Système de Fondation Sur Pieux Bois: Une Technique Millénaire Pour Demain

Système de fondation sur pieux bois : une technique
millénaire pour demain

Jérôme Christin
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Jérôme Christin. Système de fondation sur pieux bois : une technique millénaire pour demain. Autre.
UNIVERSITE PARIS-EST, 2013. Français. <tel-00878972v1>
HAL Id: tel-00878972

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abroad, or from public or private research centers. publics ou privés.
UNIVERSITE PARIS-EST
ECOLE DOCTORALE SCIENCES, INGENIERIE ET ENVIRONNEMENT
THESE DE DOCTORAT
Présentée pour l’obtention du diplôme de
DOCTEUR DE L’UNIVERSITE PARIS-EST

Spécialité : Géotechnique
par
Jérôme CHRISTIN
Sujet de la thèse
SYSTEME DE FONDATION SUR PIEUX BOIS :

UNE TECHNIQUE MILLENAIRE POUR DEMAIN
Thèse soutenue publiquement le 9 Septembre 2013
devant le jury composé de :
Rapporteur : Daniel LEVACHER

Rapporteur : Jean BENOIT
Examinateur : Marie CHRETIEN
Directeur de thèse : Philippe REIFFSTECK
Conseiller d’études : Alain LE KOUBY
Conseiller d’études : Frédéric ROCHER-LACOSTE
Invité : Vivien DARRAS
Remerciements
Remerciements
Je tiens tout d'abord à remercier le directeur de cette thèse, M. Philippe REIFFSTECK pour sa
confiance, sa disponibilité, ses précieux conseils et le suivi de ce travail. Je remercie
également M. Alain LE KOUBY et M. Frédéric ROCHER-LACOSTE, mes conseillers
scientifiques, pour la gentillesse et la patience qu'ils ont manifestées à mon égard durant cette
thèse.
Je tiens à remercier tout particulièrement M. Sébastien BURLON pour avoir encadré et suivi
ma thèse. Ses compétences scientifiques m’ont été d’une grande aide et ce travail n’aurait
probablement jamais pu aboutir sans ces précieux conseils.
En ce qui concerne le département GER de l’IFSTTAR dans lequel j’ai réalisé cette thèse, je
tiens à remercier M. Christophe CHEVALIER et Mme Jeanne-Sylvine GUEDON pour leur
aide et leurs conseils, M. Jean-Louis TACITA, Mlle Sonia FANELLI et M. Franck
GUIRADO pour m’avoir précieusement aidé lors de la réalisation des essais en laboratoire et
sur le terrain, d’avoir été à mon écoute et mis leur technicité et leur expérience au profit de
mon travail. Je remercie également Mme Française DUDOUYT de m’avoir aidé à préparer
les deux chantiers. Je souhaite également remercier les responsables administratifs, et
notamment Mme Agnès VAILHE et Mme Aurélie NOSLIER.
Je remercie les collègues du Centre d'Expérimentation et de Recherche et du Laboratoire

Régional des Ponts et Chaussées de Rouen, et notamment M. Gratien VINCESLAS, M. Carl
CALMO et M. Tomasz LEWUCZ, avec qui j’ai eu le plaisir de collaborer.
Mes remerciements vont également à tous les membres du projet Pieux Bois pour les
échanges et les discussions fructueux que nous avons pu avoir. Je pense notamment à Mlle
Marie CHRETIEN, M. Jean-François BOCQUET, M. Charles BARTHRAM, Mlle Marie-
Christine TROUY, M. Jérôme VETTILARD, M. Vivien DARRAS et M. Sylvain GARDET.
Je ne saurais passer sous silence l'appui constant de tous les autres doctorant(e)s qui n'ont
cessé de m'encourager tout au long de ce travail et avec qui j’ai partagé de très bons
moments : Antoine GUIMOND-BARRETT, Elodie NAULEAU, Chi-Wei CHEN, Iman
HAGHIGHI, Fabien SZYMKIEWICZ et Cristina VULPE.
Enfin, je ne pourrai finir ces remerciements sans penser à ma famille et à ma fiancée, dont le
soutien et l’encouragement ont contribué à l’aboutissement de ce travail.
i
ii
Résumé
Résumé
La France possède un patrimoine très riche d’ouvrages d’art et de bâtiments fondés sur des
pieux en bois. Les ponts construits sur la Loire, sur la Seine, le château de Chambord ou
encore le Grand Palais à Paris en sont quelques exemples. Cependant, malgré un parc français
important d’ouvrages bâtis sur des pieux en bois, le retour d’expérience sur la portance
résiduelle et l’état de dégradation de leurs fondations est faible et non capitalisé.
Les principaux objectifs de ce travail, qui s’intègre dans le projet Pieux Bois, sont d’une part,
de définir une méthodologie d’analyse des fondations en bois des ouvrages visant à évaluer
leur état de dégradation, et d’autre part, de proposer une méthode de dimensionnement des
pieux en bois s’appuyant sur les caractéristiques pressiométriques des terrains.
L’état de l’art réalisé dans le cadre de ce projet a permis d’identifier une centaine de ponts
français construits sur des pieux en bois entre le Moyen-Âge et l’époque industrielle,
principalement situés dans le lit des fleuves et de leurs affluents. Les désordres relevés sur ces
ouvrages ainsi que les solutions de confortement mises en œuvre pour assurer leur pérennité
ont été établis. La méthodologie d’analyse présentée dans un guide d’inspection des
fondations en bois élaboré aux Pays-Bas a été validée lors de l’évaluation de l’état de
dégradation des pieux de fondation d’un viaduc ferroviaire situé à proximité de Bordeaux.
Les propriétés mécaniques de l’interface entre le sol (limon) et le bois ont été étudiées à partir
d’une campagne d’essais en laboratoire à la boîte de cisaillement direct. Des essais de
cisaillement d’interface avec le mortier et l’acier ont également été réalisés. L’influence de la
rugosité des matériaux et de la teneur en eau du limon sur les propriétés de résistance
d’interface a été examinée.
Les essais de cisaillement en laboratoire ont été complétés par la réalisation de deux plots
expérimentaux sur lesquels des pieux en bois ont été battus et chargés en compression. Les
pieux ont été préalablement munis d’un système d’instrumentation accueillant un chapelet
d’extensomètres amovibles. Les résultats de ces essais de chargement ont été intégrés dans
une base de données d’essais de pieux en bois construite à partir de données publiées dans la
littérature.
La démarche mise en œuvre pour établir les règles pressiométriques présentées dans la
nouvelle norme d’application nationale de l’Eurocode 7 a été reprise et modifiée. Les études
statistiques menées à partir de cette base de données ont permis de proposer un modèle de
calcul des résistances de pointe et de frottement des pieux en bois battus dans les argiles
limons et les sables graves.
Mots clés : pieux en bois ; méthode de construction des fondations ; état de dégradation :
propriétés de résistance d’interface ; comportement mécanique ; méthode de
dimensionnement.
iii
iv
Abstract
Abstract
Many buildings and bridges built on timber pile foundations still stand in France. The bridges
on rivers “Loire” and “Seine”, the castle of Chambord, the “Grand Palais” in Paris are a few
examples of French monuments founded on timber piles. However, despite a large number of
buildings and bridges constructed in France, the feedback on the residual bearing capacity and
the degradation of timber piles is scarce.
The main objectives of this work, which is part of the “Pieux Bois” national research project,
are, on the one hand, to define a methodology in order to analyze timber pile foundations
degradation, and on the other hand, to propose a design method of timber piles based on the
results obtained from pressuremeter tests.
The state of the art made in the national project identified about one hundred French bridges
built on timber piles between the Middle Ages and the industrial era. They are mainly located
in basins of rivers. Pathologies were observed on bridges and reinforcement solutions were
implemented in order to avoid any future problems.
The methodology for the inspection of timber pile foundations given in the Dutch guide was
applied to investigate the degradation of timber piles under an existing railway bridge near
Bordeaux.
Series of laboratory tests were carried out on soil (silt) and wood with a direct shear box. The
mechanical properties of the interface were studied. Shear tests between mortar, steel and silt
were also carried out. The influence of material roughness and silt moisture content on the
shear strength properties of the interface was examined.
In addition, timber piles were driven and loaded on two experimental sites. The timber piles
were instrumented with removable extensometers. The results of these load tests were
included in a database which contained timber piles loading test results published in literature.
The approach adopted to establish the design method of deep foundation based on the results
obtained from pressuremeter tests described in the new national standard for application of
Eurocode 7 was modified. A new model of calculation of timber piles shaft and base
resistance driven in clay silt and sand gravels was determined with statistical studies from this
database.
Key words : timber piles ; foundation construction methods ; state of degradation : shear
interface properties ; mechanical behaviour ; design method.
v
vi
Sommaire
Sommaire
Sommaire ..................................................................................................... 1
Liste des notations........................................................................................ 9
Introduction générale ................................................................................ 13
Chapitre I. Généralités sur le matériau bois et les pilots ..................... 17

Introduction................................................................................................................... 17
1 Le matériau bois – essences, propriétés mécaniques et durabilité .................... 18
1.1 Bois feuillus et bois résineux ................................................................................... 18
1.2 Les forêts en France et dans le monde ..................................................................... 19
1.2.1 Cartographie des forêts et essences de bois françaises ........................................... 19
1.2.2 Les forêts en Europe et dans le monde ................................................................... 20
1.3 La filière bois en France et à l’étranger.................................................................... 21
1.3.1 Classification française des essences ...................................................................... 21
1.3.2 L’état actuel de la filière bois et l’emploi des pieux en bois en France .................. 22
1.3.3 L’emploi des pieux en bois dans les pays étrangers ............................................... 25
1.3.4 Les pieux en bois, une alternative environnementale aux autres technologies de
pieux ................................................................................................................................ 28
1.4 Comportement mécanique du bois........................................................................... 31
1.4.1 Hétérogénéité et anisotropie du bois....................................................................... 31
1.4.2 Comportement élastique du bois............................................................................. 33
1.4.3 Propriétés mécaniques du bois................................................................................ 36
1.5 Durabilité du bois ..................................................................................................... 40
1.5.1 Dégradation biologique du bois .............................................................................. 40
1.5.2 Classes de risque et de durabilité du bois ............................................................... 40
1.5.3 Imprégnabilité et traitements des bois .................................................................... 42
2 Les pieux en bois – caractéristiques géométriques et battage ........................... 43
2.1 Caractéristiques géométriques des pieux ................................................................. 43
2.1.1 Diamètre et longueur des pieux .............................................................................. 43
2.1.2 Conicité des pieux................................................................................................... 45
2.1.3 Géométrie des pieux en fonction de leur utilisation ............................................... 48
2.2 Battage des pieux en bois dans le sol ....................................................................... 49
2.2.1 Géologie des terrains adaptée au battage des pieux en bois.................................... 49
2.2.2 Les machines de battage ......................................................................................... 50
2.2.3 Transmission d’énergie de la masse frappante au pieu........................................... 52
2.2.4 Nature des contraintes et propagation de l’onde de choc dans le pieu.................... 53
2.2.5 Limitation des contraintes induites dans le pieu ..................................................... 54
Conclusion .................................................................................................................... 58
1
Sommaire
Chapitre II. Etat de l’art des méthodes de construction des fondations

sur des pieux en bois et méthodologie d’analyse des ouvrages ............... 59
Introduction................................................................................................................... 59
1 Evolution des méthodes de construction des fondations ................................... 61
1.1 Les méthodes de construction des fondations à l’époque préromaine ..................... 61
1.2 Les méthodes de construction des fondations à l’époque romaine .......................... 64
1.2.1 Les méthodes de construction des fondations sur pieux ......................................... 64
1.2.2 Les vestiges des ponts romains en France .............................................................. 66
1.3 Les méthodes de construction des fondations à l’époque du Moyen-Âge ............... 68
1.4 Les méthodes de construction des fondations à la Renaissance............................... 70
1.5 Les méthodes de construction des fondations à l’époque moderne ......................... 72
1.5.1 L’harmonisation des méthodes de construction au 17ème siècle.............................. 72
1.5.2 Le développement des méthodes de construction au 18ème siècle........................... 73
1.5.3 Les ponts routiers construits au cours de l’époque moderne .................................. 78
1.6 Les méthodes de construction des fondations à l’époque industrielle ..................... 80
1.6.1 L’emploi du béton dans les fondations profondes .................................................. 80
1.6.2 L’abandon du platelage et grillage dans les fondations .......................................... 83
1.6.3 Les ponts routiers construits au cours de l’époque industrielle .............................. 85
1.6.4 L’abandon progressif des pieux en bois.................................................................. 86
1.7 Synthèse ................................................................................................................... 86
1.7.1 Les ponts français construits sur des pieux en bois ................................................ 86
1.7.2 Les fondations des ponts......................................................................................... 90
2 Désordres et renforcement des fondations des ouvrages................................... 92
2.1 Les désordres relevés sur les ouvrages..................................................................... 92
2.1.1 Désordres des ponts situés dans les bassins de la Loire et de la Garonne............... 92
2.1.2 Action du cours d’eau sur l’ensemble de l’ouvrage................................................ 93
2.1.3 Actions du cours d’eau localisée au voisinage de l’ouvrage................................... 94
2.1.4 Origines des désordres observés sur les ouvrages fondés sur pieux bois ............... 95
2.2 Méthodes de renforcement des fondations des ouvrages sur pieux bois.................. 96
3 Guide d’inspection des fondations en bois des ouvrages .................................. 97
3.1 Présentation du guide d’inspection des fondations .................................................. 98
3.1.1 Fouille et classification du sol................................................................................. 98
3.1.2 Géométrie de la fondation....................................................................................... 98
3.1.3 Qualité du béton et de la maçonnerie...................................................................... 99
3.1.4 Tests de poinçonnement à l’aiguille et prélèvements d’échantillons...................... 99
3.2 Application du protocole à un cas pratique : le viaduc des cent arches ................. 100
3.2.1 Présentation du viaduc et de la zone de travail ..................................................... 100
3.2.2 Phasage des travaux .............................................................................................. 102
3.2.3 Résultats et analyses des mesures ......................................................................... 104
Conclusion .................................................................................................................. 109
2
Sommaire
Chapitre III. Caractérisation de l’interface matériau-sol par des essais

de cisaillement en laboratoire ................................................................. 111
Introduction................................................................................................................. 111
1 Synthèse bibliographique................................................................................. 113
1.1 Caractérisation de l’interface matériau-sol ............................................................ 113
1.1.1 Nature des interactions à l’interface...................................................................... 113
1.1.2 Adhérence et angle de frottement à l’interface ..................................................... 113
1.1.3 Rupture à l’interface matériau-sol et critère de Mohr-Coulomb........................... 114
1.2 Facteurs influençant les propriétés de résistance du sol et de l’interface matériau-sol
................................................................................................................................ 116
1.2.1 Etat de surface du matériau................................................................................... 117
1.2.2 Teneur en eau des sols fins ................................................................................... 120
1.3 Rapport entre l’angle de frottement d’interface 1 et l’angle de frottement interne du
sol 2 ................................................................................................................................ 123
1.4 Lois de comportement d’interface.......................................................................... 125
1.4.1 Lois de comportement « quasi-linéaires » et non linéaires ................................... 126
1.4.2 Exemples de lois de comportement d’interface .................................................... 126
2 Protocole expérimental .................................................................................... 129
2.1 Caractérisation du sol ............................................................................................. 129
2.1.1 Classification du sol selon la norme NF P 11-300................................................ 129
2.1.2 Propriétés intrinsèques du limon........................................................................... 130
2.1.3 Indices des vides et contraintes de préconsolidation ............................................ 131
2.2 Caractérisation des matériaux ................................................................................ 132
2.2.1 Types de matériaux............................................................................................... 132
2.2.2 Dimensions des matériaux .................................................................................... 133
2.2.3 Rugosité des matériaux......................................................................................... 133
2.3 Conditions d’essais................................................................................................. 136
2.3.1 Teneurs en eau du limon ....................................................................................... 136
2.3.2 Poids volumique sec initial du limon.................................................................... 138
2.3.3 Contraintes de chargement 3p ............................................................................... 138
2.3.4 Contraintes normales 3n ........................................................................................ 138
2.3.5 Vitesse de cisaillement.......................................................................................... 139
2.4 Essais de cisaillement du limon ............................................................................. 140
2.4.1 Présentation de la boîte de cisaillement normalisée.............................................. 140
2.4.2 Réalisation des essais de cisaillement................................................................... 141
2.5 Essais de cisaillement matériau-sol........................................................................ 144
2.5.1 Modifications apportées à la boîte de cisaillement ............................................... 144
2.5.2 Réalisation des essais de cisaillement................................................................... 145
3 Résultats et interprétations............................................................................... 148
3.1 Cisaillement du limon ............................................................................................ 148
3.1.1 Angle de frottement et cohésion du limon non remanié ....................................... 148
3.1.2 Effet de la teneur en eau du limon sur ses propriétés de résistance ...................... 149
3
Sommaire
3.2 Cisaillement des matériaux et du limon ................................................................. 152

3.2.1 Critère de Mohr-Coulomb à l’interface matériau-limon....................................... 152
3.2.2 Effet de la rugosité des matériaux sur les propriétés de résistance de d’interface 154
3.2.3 Effet de la teneur en eau du limon sur les propriétés de résistance d’interface .... 156
3.3 Valeurs des ratios 1/2 ............................................................................................. 162
4 Loi de mobilisation de la contrainte de cisaillement à l’interface entre les
matériaux et le limon .................................................................................................. 164
4.1 Etude du ratio 4max,interface/3n ................................................................................... 164
4.1.1 Evolution du ratio 4interface/3n en fonction de 1l...................................................... 164
4.1.2 Plages de valeurs des ratios 4max,interface/3n relatifs aux différents matériaux.......... 165
4.2 Etude de deux lois de comportement ..................................................................... 168
4.2.1 Expressions et représentations graphiques des lois............................................... 168
4.2.2 Etude de la loi de comportement exponentielle .................................................... 170
4.2.3 Etude de la loi de comportement trilinéaire.......................................................... 173
Conclusion .................................................................................................................. 176
Chapitre IV. Essais de chargement de pieux en bois réalisés sur deux

plots expérimentaux................................................................................. 177
Introduction................................................................................................................. 177
1 Caractérisation et instrumentation des pieux................................................... 178
1.1 Essences de bois ..................................................................................................... 178
1.2 Caractéristiques géométriques des pieux ............................................................... 178
1.3 Propriétés mécaniques des pieux............................................................................ 179
1.3.1 Masse volumique des pieux .................................................................................. 179
1.3.2 Module d’élasticité et fréquence de résonance ..................................................... 179
1.3.3 Etat de dégradation des pieux ............................................................................... 180
1.3.4 Synthèse des mesures............................................................................................ 181
1.4 Instrumentation des pieux ...................................................................................... 182
1.4.1 Présentation des extensomètres amovibles LPC................................................... 182
1.4.2 Instrumentation des pieux en bois......................................................................... 183
2 Site expérimental de Rouen ............................................................................. 186
2.1 Présentation du site................................................................................................. 186
2.2 Caractérisation géotechnique du site...................................................................... 187
2.2.1 Coupe géologique du terrain................................................................................. 187
2.2.2 Campagne d’essais sur site ................................................................................... 187
2.2.3 Modèle géotechnique du site retenu ..................................................................... 198
2.2.4 Corrélations entre les paramètres de sols.............................................................. 200
2.3 Travaux de terrassement......................................................................................... 201
4
Sommaire
2.4 Massif de réaction .................................................................................................. 202

2.5 Battage des pieux en bois ....................................................................................... 202
2.5.1 Caractéristiques du marteau et casque de battage................................................. 202
2.5.2 Plan d’implantation des pieux............................................................................... 203
2.5.3 Courbes de battage................................................................................................ 204
2.5.4 Puissance sonore induite par le battage des pieux ................................................ 205
2.6 Réalisation et résultats des essais de chargement................................................... 206
2.6.1 Nature des essais ................................................................................................... 206
2.6.2 Montage et matériel utilisé.................................................................................... 206
2.6.3 Programme expérimental ...................................................................................... 207
2.6.4 Résultats des essais de chargement....................................................................... 208
3 Site expérimental de Cubzac-les-Ponts ........................................................... 227
3.1 Présentation du site................................................................................................. 227
3.2 Caractérisation géotechnique du site...................................................................... 227
3.2.1 Plan d’implantation des sondages ......................................................................... 227
3.2.2 Coupe géologique du terrain................................................................................. 228
3.2.3 Résultats des sondages pressiométriques.............................................................. 228
3.2.4 Résultats des sondages au scissomètre.................................................................. 229
3.2.5 Résultats des essais de pénétration statique au cône............................................. 230
3.2.6 Modèle géotechnique de site retenu...................................................................... 230
3.2.7 Corrélations entre les paramètres de sols.............................................................. 231
3.3 Battage des pieux en bois ....................................................................................... 231
3.3.1 Caractéristiques du trépideur et plan d’implantation des pieux ............................ 231
3.3.2 Courbes de battage................................................................................................ 232
3.4 Essais de chargement ............................................................................................. 233
3.4.1 Matériel utilisé et réalisation des essais ................................................................ 233
3.4.2 Résultats des essais ............................................................................................... 234
4 Etude des lois de comportement expérimentales............................................. 240
4.1 Etude de la loi de comportement exponentielle ..................................................... 240
4.1.1 Plage de valeurs du paramètre 5 ........................................................................... 240
4.2 Etude de la loi de comportement trilinéaire ........................................................... 243
4.2.1 Plages de valeurs des pentes k4 ............................................................................. 243
4.2.2 Comparaison des plages de valeurs des pentes k4 ................................................. 245
5 Calculs des tassements des pieux en bois ........................................................ 246
5.1 Méthodes de calcul des tassements ........................................................................ 246
5.1.1 Lois de comportement retenues pour le calcul des tassements de pieux .............. 246
5.1.2 Méthode hollandaise de calcul des tassements de pieux....................................... 248
5.2 Tassements des pieux battus à Rouen .................................................................... 250
5.3 Tassements des pieux battus à Cubzac-les-Ponts................................................... 253
Conclusion .................................................................................................................. 255
5
Sommaire
Chapitre V. Proposition d’une méthode de dimensionnement des pieux

en bois à partir des caractéristiques pressiométriques du terrain ......... 257
Introduction................................................................................................................. 257
1 Synthèse bibliographique – Etat de l’art des méthodes de dimensionnement des
pieux en bois ............................................................................................................... 259
1.1 Formules de dimensionnement « dynamiques » .................................................... 259
1.1.1 Conditions d’application des formules ................................................................. 259
1.1.2 Formules de battage .............................................................................................. 259
1.2 Formules de dimensionnement « statiques ».......................................................... 260
1.2.1 Formules utilisant les paramètres déterminés en laboratoire ................................ 261
1.2.2 Formules utilisant les paramètres déterminés in situ ............................................ 270
2 Comparaison entre les différentes méthodes de calcul et les résultats d’essais
obtenus sur les plots expérimentaux ........................................................................... 277
2.1 Présentation des mesures expérimentales .............................................................. 277
2.2 Application de la formule des « Hollandais » ........................................................ 277
2.3 Application de la méthode 5-cu .............................................................................. 279
2.3.1 Application de la méthode aux pieux battus sur les sites expérimentaux ............. 279
2.3.2 Plages de valeurs des facteurs 5mes,Cubzac et Nc,mes,Cubzac.......................................... 280
2.4 Application de la méthode des contraintes effectives ............................................ 282
2.4.2 Plages de valeurs des coefficients 6mes, Kmes et Nq,mes ........................................... 285
2.5 Application des méthodes de dimensionnement s’appuyant sur les résultats des
sondages CPT..................................................................................................................... 290
2.5.1 Application de la norme hollandaise NEN-67-43, (1991) aux pieux battus sur les
sites expérimentaux ................................................................................................................ 290
2.5.2 Application de la méthode de Nottingham, (1975) et Schmertmann, (1978) aux
pieux battus sur les sites expérimentaux ................................................................................ 292
3 Méthodes de dimensionnement françaises des fondations profondes ............. 294
3.1 Historique des méthodes de dimensionnement des fondations profondes ............. 294
3.1.1 Des règles de calcul proposées par L. Ménard….................................................. 294
3.1.2 …à la publication du dossier pilote FOND 72...................................................... 295
3.1.3 Du dossier FOND 72 au Fascicule 62-V (MELT, 1993) ...................................... 296
3.1.4 Règles de calcul des fondations profondes établies dans le Fascicule 62-V (MELT,
1993) .............................................................................................................................. 297
3.1.5 Règles de calcul des fondations profondes proposées par Bustamante et Gianeselli,
(2006) .............................................................................................................................. 299
3.1.6 Règles de calcul des fondations profondes proposées par Burlon et al., (2013)... 301
3.2 Approches de calcul dans l’Eurocode 7 ................................................................. 304
3.3 Coefficients de modèle 7R;d1 et 7R;d2 ....................................................................... 305
4 Méthode de dimensionnement française des pieux en bois............................. 307
4.1 Objectifs du dimensionnement............................................................................... 307
6
Sommaire
4.2 Principe de la démarche ......................................................................................... 307

4.2.1 Construction d'une base de données issue de la littérature ................................... 307
4.2.2 Base de données américaine ................................................................................. 308
4.2.3 Corrélations entre les paramètres cu, NSPT et pl ..................................................... 308
4.2.4 Séparation des résistances de pointe et de frottement expérimentales.................. 309
4.2.5 Schéma récapitulatif de la démarche .................................................................... 309
4.3 Calage des coefficients 5pieu bois-sol et kp, pieu bois ....................................................... 311
4.3.1 Calage du coefficient 5pieu bois-sol ............................................................................ 311
4.3.2 Calage du facteur de portance kp, pieu bois ................................................................ 314
4.4 Coefficient de modèle 7R;d1 relatif aux pieux en bois............................................. 316
4.5 Application de la méthode de dimensionnement proposée.................................... 318
4.5.2 Plage de valeurs des coefficients 5pieu bois, mes et kp, pieu bois, mes ................................. 320
5 Synthèse des résultats ...................................................................................... 322
Conclusion .................................................................................................................. 327
Conclusion générale et perspectives ....................................................... 329
Références bibliographiques ................................................................... 333
Annexes .................................................................................................... 349

Annexe A : Caractéristiques des fondations en bois des ponts routiers ..................... 349
Annexe B : Travaux de confortement des fondations en bois des ouvrages routiers . 360
Annexe C : Protocole d’inspection hollandais des fondations de type pieux bois ..... 361
Annexe D : Résultats des essais de cisaillement d’interface ...................................... 365
Annexe E : Courbes de chargement des pieux en bois théoriques et expérimentales 370
Annexe F : Méthode de dimensionnement des fondations profondes établie dans le
DTU 13.2 (AFNOR, 1992) ......................................................................................... 371
7
Sommaire
8
Liste des notations
Liste des notations

Ab : Section transversale de la pointe du pieu (m²)
Alat,i : Section latérale du tronçon i du pieu (m²)
Atrans,i : Section transversale du tronçon i du pieu (m²)
B : Diamètre moyen du pieu (m)
Bb : Diamètre en pointe du pieu (m)
Bsup : Diamètre en tête du pieu (m)
Cc : Indice de compression
Cs : Indice de gonflement
CR : Couple de rotation (Pa)
Dmax : Diamètre maximal des particules (m)
Dx : Diamètre correspondant à un passant de x %
DR : Densité relative
Ebois : Module d’élasticité du bois (Pa)
EM : Module pressiométrique (Pa)
EN : Energie normalisée
E12% : Module d’élasticité du bois à 12 % d’humidité (Pa)
Fr : Rapport de frottement normalisé
G : Module de cisaillement (Pa)
Ip : Indice de plasticité (%)
K : Coefficient de pression des terres
Kmesuré : Coefficient de pression des terres déterminé à partir des résultats d’essais de
chargement de pieux
K0 : Coefficient de pression des terres au repos
L : Longueur du pieu (m)
Nc,mes : Facteur de cohésion déterminé à partir des résultats d’essais de chargement de pieux
Nq,mesuré : Facteur de portance déterminé à partir des résultats d’essais de chargement de pieux
NSPT : Nombre de coups de la masse frappante
OCR : Degré de surconsolidation du sol
PO : Pression de poussée sur l’outil (Pa)
Qt : Résistance au cône normalisée
Rb,cal : Résistance de pointe du pieu calculée (N)
Rb,cal;k : Résistance de pointe caractéristique du pieu (N)
Rb,mes : Résistance de pointe du pieu mesurée (N)
Rc,cal : Portance limite du pieu calculée (N)
Rc,cal;k : Portance limite caractéristique du pieu (N)
Rc;d : Valeur de calcul de la portance limite du pieu à l’état limite ultime (N)
Rc,mes : Portance limite du pieu mesurée (N)
Rcritique : Charge correspondant à la vitesse d’enfoncement critique du pieu (N)
Rcritique,matériau : Rugosité critique (m)
RD,cal : Portance limite dynamique du pieu (N)
Rf : Rapport de frottement (%)
Ri : Charge appliquée au tronçon i du pieu (N)
9
Liste des notations
Rn : Rugosité normalisée du matériau

Rplan : Moyenne arithmétique des hauteurs des aspérités mesurées à partir d’un plan de
référence (m)
Rs,cal : Résistance de frottement du pieu calculée (N)
Rs,cal;k : Résistance de frottement caractéristique du pieu (N)
Rs,mes : Résistance de frottement du pieu mesurée (N)
Rx : Hauteur relative entre le point le plus haut et le point le plus bas d’une surface mesurée
sur une longueur égale à x mm (m)
Scr;i : Enfoncement du pieu sous la charge critique (m)
SR : Degré de saturation du sol (%)
VA : Vitesse d’avancement de l’outil (m/s)
a : Facteur net de surface du cône

c : Cohésion du sol (Pa)
ca : Adhérence sol-matériau (Pa)
cu : Résistance au cisaillement non drainée de l’agile (Pa)
e : Indice des vides du sol
eli : Raccourcissement instantané sous la charge Rcritique (m)
eOPN : Indice des vides du sol à une teneur en eau égale à l’Optimum Proctor
fc,o,k : Valeur caractéristique de la résistance à la compression axiale (Pa)
fs : Frottement latéral du manchon (Pa)
kp : Facteur de portance
kp, pieu bois, mes : Facteur de portance déterminé à partir des résultats d’essais de chargement de
pieux
kq,EM : Paramètre de la loi de comportement trilinéaire fonction du module pressiométrique,
de la largeur de la fondation et de la résistance de pointe unitaire limite du pieu
k4,EM : Paramètre de la loi de comportement trilinéaire fonction du module pressiométrique, de
la largeur de la fondation et de la contrainte effective horizontale dans le sol
k4,lab : Paramètre de la loi de comportement trilinéaire déterminé à partir des essais de
cisaillement réalisé en laboratoire
k4,mes,Rouen : Rigidité de frottement d’interface déterminé à partir de la courbe de mobilisation
du frottement latéral unitaire de chaque tronçon de pieux battus à Rouen
k4,NFP94-262 : Rigidité de frottement d’interface établie dans la norme NF P 94-262 (AFNOR,
2012)
k4,pieu,Rouen : Paramètre de la loi de comportement trilinéaire déterminé à partir de la courbe de
mobilisation du frottement latéral unitaire de chaque tronçon de pieux battus à Rouen et de la
contrainte horizontale effective dans le sol
li : Longueur du tronçon i du pieu (m)
pl : Pression limite (Pa)
p*LMe : Pression limite nette équivalente (Pa)
qc : Résistance à la pénétration du cône (Pa)
qd : Résistance de pointe dynamique (Pa)
qb,cal : Résistance de pointe unitaire limite calculée (Pa)
10
Liste des notations
qb,mes : Résistance de pointe unitaire limite mesurée (Pa)

qs,cal : Frottement latéral unitaire limite calculée (Pa)
qs,mes : Frottement latéral unitaire limite mesuré (Pa)
qs,mes,i : Frottement latéral unitaire du tronçon i du pieu (Pa)
qt : Résistance au cône corrigée (Pa)
sel : Raccourcissement élastique du pieu (m)
spieu,calculé : Tassement du pieu calculé (m)
spieu,mesuré : Tassement du pieu mesuré (m)
spointe : Tassement de la pointe du pieu (m)
s1,d : Tassement en tête du pieu calculé selon la méthode hollandaise (m)
s2,d : Tassement des couches de sol résultant de l’effet de groupe (m)
u : Pression interstitielle (Pa)
uaf : Pression d’air dans les pores du sol à la rupture (Pa)
(ua-uw)f : Matrice de succion à la rupture (Pa)
u2 : Pression interstitielle dans la partie cylindrique du cône (Pa)
w : Teneur en eau du sol (%)
wL : Limite de liquidité du sol (%)
wOPN : Teneur en eau à l’Optimum Proctor du sol (%)
wP : Limite de plasticité du sol (%)
z : Profondeur dans le sol (m)
5lab : Paramètre de la loi de comportement exponentielle déterminé à partir des essais de

cisaillement en laboratoire
5mes : Facteur d’adhérence déterminé à partir des résultats d’essais de chargement de pieux sur
les plots expérimentaux
5pieu bois, mes : Paramètre adimensionnel dépendant de l’interface sol-pieu et déterminé à partir
des résultats d’essais de chargement de pieux
5pieu-sol : Paramètre adimensionnel dépendant de l’interface sol-pieu
5pieu,Rouen : Paramètre de la loi de comportement exponentielle déterminé à partir de la courbe
de mobilisation du frottement latéral unitaire de chaque tronçon du pieu battu à Rouen
5q,EM : Paramètre de la loi de comportement exponentielle fonction du module
pressiométrique, de la largeur de la fondation et de la résistance de pointe unitaire limite du
pieu
5s,EM : Paramètre de la loi de comportement exponentielle fonction du module
pressiométrique, de la largeur de la fondation et du frottement latéral unitaire limite de chaque
tronçon du pieu
6mesuré : Facteur intervenant dans la méthode des contraintes effectives et déterminé à partir
des résultats d’essais de chargement de pieux
1 ou 1matériau-sol : Angle de frottement d’adhérence sol-matériau (°)
1b : Angle de frottement relatif à l’augmentation de la résistance au cisaillement résultant de la
succion dans le sol (°)
1l : Déplacement à l’interface sol-matériau
8i : Déformation du tronçon i du pieu
11
Liste des notations
2 : Angle de frottement interne du sol (°)

7d : Poids volumique sec du sol (N/m3)
7h,N : Poids volumique apparent du sol (N/m3)
7d,OPN : Poids volumique sec du sol à une teneur en eau égale à l’Optimum de densité Proctor
(N/m3)
7s : Poids volumique des particules solides du sol (N/m3)
9 ou 9matériau-sol : Coefficient de frottement d’interface sol-matériau
A : Coefficient de Poisson du bois
B : Conicité du pieu (° ou m/m)
Cbois : Masse volumique du bois (g/m3)
3critique : Contrainte correspondant à la vitesse d’enfoncement critique du pieu (Pa)
3c,mes : Contrainte limite mesurée en tête du pieu (Pa)
3’h0 : Contrainte horizontale effective dans le sol au repos (Pa)
3’h : Contrainte horizontale effective dans le sol (Pa)
3n : Contrainte normale appliquée sur le matériau (Pa)
3p : Contrainte de chargement appliquée sur le matériau (Pa)
3’préconsolidation : Contrainte de préconsolidation effective du sol (Pa)
3’v0 : Contrainte verticale effective dans le sol au repos (Pa)
4 : Contrainte de cisaillement du sol (Pa)
4cal,interface : Résistance au cisaillement calculée à l’interface sol-matériau (Pa)
4max : Résistance au cisaillement du sol (Pa)
4interface ou 4matériau-sol : Contrainte de cisaillement d’interface sol-matériau (Pa)
4max,interface ou 4max,matériau-sol : Résistance au cisaillement d’interface sol-matériau (Pa)
Dli : Raccourcissement du tronçon i du pieu (m)
12
Introduction générale
Si les fondations superficielles existent depuis que l’Homme a décidé de construire, l’histoire
des fondations dans des « mauvais sols » est plus révélatrice des évolutions. Dès le
Néolithique, les premières civilisations lacustres ont eu besoin de pilotis en bois sans aucun
doute battus à la force humaine. Les premières traces écrites de l’utilisation des pieux en bois
dans les constructions sont datées de l’époque romaine. Le développement des techniques de
reconnaissance des sols et des machines de battage ont permis aux romains de construire de
nombreux ouvrages sur ce type de pieux, dont seuls des vestiges des fondations sont parvenus
jusqu’à nous.
Au cours des siècles qui ont succédé à la chute de l’Empire romain, les pieux en bois ont été
largement utilisés en France dans les constructions d’ouvrages ; la France possède un
patrimoine très riche de bâtiments et d’ouvrages d’art routiers et ferroviaires fondés sur des
pieux en bois, parmi lesquels beaucoup sont classés monuments historiques : citons le château
de Chambord, le Grand Palais à Paris, le pont de Pierre à Bordeaux ou la place Stanislas à
Nancy.
Malgré un important parc français d’ouvrages bâtis sur des pieux en bois, le retour
d’expérience sur la portance résiduelle et l’état de dégradation de ces ouvrages est faible et
non capitalisé. Le choc vécu lors de l’effondrement du pont Wilson à Tours en 1978 (Figure
1) suite à la dégradation et à l’affouillement des pieux de fondation ne fût pas réellement suivi
d’un développement d’expertise durable sur les désordres propres à ces ouvrages et sur les
solutions de confortement à mettre en œuvre pour assurer leur pérennité.
Figure 1. Effondrement du pont Wilson à Tours en 1978 (Grattesat, 1980)
Dans le contexte urbain moderne où des rabattements de nappe sont réalisés de manière
inconsidérée ou involontaire (conséquence des sècheresses successives), l’apparition de zones
de marnage (caractérisées par des cycles de sècheresse et d’humidité) conduit à la dégradation
fongique du bois de fondation des bâtiments des centres urbains anciens, des monuments
historiques ou des ouvrages de franchissement routiers ou ferroviaires. Le bois pouvant être
également attaqué par des insectes, des termites ou des mollusques (notamment les tarets), il
13
semble essentiel de mettre en place des protections efficaces sur les pieux en bois afin de
limiter ces attaques et leur dégradation fongique.
L’abandon des pieux en bois dans les constructions en France remonte au milieu du 19ème
siècle et est donc antérieur de plus d’un siècle au développement du pressiomètre par L.
Ménard dans les années 1950. Les résultats de ces essais constituent aujourd’hui la base du
dimensionnement des fondations profondes en France. L’absence d’un cadre réglementaire
français relatif à cette technologie de pieux ne permet pas d’asseoir le dimensionnement des
fondations en bois d’ouvrages et de bâtiments dans la pratique actuelle. L’utilisation des pieux
en bois sur le territoire français est actuellement limitée à des ouvrages côtiers et maritimes, à
la construction de passerelles piétonnes ou de belvédères. Les pieux peuvent également servir
de protection d’ouvrages contre les phénomènes d’affouillement.
L’absence d’un « contexte normatif français » relatif à ce type de pieux ne permet pas non
plus d’évaluer précisément la portance résiduelle des pieux en bois sous un ouvrage ancien ;
et par conséquent de réduire le coût des travaux lors de la reprise en sous-œuvre des
fondations en limitant le nombre de micropieux.
Contrairement à l’abandon de cette technique en France depuis plus d’un siècle, de nombreux
pays étrangers comme les Pays-Bas et les Etats-Unis ont largement utilisé les pieux en bois
jusqu’à ces dernières années. Ils ont mis en place un cadre réglementaire et ont défini des
dispositions constructives pour répondre aux enjeux liés à la durabilité et au comportement
mécanique des pieux en bois battus dans le sol.
Le contexte du projet « Pieux Bois » dans lequel s’inscrit cette thèse est celui d’une expertise
scientifique et technique quasi-inexistante actuellement sur la scène française. Il a pour
objectif de créer les conditions nécessaires à l’émergence de cette expertise nationale sur le
dimensionnement et la durabilité des pieux bois pour proposer un cadre pré normatif. Ce
projet a par ailleurs trouvé sa place dans la « croissance verte » prônée par le MEDDE dans la
mesure où le faible coût énergétique et les atouts environnementaux de ce matériau font des
pieux en bois une réelle alternative aux pieux en béton et en acier dans le domaine de la
construction. Le travail mené dans le cadre de ce projet a donc eu pour principal objectif
d’effacer un certain conservatisme qui conduit aujourd’hui à limiter le choix des technologies
de pieux dans les constructions à la pratique courante.
Ce mémoire s’organise en cinq chapitres :
• Le premier chapitre est consacré à des généralités sur le matériau bois et les pieux en bois.
L’état actuel de la filière bois en France, les enjeux et les atouts environnementaux de ce
matériau sont détaillés. Les propriétés mécaniques et de durabilité du bois sont présentées,
ainsi que les caractéristiques géométriques des pieux en bois et leur mise en œuvre dans le
sol par battage ;
• Le deuxième chapitre présente un état de l’art de l’évolution des méthodes de construction

françaises des fondations des ouvrages sur des pieux en bois, de l’époque néolithique
jusqu’à l’époque industrielle. Les caractéristiques des fondations des ouvrages d’art
14
routiers et leur état actuel sont détaillés. Les pathologies et les désordres observés sur ces
ouvrages, ainsi que les solutions de confortement mises en œuvre sont également établis.
Enfin, une méthodologie d’analyse des fondations en bois des ouvrages élaborée aux
Pays-Bas est exposée dans ce chapitre ;
• Le troisième chapitre porte sur l’étude des propriétés de l’interface entre le sol et le
matériau. Une synthèse bibliographique relative au comportement mécanique de
l’interface sol-matériau est présentée. Des essais de cisaillement d’interface ont été
réalisés en laboratoire à la boîte de cisaillement direct entre des matériaux (bois, mortier,
acier) et du limon. Les effets de la rugosité des matériaux et de la teneur en eau du sol sur
les propriétés de résistance d’interface sont étudiés. Deux lois de comportement
d’interface déduites de ces essais sont présentées ;
• La construction de deux plots expérimentaux et les résultats des essais de chargement de

pieux en bois sont détaillés dans le quatrième chapitre. Les tassements des pieux mesurés
sur site sont comparés aux tassements calculés à partir des lois de comportement étudiées
dans le troisième chapitre ;
• Le cinquième chapitre de ce mémoire présente une synthèse bibliographique des

méthodes de dimensionnement des pieux en bois utilisées dans différents pays étrangers.
Les résistances des pieux en bois calculées avec ces méthodes de dimensionnement sont
comparées aux résultats des essais de chargement réalisés sur les deux plots
expérimentaux. Enfin, une méthode de dimensionnement des pieux en bois s’appuyant sur
les caractéristiques pressiométriques des terrains est proposée dans ce chapitre.
15
16
Chapitre I. Généralités sur le matériau bois et les pilots
Introduction
Le bois est un matériau naturel présentant des propriétés mécaniques et de durabilité

variables. Ce matériau, largement exploité dans le monde entier, constitue une matière
première pour de nombreuses branches industrielles, comme par exemple l’industrie du papier
ou la construction. La filière bois désigne la chaîne des acteurs intervenant dans la production
du bois, sa transformation et sa commercialisation.
Ce chapitre est divisé en deux parties. La première partie a pour objectifs :

• De présenter une cartographie des forêts en France et dans le monde, ainsi que les
principales essences les constituant ;
• De caractériser l’état actuel de la filière bois en France et à l’étranger et d’établir les
enjeux ainsi que les atouts environnementaux de ce matériau. Un état actuel de l’emploi
des pieux en bois en France et à l’étranger dans les constructions est également dressé ;
• De caractériser le comportement mécanique du bois et d’étudier les propriétés de
durabilité de ce matériau.
La seconde partie du chapitre traite des caractéristiques géométriques des pieux en bois et de
leur mise en œuvre dans le sol par battage. L’influence de la conicité des pieux sur leur
résistance est étudiée. Les machines de battage sont également présentées, ainsi que la nature
des contraintes induites dans les pieux par le battage et les dispositions mises en œuvre pour
les limiter.
17
1 Le matériau bois – essences, propriétés mécaniques et durabilité
1.1 Bois feuillus et bois résineux

Le bois est un matériau issu de l’activité biologique de l’arbre. La coupe transversale d’un
tronc d’arbre (résineux ou feuillu) fait apparaître cinq parties différentes (Figure I-1) :
• L’écorce, composée de cellules mortes ;
• Le liber, dont la majorité des cellules qui le compose est également morte ;
• Le cambium, qui constitue la partie du tronc dans laquelle se produit la croissance
radiale ;
• L’aubier, composé de cellules vivantes en voie de « duraminisation ». Les cellules de
l’aubier transportent la sève brute des racines aux feuilles ;
• Le duramen (ou bois parfait), composé de cellules mortes qui ont terminé leur évolution.
Ecorce
Liber
Duramen Cambium
(bois parfait) Aubier : partie
active du bois
Figure I-1. Coupe d’un tronc d’arbre (Barbe et Keller, 1996)
Les 3000 espèces de végétaux ligneux identifiées dans le monde sont réparties en deux classes
de bois différentes, les résineux et les feuillus, dont les propriétés structurelles
diffèrent (Figure I-2) :
• Le bois des feuillus est constitué de différents types de cellules (trachéides et cellules
parenchymes), de vaisseaux particuliers assurant la conduction de la sève brute et de
fibres ligneuses composées de cellules mortes donnant au bois sa résistance. Les
vaisseaux sont principalement orientés dans la direction longitudinale de l’arbre. Ceux
orientés radialement constituent les rayons ligneux et assurent trois fonctions principales :
la conduction radiale de la sève, le soutien de la tige et le stockage de substances
chimiques (Barbe et Keller, 1996). Les feuillus les plus connus sont le chêne, le hêtre, le
châtaignier et le peuplier ;
• A l’inverse des feuillus, les résineux présentent une organisation simple et uniforme. Ils
sont constitués de deux types de cellules : les trachéides et les cellules parenchymes. Le
transport vertical de la sève brute et le soutien vertical de l’arbre sont assurés par les
trachéides, tandis que les cellules parenchymes permettent l’emmagasinement et la
répartition des substances chimiques (Barbe et Keller, 1996). Les résineux, constitués à
90 % de trachéides, contiennent également des rayons ligneux.
Les résineux les plus connus sont le sapin, l’épicéa, le douglas, le pin maritime et le pin
des landes.
18
Trachéides
Résineux Feuillu
Figure I-2. Observation microscopique d’un résineux et d’un feuillu (Barbe et Keller, 1996)
1.2 Les forêts en France et dans le monde
1.2.1 Cartographie des forêts et essences de bois françaises

Selon une campagne réalisée par l’IGN (Institut national de l’information géographique et
forestière) entre 2005 et 2009 [1], la forêt en France métropolitaine couvre aujourd’hui
environ 16 millions d’hectares (dont 15,3 millions d’hectares de forêt de production), ce qui
représente un petit tiers du territoire. Elle ne recouvrait, en 1830, que 8 millions d’hectares.
La France arrive au cinquième rang des pays européens en matière de surface forestière,
derrière la Russie, la Finlande (avec respectivement 29 et 22 millions d’hectares), la Suède et
l’Espagne (16 millions d’hectares). Elle possède néanmoins la première forêt de feuillus
d’Europe, avec un peu plus de 10,3 millions d’hectares.
75 % des forêts métropolitaines françaises relèvent du domaine privé, 15 % sont gérées par
les collectivités territoriales et 10 % appartiennent au domaine de l’Etat.
Contrairement aux autres pays européens, la forêt française présente une très grande diversité
d’essences. En 2011, le MAAF (Ministère de l’Agriculture, de l’Agroalimentaire et de la
Forêt) a recensé sur le territoire 136 essences forestières, dont une trentaine couramment
exploitée pour valoriser la filière bois [1]. Selon l’IGN, 27 % des forêts françaises sont
constituées de chênes, 11 % de hêtres et 22 % de pins. Les feuillus en représentent 66 % et les
résineux 34 % (INIGF, 2012) (Figure I-3).
Figure I-3. Répartition du volume de bois vivant sur pied par essence (INIGF, 2012)
19
Les campagnes de prélèvement de bois menées par l’INIGF au cours des dernières années ont
permis d’établir avec précision les caractéristiques forestières (volumes de bois mort et
vivant) de chaque région, ainsi que la répartition des essences sur le territoire. Cette campagne
d’études est venue compléter celle réalisée par l’INRA en 1995 [2] (Figure I-4 et Figure I-5).
Figure I-4. Localisation des différentes essences sur le territoire français en 1995 [2]
(a) (b) (c)

