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1 Origine de la nécessité des travaux de renforcement de sol sous ouvrage existant et reprise en sous œuvre

Le développement économique de ces 60 dernières années conduit à construire des bâtiments et ouvrages dans des sites de plus en plus difficiles sur le plan géotechnique : zones compressibles, terrains en pente, remblais gagnés sur la mer ou les fleuves, zones sismiques…

Lorsque les conditions géotechniques ont mal été appréhendées, des pathologies apparaissent dans les constructions (déformation, fissuration, rupture) du fait de la déformation du sol de fondation (tassement, poinçonnement).

Les origines de ces déformations peuvent être les suivantes :

• Un sous dimensionnement des fondations ou une erreur de conception liés à une mauvaise appréciation du modèle géotechnique du sol de fondation, voire à une évolution de ce sol de fondation (dissolution de calcaire ou gypse par exemple, sous tirage de particules fines du terrain par des circulations d’eau…) ;

• Une modification des conditions climatiques, dessiccation de sols argileux du fait de la sécheresse, remontée ou approfondissement de la nappe aquifère provoquant une saturation des terrains ou leur consolidation.

Pour pallier ces désordres, des travaux de reprise en sous œuvre ou de renforcement de sol sont alors nécessaires.

La raréfaction du foncier dans les zones urbaines conduit également à construire en mitoyenneté, à modifier la destination et la géométrie de l’ouvrage existant (création de sous-sol, accès supplémentaires, galeries techniques…), à réaliser des ouvrages sous des constructions existantes (métros et galeries techniques notamment). Ces travaux sont souvent délicats car ils nécessitent de maîtriser les déformations du sol dans la zone d’influence géotechnique (ZIG) ; dans le cas contraire ils peuvent conduire à des désordres dans les ouvrages avoisinants.

L’évolution des règlements techniques et administratifs conduit également à une obligation de mise en conformité d’ouvrages anciens. On citera par exemple sur le plan administratif la réglementation PMR (personnes à mobilité réduite) qui implique de revoir les accès dans les ouvrages publics notamment (gares ferroviaires et métros), l’évolution des règles de calculs (Eurocodes notamment) qui conduisent à une mise en conformité de l’ouvrage existant dans le cadre d’une réparation ou d’une extension notamment, la réglementation parasismique (Eurocode 8) qui a fortement évolué ces dernières décennies et qui peut nécessiter une mise en conformité de la structure et de ses fondations.

Toutes ces évolutions conduisent généralement à des reprises en sous œuvre des fondations existantes ou à une amélioration ou renforcement de sol afin de garantir la pérennité de l’existant et des avoisinants en cours et après travaux, ou pour réparation en cas de sinistre.

2 Particularités techniques de ce type de travaux

Le renforcement des sols et la reprise en sous œuvre d’ouvrages existants sont un vaste sujet qui ne peut être traité dans sa globalité dans le cadre de cet article.

On s’attachera donc ici plus particulièrement à traiter le sujet vu par l’ingénieur géotechnicien en charge de la conception et du suivi de ces travaux, en se focalisant sur les difficultés et les points d’attention sur lesquels il doit être vigilant.

Les principales particularités techniques proviennent du fait qu’on intervient sur un ouvrage déjà construit, dont les fondations notamment sont souvent mal connues (absence de plan de récolement fiable des fondations et autres parties enterrées).

Il s’agit donc pour chaque projet d’une étude spécifique qui fait appel à des compétences en structure (bâtiment-génie civil), en géotechnique et en maîtrise de tels travaux spéciaux.

2.1 Particularités des investigations

Les investigations géotechniques ont pour but de préciser le modèle géotechnique à retenir dans la zone d’influence géotechnique, ce qui est classique pour tout ouvrage à construire ou à réparer, mais aussi de reconnaître les fondations (type de fondation, niveau de fondation, géométrie et ferraillage), ainsi que les ouvrages et réseaux enterrés à proximité.

En cas de pathologie avérée, la reconnaissance engagée doit permettre de réaliser un diagnostic conduisant à préciser la cause des désordres. Ce diagnostic est basé en premier lieu sur une inspection détaillée de l’ouvrage, inspection permettant d’identifier à partir du relevé des désordres, le mécanisme conduisant aux déformations structurelles constatées.

Ces investigations sont souvent rendues difficiles en raison de l’exiguïté des sous-sols et des accès, et de l’intervention dans des parties privatives (nécessité d’obtenir des autorisations).

Concernant la reconnaissance des fondations (nature et géométrie), on a souvent recours à des puits blindés à l’avancement (Fig. 1a), creusés manuellement ou à l’aide de mini-pelle. Le stockage ou l’évacuation des déblais est un sujet délicat à ne pas sous-estimer.

En cas de pieu, une fois la tête découverte, on peut avoir recours aux méthodes géophysiques sismiques par impédance ou parallèle (MSP) pour évaluer sa profondeur.

Cette reconnaissance des fondations est à compléter par des sondages carottés avec essais en laboratoire et par un relevé du ferraillage à l’aide d’un Ferroscan.

Concernant le sol de fondation, les reconnaissances classiquement réalisées dans le cadre des études géotechniques doivent s’adapter à l’exiguïté des lieux (Fig. 1b). On a recours alors à des machines de forage de faibles dimensions ou démontables, munies de bras et tiges de forage courtes. Les accès peuvent en effet être limités à 1 m de largeur et à des hauteurs sous plafond de 2 m.

Des reconnaissances structurelles particulières peuvent aussi devoir être engagées pour préciser certains éléments non visibles (nature et épaisseur des planchers, conditions d’appui de certaines poutres par exemple). L’objectif final est d’être en mesure d’établir une descente de charges aussi précise que possible ainsi que d’évaluer la résistance mécanique des éléments de la structure.

Fig. 1 Travail en site exigu. (a) Puits blindé (Botte Fondation, Journée technique CFMS décembre 2014) ; (b) Foreuse en site exigu (document commercial Keller)). Work in confined spaces.

2.2 Particularité des études de conception et dimensionnement

Travaillant sur un ouvrage existant, la première tâche est d’obtenir ou de ré-établir les plans de structure caractérisant la géométrie et la résistance des éléments porteurs, ainsi que la descente de charge.

La récupération d’archives et plans de récolement d’ouvrages anciens s’avère souvent difficile et parfois incomplète. Concernant les bâtiments, il s’agit souvent de plans du permis de construire et non de documents de récolement. Des modifications ont également pu avoir lieu pendant la vie de l’ouvrage sans que cela soit porté sur des plans.

Les descentes de charges ont donc pu évoluer depuis la conception du fait de modifications apportées à la structure, mais aussi du fait de l’évolution des règlements définissant les sollicitations à prendre en compte (parasismique notamment). Une enquête « bâti » détaillée doit permettre de localiser les structures porteuses, leur état de dégradation et les descentes de charge.

À noter que les règlements de calcul des fondations évoluent et deviennent de plus en plus contraignants et parfois difficiles à utiliser, en présence par exemple de techniques de pieux maintenant abandonnées. Les rétro-calculs réalisés sur des ouvrages anciens ne permettent parfois plus de justifier leurs fondations. Les travaux engagés doivent être conformes aux normes et règlements actuels, ce qui peut impliquer la remise à niveau d’un ouvrage ancien sur lequel on intervient.

Dans le cas d’une reprise en sous œuvre, la phase travaux est généralement dimensionnante et est la plus délicate à réaliser. Il est donc impératif de ne pas sous-estimer les difficultés de réalisation lors de la conception.

On notera également qu’une reprise en sous œuvre partielle peut conduire à un système de fondation mixte avec des rigidités différentielles et une redistribution de la descente de charge.

Les études techniques s’attachent à justifier la stabilité de l’ouvrage et de ses composants (approche à la rupture) mais aussi à limiter les déformations à quelques centimètres voire millimètres.

Pour cela la première approche consiste à réaliser des calculs analytiques à la rupture. Afin d’évaluer et maîtriser les déformations, cette approche est à compléter par des modélisations numériques prenant en compte l’interaction sol-structure.

Ces modélisations ont suivi l’évolution des ordinateurs ; elles sont de plus en plus abouties sur le plan des modèles de comportement et des calculs. Leur limite actuelle réside plus dans l’appréciation des paramètres géo-mécaniques, et dans l’appréciation du modèle mécanique de la structure, notamment si celle-ci est dégradée, que dans les codes de calculs proprement dits. Les résultats fréquemment présentés dans les rapports techniques donnent souvent une illusion de précision vis-à-vis de laquelle l’ingénieur concepteur doit rester vigilant.

2.3 Particularités des travaux

Contrairement à la réalisation d’un ouvrage neuf, la particularité des travaux est liée à la présence d’espaces exigus nécessitant des matériels spécifiques (foreuses électriques de faible encombrement, bras de faible hauteur) et une bonne ventilation de l’espace de travail. Les cadences des travaux en sont directement affectées.

Le respect du tréfonds peut conduire à ne pas avoir recours à des tirants d’ancrage ou tout autre élément empiétant sur la propriété voisine ; cela est source de difficultés techniques supplémentaires (par exemple, recours à des butons dans une emprise de chantier déjà très limitée).

La sensibilité de l’ouvrage aux vibrations et aux tassements différentiels à venir (notamment en cas d’ouvrage souffrant d’une pathologie) peut également conduire à adapter les méthodes de forage, les cadences de travaux, les phasages de réalisation.

À noter également que la découverte d’éléments nouveaux en cours de travaux est fréquente, la reconnaissance préalable étant souvent limitée du fait de sa difficulté de réalisation.

Plus que tout autre travail de fondation, la reprise en sous œuvre ou le renforcement de sol sous ouvrage existant implique une surveillance continue et en temps réel des déformations de la structure et de ses fondations. La mise en œuvre de la méthode observationnelle (Allagnat, 2005) est donc conseillée et doit être initiée dès la phase de conception. Cette méthode consiste à disposer d’un système de mesures (automatisé autant que possible) permettant de vérifier que les déformations de la structure sont conformes à ce qui a été prévu en étude. Des seuils de vigilance et d’alerte doivent être précisés dans le cahier des charges techniques des travaux avec un arbre de décision si ces derniers sont dépassés. La difficulté réside alors à définir des seuils réalistes, pour éviter des alertes à répétition qui sont contre productives. La mise en œuvre de la méthode observationnelle implique que des travaux palliatifs soient définis dès la phase de conception en cas de comportement anormal de l’ouvrage. Ce point est important et ne doit pas être oublié.

