elle correspond aux

déformations plastique du terrain. Et par convention elle est définie comme étant la

pression nécessaire pour doubler le volume de la cavité.

Figure 16 : Résultats corrigés d’une courbe pressiomètrique.

Remarque :

La courbe de fluage traduit les variations de volume mesurées entre 30 et 60 secondes

pour chaque palier de pression. Cette courbe à l’allure indiquée sur la figure 16 et permet

de définir la pression de fluage.

Caractéristique technologiques des appareils et durée des essais

a) Technologie

Les appareils pressiomètrique sont brevetés, et restent la propriété de l’inventeur (technique

Louis Ménard-91-LONGJUMEAU). Les caractéristiques principales des sondes sont

reportées dans le tableau (ci-dessus). Le pressiomètre type E, le plus anciens, convient pour

les problèmes courants sous certaines réserves quant aux fondations sur pieux. Il est

remplacé progressivement par le pressiomètre type G plus résistant qui permet d’atteindre

des pressions supérieurs (80 bars) et peut être utilisé dans le rocher. Plusieurs diamètres

sont utilisables, mais le volume à vide est toujours le même pour tous les appareils. Le



104

tableau 27 extrait du document FOND 72 fascicule 1-4 donne les caractéristiques

principales des sondes.

Tableau 30 : Caractéristiques principales des sondes.

Appareil Type E Type G Pour la mise en œuvre

dans un tube fendu

Tube fendu

V (cm3) 593 593 593 Sans objet

Diamètre (mm) 60 ou 63 60 ou 63 44 Int. 47

Ext 60 ou 63

Longueur de la cellule

centrale (cm)

21 / / Fentes 100

Pression maximale en Bar 30 100 30 Sans objet

En plus de la sonde proprement dite, l’appareillage pressiomètrique comporte un contrôleur

pression-volume et des circuits de raccordement en tube de rilsan. L’habillage des sondes

(membrane et gaine) ainsi que la portée des manomètres devrons être adaptés aux

performances du terrain.

b) Durée d’essai

Chaque essai stand art dure une dizaine de minutes. En fonction de la durée du fonçage

direct de la sonde ou de l’avant-trou, les moyennes de longueurs testées par jour et par

équipe (2 à 3 agents) sont de :

- 7 m/jour dans des terrains peu compacts (vibrofonçage forage à la tarière, avec

ou sans boue bentonite).

- 5m/jour dans des terrains compacts (forage rotatif, battage d’un carottier).

Appareillage

Le pressiomètre MENARD est constitué de trois élément principaux (figure ci-dessous).

- Le contrôleur pression/volume (CPV) placé en surface (figure 17)

- La sonde pressiomètrique placée dans le forage (figure 18)

- Les tubulaires de liaison (en eau et gaz).



105

Figure 17 : CPV et Sondes

Figure 18 : Dispositif typique pour l’essai pressiomètrique

1) Essai au pénétration standard ou normalise (STP).

L’essai de pénétration dynamique le plus ancien et le plus pratiqué est l’essai de pénétration

standard ou essai de pénétration au carottier (norme ASTM D 1586 ou norme NF P 94-

116). Cet essai présent l’avantage de permettre à la fois de prélever des échantillons

remaniés indicatifs des couches traversées et d’avoir une mesure de la résistance du sol.



106

Principe et réalisation de l’essai

Cet essai consiste à battre dans le sol, au fond d’un forage, un carottier ou tube fendu ayant

les caractéristiques et les dimensions suivantes :

- Longueur totale : 813mm

- Longueur de l’échantillon : 457mm

- Diamètre extérieur : 51mm

- Diamètre intérieur trousse coupante : 35mm

- Diamètre intérieur du tube tendu : 38mm

- Poids total : 70N

Il est battu sous énergie constante avec un mouton en chute libre de 635N et une hauteur

de chute de 75mm.

D’une manière générale l’essai s’exécute de la façon suivante :

Après avoir nettoyé très soigneusement le fond du forage, on descend en place

le carottier et on le bat de 15 cm afin d’éliminer la zone superficielle remaniée ;

On poursuit ensuite le battage en comptant le nombre N1 coups de mouton

pour enfoncer le carottier de 15 cm, puis le nombre N2 pour enfoncer de 15

autres. Le paramètre mesuré que l’on appelle l’indice de pénétration standard

est :

N = N1 + N2 ; coups/0.30 mètres est appelé résistance à la pénétration.