Figure I-5. Répartition des essences de chêne pédonculé (a), de hêtre (b) et de pin maritime (c) sur le
territoire (INIGF, 2012)
1.2.2 Les forêts en Europe et dans le monde

Les surfaces boisées dans le monde sont très diversifiées et couvrent, selon l’ONF [3],
environ quatre milliards d’hectares à travers les continents. Seulement 800 millions d’hectares
sont néanmoins destinés à la production. L’ONF distingue quatre types de forêts :
• La forêt boréale, caractéristique de l’hémisphère Nord et du pourtour du cercle polaire est
essentiellement composée de conifères comme les sapins, les mélèzes, les épicéas et les
pins ;
• Les forêts tropicales et subtropicales (ou forêt équatoriale et forêt humide), situées
principalement en Afrique, en Amérique centrale, en Océanie et en Asie, sont composées
20
de plusieurs étages de végétaux et se caractérisent par leur très grande richesse biologique
(50000 espèces d’arbres) ;
• Les forêts tempérées, composées d’essences à feuilles caduques (peuplier, bouleau,
charme, hêtre, chêne) et de conifères (selon les régions : pins, sapins, cèdres, séquoias…),
sont majoritairement situées en Europe et en Amérique du Nord.
La Figure I-6 présente le pourcentage de forêts dans les différents pays du monde par rapport
à leur superficie, établi par l’Organisation sur l’Alimentation et l’Agriculture (FAO) en 2005
[4].
%
%
%
%
%
Figure I-6. Superficie forestière en pourcentage de la superficie des terres par pays établie par la FAO en
2005 [4]
1.3 La filière bois en France et à l’étranger
1.3.1 Classification française des essences

Il existe, à travers le monde, des dizaines d’essences de bois qui diffèrent en fonction de leurs
propriétés mécaniques, esthétiques ou de durabilité. L’ensemble de ces paramètres a conduit à
définir quatre classifications des essences dépendant des conditions d’usage du bois [5] :
• La première regroupe les essences aux caractéristiques analogues. Elle est divisée en trois
catégories :
o Les bois de pays ou bois de France, parmi lesquels on retrouve les essences
présentes sur le territoire français : le chêne, le sapin, l’orne, le hêtre, le
châtaignier, l’aulne ou encore le pin maritime (Davidian, 1969) ;
o Les bois d’importation ou bois étrangers. Cette catégorie regroupe les essences
présentes sur les territoires français d’outre mer (notamment la Guyane) et dans les
pays situés au nord de l’Europe (épicéa, pin sylvestre, bois vert) ;
o Les bois tropicaux, africains et américains qui incluent les essences originaires
d’Afrique et d’Amérique, comme l’azobé, le pin d’Oregon (ou pin Douglas) ou
l’épicéa américain ;
21
• La seconde est relative à l’aspect esthétique des bois. Elle ne sera pas détaillée dans la
suite du chapitre ;
• La troisième a trait aux propriétés mécaniques des essences, établies dans la norme
française NF EN 338 (AFNOR, 2009) : dans cette classification, la fonction principale des
bois est de résister aux actions appliquées aux ouvrages (Chapitre I, § 1.4) ;
• La quatrième concerne la durabilité des essences : cinq classes d’emploi ont été définies
par l’Union Européenne et reprises dans la norme française NF EN 335-2 (AFNOR,
2007). Elles permettent d’évaluer, en fonction de la nature des essences, les risques
auxquels le bois peut être exposé [5] et sont détaillées dans le Chapitre I, § 1.5.
1.3.2 L’état actuel de la filière bois et l’emploi des pieux en bois en France
1.3.2.1 La faible valorisation de la filière bois dans la société actuelle

La filière bois constitue aujourd’hui une chaîne professionnelle, commerciale et industrielle,
dont le premier maillon est le bûcheron. Une fois les pièces de bois rassemblées en forêt
(débardage), elles sont transportées jusqu’en scierie où elles subissent deux transformations :
le sciage de tête et le traitement fongicide qui les protège des attaques fongiques et des
insectes. Les pièces de bois sont ensuite distribuées (après une phase de négoce) et mise en
œuvre par les différents corps de métiers.
Compte tenu des ressources naturelles présentes sur le territoire français, le développement de
la filière bois représente aujourd’hui un enjeu majeur en France. Son potentiel forestier est
peu valorisé : la part de marché de cette filière dans la construction atteint seulement un peu
plus de 10 % [6], alors que la forêt recouvre 29 % du territoire et que la France possède la 5ème
surface forestière d’Europe ainsi que la première forêt de feuillus. Les perspectives de
développement de cette filière sont donc importantes. Selon un rapport rendu public sur les
perspectives de valorisation de la ressource de bois d’œuvre feuillus en France (FCBA, 2011),
la part de marché de cette filière dans les constructions françaises est bien inférieure à celles
des Etats-Unis et des pays scandinaves, évaluées respectivement à 50 et 20 %.
1.3.2.2 L’emploi des pieux en bois dans la filière bois française actuelle
Pendant des siècles, voire des millénaires, les bâtiments et ponts ont été érigés sur des pieux
en bois battus dans des terrains possédant de faibles propriétés mécaniques.
Avant le 18ème siècle, la sélection d’une essence de bois par rapport à une autre était liée à la
nature des forêts situées à proximité des chantiers. Par exemple, l’abondance des forêts de
chêne dans l’est de la France ou du pin maritime dans le sud-ouest (Figure I-5) en faisait des
essences très utilisées dans ces régions dans la construction des fondations.
La révolution industrielle au 18ème siècle et l’essor des réseaux ferré et routier au 19ème siècle
ont été à l’origine du développement du commerce et du charbon en Europe. Les progrès
technologiques ont contribué à diversifier les essences jusque-là utilisées sur les chantiers.
Ainsi, le pin sylvestre (produit essentiellement dans le nord de l’Europe) qui était moins
coûteux que les autres essences a été largement utilisé dans la construction des fondations des
bâtiments et ponts à cette époque.
22
La proximité des ressources naturelles et le coût étaient alors les deux critères retenus dans le
choix des essences destinées à être utilisées dans les fondations. Seuls les ouvrages d’intérêts
civil et militaire de premier plan bénéficiaient de bois plus lointains, comme les bois
tropicaux et africains.
Aujourd’hui en France, le matériau bois est largement utilisé dans les constructions
d’ouvrages côtiers, maritimes et portuaires (épis, estacades, écrans-chasse). Il constitue
généralement tout ou une partie de ces ouvrages (Figure I-7). Les études menées par Meaden
et al., (2012) ont montré que les bois mis en œuvre dans des environnements hostiles
caractérisés par une « agressivité » maritime, des zones de marnage ou le frottement des
sédiments devaient présenter des propriétés mécaniques et de durabilité élevées. Les auteurs
ont identifié, suite à un retour d’expérience et aux résultats de travaux effectués sur la
durabilité et la résistance mécanique, une vingtaine d’essences de bois qui pourrait se
substituer aux bois tropicaux (comme l’azobé ou le greenheart) dans ce type d’ouvrage.
(a) (b)
Figure I-7. Ouvrage de protection littoral en Angleterre (a) et jetée de la Fenêtre à Cancale en Ille-et-Vilaine
(b)
Les pieux sont également mis en œuvre dans les constructions des berges de canaux, des quais
et servent de protection contre les phénomènes d’affouillement. De nombreuses passerelles et
belvédères piétons sont aussi fondés sur des pieux en bois, puis construits avec ce même
matériau pour des raisons esthétiques : les pieux sont généralement fichés dans le sol à l’aide
de vibrofonçeurs (pneumatiques ou hydrauliques) ou de pelles mécaniques jusqu’au refus
(Figure I-8).
Figure I-8. Construction d’un belvédère piéton dans la commune de Sanchey (Vosges)
23
Du fait de leur usage, les descentes de charges de ces ouvrages sont pour la plupart
relativement faibles par rapport à celles des ouvrages d’art, bâtiments et habitats construits au
cours des siècles derniers. Par exemple, les passerelles piétonnes sont actuellement
dimensionnées en considérant des descentes de charges égales à 450 kg/m², soit 4,4 kPa.
L’abandon des pieux en bois en France dans les constructions des ouvrages d’art et des
bâtiments remonte à plus d’un siècle et demi. Plusieurs hypothèses permettent de justifier leur
absence dans les constructions actuelles :
• Le déclin et l’abandon de l’utilisation des pieux en bois en France sont concomitants à

l’invention de nouveaux matériaux comme la chaux hydraulique, intervenant dans la
fabrication du béton immergé et dont la résistance est supérieure à celle du bois (Chapitre
II, § 1.6.4) ;
• Il n’existe à ce jour aucun « contexte normatif » ni cadre réglementaire français
permettant d’asseoir le dimensionnement des pieux en bois dans la pratique actuelle
(Chapitre V, § 3) ;
• Le choc vécu lors de l’effondrement du pont Wilson à Tours en 1978 dû à la dégradation
et à l’affouillement des pieux suite au creusement du lit de la Loire par extraction des
matériaux a conforté l’emploi d’autres technologies de pieux, considérées comme « plus
durables ».
Plus généralement, le dragage intensif des alluvions et sédiments des cours d’eau et des
fleuves afin d’augmenter les tirants d’eau des bateaux a entraîné des rabattements de
nappes et de niveaux d’eau importants. Suite à ces rabattements inconsidérés, des zones
de marnage sont apparues et ont conduit localement à la dégradation fongique des
platelages et des têtes des pieux des ouvrages. Ce phénomène a notamment été observé au
niveau des quais du Grand Port Maritime de Rouen, sous lesquels le platelage et les têtes
des pieux en hêtre se sont dégradés suite à l’abaissement du niveau de la Seine de plus
d’un mètre (Figure I-9).
Il existe néanmoins en France des Agences de l’eau ou des syndicats mixtes d’étude et de
gestion des nappes phréatiques qui assurent le suivi du niveau des nappes. Les données
piézométriques du bassin Seine-Normandie rendues publiques par le BRGM (Bureau de
Recherches Géologiques et Minières) permettent également de surveiller le niveau des
nappes dans ce bassin. Elles peuvent être utilisées pour prévenir d’éventuels risques de
dégradation fongique des pieux en bois d’ouvrages ou de bâtiments (comme par exemple
le musée d’Orsay ou le Grand Palais à Paris) suite à l’apparition de zones de marnage
(Chapitre I, § 1.5) ;
24
Figure I-9. Exemple de détérioration du platelage en hêtre sous les quais du Grand Port Maritime de Rouen
• Les études menées ces dernières années sur l’utilisation des différentes techniques de
réalisation des pieux ont montré que près de 75 % des pieux mis en œuvre sur le territoire
français étaient forés (Figure I-10). La nature des couches géologiques ainsi que la volonté
française de développer et d’exporter cette technologie à l’étranger permettent d’expliquer
cette tendance actuelle.
Selon Van Impe, (2004), les pieux battus ne représentent que 4,6 % du marché actuel
français (Figure I-10). Le faible emploi de ce type de pieux en France pourrait s’expliquer
par l’influence de la technique de réalisation des sondages au pressiomètre Ménard
(réalisation d’un trou de forage dans le sol avant l’introduction de la sonde) dans la
pratique actuelle.
3,7%
10,0%
Pieux forés
5,0%
Pieux battus
2,5%
Pieux non définis
4,6%
Micropieux
Fondation semi profondes
Autres
74,2%
Figure I-10. Types de pieux utilisés dans la pratique française (modifié d’après Van Impe, 2004)
Les pieux en bois ne sont donc plus utilisés en France dans les constructions d’ouvrages d’art
et de bâtiments depuis de nombreuses décennies. A l’inverse, bien après leur abandon dans les
constructions françaises, les pieux en bois ont continué à être utilisés dans de nombreuses
constructions à l’étranger.
1.3.3 L’emploi des pieux en bois dans les pays étrangers

Jusqu’à ces dernières années, les pieux en bois ont été largement employés à travers le monde
dans les constructions des fondations des bâtiments et d’ouvrages d’art. Le choix des essences
de bois utilisées aux Etats-Unis, aux Pays-Bas, au Canada ou dans les pays scandinaves était
principalement fonction des ressources naturelles disponibles dans ces pays.
25
1.3.3.1 L’emploi des pieux en bois aux Etats-Unis

Aux Etats-Unis, les pieux en bois ont été très utilisés du fait d’une abondance de pins jaunes
de Sud et de pins Douglas particulièrement adaptés à cette technique. Le pin jaune s’étendant
du Mexique au Canada (en passant par les Etats-Unis), à des altitudes comprises entre 300 et
2000 m, il constitue une ressource importante et de proximité dans de nombreuses régions de
ce pays. Selon Dean, (2006), jusqu’à 500000 pieux ont été battus annuellement sur ce vaste
territoire au cours des dernières décennies. 90 % des pieux en bois étaient en pin jaune, 9 %
en pin Douglas et 1 % en d’autres essences. L’utilisation de cette technologie de pieux a par
ailleurs été renforcée avec la rédaction et la publication du guide « Timber Pile Design and
Construction Manual » par l’institut « American Wood Preservers Institute » (AWPI, 2002),
dans lequel l’ensemble des méthodes de dimensionnement des pieux en bois est détaillé.
Plusieurs grands bâtiments reposent aujourd’hui sur des pieux en bois aux Etats-Unis :
• Le superdôme de Louisiane a été bâti sur des pieux en bois supportant 13000 m3 de béton
et 18000 tonnes d'acier (Reynolds et Bates, 2009) ;
• Dans la baie de Marsh à New York, un des terminaux de l'aéroport JFK a été construit sur
1000 pieux en bois de 12,20 m de longueur battus dans des sables (Graham et James,
1996).
1.3.3.2 L’emploi des pieux en bois aux Pays-Bas

L’emploi des pieux en bois aux Pays-Bas s’est généralisé à partir du 15ème siècle, lorsque les
constructions en maçonnerie ont été rendues obligatoires. Les bâtisseurs ont alors été
contraints d’ériger les bâtiments sur des fondations solides en pieux.
Pour faire face à la demande croissante de bois dans le pays au 15ème siècle, les Hollandais
utilisaient principalement du pin dans les fondations car sa croissance rapide faisait qu'il était
bon marché. La faible superficie des Pays-Bas par rapport aux autres pays européens a
également conduit les hollandais à importer des essences provenant d’Allemagne ou des pays
scandinaves, principalement du pin sylvestre et de l’épicéa.
Selon Reynolds et Bates, (2009), 200000 pieux en bois ont été battus annuellement aux Pays-
Bas ces dernières années lors de la construction de routes, de bâtiments agricoles, de maisons
et de centres sportifs. Les essences les plus utilisées étaient l'épicéa et le pin Douglas.
Le nombre et la disposition des pieux en bois sous les bâtiments diffèrent selon les régions : à
Rotterdam (Figure I-11a), une seule rangée de pieux en bois est positionnée au centre de la
fondation en maçonnerie tandis qu'à Amsterdam, les fondations sont constituées d'une paire
de pieux, sur laquelle repose un platelage en bois (Figure I-11b).
26
Maçonnerie
Connecteur
Béton
Platelage en bois
Têtes de pieux
Fondations à Rotterdam Fondations à Amsterdam
(a) (b)
Figure I-11. Disposition des pieux et nature des transitions entre les pieux et la maçonnerie à Rotterdam (a)
et à Amsterdam (b) (modifié d’après De Leeuw, 1985)
Les nombreux ouvrages, bâtiments et habitats fondés sur des pieux en bois ont amené les
Hollandais à rédiger et publier un protocole contenant une méthodologie d’analyse et de
diagnostic de l'état des fondations en bois. Ce protocole est détaillé dans le Chapitre II, § 3.
1.3.3.3 L’utilisation des pieux en bois en déclin à l’étranger

Bien que les Etats-Unis, les Pays-Bas, le Canada, les pays scandinaves ou encore l’Allemagne
possèdent un patrimoine très riche d’ouvrages fondés sur des pieux en bois, on assiste, depuis
quelques années, à un déclin de l’utilisation de cette technologie de pieux dans ces pays.
Plusieurs facteurs environnementaux et sociétaux peuvent l’expliquer :
• La limitation des diamètres et des longueurs des pieux (Chapitre I, § 2.1.1) par les
dimensions des arbres ;
• Les problématiques liées à la durabilité du bois nécessitant des conditions
environnementales particulières (immersion permanente du bois non traité) (Chapitre I, §
1.5) ;
• L’augmentation de la portance limite des pieux sous les bâtiments et ouvrages d’art suite à
la croissance du trafic et à l’augmentation du poids des ouvrages et des charges de
transport.
Selon une étude réalisée par Van Impe, (2004), le pourcentage d’utilisation des pieux en bois
par rapport à l’ensemble des pieux mis en œuvre en Europe (Figure I-12a) et dans le monde
(Figure I-12b) atteint seulement 2 %. A titre de comparaison, les pourcentages de pieux battus
en acier et en béton sont respectivement de 7 et 26 % en Europe, et de 8 et 23 % dans le
monde.
27
1% 6%
7%
2% 17%
2% 19%
Pieux tubés coulés en place 12%

Pieux tubés coulés en place
14% Pieux en acier battus Pieux en acier battus
Pieux en béton préfabriqués battus Pieux en béton préfabriqués battus
Pieux en bois battus 8%
Pieux en bois battus
7% 5%
Pieux vissés Pieux vissés
Pieux forés (Ø>0,65m) avec bentonite Pieux forés (Ø>0,65m) avec bentonite
Pieux à tarrière continue Pieux forés particuliers (Ø<0,6m)
Jet grouting (pieux courts) Pieux à tarrière continue
Micropieux (<150mm) Jet grouting (pieux courts)
16%
Pieux forés particuliers (Ø<0,6m) Micropieux
22% 23%
26%
6%
2% 3% 2%
(a) (b)
Figure I-12. Types et pourcentages d’utilisation des pieux en Europe (a) et dans le monde (b) (modifié d’après
Van Impe, 2004)
Aux Pays-Bas, les rabattements de nappe générés par la présence de réseaux d'évacuation des
eaux usées situés sous le niveau des nappes (Figure I-13) ont parfois entraîné l’apparition de
zones de marnage et par conséquent la dégradation fongique des têtes des pieux (Chapitre I,
§ 1.5). Depuis ces sinistres, l’état hollandais a mis en œuvre, par l’intermédiaire de
« syndicats » des eaux, une surveillance accrue afin de faire disparaître ou de limiter les
rabattements. L’utilisation de pieux en bois dans ce pays pour de nouvelles constructions est
aujourd’hui limitée à des structures légères comme des serres et des extensions de maisons
individuelles.
Egouts Tête des pieux

hors nappe
Niveau d’eau
Figure I-13. Abaissement de la nappe due aux réseaux d’évacuation des eaux usées (modifié d’après
Stichting_Platform_Fundering_Nederland, 2005)
1.3.4 Les pieux en bois, une alternative environnementale aux autres

technologies de pieux
1.3.4.1 Atouts environnementaux du matériau bois

Les préoccupations liées au changement climatique et à l’épuisement progressif des
ressources naturelles ont conduit l’Etat à développer, à travers la mise en œuvre du Grenelle
Environnement, l’usage du bois dans la construction. Les enjeux du développement de cette
filière dans la société d’aujourd’hui sont considérables, dans la mesure où le matériau bois
présente de multiples avantages environnementaux par rapport aux autres matériaux comme le
béton et l’acier :
28
• Le bois est un matériau renouvelable : un arbre se régénère en moins de 100 ans, contre
quelques milliers d’années pour le pétrole ;
• Son faible poids par rapport à celui de l’acier ou du béton conduit à limiter l’énergie
fossile consommée lors de sa transformation en produit de construction et à faciliter la
manutention lors de sa mise en œuvre. Le bois est par ailleurs facilement ouvrable. Les
troncs d’arbres ne nécessitent que peu de transformations pour concevoir un pieu ;
• Le bois constitue une ressource de proximité, abondante et disponible localement en
France, permettant ainsi de réduire les émissions de dioxyde de carbone générées par le
transport des matières premières. Il limite les quantités de gaz à effet de serre émises dans
l’atmosphère en absorbant le dioxyde de carbone au cours de sa croissance. Son emploi
dans la construction conduit à la séquestration de ce gaz absorbé lors de sa croissance et
donc à l’absence de rejet dans l’atmosphère. Selon [1], l’équivalent de six années
d’émissions de dioxyde de carbone en France serait ainsi stocké dans les arbres des
forêts ;
• Le bois est également un matériau recyclable dans la mesure où les déchets rejetés lors de
sa transformation en produit de construction peuvent être valorisés en énergie (sous forme
de combustibles) ou recyclés dans l’industrie du papier ou dans la fabrication de pièces
composites.
1.3.4.2 Les pieux en bois : une alternative aux pieux en béton et en acier
Compte tenu des préoccupations et de la volonté de l’Etat français de mettre en œuvre des
politiques intégrant la notion de développement durable, ainsi que des multiples avantages
environnementaux du bois (Chapitre I, § 1.3.4.1), les pieux en bois apparaissent, sur le plan
des émissions carbone, comme une solution alternative performante aux pieux en béton et en
acier.
Les données fournies par la base carbone de l’ADEME [7] permettent d’estimer, à partir d’un
calcul simple, les émissions de dioxyde de carbone liées à la fabrication de pieux en acier, en
béton (ferraillé) et en bois de 5 m de longueur et 30 cm de diamètre.
Le transport des granulats ainsi que des grumes de la zone de débardage jusqu’à la scierie
dans laquelle les pieux en bois sont usinés est pris en compte. La distance est évaluée à
60 km, ce qui suppose dans la pratique d’utiliser des bois locaux.
La démarche et les résultats sont présentés dans le Tableau I-1.
29
Tableau I-1. Comparaison des émissions de CO2 pour la fabrication de pieux en béton, en acier et en bois
Pieu béton Pieu acier Pieu bois
Fabrication béton armé : Fabrication acier ou fer blanc neuf :
367 kg CO2/tonne (ADEME) 3190 kg de CO2/tonne (ADEME) Fabrication bois d’œuvre : 36,7 kg de
Extraction granulats : 88 kg Fabrication acier ou fer blanc recyclé : CO2/tonne (ADEME)
CO2/tonne (ADEME) 1100 kg de CO2/tonne (ADEME)
Cbéton : 2200 kg/m3 Cacier : 7500 kg/m3 Cbois : 700 kg/m3
Masse CO2 émise : 319 kg Masse CO2 émise (acier neuf) : 8455 kg
Masse CO2 émise : 9 kg
Masse CO2 émise (acier recyclé) : 2915 kg
Transport de 10 grumes sur 60 km :
Véhicules (PTAC) : de 3,51 à 5 tonnes
Transport granulats : 10 kg de Emission de CO2 à pleine charge :
CO2 175 g/km (ADEME)
Emission de CO2 : 10,5 kg soit 1 kg CO2
par grume
Masse CO2 émise : 329 kg Masse CO2 émise (acier neuf) : 8455 kg
Masse CO2 émise : 10 kg
Masse CO2 émise (acier recyclé) : 2915 kg
Les résultats obtenus dans le Tableau I-1 montrent que la fabrication d’un pieu en bois émet
environ 30 fois moins de CO2 que la fabrication d’un pieu en béton et 300 fois moins que
celle d’un pieu en acier.
Le British Research Establishment (BRE) a réalisé, en 2007, une étude sur le potentiel
environnemental des pieux en bois sur le territoire du Royaume-Uni et a conclu à la viabilité
technique et économique de cette technologie en insistant sur son intérêt environnemental
indéniable (Dewar et Watson, 2007 ; Reynolds et Bates, 2009). Les résultats de l’étude ont
montré que :
• les fabrications du béton et de l’acier émettent respectivement en moyenne 173 kg/m3 et
15313 kg/m3 de CO2, contre 141 kg/m3 de CO2 pour la taille et l’usinage du bois ;
• 1 m3 de bois capte en moyenne entre 800 et 900 kg de CO2 provenant de l’atmosphère.
Selon Reynolds et Bates, (2009), les pieux en bois présentent également un coût plus faible
que celui des pieux en acier et en béton. Les auteurs ont comparé les coûts de réalisation de
trois types de pieux battus (béton, acier et bois) lors d’un projet en 2008 nécessitant la mise en
œuvre d’une centaine de pieux dans de l’argile molle à ferme (Tableau I-2). Chaque pieu
devait supporter une charge de 110 kN.
Tableau I-2. Estimation et comparaison du coût de réalisation des pieux en béton, acier et bois (Reynolds et
Bates, 2009)
Types de pieu Pieu béton battu Pieu acier battu Pieu bois battu
Longueur (m) 10 10 10
Diamètre (cm) 20 14 20-30
Mobilisation du matériel (€) 2400 2400 2400
Matériel et installation 22 €/m 34 €/m 11 €/m
Divers (terrassement chantier, etc.) 3600 (avec blocs de béton
3600 3000
(€) en tête des pieux)
Test de chargement d’un pieu (€) 1200 1200 1200
Coût du projet (€) 29000 54000 18000
Coût des pieux 29 €/m 54 €/m 18 €/m
Les résultats de cette étude ont montré que le coût de fabrication d’un pieu en bois, ramené au
mètre linéaire, était respectivement inférieur de 30 et 66 % à celui d’un pieu en béton et en
acier.
30
1.4 Comportement mécanique du bois
1.4.1 Hétérogénéité et anisotropie du bois

Le bois est un matériau hétérogène et anisotrope. Ses propriétés mécaniques dépendent de
l’essence et de l’échelle considérées :
• Le bois est un matériau hétérogène. Les cellules qui le composent sont de natures et de
formes différentes. Il présente une densité irrégulière dans le tronc de l’arbre. Les
singularités et défauts de croissance de l’arbre au cours de sa vie (caractérisés par la
présence de nœuds) permettent d’identifier et de différencier chaque échantillon de bois
prélevé. La présence naturelle de nœuds entraîne une forte variation des propriétés
mécaniques dans la direction longitudinale d’une structure en bois (Olsson et Källsner,
2012) ;
• Le bois est un matériau anisotrope. Du fait de sa constitution fibreuse, ses propriétés
mécaniques varient en fonction de la direction d’application de l’effort. Trois directions
d’observation principales sont définies : longitudinale, radiale et tangentielle (Figure
I-14). L’observation d’échantillons au microscope montre que les fibres sont
majoritairement orientées dans la direction longitudinale du tronc (Figure I-2).
L’orientation et l’agencement de leur structure cellulaire diffèrent donc selon les
directions d’observation.
Selon Almeida, (2006), le bois peut être considéré comme un matériau homogène et
orthotrope si l’échelle d’observation est macroscopique et ne dépasse pas quelques
centimètres.
Figure I-14. Directions principales du bois (L : longitudinale ; R : radiale ; T : tangentielle) (Wengert et

Meyer, 2002, cités par Dinh, 2011)
Les propriétés mécaniques et thermiques du bois caractérisent son anisotropie dans les trois
directions principales (longitudinale, radiale et tangentielle) :
• Les modules d’élasticité et de cisaillement, déterminés à partir de mesures
expérimentales ;
• Le retrait et le gonflement des échantillons suite aux fluctuations de sa teneur en eau et
quantifiés par sa variation dimensionnelle dans les trois directions principales ;
• La dilatation thermique mesurée avec le coefficient de dilatation thermique.
Le Tableau I-3 présente quelques résultats d’études sur l’anisotropie du bois.
31
Tableau I-3. Résultats d’études sur l’anisotropie du bois

Auteurs Paramètres Protocoles et résultats d’études
• Selon Kollman et Coté, (1968), le module d’Young est plus élevé dans la direction longitudinale que dans les directions radiale et
tangentielle (Elongitudinal>>Eradial>Etangentiel). Le rapport EL/ER varie entre 41 et 182 chez les conifères et entre 12 et 62 chez les feuillus.
• Selon Guitard, (1987), les fibres et trachéides d’un échantillon de bois sont orientées selon sa direction longitudinale et constituent des
« éléments de renforcement » suivant cet axe. Ce renforcement fibreux conduit à un module d’élasticité plus élevé dans cette direction que
dans les deux autres. Les rayons ligneux constituent également des « éléments de renforcement » suivant l’axe radial, ce qui explique que
Eradial soit supérieur à Etangentiel.
Kollmann et Côté, Les études menées par Guitard, (1987) sur des échantillons de peupliers ont montré que les modules de cisaillement dans les trois
(1968) directions respectent la condition suivante : Glong-rad. > Gtang-long. >> Gtang-rad.
Module d’élasticité
Dinckal, (2011) Module de cisaillement • Les résultats de l’étude menée par Dinckal, (2011) sont présentés dans le tableau ci-dessous :
Dinckal, 2011
Guitard, (1987) Module (GPa) Chêne Hêtre Douglas Epicéa Pin
ERadial 2,13 2,43 1,02 0,75 0,94
ELongitudinal 5,21 5,58 4,90 3,98 5,00
EL/ER 2,45 2,30 4,79 5,31 5,35
GRadial 0,82 0,91 0,39 0,29 0,36
GLongitudinal 2,13 2,28 2,03 1,67 2,14
GL/GR 2,60 2,50 5,21 5,75 5,94
• Selon Charron et al., (2003), la diminution des dimensions (selon les directions longitudinale, radiale et tangentielle) des échantillons de
bois suite à la diminution de son humidité sous le point de saturation des fibres est différente selon la direction considérée.
• Les résultats de l’étude menée par Dinwoodie, (2004) concernant l’influence de la variation de la teneur en eau d’échantillons de bois
(essences différentes) comprise entre 27 % (bois supposé vert) et 12 % sur le retrait sont présentés ci-après. L’étude a montré que le retrait
(exprimé en % par rapport aux dimensions initiales) peut atteindre jusqu’à 10 % dans la direction tangentielle de l’échantillon et est limité
Charron et al., (2003) à 1 % dans la direction longitudinale.
Direction
Dinwoodie, (2004) Essence Tang. Rad. Long.
Retrait du bois
Pin jaune 3,5% 1,5% <1%
Skaar, (1988), cité Pin sylvestre 4,5% 3,0% <1%
Dinwoodie, (2004) Chêne (Europe) 7,5% 4,0% <1%
Hêtre (Europe) 9,5% 4,5% <1%
• Selon Skaar, (1988), cité par Dinwoodie, (2004), les différences entre les variations des dimensions des échantillons de bois selon les trois
directions sont dues à une densification plus importante des rayons ligneux (Chapitre I, § 1.1) dans les directions tangentielles et radiales
que dans la direction longitudinale.
Le coefficient de dilatation thermique 5th (exprimé en K-1) varie fortement selon l’orientation des fibres. Selon Dupraz et al., (2009), la
dilatation radiale est environ dix fois supérieure à la dilatation longitudinale. Néanmoins, les allongements et raccourcissements du bois dus
Coefficient de dilatation
Dupraz et al., (2009) aux variations thermiques dans la direction radiale sont négligeables par rapport aux variations dimensionnelles suite aux fluctuations de sa
thermique
teneur en eau. Pour les résineux et les feuillus, 5th,Long. =3-6*10-5 K-1 ; 5th,Rad. =15-45*10-5 K-1 ; 5th,Tang. =25-60*10-5 K-1.
Pour l’acier, 5th,acier =12*10-6 K-1 et pour l’aluminium, 5th,aluminium =24*10-6 K-1.
32
L’utilisation de troncs d’arbres comme pieux de fondation est donc optimale car
contrairement à la pratique actuelle en structure, les pieux sont mobilisés principalement dans
la direction longitudinale en compression, soit la direction des caractéristiques les plus élevées
du bois.
1.4.2 Comportement élastique du bois
1.4.2.1 Domaines élastique et plastique du bois

L’anisotropie du bois conduit à mesurer deux réponses différentes lorsqu’un échantillon est
soumis à des sollicitations en compression et en traction. Ces réponses sont mesurées sous
forme de chemins de déformation (essai à déplacement contrôlé) dans le plan (3 ; 8) et
présentées sur la Figure I-15.
La Figure I-15 montre que les chemins de déformation diffèrent en fonction de la direction
d’application de l’effort (parallèle, perpendiculaire ou tangentielle aux fibres) (Navi et Heger,
2005). On retrouve, à travers ces courbes, les conclusions de l’étude menée par Guitard,
(1987) (Tableau I-3) : les fibres de l’échantillon de bois orientées longitudinalement
constituent des « éléments de renforcement » selon cet axe.
120 1Rupture, T 40
1e,T
Bois : Peuplier
Traction 35
100
Compression
Contrainte (MPa)
30
Contrainte (MPa)
80
25 Compression longitudinale
Compression radiale
60 20 Compression tangentielle
1Rupture,C 15
40
1e,C 10
20
2Rupture, C 5
2e,C 2e,T 2Rupture,T
0 0
0 0,25 0,5 0,75 1 1,25 1,5 1,75 0 0,1 0,2 0,3 0,4 0,5
Déformation (% ) (a) Déformation (b)
Figure I-15. Evolution de la contrainte en fonction de la déformation (modifié d’après Navi et Heger, 2005 ;
Natterer et al., 2004)
Selon Natterer et al., (2004), le module d’élasticité du bois est légèrement plus faible en
compression qu’en traction. Néanmoins, par souci de simplification, les deux modules sont
généralement considérés comme égaux.
La résistance à la rupture en traction des échantillons de bois est supérieure à celle en
compression. En compression, le chemin de déformation jusqu’à atteindre 8ec (Figure I-15a)
correspond au domaine élastique du bois. 3e,c représente la limite élastique en compression et
est inférieure à la limite élastique en traction 3e,T.
La limite élastique en compression mesurée dans la direction longitudinale est atteinte pour de
faibles déplacements. Une fois dépassée, on observe une plastification caractérisée par un
flambage longitudinal et un écrasement progressifs des fibres. Tandis qu’en traction, le bois
présente des propriétés mécaniques fragiles, mais nettement supérieures à celles mesurées en
33
compression (jusqu’à 200 à 300 % pour du bois sans défaut, c'est-à-dire sans nœud) (Natterer
et al., 2004).
Enfin, le comportement fragile de l’éprouvette soumise à une contrainte en traction dans les
deux autres directions (radiale et tangentielle) est encore plus marqué que dans la direction
longitudinale. Selon Natterer et al., (2004), la discontinuité de croissance de l’arbre dans la
direction radiale et le manque de liaisons structurelles (solidarisation des fibres par quelques
rayons ligneux transversaux seulement) dans la direction tangentielle expliquent ce
comportement fragile.
Le Chapitre I, § 1.4.1 a permis de mettre en évidence que le bois est un matériau anisotrope
dont les comportements mécanique et thermique dépendent de la direction d’application de
l’effort.
En particulier, le module d’élasticité du bois est supérieur dans la direction longitudinale que
dans les directions radiale et tangentielle. Il dépend de nombreux facteurs, comme la teneur en
humidité, la température, la densité, les défauts (présence de nœuds) ou encore les durées
d’application des charges (Forest Products Laboratory, 2010 ; Armstrong, 1979). L’influence
de trois d’entre eux est explicitée par la suite.
1.4.2.2 Influence de l’humidité du bois sur le module d’élasticité

L’effet de la teneur en humidité du bois sur ses propriétés mécaniques a été largement étudié
dans la littérature. Elle est définie, selon la norme NF B 51-004 (AFNOR, 1985), à partir de
l’expression générale suivante :
m − m0
H= ×100 (1)
m0
Avec m la masse totale de l’échantillon à l’humidité H et m0 sa masse anhydre obtenue après

un passage à l’étuve à 103°C jusqu’à la stabilisation de sa masse.
Le point de saturation des fibres est atteint, sous une température de 20°C, lorsque la teneur
en humidité du bois est égale en moyenne à 30 % (Perré, 1994, cité par Dinh, 2011). Il
correspond au taux d'humidité du bois saturé en eau liée, taux en dessous duquel le bois va
commencer à sécher en se contractant. Le point de saturation définit le domaine
hygroscopique du bois. Selon les conditions extérieures auxquelles est soumis l’échantillon,
l’humidité du bois varie et affecte ses propriétés élastiques. De nombreuses études ont montré
que, pour une teneur en humidité supérieure à la limite de saturation, l’évolution de l’humidité
du bois avait peu d’influence sur le module élastique et les variations dimensionnelles de
l’échantillon (Pluvinage, 1992, cité par Dinh, 2011 ; Forest Products Laboratory, 2010)
(Figure I-16). Le bois ne contient plus d’eau libre et les parois cellulaires sont saturées d'eau
liée.
34
Point de saturation
des fibres
Domaine hygroscopique
(a) (b)
Figure I-16. Variation du module d’élasticité ETangentiel (a) et du module d’élasticité longitudinal relatif (b) en
fonction du taux d’humidité du bois (modifié d’après Pluvinage, 1992, cité par Dinh, 2011 ; Forest Products
Laboratory, 2010)
A l’inverse, lorsque la teneur en humidité diminue dans le domaine hygroscopique,

l’échantillon de bois devient plus sec. La perte d’humidité conduit à une augmentation de sa
masse ligneuse et la paroi cellulaire devient plus compacte (Panshin et De Zeeuw, 1980, cités
par De la Cruz Sanchez, 2006). Enfin, les travaux menés par Schlyter et Winberg (1929), cités
par Moutee, (2006) ont mis en évidence une diminution linéaire de la limite élastique du bois
avec l’augmentation de la teneur en humidité entre 10 % et le point de saturation des fibres
(environ 30 %) : les auteurs ont établi qu’une augmentation de 1 % de la teneur en humidité
du bois dans ce domaine entraînait une diminution de 3 % de la limite élastique dans la
direction longitudinale.
1.4.2.3 Influence de la température et de la densité du bois sur le module

La température et la masse volumique du bois sont deux autres paramètres influençant le
module d’élasticité du bois :
• A déformation constante, l’augmentation de la température conduit à une diminution du
module d’élasticité et de la résistance en compression du bois. Le bois se « ramollit » alors
avec la température. Bodig et Jayne, (1982), cités par Dinh, (2011) ont établi une relation
entre ce paramètre et les propriétés mécaniques du bois :
'
ELong = ELong (1 + α (T '− T )) (2)
Avec E’Long et ELong les modules d’élasticité mesurés aux températures T et T’ et 5 le

coefficient d’effet thermique, variant, pour les essences les plus connues, entre
-0,79.10-3°C-1 (hêtre) et -5.10-3°C-1 (épicéa) ;
• La masse volumique du bois caractérise la quantité de matière ligneuse comprise dans un

volume donné. Elle varie au sein d’un arbre suite aux conditions de croissance
particulières comme le climat et la nature du sol (De la Cruz Sanchez, 2006). Les résultats
d’études menées par Guitard, (1987) ont montré qu’un bois possédant la masse volumique
la plus élevée présentait également le module d’élasticité et la résistance à la compression
les plus élevés. L’auteur a étendu ces résultats à l’ensemble des résineux et des feuillus,
ainsi qu’aux modules d’élasticité mesurés dans les directions radiale et tangentielle
(Figure I-17).
35
Direction longitudinale (a) Direction radiale (b)
Direction tangentielle (c)

Figure I-17. Evolution des modules d’élasticité (longitudinal (a), radial (b), tangentiel (c)) en fonction de la
masse volumique des résineux et feuillus (Guitard, 1987)
1.4.3 Propriétés mécaniques du bois
1.4.3.1 Propriétés mécaniques du bois retenues en France et en Europe

La variabilité des essences et des qualités des bois, présentant différentes propriétés
mécaniques, complique le dimensionnement des structures en bois. Afin de limiter cette
variabilité, des classes de résistance des bois, fonction de leur nature (résineuse ou feuillue) et
de leur résistance caractéristique en flexion (fractile à 5 %, exprimée en MPa) ont été établies
dans la norme européenne EN 338, publiée en France sous la norme NF EN 338 (AFNOR,
2009).
Le Tableau I-4 présente ces classes de résistance, ainsi que les propriétés de résistance
(flexion, traction et compression axiales, cisaillement), de rigidité (modules moyens
d’élasticité axial et transversal) et la masse volumique du bois. Les valeurs ont été établies
pour une teneur en humidité du bois égale à 12 %.
Tableau I-4. Classes de résistance et valeurs des propriétés de résistance, de rigidité et des masses volumiques
(modifié d’après la norme NF EN 338 (AFNOR, 2009))
Résineux Feuillus
C14 C16 C18 C20 C22 C24 C27 C30 C35 C40 C45 C50 D18 D24 D30 D35 D40 D50 D60 D70
Propriétés de résistance (MPa) (valeurs caractéristiques)
Flexion 14 16 18 20 22 24 27 30 35 40 45 50 18 24 30 35 40 50 60 70
Traction axiale 8 10 11 12 13 14 16 18 21 24 27 30 11 14 18 21 24 30 36 42
Compression axiale 16 17 18 19 20 21 22 23 25 26 27 29 18 21 23 25 26 29 32 34
Cisaillement 3 3,2 3,4 3,6 3,8 4 4 4 4 4 4 4 3,4 4 4 4 4 4 4,5 5
Propriétés de rigidité (GPa) (valeurs moyennes)
Module moyen
d'élasticité axiale 7 8 9 9,5 10 11 12 12 13 14 15 16 9,5 10 11 12 13 14 17 20
Emoy,Long
Module moyen
0,23 0,27 0,30 0,32 0,33 0,37 0,38 0,40 0,43 0,47 0,50 0,53 0,63 0,67 0,73 0,80 0,86 0,93 1,13 1,33
d'élasticité transversale
Module moyen de
0,44 0,50 0,56 0,59 0,63 0,69 0,72 0,75 0,81 0,88 0,94 1,00 0,59 0,62 0,69 0,75 0,81 0,88 1,06 1,25
cisaillement Gmoy
3
Masse volumique (kg/m ) (valeurs moyennes)
Masse volumique
350 370 380 390 410 420 450 460 480 500 520 550 570 580 640 650 660 750 840 1080
moyenne
36
Les classes de résistance ne faisant pas explicitement référence aux essences, le Centre
Technique du Bois et de l’Ameublement (CTBA, 2007) a défini des classes de résistance
maximales pour les principales essences de bois utilisées dans la construction (Tableau I-5).
Tableau I-5. Classes de résistance maximales pour les différentes essences utilisées dans la construction
(modifié d’après AFNOR, 2009 ; CTBA, 2007 ; [10])
Module moyen d’élasticité
Classes de résistance maximales
Essence de bois axial (MPa) à 12% d’humidité
(CTBA, 2007)
(AFNOR, 2009 ; [10])
Sapin – Epicéa – Mélèze C30 12000
Douglas – Peuplier C24 11000
Pins sylvestre et maritime C30 12000
Châtaignier D30 11000
Acacia - Chêne D35 12000
Azobé D60 17000
Hêtre 10500
Du fait des conditions spécifiques liées à l’emploi des pieux en bois dans le sol (battage des
pieux, variation de la teneur en humidité et de la température dans le sol), les valeurs
présentées dans le Tableau I-4 et le Tableau I-5 ne sont probablement pas adaptées pour ce
type d’utilisation. Néanmoins, en l’absence de données propres aux pieux en bois, il est tout
de même possible d’utiliser ces jeux de paramètres.
1.4.3.2 Corrélations entre les modules d’élasticité et de cisaillement du bois

En raison de la complexité des procédures d’essais de torsion et de cisaillement, le module de
cisaillement du bois est généralement déterminé à partir de son module élastique. Ce dernier
peut être mesuré à partir d’essais de compression axiale d’éprouvette, ou bien évalué à partir
de la littérature dans laquelle il est largement documenté.
E
La valeur du rapport moy , Long calculée à partir des données présentées dans le Tableau I-4, est
Gmoy
indépendante des classes de résistance et de la nature du bois (résineux ou feuillus) et est
égale à 16.
La valeur de ce ratio a été établie dans les années 1970 par Bodig et Goodman, (1973), cités
par Khokhar, (2011), à partir d’essais de torsion et de compression effectués sur des
éprouvettes de bois clair.
D’autres études réalisées par Hindman et al., (2001), cités par Khokhar, 2011 ; Chui, (1991)
ont néanmoins montré que ce ratio n’était pas constant et qu’il variait en fonction de l’essence
étudiée.
Les résultats de l’étude menée par Khokhar, (2011) sur des planches d’épicéas sitka et
norvégien de classes C16 et C34 et de longueur variant entre 2,4 et 3,6 m ont mis en évidence
qu’il n’existait pas de relation significative entre les modules d’élasticité et de cisaillement de
chaque essence (Figure I-18).
37
(a) (b)
Figure I-18. Corrélations entre le module de cisaillement et le module d’élasticité des épicéas sitka (a) et
norvégiens (b) (Khokhar, 2011)
L’auteur a justifié l’absence de corrélation entre ces deux paramètres par des directions
d’application des contraintes différentes lors des mesures des modules d’élasticité et de
cisaillement :
• Le module d’élasticité a été mesuré suite à l’application d’une contrainte parallèle aux
fibres du bois, qui ont été allongées ou raccourcies dans la direction longitudinale ;
• Le module de cisaillement du bois a été déterminé lors d’essais de torsion des
échantillons. Les contraintes de cisaillement, dont les directions étaient tangentielles à la
section transversale de l’éprouvette, ont déformé le bois, mais les fibres n’ont pas été
allongées ou raccourcies dans la direction longitudinale.
Ces deux paramètres pourraient être corrélés à partir du coefficient de Poisson A dans le cas
d’un matériau isotrope. Néanmoins, le bois étant un matériau anisotrope, l’équation
E
G= n’est pas vérifiée.
2(1 + υ )
Enfin, l’étude menée sur des planches d’épicéa norvégien de dimensions 50 × 150 × 3900 mm
par Olsson et Källsner, (2012) a confirmé les résultats obtenus par Khokhar, (2011). Les
auteurs ne sont pas parvenus à déterminer de relation significative entre le module d’élasticité
et le module de cisaillement, les coefficients de corrélation entre ces deux paramètres étant
égaux à 0,01 (Figure I-19a) et 0,03 (Figure I-19b).
38
(a) (b)
Figure I-19. Corrélation entre le module de cisaillement et le module l’élasticité (épicéas norvégiens) (Olsson
et Källsner, 2012)
1.4.3.3 Propriétés mécaniques des pieux en bois retenues aux Etats-Unis

Aux Etats-Unis, les propriétés géométriques et mécaniques des pieux en bois (résistances à la
compression, à la flexion et au cisaillement, conicité des pieux en fonction de leur longueur et
des diamètres en pointe et en tête, etc.), ainsi que les procédures d’essais à respecter pour les
évaluer sont détaillées dans les normes rédigées par l’organisme de normalisation américain
(ASTM) et intitulées ASTM D 25, (1991), ASTM D 2899, (1995) et ASTM D 2555, (1998).
L’ensemble de ces propriétés a été repris dans le document « Timber Pile Design and
Construction Manual » rédigé par l’institut américain « American Wood Preservers Institute »
(AWPI, 2002).
Le Tableau I-6 présente, pour certaines essences, quelques uns de ces paramètres établis dans
ce document.
Tableau I-6. Contraintes et modules d’élasticité des essences (modifié d’après AWPI, 2002)
Cisaillement Compression
Compression Flexion Module d’élasticité
Essences perpendiculaire perpendiculaire aux
axiale (kPa) (kPa) (MPa)
aux fibres (kPa) fibres (kPa)
Pin du Sud 8270 16540 758 1723 10338
Douglas 8615 16885 793 1585 10338
Chêne rouge 7581 16885 930 2412 8615
Pin rouge 6203 13094 586 1068 8821
Ce document fait également office de guide normatif pour le dimensionnement des pieux en
bois. Les différentes méthodes de dimensionnement y sont détaillées en fonction de la nature
des terrains.
39
1.5 Durabilité du bois
1.5.1 Dégradation biologique du bois