3 Acteurs et cadre réglementaire

Les acteurs sont ceux de tout ouvrage à construire à savoir un maître d’ouvrage, un maître d’œuvre, un bureau de contrôle, et une entreprise avec son bureau d’étude technique.

Le recours à un contrôleur technique est une démarche du maître d’ouvrage, volontaire ou obligatoire selon le code de la construction R111-38. La norme NF P 03 100 précise l’étendue de ce contrôle : mission solidité (L), solidité des existants (LE), avoisinant (AV).

Dans le cadre d’une pathologie, peut également intervenir un expert (judiciaire ou d’assurance) avec les conseils techniques et juridiques des différentes parties. Le contexte peut alors être plus ou moins conflictuel.

Avant travaux, un référé préventif est fortement conseillé en cas d’intervention sur un ouvrage sinistré ou dans le cadre de travaux neufs à proximité d’un ouvrage existant, surtout si ce dernier est ancien et si ses fondations n’ont pas été complètement reconnues. À noter qu’un simple constat d’huissier n’est pas opposable en cas de procédure judiciaire car non contradictoire.

Ces travaux sont spécifiques, souvent très techniques et complexes dans leur réalisation. Il convient d’avoir recours à des ingénieurs structure et des ingénieurs géotechniciens expérimentés et rompus à ce type de travaux qui diffèrent des travaux neufs : appréciation du comportement de l’ouvrage existant lors des travaux, techniques des travaux très particulières par rapport à celles utilisées en travaux neufs, adaptations fréquentes en cours de travaux…

Enfin, chaque entreprise ayant ses spécificités, il est courant que celles-ci proposent des variantes. Le maître d’œuvre est alors amené à analyser ces variantes techniques dans un délai court, ce qui peut engendrer un risque supplémentaire.

4 Techniques employées–État de l’art

Les techniques de reprise en sous œuvre sont très variées. Sur chaque projet des adaptations sont par ailleurs nécessaires pour s’accommoder aux particularités du chantier. Les principales techniques sont présentées ci-après.

Les techniques de renforcement de sol, quant à elles, ont connu davantage de développements dans les dernières décennies. Elles sont également présentées ci-après.

Pour chacune de ces techniques, on s’attache à souligner les points d’attention pour l’ingénieur géotechnicien en charge de la conception et du suivi des travaux.

4.1 Reprise d’efforts verticaux sous charges ponctuelles ou réparties sans modification des fondations : amélioration du sol de fondation

Cette première famille de travaux est principalement mise en œuvre sous des ouvrages fondés sur radier ou semelles de grande largeur subissant des tassements non maîtrisés. La surface d’appui est importante et les charges globalement réparties. L’objectif recherché est alors d’améliorer les paramètres géo-mécaniques du sol de fondation.

On distingue les principales techniques suivantes :

• Injections « classiques » à l’aide de mortier et/ou coulis ;

• Injection de résines expansives ;

• Injection solide.

Les injections se font par mailles, primaires voire secondaires, de dimensions adaptées en fonction de la nature et de la compacité du terrain à traiter. Elles doivent systématiquement faire l’objet de planche d’essai au démarrage du chantier, planche qui permet de caler la nature et les paramètres mécaniques et rhéologiques du produit injecté ainsi que les paramètres de mise en œuvre (pression, débit…).

Elles nécessitent généralement de traverser la fondation pour traiter le terrain sous-jacent. Le recours au carottage est alors requis. Des injections complémentaires de coulis plus ou moins liquides sous pression dites « de clavage » s’avèrent généralement nécessaires pour assurer la transmission des charges de la semelle ou du radier au terrain traité en limitant les déformations.

4.1.1 Injections « classiques »

Il s’agit d’injection de comblement de vide ou zone très décomprimée sous faible pression par du mortier, coulis avec accélérateur de prise ou suspensions pour limiter le cheminement dans le terrain (en présence de fracture ou fissure). En fonction de la tenue du terrain le forage peut être nu, ou équipé d’un tubage qui est remonté par passes lors du traitement.

Il s’agit également d’injection dites d’imprégnation (Fig. 2), de coulis de bentonite–ciment fluidifié, micro-ciment voire résines organiques dont la granulométrie et la rhéologie s’adaptent à la perméabilité de l’encaissant. Ces injections sont mises en œuvre par l’intermédiaire de tubes à manchettes permettant de traiter le terrain sur des hauteurs précises délimitées par des obturateurs.

Ce type d’injection permet également de renforcer et régénérer des maçonneries (Fig. 2).

Le maillage à retenir est fonction de la nature du terrain et de sa perméabilité. Il peut être relativement serré (de l’ordre du mètre) d’où un grand nombre de forages.

L’injection de compensation est une particularité des injections d’imprégnation ; elle consiste à maîtriser le soulèvement du sol afin de s’affranchir d’un tassement engendré soit par le comportement naturel du sol support (dissolution, décompression, tassement), soit par des travaux réalisés à proximité.

Une alternative, retenue pour maîtriser l’évolution de l’inclinaison de la tour de Pise, a consisté en l’extraction de terrain à partir de forages inclinés (Fig. 3).

Ces techniques d’injections « classiques » sont anciennes et mises en œuvre depuis plusieurs décennies. Les produits et adjuvants font toutefois l’objet d’améliorations permanentes qui permettent de traiter les terrains avec une meilleure efficacité. Il en est de même des matériels et procédures d’exécution ainsi que des enregistreurs de paramètres permettant de suivre précisément la production.

En termes de travaux de reprise en sous œuvre, cette technique implique d’utiliser des matériels de forage de dimensions adaptées en raison des conditions d’accès, des zones de travail exiguës et d’une hauteur sous plafond réduite. Avec pour conséquence des cadences de traitement ralenties. La fabrication des produits d’injection et leur mise en œuvre nécessitent également de la place.

Le traitement à très faible profondeur est difficile à maîtriser voire impossible, du fait de l’absence de pression de confinement. Ces travaux d’injection doivent faire l’objet d’une surveillance adaptée afin d’éviter un soulèvement ou un claquage du terrain qui pourrait aggraver les désordres.

Fig. 2 Injections d’imprégnation. (Injection en maçonnerie et sous tubes à manchettes (guide technique Solétanche, 2010)). Impegnation injections.

Fig. 3 Exemple particulier : Soutirage pour redresser la tour de Pise. (Technique inverse des injections de compensation (IFSTAAR – Burland et al., 2003, 2015)). Particular example: Racking to straighten Pisa Tower.

4.1.2 Injections de résine expansive

Le traitement par résines expansives s’est fortement développé ces dernières années sous l’impulsion d’entreprises spécialisées. Il s’agit de résines à polymérisation rapide, injectées dans le sol par des forages ou canules foncées dans le sol. La pression de gonflement peut être élevée et se doit donc d’être maîtrisée par l’opérateur lors de sa mise en œuvre sous surveillance topographique altimétrique, et cela d’autant plus qu’il y a un effet différé (Fig. 4).

Cette technique s’est fortement développée pour renforcer les sols à faible profondeur sous des ouvrages généralement assez légers, les pavillons sinistrés sécheresse notamment. Elle est envisagée en cas de quantité limitée, les résines ayant un coût élevé par rapport au ciment.

En cas de traitement à faible profondeur, le matériel utilisé est léger, facile à mettre en place dans les endroits difficiles d’accès, ce qui contribue au développement de cette technique.

Ces injections peuvent aussi être réalisées par l’intermédiaire de forages à l’aide de machines plus ou moins puissantes en fonction de la nature et de la résistance du terrain à traverser. On retrouve alors les contraintes des injections « classiques ».

Fig. 4 Injection de résines expansives. (Injection de résines expansives (documents commerciaux Uretek)). Expansive resin injection.

4.1.3 Injections solides

L’injection solide permet, à partir d’un forage tubé, de densifier un sol en place par incorporation d’un mortier par passes remontantes de 1 m en général. Cette technique a vu son développement dans les années 1990 et est couramment mise en œuvre actuellement (Fig. 5).

La principale difficulté réside dans la maîtrise du mortier : nature et rhéologie lors de la mise en œuvre sous forte pression (phénomène d’essorage jouant sur sa rigidité et sur sa faculté à densifier le terrain à l’intérieur de la maille de traitement).

Cette technique est bien adaptée au traitement des terrains peu argileux sous radier ou larges semelles (charges réparties) car elle ne crée pas de point dur sous la fondation.

En termes de contraintes de chantier, celles-ci sont comparables à celles des injections « classiques ». On notera toutefois que l’injection de mortier permet plus facilement de maintenir le chantier propre, ce qui est un point sensible avec les injections « classiques » et le jet grouting qui mettent en œuvre de grandes quantités de coulis liquides.

Comme pour les injections « classiques », le traitement à faible profondeur (moins de 2 à 3 m) est difficile en raison de la faible pression de confinement disponible. Le risque de soulèvement est aussi possible, c’est pourquoi une surveillance topographique en cours d’injection est nécessaire.

Fig. 5 Injection solide en reprise en sous œuvre (documents commerciaux Keller ; Farhat, 2019). Solid Injection.

4.2 Reprise d’efforts verticaux sous charges ponctuelles ou réparties avec ou sans modification du niveau de fondation existante : reprise en sous œuvre

Deux cas se présentent classiquement :

• Le renforcement d’une assise de fondation déficiente sans modification de son niveau de fondation ;

• L’approfondissement d’une assise de fondation pour rechercher un sol de meilleure portance à faible profondeur ou pour création d’un niveau de sous-sol supplémentaire sous ou à proximité de l’ouvrage.

4.2.1 Sans modification du niveau de la fondation existante

4.2.1.1 Reprise des efforts par micropieux

La reprise des charges d’une semelle par micropieux est la plus courante. Elle permet de reporter des efforts importants en profondeur sur un sol plus porteur.

On entend par micropieu injecté une armature métallique constituée par des tubes, barres, torons ou profilés introduits dans un forage de diamètre inférieur ou égal à 300 mm et scellée au terrain par injection de coulis ou de mortier sous pression plus ou moins élevée.

On distingue 3 types de micropieux :

• Type II : pieu foré ou plus rarement battu ; le forage équipé d’armature est rempli par gravité ou faible pression au tube plongeur ; c’est le cas le plus couramment utilisé. Le coulis de ciment est fortement dosé ; 1200 kg/m³ – C/E = 2.