Cette façon de procéder, en deux (2) phases, permet une meilleure connaissance du sol. En

effet, on peut avoir N=22 avec N1=11 et N2=11 ou N1=3 et N2=19. Dans le premier cas on

à faire à un terrain homogène et dans le second cas, on se trouve en présence de deux

couche différentes.

Lorsque le terrain devient trop résistant et la pénétration trop difficile, on arrête l’essai pour

un nombre déterminé de coups et l’on indique l’enfoncement correspondant à ce nombre

de coups. De plus on définit le refus comme une pénétration inférieure à 15 cm pour 50

coups. Pour s’assurer que l’on n’est pas à l’interface de deux couches de sol, on

recommande de noter les nombres de coups de mouton nécessaires au battage 15 cm et de

vérifier qu’ils ne sont pas trop différents. Le nombre N sera la différence (N2 – N1) des

nombres de coups nécessaires à l’enfoncement de 45 cm et de 15 cm.

Correction pour tenir compte de la présence éventuelle de la nappe :



107

N = 0.5 N’+ 7.5

À arrondir l’entier inferieur.la correction pour les faibles profondeurs est donnée par la

relation :

N = N’ +

Avec :

- N’: la valeur mesurée à la profondeur D exprimée en mètres.

- : densité apparente du sol en t/m3 (ou ′ déjaugée, sous la nappe ). : sera limité supérieurement à 18 t/m3.

Remarque :

Une fois l’essai terminé, le tube de prélèvement est remonté à la surface et ouvert pourexamen (appréciation de la nature du sol testée).

La figure ci-dessous présente un schéma de l’appareil STP

Figure 19 : Schéma de principe de STP

2x6-HA14U de fermeture002

2x6-HA20nappe inf et sup 2éme lit001

2x3-HA12 e=200filants 005

2x6-HA12 e=200mmU de fermeture 006

2x28-HA12 e=400mmépingles 1er lit 004

56-HA12 e=200mmcadres 1er lit 003

voir de ferraillagedu pieu

.......

3-HA10 e=100mmU de fermeture031

030 2-HA10 e=100mmU de fermeture

4x2-HA12 e=100mmU de fermeture

4x2-HA20 e=100mmatts nappe ext 1er lit008

009

0313-HA10U de fermeture

0302-HA10U de fermeture

SEMELLE DE LIAISON PIEDROIT C0 ET C2

Etude technique des fondations du pont de Katako à Niamey/Niger dans le cadre de la réalisation

de l' échangeur Diori.Niamey/Niger

Mémoire de fin d'études 2016-2017Fondation 2ie - Master génie civil

Date :

1/25

02/06/2017

Annexe 4.1 : Plan de ferraillage de la semelle de liaison piedroit C0 et C2

Mme Marie Thérèse GOMIS, Mr ISSOUFOU Tamboura ,Et Mr. OUMAROU Bachirou

Dessiné par : HAROUNA MANE Abdou

Echelle Encadreurs :

AutoCAD SHX Text

001

AutoCAD SHX Text

002

AutoCAD SHX Text

006

AutoCAD SHX Text

006

Etude technique des fondations du pont de Katako à Niamey/Niger dans le cadre de la réalisation

de l' échangeur Diori.Niamey/Niger

Mémoire de fin d'études 2016-2017Fondation 2ie - Master génie civil

Date :

1/25

02/06/2017

Annexe 4.2 : Plan de ferraillage de la semelle de liaison piedroit central

Mme Marie Thérèse GOMIS, Mr ISSOUFOU Tamboura ,Et Mr. OUMAROU Bachirou


Echelle Encadreurs :

AutoCAD SHX Text

P1

AutoCAD SHX Text

4

AutoCAD SHX Text

4

AutoCAD SHX Text

(ECHELLE 1/25)