La dégradation biologique du bois se produit en présence d’eau et d’oxygène. La combinaison
de ces deux facteurs conduit au développement de champignons (dégradation fongique) et
d’insectes (capricornes, lyctus) qui altèrent ses propriétés mécaniques (Dupraz et al., 2009).
Ce phénomène intervient généralement lorsque le bois est soumis à des conditions de
marnage, caractérisées par une alternance de cycles d’humidité et de sécheresse. Ses
conséquences sur ses propriétés mécaniques et la structure supérieure de l’ouvrage sont alors
multiples :
• Une excavation de 6 m de profondeur réalisée à proximité d’un bâtiment fondé sur des
pieux en bois à Gijón en Espagne (Gayarre et al., 2009) a entraîné un abaissement du
niveau de la nappe sur une hauteur de 90 cm. Suite à l’émersion des têtes des pieux, le
bois a été partiellement dégradé par des champignons et insectes, conduisant à un
tassement différentiel du bâtiment d’environ 35 cm ;
• Au cours des dernières décennies, suite aux variations de la nappe sous le parlement
allemand à Berlin (Katzenbach et Ramm, 2006), les attaques fongiques des pieux en bois
situés sous le bâtiment ont entraîné des dégradations variables de l’aubier et conduit à une
diminution de sa résistance à la compression.
1.5.2 Classes de risque et de durabilité du bois

Les conditions environnementales et la dégradation du bois par des agents extérieurs (insectes
et champignons) jouent un rôle important dans la durabilité des ouvrages. A cet effet, les
risques de biodégradation sont pris en compte en définissant de classes de risque associées à
des situations de service. Des classes de durabilité du bois sont également définies et
présentées par la suite.
1.5.2.1 Classes de risque du bois

Cinq classes de risque, correspondant chacune à une situation de service particulière et à des
risques biologiques, sont définis dans la norme française NF EN 335-2 (AFNOR, 2007)
(Tableau I-7). La classe 1 représente un faible risque biologique et la classe 5 un risque
important de dégradation. Les essences sont intégrées dans les différentes classes de risque en
fonction de leur durabilité naturelle.
40
Tableau I-7. Classes de risque des bois (modifié d’après norme NF EN 335-2 (AFNOR, 2007))
Classes Durabilité
Risques
de Situations de service Exemples d’emploi Zone sensible naturelle
biologiques
risque essences
Bois sec, humidité Menuiseries intérieures à l’abri Insectes, termites Toutes sauf
1 toujours inférieure à de l’humidité : parquets, 2 mm dans les régions sapin, épicéa,
20 % escaliers, etc. infestées hêtre et Ayous
Insectes,
Bois sec mais dont
champignons de Toutes sauf
l’humidité peut Charpente, ossature
2 2 mm surface, termites sapin, épicéa,
occasionnellement correctement ventilée
dans les régions hêtre et Ayous
dépasser 20 %
infestées
Toute pièce de construction ou Toute la partie
Pourritures, Toutes sauf
Bois à l’humidité menuiserie extérieure verticale humidifiable de
insectes, termites sapin, épicéa,
3 fréquemment soumise à la pluie. Pièce la zone non
dans les régions hêtre, Ayous,
supérieure à 20 % abritée, mais en atmosphère durable
infestées pin sylvestre
condensante naturellement
Bois horizontaux en extérieur Châtaignier,
Bois à une humidité et bois en contact avec le sol Pourritures, robinier,
4 toujours supérieure à ou une source insectes y compris Doussié, Iroko
20 % d’humidification prolongée ou termites (bois africains),
permanente Teck d’Asie
Bois en contact Pourritures,
Piliers, pontons, bois
5 permanent avec l’eau insectes, térébrants X
immergés
de mer marins
Les pieux en bois étant généralement en contact avec une source d’humidification prolongée
(pieux battus dans le sol), ou en contact permanent avec l’eau de mer (ouvrages maritimes,
côtiers et portuaires), les classes de risque n°4 et n°5 sont associées à ces situations de service.
Les risques de dégradation biologique sont alors élevés.
1.5.2.2 Classes de durabilité du bois

Les classes de durabilité du bois sont détaillées dans la norme NF EN 350-2 (AFNOR, 1994).
Elles ont été établies à partir de tests simples consistant à enfouir partiellement dans le sol des
poteaux en bois de dimensions 50x50 mm. Plus la longévité du duramen (bois parfait) des
poteaux est élevée dans le sol, plus le bois est considéré comme durable. Les essences sont
classées en fonction de leur degré de résistance aux champignons. La dégradation par des
insectes n’a pas été prise en compte.
Le Tableau I-8 présente les différentes classes de durabilité et les principales essences de bois
associées.
Tableau I-8. Classes de durabilité des bois (modifié d’après la norme NF EN 350-2 (AFNOR, 1994))
Classe Description Exemples d’essences
Acacia
I Très durable (>25 ans)
Essences tropicales
Chêne d’Europe
II Durable (15 à 25 ans) Châtaignier
Acacia
III Moyennement durable (10 à 15 ans) Chêne d’Europe
Chêne rouge d’Amérique
IV Peu durable (5 à 10 ans) Pin
Hêtre
V Très peu durable (<5 ans) Hêtre
41
1.5.3 Imprégnabilité et traitements des bois

Les premiers traitements du bois sont apparus aux Etats-Unis dans les années 1800 lors du
développement des chemins de fer. Ils ont permis de limiter la vulnérabilité de ce matériau
face aux attaques biologiques par des champignons et des insectes.
Les deux principales méthodes de traitement du bois actuellement utilisées sont le trempage et
l’imprégnation par injection en autoclave (procédé de vide et pénétration du produit dans le
bois).
La norme française NF EN 350-2 (AFNOR, 1994) classe les essences de bois en quatre
catégories dépendant du degré d’imprégnabilité du duramen (bois parfait) et de l’aubier :
• Imprégnables ;
• Moyennement imprégnables ;
• Peu imprégnables ;
• Non imprégnables.
A titre d’exemple, les duramens du chêne et du pin maritime ne sont pas imprégnables mais
les aubiers le sont. Le duramen du châtaignier n’est pas imprégnable, tandis que l’aubier l’est
moyennement. Enfin, l’érable et le hêtre le sont intégralement.
Les deux produits les plus utilisés au cours des dernières décennies dans le traitement du bois
ont été la créosote (mélange d’hydrocarbures) et un mélange de cuivre, de chrome et d’arsenic
connu sous le nom de CCA (arséniate de cuivre chromé). La créosote a été largement utilisée
dans le traitement des traverses des voies de chemins de fer et des ponts car elle rendait le
bois insensible à l’eau. La CCA a été développée dans les années 1930 et a été utilisée dans de
nombreux pays du fait de ses propriétés insecticides qui la rendaient très efficace face aux
attaques biologiques.
Ces deux produits sont actuellement utilisés aux Etats-Unis. La créosote était, il y a encore
quelques années, le produit le plus employé dans les traitements du bois, mais l'augmentation
du coût des matières première nécessaires à sa fabrication a limité son utilisation.
Aujourd’hui, 90 à 95 % des pieux en bois en pin jaune battus aux Etats-Unis sont traités à la
CCA. La créosote est uniquement utilisée dans les sols acides et corrosifs. L’usage de ces
deux produits est néanmoins contrôlé par des normes rédigées par l’association américaine de
conservation du bois (AWPA).
L’emploi de la créosote est interdit en Europe depuis 2002 à l’intérieur des locaux et pour
certains usages externes. Elle est considérée, depuis 2003, comme une substance cancérigène.
Sa commercialisation est interdite en France depuis cette date (en s’appuyant sur un arrêté
datant de 1997 et relatif aux limitations de mise sur le marché et d'emploi de certains produits
contenant des substances dangereuses).
Dès les années 1990, les pays européens ont légiféré sur l’usage de la CCA dans la
conservation du bois. En France, les conditions de mises sur le marché des produits à base
d’arsenic ont été réglementées en 2004 (Décret n° 2004-1227 du 17 novembre 2004 relatif
aux conditions de mise sur le marché et d'emploi de l'arsenic et de ses composés, du colorant
bleu, du pentabromodiphényléther et de l'octabromodiphényléther). Le traitement du bois
avec ce produit est notamment interdit en France depuis cette date.
42
Après avoir présenté les propriétés mécaniques et de durabilité du matériau bois, nous allons
étudier dans la deuxième partie de ce chapitre les caractéristiques géométriques des pieux
ainsi que leur mise en œuvre dans le sol par battage.
2 Les pieux en bois – caractéristiques géométriques et battage
2.1 Caractéristiques géométriques des pieux
2.1.1 Diamètre et longueur des pieux
2.1.1.1 Diamètres et longueurs des pieux – dispositif d’entures

A l’époque où les pieux en bois étaient encore utilisés en France sur les chantiers de
construction, leur diamètre et leur longueur étaient variables et dépendaient de nombreux
paramètres comme :
• la ressource naturelle disponible à proximité du chantier ou importée ;
• la profondeur d’encastrement des pieux dans le sol suite au battage et à l’évaluation
empirique de leur charge portante à partir des formules dynamiques (Chapitre V, § 1.1).
La ressource naturelle disponible intervenait dans le choix des dimensions des pieux dans la
mesure où leur diamètre et leur longueur étaient limités par ceux des arbres.
Les campagnes de recensement des essences peuplant les forêts françaises, ainsi que l’étude
des propriétés géométriques des arbres réalisées par l’INIGF entre 2005 et 2007 ont permis
d’estimer la hauteur moyenne des arbres en fonction de leur diamètre (Figure I-20). La Figure
I-20 donne ainsi un ordre de grandeur des diamètres maximaux des pieux disponibles en
fonction de leur longueur.
40 40
35 35
30 30
25 25
Hauteur (m)
Hauteur (m)
Chêne sessile
20 20
Chêne pédonculé
Chêne pubescent
15 15 Essences feuillues
Hêtre
Châtaignier Essences résineuses
10 10
Pin maritime
Essences feuillues et résineuses
5 Epicéa 5
Douglas
0 0
0 5 10 15 20 25 30 35 40 45 50 55 60 65 70 75 80 0 5 10 15 20 25 30 35 40 45 50 55 60 65 70 75 80
Diamètre (cm) Diamètre (cm)
(a) (b)
Figure I-20. Variation de la hauteur moyenne des arbres en fonction de leur diamètre pour les différentes
essences (a), les feuillus et les résineux (b) (modifié d’après des données brutes de l’INIGF mesurées lors
d’une campagne entre 2005 et 2007)
43
Selon Mesqui, (1986), les diamètres des pieux en bois utilisés dans les fondations des
ouvrages et des bâtiments étaient généralement compris entre 25 et 35 cm, mais pouvaient
atteindre exceptionnellement 40 cm. Selon l’auteur, les longueurs des pieux variaient en
moyenne entre 4 et 12 m.
On verra également, dans le Chapitre II, § 1.7 que parmi l’ensemble des ponts routiers
français identifiés sur des pieux en bois :
• 83 % d’entre eux ont été bâtis sur des pieux de longueurs variant entre 2 et 15 m, les 17 %
restants reposant sur des pieux de longueurs supérieures à 15 m ;
• 83 % d’entre eux ont été bâtis sur des pieux dont les diamètres étaient compris entre 25 et
35 cm, les 17 % restants reposant sur des pieux de diamètres variant entre 20 et 25 cm et
entre 35 et 40 cm.
Les dimensions des pieux en bois étant limitées par celles des arbres, les constructeurs
employaient des dispositifs d’enture (technique d’aboutage) constitués de pièces en fer
(goujons, éclisses) (Figure I-21) pour augmenter leur longueur. Les entures étaient également
utilisées durant la phase de battage lorsque la hauteur de chute de la masse frappante était trop
importante ou lorsque les têtes des pieux avaient été préalablement recépées.
A7829456 3C A7829456 BC2DC75485EF4 123456 478294
Figure I-21. Dispositifs d’enture (Davidian, 1969 ; Spencer, 2009)
2.1.1.2 Formules empiriques reliant les diamètres aux longueurs des pieux
Selon Davidian, (1969), les pieux en bois devaient être conformes à un certain nombre de
règles empiriques et respecter les critères géométriques et structurels suivants (l’auteur n’a
pas mentionné les époques au cours desquelles ces règles ont été établies et appliquées) :
• Les pieux ne devaient pas présenter de défauts particuliers (fentes, moisissures) pouvant
altérer leur résistance ou leur durabilité ;
• L’axe entre les centres de la pointe et de la tête des pieux devait se situer à l’intérieur des
pieux. La flèche ne devait pas excéder 1/100 de leur longueur ;
• Le rapport entre le diamètre de la tête et celui de la pointe devait être inférieur à 1,5, ce
qui représentait, pour un pieu de 10 m de longueur avec un diamètre en tête de 30 cm, une
conicité maximale de 5 mm/m (Chapitre I, § 2.1.2.1) ;
• Dans les terrains résistants, le diamètre à mi-longueur des pieux devait être inférieur à
1/30 de leur longueur et dans les terrains meubles, supérieur à 1/40 de leur longueur.
44
Le diamètre minimum des pieux en bois dépendait de leur longueur et était déterminé à partir
de formules empiriques (Tableau I-9). Le rapport entre la hauteur et le diamètre moyen des
pieux correspondait à l’élancement.
Tableau I-9. Formules donnant le diamètre des pieux en bois en fonction de leur longueur (Davidian, 1969 ;
Bellidor, 1765)
Auteurs Formules Conditions d’application
B (m) était le diamètre mesuré à mi-longueur du pieu et L (m) sa longueur
Perronet (1708-1794) B = 0, 24 + 0, 015 × ( L − 4) Longueur du pieu supérieure à 4 m
Formule moderne (date inconnue) B = 0, 30 + 0, 015 × ( L − 6) Longueur du pieu supérieure à 6
Règle empirique (date inconnue) B = 0,15 + 0, 02 L
L
Bellidor (1765) = 12 B était exprimé en pouces et L en pieds
B
Après la seconde guerre mondiale, en 1947, le Ministère Français de la Reconstruction et de

l’Urbanisme a publié le REEF (Recueil des éléments utiles à l’Etablissement et à l’Exécution
des projets et marchés du bâtiment en France) contenant les règles suivantes (Davidian,
1969) :
• Les diamètres de la tête et de la pointe des pieux en bois devaient être respectivement
supérieurs à 12 et 23 cm ;
• La somme des périmètres en pointe et en tête devait être supérieure à 1,15 m pour des
pieux de longueur supérieure à 10 m.
2.1.2 Conicité des pieux
2.1.2.1 Définition et ordres de grandeur

Le tronc d’arbre destiné à devenir un pieu en bois est naturellement conique : la base du tronc
(correspondant généralement à la tête du pieu) présente un diamètre supérieur à celui de la
cime (pointe du pieu). Les pieux coniques s’opposent donc aux pieux à section droite pour
lesquels les diamètres en tête et en pointe sont égaux.
Selon la norme ASTM D 25, (1991), la conicité B du pieu (exprimée en degré ou en mm/m)
est définie à partir de l’expression générale suivante (Figure I-22) :
Bsup
Bsup − Bb
tan ω =
L
2L
3
Bb
Figure I-22. Conicité des pieux en bois (modifié d’après AWPI, 2002)
45
Cette définition de la conicité a été reprise dans l’ouvrage « Timber Pile Design and
Construction Manual » (AWPI, 2002).
Les croissances longitudinale et radiale de l'arbre dépendent de nombreux facteurs
environnementaux, comme la composition du sol à proximité, l'exposition à la lumière
solaire, ou encore les conditions climatiques. L’ensemble de ces facteurs agit donc sur la
conicité de l’arbre.
Dans la mesure où ce paramètre n’était pas le principal critère de sélection d’une essence de
bois par rapport à une autre, aucune règle spécifique n’a été établie au cours des siècles
précédents. La géométrie des pieux dépendait principalement de la ressource naturelle
disponible.
Cependant, les recommandations établies par le Ministère Français de la Reconstruction et de

l’Urbanisme dans le REEF en 1947 (Davidian, 1969) donnent quelques indications sur la
conicité des pieux en bois battus dans le sol en fonction de leur diamètre en pointe, en tête et
de leur longueur (Tableau I-10).
Tableau I-10. Longueur, diamètre en pointe et en tête et conicité des pieux (modifié d’après Davidian, 1969)
Longueur des Diamètre mesuré à 1 m Conicité des pieux
Diamètre en pointe (cm)
pieux (m) sous la tête (cm) (mm/m)
5 20 à 22 jusqu’à 25 9 à 13 jusqu’à 15 9
7,5 22 à 24 jusqu’à 27 10 à 16 7,8
10 22 à 25 jusqu’à 30 10 à 19 5,8
12,5 25 à 26 jusqu’à 35 12 à 18 jusqu’à 20 5,6
15 25 à 29 jusqu’à 40 13 à 20 5,3
Aux Etats-Unis, l’utilisation intensive des pieux en bois a conduit l’organisme de

normalisation américain (ASTM) à définir des valeurs minimales des diamètres en pointe des
pieux en fonction de leur longueur et de leur diamètre en tête (mesure effectuée à trois pieds
(90 cm) sous la tête des pieux). Ces trois paramètres permettent d’établir les conicités
maximales des pieux (Tableau I-11).
Tableau I-11. Conicité maximale des pieux en fonction de leur diamètre en tête et de leur longueur (modifié
d’après AWPI, 2002)
Diamètre minimum tête de
17,8 20,2 22,6 25,1 28,3 30,7 33,1 35,6 38,0 40,4 46,1
pieu (cm)
Longueur pieu (m) Conicité maximale (mm/m)
6,1 4,0 6,0 8,0 8,6 8,6 8,6 8,6
7,6 3,2 4,8 6,4 7,4 7,7 8,0 7,7 7,7
9,1 2,7 4,0 5,3 6,6 7,1 7,1 7,1 7,1
10,7 5,7 6,4 6,4 6,4 6,4 6,4
12,2 5,0 6,0 6,0 6,0 6,0 6,0
13,7 5,6 5,7 5,9 5,9 5,9 5,9
15,2 5,0 5,6 5,8 5,8 5,8 5,8
16,8 5,2 5,7 5,7 5,7 5,7 6,1
18,3 4,9 5,5 5,6 5,6 5,6 5,7
19,8 4,5 5,1 5,4 5,7 5,7 5,9
21,3 4,2 4,7 5,3 5,8 5,8 5,8
22,9 4,4 5,0 5,5 5,7 5,8
24,4 4,1 4,6 5,1 5,6 5,8
25,9 3,9 4,4 4,8 5,3 5,7
27,4 3,7 4,1 4,6 5,0 5,5
29,0 3,5 3,9 4,3 4,7 5,3
30,5 3,3 3,7 4,1 4,5 5,2
46
Les ordres de grandeur des conicités indiquées dans le Tableau I-11 sont similaires à ceux
définis par le Ministère Français de la Reconstruction et de l’Urbanisme (Tableau I-10) sur la
plage de longueurs 0-15 m et évoluent peu au-delà.
2.1.2.2 Influence de la conicité des pieux sur leur portance

Les nombreuses études publiées dans la littérature et réalisées à partir d’essais en laboratoire
ou in situ ont montré que la portance limite des pieux en bois, en béton ou en acier coniques
était supérieure à celle des pieux à section droite.
Le Tableau I-12 détaille quelques résultats de ces études. La prise en compte de la conicité
des pieux dans les formules de dimensionnement est présentée dans le Chapitre V, § 1.2.2.
Tableau I-12. Résultats d’étude sur l’influence de la conicité des pieux sur leur résistance
Auteurs Caractéristiques des pieux et du sol Résultats de l’étude
La conicité des pieux en bois (égale à 10 mm/m selon les
auteurs) conduit à une augmentation de la réaction latérale
Blanchet et al., Pieux en bois de 15 m de long. Diamètres
du sol lors de la phase de battage et à doubler la résistance
(1980) moyens égaux à 27,5 cm
de frottement par rapport à celle des pieux à section
droite.
Pieux en bois coniques de longueurs
La conicité des pieux en bois égale à 10 mm/m multiplie
comprises entre 6 et 10,5 m et de
Tavenas, (1971) la valeur de la résistance de frottement par un facteur
diamètres égaux à 25,5 cm.
compris entre 1,5 et 2,5.
Pieux battus dans du sable au Québec
La résistance de frottement des pieux coniques est
supérieure à celle des pieux à section droite. L’auteur
explique les différences observées par le fait que les vides
formés par les vibrations induites lors du battage des
Etudes réalisées sur des pieux en béton,
Tomlinson, pieux coniques dans un sol normalement consolidé se
en acier et en bois (coniques et à section
(1969) referment davantage qu’avec les pieux à section droite.
droite) battus dans l’argile
Le facteur d’adhérence au Danemark utilisé dans le calcul
de la résistance de frottement des pieux à section droite
(méthode 5-cu, Chapitre V, § 1.2.1.1) est multiplié par 1,2
pour les pieux coniques.
La résistance de frottement des pieux augmente avec la
conicité, indépendamment de la densité et de l’état de
contrainte dans le sable. Elle est en moyenne 20 % plus
Etude réalisée en laboratoire sur des élevée que celle des pieux à section droite.
pieux en acier dans le sable En revanche, la résistance de pointe augmente avec la
• à section droite (longueurs et conicité des pieux dans le sable moyennement dense
Paik et al.,
diamètres égaux à 0,7 m et 6 cm) (DR=55 %) et diminue avec la conicité dans le sable dense
(2009)
• coniques (longueurs et conicité (DR=86 %) (écart de 30 % entre le pieu à section droite et
égales à 0,7 m, 18 mm/m (soit 1°) et le pieu conique (18 mm/m)).
25,5 mm/m (soir 1,5°)) La portance limite du pieu à section droite est atteinte
pour un tassement équivalent à 2 % de son diamètre,
contrairement aux pieux coniques qui l’atteignent pour un
tassement égal à 40 % de leur diamètre.
Pieux en acier à section droite (longueur
La portance limite du pieu conique en compression
et diamètre égaux à 1,52 m et 16,8 cm) et
(conicité égale à 16,7 mm/m) est 35 à 40 % supérieure à
coniques (longueurs et conicités égales à
El Naggar et celle du pieu à section droite dans le sable moyennement
1,52 m et 16,7 mm/m (0,95°)).
Wei, (1999) dense.
Pieux battus dans du sable lâche
La résistance à la traction du pieu conique (16,7 mm/m)
(DR=18,4 %) et moyennement dense
est 14 % plus faible que celle du pieu à section droite.
(DR=32,7 %)
47
2.1.3 Géométrie des pieux en fonction de leur utilisation

La géométrie des pieux en bois mis en œuvre dans les constructions dépendaient de leur
usage.
Les pieux de fondation des ouvrages et bâtiments étaient en majorité des grumes,
cylindriques, écorcées ou non (Figure I-23). Ils n’étaient donc pas préalablement travaillés.
Figure I-23. Pieux de fondation en bois cylindriques, écorcés ou bruts
Certains pieux équarris servant à supporter à la fois le cadre et la semelle de charpente de

ponts romains ont néanmoins été découverts à Mayence, Cologne ou Trèves (situés sur le
Rhin ou la Moselle).
Selon [8], les pieux circulaires présentent certains avantages par rapport aux pieux équarris :
• Dans les zones de marnage, les pieux équarris possèdent en moyenne une longévité plus
faible que celle des pieux circulaires dans la mesure où l’épaisseur de bois entre la surface
latérale extérieure du pieu équarri et le duramen (épaisseur constituée de l’écorce, du liber,
du cambium et de l’aubier, Figure I-1) est plus faible que celle des pieux circulaires ;
• Une fois battus dans l’eau, la forme des pieux en bois équarris conduit à générer des zones
de turbulences en aval du pieu, augmentant ainsi le risque d’affouillement et de rupture du
pieu (Figure I-24).
Figure I-24. Influence de la géométrie des pieux sur l’écoulement de l’eau [8]
Les pieux équarris étaient majoritairement utilisés dans les constructions de batardeaux, sous
formes de palplanches ou de berlinoises (Figure I-25) : l’équarrissage permettait aux pieux
d’être jointifs et donc de limiter les arrivées d’eau à l’intérieur du batardeau. On rappelle que
les batardeaux étaient des enceintes destinées à la retenue d’eau provisoire dans lesquelles les
ouvriers pouvaient travailler à sec.
Certains bâtisseurs exigeaient parfois que les pieux équarris soient rainurés afin d’assurer une
meilleure étanchéité (Mesqui, 1986).
48
Figure I-25. Pieux équarris (a), pieux taillés en pointe (b) et berlinoise (c)
2.2 Battage des pieux en bois dans le sol
2.2.1 Géologie des terrains adaptée au battage des pieux en bois
2.2.1.1 Classification des sols

Jusqu’à l’époque moderne (17ème – 18ème siècle), l’absence de technique de reconnaissance
des sols empêchait les bâtisseurs d’identifier la nature des sols dans lesquels les pieux en bois
étaient battus.
A partir du milieu du 18ème siècle, des classifications sommaires ont été établies dans les
documents de référence. Bellidor, (1765) a différencié, dans son ouvrage, trois natures de
sols :
1 Le tuf et le rocher ;
Le tuf et le rocher étaient facilement reconnaissables par leur grande résistance mécanique.
1 Le sable ;
Le sable était divisé en deux catégories, le sable ferme et le sable qualifié de « mouvant ». Les
pieux pouvaient être fichés dans le sable ferme, tandis que le sable qualifié de « mouvant »
présentait une faible résistance mécanique. La distinction entre ces deux natures de sable était
effectuée avec des sondages à la tarière.
1 La terre ;
Bellidor, (1765) distinguait quatre natures de terre différentes : la terre ordinaire, la terre
grasse, la glaise et la tourbe. La terre ordinaire était située dans les terrains « secs » à de
faibles profondeurs. La terre grasse était composée de vase sans consistance. La glaise était
située en profondeur ou proche du terrain naturel. Enfin, la tourbe, de couleur noire, était
caractéristique des milieux aquatiques et marécageux.
49
2.2.1.2 Influence de la nature du sol sur les conditions de battage

Les conditions de battage des pieux en bois dépendaient de la nature et des caractéristiques
mécaniques des couches de sol traversées. Deux types de refus pouvaient être différenciés lors
de la phase de battage des pieux :
• Le refus pouvait être atteint lorsque la pointe était encastrée dans une couche considérée
comme « incompressible » (Maillard, 2006). Un facteur de sécurité sur la portance
dynamique théorique des pieux calculée à partir des formules de battage était alors
appliqué (Chapitre V, § 1.1.2) ;
• Le refus pouvait être atteint lorsque la résistance dynamique du pieu était supérieure à la
charge appliquée par la masse frappante (Chapitre I, § 2.2). La pointe n’était pas encastrée
dans une couche incompressible et le pieu était flottant.
Le Tableau I-13 présente le comportement des pieux en bois et les types de refus rencontrés
lors de la phase de battage de pieux en bois dans différentes natures de sols par l’ingénieur
Gauthey au 18ème siècle (Maillard, 2006).
Tableau I-13. Comportement des pieux dans différentes natures de sols (modifié d’après Maillard, 2006)
Possibilité de ficher le
Nature du sol Comportement du pieu dans le sol Type du refus
pieu
Argile raide + gravier
Sols de trop grande compacité pour
Tuf Refus en pointe Oui (pieux encastrés)
battre un pieu
Glaise + gravier
Enfoncement aisé au début (fiche
Sable (compact) faible) puis augmentation de la Refus par frottement Non (pieux flottants)
résistance de frottement jusqu’au refus
Vase Augmentation de la résistance de
Oui, mais dans une
Argile de faible compacité frottement le long du pieu, mais
couche sous-jacente
Sable de faible compacité n’entraînant pas un refus
Sols de trop grande compacité pour
Rocher Refus en pointe Oui (pieux encastrés)
battre un pieu
2.2.2 Les machines de battage

Le battage des pieux en bois dans le sol consistait à soulever une masse frappante, appelée
également mouton, jusqu’à une certaine hauteur, puis à la laisser tomber, sous l’effet de son
propre poids ou en l’accélérant jusqu’à l’impact avec la tête du pieu. L’onde de choc produite
entraînait la pénétration du pieu dans le sol par refoulement. Un système de guidage
permettait d’assurer la verticalité de la masse frappante et la précision du point d’impact afin
de limiter les pertes énergétiques (Figure I-26). La masse frappante était reliée au guide de
battage par l’intermédiaire d’une poulie de faisceaux de cordes appelés tiraudes.
1
50
1
Figure I-26. Machine de battage munie d’un guide (Davidian, 1969)
Deux autres « outils » ont également été utilisés pour enfoncer les pieux en bois dans le sol :
• Le maillet était composé d’un rondin de bois (principalement en noyer) fretté aux deux
extrémités sur lequel était fixé un manchon en chêne (Figure I-27a). L’ouvrier saisissait le
manchon et venait frapper la tête du pieu. Cet outil était utilisé pour le battage des pieux
de faible diamètre (inférieur à 12 cm selon Davidian, (1969)). Leur enfoncement dans le
sol est alors limité à quelques mètres ;
• L’énergie cinétique acquise par le maillet étant relativement faible, les ouvriers utilisaient
également un autre outil, la hie. Elle était constituée d’une partie centrale en bois ou en fer
sur laquelle étaient fixés trois manchons inclinés (Figure I-27b). Ces derniers permettaient
aux ouvriers de la soulever et de la lâcher au-dessus de la tête du pieu à partir d’une plate
forme surélevée. La hie était utilisée pour des pieux de plus grands diamètres (compris
entre 12 et 18 cm) que ceux battus avec le maillet (Davidian, 1969).
La hie pouvait être également constituée d’un bâti et de tiraudes, mais n’était pas munie
d’un guide de battage (Figure I-27c) (Mesqui, 1986).
(a) (b) (c)

Figure I-27. Maillet (a) et hie (b et c) (Davidian, 1969 ; Mesqui, 1986)
Les machines de battage ont progressivement été automatisées au début du 19ème siècle. Elles
ont été successivement munies d’un treuil à vapeur, puis d’un treuil électrique. Aujourd’hui,
les moteurs diesel et hydrauliques sont les plus utilisés pour le battage des pieux. Leur guide
peut être fixe ou à rotation libre. Sa fonction première est de maintenir l'alignement du
système de marteau avec le pieu, afin qu'il ne dévie pas de sa trajectoire lors de la phase de
battage. Le guide fixe (Figure I-28a) ne possède pas de point de rotation avec la grue et reste
51
donc à une distance constante de la cabine de pilotage, tandis que le guide à rotation libre peut
tourner librement à l'extrémité de la grue (Figure I-28b) ;
1
(a) (b)
1
Figure I-28. Guides fixe (a) et à rotation libre (b) (AWPI, 2002)
2.2.3 Transmission d’énergie de la masse frappante au pieu

Janbu, (1952) a différencié quatre phases particulières lors du battage d’un pieu, de la chute
de la masse frappante jusqu’à l’arrêt de l’enfoncement du pieu dans le sol sous son impact :
• La première phase consiste à soulever la masse frappante jusqu’à atteindre son énergie
potentielle maximale (Figure I-29a) ;
• La masse frappante rentre ensuite en contact avec la tête du pieu et lui transmet son
énergie. Des pertes énergétiques liées au frottement de la masse sur les rails du guide et
dans l’air surviennent lors de sa chute (Figure I-29b) ;
• Le choc entre la masse frappante et le pieu s’accompagne d’une perte d’énergie liée à
l’impact, aux vibrations du pieu transmises dans le sol et aux propriétés élastiques du
casque (Chapitre I, § 2.2.5). Pour limiter les pertes énergétiques, l’établissement
britannique BRE (Building Research Establishment) a inventé un casque hydraulique
expérimental assurant la transmission de l’ensemble de l’énergie de la masse frappante au
pieu et permettant d’ajuster les coups de la masse en fonction des ondes transmises dans le
pieu (Nanninga, 1953) (Figure I-29c) ;
• Le pieu travaille en frottement et en pointe dans la quatrième phase et s’enfonce dans le
sol (Figure I-29d).
1
52
1
Figure I-29. Transmissions d’énergie et déplacement du pieu suite à un coup de la masse frappante (modifié
d’après Janbu, 1952)
1
1
2.2.4 Nature des contraintes et propagation de l’onde de choc dans le pieu
La phase de battage conduit à l’apparition de quatre types de contraintes différentes dans le
pieu en bois : des contraintes de compression et de traction et des contraintes de flexion
En effet, aux contraintes de compression ou traction axiales peuvent venir s’ajouter des
contraintes de flexion résultant de l’excentrement du point d’impact de la charge.
Les travaux menés par Rausche et al., (1988), cités par Hussein et Rausche, (1991) ont montré
que les caractéristiques des contraintes de compression axiales suite au choc de la masse
frappante sur la tête du pieu dépendaient principalement du module d’élasticité et de la
densité du bois. La contrainte de compression axiale dans le pieu en bois s’accompagne
également d’une contrainte de compression transversale lors de l’impact entre la masse
frappante et la tête du pieu.
Enfin, Hussein et Rausche, (1991) ont distingué trois configurations différentes lors de la
propagation de l’onde de compression axiale dans le pieu (Figure I-30) :
• L’onde se propage dans le pieu jusqu’à la pointe, provoque un déplacement du pieu dans
le sol puis est réfléchie avec une amplitude plus faible suite à une perte d’énergie lors du
déplacement du pieu (Figure I-30a) ;
• Si l’onde de compression est supérieure à la résistance du pieu, ce dernier se fissure en
tête. Selon Nanninga, (1953), la réduction des contraintes en tête du pieu peut être assurée
par la mise en place d’un casque (Figure I-30b) ;
• Si la résistance du sol est trop faible et l’amplitude de l’onde réfléchie trop importante, le
fût se fissure (Figure I-30c) ;
53
1
Figure I-30. Dommages causés au pieu lors de la phase de battage
1
1
2.2.5 Limitation des contraintes induites dans le pieu
Le Chapitre I, § 2.2.4 a présenté la nature des contraintes induites dans le pieu durant la phase
de battage, ainsi que les conséquences du battage sur son intégrité.
Les pieux en bois étaient généralement équipés de protections en tête et en pointe afin de
limiter leur fissuration et d’empêcher leur fracturation (fendage des têtes).
2.2.5.1 Protections en pointe du pieu

Les protections en pointe des pieux dépendaient de la nature des sols dans lesquels ils étaient
battus :
• Dans les sols fins (sols limoneux ou argileux), les bâtisseurs brûlaient les pointes des
pieux afin d’augmenter leur dureté et leur résistance (Mesqui, 1986) ;
• Dans les sols granulaires plus compacts (sols sablo-graveleux), les pointes des pieux
étaient munies d’un sabot métallique permettant d’obtenir une meilleure pénétrabilité dans
le sol (Maillard, 2006).
La Figure I-31 illustre les différents modes de rupture des pointes lorsqu’elles n’étaient pas
protégées, ainsi que l’état d’une pointe d’un pieu prélevé sur une ancienne digue de la Saône
(à Auxonne) et datée de 1673. La pointe présente seulement quelques fissures.
Figure I-31. Rupture des pieux battus sans protection de la pointe (DFP-Foundation-Product, 1993) (a) et
pointe d’un pieu prélevée à Auxonne (2011) (b)
54
Les pointes des pieux étaient armées de sabots métalliques pour limiter les risques de rupture
lors de la phase de battage. Le Tableau I-14 présente leur géométrie, ainsi que les ponts sous
lesquels ils ont été découverts.
Tableau I-14. Modèles de sabots (modifié d’après Mesqui, 1986)

Types de sabots
Sabot à
Nature du Sabot à quatre quatre Sabot à trois Cône à deux
Cône divisé
sabot languettes languettes languettes languettes
« soudées »
Illustration
Epoque romaine
Date
(Trèves)
d’existence Epoque romaine 1840 1er siècle ap. JC Epoque indéterminée
Epoque indéterminée
avérée
(Chalon)
Trèves, Mayence,
Trèves (24<L<30cm)
Ponts Genève, Avignon, Argenteuil Trèves Chalon-sur-Saône
Chalon (L=42cm)
Chalon-sur-Saône,
Des sabots à quatre languettes ont été retrouvés sur la pointe des pieux d’une ancienne digue
de la Saône construite en 1673 à Auxonne (Figure I-32) ainsi que sur des pieux de fondation
du pont Royal à Paris.
Figure I-32. Pieux provenant d’une ancienne digue de la Saône (1673)
Les pointes des pieux étaient aussi protégées par des sabots en fonte, munis par la suite d’une
tige encastrée dans le pieu (Degrand et Résal, 1888) (Figure I-33a).
Le sabot de Camuzat (Figure I-33b) était également très utilisé pour protéger la pointe des
pieux. Il était constitué d’une feuille de tôle épaisse enroulée autour de la pointe et rivée
suivant une génératrice : cette génératrice était fixée au pieu par de longs clous à tête plate
(Davidian, 1969).
55
(a) (b)
Figure I-33. Sabots en fonte (a) et de type Camuzat (b) (modifié d’après Davidian, 1969)
2.2.5.2 Protections en tête du pieu

Les têtes des pieux battus en France et dans les pays étrangers étaient généralement frettées,
c'est-à-dire cerclées avec un anneau de fer chaud. En se refroidissant, l’anneau de fer se
resserrait et venait comprimer les fibres du bois et ainsi augmenter leur résistance. La frette
était située à quelques centimètres sous la surface des têtes, afin d’éviter tout contact avec la
masse frappante lors du battage (Davidian, 1969) (Figure I-34).
Selon Terzaghi, (1916), les têtes des pieux devaient être préalablement taillées à l’herminette,
puis frettées. Les frettes, en se resserrant, écrasaient les fibres du bois qui constituaient dès
lors un « bourrelet » les protégeant. Leur hauteur et leur épaisseur étaient respectivement
supérieures à 6 et 2,5 cm.
Le Tableau I-15 présente les dimensions des frettes mesurées par Terzaghi, (1916) et
Davidian, (1969). Ce dispositif a également été utilisé aux Pays-Bas lors du battage des pieux
de fondation (Figure I-34c).
Tableau I-15. Caractéristiques des frettes

Hauteur entre tête
Auteurs Epaisseur frette Hauteur frette
du pieu et frette
Terzaghi, (1916) (Figure I-34a) > 2,5 cm > 6 cm ?
Davidian, (1969) (Figure I-34b) 2 cm 7 cm 2 à 3 cm
Figure I-34. Frettage des pieux en bois (a) et (b) – frettage de pieux de fondation employé aux Pays-Bas (c)
Le frettage des pieux en bois aurait été utilisé en France jusqu’à la fin du 18ème siècle - début
du 19ème siècle (Davidian, 1969).
Dans la pratique actuelle, les têtes des pieux en bois sont protégées par un dispositif différent
du frettage (AWPI, 2002). Un casque métallique est fixé en tête du pieu et a pour objectifs
principaux de fournir une surface libre lors du contact entre la masse et le pieu et
56
d’uniformiser la transmission de l'énergie fournie lors de l'impact dans toute la tête du pieu.
Le casque doit alors être adapté à la tête du pieu afin de maintenir un alignement concentrique
entre la masse frappante et le pieu.
Ce type de protection est utilisé aux Etats-Unis (Figure I-35) : un amortisseur en plastique
vient en complément du casque et est fixé à la masse frappante afin d'amortir les chocs lors du
battage.
Figure I-35. Casque en acier et amortisseurs utilisés lors du battage (AWPI, 2002)
Aux Pays-Bas, le frettage de la tête des pieux et le casque en métal ont été largement utilisés.
L’arrêt de l’emploi de ces casques a été concomitant de l’invention et du développement du
béton aux Pays-Bas. Dès le début du 20ème siècle, les Hollandais ont remplacé les casques par
des dés en béton pour protéger les têtes des pieux en bois. Ces blocs de béton permettaient
également de maintenir les pieux totalement immergés (les dés se situant au niveau de la zone
de marnage de la nappe) et servaient de connexion entre les fondations et la partie supérieure
de l’ouvrage (Figure I-36a).
Dans un second temps, les dés en béton ont été renforcés par des armatures métalliques
(Figure I-36b).
(a) (b)
Figure I-36. Connexion entre les fondations et la partie supérieure du bâtiment (a) - Dé en béton renforcé par
des armatures métalliques en tête des pieux (b) (Stichting_Platform_Fundering_Nederland., 2005 et 2007)
57
Conclusion
La première partie de ce chapitre a permis de mettre en évidence que la filière bois française,
malgré un fort potentiel d’exploitation forestière, était peu valorisée. L’emploi des pieux en
bois dans les constructions d’ouvrages d’art et de bâtiments a disparu en France au cours du
19ème siècle et a été remplacé par d’autres technologies de pieux. L’absence d’un cadre
réglementaire français relatif aux pieux en bois, ainsi que le scepticisme et les préjugés des
acteurs de la construction sur les propriétés de résistance du bois justifient l’absence de ce
type de pieux dans la pratique actuelle en France.
Le bois présente néanmoins de forts atouts environnementaux par rapport aux autres
matériaux de construction comme le béton et l’acier. Le stockage du dioxyde de carbone et la
réduction des émissions carbone établie à partir de la base carbone de l’ADEME en attestent.
Dans la société actuelle où le concept de développement durable est ancré au cœur des actions
de l’Etat, les pieux en bois constituent une solution alternative aux pieux en béton et en acier.
L’emploi des pieux en bois nécessite néanmoins quelques précautions : la durabilité du
matériau bois présentée dans ce chapitre a permis de mettre en évidence que le bois non traité
pouvait être soumis à des dégradations fongiques endogènes aux zones de marnage. La
pérennité des pieux en bois est assurée dès lors qu’ils sont intégralement et constamment
immergés.
Enfin, on rappelle que sans cadre réglementaire français propre à cette technologie de pieux,
l’utilisation des pieux en bois dans les nouvelles constructions sera limitée, voire même
inexistante.
La deuxième partie du chapitre a été consacrée aux caractéristiques géométriques et au

battage des pieux en bois dans le sol.
Les dimensions des pieux en bois étaient limitées par celles des arbres. Les dispositifs
d’enture des pieux permettaient néanmoins d’augmenter leur longueur. Leur géométrie variait
également en fonction de leur usage : les pieux de fondation étaient circulaires, tandis que les
pieux employés dans les constructions des batardeaux étaient équarris.
Les pieux en bois étaient fichés dans le sol à l’aide de machines de battage. L’énergie de la
masse frappante était transmise au pieu par l’intermédiaire d’une onde de choc se propageant
dans le fût du pieu. Le pieu était protégé en tête et en pointe par des armatures métalliques
afin de limiter les risques de fissuration ou de fracturation.
Aux Pays-Bas, la protection de la tête des pieux avec un dé en béton, renforcé par la suite par
des armatures métalliques, fait également office de connexion entre les fondations et la partie
supérieure de l’ouvrage.
Enfin, quelques ouvrages français fondés sur des pieux en bois ont été cités dans ce chapitre.
Il en existe bien d’autres sur le territoire, dont les méthodes de construction des fondations ont
évolué au cours des siècles et des époques. La France possède un patrimoine très riche
d’ouvrages bâtis sur des pieux en bois, qu’il apparaît essentiel de préserver.
Le Chapitre II de ce manuscrit présente un état de l’art des méthodes de construction des
fondations sur des pieux en bois, ainsi qu’une méthodologie d’analyse des fondations en bois.
58
Chapitre II. Etat de l’art des méthodes de construction des fondations sur pieux bois et méthodologie d’analyse des ouvrages
Chapitre II. Etat de l’art des méthodes de construction des

fondations sur des pieux en bois et méthodologie
d’analyse des ouvrages
Introduction
La France possède un patrimoine d’ouvrages d’art et de bâtiments fondés sur des pieux en
bois riche et diversifié. Certains ont traversé les siècles et les époques, comme le château de
Chambord érigé sur des pieux en chêne dans un terrain marécageux, le pont Saint-Michel
construit sur la Seine à Paris, le Grand Palais sur la rive droite de ce fleuve, ou encore la place
Stanislas à Nancy.
Malgré un parc important d’ouvrages bâtis sur des pieux en bois, le retour d’expérience sur
les méthodes de construction françaises employées au cours des siècles ainsi que sur les
désordres relevés sur ces ouvrages reste faible et non capitalisé. Le choc vécu lors de
l’effondrement du pont Wilson à Tours en 1978 ne fût pas réellement suivi d’un
développement d’expertise durable sur les fondations en bois. Les choix des méthodes
d’investigation des fondations et des solutions de confortement en fonction des pathologies
observées s’avèrent néanmoins essentiels pour assurer la pérennité de ce patrimoine.
Il n’existe à ce jour aucune base de données nationale regroupant l’information sur les
méthodes de construction des ouvrages sur des pieux en bois, leur nombre et leur localisation
sur le territoire. L’information est partagée entre les archives des services gestionnaires, des
Laboratoires Régionaux des Ponts et Chaussées, de l’Ecole Nationale des Ponts et Chaussées,
les guides, les livres ou les sites internet traitant de ce sujet.
Le logiciel LAGORA (Logiciel d'Aide à la Gestion des Ouvrages d'Art) développé par le
Service d'Etudes sur les Transports, les Routes et leur Aménagement (SETRA), en
collaboration avec les Directions Interdépartementales des Routes (DIR) contient des
informations sur la structure supérieure des ouvrages (géométrie, matériaux utilisés, limites de
charges, surveillances et inspections), mais n’inclut pas les fondations.
La première partie de ce chapitre traite de l’évolution des méthodes de construction des

fondations des ouvrages, de l’époque préromaine jusqu’à l’abandon des pieux en bois au
19ème siècle. La majeure partie des informations disponibles sur les ouvrages bâtis sur des
pieux en bois concerne les ponts routiers et ferroviaires situés dans les bassins versants des
fleuves. De part leur taille et les enjeux économiques et stratégiques qu’ils représentaient, ces
ouvrages ont été dimensionnés par d’illustres ingénieurs, tels que Perronet ou Gauthey. Les
méthodes de construction mises en œuvre ont été détaillées dans leurs mémoires.
59
Par manque d’information, les bâtiments, les monuments, les ouvrages ferroviaires et autres
édifices fondés sur des pieux en bois n’ont pas fait l’objet d’une étude approfondie.
La seconde partie de ce chapitre présente les désordres relevés sur les ouvrages d’art routiers
construits sur des pieux en bois. Les principales causes de ces désordres et les méthodes de
renforcement des fondations mises en œuvre pour préserver ce patrimoine sont détaillées.
Enfin, la troisième partie du chapitre présente une méthodologie d’analyse des fondations en
bois des ouvrages élaborée aux Pays-Bas. Elle a été mise en pratique lors de l’inspection des
fondations du viaduc ferroviaire des cent arches à proximité de Libourne.
60
1 Evolution des méthodes de construction des fondations

La première partie de ce chapitre traite de l’évolution des méthodes de construction des
fondations des ouvrages routiers sur des pieux en bois, de l’époque préromaine à l’époque
industrielle (Tableau II-1).
Tableau II-1. Dates et limites des époques étudiées

Epoque Date définissant la période
Préromaine De 6000 av. JC au 1er siècle av. J-C
Romaine Du 1er siècle av. JC à la fin du 6ème siècle
Moyen-Âge Du 7ème siècle à la fin du 15ème siècle
Renaissance Du début du 15ème siècle à la fin du 16ème siècle
Moderne Du 17ème siècle à la fin du 18ème siècle
Industrielle Du 19ème siècle au 20ème siècle
Les caractéristiques des ponts construits au cours des différentes époques sont détaillées en
Annexe A. Les villes et cours d’eau franchis, les dates de construction, la géométrie, la nature
des terrains dans lesquels les pieux ont été battus ainsi que la nature des fondations y sont
présentés. L’état des ponts (en service ou ruiné) est également précisé dès lors que
l’information était disponible.
1.1 Les méthodes de construction des fondations à l’époque préromaine