• Type III : par rapport au type II, l’injection se fait sous tube à manchettes mis en place dans un coulis de gaine. Après claquage de ce coulis de gaine l’injection se fait sous pression supérieure à la pression limite du sol de manière globale et unitaire (IGU).

• Type IV : Dans ce cas l’injection se fait à l’aide du tube à manchette sous obturateur simple ou double selon la méthode répétitive et sélective (IRS).

Le micropieu type I (forage tubé provisoirement et équipé ou non d’armature, rempli au tube plongeur) n’est plus utilisé.

Le micropieu ne travaille qu’au frottement latéral mais pas en pointe. Ce frottement latéral peut être amélioré par des injections sous pression (IGU, IRS). Sa valeur est estimée à partir d’abaques puis arrêtée après essai d’arrachement.

On notera le développement de techniques relativement récentes telles le micropieu auto-foreur ou l’armature sert de tige de forage et d’injection. Ce type de forage est adapté aux terrains qui se tiennent sans tubage ; dans le cas contraire, il faut lui adjoindre une boue de forage.

Les matériels de forage et d’injection peuvent être de dimensions très réduites, voire démontables, ce qui permet de les implanter dans des lieux difficiles d’accès, sous hauteur réduite (Fig. 6). La machine est positionnée au plus près du mur porteur et le mat légèrement incliné si nécessaire. L’armature mise en place permet aussi de reprendre un faible moment de flexion engendré par l’excentrement. En cas de traction on a recourt à des armatures liaisonnées par filetage.

Outre l’aspect forage et injection, le principal point de vigilance porte sur la conception et la réalisation de la liaison micropieu-semelle (Fig. 7a).

Il convient au préalable de reconnaître la fondation (dimensions mais aussi armatures) pour évaluer sa résistance.

Si celle-ci est satisfaisante au regard de la hauteur de la semelle, de sa qualité et de la charge apportée par le micropieu, ce dernier peut alors soit être scellé à l’aide d’un mortier sans retrait dans la semelle existante après carottage, soit être repris par une poutre en béton armé scellée à la semelle existante ou positionnée sous cette dernière, soit dans une poutre moisante (Fig. 7b) rendue solidaire de la semelle existante (barres de scellement ou post contrainte).

Dans la mesure où les deux côtés de la fondation sont accessibles, on peut avoir recours à des cavaliers ponctuels traversant le mur porteur et reportant la charge sur deux micropieux verticaux (Fig. 7b). En variante, deux poutres continues peuvent être coulées et scellées de part et d’autre du porteur ou de la fondation et reprises en sous œuvre par des micropieux.

Les micropieux sont des éléments de fort élancement ; leur raccourcissement élastique sous charge est relativement important. C’est pourquoi, en cas de reprise de charge lourde sur des micropieux de grande longueur, une mise en charge par vérinage peut s’avérer nécessaire. En cas de mort terrain de hauteur significative un dispositif antifriction permet de consommer le raccourcissement élastique lors du vérinage et éviter ainsi un tassement différé (Fig. 8) ; c’est une opération délicate et coûteuse.

Fig. 6 Micropieux en site exigu et reprise en sous œuvre par chevalets sur micropieux (LCPC Musée d’art de Montpellier 2005 ; Bustamente et al., 2005 ; Ghegediban, 2019). Micropiles in cramped sites and underpilling.

Fig. 7 Liaisons entre micropieux et semelles. (a) Conférence CREAO-EDAGO (2016) – document J. Argaud architecte et F. Brodu Soltechnic ; (b) Document Botte Fondation, Journée technique CFMS décembre 2014 ; (c) cavalier sous mur porteur (Document interne Egis). Connections between micropiles and shallow foundation.

Fig. 8 Micropieu vériné avec dispositif antifriction (Simecsol – Revue Travaux avril 1998). Jacked micropile and anti-friction device.

4.2.1.2 Reprise des efforts par colonnes de jet grouting

Le jet grouting consiste à déstructurer le sol en profondeur à l’aide d’un jet haute pression mis en œuvre dans un forage et à mélanger le sol érodé avec un coulis auto-durcissant pour former des colonnes ou panneaux dans le terrain. Une armature métallique peut être foncée dans la colonne avant sa prise.

Différents types de jet existent en fonction de nature et de la compacité des terrains ; jet simple (coulis), jet double (air plus coulis) à l’aide d’une buse, jet triple (air plus coulis et eau) à l’aide de deux buses (Fig. 9).

Basée sur la déstructuration du terrain avant mélange avec du coulis de ciment, cette technique est plus efficace dans les terrains granulaires à faible cohésion. Dans les terrains argileux, la déstructuration du terrain et son évacuation par le spoil ascendant sont plus difficiles et peuvent nécessiter une phase préliminaire de pré-découpage.

Une des difficultés est de maîtriser la section de la colonne et sa résistance qui peuvent fortement varier en fonction des terrains traversés. Leur contrôle de résistance (par carottage avec essais de compression simple, mesure du module d’Young), et de diamètre (par puits, canne extensométrique, cylindre électrique, impédance mécanique) est indispensable.

Cette technique s’est développée dans les années 1980 et est très utilisée de nos jours.

Elle peut être mise en œuvre sous des radiers, semelles, après carottage ; les colonnes de jet grouting travaillent alors comme des inclusions rigides à l’instar des micropieux. Elle peut aussi améliorer la portance et le frottement latéral d’un pieu (colonnes réalisées à son pourtour).

À noter l’absence de portance de la colonne avant prise du coulis de ciment, ce qui peut conduire à travailler par pianotage pour ne pas déstabiliser une semelle.

L’absence de matelas de répartition (non réalisable sous une fondation existante) peut nécessiter une opération de clavage du fait du retrait de la colonne sous décantation et de la moins bonne maîtrise de la colonne à proximité de la surface.

Si la technique est bien menée, seule l’énergie cinétique du jet déstructure le terrain, il n’y a alors pas risque de claquage du terrain. Dans les faits, il faut veiller à la bonne évacuation des spoils (boue composée de terrain déstructuré et de coulis de ciment), le risque de claquage du terrain et soulèvement venant d’un bouchon lié au rétrécissement voire à la fermeture du forage.

Cette technique, mise en œuvre par forage, présente les mêmes difficultés que celles des injections (matériel de petite dimension pour accéder dans les sous-sols et lieux exigus et gestion des mortiers et coulis). Toutefois, le terrain déstructuré étant en partie évacué en tête par les spoils, le volume résurgent est important. Il convient de le gérer dans des conditions souvent difficiles (collecte et renvoi dans les bacs de décantation pour recyclage).

La géométrie des colonnes réalisables sous des murs porteur est illustrée ci-dessous (Fig. 10).

Fig. 9 Jet grouting, Jet simple, double, triple (guide technique Solétanche, 2010). Jet grouting, different types of jet.

Fig. 10 (a et b) Reprises en sous œuvre par jet grouting (guide technique Solétanche, 2010). Underpinning by jet grouting.

4.2.1.2.1 Colonnes de sol traité

On citera pour information la technique des colonnes de sol traité.

Cette technique consiste à partir d’un forage à la tarière de réaliser des colonnes ou barrettes de sol remanié avec incorporation de ciment.

Divers outils de forage existent : tarière simple, double ou triple, outil avec ouvrant permettant de faire une colonne de grand diamètre dans un forage de diamètre réduit en surface.

On réalise ainsi des colonnes de sol à résistance renforcée mais moindre que le jet grouting (de l’ordre de 5 MPa) (Fig. 11).

Cette technique a été développée à l’origine pour renforcer la stabilité de remblai ferroviaire.

La méthode de forage (tarière) ne permet pas de traverser une fondation en béton. Par ailleurs le matériel utilisé permet difficilement de travailler dans un espace où la hauteur est faible. Elle est donc peu utilisée en reprise en sous œuvre.

Fig. 11 Sol traité au ciment (double tarières) – (guide technique Solétanche, 2010). Cement treated soil.

4.2.1.3 Reprise des efforts par élargissement de la fondation

Dans ce cas, l’objectif recherché est de diminuer la contrainte au sol en augmentant la surface d’appui. Deux poutres en béton armé sont disposées de part et d’autre du mur porteur ou au pourtour d’une semelle carrée ou rectangulaire. Le liaisonnement à la semelle existante se fait par barres ou câbles précontraints mis en en œuvre après carottage horizontal de la semelle (Fig. 12).

Comme évoqué ci avant, les poutres moisantes sont fréquemment associées aux reprises par micropieux.

Fig. 12 Élargissement de semelle par poutres moisées (document STREES 2014 ; Combarieu, 2014). Foundation widening.

4.2.2 Avec modification du niveau de la fondation existante

Deux cas peuvent se présenter :

• Cas d’un sol de bonne résistance à faible profondeur (ou création de sous-sol peu profond) ;

• Cas d’un sol de bonne résistance à grande profondeur (ou création de sous-sol profond).

4.2.2.1 En présence de terrain de bonne résistance à faible profondeur

La technique utilisée est celle du puits blindé mis en œuvre sous un mur apportant une charge linéairement répartie (Fig. 13a). Des puits blindés sont réalisés selon une trame prédéfinie ou en continu.

En cas de sol cohérent et de bonne portance (Fig. 13b), on réalise à l’avancement, selon une trame prédéfinie, un ensemble poteau-semelle (appelé jambe de pantalon) relié en tête au mur porteur, après matage, par une poutre de chaînage. La stabilité provisoire vis-à-vis de la poussée des terres est assurée par étais ou clouage localisés sur ces jambes qui agissent en tant que raidisseur. Un béton projeté associé à des treillis soudés est ensuite réalisé entre les jambes de pantalon et liaisonné à ces dernières. La trame est fonction de la descente de charge et de la portance du sol. Pour des raisons économiques, on évite des trames de trop faible longueur (inférieure à 5 m environ).

En présence de sol faiblement cohérent, ou de relativement faible portance, les puits permettant la réalisation de l’ensemble poteau-semelle sont jointifs, mais réalisés en passes alternées.

En cas de semelle isolée, la charge amenée par le poteau est reprise par étaiement sur des appuis provisoires réalisées à proximité.

Cette technique de puits blindé est à réserver aux sols suffisamment cohérents, hors nappe ou sous faible circulation d’eau. La stabilité provisoire peut être améliorée par l’emploi de palfeuilles foncées préalablement à l’excavation sur la hauteur de la passe suivante et reprises en tête par une lierne.