AutoCAD SHX Text

050

AutoCAD SHX Text

6-HA32

AutoCAD SHX Text

nappe inf

AutoCAD SHX Text

051

AutoCAD SHX Text

2-HA32

AutoCAD SHX Text

nappe sup

AutoCAD SHX Text

052

AutoCAD SHX Text

2x2-HA20

AutoCAD SHX Text

U de fermeture

AutoCAD SHX Text

052

AutoCAD SHX Text

052

AutoCAD SHX Text

053

AutoCAD SHX Text

4-HA25

AutoCAD SHX Text

nappe sup

AutoCAD SHX Text

054

AutoCAD SHX Text

2x4-HA16

AutoCAD SHX Text

U de fermeture

AutoCAD SHX Text

055

AutoCAD SHX Text

4-HA14 e=200mm

AutoCAD SHX Text

cadres

AutoCAD SHX Text

056

AutoCAD SHX Text

11-HA20 e=200mm

AutoCAD SHX Text

cadres

AutoCAD SHX Text

057

AutoCAD SHX Text

27-HA16 e=200mm

AutoCAD SHX Text

cadres

AutoCAD SHX Text

056

AutoCAD SHX Text

11-HA20 e=200mm

AutoCAD SHX Text

cadres

AutoCAD SHX Text

055

AutoCAD SHX Text

4-HA14 e=200mm

AutoCAD SHX Text

cadres

AutoCAD SHX Text

058

AutoCAD SHX Text

2x13-HA16

AutoCAD SHX Text

ATTS

AutoCAD SHX Text

058

AutoCAD SHX Text

2x13-HA16

AutoCAD SHX Text

ATTS

AutoCAD SHX Text

058

AutoCAD SHX Text

2x13-HA16

AutoCAD SHX Text

ATTS

AutoCAD SHX Text

059

AutoCAD SHX Text

2x3-HA12 e=200mm

AutoCAD SHX Text

filants

AutoCAD SHX Text

054

AutoCAD SHX Text

060

AutoCAD SHX Text

4-HA14 e=200mm

AutoCAD SHX Text

épingle

AutoCAD SHX Text

061

AutoCAD SHX Text

3x11-HA16 e=200mm

AutoCAD SHX Text

épingle

AutoCAD SHX Text

060

AutoCAD SHX Text

4-HA14 e=200mm

AutoCAD SHX Text

épingle

AutoCAD SHX Text

062

AutoCAD SHX Text

2x27-HA16 e=200mm

AutoCAD SHX Text

épingle

AutoCAD SHX Text

061

AutoCAD SHX Text

3x11-HA16 e=200mm

AutoCAD SHX Text

épingle

AutoCAD SHX Text

054

AutoCAD SHX Text

058

AutoCAD SHX Text

2-HA16

AutoCAD SHX Text

ATTS

AutoCAD SHX Text

058

AutoCAD SHX Text

2-HA16

AutoCAD SHX Text

ATTS

AutoCAD SHX Text

058

AutoCAD SHX Text

2-HA16

AutoCAD SHX Text

ATTS

AutoCAD SHX Text

066

AutoCAD SHX Text

066

AutoCAD SHX Text

066

AutoCAD SHX Text

065

AutoCAD SHX Text

065

AutoCAD SHX Text

065

AutoCAD SHX Text

067

AutoCAD SHX Text

067

AutoCAD SHX Text

063

AutoCAD SHX Text

063

AutoCAD SHX Text

067

AutoCAD SHX Text

067

AutoCAD SHX Text

063

AutoCAD SHX Text

59A

AutoCAD SHX Text

59A

AutoCAD SHX Text

59A

AutoCAD SHX Text

2x3-HA12 e=200mm

AutoCAD SHX Text

U de fermeture

AutoCAD SHX Text

058

AutoCAD SHX Text

2-HA16

AutoCAD SHX Text

ATTS

AutoCAD SHX Text

067

AutoCAD SHX Text

058

AutoCAD SHX Text

2-HA16

AutoCAD SHX Text

ATTS

AutoCAD SHX Text

067

AutoCAD SHX Text

058

AutoCAD SHX Text

2-HA16

AutoCAD SHX Text

ATTS

AutoCAD SHX Text

%%UPIEDROIT P1

3x TUBES D'AUSCULTATION ETANCHE Ø 50/60Descendus jusqu'à la base de la cage d'armature

3x TUBE D'AUSCULTATION ETANCHE Ø 50/60Descendus jusqu'à la base de la cage d'armature

Etude technique des fondations du pont de Katako à niamey/niger dans le cadre de la réalisation de l' échangeur

Diori.Niamey/Niger

Mémoire de fin d' études 2016-2017FONDATION 2iE - Master genie civl

DATE :