Dès l’époque du Néolithique, l’homme a su exploiter les matériaux de son environnement et
développer des méthodes de construction pour asseoir les bâtiments et habitats nécessaires à
son développement.
Les archéologues et anthropologues ont retrouvé de nombreux sites, datés de l’époque
néolithique, sur lesquels des pieux en bois ont été utilisés comme pieux de fondation des cités
lacustres. Les résultats de ces recherches ont permis d’affirmer, qu’il y a plus de 6000 ans, les
hommes possédaient des techniques pour fonder des habitats lacustres sur des pilotis (Figure
II-1).
Figure II-1. Cité lacustre [11]
Sans notion spécifique de règles de calcul ni disposition nécessaire pour assurer la pérennité
de ces structures, les hommes parvenaient à enfoncer des pilots dans le sol. Les machines de
battage n’ayant pas été développées, les pieux étaient fichés dans le sol à la force humaine [9].
61
Des habitats fondés sur des pieux en bois de chêne et de frêne et datés de l’âge de bronze (de
1800 à 700 av. JC) ont été découverts près des lacs jurassiens de Neuchâtel (Suisse), de
Chalain ou de Clairvaux (Maillard, 2006). La méthode d’enfoncement des pieux en bois était
la suivante :
• La tête des pilots était préalablement taillée en gueule ; c'est-à-dire en une encoche
profonde réalisée à l’extrémité supérieure et destinée à recevoir un bois horizontal
(plancher ou parois de l’habitat) (Figure II-2a) ;
• La liquéfaction des craies lacustres sous l’effet des vibrations permettait aux hommes de
ficher les pilots dans le sol à une profondeur d’environ 2 m (Figure II-2b et Figure II-2c).
Selon [11], les pilots pouvaient supporter plusieurs centaines de kilos.
(a) (b) (c)

Figure II-2. Pilots taillés en gueule (a) ; Restitution moderne de l’enfoncement d’un pilot dans le sol (b) ;
Coupe stratigraphique contenant des pieux (c) (Clairvau, la Motte-aux-Magnins) [11]
Onze sites d’habitats, datés de l’an 1000 av. JC et fondés sur des pieux en chêne, ont été
découverts dans le lit mineur de la Saône. Selon Maillard, (2006), il s’agissait d’édifices
d’ampleur modérée dans la mesure où l’ensemble du site contenait environ 500 pieux.
Enfin, des vestiges d’un pont fondé sur des pieux en bois ont également été retrouvés entre les
lacs de Bienne et de Neuchâtel en Suisse. Ce pont, appartenant à la civilisation celte de la
Tène et daté de l’an 300 av. JC, possédait une longueur et une largeur égales à 90 m et
2,80 m. Il comportait deux rangées de pieux de chêne de 20 cm de diamètre, espacées de
2,4 m. Les 16 à 20 piles étaient distantes de 5 m. La stabilité des rangées était renforcée par
des pieux obliques jouant le rôle de contrefort (Kruta, 2000).
Le Tableau II-2 présente les caractéristiques des ponts et habitats fondés sur des pieux en bois
et datés de l’époque préromaine.
La Figure II-3 illustre la localisation de ces constructions.
62
Tableau II-2. Caractéristiques des ponts et habitats datés de l’époque préromaine ([11] ; Maillard, 2006 ;
Kruta, 2000)
Numéro Cours d'eau
Nom Ville / Emplacement Datation Caractéristiques
du site franchi
Lacs jurassiens de Maisons en milieu humide, fondées sur des pieux en
1 Maisons X 3000 av. JC
Neuchâtel bois de chêne ou de frêne.
Plateformes supportant les maisons reposant sur des

2 11 sites d'habitats Lit mineur Saone X 1000 av. JC pieux en chêne fichés dans les alluvions. Edifices
d'ampleur modérée.
Pont de 90 m de longueur, 2,8 m de largeur,

Entre les lacs de comportant 2 rangées de pieux de chêne de 20 cm de
3 Pont Thielle 300 av. JC
Bienne et de Neuchâtel diamètre et espacées de 2,4 m. La distance entre les
16 à 20 piles était de l'ordre de 5 m.
Figure II-3. Localisation des constructions datées de l’époque préromaine
Seuls des vestiges de ces constructions sont parvenus jusqu’à nous (Figure II-2c). Les dates de
ruine des parties supérieures de ces ponts et habitats sont, à ce jour, inconnues.
63
1.2 Les méthodes de construction des fondations à l’époque romaine
1.2.1 Les méthodes de construction des fondations sur pieux
1.2.1.1 La construction des ponts vue par César

Les premières traces écrites des constructions des ponts fondés sur des pieux en bois sont
datées de l’époque romaine.
A Rome, une légende raconte qu’Hercule aurait été le premier homme à avoir construit un
pont pour traverser le Tibre, lorsqu’il amenait avec lui les troupeaux conquis sur le Géryon
(Degrand et Résal, 1888).
Dans ses ouvrages, César a décrit les ponts construits par les Gaulois : « les culées et les piles
se composaient de troncs d’arbres disposés par assises régulières et se croisant à angles
droit ; les vides étaient remplis à l’aide de blocs de rocher fortement tassés, et les assises qui
formaient saillies les unes par rapport aux autres, se rejoignaient vers la partie supérieure,
suivant une sorte de profil ogival pour supporter le tablier » (Degrand et Résal, 1888).
Dans son ouvrage « Bella Gallica », César a également détaillé la construction d’un pont sur
le Rhin entre Coblence et Cologne en 55 av. JC. « Voici le nouveau procédé de construction
qu’il employa. Il accouplait, à deux pieds l’une de l’autre, deux poutres d’un pied et demie
d’épaisseur, légèrement taillés en pointe par le bas et dont la longueur était proportionnée à
la profondeur du fleuve. Il les descendait dans le fleuve au moyen de machines et les enfonçait
à coup de mouton, non point verticalement, comme des pilotis ordinaires, mais obliquement,
inclinés dans la direction du courant ; en face de ces poutres, il en plaçait deux autres, jointes
de même façon, à une distance de quarante pieds en aval et penchées en sens inverse du
courant. Sur ces deux paires on posait des poutres larges de deux pieds, qui s’enclavaient
exactement entre les pieux accouplés, et on plaçait de part et d’autre deux crampons qui
empêchaient les couples de se rapprocher par le haut ; ceux-ci étant ainsi écartés et retenus
chacun en sens contraire, l’ouvrage avait tant de solidité, et cela en vertu des lois de la
physique, que la violence du courant était grande, plus le système était fortement lié. On
posait sur les traverses des poutres longitudinales et, par dessus, des lattes et des claies. En
outre, on enfonçait en aval des pieux obliques qui, faisant contrefort, appuyant l’ensemble de
l’ouvrage, résistaient au courant ; d’autres étaient plantées à une petite distance en avant du
pont : c’était une défense qui devait, au cas où les Barbares lanceraient des troncs d’arbres
ou des navires destinés à le jeter bas, atténuer la violence du choc et préserver l’ouvrage »
(Reiffsteck, 2009).
La Figure II-4 présente les fondations de ce pont reconstituées dans les albums de Napoléon
III.
64
Figure II-4. Fondations sur pieux du pont sur le Rhin (Reiffsteck, 2009)
1.2.1.2 Une connaissance maitrisée des types de fondations

Les vestiges des ponts et les écrits datés de cette époque montrent que les romains mettaient
en œuvre diverses méthodes de construction des ponts sur pilotis et adaptaient les types de
fondations en fonction de la nature du sol.
Les premières machines de battage ont été inventées au cours de l’époque romaine. Les
romains tiraient sur une corde pour remonter une pierre, puis la laissaient tomber jusqu’à
l’impact sur le pilot. D’autres systèmes de battage, plus perfectionnés que la simple pierre et
munis d’un système de guidage (Figure II-5) ont également été développés.
(a) (b)
1
Figure II-5. Machines de battage exposées aux musées de Trèves (a) et de la civilisation romaine (b)
(Reiffsteck, 2009)
Dans son traité, Vitruve différenciait deux types de fondations (Mesqui, 1986) :
• Les fondations superficielles ou semelles étaient privilégiées lorsque le substratum
pouvait être facilement atteint. Le pont du Gard et le petit pont de Spoy ont notamment été
construits sur ce type de fondation ;
• Les ouvrages reposaient sur des pilotis lorsque la profondeur du substratum était trop
importante pour fonder superficiellement. Dans cette configuration, des pieux en chêne,
en olivier ou en aulne étaient brulés en pointe afin d’augmenter leur résistance puis battus
dans le sol. Les pointes des pieux pouvaient être également munies de sabots métalliques
(Chapitre I, § 2.2.5.1). Ce type de fondation a été largement utilisé à l’époque romaine et
identifié sous des ponts à Genève, à Ambroix près de Gallargues, en Avignon, à Chalon-
sur-Saône, en Mayence ou encore à Cologne. 300 à 500 pieux battus sur 160 m² (soit une
moyenne de deux à trois pieux battus par m²) ont été découverts sous les fondations du
pont de Trêves.
65
Les fouilles pratiquées sous les ponts romains ont permis de mieux comprendre les méthodes
de construction : un premier ensemble de pieux, longs et équarris (40 cm de coté), avait pour
objectif de supporter le cadre et la semelle en charpente. A l’intérieur de cet ensemble était
battu un second ensemble de pieux, de section plus petite. L’argile et les cailloux étaient
compactés et venaient combler les vides entre ces deux ensembles. Ils empêchaient ainsi la
dislocation ou le flambement des pieux lors de leur éventuel dégarnissage (Mesqui, 1986).
Les deux rangées de pieux pouvaient être également remplacées par des caissons constitués de
madriers de bois horizontaux et fixés à des pieux verticaux. Ces caissons étaient ensuite
remplis de blocs de pierre non taillés. Selon Guyon, (2000), cette méthode aurait été mise en
œuvre lors de la construction du pont de Pontoux sur le Doubs, du pont de Fondettes sur la
Loire ou encore celle du pont de Mayence sur le Rhin.
Enfin, des pieux battus en amont des piles ont été retrouvés à proximité de plusieurs ponts
datés de l’époque romaine, laissant présager que les romains protégeaient leurs ponts contre
d’éventuels chocs pouvant survenir lors d’embâcles (Guyon, 2000).
1.2.2 Les vestiges des ponts romains en France

Les études menées par les archéologues en France ont permis de découvrir les vestiges d’une
trentaine de ponts datés de l’époque romaine et fondés sur des pieux en bois. Onze d’entre eux
étaient situés sur la Loire. La datation de ces ouvrages a été rendue possible avec la présence
quasi-systématique de l’aubier des pieux en chêne (Dumont, 2011).
Les vestiges de ces ponts attestent de la diversité des méthodes de construction :
• Le pont Saint-Laurent à Chalon-sur-Saône, daté de 14 av. JC, reposait sur des pieux en
chêne ;
• A Chalon-sur-Saône, un pont romain avec un tablier en bois reposant sur des piles en
maçonnerie a été daté du 3ème siècle ap. J-C. Des pieux appartenant à un précédent pont
construit intégralement en bois ont été réutilisés lors de son édification (Maillard, 2006) ;
• Les fondations des piles du pont de Chassenard, datées du milieu du 1er siècle av. J-C, ont
été construites à l’aide de caissons en bois remplis de blocs de pierre et de remblais ;
• Les fouilles entreprises sur de nombreux sites romains dans le département du Cher ont
également permis de déterrer un pieu de fondation du pont de Saint-Satur, daté du 1er
siècle ap. J-C (Figure II-6).
Figure II-6. Pieu de fondation du pont mixte de Saint-Satur (Dumont, 2011)
Ce pieu est composé de trois parties distinctes : l’extrémité supérieure en cône d’érosion était
émergée à l’étiage. La partie du pieu immergée située sous le cône d’érosion a été érodée par
le courant (la section du pieu est plus faible que dans la partie inférieure). Enfin, l’extrémité
66
inférieure du pieu est restée encastrée dans les sédiments et n’a donc pas été érodée par le
courant (Dumont, 2010).
Le Tableau 1 en Annexe A présente les caractéristiques des ponts romains fondés sur des
pieux en bois ayant fait l’objet de fouilles (Dumont, 2011). La majeure partie a été construite
au cours des deux premiers siècles de notre ère, durant l’époque du Haut-Empire, marquée par
une stabilité intérieure et une prospérité économique. La Figure II-7 permet de les localiser
sur le territoire français.
Figure II-7. Localisation des ponts datés de l’époque romaine
L’étude des fondations des ponts romains situés sur le territoire français et à l’étranger
(notamment en Allemagne) n’a pas permis de mettre en évidence une méthode de
construction des fondations caractéristique de cette époque. On peut néanmoins affirmer que
le chêne était l’essence la plus utilisée dans les constructions romaines en bois dans la mesure
où son caractère imputrescible dans l’eau et sa grande résistance à l’air libre avaient été
identifiés.
La majeure partie des ponts romains construits sur des pieux en bois ont été détruits au cours
des siècles qui ont succédé à leur édification. Selon Dumont, (2010), les parties supérieures
des ponts étaient essentiellement constituées de bois. Elles ont été fragilisées ou ruinées suite
à l’action humaine (faits de guerre) ou à l’érosion naturelle des cours d’eau. Des hypothèses
liées à des défauts de conception, à l’absence d’entretien ou aux aléas naturels (comme les
67
crues ou les embâcles) ont également été avancées pour expliquer la ruine de ces ouvrages.
Mais les dates et raisons exactes de leur destruction sont pour la plupart inconnues.
Suite à la ruine de la partie supérieure de certains ponts, les fondations en bois ont parfois été
réutilisées pour asseoir les structures d’ouvrages plus récents. Ainsi, plusieurs piles du pont de
Trèves en Allemagne reposent aujourd’hui sur les massifs maçonnés fondés sur des pieux en
bois datés de l’époque romaine.
1.3 Les méthodes de construction des fondations à l’époque du Moyen-Âge

La chute de l’empire romain, marquant le début du Moyen-Âge, a conduit à une disparition
progressive des savoirs et des méthodes de construction acquis pendant près de 7 siècles.
Nous disposons actuellement de très peu de sources sur la période du Moyen-Âge.
Les ouvrages et bâtiments édifiés au cours de cette époque reposaient toutefois également sur
des fondations profondes ou superficielles.
Ces dernières étaient généralement préférées aux fondations profondes, d’une part, pour des
raisons budgétaires et d’autre part car les constructions sur pieux présentaient un inconvénient
majeur : les pieux en bois devaient être battus dans des terrains dont les propriétés mécaniques
étaient méconnues des constructeurs (Chapitre I, § 2.2.1).
Malgré le faible coût de construction des fondations superficielles par rapport à celui des
fondations profondes, les bâtisseurs au Moyen-Âge redoutaient la qualité médiocre des
premières couches de sol. En 1499, les termes du marché relatif à l’édification du pont de
Malzéville indiquaient que les fondations devaient reposer sur un sol « bon et ferme ». Si la
profondeur du substratum était trop importante, les piles devaient être construites sur des
pieux (Mesqui, 1986).
Certains ouvrages ont donc été construits sur des fondations profondes au Moyen-Âge : les
piles du pont de Lyon ont été édifiées en utilisant des pieux de longueurs comprises entre 3,9
et 5,9 m. Une pile d’un pont dans l’actuelle ville de Romans-sur-Isère, daté de 1389, repose
sur une trentaine de pieux en pin de 17,5 m de longueur. Enfin, en 1404, des pieux en aulne de
5,8 m de longueur ont servi à édifier le bec d’une pile d’un pont à Macon (Mesqui, 1986).
Les connaissances limitées des bâtisseurs sur les propriétés mécaniques des sols, conjuguées à
l’hétérogénéité des terrains au droit des ouvrages et aux difficultés de réalisation des
fondations les ont amenés à diversifier les types de fondations des ouvrages :
• Les fondations d’une des piles du pont d’Orléans (construit entre 1389 et 1449) étaient
constituées d’un simple blocage de moellons sans mortier, tandis que des pieux battus en
bois ont été retrouvés sous quatre autres piles de ce pont (Mesqui, 1986) ;
• Une des piles du pont de Beaugency (11ème – 15ème siècle) reposait sur un grillage en bois
supporté par des pieux, tandis qu’un enchevêtrement anarchique de pieux a été découvert
sous une autre pile.
68
Les informations contenues dans la littérature ont permis d’identifier 10 ponts construits
partiellement ou intégralement sur des pieux en bois. Ils sont présentés dans le Tableau 2, en
Annexe A. La Figure II-8 permet de les localiser sur le territoire français.
La période du Moyen-Âge s’étendant sur près de 1000 ans, il en existe probablement d’autres
qui n’ont pu, par manque d’information, être présentés dans cette étude.
Figure II-8. Localisation des ponts datés de l’époque du Moyen-Âge
Parmi les dix ponts datés du Moyen-Âge, trois d’entre eux sont actuellement en service. Trois
autres ont été détruits. Le manque d’information au sujet des quatre derniers n’a pas permis de
déterminer leur état actuel (Tableau 2).
L’origine de la ruine des ponts Saint-Benezet et de la Daurade est inconnue. Les ponts de
Beaugency et d’Orléans sur la Loire et le pont Saint-Nicolas sur le Loiret sont en service et
semblent avoir traversé les siècles. Néanmoins, les probables défauts de construction des
ponts, les aléas naturels (7 arches du pont d’Orléans ont été détruites par un embâcle en 1435
(Mesqui, 1986)) ainsi que les faits de guerre survenus au cours des 7 derniers siècles
laisseraient penser que la partie supérieure et les fondations actuelles de ces ouvrages ne sont
pas d’origine.
69
1.4 Les méthodes de construction des fondations à la Renaissance

L’époque de la Renaissance a marqué une rupture progressive avec le Moyen-Âge dans le
choix du type de fondation. Dans son traité, Alberti (1404-1472), cité par Mesqui, (1986)
recommandait de réaliser « une fondation sur semelle de bois solidarisée à un pilotis battu à
refus », indépendamment de la nature du terrain. Selon l’auteur, la semelle devait posséder
« le double de la largeur de la pile, et les pieux une longueur égale au huitième de la hauteur
de l’ouvrage, et un diamètre égal au douzième de leur longueur ».
Deux siècles plus tard, en 1612, un devis établi pour la construction d’un pont sur la Guyenne
reprenait les recommandations établies dans le traité de Vitruve : les fondations devaient être
constituées de pilotis si le substratum était trop profond pour fonder superficiellement
(Mesqui, 1986).
Si les premiers traités visant à établir des méthodes de dimensionnement des fondations
profondes ont été rédigés à la Renaissance, les textes et plans datés de cette époque indiquent
que les méthodes de construction des fondations restaient néanmoins empiriques et
diversifiées.
Les nombreuses tentatives entreprises lors de la construction des fondations du pont Neuf à
Toulouse entre 1544 et 1614 en attestent :
• Trois piles de la rive gauche ont été fondées superficiellement, mais le bec de la troisième
pile s’est déversé suite aux descentes de charges trop élevées (Figure II-9) ;
• La quatrième pile du pont présentait la particularité d’être fondée superficiellement en
aval et en amont et sur des pieux en bois au centre (Figure II-10). La maçonnerie a été
montée par la suite sur un mortier coulé entre les têtes des pieux (Mesqui, 1986).
Figure II-9. Plan et coupe de la 3ème pile du pont de Toulouse (Mesqui, 1986)
Figure II-10. Plan de la 4ème pile du pont de Toulouse (Mesqui, 1986)
70
A l’inverse, les piles du pont de Gière (Vienne) ont été édifiées en 1547 sur des pieux en bois
recépés à 1,5 m sous le niveau d’eau, sur lesquels a été fixée une semelle en bois constituant
le platelage. Les vides entre les têtes des pieux ont été comblés par un béton de chaux et des
moellons.
La construction des fondations de ces deux ponts met en évidence le manque de connaissance
des bâtisseurs sur l’importance du platelage en bois dans la stabilité de l’ouvrage. Selon
Mesqui, (1986), il assurait la répartition des contraintes, solidarisait les têtes des pieux entre
elles et limitait les risques de flambement.
Le descriptif des sept ponts datés de l’époque de la Renaissance est présenté dans le Tableau 3
en Annexe A. La Figure II-11 permet de les localiser sur le territoire français.
Figure II-11. Localisation des ponts datés de l’époque de la Renaissance
Selon Mesqui, (1986), les fondations étaient régulièrement mises en cause dans la ruine des
ouvrages. Elles pouvaient se déchausser par affouillement. La portance limite des pieux
pouvait être également surestimée. Enfin, les embâcles de glace fragilisaient ou détruisaient la
structure supérieure des ponts.
Lorsque le débouché du cours d’eau était trop grand pour le passage de l’eau, les piles des
ponts s’enlisaient suite à l’accumulation de matériaux alluvionnaires. Les crues créaient alors
de nouveaux passages. Ainsi, le pont de Nevers (type de fondation inconnu) sur la Loire a été
rallongé trois fois en 90 ans (de 1580 à 1669) afin d’assurer le franchissement du fleuve.
Parmi les huit ponts présentés dans le Tableau 3 en Annexe A, le pont Notre Dame, le pont
Neuf à Paris sur la Seine et le pont Neuf à Toulouse sur la Garonne sont en service. Le pont
71
de Moulins édifié sur l’Allier a été détruit, mais la date de sa ruine est inconnue. Enfin, les
recherches bibliographiques n’ont pas permis de déterminer l’état actuel des trois autres ponts
construits sur l’Isère, la Loire et le Cher.
1.5 Les méthodes de construction des fondations à l’époque moderne
1.5.1 L’harmonisation des méthodes de construction au 17ème siècle

Les méthodes de construction des fondations des ouvrages ont évolué au cours du 17ème
siècle : lorsque la fondation sur pieux était recommandée ou imposée, les longueurs des pieux
à battre étaient déterminées en fonction de la profondeur du substratum.
Lors de la construction du pont Saint-Michel à Paris en 1616, le « devis » établi par les
constructeurs a imposé de battre des pieux en bois de 2,91 m de longueur. Leur diamètre en
tête était égal à la distance entre deux pieux. Après remplissage des intervalles par des
moellons, un platelage en bois de 12 à 15 cm d’épaisseur a été fixé aux têtes des pieux.
Chaque pile du pont reposait sur 650 pieux en bois (Mesqui, 1986) (Figure II-12).
Figure II-12. Coupe du pont Saint-Michel (Darche, 1986)
Le pont de la Trésorerie à Grenoble a été construit en 1622 sur des pieux en bois de longueurs
comprises entre 3,9 et 4,9 m. Des madriers horizontaux ont été solidarisées aux têtes des
pieux et ont servi d’assises à la maçonnerie (Mesqui, 1986) (Figure II-13).
Figure II-13. Coupe d’une des piles du pont de la Trésorerie (Mesqui, 1986)
A la fin du 17ème siècle, l’Académie d’Architecture a proposé des critères relatifs au choix du
type de fondation en fonction de la nature des terrains et des difficultés de réalisation
(Mesqui, 1986) :
72
- « Dans un sol de sable et de gravier ferme, il suffit de dégager les alluvions superficielles
pour réaliser une fondation superficielle.
- Dans un sol de sable et gravier menu, on fouillera sur 2 à 3 pieds d’épaisseur, puis on
battra un pilotis sur lequel sera assise une plate-forme de bois.
- Dans un sol de « sable mouvant », où l’on ne peut atteindre le ferme avec des pieux, on
battra néanmoins un pilotis supportant une grille de bois.
- Enfin, dans un sol de « glaise », on évitera de battre un pilotis, et l’on établira un radier
général superficiel, recouvert de pierres. »
Suite à ces règles, les fondations sur pieux ont été privilégiées aux fondations superficielles
sur de nombreux chantiers. Leurs méthodes de construction se sont diversifiées au cours du
18ème siècle.
1.5.2 Le développement des méthodes de construction au 18ème siècle

Les méthodes de construction des fondations profondes mises en œuvre au 18ème siècle
dépendaient de la hauteur du niveau d’eau : les têtes des pieux pouvaient être fixées soit à un
grillage et à un platelage, soit à un caisson immergé.
Les fondations des ponts construits par Perronet et Gauthey étaient principalement constituées
de pieux solidarisés à un grillage et à un platelage en bois.
L’ensemble de ces méthodes est détaillé par la suite, ainsi que les ponts construits au cours de
l’époque moderne.
1.5.2.1 Fondations sur pieux solidarisés à un grillage et un platelage

Les méthodes de construction des fondations différaient en fonction de la hauteur du niveau
d’eau : les têtes des pieux pouvaient être recépées à quelques centimètres ou à quelques
mètres sous l’étiage.
Têtes des pieux recépées à quelques centimètres sous l’étiage

Les pieux en bois étaient battus puis recépés dans un même plan horizontal sous l’étiage. Des
enrochements étaient déposés en fond de cours d'eau afin de prévenir d’éventuels
affouillements de la fondation ou déversements des pieux s’ils étaient faiblement fichés
(terrains compacts).
Dans un second temps, les traverses étaient fixées aux têtes des pieux (préalablement taillées
en tenon) par l’intermédiaire de boulons (Figure II-14).
73
Vue de face Vue de dessus
Figure II-14. Fixation des traverses aux têtes des pieux taillées en tenon (modifié d’après Chaix, 1890)
Les longrines et les traverses étaient rendues solidaires avec un assemblage à mi-bois et
constituaient le grillage. Le platelage en bois, composé de madriers, était posé et fixé au
grillage à l’aide de broches (Levillain, 1980). Enfin, la maçonnerie était montée à sec, en
période d’étiage (Chaix, 1890) (Figure II-15). Selon Levillain, (1980), les fondations de
certaines piles du pont Wilson à Tours ont été construites selon cette méthode.
Figure II-15. Fondation sur plateforme en charpente et pieux en bois recépés à quelques centimètres sous
l’étiage (modifié d’après Levillain, 1980)
Têtes des pieux recépées à quelques mètres sous l’étiage (hauteur inférieure à 3m)
Une fois les pieux battus et leurs têtes recépées (Figure II-16a) à quelques mètres sous l’étiage
(hauteur d’eau inférieure à 3 m selon Levillain, (1980)), des batardeaux étanches constitués de
palplanches en bois (Chapitre I, § 2.1.3) étaient mis en place autour du groupe de pieux.
Après épuisement de l’enceinte, les traverses, les longrines et le platelage étaient assemblés à
sec, selon le même mode opératoire que celui décrit ci-dessus (Figure II-16b).
Les fondations des piles du pont de Pont Sainte-Maxence sur l’Oise ou du pont Georges V sur
la Loire à Orléans ont été construites selon cette méthode (Tableau 6 en Annexe A).
74
(a) (b)
Figure II-16. Recépage des pieux (a) et fondation sur pilotis recépés à 2 ou 3m sous l’étiage (b) (modifié
d’après Chaix, 1890 ; Levillain, 1980)
1.5.2.2 Les méthodes de construction des fondations de Perronet

Jean-Rodolphe Perronet (1708-1794), ingénieur et architecte français, a dimensionné et
supervisé la construction de onze ponts au cours du 18ème siècle.
Dès lors que les ouvrages étaient construits en rivière, Perronet faisait édifier des batardeaux
afin de construire les fondations à sec. Si les terrains étaient perméables, les épuisements
étaient permanents.
Les batardeaux étaient constitués d’une double file de palplanches rendues étanches avec de la
glaise au centre. L’intervalle entre les deux files pouvait atteindre 2 m. Une fois les
batardeaux construits, les fonds de fouille étaient déchargés et descendus jusqu’à 2,5 m sous
l’étiage. Cette étape permettait alors de maintenir les têtes des pieux en bois et le platelage
constamment immergés en période de sécheresse. Le décaissement du terrain précédait le
battage et le recépage des pieux. Le grillage, constitué de longrines et de traverses, était fixé
aux têtes (Maillard, 2006). La maçonnerie était ensuite montée après comblement des
interstices du grillage par des moellons (Figure II-17).
Figure II-17. Principe de construction des fondations par Perronet (Maillard, 2006)
Par exemple, les fondations du pont de Neuilly à Paris sur la Seine (1768-1774) ont
été édifiées selon cette méthode de construction (Figure II-18).
75
Figure II-18. Fondation d’une pile du pont de Neuilly (Maillard, 2006)
Les caractéristiques des ponts construits par Perronet et fondés sur des pieux en bois sont
détaillées dans le Tableau 4 en Annexe A.
1.5.2.3 Les méthodes de construction des fondations de Gauthey

Emiland Gauthey (1732-1806) a eu en charge la construction de treize ponts à la fin du 18ème
siècle, dont sept fondés sur des pieux en bois. Sa méthode de construction des fondations était
la suivante :
• Des pieux en bois de 30 cm de diamètre, qualifiés de « soutien » car porteurs de la
structure, étaient battus au refus (Maillard, 2006). Ces pieux, espacés en moyenne d’un
mètre, étaient battus à l’aide d’une sonnette à tiraudes, puis rebattus avec une sonnette à
déclic munie d’une masse frappante plus lourde (245 kg lors du battage, 490 kg lors du
rebattage) ;
• Des pieux en bois, qualifiés de pilots de « remplage », étaient battus aux extrémités de la
fondation et avaient pour principale fonction de combler les intervalles entre les pieux
porteurs (Maillard, 2006). Ils présentaient un diamètre et une fiche plus faibles que ceux
des pieux porteurs, respectivement de l’ordre de 20 cm et 1,6 m (Figure II-19) ;
Figure II-19. Disposition des pieux de soutien et de remplage (Maillard, 2006)
76
• Les pieux étaient recépés à 30 cm sous l’étiage et le grillage en bois fixé aux têtes. Cette
hauteur, relativement faible, pouvait conduire à l’émersion des têtes des pieux à l’étiage
durant les périodes de sécheresse ;
• Le sol était dragué sur 30 à 60 cm de hauteur. Un mortier (composé de chaux et de ciment
durcissant au contact de l’eau) était coulé à l’intérieur de la fondation jusqu’à atteindre la
base du grillage ;
• Des moellons étaient ensuite déposés dans les interstices du grillage, puis la maçonnerie
montée à sec (Figure II-20).
Figure II-20. Principe de construction des fondations par Gauthey (Maillard, 2006)
Les caractéristiques des ponts construits par Gauthey et fondés sur des pieux en bois sont
détaillées dans le Tableau 5 en Annexe A.
1.5.2.4 Fondations sur pieux sous-jacents à un caisson immergé

Les résurgences d’eau dans les terrains perméables rendaient les batardeaux inefficaces et
contraignaient les bâtisseurs à mettre en œuvre d’autres méthodes de construction pour
monter la maçonnerie à sec. La technique du caisson immergé a alors été développée.
Les pieux étaient battus dans le sol, recépés et les enrochements déposés au niveau du sol de
fondation. Le caisson en charpente était rendu étanche avec de la terre glaise mise en place
entre les joints des madriers (Chaix, 1890). Il était amené à la verticale des pieux (par
l’intermédiaire de câbles), lesté avec des pierres de taille et posé sur les têtes des pieux. Le
fond du caisson, constitué de longrines et de traverses, était ensuite fixé aux têtes. Une fois les
pierres de taille au-dessus du niveau d’eau, les parois du caisson étaient enlevées (Figure
II-21).
77
Figure II-21. Principe du caisson immergé (Levillain, 1980)
La première utilisation du caisson immergé en France remonte à la construction du pont de

Saumur sur la Loire en 1756. 116 pieux en chêne de 25 cm de diamètre et 6 m de longueur
(Figure II-22b) ont été battus au droit de chaque pile et recépés sous le niveau d’eau. Un
caisson étanche a été lesté avec un lit de pierres et fixés aux têtes des pieux (Figure II-22b).
(a) (b)
Figure II-22. Fondations du pont de Saumur (Levillain, 1980)
1.5.3 Les ponts routiers construits au cours de l’époque moderne

Les caractéristiques des ponts fondés sur des pieux en bois et construits au cours de l’époque
moderne (autres que ceux construits par Perronet et Gauthey) sont présentées dans le Tableau
6 en Annexe A.
La Figure II-23 permet de les localiser sur le territoire français.
78
Figure II-23. Localisation des ponts datés de l’époque moderne
Les ponts fondés sur des pieux en bois et construits par Perronet se situent sur la Seine et ses
affluents, tandis que ceux construits par Gauthey sont localisés en Bresse Bourgogne, sur la
Saône et ses affluents.
La Figure II-23 montre que les ponts édifiés au cours de cette époque se situent
principalement dans les bassins versants des fleuves de la Loire, de la Seine et du Rhône et de
la Saône.
Parmi les 37 ponts identifiés, 48 % sont actuellement en service. Les causes à l’origine de la
ruine des autres ponts sont multiples :
• Certains ont été détruits pendant les guerres, comme le Pont de Pont-Sainte-Maxence sur
l’Oise (destruction au cours de la première guerre mondiale). Le pont de Trilport sur la
Marne fut détruit en 1815 pour résister à l’invasion de la coalition européenne [12] ;
• Suite à la dégradation et à l’affouillement des pieux par creusement du lit de la Loire
(Chapitre II, § 2.1), le pont Wilson à Tours s’est effondré en 1978 ;
• Le pont Saint Michel, édifié entre 1606 et 1618, a été volontairement détruit en 1857 puis
reconstruit. Le pont au Change à Paris a été également détruit en 1850, puis reconstruit car
il ne se trouvait plus dans la direction des grandes voies ouvertes ou projetées suite au
prolongement du boulevard de Sébastopol et à l'agrandissement du Palais de Justice [12].
79
1.6 Les méthodes de construction des fondations à l’époque industrielle

L’emploi du béton dans les constructions s’est généralisé à partir du 19ème siècle. Dès la fin du
18ème siècle, Gauthey utilisait un mortier à prise rapide en complément de la maçonnerie de
blocage mise en place entre les interstices du grillage (Degrand et Résal, 1888).
Le béton permettait d’obtenir une assise relativement plane au niveau des têtes des pieux,
contrairement aux blocs de la maçonnerie de blocage dont les formes et tailles étaient
disparates.
1.6.1 L’emploi du béton dans les fondations profondes
1.6.1.1 Fondations sur pieux - hauteur d’eau inférieure à 3 m

Si la hauteur du niveau d’eau était inférieure en moyenne à 3 m, un batardeau constitué de
palplanches jointives était construit autour de la fondation. Des enrochements étaient mis en
place à l’extérieur du batardeau et assuraient le rôle de contre butée une fois le béton coulé
(Figure II-24).
Platelage
Enrochements
Batardeau
Massif de béton
Pieux en bois
Figure II-24. Coupe des fondations sur pieux enserrés dans un massif en béton immergé réalisées lors de la
construction du pont de Thouare (modifié d’après Levillain, 1980)
Le dragage de l’enceinte précédait le battage des pieux. Une fois battus, le béton était coulé à
l’intérieur du batardeau et enserrait les têtes des pieux recépées.
Dans un second temps, un grillage était fixé aux têtes et ses interstices remplis avec du béton.
Un platelage était ensuite posé sur le grillage puis la maçonnerie montée à sec (Chaix, 1890 ;
Levillain, 1980).
Le béton immergé a remplacé les enrochements à l’extérieur du batardeau dans la deuxième
moitié du 19ème siècle.
La Figure II-25 présente une coupe des fondations du pont de Thouaré construit sur la Loire
en 1879. Elles sont constituées de pieux enserrés dans un massif en béton immergé.
80
Figure II-25. Fondations sur pieux enserrés dans un massif en béton immergé (Levillain, 1980)
1.6.1.2 Fondations sur pieux - hauteur d’eau supérieure à 3 m

Technique du caisson immergé
Si la hauteur d’eau était supérieure en moyenne à 3 m, l’absence de batardeau ne permettait
pas de couler le béton et de construire la maçonnerie à sec. Les fondations étaient donc
établies de la manière suivante :
• Les pieux en bois étaient battus dans le sol et recépés. Des lignes de palplanches étaient
mises en place à l’extrémité supérieure des files de pieux (Figure II-26) ;
• Le béton immergé était coulé dans l’enceinte de palplanches et enserrait les têtes des
pieux ;
• Un caisson immergé, dans lequel était déposée la maçonnerie, était lesté et posé sur les
têtes. Un coulis de ciment pouvait être injecté à travers le caisson afin de combler les
vides entre le caisson et le béton immergé (Levillain, 1980) ;
• La maçonnerie était ensuite montée.
La Figure II-26 présente une coupe des fondations du pont de Belle-Croix construit sur la
Loire en 1861. Les têtes des pieux ont été enserrées dans un massif en béton immergé sous-
jacent à un caisson immergé.
Figure II-26. Coupe des fondations sur pieux enserrés dans un massif en béton immergé et emploi d’un
caisson immergé - pont de Belle-Croix (Levillain, 1980)
81
Le premier emploi du caisson immergé reposant sur des têtes de pieux enserrées dans un
massif en béton remonte à la construction du pont d’Iéna sur la Seine en 1806 (Degrand et
Résal, 1888). Deux rangées de palplanches solidarisées avec des traverses ont été battues au
droit des piles et avaient pour objectifs de rompre le courant et de faciliter la prise du béton.
Le béton immergé a été coulé entre les pieux et le caisson immergé contenant la maçonnerie.
Une fois montée, les palplanches ont été remplacées par des enrochements (Degrand et Résal,
1888 ; Croizette-Desnoyers, 1885) (Figure II-27).
Caisson immergé
Béton immergé
Figure II-27. Coupe des fondations d’une pile du pont d’Iéna (modifié d’après Degrand et Résal, 1888)
Technique du caisson sans fond

L’autre méthode employée au 19ème siècle pour établir des fondations sous une hauteur d’eau
importante consistait à utiliser des caissons sans fond dans lesquels le béton était coulé. Ces
caissons pouvaient être étanches, perméables, ou étanches en partie supérieure et perméables
en partie inférieure.
• Selon Chaix, (1890), les caissons étanches étaient utilisés si du sable ou de la vase risquait
de pénétrer à l’intérieur du caisson après dragage du sol de fondation ;
• Les caissons perméables étaient employés si les risques de pénétration du sable ou de la
vase à l’intérieur des caissons étaient limités ;
• Enfin, les caissons étanches en partie supérieure et perméables en partie inférieure étaient
utilisés lorsque le béton enserrant les têtes des pieux devait être élevé à un niveau bien
inférieur à celui du cours d’eau. Le béton était coulé en partie inférieure du caisson
jusqu’à atteindre la partie supérieure. L’eau dans le caisson était ensuite épuisée et la
maçonnerie montée à sec (Chaix, 1890).
Les fondations du pont de la Morinière ont été construites en 1880 à l’aide de caissons
étanches sans fond en acier (Figure II-28). Les pieux ont été battus dans le sol et les caissons
déposés sur le sol de fondation. Le béton a été coulé dans les caissons, le grillage fixé aux
têtes des pieux et la maçonnerie montée (Levillain, 1980).
82
Grillage en bois
Maçonnerie
Caisse étanche
Béton immergé
Pieux en bois
Figure II-28. Fondations du pont de la Morinière (modifié d’après Levillain, 1980)
1.6.2 L’abandon du platelage et grillage dans les fondations

Le platelage a été progressivement abandonné dans les constructions des fondations à partir
du 19ème siècle. Le béton était alors coulé dans les interstices du grillage et la maçonnerie
montée par-dessus.
Par exemple, les fondations des piles du pont Rousseau construit sur la Loire à Nantes en
1840-1841 (Figure II-29) sont constituées de pieux en bois dont les têtes sont enserrées dans
le béton et fixées au grillage. La maçonnerie a été montée sur le grillage et le béton.
Longrines
Traversines (pas
de platelage)
Béton de chaux hydraulique

Moise pour assurer guidage
du battage des palplanches Pieux en bois
(a) (b)
Figure II-29. Vues de dessus (a) et de profil (b) des fondations du pont Rousseau construit sur la Loire
(modifié d’après Levillain, 1980)
L’abandon du platelage dans les fondations a précédé celui du grillage dont la fonction
principale était de lier les têtes des pieux entre elles. Elles ont été par la suite noyées dans le
massif en béton et la maçonnerie montée sur ce massif (Figure II-30).
83
Figure II-30. Fondation sur pieux et plate-forme en béton (Levillain, 1980)
La Figure II-31 présente un schéma récapitulatif des différentes méthodes de construction des
fondations sur des pieux en bois au 19ème siècle.
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Figure II-31. Schéma récapitulatif des méthodes de construction des fondations sur des pieux en bois mises
en œuvre au cours de l’époque industrielle
84
1.6.3 Les ponts routiers construits au cours de l’époque industrielle

Les caractéristiques des ponts fondés sur des pieux en bois et construits au cours de l’époque
industrielle sont présentées dans le Tableau 7 en Annexe A. La Figure II-32 permet de les
localiser sur le territoire français.
Figure II-32. Localisation des ponts datés de l’époque de l’époque industrielle
La Figure II-32 montre que les ponts construits sur des pieux en bois au cours de l’époque
industrielle se situent principalement dans les bassins versants de la Loire et de la Seine.
L’évolution des modes de transport fluvial et ferroviaire a contribué au développement et à la
croissance des villes et nécessité la construction de nombreux ponts sur le territoire.
La majeure partie des ponts identifiés dans ce travail et datés de l’époque industrielle sont
actuellement en service. Seuls 18 % d’entre eux ont été détruits. Les causes à l’origine de la
ruine de ces ponts sont multiples : le pont de Belle-Croix à Nantes sur la Loire a été détruit
lors d’un bombardement sur la ville en 1943, tandis que le pont Saint-Pierre construit en 1852
à Toulouse a été ruiné lors de la crue séculaire de la Garonne en 1875 [12].
Enfin, on rappelle que la liste des ponts présentée dans ce paragraphe est loin d’être
exhaustive. Il existe d’autres ouvrages routiers fondés sur des pieux en bois, mais pour
lesquels les documents d’archives sont inexistants ou ont été détruits au cours des deux
derniers siècles.
Si on étudie le tracé des voies de chemins de fer à la fin de cette époque, on peut penser qu’à
l’exception de l’Auvergne et des zones montagneuses, la majorité des ouvrages ferroviaires
ont été construits sur des pieux en bois.
85
1.6.4 L’abandon progressif des pieux en bois

L’étude des fondations des ouvrages construits au cours des époques antérieures a permis de
montrer que la France possédait de nombreux ponts fondés sur des pieux en bois. Les plus
récents sont datés de la fin du 19ème siècle.
Les 19ème et 20ème siècles ont été marqués par un déclin progressif de l’emploi des pieux en
bois dans les constructions et l’émergence de nouvelles technologies, principalement les pieux
métalliques et les pieux en béton. Les origines et causes du déclin et de l’abandon de cette
technologie de pieux sont multiples :
• L’invention des chaux hydrauliques industrielles intervenant dans la fabrication du béton
immergé a facilité la mise en œuvre de ce matériau dans les constructions, dans la mesure
où sa prise sous l’eau ne nécessitait plus de rendre étanches les batardeaux ;
• Les préjugés des constructeurs sur la résistance du bois par rapport à celle du béton ou de
l’acier ont conduit à limiter l’emploi de ce matériau dans les constructions ;
• Les nouvelles technologies de pieux, comme les pieux vissés, ont progressivement
remplacé les pieux en bois : la vitesse d’exécution et leur portance limite supérieure à
celle des pieux en bois sont quelques raisons expliquant ce déclin (Darche, 1986 ; Chaix,
1890).
Ce retour d’expérience n’a pas permis d’identifier des ponts routiers construits sur des pieux
en bois au 20ème siècle.
Le Chapitre I, § 1.3.2.2 a néanmoins mis en évidence que de nombreux ouvrages portuaires et
aménagements fluviaux datés de ce siècle reposent actuellement sur ce type de fondation. A
titre d’exemple, l’écluse Saint-Félix à Nantes a été fondée sur des pieux en bois dans les
années 1930. Suite à leur destruction au cours de la seconde guerre mondiale, les quais du
Grand Port Maritime de Rouen ont été reconstruits sur des pieux en hêtre dans les années
1950. Plus récemment, en 2009, des pieux en bois ont été battus dans la baie de Saint-Malo
dans le cadre de la protection des côtes.
1.7 Synthèse
Cette synthèse a pour objectifs de comparer les méthodes de construction des fondations sur
des pieux en bois et le nombre de ponts construits au cours des différentes époques.
1.7.1 Les ponts français construits sur des pieux en bois
1.7.1.1 La construction des ponts à travers les siècles et les époques

L’étude des méthodes de construction des fondations des ouvrages présentées dans ce chapitre
a permis d’identifier 125 ponts fondés sur des pieux en bois entre l’époque romaine et
l’époque industrielle (Figure II-33).
86
Ponts construits sur des pieux en bois Ponts construits sur des pieux en bois
37 37 27
34
19
15
5
3
10 2
7 0
50
00
50
00
50
00
00
16
17
17
18
18
19
20
-
-
00
50
00
50
00
50
00
16
16
17
17
18
18
19
Epoque Moyen-Âge Renaissance Epoque Epoque
romaine moderne industrielle
Epoque moderne Epoque industrielle
Figure II-33. Nombre de ponts construit sur des pieux en bois par époque
85 % des ponts construits au cours de l’époque moderne sont datés de la deuxième moitié du
18ème siècle, époque marquée par l’extension des réseaux routier et ferroviaire et pendant
laquelle Perronet et Gauthey ont eu en charge la construction de 18 ponts fondés sur des pieux
en bois (Tableau 4 et Tableau 5 en Annexe A).
Enfin, l’intégralité des ponts identifiés dans ce retour d’expérience et datés de l’époque
industrielle a été édifiée au cours du 19ème siècle.
1.7.1.2 Localisation géographique des ponts sur le territoire

La Figure II-34 présente la localisation des ponts français fondés sur des pieux en bois et
construits entre les époques du Moyen-Âge et industrielle. Les ponts romains, dont la plupart
a disparu au cours des siècles précédents, ne sont pas pris en compte dans la suite de la
synthèse.
Figure II-34. Ponts construits entre les époques du Moyen-Âge et industrielle
87
La Figure II-34 montre que la majeure partie des ponts, indépendamment de leur époque de
construction, se situe dans les bassins versants de la Seine, de la Loire, de la Saône et du
Rhône. En effet, les fleuves représentaient des axes maritimes stratégiques (notamment durant
l’époque napoléonienne au début du 19ème siècle) et propices au développement des villes.
D’autres ponts fondés sur des pieux en bois ont probablement été construits sur des rivières de
plus faible importance mais accueillant dans leur lit des villes d’importance régionale comme
par exemple Bayonne.
1.7.1.3 Les ponts français fondés sur des pieux en bois et en service
L’étude des fondations des ponts détaillées dans les précédents paragraphes a permis de
mettre en évidence diverses causes à l’origine de la destruction des ouvrages fondés sur des
pieux en bois. Elles sont reprises et détaillées dans la deuxième partie de ce chapitre.
La Figure II-35 présente le nombre de ponts actuellement en service en fonction de leur
époque de construction.
Ponts fondés sur des pieux en bois et en service
23
Nbre Nbre Nbre Nbre ponts en

17
Epoques ponts ponts en ponts service ou
construits service disparus disparus
Moyen-Âge 10 3 3 4
Renaissance 7 3 1 3
Moderne 37 17 18 2
Industrielle 34 23 6 5
3 3
Moyen-Âge Renaissance Epoque moderne Epoque

industrielle
Ponts fondés sur des pieux en bois et disparus Pourcentage de ponts fondés sur des pieux en bois et en
service
18
68%
46%
43%
30%
6
3
1
Moyen-Âge Renaissance Epoque moderne Epoque

Moyen-Âge Renaissance Epoque moderne Epoque industrielle
industrielle
Figure II-35. Nombre de ponts fondés sur des pieux en bois et actuellement en service
46 % des ponts construits au cours de l’époque moderne sont actuellement en service.