Elle a l’avantage d’être très souple et adaptable aux milieux très exigus. Les fouilles blindées sont fréquemment réalisées à la pelle pioche ou avec une mini pelle ; les déblais sont évacués manuellement. La taille des puits est adaptable, tout en ayant des dimensions minimales pour garantir leur faisabilité (1,5 m environ). Les blindages sont perdus car très difficiles à enlever.

La nouvelle semelle est encastrée dans le terrain naturel et peut ainsi reprendre par frottement une partie des efforts horizontaux.

Fig. 13 Puits blindés et reprise en sous œuvre de mur périmétrique. (a) Puits blindé (document CSTC, 2015) ; (b) Reprise périmétrique (document Botte Fondations – Journée technique CFMS décembre 2014 ; Nibel, 2014). Underpinning on perimeter wall.

4.2.2.2 En présence de terrain de résistance médiocre, ou bonne mais à grande profondeur (création de plusieurs niveaux de sous-sol notamment)

Pour réaliser une excavation sous la fondation existante, une reprise provisoire de la charge est nécessaire. On a recours à différentes techniques dont : la poutre moisée, l’étaiement, le chevalement permettant le transfert de la charge du porteur sur des semelles provisoires ou définitives dont la portance peut être acquise par des micropieux ou des colonnes de jet grouting (Fig. 14).

En cas de mur périphérique, la stabilité provisoire de l’excavation peut également être renforcée par des injections ou un réseau de colonnes de jet grouting.

Fig. 14 Transfert de charges sur micropieux. (Etaiement et chevalet sur micropieux (document Botte Fondations – Journée technique CFMS décembre 2014)). Transfer of loads on micropiles.

4.2.2.3 Cas de la création de sous-sols–planchers de transfert

C’est une technique couramment mise en œuvre dans le cadre de la réalisation de sous-sols sous un bâtiment existant. Les charges de la structure existante sont alors à transférer sur une nouvelle structure au nombre d’appuis limité (trame plus lâche).

Un réseau de poutres en béton armé ou dalles prenant appui sur la nouvelle structure est réalisé. Ces poutres sont rendues solidaires de l’existant par moisage ou tout autre technique de liaisonnement. La nouvelle structure peut être des poteaux pré-fondés ou des micropieux (Fig. 15).

Il s’agit d’un travail délicat où toutes les situations provisoires doivent être prises en compte tant sur le plan dimensionnement que sur le plan des méthodes. Une bonne connaissance de la structure et de la descente de charge est primordiale.

Sa mise en œuvre peut s’avérer longue et délicate en site exigu.

Fig. 15 Reprise en sous œuvre – plancher de transfert. 1 : Reprise en sous œuvre des poteaux existants (micropieux–chevêtres–poutres moisantes–vérins) ; 2 : Création de nouveaux piliers et dalle de transfert (terrassement, piliers, coulage dalle avec réservation autour des micropieux, liaison poteau–dalle, détente des vérins décoffrage dalle) ; 3 : Report de la dalle de transfert sur tête de pilier par vérinage ; 4 : Excavation en fond de fouille, découpe des micropieux, radier, fin rabattement nappe, injection vérins. (CNIT création de la gare RER en sous œuvre SETEC–Terrasol (Revue Travaux 2020) – Botte Fondations (Journée technique CFMS décembre 2014 ; Madec, 2019 ; D’Ouince et al., 2020)). Underpinning and transfer floor.

4.2.2.4 Liaison entre semelle de fondation et reprise en sous œuvre

La bonne exécution de la liaison entre la structure existante et la reprise en sous œuvre est un élément primordial pour limiter les déformations lors du transfert de charge.

Différentes techniques sont utilisées ; les principales sont présentées au section 4.2.1.1.

5 Techniques d’auscultation

Les travaux de reprise en sous œuvre ont pour obligation de maîtriser les déplacements et cela à tous les stades d’avancement des travaux. Pour cela il est conseillé de se référer à la méthode dite « observationnelle » évoquée au section 2.3.

La principale auscultation à mettre en œuvre est l’auscultation topographique. La plus courante consiste à disposer des prismes aux points sensibles de la construction et des avoisinants et de les lever en automatique par un théodolite à visée laser robotisé (Fig. 16). Les données sont stockées et traitées en temps réel par un ordinateur. Des alarmes peuvent être associées en cas de dépassement de seuils.

Très séduisante, cette technique se heurte à certaines difficultés telles que l’absence de visibilité permettant de suivre à partir d’une seule station l’ensemble des prismes, la sensibilité de la mesure aux variations thermiques, notamment en cas de rayons de soleil temporaires sur les prismes au cours d’une journée, les vibrations.

Dans les sites exigus, les visées sont difficiles. Le télé-niveau hydraulique est une alternative basée sur le principe des vases communicants. Il consiste en une série de capteurs connectés entre eux par une conduite remplie de liquide et raccordée à un réservoir de référence dont la stabilité peut être contrôlée par une mesure topographique classique.

Ce dispositif topographique peut être complété par divers dispositifs tels que :

• Les tiltmètes verticaux ou horizontaux permettant d’enregistrer des variations d’inclinaison d’un mur ou d’une fondation ;

• Les fissuromètres automatiques permettant le suivi d’ouverture d’une fissure préexistante dans les trois directions ;

• Les géophones ou accéléromètres permettant d’enregistrer les vibrations transmises par les travaux et de vérifier si celles-ci restent bien inférieures aux seuils réglementaires.

Comme tout projet géotechnique réalisé à proximité d’ouvrages existants, ces dispositifs peuvent être complétés par des piézomètres, inclinomètres, extensomètres, jauges de contrainte, levés de préférence en automatique.

L’auscultation est une prestation qui doit faire partie intégrante des travaux. Pour être opérationnelle et répondre à l’objectif de sécurité, la maintenance de l’auscultation doit être prévue et mise en œuvre si nécessaire sans délai. Fréquemment des matériels tombent en panne ou sont détériorés, avec pour conséquence l’absence de mesures sur plusieurs heures voire plusieurs jours. Pour y palier, il est souhaitable de mettre en œuvre des matériels redondants.

Les mesures doivent aussi être traitées en temps réel. Ceci a pour conséquence d’affecter à la tâche de lecture et d’interprétation des mesures un personnel dédié compétent qui aura la capacité d’avertir sans délai le directeur de chantier, puis le maître d’œuvre et le maître d’ouvrage afin de prendre rapidement les décisions qui s’imposent en matière de sécurité.

Fig. 16 Suivi altimétrique par théodolite robotisé. (Prisme et tachéomètre robotisé (Document Leica/Wikipedia)). Altimetry monitoring by robotic theodolite.

6 Retour d’expérience sur quelques chantiers

En matière de reprise en sous œuvre, chaque chantier est spécifique. On présente ci-après quelques cas aux problématiques très différentes sur lesquels nous disposons d’un retour d’expérience de plusieurs années.

• La reprise en sous œuvre de Paris 16^e Passy–Raynouard présente le cas d’un immeuble des années 1930 repris sur des micropieux vérinés de grande longueur (Mazaré et al., 1998).

• Le silo de ciment de Douala au Cameroun a été sauvé de la ruine « in extremis » par la reprise de sa couronne par des inclusions rigides (Depardon et al., 2009).

• Le viaduc du Charmaix, près de Modane (73), implanté dans un glissement de terrain sans disposition particulière, a fait l’objet d’un élargissement de ses semelles pour permettre le recentrement des charges apportées par les piles (Garnier et al., 1987 ; Meyrignac et Brassac, 2003).

• Le blockhaus du poste d’observation de la Pointe du Hoc en Normandie a été préservé du recul de la falaise littorale par la réalisation d’un corset tiranté d’inclusions rigides (Martin et al., 2010).

• La soufflerie ONERA de Modane-Avrieux, construite après la seconde guerre mondiale subissant des tassements évolutifs liés à la dissolution de gypse a fait l’objet de travaux d’injection et de reprises en sous œuvre des semelles par colonnes de jet grouting (Mazaré et al., 2018).

6.1 Immeuble R+10 à Paris 16^e Passy–Raynouard

L’immeuble est implanté sur le flanc de la colline de Passy à Paris 16^e. Construit dans les années 1930, il comporte 10 étages sur 4 niveaux de sous-sol semi enterrés. Sa longueur est de 75 m, sa largeur 35 m (Fig. 17).

À l’exception des façades, la structure de l’immeuble est constituée de portiques (poteaux et poutre en béton armé) répartis sur 15 files dans le sens de la pente et 8 files dans le sens perpendiculaire. Entre la partie amont et aval de l’immeuble (file F), un voile médian longitudinal en béton armé d’une dizaine de mètres de hauteur fait la jonction entre les deux sous-sols. L’immeuble repose sur des fondations superficielles.

La colline de Passy est constituée, de haut en bas, par le Calcaire Grossier du Lutétien partiellement exploité formant un ressaut d’une dizaine de mètres qui domine la vallée de la Seine. Les bancs de calcaire reposent sur les niveaux argilo-sableux du Sparnacien constitué par les Fausses Glaises, les sables d’Auteuil et l’Argile Plastique. Le fluage des niveaux argileux, associé à la résurgence des nappes s’écoulant dans les niveaux sableux, est à l’origine d’une instabilité ancienne affectant la falaise calcaire ; cela se traduit par la présence de surfaces lustrées dans les argiles et la fracturation du calcaire sus-jacent. Sous l’Argile Plastique, sont présents le calcaire de Meudon et la Craie.

Le pied de la colline est recouvert par un chaos de gros blocs qui provient de l’éboulement des bancs calcaires (Fig. 18).

En 1993, des travaux d’excavation sont réalisés en aval de l’immeuble, dans le cadre d’un projet immobilier. Le soutènement consiste en une paroi moulée tirantée. La sous-estimation de la poussée conduit à un basculement de la paroi moulée engendrant un mouvement de terrain qui régresse rapidement au droit de l’immeuble. Une fissure d’arrachement principale affecte l’immeuble dans sa diagonale ; à l’aval de celle-ci, les appuis de l’immeuble accusent un tassement atteignant 5 cm et un déplacement horizontal de quelques centimètres (Fig. 19). La fouille est immédiatement remblayée mais le mal est fait ; des mouvements évolutifs sont constatés.