1/25

02/06/2017

Annexe 5 : Plan de ferraillage du pieu

Mme Marie Thérèse GOMIS , Mr ISSOUFOU Tamboura ,

Et Mr. OUMAROU Bachirou


ECHELLE

4-DX16

aciers soudées levade

8-HA16 e=2000 mm

cerces

54-HA14 e=300 mm

cerces

12 HA25

PLAN DE

FERRAILLAGE

D'UN PIEU

PIEUX

COUPE 1-1

AutoCAD SHX Text

Encadreurs :

AutoCAD SHX Text

1

AutoCAD SHX Text

1

AutoCAD SHX Text

600

AutoCAD SHX Text

1200

AutoCAD SHX Text

%%UCOUPE TRANSVERSALE SUR PIEDROIT CENTRALE

AutoCAD SHX Text

caniveau asphalte

AutoCAD SHX Text

longrine

AutoCAD SHX Text

corniche préfabriquée

AutoCAD SHX Text

pente 2,5%

AutoCAD SHX Text

BN4

AutoCAD SHX Text

DBA

AutoCAD SHX Text

(ÉCHELLE 1/50)

AutoCAD SHX Text

pente 2,5%

AutoCAD SHX Text

BDD

AutoCAD SHX Text

BDG

AutoCAD SHX Text

BDG

AutoCAD SHX Text

BDD

AutoCAD SHX Text

TPC

AutoCAD SHX Text

Voie de circulation

AutoCAD SHX Text

Voie de circulation

AutoCAD SHX Text

BN4

AutoCAD SHX Text


AutoCAD SHX Text

longrine

AutoCAD SHX Text

+couche de roulement BB 80mm

AutoCAD SHX Text

chape d'étanchéité mince 20mm

AutoCAD SHX Text

caniveau asphalte

AutoCAD SHX Text


AutoCAD SHX Text


AutoCAD SHX Text

MARCHE KATAKO

AutoCAD SHX Text

BANIZOUMBOU

AutoCAD SHX Text

gousset

AutoCAD SHX Text

tablier BA

AutoCAD SHX Text

Niveau fini projet

AutoCAD SHX Text

Toit du substratum schisteux

AutoCAD SHX Text

semelle

AutoCAD SHX Text

corbeau

AutoCAD SHX Text

dalle de transition

AutoCAD SHX Text

Pi.05- 800

AutoCAD SHX Text

Pi.04- 800

AutoCAD SHX Text

Pi.03- 800

AutoCAD SHX Text

Pi.02- 800

AutoCAD SHX Text

Pi.01- 800

AutoCAD SHX Text

béton de propeté ép.100

AutoCAD SHX Text

+203.750

AutoCAD SHX Text

+204.750

AutoCAD SHX Text

+209.500b

AutoCAD SHX Text

+209.710b

AutoCAD SHX Text

+209.710b

AutoCAD SHX Text

+209.800b

AutoCAD SHX Text

longrine

AutoCAD SHX Text

Barbacanes Ø100-esp:2.40m

AutoCAD SHX Text

1200

AutoCAD SHX Text

600

AutoCAD SHX Text

%%UCOUPE TRANSVERSALE SUR CULEE

AutoCAD SHX Text

caniveau asphalte

AutoCAD SHX Text

longrine

AutoCAD SHX Text


AutoCAD SHX Text

pente 2,5%

AutoCAD SHX Text

BN4

AutoCAD SHX Text

DBA

AutoCAD SHX Text

(ÉCHELLE 1/50)