68 % des ponts datés de l’époque industrielle le sont également. Ce pourcentage élevé peut
s’expliquer d’une part, par l’emploi du béton dans les fondations assurant un renfort de la
structure et d’autre part, par des constructions relativement récentes (datées de moins de deux
siècles).
88
30 et 43 % des ponts datés respectivement du Moyen-Âge et de la Renaissance sont en

service. Néanmoins, ces pourcentages ont été établis à partir d’un nombre limité d’ouvrages
(10 pour le Moyen-Âge, 7 pour la Renaissance).
Enfin, la Figure II-36 présente la localisation géographique et l’état actuel des ponts fondés
sur des pieux en bois sur le territoire français.
Figure II-36. Localisation et état actuel des ponts fondés sur des pieux en bois sur le territoire
Il existe à ce jour de nombreux ponts bâtis sur des pieux en bois et localisés sur la Loire et ses
affluents : 61 % des ponts identifiés dans le bassin versant de ce fleuve sont en service.
9 ponts (sur les 17 identifiés) sont situés dans le bassin versant de la Seine et 4 dans les
bassins versants du Rhône et de la Saône.
Enfin, le manque d’information n’a pas permis de déterminer l’état actuel de 14 ponts
routiers, ce qui représente 16 % de l’ensemble des ponts construits sur des pieux en bois
identifiés dans cette étude.
89
1.7.2 Les fondations des ponts
1.7.2.1 Les types des fondations

L’étude des méthodes de construction des ponts présentées dans ce chapitre a également mis
en évidence la diversité des types de fondations.
Les fondations des ouvrages édifiés au cours des époques moderne et industrielle sont pour la
plupart connues. En revanche, l’absence d’écrits et de documents d’archives datés du Moyen-
Âge et de la Renaissance n’a pas permis d’identifier les types de fondations de nombreux
ouvrages construits au cours de ces deux époques.
La Figure II-37 présente le nombre de ponts routiers fondés sur des pieux en bois en fonction
des méthodes de construction de leurs fondations.
Types de fondations des ponts
28
19
Nombre de Fondations Fondations
Epoques
ponts connues inconnues
Renaissance 7 2 5
Moderne 37 29 8
Industrielle 34 28 6 9
Pieux - grillage - Pieux - caisson Pieux - béton Pieux - béton

platelage immergé immergé immergé - caisson
immergé
Figure II-37. Nombre de ponts en fonction des méthodes de construction des fondations
La Figure II-37 montre que :

• 47 % des ponts routiers identifiés dans ce travail reposent sur des pieux en bois solidarisés
à un grillage et à un platelage ;
• 53 % des ponts construits sur des pieux en bois fixés à un grillage et à un platelage ou à un
caisson immergé sont actuellement en service ;
• 54 % des ouvrages dont les fondations sont constituées de pieux en bois et de béton
immergé sont en service.
1.7.2.2 Les caractéristiques géométriques des pieux en bois

Les longueurs et les diamètres des pieux en bois battus sur les chantiers ont été identifiés à
partir des données publiées dans la littérature et contenues dans les mémoires des
constructeurs (Figure II-38).
90
Nombre de Ponts avec longueurs Ponts avec diamètres

Epoques
ponts des pieux connues des pieux connus
Moyen-Âge 8 5 5
Renaissance 6 1 0
Moderne 37 17 13
Industrielle 34 17 12
Nombre de ponts en fonction des longueurs des pieux Nombre de ponts en fonction des diamètres des pieux
19
11
7 7
6
5
4
6
3
2
0 0
2-4m 4-6m 6-8m 8-10m 10-15m >15m <20cm 20-25cm 25-30cm 30-35cm 35-40cm >40cm
(a) (b)
Figure II-38. Nombre de ponts en fonction des longueurs (a) et des diamètres des pieux (b)
La Figure II-38a montre que 83 % des ponts ont été construits sur des pieux en bois de
longueurs comprises entre 2 et 15 m.
63 % des pieux battus ont un diamètre compris entre 30 et 35 cm (Figure II-38b).
91
2 Désordres et renforcement des fondations des ouvrages
2.1 Les désordres relevés sur les ouvrages
2.1.1 Désordres des ponts situés dans les bassins de la Loire et de la Garonne
Le Chapitre II, § 1 a permis d’établir que de nombreux ouvrages fondés sur des pieux en bois
avaient été détruits puis reconstruits au cours des siècles passés.
Un des faits marquants du 20ème siècle a été l’effondrement du pont Wilson à Tours en 1978.
Suite à cet effondrement, le ministère de l’Equipement de l’époque a lancé une campagne de
reconnaissance et d’inspection des ouvrages situés sur la Loire et ses affluents. Elle avait pour
objectifs de relever les désordres sur ces ouvrages et d’identifier leurs origines, puis de
réaliser les travaux de confortement nécessaires pour assurer leur pérennité. Les documents
d’archives des Laboratoires Régionaux des Ponts et Chaussées relatifs à ces investigations ont
permis d’établir les désordres (avec leurs origines) relevés sur ces ouvrages.
Le Tableau II-3 présente les désordres relevés sur huit ponts construits sur des pieux en bois
et situés sur la Loire et ses affluents ainsi que sur quatre autres ponts construits sur la
Garonne, la Dordogne et le Gave de Pau.
Tableau II-3. Caractéristiques et désordres des ponts dans les bassins versants de la Loire et de la Garonne
Nbre pieux / pile
Longueur (m) Long pieux (m)
Nom Ville
Largeur (m) Diam pieux cm) Géologie du terrain Désordres Origine des désordres
Construction Cours d'eau
Nbre piles Espacement pieux (m)
Essence
Dégradation de la maçonnerie, de la Affouillements des piles causés par des pieux
120 Alluvions sablo-graveleuses
tête des pieux extérieurs non jointifs
Pont de Beaugency 460 3
Beaugency Joints altérés Absence d'un rideau continu de pieux favorisant les
10 20 à 30
circulations des filets d'eau et le lessivage des
(18ème siècle) Loire 27 0,9 Calcaire dur
Mauvais état des piles et des voûtes. enrochements noyés dans la matrice argileuse.
?
Erosions des alluvions sous-jacentes
Vides de 15 cm retrouvés sous le Glissement et abaissement des talus d'enrochements,
Alluvions sablo-graveleuse platelage d'une des piles (rôle minime enlèvement du sable situé sous le grillage provoqués
122 dans l'effondrement) par l'affouillement
Tours 436,6 7,8
Pont Wilson Instabilité latérale des pieux dégarnis
15 27 Abaissement général du niveau de la Loire provoqué
(18ème siècle) Substratum de calcaire gréseux sur une certaine profondeur sous le
Loire 14 1,2 par une extraction intensive de matériaux et par
contenant du sable (tuffeau platelage
Chêne l'arasement d'îles afin de faciliter l'écoulement des
turonien) Approfondissement du lit de la rivière eaux
et augmentation de la vitesse de l'eau
Tassement d'une des piles en 1758 lors
de la construction de voûtes
202 Alluvions Développement d'affouillements
Mauvaise qualité et dégradation du
Orléans 325 2,6 à 18,5
Pont Georges 5 blocage situé entre le sol de fondation
23 30
(18ème siècle) et le platelage
Loire 8 1
Chêne Calcaire tendre à très tendre
Erosion par circulations d'eau du toit des sols de
avec des niveaux discontinus Erosion par circulation d'eau
fondation
de calcaire induré
Alluvions sableuses Augmentation importante des vitesses du courant et
41 Disparition locale du rideau de vannage formation de fosses d’érosion causées par une
Pont de Thouare 212+392 18 et du béton cyclopéen réduction du débouché superficiel due à la protection
Argile
Thouare ? 30 ou 40*40 des piles et des massifs d'enrochements
ème
(19 siècle) Loire 12 ?
Sapin Sable grossier Disparition progressive des Extraction de granulats et déroctages de certains
Substatum micaschiste enrochements seuils rocheux entrainant l'affouillement des piles
Affaissement de la pile n°5 en 1968, en

quelques heures (24 cm en aval et de 32
116 cm à l’amont), puis poursuite du
Alluvions (sables de Loire)
Pont de Saumur 277 6 mouvement pendant les cinq semaines
Saumur ? 25 suivantes pour atteindre 32 cm à l’aval Affouillement de la pile n°5 (avec création de vides
et 35 cm à l’amont sous le platelage)
(18ème siècle) Loire 11 ?
Chêne Craie marneuse du Turonien Vides sous le platelage de la pile n°5
Rupture du platelage à la périphérie de
Marne grise compacte
la pile et cassure de certains pieux
Mauvais état des parois avec la Manque de protection efficace contres les
Alluvions sablo-graveleuses
friabilité de béton de chaux affouillements entraînant une détérioration des
44 lâches à très lâches
Saint-Hilaire Dégarnissage des têtes des pieux mortiers et des pierres des soubassements
Pont sur 76 3,5
de Court Faibles caractéristiques mécaniques de Creusement du lit au droit des arches et augmentation
l'Arnon 13 30
(18ème siècle) 4 0,9 Argile tendre et marnes la maçonnerie des affouillements sous les appuis causés par un
Arnon
? grisâtres très raides Altération ou rupture du platelage sur ensablement des 2 arches coté rive gauche dirigant la
l'une des piles quasi-totalité des eaux vers 2 autres arches.
92
Nbre pieux / pile

Longueur (m)
Nom Ville Long pieux (m)
Largeur (m) Géologie du terrain Désordres Origine des désordres
Construction Cours d'eau Diam pieux cm)
Nbre piles
Espacement pieux (m)
Cailloux et blocs avec du sable Approfondissement du lit, affouillement et
26 Maçonnerie de mauvaise qualité
Saint-Florent- argilo graveleux dégarnissage du lit
Saint-Florent- 120 ?
sur-Cher Joints en béton de chaux friables et
sur-Cher ? 30
même parfois délavés
(19ème siècle) 6 ? Calcaire dur Manque de protection efficace contre les
Cher Altération du platelage et de la tête des
? affouillements
pieux
Affaissement des appuis Conditions hydrauliques défavorables. Massif
21-43 Matériau alluvionnaire à calcaire est le siège d’importantes circulations d’eau
Pont Saint- Saint-Hilaire 128 ? Affouillement localisé sous la
dominante sableuse qui provoquent une dissolution et une érosion
Nicolas 7,80-8,50 ? maçonnerie mécanique de calcaire
(13ème siècle) Loiret 7 ?
Erosion du sol support Présence de sources (existence d’une nappe karstique
? Massif de calcaire hétérogène
Dégarnissage des pieux en charge)
Les faibles caractéristiques mécaniques de l'argile et
En 1995, effondrement du talus au
de la vase sont à l'origine du tassement des piles n°1 à
voisinage de la pile 7, avec
250 Vase et argile molle 5. La dégradation partielle des pieux en bois et les
dégarnissage de la première rangée de
Bordeaux 487 8 à 10 vides observés sous la plateforme ont participé à
Pont de pierre pieux sur toute la hauteur et sur le tiers
14,8 25 à 30 l'aggravation du phénomène.
(19ème siècle) de la face aval du massif de fondations
Garonne 16 0,85 à 0,9 Sables et graviers Baisse du courant et à l'inverse augmentation de la
Pin vitesse du courant des marées par des remplissages
Marnes calcaires de raides à successifs et la présence des pieux. Erosion du lit de
Tassement des piles 1 à 6
très dures la rivière par le courant
632 Remblai Tassement de la pile culée rive droite
Cubzac-les- 15 Alluvions (argile limoneuse, l'été, stabilisation l'hiver
Pont Eiffel ponts 30 sol organique argilo-limoneux Mauvaises caractéristiques mécaniques du sol
(19ème siècle) 0,85 et sols grenus (sables et responsables des tassements
Dislocation de la maçonnerie
Dordogne ? Marne avec faciès marneux,
argileux et sableux
? Vides sous le platelage (poche d'air Vitesse d’érosion élevée à la suite de plusieurs crues
Nay 110 ? Sable
Pont de Nay atteignant 30cm de hauteur) d’hiver et de printemps
ème 12,6 27*27
(19 siècle) En 1971, mise à nu de la partie
Gave de Pau 5 0,9 à 1,2 Argile Développement d'affouillements
supérieure des pieux jusqu’au platelage
?
180 En 1968, nombreuses fissures et
Pont de Argile molle noirâtre ou vase
Libourne 178 ? fractures sur le fût des pieux
Désordres liés au mouvement des fondations
Libourne 16 ? Sables et graviers Vide relatif lié aux enrochements dans
(tassement ou affouillement)
(19ème siècle) Dordogne 8 0,9 lequel des circulations d’eau ont pu être
? Substratum marno-calcaire
mises en évidence
Le Tableau II-3 montre que les désordres relevés sur les ouvrages fondés sur des pieux en
bois sont multiples. En site aquatique, ils sont soumis, selon le Ministère des Transports,
(1980), à deux types d’actions des eaux qui peuvent s’exercer sur l’ensemble de l’ouvrage ou
localement. Ils sont détaillés dans le Chapitre II, § 2.1.2 et § 2.1.3.
2.1.2 Action du cours d’eau sur l’ensemble de l’ouvrage

En 1979, le Ministère des Transports, (1980) de l’époque a estimé que 5,2 Mt de matériaux
avaient été prélevés annuellement dans la Loire alors que l’approvisionnement naturel en
sédiments était négligeable et que les seuils existants (enlevés au fur et à mesure des années)
étaient faibles. Cette extraction intensive des matériaux a entraîné le creusement du fond du lit
du cours d’eau et par la suite un dégarnissage de la tête des pieux en bois sous les fondations.
La modification du profil peut également conduire à un exhaussement du fond. Ces deux
phénomènes ont été observés sous les fondations du pont de Saint-Hilaire-de-Court situé sur
un affluent de la Loire (l’Arnon) (Tableau II-3).
L’affouillement général des fondations peut se produire en période de crue lorsque la vitesse
élevée du courant lessive l’ensemble des particules en fond de cours d’eau. Le déchaussement
et le dégarnissage d’une partie des pieux de fondation dans le terrain entraînent alors une
diminution de la portance limite des pieux (Figure II-39).
Le dégarnissage des pieux a été la principale cause responsable de l’effondrement du pont
Wilson à Tours en 1978 (Tableau II-3). L’abaissement général du niveau de la Loire a résulté
de l’extraction intensive de matériaux et de l'arasement d'îles pour faciliter l'écoulement des
93
eaux. Cette extraction intensive a conduit à un approfondissement du lit du fleuve et à une

augmentation de la vitesse de l'eau. Elle a également entraîné une modification de la
granulométrie et une diminution de la densité des alluvions qui sont devenues plus mobiles.
Les talus d'enrochements déposés au droit des piles ont progressivement glissé et le sable
situé sous le grillage a été lessivé. L’effondrement des piles a résulté de l’instabilité latérale
des pieux dégarnis sur une certaine hauteur sous le platelage (Gounon, 1981).
Figure II-39. Phénomène d’affouillement général observé sous les piles du pont Wilson à Tours (modifié
d’après Grattesat, 1980)
2.1.3 Actions du cours d’eau localisée au voisinage de l’ouvrage

L’action localisée au voisinage de l’ouvrage se traduit principalement par le phénomène
d’affouillement local, différent de l’affouillement général. Il résulte de mouvements
tourbillonnaires des eaux au niveau des piles du pont et consiste en la formation d’entonnoirs
à la base des piles (Figure II-40).
Figure II-40. Affouillement local d’une pile dans le sol (Ministère des Transports, 1980)
L’affouillement local entraîne un dégarnissage partiel des têtes des pieux. L’ouvrage est alors
fragilisé, mais sa ruine n’est pas systématique. A titre d’exemple, ce type d’affouillement a été
94
découvert sous les fondations du pont Georges V construit sur la Loire ou du pont Saint
Nicolas édifié sur le Loiret au 13ème siècle (Tableau II-3).
2.1.4 Origines des désordres observés sur les ouvrages fondés sur pieux bois
Selon le Ministère des Transports, (1980), les désordres observés sur les ouvrages peuvent
résulter de :
• la désorganisation des massifs d’enrochement qui s’affaissent suite à l’affouillement du lit
du cours d’eau en pied de talus. Des vides liés à l’affaissement des enrochements au
niveau des fondations du pont de Libourne ont entraîné la formation de circulations
d’eau (Tableau II-3) ;
• la détérioration des batardeaux et des rideaux de protection suite à leur dégradation
fongique ou par des insectes (Chapitre I, § 1.5.1). Ainsi, le rideau de vannage du pont de
Thouaré (Tableau II-3) sur la Loire a localement disparu ;
• la formation de cavité et le dégarnissage des pieux (détaillés dans le Chapitre II, § 2.1.2 et
§ 2.1.3). Par exemple, des vides de 30 cm de hauteur entre les pieux et le platelage ont été
découverts sous les fondations du pont de Nay sur le Gave de Pau (Tableau II-3). Ce
dégarnissage entraîne une diminution de leur portance limite et de leur résistance aux
efforts latéraux ;
• la dissolution de la chaux des mortiers par l’eau douce. Ce phénomène a été observé sous
les fondations du pont de Beaugency et du pont de Saint-Florent-sur-Cher où des joints en
béton de chaux étaient friables, voire même délavés (Tableau II-3) ;
• la dégradation du grillage, du platelage et des pieux de fondation qui fragilise la structure
de l’ouvrage.
Il existe également d’autres causes de désordres, principalement liées aux insuffisances

d’origines, aux faits de guerre, aux aléas naturels et à l’absence d’entretien :
• Les portances limites des pieux évaluées à partir des formules de battage (Chapitre V,
§ 1.1) peuvent être surestimées. Cette surestimation conduit alors à des tassements
importants des ouvrages. Par exemple, la pile culée du pont Eiffel à Cubzac-les-Ponts
située en rive droite a tassé de plus d'un mètre entre 1839 et 1990 (Tableau II-3) ;
• L’absence d’entretien et la mauvaise qualité des matériaux constitutifs des piles ont
conduit à la dégradation et la dislocation de la maçonnerie. Le pont de Saint-Florent-sur-
Cher et le pont de Beaugency en sont deux exemples ;
• Les faits de guerre ont également été responsables de la ruine de nombreux ouvrages. Le
pont de Pont Sainte-Maxence sur l’Oise, détruit au cours de la première guerre mondiale
et le pont de Trilport sur la Marne, détruit en 1815, en sont quelques exemples. Suite au
développement des villes, certains ponts ont été volontairement détruits afin d’être élargis
ou déplacés, puis reconstruits ;
• Enfin, les aléas naturels, comme les embâcles survenus au cours des siècles derniers ont
été à l’origine de nombreuses destructions de ponts, qu’ils soient ou non fondés sur des
pieux en bois. En 1789, l’embâcle de la Loire a conduit à la ruine de quatre arches du pont
de Tours situées à proximité de la rive droite.
95
2.2 Méthodes de renforcement des fondations des ouvrages sur pieux bois
Les désordres relevés sur les ouvrages construits sur des pieux en bois (Chapitre III, § 2.1)
nécessitent divers travaux de renforcement des fondations. Ces travaux consistent
principalement en la reprise en sous œuvre du massif de fondation par micropieux ou par
injection de coulis (Tableau 8 en Annexe B) :
• La reprise en sous-œuvre des fondations par micropieux est effectuée dès lors qu’un
défaut de portance est avéré. Il se traduit généralement par le tassement (ou même le
déversement) des piles ou des culées. L’augmentation des charges de trafic sur l’ouvrage
en est généralement la principale cause.
En 1995, l’effondrement du talus au voisinage d’une des piles du pont de pierre à
Bordeaux a entraîné un dégarnissage de la première rangée de pieux sur toute leur hauteur
et sur le tiers de la face aval du massif de fondation. Les tassements des piles du pont ont
été stabilisés en exécutant des travaux de reprise en sous-œuvre par micropieux. Cette
méthode a été adoptée dans la mesure où elle permettait de minimiser les perturbations au
niveau de la structure existante. Le nombre de micropieux a été limité à 16 par piles (deux
files de huit micropieux). Chaque micropieu reprenait une charge de 1,5 MN et possédait
une longueur d'encastrement de 9 m dans les marnes calcaires. Une protection partielle de
l'ouvrage contre les affouillements a également été mise en place en reconstituant un talus
entre le massif en maçonnerie et le fond de la fosse, profilé avec des enrochements et un
matelas de gabions (Bustamante et al., 1999).
Les tassements du pont Eiffel sur la Dordogne ont été également stabilisés en renforçant
l’assise de la culée par des micropieux ;
• La reprise du massif de fondation par injection est réalisée lorsque des vides se forment
entre le sol et les éléments en bois de la fondation. Par exemple, les piles du pont de
Beaugency ont été perforées à partir du tablier. Les vides situés sous le platelage ont été
comblés par injection quasi-gravitaire d’un mortier. Des enrochements avaient été
préalablement coffrés avec du béton coulé (Figure II-41) (Waschkowski, 1979).
Figure II-41. Perforation d’une pile du pont de Beaugency à partir du tablier pour remplissage des cavités
(Waschkowski, 1979)
96
Cette méthode de renforcement a été également mise en œuvre pour combler les vides
entre le platelage et les têtes des pieux sous les piles du pont de Saumur, ou entre les
alluvions et la maçonnerie des piles du pont de l’Arnon (Tableau 8 en Annexe B).
Enfin, une partie du platelage des fondations des piles du pont Georges V sur la Loire,
détruite au cours de la seconde guerre mondiale, a été remplacée par une semelle en béton
armé. Du coulis de béton a été injecté au niveau des pieux en bois affouillés afin de
combler les vides et de solidariser les têtes des pieux à la maçonnerie.
Le coût élevé des méthodes de renforcement des fondations (installation de chantier,

reconnaissance par plongée subaquatique, perforation de la maçonnerie, instrumentation et
suivi des mesures à long terme) ont conduit certains maîtres d’ouvrage à remplacer les pieux
en bois par des pieux en béton. Ainsi, au cours des dernières années, lors de la reconstruction
des barrages fluviaux sur l’Yonne, les pieux en bois de fondation ont été substitués à des
pieux en béton. Le Grand Port Maritime de Rouen a également remplacé les pieux en hêtre
présentant un état de dégradation avancé et situés sous les quais (Chapitre I, § 1.3.2.2) par des
pieux en béton.
La partie 2 de ce chapitre a mis en évidence l’importance des fondations dans l’origine des
désordres relevés sur les ouvrages. Ces désordres résultent principalement des phénomènes
d’affouillement.
L’état de dégradation des éléments en bois des fondations (pieux, grillage, platelage) de ces
ouvrages doit également être évalué afin de prévenir tout dommage. A cet effet, la partie 3 de
ce chapitre présente un guide d’inspection des fondations en bois des ouvrages.
3 Guide d’inspection des fondations en bois des ouvrages

On a vu, dans le Chapitre I, § 1.3.3.2, que les Pays-Bas possédaient de nombreux ouvrages
bâtis sur des pieux en bois : la géologie du sol et le niveau d’eau de la nappe proche du terrain
naturel on été à l’origine de l’utilisation régulière, jusqu’aux temps présents, de cette
technologie de pieux. On rappelle que 200000 pieux en bois ont été battus annuellement aux
Pays-Bas ces dernières décennies lors de la construction de routes, de bâtiments agricoles, de
maisons et de centres sportifs (Reynolds et Bates, 2009).
En 2003, la commission professionnelle hollandaise a rédigé un protocole d’inspection des

fondations en bois des bâtiments. Ce protocole, du domaine public, est régulièrement mis en
pratique aux Pays-Bas dans la mesure où la loi hollandaise impose qu’un diagnostic des pieux
en bois soit réalisé dès lors que la structure d’une maison est modifiée (agrandissement,
création d’un garage) ou lorsque le propriétaire d’un immeuble souhaite vendre un étage.
Ce protocole contient une méthodologie d’analyse et détaille les différentes étapes du
diagnostic des fondations.
97
3.1 Présentation du guide d’inspection des fondations

Ce paragraphe reprend les différentes étapes de l’inspection des fondations en bois établies
dans le protocole hollandais. L’intégralité de ce protocole est présentée en Annexe C. Les
illustrations proviennent d’un diagnostic de fondations en bois réalisé dans la banlieue
d’Amsterdam en 2010.
3.1.1 Fouille et classification du sol

La fouille est réalisée autour de la fondation (Figure II-42a) et doit posséder un rayon
supérieur à 1 m. Les pieux sont déterrés sur les 50 premiers centimètres. Un système de
pompage est mis en place afin de rabattre le niveau de la nappe pendant la durée de
l’opération (Figure II-42b et Figure II-42c).
Le sol prélevé au cours de l’excavation est classifié. Les variations du niveau d’eau de la
nappe sont également relevées.
(a) (b) (c)

Figure II-42. Vue d’ensemble d’une maison inspectée aux Pays-Bas (a), système de pompage (b) et inspection
des fondations (c)
3.1.2 Géométrie de la fondation

Les mesures suivantes sont relevées : diamètre du pieu, distance entre les pieux, épaisseur de
la maçonnerie et du béton, hauteur du dé en béton entre les têtes des pieux et la maçonnerie,
épaisseur et largeur des longrines, profondeur de la fondation par rapport au terrain naturel,
niveau des eaux souterraines, déformation des longrines entre les têtes des pieux, inclinaison
des pieux par rapport à la verticale (Figure II-43).
Connexion
en béton
Connexion
en béton
Pieu en
bois
Pieu en
bois
Figure II-43. Pieu en bois et connexion en béton
98
3.1.3 Qualité du béton et de la maçonnerie

L’état de la maçonnerie et du béton est décrit visuellement. Aucun échantillon n’est prélevé.
Les fissures, les déformations de la maçonnerie, du béton, ainsi que la qualité de l’assemblage
sont relevées. Des photos de l’ensemble de la fondation et de son état de dégradation éventuel
(fissures, dégradation du bois et de la maçonnerie) doivent être également prises.
3.1.4 Tests de poinçonnement à l’aiguille et prélèvements d’échantillons

L’état de dégradation de la fondation en bois est déterminé à partir de mesures de
poinçonnement d’une aiguille assimilable à une aiguille Proctor (Figure II-44a), de 5 cm de
longueur et 5 mm de diamètre (fabricant Profound). Le ressort situé dans l’appareil est
comprimé puis relâché. L’aiguille pénètre dans le bois lors de son relâchement et la valeur de
la mesure est conservée sur l’indicateur.
Les poinçonnements sont effectués à une distance de 15 cm sous la connexion entre les pieux
et les dés en béton. Trois mesures sont réalisées par pieu. La longueur de pénétration de
l’aiguille dans le bois est relevée sur l’indicateur, puis reportée sur l’abaque présenté sur la
Figure II-44b.
Pénétration (mm)
(a) (b)
Diamètre du pieu (mm)
Figure II-44. Aiguille (a) et abaque permettant d’estimer l’état de dégradation du bois (b)
L’abaque de la Figure II-44, mettant en rapport la profondeur de pénétration de l’aiguille avec

le diamètre du pieu, comporte quatre zones distinctes :
• Zone I : Le bois n'a subi aucune dégradation. Il n'est donc pas nécessaire de prélever
d'échantillon ;
• Zone II : La faible dégradation du bois n'a aucune influence sur la résistance mécanique
du pieu. Le prélèvement d'échantillon n'est pas nécessaire. Une recherche sur l'origine des
dommages et de la dégradation du bois dans le temps peut néanmoins être effectuée ;
• Zone III : L’état de dégradation nécessite des prélèvements d’échantillons de bois. Les
carottes prélevées sont analysées par la suite en laboratoire ;
• Zone IV : Cette zone correspond à un pieu fortement dégradé. Sa résistance mécanique est
considérée comme faible. Les prélèvements d’échantillons sont obligatoires.
Les échantillons de bois sont prélevés à l’aide d’un carottier (de marque Le Besson) de 30 cm
de longueur et 7 mm de diamètre intérieur (Figure II-45a). Le nombre de carottes est évalué
99
par l’opérateur réalisant l’inspection en fonction de l’état de dégradation des pieux (Figure
II-45b).
Figure II-45. Carottier (a) et prélèvement d’échantillon à l’aide du carottier (b)
3.2 Application du protocole à un cas pratique : le viaduc des cent arches

Ce protocole a été appliqué lors de l’inspection des fondations en bois du viaduc ferroviaire
des cent arches situé dans la palue d’Arveyres, à proximité de Libourne (33). Les objectifs de
l’inspection étaient, d’une part, de déterminer et de caractériser l’état de dégradation des
éléments en bois des fondations de ce viaduc (platelage, grillage, pieux) et d’autre part, de
valider le protocole d’inspection pour compléter le référentiel et donner un avis sur l’état des
fondations.
3.2.1 Présentation du viaduc et de la zone de travail
3.2.1.1 Description de l’ouvrage et de ses fondations

L'ouvrage est un viaduc en maçonnerie, situé dans la palue d’Arveyres sur la ligne n° 570 000
de Paris à Bordeaux, au Pk 550 + 433 (Figure II-46a). Ce viaduc, dont la construction
remonte à 1846-1850, est composé de 100 arches, de 10 m d’ouverture et fondées sur des
pieux en bois. D’après les documents d’archives, l’épaisseur et la largeur des piles valent
respectivement 1,70 m et 8 m (Figure II-46b).
100
Libourne
Dordogne
Viaduc
(a) (b)
Figure II-46. Localisation du site (a) et vue de l’ouvrage (en direction de Bordeaux) (b)
3.2.1.2 Coupe géologique du site

L’ouvrage est localisé dans une plaine alluviale, ancien méandre de la Dordogne. D’après les
relevés piézométriques réalisés lors de la reprise de l’ouvrage en 1993-1994 et fin 2011, la
nappe se situe à environ 2 m sous le terrain naturel. Deux piézomètres sous les arches n° 79 et
n° 90 indiquaient, fin 2011, des profondeurs du niveau d’eau sous le terrain naturel
respectivement égales à 1,37 m et 1,96 m.
La Figure II-47 présente la coupe géologique du terrain au droit d’une pile (numéro inconnu).
Cette coupe, établie à partir des plans d’archives, a été modifiée en fonction des relevés
topographiques effectués sur le terrain en 2011.
0
Terre végétale 1,6 m
Vase
4,50 m
Sable mêlé de vase et gravier

5,75 m
Gravier peu compact 6,25 m
Gravier dur
Figure II-47. Coupe géologique du site
3.2.1.3 Caractéristiques des fondations

D’après les documents d’archives (Figure II-48), les fondations de chaque pile seraient
constituées d’un platelage en bois (pin) de 8 cm d’épaisseur situé à 2 m sous le terrain naturel
de l’époque (1850). Le platelage reposerait sur un grillage en bois de 25 cm d’épaisseur. La
largeur des longrines et des traverses serait égale à 30 cm. Le grillage serait fixé à 4 rangées
de 11 pieux de 30 cm de diamètre et 5,20 m de longueur. Les pieux seraient espacés
101
longitudinalement de 80 cm et transversalement de 1,1 m. La tête des pieux serait située dans

les vases à 2,3 m de profondeur et leur pointe encastrée dans les graviers durs.
(a)
(b)
Figure II-48. Coupe longitudinale des fondations (a) et vue en plan des fondations (b) (plans d’archives)
3.2.2 Phasage des travaux
3.2.2.1 Choix de la zone de fouille

La fouille a été réalisée sous l’arche n° 87 du viaduc. Cette arche a été retenue pour effectuer
les travaux car elle était facile d’accès pour la pelle mécanique et sa structure ainsi que celles
des piles et arches l’encadrant (n°88 et n°86) ne présentaient, d’après les précédents rapports
d’inspection, que des désordres minimes au niveau de la voute (Figure II-49).
Figure II-49. Photos de la pile n°87 (a) et de l’arche n°87 (b)
Des travaux de débroussaillage ont été préalablement réalisés sous l’arche n° 87 afin de
dégager le terrain pour les travaux de fouille et d’établir une zone de dépôt temporaire des
déblais.
102
3.2.2.2 Réalisation de la fouille et description des fondations

Les mesures relevées sur site fin 2011 ont montré que le terrain naturel était situé à 70 cm
sous la naissance des voûtes, et non à 1,90 m comme l’indiquaient les plans d’archives du
projet datés de 1850 (Figure II-51).
Le terrain a été excavé sur 3,70 m de hauteur au droit de la pile. Les pentes de la fouille
étaient de l’ordre de 3 : 2 (Figure II-50a et b). L’objectif initial de la fouille était de déterrer
trois têtes de pieux sur une hauteur de 70 cm. Le niveau de la nappe se situant à 2,50 m sous
le terrain naturel, un système de pompage a été mis en place afin de le rabattre au maximum
(Figure II-51c).
Figure II-50. Réalisation de la fouille (a et b) et système de pompage (c)
La Figure II-51a présente une coupe transversale de la fondation de la pile n° 87 avec les
profondeurs du platelage, du grillage et des pieux en bois déterminées à partir des plans
d’archives (en noir). La hauteur du terrain naturel, ainsi que les dimensions des éléments en
bois (grillage, pieux) ont été relevées lors de la réalisation de la fouille (en rouge). La Figure
II-51b présente un zoom du grillage et des pieux.
Zoom
(a) (b)
1
Figure II-51. Coupe de terrain au droit de la pile n°87 (a) et zoom sur le platelage, le grillage et les pieux (b)
La Figure II-51 montre que les dimensions inscrites sur les plans d’archives datés de 1850
diffèrent peu des mesures relevées sur site, attestant ainsi de leur fiabilité. Cependant, le
nombre de rangées de pieux par pile n’a pas pu être vérifié. Le platelage en bois situé sous la
maçonnerie (Figure II-51b) n’était pas accessible.
La Figure II-52 présente une vue de face de la fondation (a) comportant les mesures relevées
sur site, ainsi que trois photos de la fondation (b, c et d).
103
Figure II-52. Vue de face de la fondation (a) et photos prises sur sites (b, c et d)
On retrouve, sur la Figure II-51 et la Figure II-52, les caractéristiques des fondations
constituées de pieux en bois surmontés d’un grillage et d’un platelage. Les pieux en bois et les
traverses du grillage ont été solidarisés avec des accroches (Figure II-52d).
3.2.3 Résultats et analyses des mesures

Des mesures de poinçonnement à l’aiguille ont été réalisées sur les traverses et longrines du
grillage ainsi que sur les pieux (Figure II-53).
Ces tests ont été complétés par des prélèvements de carottes (notés SC sur la Figure II-53) sur
les trois éléments, analysées par la suite dans un des laboratoires de l’ENSTIB.
104
Figure II-53. Plan d’implantation des tests de poinçonnement à l’aiguille et des prélèvements des carottes
23 mesures de poinçonnement à l’aiguille ont été réalisées et 8 carottes prélevées. Les

résultats des mesures et de l’analyse des carottes sont présentés par la suite.
3.2.3.1 Résultats des tests de poinçonnement

Les résultats des mesures présentées sur la Figure II-53 ont été reportés sur l’abaque du
protocole d’inspection hollandais (Figure II-54).
60 Poinçonnement pieu
Poinçonnement longrines
Poinçonnement traverses verticalement
50 Poinçonnement traverses longitudinalement
Enfoncement (mm)
40 Zone IV
Zone III
30
20
Zone II
10
Zone I
0
100 120 140 160 180 200 220 240 260 280 300 320 340 360
Diamètre pieu (mm)
Figure II-54. Compilation des mesures de poinçonnement sur l’abaque du protocole d’inspection hollandais
105
Au vu des résultats présentés sur la Figure II-54, les mesures d’enfoncement de l’aiguille
réalisées sur le pieu et les longrines se situent dans les zones I et II. Ces résultats permettent
d’affirmer que ces deux éléments ne sont pas (ou peu) dégradés.
A l’inverse, les résultats des poinçonnements effectués sur les traverses diffèrent en fonction
de la direction des mesures : les mesures réalisées verticalement se situent dans les zones I et
II (seule une mesure se situe dans la zone III) et laissent penser que le bois n’est pas (ou peu)
dégradé. Les mesures effectuées longitudinalement se situent majoritairement dans la zone III,
caractéristique d’un bois dégradé.
Cette campagne d’essais montre donc que le pieu et les longrines du grillage ne sont pas (ou
peu) dégradés, contrairement au bois des traverses, dont l’état de dégradation est variable
selon la direction des mesures.
Les différences observées lors des mesures de poinçonnement sur les traverses pourraient être
dues à l’équarrissage des traverses, dont l’épaisseur d’aubier diffère dans les directions
longitudinale et transversale. Cependant, le protocole s’appliquant sur l’axe radial des pieux
en bois, les autres configurations (mesures de poinçonnement sur les traverses et les
longrines) sont probablement moins bien cernées par l’abaque.
Ces résultats ont été complétés par l’analyse des carottes en laboratoire, dont les principaux
résultats sont détaillés dans le Chapitre II, § 3.2.3.2.
3.2.3.2 Résultats des analyses des carottes

Six des huit carottes prélevées sur le bois des fondations (Figure II-53) ont été analysées : les
carottes SC1 et SC6 sur les traverses, les carottes SC3 et SC4 sur les longrines et SC7 et SC8
sur le pieu.
Les analyses ont consisté en des observations en microscopie électronique à balayage (MEB)
et microscopie optique, des mesures d’infradensité et des mesures d’activités enzymatiques.
Les résultats présentés par la suite ont été repris du rapport rédigé par Besserer et Trouy,
(2013).
Observations en Microscopie Electronique à Balayage (MEB) et microscopie optique

Le bois des pieux (carottes SC7 et SC8) n’a pas été dégradé au niveau anatomique. Aucune
présence de micro-organisme n’a été décelée (Figure II-55a).
Au contraire, le bois des longrines (carottes SC3 et SC4) a été très dégradé au niveau
anatomique (Figure II-55b). La fissuration des parois en attestent. Des développements
filamenteux ont été observés et pourraient correspondre à des bactéries. Enfin, aucun
développement fongique n’a été décelé.
Le bois des traverses dans la direction longitudinale (carotte SC6) a été peu dégradé au niveau
anatomique (Figure II-55c), contrairement au bois dans la direction verticale (carotte SC1)
(Figure II-55d). Les parois ont été érodées en surface et creusées en tunnels. Aucun
développement fongique n’a été détecté, mais des bactéries se sont probablement
développées.
106
(a) (b) (c) (d)
Coupe transversale Coupe transversale Coupe transversale Coupe transversale

Carotte SC7 (pieu) Carotte SC3 (grillage) Carotte SC6 (platelage) Carotte SC1 (platelage)
Direction horizontale Direction verticale
Figure II-55. Coupe transversale des carottes SC7 (a), SC3 (b), SC6 (c) et SC1 (d)
Mesures d’infradensité
L’infradensité est le rapport de la masse anhydre sur le volume saturé. Elle donne des valeurs
comparatives entre les trois éléments en bois (Tableau II-4).
Tableau II-4. Mesures d’infradensité des prélèvements

Eléments Carottes Infradensité (kg/m3)
SC7 544
Pieu
SC8 402
SC3 223
Longrines
SC4 286
SC1 213
Traverses SC5 249
SC6 457
Les mesures d’infradensité présentées dans le Tableau II-4 ont corroboré les observations
faites au microscope :
• Les prélèvements du bois des pieux ne présentent pas de dégradation notable ;
• Les prélèvements du bois des longrines présentent un état de dégradation important ;
• Le bois des traverses présente des états de dégradation variables selon les prélèvements.
Mesures d’activités enzymatiques

Les activités enzymatiques sont responsables de la dégradation des constituants du bois
comme la cellulose et la lignine. Elles sont déterminées par dosage colorimétrique. Les
résultats des mesures d’activités enzymatiques sont les suivants :
• L’activité de dégradation est élevée dans l’échantillon SC5 (traverses), mais n’est pas
significativement différente des valeurs obtenues pour les autres échantillons et résulte
probablement d’une attaque bactérienne ;
• De faibles activités enzymatiques ont été mesurées dans les échantillons les plus dégradés
au niveau anatomique (carottes SC1 et SC3). Le développement des agents biologiques y
a été probablement ralenti du fait de la diminution des ressources disponibles ;
• Enfin, aucune activité de dégradation significative n’a été mesurée sur les échantillons
prélevés sur les pieux (SC7 et SC8).
107
En conclusion, les mesures d’activités enzymatiques ont conforté les observations de la

microscopie et les mesures d’infradensité. Elles ont permis d’exclure une attaque fongique des
pieux. Néanmoins, une activité bactérienne soutenue pendant un temps long a pu aboutir à
une dégradation significative du bois. Cette dégradation s’est traduite par une perte de densité
et donc de résistance mécanique. Elle a été observée sur les prélèvements des traverses et des
longrines, mais pas sur ceux des pieux. Les pieux étant profondément enfouis, ils ont été sans
doute soumis à un environnement différent et moins destructeur.
Enfin, les analyses des échantillons en laboratoire ont également montré qu’il n’existait plus
d’activité biologique (activité enzymatique) dans les carottes prélevées sur les longrines et les
pieux. Les dégradations de ces éléments en bois ont donc été antérieures à 2012 (année du
prélèvement).
Les résultats des analyses des carottes ont donc permis d’apporter des résultats
complémentaires aux mesures de poinçonnement. Les pieux en bois ne sont pas dégradés. A
l’inverse, les longrines et les traverses présentent des états de dégradation avancés.
3.2.3.3 Conclusions de l’étude

Les conclusions de l’inspection des fondations en bois du viaduc sont les suivantes :
• Cette étude a permis, d’une part, d’appliquer le protocole d’inspection des fondations en
bois. Les mesures de poinçonnement à l’aiguille permettent d’évaluer l’état de
dégradation du bois. Les prélèvements et les analyses des carottes permettent
d’approfondir ces résultats et de déterminer plus précisément l’état de dégradation du
bois ;
• Les pieux en bois du viaduc des cent arches sont pérennes. Le grillage présente un état de
dégradation avancé. Néanmoins, les risques de ruine de l’ouvrage par rupture du grillage
sont faibles dans la mesure où les dégradations biologiques des traverses et des longrines
sont antérieures à l’auscultation des fondations. Une surveillance de l’ouvrage à long
terme (analyse des fissures de la maçonnerie, déchaussements de blocs, pose éventuelle
d’inclinomètre) et du drainage des parcelles agricoles mitoyennes qui pourrait provoquer
un rabattement de la nappe et une reprise des dégradations est néanmoins recommandée.
108
Conclusion
L’étude des méthodes de construction des fondations sur pieux bois des ouvrages d’art
routiers en France a permis de montrer qu’elles avaient évolué au cours des siècles :
• De nombreux ponts fondés sur des pieux en bois ont été datés de l’époque romaine.
L’époque du Moyen-Âge a été marquée par une disparition progressive des savoirs et des
méthodes de construction acquis pendant près de sept siècles ;
• Les méthodes de construction des fondations à l’époque de la Renaissance étaient
principalement empiriques ;
• Les traités rédigés à l’époque moderne ont défini des critères relatifs au choix des types de
fondations (profondes ou superficielles) en fonction de la nature des terrains. A cette
époque, les fondations profondes étaient principalement constituées de pieux en bois,
sous-jacents à un grillage et à un platelage. Les caissons immergés étaient également
utilisés lorsque la hauteur d’eau était importante ;
• Enfin, les premières utilisations du béton dans les fondations sont datées de l’époque
industrielle. Le grillage, puis le platelage ont été successivement remplacés par ce
matériau. Cette époque a également été marquée par un déclin progressif de l’emploi des
pieux en bois et l’émergence de nouveaux types de pieux, principalement les pieux
métalliques et les pieux en béton.
Cet état de l’art, qui s’est intéressé uniquement au patrimoine routier, a permis d’identifier
une centaine de ponts construits sur des pieux en bois entre le Moyen-Âge et l’époque
industrielle. Ces ponts sont principalement situés dans les bassins versants des fleuves. Peu
d’ouvrages antérieurs à l’époque moderne sont parvenus jusqu’à nous. 47 ouvrages routiers
bâtis sur des pieux en bois sont actuellement en service, 27 ont été détruits. Le manque
d’information n’a pas permis d’identifier l’état actuel de 14 ponts routiers.
Les causes à l’origine de la destruction de ces ponts sont multiples : embâcles, faits de guerre,
affouillement des fondations, etc.
La liste des ouvrages étudiés est loin d’être exhaustive. Il en existe probablement des dizaines
supplémentaires sur le territoire, mais le manque d’information, la multiplicité des
gestionnaires et l’absence de base de données nationale n’ont pas permis de les identifier. Le
travail entrepris pourrait être également complété par des recherches sur les fondations en bois
des ponts ferroviaires, des bâtiments et des monuments afin de compléter le référentiel.
La deuxième partie de ce chapitre a présenté les désordres (et leurs origines) observés sur les
ponts fondés sur des pieux en bois :
• Le creusement intensif du fond des cours d’eau peut entraîner une modification et une
évolution de leur profil en long. Le phénomène d’affouillement général des fondations
peut se produire en période de crue ;
• Le phénomène d’affouillement localisé au droit des piles conduit à des désordres au
voisinage de l’ouvrage ;
109
Les désordres observés sur ces ouvrages résultent principalement de la désorganisation des
massifs d’enrochements, de la formation de cavités, de la détérioration du platelage et du
dégarnissage des pieux.
Les méthodes de renforcement des fondations sur pieux bois consistent en :

• la reprise du massif de fondation par injection, principalement mise en œuvre pour
combler les vides sous les fondations ;
• la reprise des fondations en sous-œuvre par micropieux afin de limiter les tassements suite
à un défaut de portance ;
La troisième partie du chapitre a détaillé un protocole d’inspection des fondations en bois

élaboré aux Pays-Bas. La réalisation d’une fouille puis les mesures de poinçonnement à
l’aiguille et les prélèvements de carottes permettent d’évaluer l’état de dégradation de ces
fondations.
Ce guide a été appliqué lors de l’inspection des fondations du viaduc des cent arches dans la
palue d’Arveyres. Le grillage et un pieu d’une des piles ont été mis à nus. Cette étude a
montré que les pieux en bois du viaduc étaient pérennes, mais que le grillage présentait un état
de dégradation avancé. Le protocole et sa mise en pratique ont par ailleurs été validés.
Après avoir étudié dans le Chapitre I les propriétés mécaniques du bois et la mise en œuvre
des pieux par battage dans le sol, dans le Chapitre II l’ensemble des ouvrages français fondés
sur des pieux et une méthodologie d’analyse des fondations, le Chapitre III de ce manuscrit
présente les propriétés de résistance de l’interface entre le bois et le sol.
110
Chapitre III. Caractérisation de l’interface matériau-sol par des essais de cisaillement
Chapitre III. Caractérisation de l’interface matériau-sol par

des essais de cisaillement en laboratoire
Introduction
Le dimensionnement des fondations profondes nécessite de s’intéresser aux problèmes de

contact entre les matériaux et le sol encaissant. Les propriétés de résistance de l’interface
matériau-sol dépendent du type de matériau, de la nature du sol et peuvent être caractérisées
au moyen d’essais en laboratoire ou d’essais in situ.
Boulon, (1988), cité par Rouaiguia, (2010) a montré que le comportement de l’interface entre
un sable et un pieu dépendait principalement de la densité du sable et des phénomènes de
contractance et de dilatance associés. Le développement des contraintes de cisaillement dans
une fine couche de sable à l’interface assure le transfert de la charge du pieu vers le sol.
Dans le cas des sols cohérents, le comportement d’interface entre un matériau et un sol
cohérent est différent et est l’objet de l’étude présentée dans ce chapitre.
Le terme « matériau » employé par la suite fait référence au bois, au béton et à l’acier.
Les propriétés de résistance de l’interface entre les sols cohérents et les matériaux ont été
étudiées à partir des résultats d’essais à la boîte de cisaillement direct. Les principaux
objectifs de cette campagne étaient de :
• modifier la boîte de cisaillement normalisée et réaliser des essais de cisaillement
d’interface entre le sol et cinq matériaux ;
• déterminer l’effet de la rugosité des matériaux et de la teneur en eau du sol sur les
propriétés de résistance d’interface (résistance au cisaillement, angle de frottement,
cohésion) ;
• caler des lois de comportement théoriques sur les courbes expérimentales liant la
contrainte de cisaillement d’interface au déplacement tangentiel.
Des essais de cisaillement à la boîte de cisaillement direct normalisés ont été également
effectués et avaient pour objectif principal d’étudier l’influence de la teneur en eau du sol sur
ses propriétés de résistance.
Ce chapitre est divisé en quatre parties.
La première partie comprend une synthèse bibliographique des résultats d’essais de

cisaillement d’interface entre différents matériaux et des sols de natures diverses.
111
La seconde partie du chapitre décrit le protocole expérimental mis en œuvre lors de la

campagne d’essais en laboratoire. Les matériaux et le sol utilisés sont présentés ainsi que les
conditions d’essais et les modifications apportées à la boîte de cisaillement direct normalisée.
Les résultats des essais réalisés aux boîtes de cisaillement direct normalisée et modifiée sont
analysés dans la troisième partie. L’influence de la rugosité des matériaux et de la teneur en
eau du sol sur les propriétés de résistance d’interface est détaillée et comparée aux résultats
publiés dans la littérature.
Enfin, la quatrième partie de ce chapitre présente deux lois de comportement d’interface

associant la contrainte de cisaillement d’interface au déplacement tangentiel. Ces lois, calées
sur les courbes expérimentales obtenues en laboratoire, sont décrites d’une part, par une loi de
type exponentiel, et d’autre part par une loi de forme trilinéaire.
112
1 Synthèse bibliographique
1.1 Caractérisation de l’interface matériau-sol
1.1.1 Nature des interactions à l’interface