Dans le cadre de l’expertise judiciaire diligentée par M. Filliat, des travaux de confortement sont demandés. La conception de ce dispositif de confortement est la suivante :

Renforcement de la structure : La structure, constituée d’appuis isolés reposant sur des horizons géologiques différents, doit être renforcée. Pour cela un important dispositif de longrines en béton armé implantées dans le sens de la pente et associées à des voiles de contreventement est projeté. Ces longrines et voiles ont pour but de redonner une rigidité suffisante à l’immeuble, de manière à s’opposer à une évolution localisée des tassements et à une évolution résiduelle possible du mouvement horizontal des terrains situés en aval de la fissure d’arrachement.

Pour répondre à cette dernière éventualité, les longrines disposées dans le sens de la pente doivent relier tous les poteaux situés entre les façades amont et aval de l’immeuble et être capables de reprendre les efforts de traction correspondants. Ces longrines sont tangentes aux semelles de fondations et rendues solidaires de ces dernières par des aciers post contraints (moisage) (Fig. 20a). En raison de la différence d’altitude entre le sous-sol situé sous la partie amont de l’immeuble (R-2) et la partie aval de l’immeuble (R-4) une liaison par contreforts en béton armé en forme de Y prenant appui sur la falaise calcaire (voiles de butée) est ajoutée (Fig. 20b).

Reprise en sous œuvre : Les appuis situés en aval de la fissure d’arrachement reposent sur des terrains de stabilité précaire. Pour assurer la pérennité du renforcement de la structure, il importe de reporter des charges sur un horizon stable. La reconnaissance géologique montre que celui-ci est présent à 20 m environ sous le niveau de dallage du sous-sol aval. Compte tenu de l’exiguïté des sous-sols et de leur hauteur réduite (3,7 m sous plafond encombré de canalisations), une solution micropieux scellés dans le calcaire de Meudon et la Craie est retenue, leur longueur varie de 39 à 45 m en raison d’un « mort terrain » correspondant aux terrains affectés par les mouvements de 20 m de hauteur environ.

Au total, 442 micropieux sont projetés puis mis en œuvre avec 550 kN comme charge de service. Ils totalisent 18 km de longueur.

Les conditions de travail sont difficiles : forage, équipement et gestion des boues de forage (Fig. 21).

Au vu des raccourcissements élastiques attendus lors de leur mise en charge progressive, le vérinage des micropieux est nécessaire avant de relier les poteaux entre eux par les longrines évoquées précédemment. Il convient également de solliciter le moins possible, lors du vérinage, la vingtaine de mètres de terrain de stabilité précaire, de manière à garantir un tassement minimum des appuis une fois vérinés.

Un dispositif antifriction original est spécialement conçu en concertation avec l’entreprise Solétanche-Bachy ; en complément de l’armature centrale en acier de diamètre 70/89 mm scellée gravitairement (micropieux de type II) sur toute la hauteur des terrains stables, le dispositif suivant est retenu sur les terrains sus-jacents (20 m de « mort terrain ») (Fig. 22) :

• Forage au coulis bentonite ciment en diamètre 250 mm et mise en place à l’avancement d’un tubage perdu en 154/194 mm de diamètre scellé au terrain et ancré de 1,5 m dans le terrain stable (foreuse électrique).

• Après 24 h reprise du forage sous boue bentontique en diamètre 150 mm jusqu’à 50 m.

• Descente de l’armature tubulaire 70/89 mm après télescopage d’un tube PVC graissé sur l’armature centrale, sur la hauteur du tubage perdu.

• Substitution de la boue de forage et scellement au coulis de ciment dosé à 1200 kg/m³ toute hauteur.

Le dispositif est testé par deux essais de chargement préalables en compression afin de valider le frottement mobilisable et le bon fonctionnement du dispositif antifriction. Pour cela un chapelet de 10 extensomètres inductifs est scellé au coulis de ciment dans chaque micropieu. L’exploitation des résultats permet de vérifier que la charge de fluage n’est pas atteinte à 950 kN, que la base du scellement est peu sollicitée, que le frottement sur la hauteur du dispositif antifriction est quasi nul (de l’ordre de 10 kPa) (Fig. 23).

Une fois le micropieu recépé, il est coiffé par une platine de 250 mm × 250 mm × 35 mm sur laquelle deux vérins plats type Freyssinet de 220 mm de diamètre sont disposés. Le premier vérin est mis en charge sous 70% de G+0.3 Q ou G est la charge permanente et Q la surcharge dans la zone affectée par le mouvement, soit 350 kN ; à l’amont de cette zone (zone stable), la mise en charge est minorée afin de conserver une résistance au glissement optimale par frottement des fondations. Ces vérins, au nombre de 884 transmettent la charge en sous face des longrines béton armée solidaires des semelles (Fig. 24).

Les micropieux de chaque appui sont vérinés simultanément à l’aide d’une même pompe injectant de la résine polymérisable devenant indéformable après quelques heures de séchage. Sous 350 kN le raccourcissement élastique calculé des micropieux aval est de 1,6 à 1,8 cm. Les déplacements des massifs d’appui et micropieux sont suivis à l’aide de comparateurs au 1/10^éme de millimètre. L’examen de courbes de chargement permet ainsi de contrôler le comportement de chaque micropieu. En cas d’anomalie le deuxième vérin peut être utilisé (Fig. 25).

Surveillance du site : Les contraintes du cahier des charges sont sévères ; elles imposent de garantir un tassement des fondations existantes de 7 mm maximum en absolu et 4 mm en différentiel lors du forage de micropieux. En cas de nécessité, des étaiements préventifs sont approvisionnés sur le chantier.

Pour cela un contrôle topographique de 78 mires levées par deux niveaux tournants automatisés est mis en œuvre (Fig. 26). Ces mesures sont contrôlées tous les deux mois par un relevé topographique traditionnel. À l’issue des forage les objectifs sont tenus, le tassement maximum enregistré est de 4,9 mm et de 1,4 mm en différentiel (mesure à ± 0,6 mm).

Par ailleurs, dans le cadre de l’expertise la paroi moulée aval et les avoisinants sont suivis en topographie. En sus, 13 inclinomètres et une dizaine de piézomètres sont levés régulièrement et toutes les fissures existantes dans l’immeuble concerné et les immeubles voisins sont équipées de jauges Saugnac.

Retour d’expérience : La durée des travaux a été de 1,5 an environ, dont 8 mois pour les micropieux.

Le chantier s’est globalement déroulé selon les attentes grâce aux matériels et à la compétence du personnel de l’entreprise Solétanche-Bachy sous contrôle rapproché de la maîtrise d’œuvre Simecsol.

Pour des travaux d’une telle technicité dans un contexte relationnel difficile (expertise judiciaire et présence des habitants pendant toute la durée des travaux), le choix de l’Entreprise est déterminant.

Le Génie civil n’a pas fait l’objet de difficultés techniques particulières si ce n’est de devoir s’adapter à la géométrie et à la profondeur des semelles, toutes différentes.

En forage, des pertes de boue ont été constatées, nécessitant l’utilisation de silicate.

Vibrations et bruit ont été un handicap car l’immeuble restait habité au-dessus de la zone de travail.

Le suivi altimétrique a été primordial et a permis d’adapter le phasage et la cadence des forages ; toutefois certaines cibles recevant les rayons solaires subissaient des variations significatives. Les mouvements constatés l’ont été lors des opérations de forage.

Après réalisation, l’immeuble a été suivi en nivellement pendant plusieurs années, sans que des mouvements ou désordres significatifs soient signalés. Les travaux du projet immobilier situé en aval ont pu reprendre et être réalisés sans désordre supplémentaire.

Fig. 17 Immeuble Raynouard à Paris 16e (document Simecsol – Revue Travaux 1998). Raynouard street building.

Fig. 18 Conditions géologiques et géotechniques (document Simecsol – Revue Travaux 1998). Geological and geotechnical conditions.

Fig. 19 Vue du sous-sol et tassement (document Simecsol – Revue Travaux 1998). View of the basement and settlement.

Fig. 20 Renforcement de la structure. (a) Liaisons entre fondations par longrines BA et traitement de la différence de niveau entre sous-sols (document Simecsol – Revue Travaux 1998) ; (b) Reprise des fondations par micropieux et poutres BA (document Simecsol – Revue Travaux 1998). Structure reinforcement.

Fig. 21 Forage à la boue en site contraint (document Simecsol – Revue Travaux 1998). Drilling.

Fig. 22 Micropieu vériné avec dispositif antifriction (document Simecsol – Revue Travaux 1998). Jacked micropile with anti-friction device.

Fig. 23 Essai sur micropieu avec dispositif antifriction (document Simecsol – Revue Travaux 1998). Micropile test with anti-friction device.

Fig. 24 Liaison micropieux–structure. (Poutre moisante post contrainte support de vérins (document Simecsol – Revue Travaux 1998)). Connection micropile–structure.

Fig. 25 Vérin entre micropieu et poutre moisante ; suivi de la mise en charge (document Simecsol – Revue Travaux 1998). Cylinder and loading.

Fig. 26 Mire et théodolite automatisé. (Mire et théodolite automatisé (Document Soldata)). Automatic théodolite.

6.2 Silo de Ciment à Douala–Cameroun

Le silo de ciment de Doula a été construit en 2000 dans la zone portuaire à proximité du fleuve Wouri (Fig. 27).

Il s’agit d’un cylindre de 55 m de diamètre et de 10 à 14 m de hauteur. La structure est composée par une enveloppe métallique portée par une couronne en béton armée reposant sur 36 pieux forés de 30 m de profondeur, de 450 mm de diamètre et espacés de 5 m. Le stockage du silo repose directement sur le sol naturel non renforcé, par l’intermédiaire d’un remblai de faible épaisseur en pouzzolane.

Les sols sont compressibles et pour certains liquéfiables sous vibrations. Il s’agit d’argile sableuse et vases molles sous une faible épaisseur de remblai présentes jusqu’à 10 m de profondeur, puis de sables lâches et sables argileux de faible compacité jusqu’à 30–35m et des argiles parfois sableuses compactes au-delà.

Dès le premier chargement (23 000 t) un tassement de 14 cm a été observé sur la longrine périphérique, les désordres n’affectant que le tiers du silo côté fleuve. La longrine était suivie en altimétrique par 10 repères topographiques.

Après déchargement, le fond du stockage a pu être observé ; un tassement maximum de 32 cm a été mesuré. Par contre aucune fissure n’a été observée sur la longrine malgré un tassement différentiel de 13 cm sous 25 m de portée.

Le silo a alors été instrumenté par 8 tassomètres de surface implantés en fond de silo, un inclinomètre de 36 m de profondeur, implanté à 6 m de la longrine (Fig. 28).