AutoCAD SHX Text

pente 2,5%

AutoCAD SHX Text

BDD

AutoCAD SHX Text

BDG

AutoCAD SHX Text

BDG

AutoCAD SHX Text

BDD

AutoCAD SHX Text

TPC

AutoCAD SHX Text

Voie de circulation

AutoCAD SHX Text

Voie de circulation

AutoCAD SHX Text

BN4

AutoCAD SHX Text


AutoCAD SHX Text

longrine

AutoCAD SHX Text


AutoCAD SHX Text


AutoCAD SHX Text

caniveau asphalte

AutoCAD SHX Text


AutoCAD SHX Text


AutoCAD SHX Text

MARCHE KATAKO

AutoCAD SHX Text

BANIZOUMBOU

AutoCAD SHX Text

gousset

AutoCAD SHX Text

tablier BA

AutoCAD SHX Text

Niveau fini projet

AutoCAD SHX Text

Toit du substratum schisteux

AutoCAD SHX Text

semelle

AutoCAD SHX Text

Pi.10- 800

AutoCAD SHX Text

Pi.09- 800

AutoCAD SHX Text

Pi.08- 800

AutoCAD SHX Text

Pi.07- 800

AutoCAD SHX Text

Pi.06- 800

AutoCAD SHX Text


AutoCAD SHX Text

+203.750

AutoCAD SHX Text

+204.750

AutoCAD SHX Text

+203.750

AutoCAD SHX Text

+204.750

AutoCAD SHX Text

+209.800b

AutoCAD SHX Text

+209.710b

AutoCAD SHX Text

+209.710b

AutoCAD SHX Text

+209.500b

AutoCAD SHX Text

longrine

AutoCAD SHX Text

C0

AutoCAD SHX Text

P1

AutoCAD SHX Text

C2

AutoCAD SHX Text

2

AutoCAD SHX Text

2

AutoCAD SHX Text

3

AutoCAD SHX Text

3

AutoCAD SHX Text

Sable limoneux

AutoCAD SHX Text

Schiste

AutoCAD SHX Text

%%uCOUPE LONGITUDINALE 1-1

AutoCAD SHX Text


AutoCAD SHX Text


AutoCAD SHX Text

(ÉCHELLE 1/50)

AutoCAD SHX Text

Niveau fini projet

AutoCAD SHX Text

RIVIERE GOUNTOU YENA

AutoCAD SHX Text

CARREFOUR LAKO

AutoCAD SHX Text

rampe 5%

AutoCAD SHX Text

rampe 5%

AutoCAD SHX Text

Dalle de transition

AutoCAD SHX Text

5 pieux- 800

AutoCAD SHX Text

pente 5%

AutoCAD SHX Text

Toit de la nappe 10m sous le TN

AutoCAD SHX Text

semelle

AutoCAD SHX Text

5 pieux- 800

AutoCAD SHX Text

5 pieux- 800

AutoCAD SHX Text

tablier BA

AutoCAD SHX Text


AutoCAD SHX Text


AutoCAD SHX Text

tablier BA

AutoCAD SHX Text

PIEDROIT C0

AutoCAD SHX Text

PIEDROIT P1

AutoCAD SHX Text

PIEDROIT C2

AutoCAD SHX Text

pente 5%

AutoCAD SHX Text


AutoCAD SHX Text


AutoCAD SHX Text

semelle

AutoCAD SHX Text


AutoCAD SHX Text


AutoCAD SHX Text


AutoCAD SHX Text

+203.750

AutoCAD SHX Text

+203.750

AutoCAD SHX Text

+203.750

AutoCAD SHX Text

+204.750

AutoCAD SHX Text

+204.750

AutoCAD SHX Text

+204.750

AutoCAD SHX Text

semelle

AutoCAD SHX Text

+209.500b

AutoCAD SHX Text

+208.500b

AutoCAD SHX Text

+209.500b

AutoCAD SHX Text

+209.500b

AutoCAD SHX Text

+208.500b

AutoCAD SHX Text

+208.500b

AutoCAD SHX Text

+208.332b

AutoCAD SHX Text

+208.332b

AutoCAD SHX Text

Toit du substratum schisteux Niveau en attente essai géotechnique

AutoCAD SHX Text

Goujons 8, e=200mm

AutoCAD SHX Text

Dalle de transition

AutoCAD SHX Text

Goujons 8, e=200mm

AutoCAD SHX Text

Niveau fini projet

AutoCAD SHX Text


AutoCAD SHX Text


AutoCAD SHX Text

OU PANNEAU DRAINANT

AutoCAD SHX Text

MEMBRANE DRAINANTE

AutoCAD SHX Text

ENDUIT HYDROFUGE

AutoCAD SHX Text

PIERRES CONCASSÉES

AutoCAD SHX Text

GÉOTEXTILE FILTRANT

AutoCAD SHX Text

DRAIN PERFORÉ

AutoCAD SHX Text

DRAIN PERFORÉ

AutoCAD SHX Text

GÉOTEXTILE FILTRANT

AutoCAD SHX Text

PIERRES CONCASSÉES

AutoCAD SHX Text

ENDUIT HYDROFUGE

AutoCAD SHX Text

MEMBRANE DRAINANTE

AutoCAD SHX Text

OU PANNEAU DRAINANT

Étude technique desfondations du pont de katako …

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