Le cisaillement à l’interface entre un sol et un matériau conduit, d’une part, au développement
d’états de contraintes dans le sol au contact des aspérités recouvrant la surface du matériau et
d’autre part, à l’apparition d’un écoulement plastique à l’interface (Lambe et Whitman, 1969,
cités par Tan et al., 2008). Les déformations se concentrent dans une fine couche de sol
(sable), qualifiée de couche d’interface, dont l’épaisseur atteint la taille de quelques grains
(Unterreiner, 1994). La phase de cisaillement modifie les contraintes dans cette couche et
entraîne la rupture puis la formation de nouvelles liaisons entre le sol et le matériau (Tan et
al., 2008).
1.1.2 Adhérence et angle de frottement à l’interface

Zimnik et al., (1999) ont donné deux définitions différentes du terme d’adhérence c’a, qu’ils
ont qualifié « d’idéale » et de « pratique » :
• Idéalement, l’adhérence correspond à la force réversible nécessaire d’une part, pour
séparer une unité de surface entre deux matériaux différents et d’autre part, pour obtenir
cette même unité de surface sur chaque matériau. Elle est associée aux interactions
thermodynamiques et aux forces de Van der Waals entre ces deux surfaces ;
• L’adhérence dite « pratique » est la force (ou contrainte) appliquée à l’interface liant deux
corps distincts sans les séparer. Cette définition fait référence aux interactions
thermodynamiques et physiques, aux liaisons chimiques et au processus de cimentation.
Elle correspond à la force (ou contrainte) appliquée parallèlement ou perpendiculairement
à la direction de cisaillement pour séparer un matériau d’un sol (Figure III-1).
Contrainte
c’a,parallèle
c’a,perpendiculaire
Figure III-1. Définition de l’adhérence (modifié d’après Zimnik et al., 1999)
113
Le frottement entre un matériau et un sol est défini comme la transmission des contraintes de
l’un vers l’autre à travers la surface de contact (Potyondy, 1961).
Les travaux menés par Bowden et Tabor, (1950), cités par Kooistra et al., (1998) ont montré
que l’évolution de l’angle de frottement d’interface entre l’acier et l’argile était fonction de la
surface de contact dite « réelle » (à l’opposé « d’apparente ») (Figure III-2). Cette surface
augmente sous l’effet des contraintes normales et de la déformation plastique de l’argile. Elle
dépend de la rugosité de l’acier, de la forme, de la taille et de la microstructure de l’argile.
L’augmentation de la contrainte normale conduit à une réorientation des feuillets d’argile
parallèlement à la surface de contact. Cette réorientation augmente l’adhérence et diminue
l’angle de frottement à l’interface. L’évolution de la résistance au cisaillement en fonction de
la contrainte normale est alors parabolique (Figure III-2).
En supposant que la résistance au cisaillement à l’interface est proportionnelle à la surface de
contact réelle, l’angle de frottement est constant et le critère de Mohr-Coulomb peut
s’appliquer (Chapitre III, § 1.1.3).
Surface de contact
« apparente »
Figure III-2. Evolution de la résistance au cisaillement à l’interface en fonction de la contrainte normale

(modifié d’après Kooistra et al., 1998)
1.1.3 Rupture à l’interface matériau-sol et critère de Mohr-Coulomb
1.1.3.1 Critère de Mohr-Coulomb à l’interface matériau-sol

En mécanique des sols, le critère de Mohr-Coulomb associe la résistance au cisaillement d’un
sol saturé 4max à la contrainte normale appliquée 3’n :
τ max = c '+ σ n' tan ϕ ' (3)
c’ et 2’ représentent respectivement la cohésion effective et l’angle de frottement interne

effectif du sol.
Suite à la réalisation d’essais de cisaillement d’interface entre des matériaux et des sols de
natures différentes, Potyondy, (1961) a modifié le critère de Mohr-Coulomb et introduit deux
coefficients fa et f2 relatifs à la diminution de la cohésion et de l’angle de frottement à
l’interface matériau-sol :
τ max,int erface = f a c ' + σ n' tan( fϕϕ ' ) = ca' + σ n' tan δ ' (4)
114
c’a et 1’ représentent respectivement l’adhérence (Chapitre III, § 1.1.2) et l’angle de

frottement d’interface.
Enfin, lors d’essais de cisaillement entre un limon non saturé et l’acier, Miller et Hamid,
(2006) ont modifié le critère de rupture d’un sol (non saturé) établi par Fredlund et al., (1978),
cités par Hossain et Yin, (2012) selon la relation suivante :
τ max,int erface = ca' + (σ n − uaf ) tan δ ' + (ua − uw ) f tan δ b (5)
Avec uaf la pression d’air dans les pores à la rupture, (ua − uw ) f la matrice de succion à la
rupture et δ b l’angle de frottement relatif à l’augmentation de la résistance au cisaillement
résultant de la succion dans le sol.
Dans la suite du Chapitre III, le critère de Mohr-Coulomb caractérisant la rupture d’un sol
saturé sera étendu à la rupture à l’interface entre un sol non saturé et un matériau.
1.1.3.2 Mode de rupture à l’interface entre un matériau et un sol cohérent

Tsubakihara et Kishida, (1993), cités par Zimnik et al., (1999) ont défini trois modes de
rupture à l’interface entre un matériau et un sol cohérent (Figure III-3) :
• 1er mode : La rupture a lieu à l’interface. La relation entre la résistance au cisaillement et

la contrainte normale suit le critère de Mohr-Coulomb :
τ max,int erface = c 'a + σ ' n tan δ ' (6)
La résistance au cisaillement d’interface est inférieure à la résistance au cisaillement interne

du sol cohérent. Ce mode de rupture se produit quand la rugosité du matériau est faible
(Zimnik et al., 1999), ou lorsque le sol cohérent se comporte comme un matériau « quasi-
solide » et « dur » (Shakir et Zhu, 2009) ;
• 2ème mode : Si l’adhérence (Zimnik et al., 1999) ou la résistance au cisaillement

d’interface (Kooistra et al., 1998) est supérieure ou égale à la résistance au cisaillement
interne du sol cohérent, la rupture se produit dans le sol et une fine couche reste collée au
matériau (Kooistra et al., 1998). Le critère de rupture de Mohr-Coulomb est de la forme :
τ max = c ' + σ 'n tan ϕ ' (7)
Ce mode de rupture se produit si la surface du matériau est rugueuse, ou si le sol cohérent,

dont la teneur en eau est élevée, présente une compressibilité importante qui augmente la
surface de contact à l’interface (Zimnik et al., 1999) ;
• 3ème mode : Ce mode de rupture ne comporte pas de surface de rupture clairement définie.
La rupture de l’interface entre le sol cohérent et le matériau s’accompagne de
déformations internes au sol. La rugosité du matériau est proche de sa valeur critique
(Zimnik et al., 1999) (Chapitre III, § 1.2.1.4) et le critère de rupture de Mohr-Coulomb est
de la forme :
115
τ max,int erface < c ' a + σ 'n tan δ ' (8)

τ max < c ' + σ ' n tan ϕ ' (9)
Mode n°1 Mode n°2 Mode n°3

Figure III-3. Mode de rupture de l’interface entre un matériau et un sol cohérent (modifié d’après Zimnik et
al., 1999 ; Shakir et Zhu, 2009)
1.2 Facteurs influençant les propriétés de résistance du sol et de l’interface

matériau-sol
Les propriétés de résistance de l’interface entre un sol et un matériau dépendent de nombreux
facteurs.
Les travaux menés par Al-Mhaidib, (2006) et Yoshimi et Kishida, (1993), cités par Lemos et
Vaughan, (2000) ; Uesugi et al., (1988), cités par Lemos et Vaughan, (2000) ont montré que
la résistance au cisaillement et l’angle de frottement d’interface entre un sol frottant et un
matériau étaient fonction de sa rugosité, de la taille et de la forme des grains, de la
composition chimique et de la densité du sable, de la contrainte normale appliquée et de la
vitesse de cisaillement.
Les propriétés de résistance d’interface entre un sol cohérent et un matériau dépendent
principalement de l’état de consolidation et de la teneur en eau du sol (Kooistra et al., 1998 ;
Shakir et Zhu, 2009 ; Harsono, 2011), de la composition et de la méthode de préparation de
l’éprouvette de sol (Kooistra et al., 1998), de la vitesse de cisaillement (Kooistra et al., 1998)
et de la rugosité du matériau (Potyondy, 1961 ; Tsubakihara et Kishida, 1993, cités par
Zimnik et al., 1999).
L’influence de l’état de surface des matériaux et de la teneur en eau du sol sur les propriétés
de résistance d’interface est étudiée par la suite.
116
1.2.1 Etat de surface du matériau
1.2.1.1 Cisaillement des fibres du bois par les particules de sol granulaire
L’état de surface du bois au contact d’un matériau granulaire peut être modifié durant l’essai
de cisaillement si les fibres du bois sont cisaillées par les grains de sol. Les grains s’encastrent
dans le bois et le cisaillement des fibres intervient lorsque leur résistance à l’arrachement est
inférieure à la résistance au cisaillement d’interface entre le bois et le sol. La contrainte de
rupture des fibres augmente par ailleurs avec la charge normale appliquée sur le matériau
(Potyondy, 1961).
1.2.1.2 Rugosité des matériaux

La rugosité d’un matériau caractérise son état de surface. Ses méthodes de calcul sont
principalement détaillées dans des travaux portant sur des essais de cisaillement d’interface
entre l’acier et les sols granulaires (sable). Les comportements d’interface avec les sols fins
(argile) ou intermédiaires (limon) ne sont que rarement abordés.
Pour caractériser l’influence de la rugosité sur les propriétés de résistance de l’interface entre
un matériau et un sol « intermédiaire » comportant à la fois une fraction granulaire et
argileuse, nous avons balayé les travaux effectués sur différentes natures de sols (sable et
argile).
La rugosité d’un matériau peut être déterminée qualitativement, c'est-à-dire par une simple
description visuelle (Tan et al., 2008), ou quantitativement. Les mesures de ce paramètre sont
réalisées parallèlement à la direction de cisaillement (Uesugi et Kishida, 1986). Elle peut être
définie comme :
• la hauteur relative entre le point le plus haut et le point le plus bas d’une surface mesurée
sur une longueur égale à 2,5 mm (notée R2,5) pour le sable (Kishida et Uesugi, 1987) et
0,2 ou 0,8 mm (notées respectivement R0,2 et R0,8) pour l’argile (Tsubakihira et Kishida,
1993, cités par Lemos et Vaughan, 2000) ;
• la moyenne arithmétique des hauteurs des aspérités mesurées à partir d’un plan de
référence et notée Rplan. Ce plan est déterminé arbitrairement ou à partir d’un calcul basé
sur la méthode des moindres carrés (Rouaiguia, 2010 ; Lambert et Nicot, 2010 ; Lemos et
Vaughan, 2000).
Néanmoins, ces définitions ne tenant pas compte du diamètre des particules de sol, Kishida et
Uesugi, (1987) ont défini, à partir de résultats d’essais de cisaillement d’interface entre un sol
granulaire et l’acier, une rugosité normalisée du matériau Rn comme le rapport entre la
profondeur des aspérités mesurée sur une longueur L égale à D50 (notée RD50 ) et ce même
paramètre D50.
RD50
Rn = (10)
D50
117
Cette définition permet de corréler le coefficient de frottement d’interface 9 (défini comme le

ratio entre la résistance au cisaillement d’interface 4max,interface et la contrainte normale 3n) à la
rugosité du matériau sur une large gamme de diamètres de particules.
Manuwa, (2012) a qualifié, à partir d’études menées sur le comportement des interfaces entre
des sols granulaires et des matériaux, leur état de surface en fonction du paramètre D50 du sol
(Tableau III-1).
Tableau III-1. Rugosité d’un matériau (modifié d’après Manuwa, 2012)

Etat de surface du matériau lisse R2,5 << D50
D50 D
Etat de surface du matériau rugueux < R2,5 < 50
10 2
Etat de surface du matériau très rugueux D50 < R2,5
Le Tableau III-2 présente différentes rugosités des matériaux mesurées lors d’essais de
cisaillement en laboratoire ou retenues dans la construction en génie civil.
Tableau III-2. Méthodes de calcul et valeurs de la rugosité

Méthode de calcul de la Valeur rugosité
Etudes Auteurs Matériau / Sol D50 sol (9m)
rugosité (9m)
Lemos et
Acier / Argile 0,185-0,263 10
Vaughan, (2000)
R2,5
Rouaiguia, Acier / Argile 28
3
(2010) Béton / Argile 5,7
Etude en Uesugi et
Acier / Sable 3-43 170-560
laboratoire Kishida, (1986)
Rplan
Kishida et
Acier /Sable 3-200
Uesugi, (1987)
200
Kishida et 3*10-3 –
Acier / Sable Rn
Uesugi, (1987) 120*10-3
Béton lisse 300-1000
Matériaux de
Béton rugueux 1000-3000
construction dans [13] X X
Acier 45-90
le génie civil
Acier galvanisé 150
1.2.1.3 Effet de la rugosité sur la résistance au cisaillement d’interface sol

granulaire-matériau
La résistance au cisaillement d’interface augmente avec la rugosité du matériau. Kishida et
Uesugi, (1987) l’ont montré lors d’essais à la boîte de cisaillement simple entre du sable et de
l’acier (Figure III-4) :
• Lorsque la surface du matériau est lisse, le nombre et le volume des grains déplacés lors
du cisaillement est bien plus faible que si la surface du matériau est rugueuse. Le
réarrangement des grains et les variations volumiques sont donc limités. La surface de
rupture coïncide généralement avec la surface de contact entre le sol et l’acier lisse ;
• Plus la rugosité de l’acier est élevée, plus le pic de la courbe reliant le ratio τ acier − sable σ n
au déplacement tangentiel est prononcé. Un matériau rugueux présente des aspérités de
profondeurs variables dans lesquelles les grains de sol, selon leur taille, peuvent se loger.
Il en résulte une augmentation du volume des grains déplacés (dans le cas d’un sol
118
dilatant). La rupture ne se produit pas à l’interface entre le sol et le matériau, mais dans le
sol. Le pic correspond alors à la création de dilatance dans le sol granulaire.
0,8
0,7
R2,5=46,04m
0,6
1=2interface/3n
0,5
0,4
R2,5=20,54m
0,3
0,2
R2,5=2,44m
0,1
0
0 2 4 6 8 10
Déplacement (mm)
Figure III-4. Evolution du coefficient de frottement 1=2interface/3n en fonction du déplacement (modifié d’après
Kishida et Uesugi, 1987)
1.2.1.4 Rugosité critique

Lors d’essais à la boîte de cisaillement simple ou direct entre un matériau granulaire et l’acier,
Kishida et Uesugi, (1987) ; Uesugi et Kishida, (1986) ont défini une rugosité du matériau
critique Rcritique,matériau (Figure III-5a). Elle correspond à la valeur de la rugosité à partir de
laquelle la résistance au cisaillement à l’interface est totalement mobilisée. Schlosser et
Guilloux, (1981) l’avait préalablement mise en évidence en montrant, sous certaines
conditions relatives à la forme et dimensions des aspérités, que l’angle de frottement à
l’interface entre un sol et un matériau était égal à l’angle de frottement interne du sol.
La campagne d’essais de cisaillement réalisée par Sun et al., (2003) entre l’acier et des sols
argileux a également permis de mettre en évidence cette rugosité critique (Figure III-5b).
1 0,35
R critique,matériau
0,9
Rupture dans le sable 0,3
0,8
0,7 0,25
0,6
4 acier-sable
4acier-sol
0,2
0,5 Acier-Sable (Kishida et Uesugi, 1987)
Sol A : 13,5% sable ; 69,5% limon ; 17% argile (Sun et al., 2003)
0,4 Acier-Sable de Toyoura (Uesugi et Kishida, 1986) 0,15
Sol B : 25% limon ; 75% argile (Sun et al., 2003)
Acier-Sable de Fujigawa (Uesugi et Kishida, 1986)
0,3 Sol C : 1,4% limon ; 98,6% argile (Sun et al., 2003)
0,1
0,2 D50 (sable) = 0,20mm
D50 (sable de Toyoura) = 0,19mm D50 (sol A) = 201m
0,1 0,05 D50 (Sol B) = 41m
D50 (sable de Fujigawa) = 0,17mm
D50 (Sol C) < 11m
0
0 R critique,m atériau
0 25 50 75 100 125 150 175 200
0 10 20 30 40 50 60 70 80 90
R 2,5 (4m) (a) R critique,m atériau R0,8 (4m) (b)
Figure III-5. Evolution du coefficient de frottement d’interface 1 en fonction de la rugosité de l’acier R2,5 (a)
et R0,8 (b) (modifié d’après Kishida et Uesugi, 1987 ; Uesugi et Kishida, 1986 ; Sun et al., 2003)
119
1.2.1.5 Résultats d’études

De nombreuses études visant à étudier l’effet de la rugosité des matériaux sur les propriétés de
résistance d’interface ont été publiées dans la littérature. Le Tableau III-3 en présente
quelques unes avec leurs principaux résultats.
Tableau III-3. Résultats des études sur les propriétés de résistance de l’interface matériau-sol
Auteurs Boîte de cisaillement Matériau/sol Résultats de l’étude
Augmentation de l’angle de frottement
d’interface lorsque le bois est cisaillé
perpendiculairement aux fibres.
1boisE/sable = 35° et 1boisF /sable = 39°
Bois / Sable 1boisE /argile = 11° et 1boisF/argile = 13°
Potyondy, Boîte de cisaillement
Bois / Argile Faible influence de la rugosité de l’acier sur
(1961) direct
Acier/Argile l’angle de frottement d’interface avec l’argile.
1acier lisse/argile (w=22,8%) = 9° (2argile (w=22,8%)=16°)
1acier rugueux/argile (w=22,8%) = 10°
1acier lisse/argile (w=26,1%) = 6° (2argile (w=26,1%)=11°)
1acier rugueux/argile (w=26,1%) = 5°
Influence limitée (voir négligeable) de la
rugosité sur la résistance au cisaillement et la
Essai d’enfoncement contrainte de cisaillement résiduelle d’interface.
Raboudi et El Micropieux en bois
de micropieux en Les rainures des micropieux rugueux sont
Ouni, (1993) / Argile-limon
bois remplies d’argile lors de l’enfoncement. Le
micropieu rugueux se comporte alors comme un
micropieu lisse.
Kishida et Boîtes de Dépendance linéaire entre la rugosité de l’acier
Uesugi, cisaillement simple, Acier / Sable normalisée et la résistance au cisaillement
(1987) direct et annulaire d’interface (RD50<Rcritique,matériau).
La résistance de cisaillement est atteinte pour
des déplacements plus faibles lorsque la
Tan et al., direction du cisaillement est perpendiculaire aux
Acier / Argile
(2008) rainures marquées dans l’acier.
Boîte de cisaillement 1acier rugueux/argile est 54 % plus élevé que 1acier
direct lisse/argile
Rouaiguia, Pas d’influence de la rugosité sur la résistance
Béton / Argile
(2010) au cisaillement d’interface.
Sun et al., Mise en évidence d’une rugosité critique proche
Acier / Sol argileux
(2003) du D50 du sol.
1.2.2 Teneur en eau des sols fins

Ce paragraphe présente l’effet de la teneur en eau sur les propriétés de résistance internes des
sols fins et de l’interface sol fin-matériau.
1.2.2.1 Phénomène de succion dans les sols fins non saturés

L’eau dans les sols non saturés peut être liée, libre ou en équilibre. Lors d’un symposium
consacré aux équilibres et changements d’humidité dans les sols sous les zones couvertes en
1965 (Delage et Cui, 2000), la succion a été définie comme la quantité de travail nécessaire
pour transformer une quantité infinitésimale d’eau depuis un état d’eau pure loin du sol à celui
d’eau interstitielle dans le sol non saturé. Elle représente l’énergie libre dans un sol non saturé
sans contrainte.
120
Lorsque le sol se désature, les rayons de courbure des ménisques capillaires entre les
particules diminuent. Le degré de saturation diminue également et la succion augmente. Elle
est ainsi maximale quand on approche de l’état complètement sec et s’annule lorsque
l’humidité relative du sol atteint 100 %. Selon Vanapalli et al., (1996), la valeur de la succion
dans un sol sec est prise égale à 106 kPa (Figure III-6).
100
90
80
Degré de saturation (%)
70
Séchage du sol
60
50
40
30
Humidification du sol
20
10
0
1 10 100 1000 10000 100000 1000000
Succion (kPa)
Figure III-6. Evolution de la succion dans le sol en fonction de son degré de saturation (modifié d’après
Vanapalli et al., 1996)
1.2.2.2 Formation d’agrégats de particules au contact de l’eau

Dans ses travaux de thèse, Ferber, (2005) a montré qu’un sol fin compacté non saturé pouvait
être décrit comme un assemblage de deux types de particules distincts : des particules non
argileuses, considérées comme inertes, et des particules argileuses. Le mélange de l’eau avec
les particules conduit en premier lieu à la formation d’agrégats argileux, dont les frontières
physiques sont plus ou moins définies. L’eau remplit les plus gros pores lorsque le potentiel
d’adsorption des particules argileuses est compensé. L’eau d’un sol non saturé est donc
localisée dans la fraction argileuse, contenue dans les agrégats.
L’auteur a mis en évidence une différence d’organisation des particules d’argile en fonction
de la teneur en eau. A un faible état hydrique, les particules argileuses sont « individualisées »
et les vides inter-agrégats se distinguent. Tandis qu’à un fort état hydrique, les particules sont
entremêlées les unes avec les autres et laissent apparaître peu de vides.
Selon Delage et al., (1996), cités par Cokca et al., (2004), la formation d’agrégats dépend de
la teneur en eau du limon par rapport à l’Optimum de densité Proctor. Du coté sec de
l’Optimum (w<wOPN), la succion dans le sol conduit à la formation d’agrégats. A l’Optimum
de densité Proctor (w=wOPN), le sol présente moins d’agrégats et une structure qualifiée de
« plus massive ». Enfin, du coté humide de l’Optimum (w>wOPN), le sol possède une structure
« pâteuse » et ne contient plus d’agrégats.
1.2.2.3 Effet de l’eau sur les propriétés de résistance des sols fins
L’eau contenue dans l’argile hydrate les feuillets : elle peut être adsorbée (ou liée), libre ou en
équilibre sous l’action de la gravité et des forces de tension qui se développent à l’interface
eau/air (eau capillaire). Plus la teneur en eau de l’argile augmente, plus la quantité d’eau libre
121
dans les pores est importante. Cette dernière limite les interactions entre les feuillets et lubrifie
la surface des particules (Habib, 1953).
Les travaux menés par Kong et Tan, (2000), cités par Cokca et al., (2004) ont montré que
l’angle de frottement interne de l’argile diminuait avec l’augmentation de la teneur en eau
jusqu’à la limite de plasticité, puis était constant une fois cette limite dépassée.
Selon Cokca et al., (2004), lorsque la teneur en eau de l’argile diminue (avec la condition
w<wOPN), la succion augmente la résistance au glissement des particules (ou agrégats) ainsi
que l’angle de frottement interne. A l’inverse, du coté humide de l’Optimum de densité
Proctor (w>wOPN), l’augmentation de la teneur en eau tend à faire disparaître les agrégats
(Chapitre III, § 1.2.2.2) et à diminuer l’angle de frottement.
Selon Bravo et al., (2012), le mode de rupture de l’éprouvette d’argile lors d’un essai triaxial
dépend de sa teneur en eau. L’eau en faible quantité (w=15 %, wP=25 %) crée un processus de
cimentation (formation d’agrégats) caractérisé par de fortes liaisons inter particulaires. La
rupture de l’éprouvette est qualifiée de « fragile ». Lorsque la teneur en eau de l’argile
augmente (w>15 %), les pores se remplissent d’eau. Des plans de rupture se forment sur de
fines pellicules d’eau et la résistance au cisaillement de l’argile diminue. La rupture de
l’éprouvette est alors qualifiée de « ductile ».
Yusu et Dechao, (1990), cités par Kooistra et al., (1998) ont constaté que la cohésion de
l’argile diminuait exponentiellement avec l’augmentation de sa teneur en eau entre les limites
de plasticité et de liquidité. Ces résultats ont corroboré ceux obtenus par Kooistra et al.,
(1998) et Jancsecz, (1991), cité par Kooistra et al., (1998) ; Kooistra, (1998), cité par Kooistra
et al., (1998) (Figure III-7).
Enfin, l’étude menée par Cokca et al., (2004) a montré que la cohésion de l’argile était
maximale à l’Optimum de densité Proctor (wOPN=24 % et wP=23 %) :
• Lorsque la teneur en eau diminue (avec la condition w<wOPN), l’argile tend vers un
comportement granulaire, justifiant la diminution de la cohésion ;
• Lorsque la teneur en eau augmente (avec la condition w>wOPN), un film d’eau lubrifiant
apparaît à la surface des particules et explique la diminution de la cohésion (Figure
III-7b).
250
(Kooistra et al., 1998)

200 (Cokca et al., 2004)
(Jancsecz, 1991)
Cohésion (kPa)
Cohésion (kPa)
150
wOPN
100
50
wp wl
wp wl
0
0 10 20 30 40 50 60
Teneur en eau (%) Teneur en eau (% )
(a) (b)
Figure III-7. Evolution de la cohésion de l’argile en fonction de la teneur en eau (modifié d’après Jancsecz,
1991, cités par Kooistra et al., 1998 (a); Kooistra et al., 1998 ; Cokca et al., 2004 (b))
122
1.2.2.4 Effet de l’eau sur les propriétés de cisaillement d’interface sol fin-
matériau
Si la teneur en eau de l’argile est inférieure à sa limite de plasticité, la résistance au
cisaillement à l’interface entre le matériau et le sol augmente faiblement avec la teneur en eau
(phase de frottement) (Manuwa, 2012). L’augmentation de la teneur en eau entre les limites
de plasticité et de liquidité est caractérisée par une nette augmentation (phase d’adhérence)
puis une diminution (phase de lubrification) de la résistance au cisaillement d’interface. Cette
phase de lubrification s’accompagne de la formation d’une fine pellicule d’eau à l’interface
(Bravo et al., 2012) qui peut être drainée en fonction du type de matériau (Fellenius, 1955).
Lors d’essais de cisaillement, Bravo et al., (2012) ont démontré que les propriétés de
résistance de l’interface entre l’acier et l’argile (w>30 % ; wP=25 %) étaient indépendantes de
du poids sec apparent du sol. Les auteurs ont expliqué ces résultats par le caractère lubrifiant
des films d’eau à l’interface et ont établi la relation suivante entre l’angle de frottement et la
teneur en eau du sol :
δ = 23, 6 − ln( w) ( R ² = 91, 7%) (11)
A l’inverse, Shakir et Zhu, (2009) ont justifié l’augmentation de la résistance au cisaillement

et de l’angle de frottement d’interface entre l’argile et le béton en fonction de la teneur en eau
du sol par une augmentation de sa compressibilité et de son poids volumique sec sous
chargement normal.
δ bois / sol −cohérent

Enfin, la valeur du rapport (sol cohérent granulaire composé d’argile et de
ϕ sol −cohérent
sable) calculée par Potyondy, (1961) à partir d’essais à la boîte de cisaillement direct était
supérieure à l’unité et égale à 1,06. Selon l’auteur, l’eau contenue dans le sol (w=17 %) a
entraîné la formation d’agrégats de grains grossiers à l’interface entre le sol et le bois qui ont
cisaillé les fibres du bois.
1.3 Rapport entre l’angle de frottement d’interface 1 et l’angle de frottement

interne du sol 2
Les nombreuses études menées en laboratoire ou sur les sites expérimentaux ont permis de
mettre en évidence que l’angle de frottement d’interface entre un matériau et un sol granulaire
était limité par l’angle de frottement interne du sol. La valeur de l’angle de frottement
d’interface dépend partiellement de la rugosité du matériau :
• Si la rugosité du matériau est inférieure à la rugosité critique (Chapitre III, § 1.2.1.4), la
rupture a lieu à l’interface. L’angle de frottement d’interface est inférieur à l’angle de
frottement interne du sol ;
• Si la rugosité du matériau est supérieure ou égale à sa rugosité critique, la rupture se
produit dans le sol. L’angle de frottement d’interface est alors égal à l’angle de frottement
interne du sol.
123
Les essais réalisés par Kishida et Uesugi, (1987) ; Uesugi et Kishida, (1986) (Figure III-5) ont
confirmé l’existence de cette rugosité critique. Ceux effectués par Paikowsky et al., (1995)
entre l’acier et des billes de verre ont permis de définir trois états de surface du matériau
(Figure III-8) en fonction de sa rugosité normalisée :
• Un état de surface « lisse ». La rugosité normalisée est inférieure à 0,02. Les auteurs n’ont
pas observé de phénomène de dilatance. La surface de rupture est située à l’interface et
l’augmentation de la rugosité entraîne une faible variation de l’angle de frottement
d’interface ;
• Un état de surface « intermédiaire ». L’angle de frottement d’interface augmente
linéairement avec la rugosité normalisée, comprise entre 0,02 et 0,5. La surface de rupture
est située à l’interface ;
• Un état de surface « rugueux » (rugosité normalisée supérieure à la rugosité critique). La
rupture se produit dans les billes de verre (ou dans le sol). L’angle de frottement mesuré
est fonction du poids volumique sec du sol et de la forme des grains.
Figure III-8. Evolution de l’angle de frottement d’interface en fonction de la rugosité normalisée du matériau
(Paikowsky et al., 1995)
Selon Blanchet et al., (1980), l’angle de frottement d’interface entre l’argile et les pieux en
bois ou en béton (dont l’état de surface est considéré comme rugueux) est égal à l’angle de
frottement interne du sol. L’angle de frottement d’interface entre les pieux en acier et le sable
est égal aux ¾ de l’angle de frottement interne du sol (Peck, 1958).
API, (1971), cité par Vijayvergiya, (1977) a proposé une relation entre les angles de
frottement 1pieu-sable et 2sable de la forme :
δ pieu − sable = ϕ sable − 5 (en degrés) (12)
Enfin, Potyondy, (1961) a calculé le ratio entre l’angle de frottement d’interface entre trois
matériaux (acier, bois, béton) et trois natures de sols (argile, sable et sol cohérent) (Chapitre
III, § 1.2.2.4) et l’angle de frottement interne des sols. Il a également étudié l’effet de la
teneur en eau des sols et de la rugosité des matériaux sur les propriétés de résistance
d’interface. Les résultats de cette étude sont présentés dans le Tableau III-4.
124
Tableau III-4. Résultats de l’étude réalisée par Potyondy, (1961) sur la comparaison entre l’angle de
frottement à l’interface matériau-sol et l’angle de frottement interne du sol
Teneur en Bois (cisaillement perpendiculaire
Sol Acier (lisse et rugueux (rouille)) Béton (lisse et rugueux)
eau ou parallèle aux fibres)
3sable sec=44,3°
0% 2acier lisse-sable sec= 23,9° ( 2/3=0,54) 2bois4-sable sec= 34,9° ( 2/3=0,79) 2béton lisse-sable sec= 38,9° ( 2/3=0,88)
2acier rugueux-sable sec= 34,1° ( 2/3=0,77) 2bois5-sable sec= 38,9° ( 2/3=0,88) 2béton rugueux-sable sec= 43,9° ( 2/3=0,99)
Sable
3sable saturé=39°
Saturé 2bois4-sable saturé= 33,1° ( 2/3=0,85)
2acier lisse-sable saturé= 24,9° ( 2/3=0,64) 2béton lisse-sable saturé= 34,3° ( 2/3=0,88)
2bois5/sable saturé= 34,7° ( 2/3=0,89)
3argile (w=22,8%)=16,3°
23% 2acier lisse-argile= 8,9° ( 2/3=0,55) 2bois4-argile= 10,9° ( 2/3=0,67)
2béton lisse-argile= 16,0° ( 2/3=0,98)
2acier rugueux-argile= 9,9° ( 2/3=0,61) 2bois5-argile= 13,4° ( 2/3=0,82)
Argile
3argile (w=26,1%)=11,3°
26% 2acier lisse-argile= 6,3° ( 2/3=0,56) 2bois4-argile= 6,9° ( 2/3=0,61)
2béton lisse-argile= 9,3° ( 2/3=0,82)
2acier rugueux-argile= 5,7° ( 2/3=0,50) 2bois5-argile= 7,8° ( 2/3=0,69)
3sol cohérent (w=13%)=22°
13% 2acier lisse-sol cohérent= 9,5° ( 2/3=0,43) 2bois4-sol cohérent= 17,4° ( 2/3=0,79) 2béton lisse-sol cohérent= 18,9° ( 2/3=0,86)
2acier rugueux-sol cohérent= 18,3° ( 2/3=0,83) 2bois5-sol cohérent= 21,3° ( 2/3=0,97) 2béton rugueux-sol cohérent= 20,2° ( 2/3=0,92)
3sol cohérent (w=15%)=19,1°
Sol cohérent 15% 2acier lisse-sol cohérent= 8,2° ( 2/3=0,43) 2bois4-sol cohérent= 16,0° ( 2/3=0,84) 2béton lisse-sol cohérent= 16,4° ( 2/3=0,86)
3sol cohérent (w=17%)=13°
17% 2acier lisse-sol cohérent= 7,3° ( 2/3=0,56) 2bois4-sol cohérent= 13,5° ( 2/3=1,04) 2béton lisse-sol cohérent= 13,0° ( 2/3=1,00)
Les conclusions de cette étude sont les suivantes :

• L’angle de frottement d’interface diminue avec l’augmentation de la teneur en eau du sol.
Ce résultat corrobore les conclusions de l’étude menée par Bravo et al., (2012) (Chapitre
III, § 1.2.2.4) ;
• L’angle de frottement d’interface est inférieur à l’angle de frottement interne du sol. Les
angles de frottement d’interface entre le bois ou le béton et le sol cohérent (w=17 %) sont
supérieurs à l’angle de frottement interne du sol ;
• Enfin, l’angle de frottement d’interface δ matériau ,rugueux − sol est supérieur à l’angle de
frottement d’interface δ matériau ,lisse − sol .
1.4 Lois de comportement d’interface

Le transfert des contraintes entre le pieu et le sol se produit à l’interface (Zhou et al., 2007).
La réponse d’un pieu sous charge axiale est étudiée avec des fonctions de transfert de charge,
dans lesquelles l’interaction entre le sol et le pieu est modélisée par des ressorts non linéaires
et indépendants les uns des autres. Les réponses des ressorts sont représentées par des lois de
comportement donnant l’évolution de la contrainte du cisaillement d’interface en fonction du
déplacement local (Randolph et Jewell, 1989).
La compréhension des interactions entre un sol et une structure prend une part importante
dans le dimensionnement des fondations. Les résultats des essais de chargement sur sites ou
de cisaillement d’interface entre un sol et un matériau (Boulon et Nova, 1990, cités par Zhou
et al., 2007 ; Randolph et Jewell, 1989) ont permis de proposer diverses lois de comportement
d’interface.
125
1.4.1 Lois de comportement « quasi-linéaires » et non linéaires

Les lois de comportement définissent des relations entre les contraintes et les déformations
d’un élément de volume macroscopique d’un matériau. Elles sont utilisées dans le calcul des
tassements des fondations profondes sous charge axiale (Chapitre IV, § 5) et sont classées,
dans la littérature, en deux catégories différentes : les lois quasi-linéaires et les lois non
linéaires :
• Les lois de comportement quasi-linéaires sont caractérisées par une relation bilinéaire ou
trilinéaire entre la contrainte de cisaillement d’interface et le déplacement du matériau
(Wong et al., 1999, cités par Gomez et al., 1999 ; Frank et Zhao, 1982 ; Liu et al., 2004).
Dans le cas d’une loi bilinéaire, la contrainte de cisaillement évolue linéairement avec le
déplacement jusqu’à l’amorçage de la rupture à l’interface (discontinuité rugueuse). La
rigidité de frottement K1 (Figure III-9a) est constante. Une fois la rupture amorcée, la
rigidité K2 est constante, mais présente une valeur plus faible que K1.
Mazzoleni, (1997), cité par Lambert et Nicot, (2010) a proposé une valeur de K2 nulle
dans le cas d’une discontinuité lisse : une fois la valeur limite du frottement atteinte, la
contrainte de cisaillement ne varie plus (Figure III-9b).
Enfin, Verbrugge, (1981) a proposé une loi de comportement bilinéaire dont la pente K1
dépend de la résistance de pénétration au cône qc et la pente K2 est nulle. Cette loi a été
validée à partir de nombreux essais de chargement de pieux battus et forés.
3600 + 2, 2qc
K1 = 0, 22 (B est le diamètre du pieu) (13)
B
Amorçage de Comportement Amorçage du

la rupture élastoplastique glissement
K2 Palier plastique
4interface
4interface
Comportement
élastique
K1
Déplacement à l’interface Déplacement à l’interface

(a) (b)
Figure III-9. Lois de comportement trilinéaire (a) et bilinéaire (b) (modifié d’après Matsui et San, 1989 ;
Mazzoleni, 1997, cité par Lambert et Nicot, 2010)
• Dans le cas des lois de comportement non linéaires, la rigidité de frottement d’interface
entre le sol et le matériau dépend du déplacement du matériau. Les lois de comportement
sont alors exprimées à partir de fonctions mathématiques de types exponentiel,
parabolique, hyperbolique (Bullen, 1958 ; Clough et Ducan, 1971).
1.4.2 Exemples de lois de comportement d’interface

Le Tableau III-5 présente quelques lois de comportement d’interface détaillées dans la
littérature.
126
Tableau III-5. Lois de comportement d’interface

Auteurs Forme de la loi Expression de la loi Détermination des paramètres
La courbe expérimentale est tracée dans le plan (1l ; 1l/4). Les points
expérimentaux P1 et P2 de coordonnées (1P1 ; 0,704max,interface) et (1P2 ;
0,954max,interfae) sont représentés dans ce plan. On obtient une droite passant
Clough et Duncan, δl
τ cal ,int erface = par ces deux points de pente b et d’ordonnée à l’origine a.
(1971) ; Zhou et al., a + bδ l R est le rayon du pieu, G le module de cisaillement du sol et Rm la distance
(2007) ; Wu et al., Loi hyperbolique
R 1R 2 Rf (mesurée à partir du centre du pieu) pour laquelle la contrainte de
(2011) ; Zhang et al., a = ln 3 m 4 et b =
(2010) G 5 R 6 τ max,int erface cisaillement induite par le pieu est négligeable. Elle dépend de la longueur du
pieu, du coefficient de Poisson et d’un facteur C. Rf est le ratio entre la
résistance au cisaillement maximale mesurée et la résistance au cisaillement
asymptotique. Il est compris entre 0,8 et 0,95.
1 est l’angle de frottement à l’interface entre le sol et le pieu, s le
Kezdi, (1959), cité par τ cal ,int erface 7 −k
s
8
= tan(δ ) × 91 − e s − s A 0 déplacement du pieu, s0 le déplacement maximum atteint à la rupture et k une
Potyondy, (1961) σn 9B AC constante caractéristique du sol.
η
La courbe reliant 4 à 1l présente trois parties distinctes : une partie linéaire,
7 1 δl 2
−2,43 4
8 une partie parabolique et une partie exponentielle modélisée par la loi ci-
Randolph et Jewell,
τ cal ,int erface 9 δl
= τ p − 1,1(τ p − τ r ) 1 − e 5 res 6 A contre. 4p est la résistance au pic, 4r la résistance résiduelle, 1lres le
(1989) 9 A déplacement résiduel et un paramètre adimensionnel variant entre 0,5 et
B C 1,5.
L’auteur a proposé une loi exponentielle à partir de loi établie par Frank et
1 δl 2
'
Loi exponentielle K s EM
Zhao, (1982) afin d’obtenir une loi de comportement continue. EM est le
2 Rτ max
Combarieu, (1988) τ cal ,int erface = τ max,int erface 31 − e 4 module pressiométrique du sol, R le rayon du pieu et K’s un coefficient
3 4
5 6 empirique donné dans des tables et variant entre 0,8 (marne et craie) et 3
(sable gravier).
τ cal ,int erface = a (1 − e −bδ l )

τ max,int erface et GR f R est le rayon du pieu, G le module de cisaillement du sol
Wang et al., (2012) a= b= Rm et Rf ont été définis ci-dessus.
Rf 1R 2
Rτ max,int erface ln 3 m 4
5 R 6
1lc représente le déplacement pour lequel la résistance au cisaillement 4max est
1 δl δl 2
Vijayvergiya, (1977) Loi puissance τ cal ,int erface = τ max,int erface 3 2 −
3 δ l δ l 44
atteinte. Cette loi modélise l’évolution de la contrainte tangentielle en
fonction du déplacement sur la partie parabolique de la courbe (pour des
5 c c 6
déplacements inférieurs à 1lc).
127
−0,33 La contrainte radiale 3r est calculée au milieu de chaque tronçon du pieu

1 h 2
σ r = 0, 7 (σ v )
0,89 2,91DD
e 3 4 discrétisé (DD est la densité relative du sable, R0 le rayon du pieu, h la
5 R0 6 distance entre le segment considéré et la pointe de pieu et 3v la contrainte
Reddy et O’Reilly,
Loi expérimentale τ cal ,int erface normale). Les pieux sont soumis en chambre d’étalonnage à différentes
= f (δ l ) obtenue en chambre
(1998)
contraintes radiales 3r. La courbe donnant le rapport 4/3r (pieu en traction) en
σr fonction du déplacement 1l est alors tracée et la valeur de 4 déduite des
d’étalonnage essais.
Si La rigidité de frottement ks dépend du poids volumique de l’eau 7w, de la
τ max,int erface contrainte normale appliquée sur le matériau 3n, de la pression atmosphérique
0 < δl < alors τ cal ,int erface = ks × δ l Pa, de la contrainte de cisaillement 4, de l’adhérence et de l’angle de
Wu et al., (2011) Loi bilinéaire
ks frottement à l’interface ca et 1, et de trois paramètres Ki, Rf et n déduits des
Si δ l > τ max,int erface alors τ cal ,int erface = τ max,int erface essais de cisaillement d’interface.
n 2
ks 1σ 2 1 τ 2
ks = Kiγ w 3 n 4 31 − R f 4
P
5 a6 5 ca + σ n tan δ 6
τ max,int alors τ
Si 0 < δ l < cal ,int = kτ × δ l
2kτ
Si τ max,int 3τ max,int alors kτ × δ l 2τ max,int Les courbes de mobilisation sont linéaires par morceaux. La rigidité de
Frank et Zhao, (1982) Loi trilinéaire < δl < τ cal ,int = + l’interface sol-pieu est fonction du module pressiométrique du sol EM, de la
2kτ kτ 5 5
largeur de la fondation et de la nature du sol (Chapitre IV, § 5).
3τ max,int
Si δl > alors τ = τ max,int
kτ
128
2 Protocole expérimental
2.1 Caractérisation du sol

Les essais à la boîte de cisaillement direct et modifiée sont réalisés avec du limon prélevé sur
le site expérimental de Rouen, à 2,30 m de profondeur (Chapitre IV, § 2.2).
La classification du sol est établie à partir de sa courbe granulométrique et des limites
d’Atterberg. Un essai œdométrique et un essai Proctor sont également effectués. L’indice des
vides initial, la contrainte de préconsolidation effective 3’préconsolidation, les indices de
compression Cc et de gonflement Cs et la teneur en eau à l’Optimum de densité Proctor wOPN
sont déterminés.
2.1.1 Classification du sol selon la norme NF P 11-300

La granularité du sol est déterminée selon les recommandations établies dans les normes XP P
94-041 (AFNOR, 1995) et NF P 94-057 (AFNOR, 1992). La Figure III-10 présente sa courbe
granulométrique.
Sédimentométrie Granulométrie
100
Pourcentage tamisat en %
90
80
70
60
50
40
30
80µ 20
m
10
0
D50=84m
1 10 100 1000 10000 100000
Diamètres équivalents en micromètres
Figure III-10. Courbe granulométrique
Le diamètre D50 du sol est égal à 8 9m (Figure III-10). Le diamètre maximal des particules de
sol Dmax est inférieur à 20 mm. 94 % du tamisat présente un diamètre inférieur à 80 9m. Le
comportement du sol est donc assimilable à celui de sa fraction fine.
La teneur en eau naturelle du limon prélevé à 2,30 m de profondeur est égale à 86,2 %.
L’étude de l’influence de la teneur en eau du sol sur les propriétés de résistance de l’interface
matériau-sol a été réalisée après séchage du sol à l’étuve à 50°C. La phase de séchage
modifiant ses propriétés physico-chimiques, les limites d’Atterberg et l’indice de plasticité
correspondant (norme NF P 94-051 (AFNOR, 1993)) ont été déterminés avant et après
séchage. Les valeurs sont présentées dans le Tableau III-6.
129
Tableau III-6. Limites d’Atterberg et indice de plasticité du sol

Limites d’Atterberg avant séchage à l’étuve Limites d’Atterberg après séchage à l’étuve
wL (%) 94,4 43,9
wP (%) 71,3 37,9
Ip (%) 23,1 6
60
Argile très plastique
50
40
Argile peu plastique Limon très plastique

Ip (%)
30
20
Sol organique très plastique
10
Limon et sol organique
peu plastiques
0
0 10 20 30 40 50 60 70 80 90 100
w L (% )
Figure III-11. Abaque de Casagrande (modifié d’après Casagrande, 1947)
Selon la norme NF P 11-300 (AFNOR, 1992) et l’abaque de plasticité de Casagrande (Figure

III-11), le sol prélevé sur le site expérimental de Rouen est, après séchage, un limon peu
plastique de sous-classe A1.
A titre de comparaison, les limites d’Atterberg et l’indice de plasticité du limon de Jossigny
sont plus élevés que ceux du limon de Rouen (Le Runigo, 2008). Les limites de plasticité et
de liquidité valent respectivement 19 et 37 % (soit un indice de plasticité égal à 18 %). La
présence de charbon et de matière organique dans le limon de Rouen pourrait expliquer la
faible valeur de l’indice de plasticité obtenue après séchage (Tableau III-6).
2.1.2 Propriétés intrinsèques du limon
2.1.2.1 Poids volumique

Le poids volumique apparent du limon 7h,N est mesuré en laboratoire et est égal à 14,1 kN/m3.
Le poids volumique des particules solides du limon 7s est pris égal à 26,5 kN/m3.
2.1.2.2 Teneur en eau à l’optimum Proctor

La Figure III-12 présente l’évolution du poids volumique sec du limon obtenu par
compactage à la dame dans un moule normalisé en fonction de sa teneur en eau (norme NF P
94-093 (AFNOR, 1999)). Le limon a été préalablement séché à l’étuve à 50°C puis mélangé à
l’eau.
130
14,4
4h,N
13,6
5d,OPN Sr=100%
12,8
12
Sr=90%
11,2
5d (kN/m3 )
Sr=80%
10,4
9,6
8,8
48d
wP wL
7,2 w OPN
10 15 20 25 30 35 40 45 50
Teneur en eau w (%)
Figure III-12. Evolution du poids volumique sec du limon en fonction de sa teneur en eau
La teneur en eau du limon à l’Optimum de densité Proctor correspond à la teneur en eau pour
laquelle le poids volumique sec du sol est maximal. Elle est égale, d’après la Figure III-12, à
30,1 % (7d,OPN=13,5 kN/m3). L’indice des vides eOPN et le degré de saturation SR
correspondant à ce poids volumique sec maximal sont respectivement égaux à :
γs 27
eOPN = −1 = − 1 = 1 et S R = 79% (14)
γ d ,OPN 13,5
2.1.3 Indices des vides et contraintes de préconsolidation