L’exploitation a alors repris à moitié de la charge maximale et les déformations enregistrées. On a alors constaté un tassement supplémentaire du silo de 8 cm et de 2 cm pour la longrine, l’inclinomètre enregistrant un mouvement de 2 cm jusqu’à 10 m de profondeur.

Le diagnostic est alors le suivant : tassement important des sols compressibles jusqu’à 10 m, fluage latéral des sols mous vers le fleuve, enfoncement par poinçonnement des pieux de la longrine sous l’effet d’un frottement négatif. Désordres accentués par un sol de compressibilité variable sous le silo.

Devant l’impossibilité pour le maître d’ouvrage d’arrêter l’exploitation du silo, une solution de sauvetage est étudiée.

Celle-ci consiste en la reprise de la longrine périphérique à l’aide de pieux métalliques HP battus à 45 m de profondeur pour atteindre le substratum géotechnique et implantés en bord externe de la longrine. Ces pieux sont ensuite liaisonnés à la longrine par soudage par l’intermédiaire d’une platine métallique boulonnée. Les pieux sont mis en place par longueur de 15 m, vibrofonçés jusqu’à 30 m puis battus jusqu’à l’argile compacte. Cette méthode permet d’estimer leur portance par les formules de battage, et notamment la formule de Crandall (Costet + Sanglérat 1983 – Fig. 29).

Les travaux sont suivis en se référant à la méthode observationnelle dont l’objectif est d’une part d’adapter la longueur des pieux si nécessaire, et d’autre part de surveiller le comportement du silo lors du vibrofonçage et du battage notamment en raison du risque de liquéfaction des sables.

Dans ce cadre, des seuils d’alerte et d’arrêt concernant les tassements sont définis :

• Alerte : tassement de 2 mm en cours de battage d’un pieu.

• Arrêt : tassement de 5 mm pour un pieu ou un groupe de pieux et 25 mm en cumulé.

Les mesures de nivellement sont réalisées tous les ¼ d’heure ou tous les 5 m de fonçage de pieu. En cas d’atteinte du seuil d’alerte, les travaux sont arrêtés avec plusieurs solutions : soit attente de la consolidation du terrain, soit renforcement de la structure du silo, soit liaisonnement avec les pieux déjà battus pour limiter les tassements.

Au démarrage des travaux il reste un stock de 18 000 tonnes. Peu de temps après, les seuils sont atteints en raison de l’amorce de liquéfaction des sables sous les vibrations. Le chantier est arrêté et il est décidé de le reprendre une fois le silo vide. Dans les faits, le chantier reprend avec un stock de 8000 tonnes, mais est arrêté de nouveau quelques jours plus tard, la longrine accusant un tassement de 26 mm avec déformation des tôles de la jupe. La charpente est étayée et la tôle découpée pour libérer les contraintes, puis renforcée. Le chantier reprend ensuite en soudant au fur et à mesure la longrine aux pieux. Le tassement augmente encore de 24 mm mais tous les pieux sont en place, fichés entre 45 et 57 m de profondeur.

À l’issue des travaux, le suivi altimétrique de la longrine est poursuivi alors que le stockage augmente progressivement de 15 000 à 21 000 tonnes. Lors du premier remplissage une faible reprise des tassements est observée, qui se stabilisent par la suite (Fig. 30). À noter que les tassomètres implantés à l’intérieur du silo ont été rapidement détériorés, ce qui n’a pas permis de suivre l’évolution de ces tassements.

Retour d’expérience : La durée des travaux a été de 1 an environ avec un suivi altimétrique de 2 ans environ après la fin du chantier.

Ces travaux ont permis de poursuivre l’exploitation du silo et cela même pendant la durée des travaux alors qu’il était voué à la ruine.

Devant l’extrême sensibilité des terrains à la liquéfaction lors du vibro-fonçage et battage des pieux, seule la méthode observationnelle rigoureusement suivie a permis la réalisation des travaux sans mener l’ouvrage à la ruine : suivi des mouvements en temps réel, arrêt immédiat du battage–vibro-fonçage lors du dépassement des seuils, renforcement de la structure, adaptations… Mais cela n’a été possible que par la forte implication du Maître d’Ouvrage, de l’Entreprise et du Maître d’œuvre.

On peut toutefois déplorer la perte des tassomètres, non remplacés.

Les travaux devaient être poursuivis par le renforcement du dallage du silo ; travaux différés car impliquant l’arrêt de la production…

À notre connaissance, le silo est toujours exploité.

Fig. 27 Condition de site et contexte géotechnique (document Egis – ICSMGE Alexandrie 2009). Site condition and geotechnical context.

Fig. 28 Instrumentation mise en place (document Egis – ICSMGE Alexandrie 2009). Instrumentation in place.

Fig. 29 Reprise par inclusions rigides battues–liaisonnement longrine–pieu battu (document Egis – ICSMGE Alexandrie 2009). Rigid inclusions and peripheral beam.

Fig. 30 Évolution des tassements en cours et après de travaux (document Egis – ICSMGE Alexandrie 2009). Evolution of settlements during and after work.

6.3 Viaduc du Charmaix (73 Modane)

La reprise en sous œuvre des semelles du Charmaix est intéressante de par son originalité. Nous n’avons pas suivi ces travaux conçus par J. Tonello dans les années 1980 mais nous intervenons à l’heure actuelle sur la construction du nouveau viaduc.

Le viaduc du Charmaix (Fig. 31), situé près de Modane en Savoie a été construit dans les années 1976–77 dans le cadre de la création de la route d’accès au tunnel du Fréjus.

Il est implanté dans un versant incliné en moyenne à 30°, versant qui s’est avéré après construction en mouvement lent mais constant de 1 à 2 cm par an.

Mis à part la pile centrale fondée par pieux au rocher protégés par des viroles, les appuis des piles reposent sur des semelles superficielles fondées dans les éboulis et la moraine sablo graveleuse en glissement. Une nappe existe dans ces terrains mais est située à plusieurs mètres de profondeur.

Peu après la construction, des mouvements alarmants ont été détectés au niveau du viaduc avec pour conséquence des mouvements compromettant la pérennité de l’ouvrage.

Des solutions ont été étudiées en 1986, et celle du BET Tonello a été retenue. Elle a consisté à réaliser en sous œuvre des appuis existants une contre semelle élargie avec enceinte périmétrique associée à des vérins permettant le recalage de la fondation sous la pile suite aux mouvements. Cette solution a été conçue pour une durée de vie de

40 ans à raison de 1,5 cm par an. C’est la raison pour laquelle le maître d’ouvrage a entrepris la réalisation du nouveau viaduc en 2018.

Les travaux Tonello ont consisté dans un premier temps à dégager le périmètre des semelles, à terrasser la future contre semelle débordant largement côté aval la fondation existante, à mettre en place son ferraillage et à procéder à son coulage. Cette contre semelle est munie d’une enceinte périmétrique en béton armé destinée à reprendre la poussée des futurs vérins. Une culasse en béton armé a été bétonnée sur les appuis glissants en pied de pile puis post contrainte à cette dernière.

Pour permettre la découpe du bas de pile sur 30 cm, quatre vérins provisoires ont été disposés sous la culasse, mis en pression puis calés. La culasse était aussi maintenue latéralement par des vérins prenant appui sur l’enceinte périphérique. Après mise en place des 4 appuis glissants, les vérins provisoires ont été progressivement détendus de manière à mettre en contact la culasse sur les appuis glissants (Fig. 32).

Plusieurs opérations de recalage des appuis ont été réalisées depuis 1990. La manœuvre de recalage en X et Y se fait en jouant sur les vérins périphériques prenant appui sur la culasse et sur l’enceinte périphérique. Un recalage altimétrique est également possible.

Ce recalage dure environ deux mois ; il est réalisé sous contrôle topogaphique.

Retour d’expérience : La solution Tonello s’est avérée originale mais répondant bien au problème posé et aux exigences de l’exploitation.

Les travaux n’ont pu être réalisés que grâce à une surveillance topographique précise et constante lors des opérations les plus délicates. Leur durée a été de 2 ans environ.

Globalement, les opérations de Génie Civil se sont déroulées conformément aux prévisions.

Le résultat est conforme à l’attendu puisqu’en 2020 le viaduc est toujours opérationnel.

Fig. 31 Vue d’ensemble du viaduc (document Egis). Overview of the viaduct.

Fig. 32 Reprise en sous œuvre : coupe et vue en plan sur reprise en sous œuvre–vérin d’appui latéral et appui glissant (documents Revue Travaux 2003). Underpinning–construction details.

6.4 Pointe du Hoc

La pointe du Hoc est un haut lieu de la mémoire du débarquement des alliés en Normandie le 6 juin 1944. En remerciement, la France a rétrocédé le site aux USA. Le blockhaus du poste d’observation, dont la prise de contrôle coûta la vie à de nombreux rangers, implanté en bordure de falaise, menace de basculer dans la Manche en raison du recul de la falaise (Fig. 33).

Au terme d’un dialogue compétitif, une mission de conception–réalisation est confiée par l’ABMC (American Battle Monuments Commission) au groupement GTS-Egis-Géolithe pour notamment préserver le caractère actuel du site, ralentir le recul de la falaise, permettre l’ouverture au public du blockhaus du Poste d’Observation tout en garantissant sa sécurité.

On ne détaillera pas ici les confortements, comblements et confinements menés sur la falaise elle-même, mais le dispositif de renforcement visant à assurer la stabilité du blockhaus « le plus longtemps possible » selon les termes du contrat. Les travaux réalisés ne doivent pas être visibles, le site étant remis en état après travaux de manière strictement identique à l’existant.

La falaise, haute d’une vingtaine de mètres, en tête de laquelle le blockhaus est construit est constituée de calcaires reposant sur des marnes. Le recul de la falaise sous l’action de la mer est de 15/20 cm par an en moyenne.

Le blockhaus est un ouvrage monolithe massif, en béton armé dont la base forme un radier de 2 m d’épaisseur. Ses dimensions sont de 15 m × 15 m environ.

L’objectif principal visé par les travaux étant la stabilisation globale du massif rocheux qui supporte le blockhaus, l’idée retenue est de contrecarrer, autant que faire se peut, la décompression de la falaise de manière à augmenter la pérennité de la stabilité des terrains situés sous le blockhaus.

Contrairement à une solution de reprise en sous œuvre du blockhaus par micro pieux imaginée par certains compétiteurs, la solution prévoit la désolidarisation totale entre le dispositif de confortement et la structure du blockhaus.