L’essai œdométrique est réalisé selon les recommandations établies dans la norme XP P 94-
090 (AFNOR, 1997) (Figure III-13).
3,0
1'préconsolidation
Cs
2,5
2,0
Indice des vides e
Cc
1,5
1,0
0,5
0,0
1 10 100 1000 10000
1'n (kPa)
Figure III-13. Courbe œdométrique du limon
L’indice des vides initial du limon est égal à 2,50, ce qui met en évidence son état lâche. Le
poids volumique sec initial du limon vaut :
γ 14,1
γ d = h, N = = 7, 57 kN / m3 (15)
1 + w 1 + 0,862
131
γs 26,5
ou encore γ d = = = 7,57 kN / m3 (16)
1+ e 1 + 2,5
Le degré de saturation initial du limon vaut :

(1 + e) × γ h, N × w
Sr = = 91% (17)
(1 + w) × γ w × e
Les indices de compression Cc et de gonflement Cs valent respectivement 0,96 et 0,028. La

contrainte de préconsolidation 3’préconsolidation est égale à 80 kPa et le poids volumique sec du
limon sous cette contrainte vaut 7,9 kN/m3. Enfin, la contrainte verticale dans le sol à 2,30 m
de profondeur vaut :
σ 'v 0 = γ h, N × z = 14,1× 2, 30 = 32, 4kPa (u=0) (18)
La contrainte effective verticale dans le limon est inférieure à la contrainte de

préconsolidation : le limon est donc surconsolidé. Le degré de surconsolidation OCR, défini
comme le rapport entre la contrainte de préconsolidation effective et la contrainte verticale
effective dans le sol, est égal à 2,5.
2.2 Caractérisation des matériaux
2.2.1 Types de matériaux

Dans le cadre du programme expérimental, trois types de matériaux sont testés : le bois, le
mortier et l’acier.
Parmi les 4 essences de bois étudiées sur les sites expérimentaux de Rouen et Cubzac-les-
Ponts (Chapitre IV, § 1.1), les essences de pin et de chêne sont retenues pour les essais en
laboratoire car elles constituent une ressource importante et de proximité sur le territoire
français.
Un échantillon de bois, prélevé sur un pieu en chêne appartenant à des fondations d’une
ancienne digue construite en 1673 dans la commune d’Auxonne sur la Loire est également
utilisé pour les essais de cisaillement (Figure III-14).
Figure III-14. Pieux en chêne daté de 1673
Des échantillons d’acier et de mortier complètent ce panel afin de comparer les propriétés de
résistance d’interface entre les différents matériaux et le limon.
132
Au total, cinq matériaux sont donc été testés : le mortier, l’acier, le chêne, le pin et le chêne
qualifié « d’ancien » et daté de 1673.
2.2.2 Dimensions des matériaux

Les cinq matériaux présentent une géométrie parallélépipédique, de coté 10cm × 10cm . Leur
hauteur est égale à 2,3 cm.
Les échantillons de pin et de chêne ont été usinés dans des planches de bois fournies par la
scierie GROUAZEL.
L’échantillon d’acier est réalisé en collant une plaque en acier lisse (de 2,5 mm d’épaisseur)
sur un échantillon de bois.
L’échantillon de mortier est fabriqué avec un dosage de référence dans un coffrage en acier en
mélangeant 1350 g de sable de Seine, 500 g de ciment de type CEM IIIC (ciment employé
classiquement pour les travaux dans les fondations) et 250 g d’eau (C/E=2). Il présente de
nombreuses aspérités (Figure III-15).
Figure III-15. Présentation des différents matériaux
2.2.3 Rugosité des matériaux

La rugosité des matériaux est mesurée avec un scanner laser. La procédure d’essai est telle
qu’un faisceau laser, parallèle à la direction de cisaillement entre le matériau et le limon,
enregistre les propriétés géométriques de l’état de surface de l’échantillon en fonction de sa
longueur. Deux acquisitions du laser (chaque acquisition correspondant à l’enregistrement
d’un profil) sont espacées de 5 mm. 19 acquisitions sont réalisées par matériau (Figure
III-16).
133
Appareil
de
contrôle
Laser
Matériau
Figure III-16. Acquisition du scanner laser
La Figure III-17 présente les scans des profils des matériaux en fonction de leur longueur.
30 25
Mortier
24,5
Chêne ancien
25 Zoom 24
Hauteur (mm)
Acier
Hauteur (mm)
23,5
20 23 Chêne
15 22,5
Mortier 22
10 Chêne ancien 21,5
Acier 21
5 Chêne 20,5
20
0 19,5
0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12
Longueur du matériau (cm) Longueur du matériau (cm)
Figure III-17. Scan de l’état de surface des matériaux
Pour chaque profil, la distance d’acquisition entre deux mesures du scanner laser vaut 310 9m
et est donc supérieure à la valeur D50 du limon, égale à 8 9m (Chapitre III, § 2.1.1). La
rugosité normalisée des matériaux, définie par Kishida et Uesugi, (1987) lors d’essais de
cisaillement d’interface avec du sable (Chapitre III, § 1.2.1.2) ne peut donc être calculée. La
granulométrie et la taille des particules du limon ne sont par ailleurs pas prises en compte
dans la mesure de la rugosité.
Les profils enregistrés par le scanner laser sont discrétisés en neuf éléments de 2,5 mm de
longueur et distants de 1 cm.
Dans un premier temps, chaque élément de 2,5 mm de longueur est discrétisé en sous-
éléments de 310 9m et de 800 9m de longueur (Chapitre III, § 1.2.1.2). La « rugosité » de
chaque sous-élément (notée R0,31 et R0,8) est calculée comme la hauteur relative entre le point
le plus haut et le point le plus bas de chaque sous-élément (Chapitre III, § 1.2.1.2).
La « rugosité » des éléments de 2,5 mm de longueur est déterminée en effectuant la moyenne
arithmétique des rugosités de chaque sous-élément. Puis la rugosité de chaque matériau est
évaluée en réalisant successivement les moyennes arithmétiques des rugosités des éléments et
des profils (Tableau III-7).
134
Tableau III-7. Rugosités des matériaux R0,31 et R0,8

Matériau R0,31 (1m) R0,8 (1m)
Acier 21 25
Chêne 42 51
Pin 47 54
Mortier 56 68
Chêne ancien 64,2 78
Les valeurs des rugosités R0,31 et R0,8 ne sont pas retenues dans la suite de l’étude car les
longueurs des sous-éléments (égales à 310 et 800 9m) ne permettent pas de rendre compte de
la taille réelle des aspérités caractérisant l’état de surface des matériaux (les tailles des
aspérités du mortier et du chêne ancien sont en majorité supérieures à la longueur de ces sous-
éléments).
Finalement, la rugosité des matériaux est évaluée en calculant la hauteur relative entre le point
le plus haut et le point le plus bas de chaque élément de 2,5 mm de longueur, puis en
effectuant successivement les moyennes arithmétiques des rugosités des différents éléments et
des profils (Figure III-18).
Discrétisation de
l’état de surface
en 19 profils
Acquisition du scanner laser

1,6
Profil 2
Mortier
Scan de l'état de surface (mm)
2,5mm
1,4 Profil 4
1,2 Profil 6
1 Profil 8
0,8 Profil 10
0,6 Profil 12
Profil 14
0,4
Profil 16
0,2
Profil 18
0
0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10
Longueur du matériau (cm)
Mesure de la rugosité des profils

400
350
Max Profil n°4
Rugosité (4m)
300
Hauteur
250
relative Max
200
150
Max
100
50
0 Min
Min Min
0 0,5 1 1,5 2 2,5
Largeur élément (mm)
Figure III-18. Mesure de la rugosité d’un élément (mortier)
135
Le Tableau III-8 présente les valeurs des rugosités des cinq matériaux retenues dans le cadre
de cette étude.
Tableau III-8. Rugosité des matériaux

Matériau Rugosité (1m)
Acier 36,6
Chêne 83,0
Pin 97,1
Mortier 179,2
Chêne ancien 255,6
Le Tableau III-8 montre que l’acier possède la rugosité la plus faible. Les faibles différences
entre les rugosités du pin et du chêne résultent de l’usinage des échantillons en laboratoire. Le
mortier et le chêne ancien, dont les états de surface sont « bruts », possèdent les rugosités les
plus élevées.
Les rugosités des échantillons présentées dans le Tableau III-8 sont supérieures aux rugosités
mesurées en laboratoire (Tableau III-2), mais inférieures à celles des matériaux employés
dans la construction en génie civil :
• Les rugosités des matériaux évaluées avec le scanner laser sont plus élevées que celles
mesurées par Lemos et Vaughan, (2000) ; Rouaiguia, (2010). Le diamètre D50 du limon
est néanmoins équivalent à celui du sol argileux présenté dans le Tableau III-2 ;
• La rugosité des pieux en béton lisse (respectivement rugueux) varie entre 0,3 et 1 mm
(respectivement 1 et 3 mm), celle des pieux en acier entre 0,045 et 0,09 mm. Enfin, la
rugosité de l’acier galvanisé peut atteindre 0,15 mm (Tableau III-2) ;
2.3 Conditions d’essais

Le protocole expérimental comprend deux campagnes d’essais à la boîte de cisaillement : la
première est réalisée avec le limon, la seconde avec le limon et les matériaux présentés dans le
Chapitre III, § 2.2.
Les teneurs en eau, le poids volumique sec initial du limon, les contraintes de chargement 3p
et les contraintes normales 3n appliquées lors des essais sont identiques dans les deux
campagnes.
Les limites d’Atterberg du limon (Tableau III-6) retenues dans cette étude sont celles
mesurées après séchage du sol à l’étuve à 50°C.
2.3.1 Teneurs en eau du limon

Quatre teneurs en eau du limon sont retenues pour étudier l’effet de ce paramètre sur les
propriétés de résistance du limon et celles de l’interface matériau-limon :
• Une teneur en eau du limon nulle. Le limon présente un comportement de matériau
pulvérulent (Figure III-19). Il est constitué d’agrégats de petites tailles qui accentuent le
caractère granulaire du sol (Micheals, 1959, cité par Cokca et al., 2004) ;
136
• Deux teneurs en eau du limon égales à 15 et 25 %. Le limon est constitué d’agrégats de

tailles diverses formés de particules argileuses et d’une matrice granulaire située entre les
agrégats ;
• Une teneur en eau du limon égale à 35 %. Cette teneur en eau est supérieure à la teneur en
eau à l’Optimum de densité Proctor et proche de la limite de plasticité (Chapitre III,
§ 2.1.1 et § 2.1.2.2). Les pores du limon sont remplis d’eau et les ménisques d’eau en
contact avec les particules de sol sont continus (Vanapalli et al., 1996).
Figure III-19. Etats du limon aux différentes teneurs en eau
Dans les études présentées dans la littérature, le choix des teneurs en eau du sol (argile ou sol
cohérent) est principalement effectué en fonction des limites de plasticité et de liquidité. Par
exemple, les teneurs en eau de l’argile retenues par Bravo et al., (2012) ; Shakir et Zhu,
(2009) sont inférieures ou supérieures à sa limite de plasticité, tandis que celles fixées par
Potyondy, (1961) sont supérieures. Enfin, celles choisies par Raboudi et El Ouni, (1993)
dépendent de la teneur en eau à l’Optimum de densité Proctor de l’argile (Tableau III-9).
Tableau III-9. Comparaison des teneurs en eau du sol retenues dans les études présentées dans la littérature
Limites d’Atterberg
Auteurs Sol / Matériau Teneurs en eau étudiées (%)
Optimum Proctor
Raboudi et El Ouni,
Argile / Micropieu en bois wOPN=23,5% w = 18,5 ; 20 ; 22,2 ; 25,7 ; 27,5
(1993)
wp=28,6%
Bravo et al., (2012) Argile / Acier w = 15 ; 20 ; 25 ; 30 ; 35
wl=78,9%
Shakir et Zhu, wp=19,98%
Argile / Béton w = 10 ; 16 ; 21
(2009) wl=35,08%
Argile / Bois, Béton, wp=21,8%
w = 22,8 ; 26,1
Acier wl=37,8%
Potyondy, (1961)
Sol cohérent / Bois, wp=12,4%
w = 13 ; 15 ; 17
Béton, Acier wl=22%
Limon / Bois, Mortier, wp=37,9%
Projet Pieux Bois w = 0 ; 15 ; 25 ; 35
Acier wl=43,9%
137
2.3.2 Poids volumique sec initial du limon

Le limon sec est introduit par gravité (dans un état lâche) dans la demi-boîte inférieure ou le
châssis métallique la substituant (Chapitre III, § 2.5.1). Son poids volumique sec est égal à
9,0 kN/m3.
La masse de limon mise en place dans la demi-boîte inférieure (ou le châssis métallique) est
calculée afin que son poids volumique sec soit constant et égal à 9,0 kN/m3.
2.3.3 Contraintes de chargement 3p

Le limon, dont la teneur en eau varie entre 0 et 35 %, n’est pas saturé. Le terme de
« consolidation » préalable à l’essai de cisaillement n’est donc pas adapté. Les contraintes
auxquelles est soumis le limon préalablement à la phase de cisaillement sont alors qualifiées
de « contraintes de chargement » et notées 3p.
Le choix des contraintes de chargement fait référence aux états de contraintes dans le sol
avant et après la phase de battage des pieux. Le Chapitre IV, § 2.6 présente les essais de
chargement des pieux en bois battus sur le plot expérimental de Rouen. Sur ce plot, la
profondeur d’encastrement des pieux dans le sol est égale à 4,6 m. En considérant une seule
couche de sol uniforme (limon) sur toute la hauteur des pieux, la contrainte horizontale
initiale dans le sol à 4,6 m de profondeur avant battage est égale à :
σ 'h 0 = K 0 × γ h, N × z = 0,5 ×14,1× 4, 6 = 32, 4kPa
Après le battage des pieux dans les argiles et les limons, le rapport K / K 0 varie, selon
Kulhawy, (1983) entre 1 et 2. Blanchet et al., (1980) donnent une valeur de ce rapport égale à
4.
En considérant que K / K 0 = 3 (avec K 0 = 0, 5 ), la contrainte horizontale dans le sol à 4,6 m de
profondeur après battage est égale à :
σ 'h = K × γ h , N × z = 1,5 ×14,1× 4, 6 = 97,3kPa
Suite au calcul des contraintes horizontales dans le sol avant et après la phase de battage des
pieux, les valeurs des contraintes de chargement retenues dans cette étude et appliquées aux
éprouvettes de limon sont égales à 30 (3p1), 65 (3p2) et 100 kPa (3p3).
2.3.4 Contraintes normales 3n

Selon la norme NF P 94-071-1 (AFNOR, 1994), si la contrainte verticale dans le sol 3’v0 est
inférieure à 100 kPa, les contraintes normales égales à 50, 100 et 200 kPa peuvent être
appliquées aux éprouvettes de sol. Ainsi, les valeurs de ces trois contraintes normales (notées
respectivement 3n1, 3n2 et 3n3) sont retenues dans cette étude.
138
Les contraintes de chargement et les contraintes normales sont appliquées successivement aux
éprouvettes de sol dans les deux campagnes d’essais. La Figure III-20 présente un schéma
récapitulatif de ces chemins de contraintes.
Teneurs en eau Contraintes de Contraintes
limon chargement (6p) normales (6n)
50
0% 30 100
200
15% 9 essais par
50 teneur en eau
25% 100 du limon et
65
200 par matériau
35% 50
100 100
200
Figure III-20. Contraintes appliquées sur les éprouvettes de limon
2.3.5 Vitesse de cisaillement
2.3.5.1 Vitesse de cisaillement des éprouvettes de limon

La vitesse maximale des essais de cisaillement du limon est déterminée selon la norme NF P
94-071-1 (AFNOR, 1994). Un capteur de déplacement vertical mesure le tassement du limon
lors de l’application des contraintes de chargement et des contraintes normales.
La Figure III-21 présente l’évolution du tassement des éprouvettes de limon en fonction du
temps.
Temps1/2 (min1/2)
0 0,25 0,5 0,75 1 1,25 1,5 1,75 2 2,25 2,5 2,75 3
0
1p=30 kPa ; 1n = 200 kPa
0,5
Limon - w=0%
Tassement (mm)
1
Limon - w=15%
1,5 Limon - w=25%
Limon - w=35%
2
2,5
t100=0,73
3,5
Figure III-21. Evolution du tassement des éprouvettes de limon en fonction du temps
Selon la norme NF P 94-071-1 (AFNOR, 1994), la vitesse de cisaillement maximale des

éprouvettes de limon est égale à 125 = 0,17 mm/min. Elle est fixée à 0,04 mm/min.
t100
139
2.3.5.2 Vitesse de cisaillement à l’interface matériau-limon

La Figure III-22 présente le tassement du limon en fonction du temps.
Temps1/2 (min1/2)
0 0,25 0,5 0,75 1 1,25 1,5 1,75 2 2,25 2,5 2,75 3 3,25 3,5 3,75
0
Cisaillement chêne-limon
0,5
1p=30 kPa ; 1n = 200 kPa
Tassement (mm)
Limon - w=0%
1,5
Limon - w=15%
2 Limon - w=25%
t100=0,87 Limon - w=35%
2,5
Figure III-22. Evolution du tassement des éprouvettes de limon en fonction du temps – cisaillement chêne-
limon
Compte tenu des courbes présentées sur la Figure III-22, la vitesse maximale recommandée
par la norme NF P 94-071-1 (AFNOR, 1994) est égale à 0,14 mm/min.
La vitesse de cisaillement entre les matériaux et le limon est fixée à 0,10 mm/min.
2.4 Essais de cisaillement du limon
2.4.1 Présentation de la boîte de cisaillement normalisée

L’appareil de cisaillement direct plan est constitué de deux demi-boîtes, l’une supérieure et
fixe, l’autre inférieure et mobile. L’éprouvette de sol est contenue dans ces deux demi-boîtes.
Lors de l’essai de cisaillement, la demi-boîte inférieure est en mouvement à vitesse constante
et l’effort tangentiel résultant du cisaillement du sol est mesuré au niveau de la demi-boîte
supérieure (Figure III-23).
Figure III-23. Boîte de cisaillement (modifié d’après la norme NFP94-071-1 (AFNOR, 1994))
Les deux demi-boîtes, de section carrée, présentent la même section droite. Leurs dimensions
intérieures sont égales à 60mm × 60mm et leur hauteur à 40 mm (Figure III-24).
140
Figure III-24. Dimensions de la boîte de cisaillement direct normalisée
2.4.2 Réalisation des essais de cisaillement

Dans un premier temps, des essais drainés à la boîte de cisaillement sont réalisés sur des
éprouvettes de limon non remaniées, afin d’évaluer son angle de frottement interne et sa
cohésion. Les résultats sont présentés dans le Chapitre III, § 3.1.1. Le limon a été prélevé sur
le plot expérimental de Rouen lors de sondages à la pelle mécanique puis taillé à l’aide de fer
aux dimensions de la demi-boîte inférieure.
Dans un second temps, des essais de cisaillement sont effectués avec du limon remanié, aux
teneurs en eau présentées dans le Chapitre III, § 2.3.1. Le poids volumique sec du limon est
calculé après application des contraintes de chargement et des contraintes normales (Figure
III-25).
15,0 15,0
Limon - w=0%
Limon - w=15% Limon - w=0%
14,5 14,5 Limon - w=15%
Limon - w=25%
14,0 y = 0,021x + 11,46
14,0 Limon - w=25%
R2 = 0,92
13,5 13,5
5d, OPN 5d, OPN
13,0 13,0
5d (kN/m )
12,5
5d (kN/m )
12,5
3
3
y = 0,0169x + 10,06
12,0 12,0
R2 = 0,69
11,5 11,5
y = 0,0092x + 9,83
11,0 11,0
R2 = 0,80
10,5 10,5
10,0 10,0
y = 0,0068x + 9,43
9,5 9,5
R2 = 0,73
9,0 9,0
0 10 20 30 40 50 60 70 80 90 100 110 0 20 40 60 80 100 120 140 160 180 200 220
5d, avant chargem ent 1p (kPa) (a) 1n (kPa) (b)
Figure III-25. Evolution du poids volumique sec du limon en fonction des contraintes de chargement (a) et
des contraintes normales (b)
Le poids volumique sec du limon croît linéairement avec les contraintes de chargement
(Figure III-25a).
141
Les pentes des droites de corrélation augmentent avec la teneur en eau du limon : par
exemple, la pente de la courbe de tendance du limon à l’état sec (égale à 0,0068) est plus
faible que celle du limon dont à la teneur en eau est égale à 35 % (égale à 0,021).
L’eau adsorbée lubrifie la surface des particules contenues dans les agrégats et accroît leur
répulsion (Cokca et al., 2004). Ils s’écrasent sous l’effet des contraintes appliquées à
l’éprouvette de sol. Les particules glissent alors les unes contre les autres et leur réorientation
diminue la taille des pores. Cette réorganisation engendre une réduction du volume
macroscopique du sol (Muñoz-Castelblanco, 2011) et une augmentation de son poids
volumique sec.
L’application des contraintes normales entraîne une augmentation du poids volumique sec du
limon à l’état sec, comprise entre 0,9 et 4 % (Figure III-25b).
Les plus fortes variations du poids volumique sec du limon sont mesurées lorsque la teneur en
eau du sol augmente de 25 à 35 %, quelle que soit la contrainte normale 3n appliquée.
L’ensemble des valeurs du poids volumique sec mesurées est donné dans le Tableau 9 en
Annexe D.
Biarez et Hicher, (1994) ont établi une relation entre la limite de liquidité et la compressibilité
des sols normalement consolidés (Figure III-26). Ils ont montré que les indices des vides
correspondant aux limites de liquidité et de plasticité étaient mesurés pour des contraintes
verticales proches respectivement de 7 kPa et 1 MPa. Pour une contrainte verticale égale à
10 MPa, l’arrangement des particules du sol (assimilées à des sphères) est optimal et l’indice
des vides égal à 0,35. L’intérêt de cette corrélation est de calculer un tassement à partir
d’informations sur un sol remanié (Reiffsteck et al., 2012).
L’évolution des indices des vides des éprouvettes de limon en fonction des contraintes
normales appliquées est représentée sur la Figure III-26.
5
Limon - w=0%
4,5 wL=160 Limon - w=15%
4 Limon - w=25%
wL=140
Limon - w=35% y = -0,26Ln(x) + 1,08
Indice des vides e
3,5 2
wL=120 Limon - w=86% R = 0,91
3 y = -0,23Ln(x) + 0,97
wL=100 2
2,5 R = 0,95
2 wL=80 y = -0,21Ln(x) + 0,84
2
wL=60 R = 0,99
1,5
y = -0,16Ln(x) + 0,69
1 wL=40 2
R = 0,96
0,5 wL=20 y = -0,45Ln(x) + 1,42
2
0 R = 0,99
0,001 0,01 0,1 1 10

1n (MPa)
Figure III-26. Evolution de l’indice des vides des éprouvettes de limon en fonction des contraintes normales
(modifié d’après Biarez et Hicher., 1994)
142
L’évolution de l’indice des vides du limon (non remanié et à teneur en eau naturelle) en
fonction des contraintes verticales suit la droite d’isovaleurs wL=140 %. Cette limite de
liquidité théorique est nettement supérieure à celle mesurée avant le séchage du limon à
l’étuve à 50°C et égale à 94,4 %.
Cet abaque a été construit pour des argiles. Toutefois, on constate que le limon présente le
même comportement avec un décalage probablement lié à une nature minéralogique
différente.
Pour une contrainte normale 3n fixée, l’indice des vides du limon (quelle que soit sa teneur en
eau) est supérieur à celui déterminé par la droite d’isovaleurs wL=43,9 %. Enfin, la Figure
III-26 montre également que l’indice des vides du limon tend vers une valeur minimale égale
à 0,35 avec l’augmentation de la contrainte normale, conformément à ce qu’ont observé
Biarez et Hicher, (1994).
L’évolution du poids volumique sec moyen du limon mesuré après l’application des
contraintes de chargement et normales en fonction de sa teneur en eau est présentée sur la
Figure III-27. La succion (exprimée en kPa) dans le limon déduite de son degré de saturation
(Figure III-6) est également notée.
15 15
Sr=90% Sr=100% Sr=100%
14,5 6p1 = 30kPa 14,5 6n1 = 50kPa
6n2 = 100kPa Sr=80%
14 6p2 = 65kPa Sr=80%
6p3 = 100kPa 14 6n3 = 200kPa
13,5 Courbe Proctor Courbe Proctor
13,5
Sr=90%
13 13
5d (kN/m )
12,5
3
25
5d (kN/m )
12,5 98
3
121 36 1
12 12 136
154 50 1269 31
1621 169
11,5 196 Sr=70% 11,5 1681 43
2008
11 2564 2150
Sr=60% 11 Sr=70%
6 6
10,5 10 10
10,5 Sr=60%
10 10
9,5 9,5
9 9
0 5 10 15 20 25 30 35 40 0 5 10 15 20 25 30 35 40
w (%) (a) w (%) (b)
Figure III-27. Evolution du poids volumique sec du limon mesurée après l’application des contraintes de
chargement (a) et des contraintes normales (b) en fonction de sa teneur en eau
Sous une contrainte de chargement égale à 100 kPa (Figure III-27a), le poids volumique sec
du limon (dont la teneur en eau vaut 35 %) est égal au poids volumique sec mesuré à
l’Optimum de densité Proctor 7d,OPN.
Après application des contraintes normales (Figure III-27b), le degré de saturation du limon,
dont la teneur en eau est comprise entre 0 et 25 %, est inférieur à 60 %. Lorsqu’elle atteint
35 %, le limon présente un degré de saturation compris entre 75 et 100 %. La succion dans le
sol est alors très faible.
143
2.5 Essais de cisaillement matériau-sol
2.5.1 Modifications apportées à la boîte de cisaillement

La boîte de cisaillement direct normalisée est modifiée afin de réaliser des essais de
cisaillement d’interface matériau-sol. La demi-boîte inférieure est remplacée par un châssis
métallique de 12 cm de longueur, 10 cm de largeur et 1,8 cm de hauteur. Ce châssis est
destiné à contenir le limon (Figure III-28).
Figure III-28. Châssis métallique
Les matériaux sont fixés à la demi-boîte supérieure avec deux inserts noyés dans les
matériaux et deux vis la traversant (Figure III-29).
La longueur de cisaillement des essais est égale à 2 cm (Figure III-29). Le châssis métallique
contenant le limon est recouvert d’un film plastique durant les essais de cisaillement afin de
maintenir la teneur en eau du sol constante.
Figure III-29. Boîte de cisaillement modifiée
144
L’absence de confinement du limon devant la demi-boîte supérieure (Figure III-29) est une
source d’erreur potentielle sur la mesure de la contrainte de cisaillement en fonction du
déplacement, mais aussi sur l’influence du poids volumique sec du limon sur les propriétés de
résistance de l’interface matériau-sol. Néanmoins, les modifications apportées à la boîte de
cisaillement direct permettent d’obtenir, dans un premier temps, des résultats qualitatifs. Cette
série d’essais ayant pour premier objectif de caractériser qualitativement le comportement de
l’interface matériau-sol, il n’a pas été envisagé de construire un appareil spécifique
sophistiqué.
La majorité des essais de cisaillement d’interface détaillés dans la littérature est réalisée en
remplaçant la demi-boîte inférieure par le matériau. L’éprouvette de sol est alors contenue
dans la demi-boîte supérieure (Shakir et Zhu, 2009 ; Gireesha et Muthukkumaran, 2011 ;
Lemos et Vaughan, 2000 ; Uesugi et Kishida, 1986). Cette configuration permet d’appliquer
les contraintes normales sur l’intégralité de la surface de l’éprouvette de sol (d’où une mesure
précise du poids volumique) et d’étudier les déformations volumiques induites par le
cisaillement.
2.5.2 Réalisation des essais de cisaillement
2.5.2.1 Application des contraintes de chargement et cisaillement

Les contraintes de chargement (égales à 30, 65 et 100 kPa) sont appliquées sur le limon avant
la réalisation des essais de cisaillement.
La différence entre la longueur du châssis métallique et celle des matériaux nécessite l’ajout
d’une pièce en bois (de largeur 2 cm et longueur 10 cm) préalablement à l’application des
contraintes (Figure III-30).
Figure III-30. Application des contraintes de chargement sur le limon
145
Une fois le tassement du sol stabilisé, le limon est déchargé, le châssis métallique contenant le
sol est placé dans le châssis étanche de la boîte de cisaillement et le matériau fixé à la demi-
boîte supérieure de la boîte de cisaillement. Des plaques placées entre le châssis métallique
contenant le sol et le châssis étanche permettent de maintenir l’alignement entre l’interface
matériau-limon et le capteur de force tangentiel.
Pour chaque matériau, teneur en eau du limon et contrainte de chargement, les contraintes
normales égales à 50, 100 et 200 kPa sont appliquées sur le matériau (Figure III-20). La
Figure III-31 montre l’évolution de l’indice des vides du limon en fonction des contraintes de
chargement 3p et des contraintes normales 3n. Les valeurs des poids volumiques secs du limon
sont présentées dans les Tableaux 10, 11, 12, 13 et 14 en Annexe D.
2,0 2,0
e avant chargement wL=80 wL=100
1,9 Limon - w=0% 1,9
Limon - w=15% 1,8
1,8 Limon - w=0%
Limon - w=25%
1,7 Limon - w=35% 1,7 Limon - w=15%
Indice des vides e

Limon - w=25%
Indice des vides e
1,6 y = -0,058Ln(x) + 2,00

1,6
Limon - w=35%
R2 = 0,64 Zoom 1,5
1,5
y = -0,12Ln(x) + 2,13 1,4
1,4 R2 = 0,42
1,3
1,3 y = -0,18Ln(x) + 2,26 wL=60
R2 = 0,77 1,2
1,2
y = -0,21Ln(x) + 2,11 1,1
1,1 R2 = 0,90
1,0 wL=40
1,0 Isovaleurs (Biarez et Hicher.,1994)
eOPN 0,9
0,9
0,8
0,8 10 100
10 100
1p (kPa) (a) 1p (kPa) (b)
2,0
e avant chargem ent Limon - w=0%
1,9
Limon - w=15%
1,8 Limon - w=25%
1,7 Limon - w=35%
Indice des vides e
1,6
1,5
1,4
1,3
1,2
1,1
1,0
eOPN
0,9
0,8
10 100 1000
1n (kPa) (c)
Figure III-31. Evolution de l’indice des vides du limon en fonction des contraintes de chargement (a et b) et
des contraintes normales (c)
L’indice des vides du limon décroît linéairement avec les contraintes de chargement (Figure
III-31a). Les pentes des droites de corrélation diminuent avec la teneur en eau du limon.
Lorsque la teneur en eau augmente, les pentes des droites de corrélation tendent vers la valeur
de la pente de la droite d’isovaleurs wL=60 % (Figure III-31b).
146
Le Tableau III-10 et le Tableau III-11 présentent les coefficients de variation des poids
volumiques secs du limon en fonction de sa teneur en eau, des contraintes de chargement et
des contraintes normales appliquées. Pour chaque contrainte de chargement ou contrainte
normale appliquée, 15 mesures de poids volumiques secs sont réalisées (trois par matériaux et
cinq matériaux différents).
Tableau III-10. Coefficients de variation du poids volumique sec du limon calculés après l’application des
contraintes de chargement
w (%) 0 15 25 35
3p (kPa) 30 65 100 30 65 100 30 65 100 30 65 100
CV 7d (%) 0,69 0,85 1,00 2,90 3,01 3,16 1,61 2,30 1,68 2,28 2,09 1,89
Tableau III-11. Coefficients de variation du poids volumique sec du limon calculés après l’application des
contraintes normales
w (%) 0 15 25 35
3n (kPa) 50 100 200 50 100 200 50 100 200 50 100 200
CV 7d (%) 2,07 1,38 2,57 4,03 4,21 4,68 4,17 3,47 4,48 4,02 4,88 4,57
Les coefficients de variation du poids volumique sec du limon calculés après l’application des
contraintes de chargement (Tableau III-10) sont compris entre 0,69 et 3,16 %. Cette faible
dispersion valide le protocole expérimental mis en place préalablement à la réalisation des
essais de cisaillement.
Les poids volumiques secs du limon calculés après l’application des contraintes normales
présentent des coefficients de dispersion plus élevés (Tableau III-11), mais néanmoins
inférieurs à 5 %. Le déchargement puis le rechargement des éprouvettes (Figure III-20), ainsi
que l’absence de confinement du limon devant la demi-boîte supérieure peuvent expliquer ces
dispersions.
Enfin, la Figure III-32 présente l’évolution du poids volumique sec du limon mesuré après
l’application des contraintes de chargement et des contraintes normales en fonction de sa
teneur en eau.
15,0 15,0
Sr=100%
14,5 6p1 = 30kPa 14,5 6n1=50kPa
6p2 = 65kPa Sr=100% 6n2=100kPa Sr=90
14,0 6p3 = 100kPa 14,0 6n3=200kPa Sr=80% %
Courbe Proctor Sr=80% Sr=90% Courbe Proctor
13,5 13,5
13,0 21
39 13,0
37
5d (kN/m )
12,5
3
50
5d (kN/m )
12,5 40
3
114
12,0 68 154
154 12,0 1269
11,5 2008 190 1722 169
11,5
2269 243 2008
11,0 11,0
2564 6 Sr=60%
10,5 10
6 Sr=60% 10,5
10
10,0 10,0
9,5 9,5
9,0
9,0
0 5 10 15 20 25 30 35 40 0 5 10 15 20 25 30 35 40
w (% ) (a) w (% ) (b)
Figure III-32. Evolution du poids volumique sec du limon mesuré après l’application des contraintes de
chargement (a) et des contraintes normales (b) en fonction de sa teneur en eau
147
Sous des conditions d’essais identiques (teneur en eau, contraintes de chargement et

contraintes normales), le poids volumique sec du limon calculé dans la boîte de cisaillement
direct normalisée est supérieur à celui mesuré dans la boîte de cisaillement modifiée (Figure
III-27 et Figure III-32). Les volumes de sol différents contenus dans la demi-boîte inférieure
et le châssis métallique, ainsi que le réarrangement des particules peuvent expliquer les écarts
observés.
3 Résultats et interprétations
3.1 Cisaillement du limon
3.1.1 Angle de frottement et cohésion du limon non remanié

Les essais de cisaillement drainés sont réalisés sur des éprouvettes de limon non remaniées.
Elles sont consolidées sous une contrainte de 30 kPa et cisaillées à la vitesse de
0,018 mm/min (norme NF P 94-071-1 (AFNOR, 1994)).
100
2max =90 kPa
90
80 Essai n°1 ( 6n1=50kPa)

Essai n°2 ( 6n2=100kPa)
70
Essai n°3 ( 6n3=200kPa)
60 2max =51 kPa
2 (kPa)
50
40
2max =30 kPa
30
20
10
0
0 0,5 1 1,5 2 2,5 3 3,5 4 4,5 5 5,5 6
6l (mm)
Figure III-33. Evolution de la contrainte de cisaillement du limon 2 en fonction du déplacement 4l
148
100
90
80
70
y = 0,3986x + 10,5
2max (kPa)
60
R2 = 0,9997
50
40
30
20
10
0
0 25 50 75 100 125 150 175 200 225
1n (kPa)
Figure III-34. Evolution de la résistance au cisaillement du limon 2max en fonction de la contrainte normale
3n
L’angle de frottement interne du limon et sa cohésion drainée valent respectivement 22° et

12 kPa (Figure III-34).
3.1.2 Effet de la teneur en eau du limon sur ses propriétés de résistance
Les essais de cisaillement sont réalisés à la boîte de cisaillement direct normalisée. La Figure
III-35 présente quelques résultats relatifs à l’évolution de la contrainte de cisaillement du
limon en fonction du déplacement. La contrainte normale appliquée sur l’éprouvette est égale
à 100 kPa et la teneur en eau du sol varie entre 0 et 35 %.
100 2m ax=95kPa
90
2m ax=79kPa
80
70 2m ax=74kPa
60 2m ax=54kPa
2 (kPa)
50
40
Limon - w=0%
30
1p=30 kPa ; 1n=100 kPa Limon - w=15%
20 Limon - w=25%
Limon - w=35%
10
0
0 0,5 1 1,5 2 2,5 3 3,5 4 4,5 5 5,5 6
6l (mm)
Figure III-35. Evolution de la contrainte de cisaillement du limon en fonction du déplacement – effet de la

teneur en eau du limon
L’augmentation de la teneur en eau du limon entraîne une diminution de la résistance au

cisaillement interne du sol. Cette tendance se confirme sur la Figure III-36 où sont représentés
149
la résistance au cisaillement (Figure III-36a), l’angle de frottement interne (Figure III-36b) et

la cohésion du limon (Figure III-36c) en fonction de sa teneur en eau.
Les valeurs extrémales du poids volumique sec du limon (en kN/m3) mesurées après
l’application des contraintes de chargement et des contraintes normales sont également
notées.
6n1,6p1 6n1,6p2 6n1,6p3 45 [10,6 ; 11,1] (1p1)

180
6n2,6p1 6n2,6p2 6n2,6p3 [10,5 ; 10,9] (1p2) [10,9 ; 12,0] (1p1)
6n3,6p1 6n3,6p2 6n3,6p3 [10,7 ; 11,4] (1p3) [11,5 ; 12,2] (1p2)
40
160 [11,9 ; 12,8] (1p3)
[9,9 ; 10,4] y = -1,1835x + 172,88
R2 = 0,7457 35
140 [10,9 ; 11,4] [12,0 ; 12,8] [9,8 ; 10,1] (1p1)
y = -0,2128x + 39,703
[9,8 ; 10,2] (1p2) 2
[13,8 ; 14,3] 30 R = 0,7499
120 [10,0 ; 10,4] (1p3)
[11,9 ; 13,8] (1p1)

2max (kPa)
100 [10,1 ; 10,3] 25
3 (°)
[12,6 ; 14,0] (1p2)
[10,7 ; 11,0] [11,5 ; 11,9] [13,5 ; 14,3] (1p3)
80 20
y = -0,6685x + 91,12 [12,9 ; 13,6]
R2 = 0,709
60 15
[10,5 ; 10,7]
6p1
10 6p2
40 [9,8 ; 10,0]
y = -0,4802x + 52,65 [10,9 ; 11,9] 6p3
R2 = 0,7087
20 5
[11,9 ; 12,6]
0 0
0 4 8 12 16 20 24 28 32 36 40 0 4 8 12 16 20 24 28 32 36 40
w (%) (a) w (%) (b)
14
180
Limon - w=0% y = 0,79x + 11,62
12 6p1 160 Limon - w=15%
6p2 Limon - w=25% y = 0,74x + 7,48
6p3 140 Limon - w=35%
10
[9,8 ; 10,1] (1p1)
[11,9 ; 13,8] (1p1) 120
[9,8 ; 10,2] (1p2)
[12,6 ; 14,0] (1p2) y = 0,72x + 8,65
2max (kPa)
[10,0 ; 10,4] (1p3)

8 [13,5 ; 14,3] (1p3)
c (kPa)
100
[10,6 ; 11,1] (1p1)
[10,5 ; 10,9] (1p2) 80
6 [10,7 ; 11,4] (1p3)
y = 0,61x + 2,64
60
4
[10,9 ; 12,0] (1p1)
[11,5 ; 12,2] (1p2) 40
[11,9 ; 12,8] (1p3)
2
20
0 0
0 4 8 12 16 20 24 28 32 36 40 0 20 40 60 80 100 120 140 160 180 200 220
w (%) (c) 1n (kPa) (d)
Figure III-36. Evolution des propriétés de résistance du limon en fonction de sa teneur en eau (a, b et c) et de
la contrainte normale (d)
On observe une rupture de pente sur la Figure III-36a lorsque la teneur en eau du limon est
supérieure à 25 %.
L’étude des pentes des droites de corrélation montre que la résistance au cisaillement du
limon diminue avec l’augmentation de la contrainte normale 3n et de la teneur en eau du
limon.
L’angle de frottement interne du limon diminue avec l’augmentation de sa teneur en eau
(Figure III-36c), selon la relation suivante :
ϕ = −0, 21w + 39, 7 (R²=0,75) (19)
La cohésion du limon diminue également avec l’augmentation de sa teneur en eau (Figure

III-36b). Elle varie entre 13 kPa (teneur en eau nulle) et 0,2 kPa (teneur en eau égale à 35 %).
150
Enfin, la Figure III-36 montre que l’application des contraintes de chargement 3p a une
influence limitée sur l’évolution des propriétés de résistance du limon.
Les résultats obtenus à la boîte de cisaillement direct (Figure III-36c) corroborent ceux des
études exposés dans le Chapitre III, § 1.2.2.3. La lubrification de la surface des particules et la
diminution de la succion sont les deux hypothèses retenues pour expliquer la diminution de
l’angle de frottement interne du sol en fonction de sa teneur en eau (Figure III-37). Cette
diminution semble être indépendante de la valeur de la teneur en eau du sol par rapport à sa
limite de plasticité.
Argile - (Potyondy, 1961)

50 Sol cohérent - (Potyondy, 1961)
Argile - (Cokca et al., 2004)
45 Argile - (Bravo et al., 2012)
Argile sableuse - (Gitau et al., 2005)
40 Limon - Projet Pieux Bois
35
30
>w P wP
<w P
7 (°)
25
20
3=20,9+1,82w-0,15w²
15
10 >w P
wP wP
5
0
0 5 10 15 20 25 30 35 40
w (% )
Figure III-37. Evolution de l’angle de frottement interne du sol en fonction de sa teneur en eau –
Comparaison avec les données publiées dans la littérature
L’évolution de la cohésion du limon en fonction de sa teneur en eau est représentée sur la

Figure III-38.
Elle décroît linéairement avec l’augmentation de la teneur en eau. Cette évolution est donc
différente de celles constatées par Kooistra et al., (1998) ; Jancsecz, (1991), cité par Kooistra
et al., (1998) ; Cokca et al., (2004) (Chapitre III, § 1.2.2.3). Néanmoins, les faibles valeurs et
variations de la cohésion du limon ne permettent pas de conclure quant à l’influence exacte de
la teneur en eau du sol sur ce paramètre de résistance.
151
120 Argile - (Kooistra et al., 1998)

Argile - (Cokca et al., 2004)
110
Limon - Projet Pieux Bois
100 wP
90
wP
80
c (kPa) 70 wOPN
60
50
40
30
y = -0,23x + 12,35
wOPN
wP
20 R2 = 0,96
10
0
0 5 10 15 20 25 30 35 40 45 50
w (% )
Figure III-38. Evolution de la cohésion du sol en fonction de sa teneur en eau – Comparaison avec les
données publiées dans la littérature
3.2 Cisaillement des matériaux et du limon
3.2.1 Critère de Mohr-Coulomb à l’interface matériau-limon

La loi de Mohr-Coulomb à l’interface entre un sol et un matériau dépend du mode de rupture
de l’interface. Les trois modes de rupture définis par Tsubakihara et Kishida, (1993), cités par
Zimnik et al., (1999) ont été détaillés dans le Chapitre III, § 1.1.3. Dans la boîte de
cisaillement plan direct (normalisée ou modifiée), la rupture de l’éprouvette de sol (ou à
l’interface matériau-sol) se produit selon un plan imposé.
La succion dans le limon n’ayant pas été mesurée lors de la réalisation des essais de
cisaillement, mais uniquement évaluée à partir de la Figure III-6, on se limitera, dans la suite
du chapitre, à un critère de rupture de Mohr-Coulomb de la forme :
τ max,interface = ca' + σ n' tan δ ' (20)
Les courbes de la Figure III-39 sont tracées dans le plan (3 ; 4). Les valeurs moyennes et
extrémales des résistances au cisaillement sont représentées en fonction des contraintes
normales appliquées.
152
Acier Chêne
120 140
110 130
Limon - w=0% y = 0,54x - 0,67
120 Limon - w=0% y = 0,64x - 1,19
100 Limon - w=15%
110 Limon - w=15%
90 Limon - w=25%
Limon - w=25%
100
2max,interface (kPa)
Limon - w=35%
80 90 Limon - w=35%
70 80
y = 0,44x - 0,0064 y = 0,43x - 2,88
60 70
50 60 y = 0,48x + 13,45
y = 0,42x + 4,59 y = 0,44x - 1,13
40 50
40
30
30
20 y = 0,56x - 5,62
20
10 10
0 0
0 20 40 60 80 100 120 140 160 180 200 220 0 20 40 60 80 100 120 140 160 180 200 220
1n (kPa) (a) 1n (kPa) (b)
Pin Mortier
140 150
130 140
120 130 y = 0,62x + 2,92
Limon - w=15% y = 0,59x + 1,82 Limon - w=15%
110 120
Limon - w=25% 110 Limon - w=25%
100
Limon - w=35% y = 0,60x - 2,13 100 Limon - w=35%
90
80 90 y = 0,58x + 10,84
80
70 y = 0,58x - 5,66
70 y = 0,63x + 0,97
60 y = 0,52x + 12,16 60
50 50
40 y = 0,50x - 1,04 40
30 30
20 20
10 10
0 0
0 20 40 60 80 100 120 140 160 180 200 220 0 20 40 60 80 100 120 140 160 180 200 220
1n (kPa) (c) 1n (kPa) (d)
Chêne ancien
160
150
140 Limon - w=0%
130 Limon - w=15%
y = 0,68x - 1,59
120 Limon - w=25%
110
Limon - w=35%
100
90
80
70
60
y = 0,60x - 4,38
50 y = 0,52x + 9,91
40
y = 0,62x - 6,99
30
20
10
0
0 20 40 60 80 100 120 140 160 180 200 220
1n (kPa) (e)
Figure III-39. Evolution de la résistance au cisaillement d’interface entre les matériaux (acier (a), chêne (b),
pin (c), mortier (d) et chêne ancien (e)) et le limon en fonction de la contrainte normale appliquée sur le
matériau – critère de Mohr-Coulomb
Pour chaque teneur en eau du limon et matériau étudié, les points de coordonnées (3 ; 4) sont
alignés (Figure III-39), validant ainsi le choix du critère de Mohr-Coulomb comme critère de
rupture à l’interface.
Les valeurs de l’adhérence mesurées à l’interface sont négatives (pour des teneurs en eau du
limon égales à 0, 15, 25 %) ou comprises entre 4,6 et 13,5 kPa (pour une teneur en eau du
limon égale à 35 %).
153
L’adhérence à l’interface est considérée comme un artefact lié à la rugosité, à l’état non saturé
du limon, mais également aux sources d’erreurs potentielles sur la mesure de la contrainte de
cisaillement après modifications de la boîte de cisaillement direct normalisée (Chapitre III,
§ 2.5.1). Ce paramètre ne sera donc pas étudié dans la suite du chapitre.
3.2.2 Effet de la rugosité des matériaux sur les propriétés de résistance de

d’interface
Les résultats d’études contenus dans la littérature et traitant de l’influence de la rugosité des
matériaux sur les propriétés de résistance d’interface ont été détaillés dans le Chapitre III,
§ 1.2.1.
Ce paragraphe a pour objectif d’étudier l’évolution de la résistance au cisaillement d’interface
4max,interface et du coefficient de frottement d’interface 9 en fonction de la rugosité des
matériaux (Figure III-40).
Les valeurs moyennes et extrémales de 9 sont calculées à partir des résultats de neuf essais de
cisaillement (Figure III-20).
160 1,0
D89=364m D89=364m
0,9
140
D90=804m Mortier D90=804m Mortier
0,8
Limon-w=0%-6n1
120
Acier Limon-w=0%-6n2 0,7
100
Limon-w=0%-6n3
Acier
Limon-w=15%-6n1 0,6
Limon-w=15%-6n2
4
80 Limon-w=15%-6n3 0,5
Limon-w=25%-6n1
Limon-w=25%-6n2 0,4
60
Limon-w=25%-6n3 Limon - w=0%
0,3
Limon-w=35%-6n1 Limon - w=15%
40 Limon-w=35%-6n2
0,2 Limon - w=25%
Limon-w=35%-6n3
Limon - w=35%
20 0,1
0 0,0
0 20 40 60 80 100 120 140 160 180 200 220 240 260 0 20 40 60 80 100 120 140 160 180 200
Rugosité (4m) (a) Rugosité (4m) (b)
1,0 1,0
0,9 D96=2554m 0,9