Un corset constitué par une ligne d’inclusions rigides espacées de 1 m est proposé en avant du blockhaus selon un arc d’une vingtaine de mètres (Fig. 34). Les inclusions constituées par des tubes métalliques 219/199 mm FeE 560 sont forées en diamètre 280 mm et ancrées dans les marnes du pied de falaise à 23 m de profondeur. Pour cela la foreuse Comaccio MC800 de 11 tonnes est positionnée à l’aide d’une grue de grande portée implantée en arrière du blockhaus.

La zone de travail étant exiguë et la plate-forme peu compacte en tête de falaise, le chemin de roulement nécessaire au positionnement de la machine de forage des inclusions est renforcé au préalable par 7 micropieux de 8 m, espacés de 2 m, forés en diamètre 150 mm et armés de tube pétrolier 89/76, repris en tête par une poutre en béton armé.

Une poutre de couronnement en béton armé reprend les têtes d’inclusions ; elle est ensuite mise en précontrainte contre le blockhaus par 6 tirants actifs constitués de barres Gewi 35 S670 indépendantes du radier, scellés sur 10 m de longueur dans le calcaire, et calculés pour reprendre une charge de service de 330 kN avec mise en précontrainte sous 160 kN (Fig. 35).

Cette disposition répond beaucoup mieux aux attentes du maître d’ouvrage. En effet, dans le cas d’une reprise en sous œuvre classique du blockhaus par micro pieux liaisonnés au radier, il parait difficilement concevable d’aboutir à terme à la situation d’un ouvrage sous cavé, isolé du reste de la falaise et supporté uniquement par des pieux. De plus, cette solution laisse envisageable à terme le recul du Poste d’Observation par grutage.

L’instrumentation mise en œuvre a consisté en la mise en place de 4 extensomètres subhorizontaux, 6 inclinomètres munis de chaîne de capteurs dont 2 dans les inclusions rigides, 6 cales dynamométriques sur tirants et une nivelle bidirectionnelle, un piézomètre automatique et un thermomètre, le tout relié à une centrale d’acquisition.

Retour d’expérience : Les travaux se sont déroulés tels que prévus. Leur durée a été de 6 mois environ. Des difficultés de forage ont été rencontrées en raison de la résistance de certains bancs calcaires, du diamètre de forage et de la longueur à atteindre, la puissance de la machine étant contrainte par l’accessibilité du site. L’approvisionnement des tubes a nécessité une commande spéciale amenée par voie maritime et reprise par la grue de grande portée. Celle-ci s’est avérée indispensable à la mise en place de la foreuse et à la manutention des tubes.

Aucun mouvement significatif n’a été enregistré lors des travaux. Le dispositif de mesure a été suivi ensuite sur 2 ans sans enregistrer de mouvement anormal. À ce jour le suivi se poursuit ; à notre connaissance le renforcement se comporte conformément aux objectifs et l’exploitation du site se poursuit.

Fig. 33 Vue d’ensemble du site. (Vue aérienne du site (document ABMC)). Overview of the site.

Fig. 34 Travaux de renforcement de la stabilité du blockaus. (Travaux de renforcement des fondations (document Egis – GTS – Géolithe)). Work to strengthen the stability of the blockaus.

Fig. 35 Poutre tirantée sur inclusions rigides (document Egis). Anchored beam on rigid inclusions.

6.5 Onéra Avrieux

Le bâtiment M1 de la soufflerie ONERA de Modane Avrieux subit d’importants tassements différentiels depuis sa construction à la fin des années 1940, du fait d’un contexte géologique et hydrogéologique défavorable.

Au terme d’un dialogue compétitif attribué à Spie Fondations, des travaux de reprise en sous œuvre ont été conçu et sont mis en œuvre, avec pour objectif de maîtriser les tassements tout en maintenant son exploitation.

Il s’agit d’un bâtiment en béton armé, à structure poteaux–poutres de grand élancement (cathédrale). Ce bâtiment abrite 3 chariots mobiles de 500 tonnes dont un est positionné dans l’axe de la veine dans le cadre d’essais sur maquette. Le positionnement de ce chariot est précis et n’accepte que peu de mouvements différentiels entre les voies support de chariot et la structure circulaire support de la veine aéraulique.

Ce bâtiment est fondé sur des semelles de répartition reposant sur des pieux battus moulés de type Franki et Simplex de 400 et 500 mm de diamètre de 6 à 10 m de profondeur.

Ce bâtiment est implanté en bordure de l’Arc dans la vallée alluviale (Fig. 36). Les terrains sont constitués de limons et remblais de surface surmontant les alluvions fluvio-glaciaires sablo graveleuses présentes jusqu’à 25 m de profondeur environ. Le substratum est constitué d’une part de quartzite très compacte sous une partie du bâtiment et d’autre par des cargneules et du gypse triasique très décomprimés localement sur plus de 25 m d’épaisseur. Le contact entre quartzites et Trias correspond à une faille qui prend en écharpe le bâtiment.

La zone fondée au droit des cargneules et gypse subit des tassements depuis l’origine. Entre 1953 et 2009 le tassement mesuré était de 4 cm environ. En 2009, 2 cm supplémentaires sont apparus en 6 mois (Fig. 37), possiblement en raison de la rupture de voûtes de décharge au sein du fluvio-glaciaire. Cette évolution a conduit le maître d’ouvrage à lancer un dialogue compétitif pour affiner le diagnostic, proposer et réaliser des travaux confortatifs.

La solution retenue consiste dans un premier temps en l’injection des cargneules et gypse entre 25 m et 50 m de hauteur afin de supprimer les points faibles et homogénéiser la compacité de cette formation, limiter les risques d’évolution des vides et créer ainsi un matelas de terrain renforcé.

Dans un deuxième temps, elle consiste à reporter les charges du bâtiment au toit de la couche de cargneules et gypses améliorée par les injections par l’intermédiaire de 170 colonnes de jet grouting disposées sous les semelles de répartition. Leur diamètre est de 1200 mm et leur longueur 26 m (Fig. 38).

Au préalable, un radier en béton armé est réalisé pour solidariser les semelles sous poteaux et limiter le risque de tassement différentiel pendant les travaux.

Les travaux sont menés de façon concentriques en partant de la zone ayant la plus tassé et en s’éloignant progressivement.

Un dispositif de surveillance altimétrique automatique est mis en œuvre afin de suivre les mouvements des 60 poteaux avec une pression de 1/10 mm et à raison d’une mesure par heure. Les capteurs, à niveau liquide, sont reliés à des réservoirs de référence implantés en zone stable (Fig. 39).

Ce dispositif est complété par la mise en œuvre de jauges de déformation et de contraintes implantées sur certains poteaux et poutres très sollicités par les mouvements différentiels et par des mesures automatisées de largeur des fissures à raison d’une mesure toutes les deux minutes.

Ce suivi en temps réel permet de gérer l’activité travaux et ainsi réagir à l’hyper sensibilité du tassement aux travaux réalisés.

Les forages sont réalisés à l’aide d’une foreuse électrique. La méthodologie des travaux d’injection a été optimisée à l’aide de trois planches d’essais successives. Celles-ci ont conduit à adapter le maillage prévisionnel en le densifiant et à retenir les prescriptions suivantes (Fig. 40) :

• Abandonner le forage à l’air car ayant un fort impact sur les tassements au profit de forages à la boue à l’aide d’une tête vibrante.

• Réaliser les forages d’injection en deux phases successives et distinctes ; traitement de la partie alluvionnaire sur les 25 premiers mètres, approfondissement du forage à 50 m et traitement des cargneules et gypse ; cela pour éviter un phénomène de soutirage des fines présentes dans les alluvions (effet sablier) lors de l’approfondissement du forage.

• Mettre en œuvre par passes montantes de 2 m sous tubage un mortier de comblement sous pression selon trois compositions de mortier à base de sable, cendres volantes et plastifiant afin de s’adapter à la variation du terrain.

• Resserrer le maillage d’injection en passant de 3,3 m × 3,5 m à 2,5 m × 2,5 m.

Concernant le jet grouting, en raison de la très forte sensibilité du sol aux tassements, la technique du jet simple a été retenue. Une attention particulière est apportée quant à l’encastrement des colonnes dans la formation des cargneules et gypse en agissant sur les paramètres de réalisation et quant au clavage de ces colonnes sous les semelles de répartition, en réalisant des forages de contrôles en tête et injections de coulis supplémentaires à partir de ces forages, si nécessaire. Les colonnes ont été réalisées en « pianotant » sous les différentes fondations afin d’éviter une accentuation des tassements en cours de réalisation.

Malgré tout le soin apporté pour adapter le phasage et la cadence des différents travaux, des tassements significatifs sont apparus lors des forages d’injection. Les travaux de renforcement de sol ont été stoppés temporairement pour laisser le temps à un renforcement de la structure béton armé.

Retour d’expérience : Ce chantier met l’accent sur la difficulté à maîtriser les tassements lors de la réalisation des forages d’injection. Le sol de fondation se trouve dans un état de stabilité très précaire, la moindre vibration engendre la rupture de voûtes de décharge présentes au sein des alluvions et conduisant à des tassements non négligeables.

Le forage à la boue avec tête de forage vibrante permet de limiter les tassements, sans toutefois les annuler.

Le pré-traitement des alluvions s’est avéré bénéfique.

Le suivi de nivellement automatique permet d’adapter au jour le jour la réalisation des forages (pianotage) et leur cadence.

Une fois la zone traitée, il est important de réaliser au plus vite les colonnes de jet grouting. Mais celles-ci doivent être clavées aux semelles pour reprendre les charges sans tassement supplémentaire de la structure.

À ce jour le chantier d’injection et de jet grouting a été stoppé provisoirement pour permettre le renforcement de la structure en béton armé. La durée des travaux de renforcement du sol a été de 2 ans environ.

Les tassements se sont stabilisés suite à l’arrêt des forages.

Fig. 36 Vue générale de la soufflerie Onéra (document Egis). Overview of the site.

Fig. 37 Conditions de site et tassements. (Vue de la soufflerie, des chariots, des fondations existantes (documents Onera – Egis – Terrasol – Spie Fondations)). Site conditions and settlements.

Fig. 38 Reprise en sous œuvre : injections et colonnes de jet grouting (documents Onera – Egis – Terrasol – Spie Fondations). Underpinning: injections and jet grouting columns.

Fig. 39 Surveillance altimétrique. (Auscultation automatique des mires et jauges de contrainte sur poteaux (documens Egis)). Altimetric monitoring.

Fig. 40 Forage d’injection, jet grouting et gestion du spoil (document Egis). Injection drilling, jet grouting and spoil management.

7 Conclusion

La raréfaction du foncier conduit à construire dans des zones de plus en plus contraintes, à proximité des existants ou sur des sols de qualité médiocre. Dans ce dernier cas, des désordres peuvent survenir si les conditions de site n’ont pas été bien appréhendées.

Ces deux cas peuvent conduire à la nécessité de reprise en sous œuvre des fondations d’ouvrages existants.

Un projet de reprise en sous œuvre est toujours original et souvent très technique. Il nécessite d’une part de bien connaître l’ouvrage existant, sa conception, la nature et la géométrie de ses fondations, ses descentes de charge, son état de vétusté (enquête bâti). Il nécessite d’autre part de bien connaître la nature, la résistance et la déformabilité des sols.

Le projet de reprise en sous œuvre doit aussi prendre en compte les particularités du site, les espaces disponibles, l’exiguïté des accès, les contraintes de chantier (bruit, vibrations notamment) et la sensibilité des avoisinants.

Au-delà du dimensionnement mécanique de la reprise en sous œuvre, qui peut être mené soit par des calculs analytiques ou des modélisations numériques d’interaction sol-structure, les méthodes de mise en œuvre détaillant notamment tous les phasages d’exécution doivent être soigneusement étudiées car souvent dimensionnantes.

Enfin, une fois toutes ces dispositions prises, il est impératif d’avoir recours à la méthode dite « observationnelle » qui consiste à surveiller le chantier en temps réel afin de s’assurer de déformations du sol ou de la structure conforme aux études d’exécution en ayant au préalable établi un arbre de décision qui permet de réaliser le chantier en sécurité.

La plupart des chantiers réalisés montrent que des adaptations techniques sont nécessaires en phase chantier pour faire face à un comportement inattendu du sol de fondation ou pour s’adapter à des fondations non conformes à la prévision.

Le succès passe par le professionnalisme de l’Entreprise, la compréhension des problèmes techniques par le maître d’ouvrage, l’implication et la compétence du maître d’œuvre. Ces trois acteurs forment une équipe dans laquelle chacun doit faire preuve de respect et compréhension mutuelle.

Remerciements

L’auteur remercie l’équipe dirigeante du CFMS de l’honneur qui lui a été fait de présenter cet article dans le cadre de la conférence Coulomb 2020. Il remercie les membres des directions et équipes qui sont intervenues à ses côtés dans le cadre des travaux présentés. Il rend hommage aux éminents ingénieurs géotechniciens/mécaniciens des sols suivants, aujourd’hui disparus, à qui il doit beaucoup sur le plan professionnel : J. Biarez, P. Desvarreux, F. Keime, H. Gonin, J. Rousseau.

Livres

Conférences

Articles

Liste des figures

	Fig. 1 Travail en site exigu. (a) Puits blindé (Botte Fondation, Journée technique CFMS décembre 2014) ; (b) Foreuse en site exigu (document commercial Keller)). Work in confined spaces.
Dans le texte

	Fig. 2 Injections d’imprégnation. (Injection en maçonnerie et sous tubes à manchettes (guide technique Solétanche, 2010)). Impegnation injections.
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	Fig. 3 Exemple particulier : Soutirage pour redresser la tour de Pise. (Technique inverse des injections de compensation (IFSTAAR – Burland et al., 2003, 2015)). Particular example: Racking to straighten Pisa Tower.
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	Fig. 4 Injection de résines expansives. (Injection de résines expansives (documents commerciaux Uretek)). Expansive resin injection.
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	Fig. 5 Injection solide en reprise en sous œuvre (documents commerciaux Keller ; Farhat, 2019). Solid Injection.
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	Fig. 6 Micropieux en site exigu et reprise en sous œuvre par chevalets sur micropieux (LCPC Musée d’art de Montpellier 2005 ; Bustamente et al., 2005 ; Ghegediban, 2019). Micropiles in cramped sites and underpilling.
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	Fig. 7 Liaisons entre micropieux et semelles. (a) Conférence CREAO-EDAGO (2016) – document J. Argaud architecte et F. Brodu Soltechnic ; (b) Document Botte Fondation, Journée technique CFMS décembre 2014 ; (c) cavalier sous mur porteur (Document interne Egis). Connections between micropiles and shallow foundation.
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	Fig. 8 Micropieu vériné avec dispositif antifriction (Simecsol – Revue Travaux avril 1998). Jacked micropile and anti-friction device.
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	Fig. 9 Jet grouting, Jet simple, double, triple (guide technique Solétanche, 2010). Jet grouting, different types of jet.
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	Fig. 10 (a et b) Reprises en sous œuvre par jet grouting (guide technique Solétanche, 2010). Underpinning by jet grouting.
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	Fig. 11 Sol traité au ciment (double tarières) – (guide technique Solétanche, 2010). Cement treated soil.
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	Fig. 12 Élargissement de semelle par poutres moisées (document STREES 2014 ; Combarieu, 2014). Foundation widening.
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	Fig. 13 Puits blindés et reprise en sous œuvre de mur périmétrique. (a) Puits blindé (document CSTC, 2015) ; (b) Reprise périmétrique (document Botte Fondations – Journée technique CFMS décembre 2014 ; Nibel, 2014). Underpinning on perimeter wall.
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	Fig. 14 Transfert de charges sur micropieux. (Etaiement et chevalet sur micropieux (document Botte Fondations – Journée technique CFMS décembre 2014)). Transfer of loads on micropiles.
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Fig. 15 Reprise en sous œuvre – plancher de transfert. 1 : Reprise en sous œuvre des poteaux existants (micropieux–chevêtres–poutres moisantes–vérins) ; 2 : Création de nouveaux piliers et dalle de transfert (terrassement, piliers, coulage dalle avec réservation autour des micropieux, liaison poteau–dalle, détente des vérins décoffrage dalle) ; 3 : Report de la dalle de transfert sur tête de pilier par vérinage ; 4 : Excavation en fond de fouille, découpe des micropieux, radier, fin rabattement nappe, injection vérins. (CNIT création de la gare RER en sous œuvre SETEC–Terrasol (Revue Travaux 2020) – Botte Fondations (Journée technique CFMS décembre 2014 ; Madec, 2019 ; D’Ouince et al., 2020)). Underpinning and transfer floor.

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	Fig. 16 Suivi altimétrique par théodolite robotisé. (Prisme et tachéomètre robotisé (Document Leica/Wikipedia)). Altimetry monitoring by robotic theodolite.
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	Fig. 17 Immeuble Raynouard à Paris 16e (document Simecsol – Revue Travaux 1998). Raynouard street building.
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	Fig. 18 Conditions géologiques et géotechniques (document Simecsol – Revue Travaux 1998). Geological and geotechnical conditions.
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	Fig. 19 Vue du sous-sol et tassement (document Simecsol – Revue Travaux 1998). View of the basement and settlement.
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	Fig. 20 Renforcement de la structure. (a) Liaisons entre fondations par longrines BA et traitement de la différence de niveau entre sous-sols (document Simecsol – Revue Travaux 1998) ; (b) Reprise des fondations par micropieux et poutres BA (document Simecsol – Revue Travaux 1998). Structure reinforcement.
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	Fig. 21 Forage à la boue en site contraint (document Simecsol – Revue Travaux 1998). Drilling.
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	Fig. 22 Micropieu vériné avec dispositif antifriction (document Simecsol – Revue Travaux 1998). Jacked micropile with anti-friction device.
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	Fig. 23 Essai sur micropieu avec dispositif antifriction (document Simecsol – Revue Travaux 1998). Micropile test with anti-friction device.
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	Fig. 24 Liaison micropieux–structure. (Poutre moisante post contrainte support de vérins (document Simecsol – Revue Travaux 1998)). Connection micropile–structure.
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	Fig. 25 Vérin entre micropieu et poutre moisante ; suivi de la mise en charge (document Simecsol – Revue Travaux 1998). Cylinder and loading.
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	Fig. 26 Mire et théodolite automatisé. (Mire et théodolite automatisé (Document Soldata)). Automatic théodolite.
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	Fig. 27 Condition de site et contexte géotechnique (document Egis – ICSMGE Alexandrie 2009). Site condition and geotechnical context.
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	Fig. 28 Instrumentation mise en place (document Egis – ICSMGE Alexandrie 2009). Instrumentation in place.
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	Fig. 29 Reprise par inclusions rigides battues–liaisonnement longrine–pieu battu (document Egis – ICSMGE Alexandrie 2009). Rigid inclusions and peripheral beam.
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	Fig. 30 Évolution des tassements en cours et après de travaux (document Egis – ICSMGE Alexandrie 2009). Evolution of settlements during and after work.
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	Fig. 31 Vue d’ensemble du viaduc (document Egis). Overview of the viaduct.
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	Fig. 32 Reprise en sous œuvre : coupe et vue en plan sur reprise en sous œuvre–vérin d’appui latéral et appui glissant (documents Revue Travaux 2003). Underpinning–construction details.
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	Fig. 33 Vue d’ensemble du site. (Vue aérienne du site (document ABMC)). Overview of the site.
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	Fig. 34 Travaux de renforcement de la stabilité du blockaus. (Travaux de renforcement des fondations (document Egis – GTS – Géolithe)). Work to strengthen the stability of the blockaus.
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	Fig. 35 Poutre tirantée sur inclusions rigides (document Egis). Anchored beam on rigid inclusions.
Dans le texte

	Fig. 36 Vue générale de la soufflerie Onéra (document Egis). Overview of the site.
Dans le texte

	Fig. 37 Conditions de site et tassements. (Vue de la soufflerie, des chariots, des fondations existantes (documents Onera – Egis – Terrasol – Spie Fondations)). Site conditions and settlements.
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	Fig. 38 Reprise en sous œuvre : injections et colonnes de jet grouting (documents Onera – Egis – Terrasol – Spie Fondations). Underpinning: injections and jet grouting columns.
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	Fig. 39 Surveillance altimétrique. (Auscultation automatique des mires et jauges de contrainte sur poteaux (documens Egis)). Altimetric monitoring.
Dans le texte

	Fig. 40 Forage d’injection, jet grouting et gestion du spoil (document Egis). Injection drilling, jet grouting and spoil management.
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