D90=804m D90=804m
0,8 0,8
Pin Chêne ancien Pin Mortier Chêne ancien
0,7 0,7
0,6 0,6
4
4
0,5 0,5
0,4 0,4
0,3 Chêne Limon - w=15% 0,3 Acier Chêne Limon - w=15%
0,2 0,2
0,1 0,1
0,0 0,0
60 80 100 120 140 160 180 200 220 240 260 20 40 60 80 100 120 140 160 180 200 220 240 260
Rugosité (4m) (c) Rugosité (4m) (d)
Figure III-40. Evolution de la résistance au cisaillement d’interface entre l’acier ou le mortier et le limon (a)
et du coefficient de frottement d’interface 1 (b, c et d) en fonction de la rugosité des matériaux
154
La résistance au cisaillement d’interface augmente avec la contrainte normale (Figure

III-40a).
Les coefficients de frottement d’interface 9mortier-limon (w=0%) et 9mortier-limon (w=25%) sont en
moyenne 1,15 fois supérieurs aux coefficients 9acier-limon (w=0%) et 9acier-limon (w=25%), tandis que le
ratio 9mortier-limon/9acier-limon est égal à 1,6 lorsque les teneurs en eau du limon valent 15 et 35 %
(Figure III-40b).
La rugosité du chêne ancien est supérieure à celles du pin et du chêne usinés en laboratoire.
Néanmoins, les coefficients de frottement à l’interface entre les trois bois et le limon
présentent une faible dispersion (Figure III-40c). Les coefficients de variation
(indépendamment de la teneur en eau du limon) sont compris entre 8,8 et 12,1 % et les ratios
9chêne ancien-limon/9chêne-limon varient entre 1,02 et 1,27.
90 et 96 % des particules du limon ayant un diamètre inférieur à la rugosité du chêne et du

chêne ancien (Tableau III-8), la majorité des fines se loge dans les aspérités des matériaux et
limite donc l’effet de la rugosité sur les propriétés de résistance de l’interface.
L’évolution du coefficient de frottement d’interface 9matériau-limon dépend de la rugosité des

matériaux et de la teneur en eau du limon (Figure III-40d) :
• Le coefficient de frottement d’interface entre les matériaux et le limon à l’état sec
augmente de 20 % quand la rugosité des matériaux varie entre 36 9m (acier) et 256 9m
(chêne ancien) ;
• Le coefficient de frottement 9mortier-limon est maximal lorsque la teneur en eau du limon est
égale à 15 %. On observe par ailleurs une forte augmentation de ce coefficient (de l’ordre
de 60 %) lorsque la rugosité varie entre 36 9m (acier) et 97 9m (pin) ;
• La Figure III-40d montre que le coefficient de frottement 9matériau-limon (w=25 %) varie peu
avec la rugosité. Il est compris entre 0,56 et 0,66 (soit une augmentation de 18 %) ;
• Enfin, le coefficient 9matériau-limon (w=35%) augmente de 35 % quand la rugosité des matériaux
varie entre 36 et 83 9m et est maximal à l’interface entre le mortier et le limon.
Les valeurs élevées des rugosités par rapport au diamètre D90 du limon ne permettent pas de
définir une rugosité critique des matériaux mise en évidence par Kishida et Uesugi, (1987) ;
Uesugi et Kishida, (1986) lors d’essais de cisaillement d’interface entre le sable et l’acier
(Chapitre III, § 1.2.1.4). La valeur maximale du coefficient de frottement d’interface entre le
limon et les matériaux atteint 0,7 (Figure III-41).
155
1,0
0,9
0,8 Rupture dans le sable
0,7
0,6
4 0,5
0,4
0,3
Rupture dans les sols fins Limon - w=0%
0,2 Limon - w=15%
Limon - w=25%
Limon - w=35%
0,1
Acier-Sable (Kishida et Uesugi, 1986 et 1987)
Acier-Sols fins (Sun et al., 2003)
0,0
0 20 40 60 80 100 120 140 160 180 200 220 240 260
Rugosité (4m)
Figure III-41. Evolution des coefficients de frottement 1 en fonction de la rugosité des matériaux –
Comparaison avec les données publiées dans la littérature
3.2.3 Effet de la teneur en eau du limon sur les propriétés de résistance

d’interface
L’objectif de ce paragraphe est d’étudier l’influence de la teneur en eau du limon sur la
résistance au cisaillement et l’angle de frottement d’interface.
3.2.3.1 Résistance au cisaillement d’interface matériau-limon

La Figure III-42 présente l’évolution de la résistance au cisaillement d’interface en fonction
de la teneur en eau du limon. Les valeurs extrémales des poids volumiques secs du sol (en
kN/m3) sont données sur les graphiques.
156
Rugosité = 374m Rugosité = 834m

Acier Chêne
160 6n1,6p1 6n1,6p2 6n1,6p3 160
6n1,6p1 6n1,6p2 6n1,6p3
6n2,6p1 6n2,6p2 6n2,6p3 6n2,6p1 6n2,6p2 6n2,6p3
140 6n3,6p1 6n3,6p2 6n3,6p3
140 6n3,6p1 6n3,6p2 6n3,6p3
120 [11,3 ; 11,8] 120 [11,7 ; 12,2] [14,0 ; 14,1]
[10,4 ; 10,7] [12,0 ; 13,0]

100 100
[13,5 ; 14,1]
[10,0 ; 10,1]
80 [10,7 ; 11,1]
80
[10,9 ; 11,1]
60 [12,3 ; 13,1] 60 [11,0 ; 11,7] [12,5 ; 13,6]
[10,0 ; 10,1] [10,2 ; 10,4]
[10,2 ; 10,7] [11,2 ; 11,7]
40 40
9,9 [11,4 ; 13,5]
[12,4 ; 13,0]
20 20
[10,5 ; 11,1] [10,0 ; 10,4] [10,9 ; 11,8]
[10,1 ; 10,6] [10,7 ; 11,5]
0 0
0 4 8 12 16 20 24 28 32 36 40 0 4 8 12 16 20 24 28 32 36 40
w (%) (a) w (%) (b)
Rugosité = 974m Rugosité = 1794m

Pin Mortier
160 160 6n1,6p1 6n1,6p2 6n1,6p3
6n1,6p1 6n1,6p2 6n1,6p3
6n2,6p1 6n2,6p2 6n2,6p3 6n2,6p1 6n2,6p2 6n2,6p3
6n3,6p1 6n3,6p2 6n3,6p3
140 6n3,6p1 6n3,6p2 6n3,6p3 140
[13,0 ; 13,9]
[10,3 ; 11,5] [13,6 ; 14,1]
120 120 [11,3 ; 11,8]
[10,0 ; 10,3] [10,4 ; 11]
[11,6 ; 12,5] [9,9 ; 10,5]

100 100
80 [12,6 ; 13,5]
80
[10,2 ; 10,5] [11,1 ; 11,6]
[10,4 ; 10,8] [10,5 ; 11,6] [12,2 ; 13,1]
60 60
[10,0 ; 10,1] [11,8 ; 13,0] [10 ; 10,3] [10 ; 10,6] [11,8 ; 12,8]
40 40
[10,7 ; 11,3]
[9,9 ; 10,5] [10,5 ; 11,4]

20 20
[9,8 ; 10,0] [9,8 ; 10]
0 0
0 4 8 12 16 20 24 28 32 36 40 0 4 8 12 16 20 24 28 32 36 40
w (%) (c) w (%) (d)
Rugosité = 2564m
Chêne ancien
6n1,6p1 6n1,6p2 6n1,6p3
160 6n2,6p1 6n2,6p2 6n2,6p3
6n3,6p1 6n3,6p2 6n3,6p3
140
[10,6 ; 11,4] [13,2 ; 13,9]
120
[11,3 ; 12,2]
[10,2 ; 10,4]
100
80
[11,9 ; 13,2]
[10,6 ; 10,8]
60 [9,8 ; 10,2]
[10,6 ; 11,7]
40
[11,8 ; 12,8]
[10,3 ; 11,1]
20 [9,8 ; 10,1] [10,4 ; 10,9]
0
0 4 8 12 16 20 24 28 32 36 40
w (%) (e)
Figure III-42. Evolution de la résistance au cisaillement d’interface entre les matériaux (acier (a), chêne (b),
pin (c), mortier (d) et chêne ancien (e)) et le limon en fonction de sa teneur en eau
Les graphiques de la Figure III-42 montrent que les contraintes de chargement 3p n’ont pas
d’influence significative sur l’évolution de la résistance au cisaillement d’interface en
fonction de la teneur en eau du limon.
157
La résistance au cisaillement d’interface entre l’acier et le limon est maximale lorsque la

teneur en eau du sol est égale à 25 % (Figure III-42a). Ce pic de résistance est indépendant de
la contrainte normale 3n appliquée sur le matériau.
Sous les contraintes normales 3n1 et 3n2, la résistance au cisaillement 4max,mortier-limon augmente
en fonction de la teneur en eau du sol. Sous 3n3, elle est maximale lorsque la teneur en eau du
limon est proche de 25 %, puis diminue lorsque cette dernière atteint 35 % (Figure III-42d).
Sous les contraintes normales 3n1 et 3n2, les résistances au cisaillement d’interface entre le
limon et les essences de bois augmentent en fonction de la teneur en eau du sol (Figure
III-42b, Figure III-42c et Figure III-42e) :
• Sous 3n1, elles varient en moyenne entre 20 kPa (limon à l’état sec) et 38 kPa (teneur en
eau du sol égale à 35%) ;
• Sous 3n2, les résistances au cisaillement 4max,chêne-limon, 4max,pin-limon et 4max,chêne ancien-limon
augmentent respectivement de 70, 56 et 30 % lorsque la teneur en eau du sol varie entre 0
et 35 %.
Sous 3n3, les résistances au cisaillement 4max,chêne-limon et 4max,chêne ancien-limon sont maximales
pour une teneur en eau du sol égale à 25 %, puis diminuent quand elle atteint 35 %. La
résistance au cisaillement 4max,pin-limon est maximale lorsque la teneur en eau du sol est
comprise entre 15 et 25 %.
L’analyse de la Figure III-42 met en évidence que la résistance au cisaillement d’interface

dépend de la teneur en eau du limon et de la contrainte normale 3n appliquée sur le matériau.
Le raisonnement présenté par la suite vise à expliquer l’influence de ces deux paramètres sur
les résultats obtenus.
Variation de la teneur en eau du limon entre 0 et 25 %

L’ajout d’eau au limon à l’état sec crée des agrégats de particules argileuses. Ils résultent d’un
processus de cimentation (Bravo et al., 2012) et se forment au contact de l’eau (Ferber, 2005,
Chapitre III, § 1.2.2.2).
Lorsque la teneur en eau du limon varie entre 15 et 25 %, il se produit un équilibre entre
l’influence bénéfique de la succion et de l’optimum de densité. L’augmentation de la teneur
en eau du limon jusqu’à 25 % entraîne une diminution de la succion et une augmentation de
son poids volumique sec (Figure III-32). A l’inverse, quand la succion est optimale (à 15 %),
la densité n’est pas maximale. Les déformations limitent le transfert des contraintes dans le
sol. La résistance au cisaillement d’interface 4max,matériau-limon (w=25 %) est alors supérieure à la
résistance au cisaillement 4max,matériau-limon (w=15 %).
La modification de la structure interne du limon, dont la teneur en eau varie entre 0 et 25 %,
est l’hypothèse retenue pour expliquer l’augmentation de la résistance au cisaillement
d’interface observée sur la Figure III-42.
158
Teneur en eau du limon égale à 35 %

Cisaillement sous les contraintes normales 1n1 et 1n2
La teneur en eau du limon, égale à 35 %, est proche de sa limite de plasticité (Chapitre III,
§ 2.1.1). Le degré de saturation du sol est alors compris entre 79 et 85 % (Figure III-32) et la
succion dans le limon est faible. Les pores sont saturés d’eau et les particules de sol laissent
apparaître peu de vides (Ferber, 2005) : le poids volumique sec maximal du limon et
l’arrangement optimal des particules pourraient expliquer l’augmentation de la résistance au
cisaillement lorsque la teneur en eau du limon varie entre 25 et 35 %.
Néanmoins, la Figure III-42a (cisaillement entre l’acier et le limon) montre une tendance
inverse lorsque la teneur en eau du sol varie entre 25 et 35 %. La formation d’une pellicule
d’eau lubrifiant l’interface entre le limon et l’acier (Bravo et al., 2012 ; Koolen et Kuipers,
1983, cités par Manuwa, 2012) pourrait justifier la diminution de la résistance au cisaillement
d’interface observée.
Cisaillement sous la contrainte normale 1n3

Les résultats présentés sur la Figure III-42 montrent que la résistance au cisaillement
d’interface diminue lorsque la teneur en eau du sol varie entre 25 et 35 %. Le degré de
saturation du limon est compris entre 95 et 100 %. La formation d’une pellicule d’eau et la
lubrification de l’interface permettraient d’expliquer les tendances observées.
Influence de la rugosité des matériaux

L’effet de la densité et de la succion du limon sur les propriétés de résistance d’interface est à
pondérer par la rugosité des matériaux : les graphiques de la Figure III-42 montrent que
l’augmentation de la rugosité limite l’influence de ces deux paramètres et tend à « linéariser »
l’évolution de la résistance au cisaillement en fonction de la teneur en eau du sol :
• Pour de faibles rugosités (acier et chêne), on observe un pic de résistance au cisaillement
lorsque la teneur en eau du limon est égale à 25 % (Figure III-42a et Figure III-42b) ;
• L’augmentation de la rugosité limite le pic de résistance au cisaillement pour une teneur
en eau du sol égale à 25 %. Cette tendance s’observe notamment à l’interface entre le pin
ou le mortier et le limon (Figure III-42c et Figure III-42d), mais est moins marquée pour
le chêne ancien (Figure III-42e).
3.2.3.2 Angle de frottement à l’interface matériau-limon

La Figure III-43 présente l’évolution de l’angle de frottement d’interface entre les matériaux
et le limon en fonction de sa teneur en eau.
159
Rugosité = 834m
Acier Rugosité = 374m Chêne
40 40
[10,9 ; 12] (1p1)
6p1 [10,7 ; 11,7] (1p1) [11,4 ; 13,0] (1p2)
6p1
35 6p2 [10,5 ; 11,3] (1p1) 35 [10,9 ; 11,8] (1p2) [11,8 ; 12,9] (1p3) 6p2
[10,7 ; 11,5] (1p2) [11,5 ; 12,2] (1p3) 6p3
6p3
[11,1 ; 11,8] (1p3)
30 30
25 25
6 (°)
[12,4 ; 14,0] (1p1)
6 (°)
20 [10,1 ; 10,7] (1p1) 20 [10,2 ; 10,4] (1p1)

[12,7 ; 14,1] (1p2)
[9,9 ; 10,1] (1p1) [10,0 ; 10,5] (1p2)
[10,4 ; 10,9] (1p2) [11,4 ; 13,5] (1p1) [13,0 ; 14,0] (1p3)
[9,9 ; 10,0] (1p2) [10,2 ; 10,7] (1p3)
15 [10,6 ; 11,1] (1p3) [12,3 ; 13,8] (1p2) 15
[9,9 ; 10,1] (1p3)
[13,1 ; 14,1] (1p3)
10 10
5 5
0 0
0 4 8 12 16 20 24 28 32 36 40 0 4 8 12 16 20 24 28 32 36 40
w (%) (a) w (%) (b)
Pin Rugosité = 974m

Mortier Rugosité = 1794m
40
[9,9 ; 11,0] (1p1) 40
6p1 [10,0 ; 10,5] (1p1) [10,5 ; 11,3] (1p1)
[10,1 ; 10,4] (1p2) [10,3 ; 11,0] (1p2) [11,1 ; 11,7] (1p2)
35 6p2
[10,5 ; 11,5] (1p3) 35 [10,2 ; 10,6] (1p3) [11,4 ; 11,8] (1p3)
6p3
30 30
[10,5 ; 11,6] (1p1) [9,8 ; 10,0] (1p1)
25 [10,8 ; 11,3] (1p2) 25
[9,8 ; 10,0] (1p1) [9,8 ; 10,4] (1p2)
[11,3 ; 12,5] (1p3) [11,8 ; 13,6] (1p1)
6 (°)
[11,8 ; 13,0] (1p1) [10,0 ; 10,5] (1p3)

[10,0 ; 10,3] (1p2)
6 (°)
20 [12,8 ; 13,7] (1p2)

[10,0 ; 10,3] (1p3) [12,5 ; 13,0] (1p2) 20 [12,8 ; 14,1] (1p3)
[13 ; 13,9] (1p3)
15 15
6p1
10 10 6p2
6p3
5 5
0 0
0 4 8 12 16 20 24 28 32 36 40 0 4 8 12 16 20 24 28 32 36 40
w (%) (c) w (%) (d)
Chêne ancien Rugosité = 2564m

40
[10,4 ; 10,6] (1p1) 6p1
35 [10,7 ; 10,9] (1p2) 6p2
[10,8 ; 11,4] (1p3) 6p3
30
[10,1 ; 10,4] (1p1) [10,3 ; 11,3] (1p1)
[10,1 ; 10,4] (1p2) [10,9 ; 12,0] (1p2)
25 [11,1 ; 12,2] (1p3)
[9,8 ; 10,2] (1p3) [11,8 ; 13,2] (1p1)
[12,5 ; 13,9] (1p2)
6 (°)
20 [12,8 ; 13,3] (1p3)
15
10
0
0 4 8 12 16 20 24 28 32 36 40
w (%) (e)
Figure III-43. Evolution de l’angle de frottement d’interface entre les matériaux (acier (a), chêne (b), pin (c),
mortier (d) et chêne ancien (e)) et le limon en fonction de sa teneur en eau
L’angle de frottement d’interface 1mortier-limon augmente faiblement (de l’ordre de 7 %) lorsque

la teneur en eau du limon varie entre 0 et 25 %, puis diminue quand elle évolue entre 25 et
35 % (Figure III-43d).
Les angles de frottement d’interface 1acier-limon et 1chêne ancien-limon (Figure III-43a et Figure
III-43e) sont constants ou diminuent faiblement lorsque la teneur en eau du limon varie entre
0 et 15 %. Ils sont maximaux quand elle est égale à 25 %.
160
Enfin, les angles de frottement d’interface 1chêne-limon et 1pin-limon (Figure III-43b et Figure
III-43c) sont maximaux pour une teneur en eau du limon comprise entre 15 et 25 %, puis
diminuent lorsqu’elle atteint 35 %.
La formation des agrégats et l’influence bénéfique de la succion et du poids volumique sec du
limon détaillées dans le Chapitre III, § 3.2.3.1 permettent d’expliquer l’évolution des angles
de frottement d’interface en fonction de la teneur en eau du limon. Lorsque la teneur en eau
du limon atteint 35 %, la formation d’une fine pellicule d’eau à l’interface (faisant office de
lubrifiant) peut justifier leur diminution.
Enfin, la Figure III-44 présente une comparaison entre les résultats que nous avons obtenus à
la boîte de cisaillement direct modifiée et les données publiées dans la littérature.
50 50
Acier ; Limon
45 Acier lisse ; sable (Potyondy, 1961) 45
Acier lisse ; Argile (Potyondy, 1961)
40 Acier rugueux ; Argile (Potyondy, 1961) 40
Acier lisse ; Sol cohérent (Potyondy, 1961)
Acier rugueux ; Sol cohérent (Potyondy, 1961)
35 Acier lisse ; Argile (Çanakcı et al, 2011)
35
Acier lisse ; Argile (Bravo et al., 2012)
30 Acier ; Argile (Harsono, 2011) 30
6acier-sol (°)
6bois-sol (°)
25 25
20 20
Pin ; Limon
Chêne ; Limon
15 15 Chêne ancien ; Limon
Bois lisse ; Sable (Potyondy, 1961)
Bois rugueux ; Sable (Potyondy, 1961)
10 10 Bois lisse ; Argile (Potyondy, 1961)
Bois rugueux ; Argile (Potyondy, 1961)
5 5 Bois lisse ; Sol cohérent (Potyondy, 1961)
Bois rugueux ; Sol cohérent (Potyondy, 1961)
Bois ; Argile (Çanakcı et al, 2011)
0 0
0 5 10 15 20 25 30 35 40 45 50 55 60 65 0 5 10 15 20 25 30 35 40 45 50 55 60 65
w (%) (a) w (%) (b)
50
45
40
35
30
6béton-sol (°)
25 Mortier ; Limon
Béton lisse ; Sable (Potyondy, 1961)
Béton lisse ; Argile (Potyondy, 1961)
20
Béton lisse ; Sol cohérent (Potyondy, 1961)
Béton rugueux ; Sol cohérent (Potyondy, 1961)
15
Béton lisse ; Argile (Çanakcı et al, 2011)
10
0
0 5 10 15 20 25 30 35 40 45 50 55 60 65
w (%) (c)
Figure III-44. Evolution de l’angle de frottement d’interface entre les matériaux (acier (a) ; bois (b) et béton
(c)) et le sol en fonction de sa teneur en eau - comparaison des données expérimentales avec celles publiées
dans la littérature
Les données publiées dans la littérature montrent que les angles de frottement d’interface
entre le sol et les matériaux varient fortement pour de faibles augmentations de la teneur en
eau des sols.
En effet, les sols utilisés dans les essais en laboratoire et décrits dans la littérature sont
calibrés et leur courbe granulométrique modifiée. Ainsi, le sable rentrant dans la composition
du sol cohérent utilisé par Potyondy, (1961) a été écrêté et qualifié, selon l’auteur, de « bien
161
gradué ». Tandis que la courbe granulométrique du limon (réalisée après séchage du limon à
l’étuve) prélevé sur le plot expérimental de Rouen n’est pas modifiée, ce qui peut expliquer
les différences observées sur la Figure III-44 entre nos données expérimentales et celles
publiées dans la littérature.
La Figure III-44 montre également que l’angle de frottement d’interface diminue avec
l’augmentation de la teneur en eau du sol, quel que soit le type de matériau. Néanmoins,
l’étude réalisée par Harsono, (2011) (Figure III-44a) montre que l’angle de frottement
d’interface entre l’acier et l’argile augmente puis diminue avec l’augmentation de la teneur en
eau du sol. Ce pic caractérise, selon Jancsecz, (1991), cité par Kooistra et al., (1998) ; Yusu et
Dechao, (1990), cités par Kooistra et al., (1998), la limite de « collage » de l’argile, définie
comme la teneur en eau à partir de laquelle l’argile devient moins « collante ». Cette teneur en
eau est proche de sa limite de plasticité.
3.3 Valeurs des ratios 1/2

L’évolution des angles de frottement interne du limon et d’interface en fonction de la teneur
en eau du sol a été présentée dans le Chapitre III, § 3.1.2 et § 3.2.3.2.
Le Tableau III-12 reprend les valeurs moyennes et extrémales des angles de frottement
d’interface mesurés, ainsi que celles des ratios 1matériau-limon/2.
Tableau III-12. Valeurs des ratios 4matériau-limon / 5 en fonction de la teneur en eau du limon
w (%) 4d (kN/m3) Matériau 5moyen (°) 5min (°) 5max (°) 3 5/6
[9,8 ; 10,4] Limon 36,9 35,0 38,3 1,7 -
[9,9 ; 10,1] Acier 23,9 23,71 24,14 0,22 0,64
[10,0 ; 10,7] Chêne 22,7 21,38 24,06 1,34 0,62
0
[9,8 ; 10,3] Pin 25,6 23,15 27,76 2,32 0,69
[9,8 ; 10,5] Mortier 28,9 28,56 29,35 0,40 0,78
[9,8 ; 10,4] Chêne ancien 30,6 29,30 32,48 1,67 0,83
[10,5 ; 11,4] Limon 35,5 33,4 37,2 1,89 -
[10,1 ; 11,1] Acier 23,2 21,62 25,06 1,73 0,65
[10,7 ; 12,2] Chêne 28,1 24,99 31,46 3,26 0,79
15
[9,9 ; 11,5] Pin 29,3 28,39 30,48 1,08 0,83
[10,0 ; 11,0] Mortier 30,8 30,34 31,29 0,48 0,87
[10,4 ; 11,4] Chêne ancien 29,8 29,29 30,47 0,63 0,84
[10,9 ; 12,8] Limon 34,6 34,1 35,1 0,52 -
[10,5 ; 11,8] Acier 28,4 27,39 29,08 0,88 0,82
[10,9 ; 13,0] Chêne 31,6 31,27 31,77 0,26 0,91
25
[10,5 ; 12,5] Pin 29,8 27,54 31,97 2,22 0,86
[10,5 ; 11,8] Mortier 31,3 30,37 31,76 0,77 0,90
[10,3 ; 12,2] Chêne ancien 33,0 30,56 35,69 2,59 0,95
[11,9 ; 14,3] Limon 30,1 26,9 32,3 2,84 -
[11,4 ; 14,1] Acier 21,9 19,94 24,61 2,43 0,63
[12,4 ; 14,1] Chêne 24,7 23,59 25,37 0,94 0,71
35
[11,8 ; 13,9] Pin 26,3 22,52 29,86 3,67 0,76
[11,8 ; 14,1] Mortier 28,9 26,02 31,97 2,99 0,84
[11,8 ; 13,9] Chêne ancien 26,5 25,94 27,75 1,05 0,76
162
La moyenne des ratios 1/2 présentés dans le Tableau III-12 est égale à 0,78. Celle calculée par
Potyondy, (1961) dans l’argile et le sol cohérent (Tableau III-4) vaut 0,77. Classiquement,
l’angle de frottement à l’interface entre un sol et un pieu est pris égal aux 2/3 de l’angle de
frottement interne du sol.
Enfin, la Figure III-45 présente l’évolution des ratios 1matériau-limon/2 en fonction de la teneur en
eau du limon.
1,00
40
0,90
35
0,80
30
0,70
0,60 25
6 ou 7 (°)
Acier
6/7
0,50 20
Mortier
0,40 Pin Acier
Chêne 15 Mortier
0,30 Chêne ancien Pin
10 Chêne
0,20 Chêne ancien
5 Limon
0,10
0,00 0
0 5 10 15 20 25 30 35 40 0 5 10 15 20 25 30 35 40
w (%) (a) w (%) (b)
Figure III-45. Evolution des ratios 4/5 (a) et des angles de frottement du limon ou d’interface (b) en fonction
de la teneur en eau du sol
La rugosité de l’acier permet de justifier les valeurs inférieures du ratio 1acier-limon/2 par rapport
à celles calculées pour les autres matériaux.
Les différences entre les angles de frottement d’interface 1chêne-limon et 1pin-limon sont
relativement faibles et varient entre 1,2° (teneur en eau du limon égale 15 %) et 2,9° (limon à
l’état sec) (Figure III-45b).
Enfin, quel que soit le type de matériau, les valeurs des ratios 1matériau-limon/2 et 1matériau-limon
(Figure III-45a et Figure III-45b) sont maximales lorsque la teneur en eau du sol est égale à
25 %.
163
4 Loi de mobilisation de la contrainte de cisaillement à l’interface

entre les matériaux et le limon
4.1 Etude du ratio 4max,interface/3n
4.1.1 Evolution du ratio 4interface/3n en fonction de 1l

Les essais à la boîte de cisaillement direct modifiée permettent de rendre compte de
l’influence de la teneur en eau du limon et de la contrainte normale 3n sur la résistance au
cisaillement et l’angle de frottement d’interface.
Pour chaque matériau et teneur en eau du limon, neuf courbes (Figure III-20) associant la
contrainte de cisaillement à l’interface au déplacement tangentiel sont tracées (Figure III-46).
110
Cisaillement pin-limon (w=0%)
100
90
80
6p1 ; 6n1 6p1 ; 6n2 6p1 ; 6n3
2interface (kPa)
70
6p2 ; 6n1 6p2 ; 6n2 6p2 ; 6n3
60 6p3 ; 6n1 6p3 ; 6n2 6p3 ; 6n3
50
40
30
20
10
0
0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10
6l (mm)
Figure III-46. Evolution de la contrainte de cisaillement 2pin-limon (w= 0%) en fonction du déplacement 4l
Les lois de comportement présentées dans le Chapitre III, § 1.4.2 ont été établies à partir des
résultats d’essais de cisaillement réalisés en laboratoire ou d’essais de chargement de pieux
effectués en chambre d’étalonnage ou in situ.
Lors d’un essai de chargement, l’enfoncement du pieu Scr;i sous la charge critique Rcritique,
supposée de courte application, s’exprime conventionnellement selon l’expression suivante
(norme NF P 94-262 (AFNOR, 2012)) :
B
Scr ;i = k + eli (21)
100
k est un facteur empirique pris habituellement égal à 2, B la largeur de la fondation et eli le

raccourcissement instantané de la partie de l’élément non compris dans le terrain sous la
charge Rcritique.
La longueur et la largeur des matériaux utilisés lors des essais de cisaillement en laboratoire
valent 10 cm. En adaptant le critère d’enfoncement des pieux sous charge critique aux essais
164
réalisés en laboratoire (la largeur B de la fondation correspond à la largeur du matériau et le

raccourcissement instantané eli est négligé), le déplacement du matériau 1lcr;i est égal à 2 mm.
La résistance au cisaillement à l’interface 4max,interface est définie comme la contrainte de
cisaillement à la rupture et a été mesurée pour un déplacement du matériau supérieur à 2 mm
et pris égal à 10 mm. Ce déplacement correspond à une déformation à l’interface égale à
10 %.
Afin de s’affranchir de l’influence de la contrainte normale 3n sur la forme des courbes et de

la résistance au cisaillement d’interface, le ratio 4interface/3n est représenté en fonction du
déplacement tangentiel 1l (Figure III-47).
Pour chaque matériau et teneur en eau du limon, l’évolution du ratio 4interface/3n en fonction du
déplacement 1l permet de définir deux valeurs extrémales de ce ratio, notées 4max,interface,sup/3n
et 4max,interface,inf/3n.
0,6
2max,interface,sup/3n Cisaillement pin-limon (w=0%)

0,5
2max,interface,inf/3n
0,4
2interface/1n
0,3
6p1 ; 6n1 6p1 ; 6n2 6p1 ; 6n3
6p2 ; 6n1 6p2 ; 6n2 6p2 ; 6n3
0,2
6p3 ; 6n1 6p3 ; 6n2 6p3 ; 6n3
0,1
0,0
0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10
6l (mm)
Figure III-47. Evolution du ratio 2interface/3n en fonction du déplacement tangentiel 4l
Les courbes de la Figure III-47 peuvent être divisées en trois phases distinctes :
• Une phase linéaire, caractérisée par une forte augmentation du ratio 4interface/3n pour un
faible déplacement ;
• Une phase caractérisée par une diminution de la pente entre le ratio 4interface/3n et le
déplacement tangentiel qui traduit l’amorce de la rupture ;
• Une phase de rupture caractéristique d’un état critique à l’interface.
4.1.2 Plages de valeurs des ratios 4max,interface/3n relatifs aux différents matériaux
La Figure III-48 présente la distribution des ratios 4max,interface/3n relatifs aux différents
matériaux étudiés, quelle que soit la teneur en eau du limon.
Le détail des valeurs des ratios 4max,interface/3n est donné dans le Tableau 15 en Annexe D.
165
30 Matériau Nbre valeurs Médiane Moyenne Ecart type

Bois 108 0,57 0,57 0,08 Bois (pin + chêne + chêne ancien)
25 Bois, loi normale
20
Fréquence
15
10
0
05 5
-1
0, 0,1
15 5
0, 0,2
25 5
35 35
45 45
55 55
65 65
75 75
0, 0,8
85 5
0, 0,9
0, 95
0, 0,0
0, 0,1
0, 0,2
0, 0,8
0, - 0,
0, - 0,
0, - 0,
0, - 0,
0, - 0,
,
,
95
-0
-0
-0
-0
-0
-0
-
-
-
-
0
9
0,
0,
0,
0,
0,
2max,interface /3n (a)
18
16 Acie r Matériau Nbre valeurs Médiane Moyenne Ecart type
Acier 36 0,46 0,48 0,06
Mortier
14 Mortier 36 0,64 0,63 0,08
Loi normale, acier
12
Fréquence
10
8
6
4
2
0
0, 0,05
0, 0, 1
0, , 15
0, 0, 2
0, , 25
0, 0, 3
0, , 35
0, 0, 4
0, , 45
0, 0, 5
0, , 55
0, 0, 6
0, , 65
0, 0, 7
0, , 75
0, 0, 8
0, , 85
0, 0, 9
0, 5
-1
,9
95
-0
-0
-0
-0
-0
-0
-0
-0
-0
-
-
-
05
15
25
35
45
55
65
75
85
0
2max,interface /3n (b)

Figure III-48. Distributions des ratios 2max,interface/3n relatifs au bois (a), à l’acier et au mortier (b)
Les résultats que nous avons obtenus (Figure III-48) montrent que les distributions des ratios
4max,interface/3n relatives à l’acier et au bois semblent correspondre à des lois normales. Les
moyennes et écart-types de ces distributions sont donnés sur les graphiques. Les fractiles à
5 % sont égaux à 0,43 (bois) et 0,38 (acier).
Les coefficients de variation des trois distributions valent 12,5 % (acier), 12,6 % (mortier) et
14 % (bois).
Enfin, l’évolution des valeurs moyennes des ratios 4max,interface/3n relatifs aux différents
matériaux en fonction de la teneur en eau du limon est présentée sur la Figure III-49. Les
valeurs extrémales de ces ratios sont également indiquées sur les graphiques.
166
0,8 0,8
2max,interface,sup/3n 2max,interface,inf/3n
0,7 0,7
0,6 0,6
2max,interface/1n
2max,interface/1n
0,5
0,5
0,4
0,4
0,3
2max,interface,moy/3n 0,3
Acier
0,2
Mortier 0,2
0,1
0,1 Chêne
0 Pin
0 5 10 15 20 25 30 35 40 0
0 5 10 15 20 25 30 35 40
w (%) (a) w (%) (b)
0,8
0,7
0,6
2max,interface/1n
0,5
0,4
0,3
Chêne ancien
0,2
0,1
0
0 5 10 15 20 25 30 35 40
w (%) (c)
Figure III-49. Evolutions des ratios 2max,interface/3n relatifs à l’acier et au mortier (a), au chêne et au pin (b) et
au chêne ancien (c) en fonction de la teneur en eau du limon
Les valeurs moyennes des ratios 4max,acier-limon/3n et 4max,mortier-limon/3n sont comprises

respectivement entre 0,4 et 0,55 et entre 0,6 et 0,7 (exceptée la valeur moyenne du ratio
4max,mortier-limon (w=0%)/3n qui est égale à 0,5). Le ratio 4max,mortier-limon/3n augmente avec la teneur
en eau du limon (Figure III-49a).
Lorsque la teneur en eau du sol augmente de 15 à 35 %, les valeurs moyennes des ratios
4max,chêne-limon/3n et 4max,pin-limon/3n varient entre 0,5 et 0,6. Elles sont comprises entre 0,4 et 0,5
quand le limon est à l’état sec (Figure III-49b).
Enfin, la Figure III-49c met en évidence deux plages de valeurs du ratio 4max,chêne ancien-limon/3n :
• Lorsque la teneur en eau du limon est égale à 0 et 15 %, les valeurs moyennes du ratio
4max,chêne ancien-limon/3n sont de l’ordre de 0,51 ;
• Elles sont égales à 0,61 quand la teneur en eau du sol varie entre 25 et 35 %.
167
4.2 Etude de deux lois de comportement
4.2.1 Expressions et représentations graphiques des lois

L’évolution du ratio 4interface/3n en fonction du déplacement peut être décrite par différentes
lois de comportement (Chapitre III, § 1.4.2). Deux d’entre elles, couramment employées dans
la pratique de l’ingénieur, sont détaillées dans ce paragraphe : la première est de type
exponentiel, la seconde est de forme trilinéaire.
4.2.1.1 Loi de comportement exponentielle

Selon Potyondy, (1961), le frottement à l’interface entre un sol et un matériau résulte du
déplacement de l’une des deux entités et ne peut être évalué qu’empiriquement. Kezdi,
(1959), cité par Potyondy, (1961) a établi une relation entre les contraintes et les déformations
à l’interface entre des matériaux et un sol granulaire. Cette relation, présentée dans le Chapitre
III, § 1.4.2, est de la forme :
τ cal ,interface 7 −k
s
8
= tan(δ ) × 91 − e s −s
0
A (22)
σn 9B AC
La première loi de comportement proposée dans le cadre de cette étude reprend la forme
générale de la loi établie par Wang et al., (2012) et Combarieu, (1988). Son expression est la
suivante :
τ cal ,int erface τ max,int erface 7 −δ l
8
= × 91 − e α A lab
(23)
σn σn B C
Le paramètre 5lab peut être déterminé à partir de deux méthodes différentes :

τ cal ,int erface
• Méthode n°1 : Pour un déplacement δ l égal à α lab ,1 , le ratio vaut
σn
τ max,int erface
0, 63 . Le paramètre α lab ,1 correspond donc au déplacement pour lequel 63 % de
σn
la résistance au cisaillement à l’interface calculée 4cal,interface est mobilisée (Figure III-50) ;
τ max,int erface
• Méthode n°2 : La pente à l’origine de la courbe est égale à . Connaissant la
α lab,2σ n
résistance au cisaillement d’interface τ max,int erface , on peut en déduire la valeur de α lab,2
(Figure III-50).
168
0,45
2max,interface/1n
0,40
2max,interface/7lab,21n
0,35 Cisaillement pin-limon (w=0%)
0,30 Loi de comportement exponentielle

0,632max,interface/1n
0,25
2interface/1n 6p=100 kPa
0,20 6n=200 kPa
0,15
0,10
0,05
0,00
0
7
1 lab,1 2 3 4 5 6 7 8 9 10
6l (mm)
Figure III-50. Forme de la loi de comportement exponentielle et détermination des paramètres 6lab,1 et 6lab,2
Les valeurs de 5lab,1 présentant une dispersion importante, seules les valeurs du paramètre
5lab,2 déterminées à partir de la méthode n°2 seront étudiées dans la suite du chapitre et notées
5lab.
4.2.1.2 Loi de comportement trilinéaire

La loi de comportement trilinéaire proposée par Frank et Zhao, (1982) et recommandée par la
norme NF P 94-262 (AFNOR, 2012) pour l’évaluation des tassements des pieux sous charge
axiale a été présentée dans le Chapitre III, § 1.4.2.
La deuxième loi étudiée dans ce chapitre reprend la forme trilinéaire des courbes de
mobilisation du frottement (Figure III-51).
τ max,interface τ cal ,int erface

Si 0 < δ l < alors = kτ ,lab × δ l
2σ n kτ ,lab σn
τ max,int erface 3τ τ k × δ l 2τ max,int erface
Si < δ l < max,int erface alors cal ,int erface = τ ,lab +
2σ n kτ ,lab σ n kτ ,lab σn 5 5σ n
3τ max,int erface τ cal ,int erface τ max,int erface
Si δ l > alors =
σ n kτ ,lab σn σn
169
0,45
2max,interface/1n
0,40
0,35 Cisaillement pin-limon (w=0%)
0,30 k2,lab/5 Loi de comportement trilinéaire
0,25
2max,interface/21n 6p=100 kPa
0,20 6n=200 kPa
2interface/1n
0,15
0,10 k2,lab
0,05
0,00
0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10
6l (mm)
Figure III-51. Forme de la loi de comportement trilinéaire
4.2.2 Etude de la loi de comportement exponentielle

Les valeurs du paramètre 5lab sont évaluées en calant la courbe relative à la loi de
comportement exponentielle sur les courbes expérimentales liant la contrainte de cisaillement
d’interface entre les matériaux et le limon au déplacement tangentiel.
Deux courbes « enveloppes » relatives à la loi de comportement exponentielle, l’une
inférieure, l’autre supérieure permettent de déterminer les couples de valeurs (5lab,max ;
4max,interface,inf/3n) et (5lab,min ; 4max,interface,sup/3n) (Figure III-52).

0,55 Courbe enveloppe supérieure 2max,interface,sup/3n
0,50
0,45
0,40
2max,interface,sup/7lab,min3n 2max,interface,inf/3n
0,35
Courbe enveloppe inférieure
0,30
2interface/1n
0,25
0,20
6p1 ; 6n1 6p1 ; 6n2 6p1 ; 6n3
0,15 6p2 ; 6n1 6p2 ; 6n2 6p2 ; 6n3
0,10
2max,interface,inf/7lab,max3n 6p3 ; 6n1 6p3 ; 6n2 6p3 ; 6n3
0,05
0,00
0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10
6l (mm)
Figure III-52. Courbes enveloppes inférieure et supérieure relatives à la loi de comportement exponentielle
La résistance au cisaillement d’interface 4max,interface mesurée pour un déplacement égal à

10 mm est supposée égale à la résistance au cisaillement asymptotique intervenant dans la loi
de comportement exponentielle (Figure III-52).
170
La Figure III-53 présente les distributions des coefficients 5lab relatives aux différents
matériaux, quelle que soit la teneur en eau du limon.
Le détail des valeurs est donné dans le Tableau 16 en Annexe D.

Bois 108 1,63 1,74 0,58
25
Bois (pin + chêne + chêne ancien)
Loi normale, bois

20
Fréquence
15
10
0
,3
-3
,3
,6
,9
,2
,5
,8
,1
,4
,7
,6
-0
-3
-0
-0
-1
-1
-1
-2
-2
-2
-3
7
2,
0
3
3
3
0,
0,
0,
1,
1,
1,
2,
2,
3,
8lab (mm) (a)
14
Acier Matériau Nbre valeurs Médiane Moyenne Ecart type
12 Mortier Acier 36 1,81 2,06 0,73
Loi normale, acier Mortier 36 1,53 1,46 0,54
Loi normale, mortier
10
Fréquence
0
,3
-3
,3
,6
,9
,2
,5
,8
,1
,4
,7
,6
,9
,2
-0
-3
-0
-0
-1
-1
-1
-2
-2
-2
-3
-3
-4
7
2,
0
3
3
9
0,
0,
0,
1,
1,
1,
2,
2,
3,
3,
3,
8lab (mm) (b)

Figure III-53. Distributions des paramètres 6lab relatifs aux lois de comportement exponentielles à l’interface
entre le bois (a), l’acier et le mortier (b) et le limon
La Figure III-53 montre que les distributions des paramètres 5lab,acier, 5lab,mortier et 5lab,bois
semblent correspondre à des lois normales. Les moyennes et les écart-types des distributions
sont donnés sur les graphiques.
Les fractiles à 5 % des distributions des trois coefficients 5lab sont égaux à 0,3 mm (acier),
0,6 mm (mortier) et 0,5 mm (bois).
L’évolution des valeurs moyennes et extrémales des coefficients 5lab relatifs aux différents
matériaux en fonction de la teneur en eau du limon est représentée sur la Figure III-54.
171
4 3,25
3
3,5
2,75
3
7lab,max 2,5
7lab,moy 2,25
2,5 2
7lab,min
8lab
1,75
8lab
2
1,5
1,5 1,25
1
1 Pin
Acier 0,75
0,5 0,5 Chêne
Mortier
0,25
0 0
0 5 10 15 20 25 30 35 40 0 5 10 15 20 25 30 35 40
w (%) (a) w (%) (b)
3,25
3
2,75
2,5
2,25
2
8lab
1,75
1,5
1,25
1
Chêne ancien
0,75
0,5
0,25
0
0 5 10 15 20 25 30 35 40
w (%) (c)
Figure III-54. Evolutions des paramètres 6lab relatifs aux lois de comportement exponentielles à l’interface
entre l’acier, le mortier (a), le chêne, le pin (b) et le chêne ancien (c) et le limon en fonction de sa teneur en
eau
Les valeurs moyennes des coefficients 5lab augmentent avec la teneur en eau du limon,
exceptée lorsque le mortier est cisaillé avec le limon dont la teneur en eau varie entre 25 et
35 %.
Deux plages de valeurs du paramètre 5lab,chêne ancien dépendant de la teneur en eau du limon
peuvent être mises en évidence : le paramètre 5lab,chêne ancien vaut en moyenne 1,7 lorsque la
teneur en eau du limon est égale à 0 et 15 % et 2,25 quand elle varie entre 25 et 35 %.
Wang et al., (2012) ont comparé la courbe expérimentale charge-enfoncement en tête d’un
pieu en béton foré dans l’argile avec la courbe théorique tracée à partir de la loi de
comportement exponentielle (Chapitre III, § 1.4.2) (Figure III-55).
Nature du sol qs,mes (kPa) 7pieu,site (mm)

Argile limoneuse 39 5,1
Argile limoneuse 59 4,8
Limon 50 5,9
Sable fin 64 2,8
Limon 64 2,9
Limon 63 1,6 Loi de comportement exponentielle
Figure III-55. Valeurs de qs,mes et 6site et courbe charge-enfoncement en tête correspondante (modifié d’après
Wang et al., 2012)
172
Les valeurs du coefficient 5pieu,site déterminées par Wang et al., (2012) sont en moyenne 2,6
fois supérieures à celles que nous avons obtenues en laboratoire lors des essais de cisaillement
d’interface entre le mortier et le limon (Figure III-54a).
Enfin, le Tableau III-13 présente les valeurs des paramètres 4max,interface/3n et 5lab établies lors
d’essais de cisaillement réalisés en laboratoire entre le béton lisse et rugueux et l’argile à
différentes teneurs en eau (Shakir et Zhu, 2009).
Tableau III-13. Valeurs de 2max,interface et 6lab établies dans l’étude réalisée par Shakir et Zhu, (2009)
3n
Matériau / Teneur en
50 100 150
Sol eau (%)
4max,interface/ 3n 5lab (mm) 4max,interface/ 3n 5lab (mm) 4max,interface/ 3n 5lab (mm)
10 0,3 0,22 0,25 0,11 0,27 0,09
Béton rugueux
16 0,33 0,16 0,46 0,16 0,49 0,26
/ Argile
21 0,66 0,51 0,93 0,53 0,80 0,89
10 0,49 0,31 0,39 0,17 0,28 0,16
Béton lisse /
16 0,52 0,38 0,38 0,19 0,40 0,13
Argile
21 0,73 0,44 0,39 0,60 0,43 0,48
Les paramètres 4max,interface/3n et 5lab augmentent avec la teneur en eau de l’argile. Ces
tendances corroborent celles observées sur la Figure III-49 et la Figure III-54. Néanmoins, les
valeurs du coefficient 5lab présentées dans cette étude sont en moyenne 5 fois inférieures à
celles que nous avons établies à partir des résultats d’essais de cisaillement entre le limon et le
mortier (Figure III-54a).
4.2.3 Etude de la loi de comportement trilinéaire

Le calage des courbes relatives à la loi de comportement trilinéaire sur les courbes
expérimentales permet d’évaluer les plages de valeurs du paramètre k4,lab (Figure III-51).
Elles dépendent du type de matériau cisaillé, de la teneur en eau du limon et sont déterminées
à partir des courbes enveloppes présentées sur la Figure III-56.

0,6
Courbe enveloppe supérieure
2max,interface,sup/3n
0,5
k2,lab,max
0,4 2max,interface,inf/3n
2interface/1n
Courbe enveloppe inférieure

0,3
0,2 6p1 ; 6n1 6p1 ; 6n2 6p1 ; 6n3

6p2 ; 6n1 6p2 ; 6n2 6p2 ; 6n3
k2,lab,min
0,1 6p3 ; 6n1 6p3 ; 6n2 6p3 ; 6n3
0,0
0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10
6l (mm)
Figure III-56. Courbes enveloppes inférieure et supérieure relatives à la loi de comportement trilinéaire
173
La Figure III-57 présente les distributions des pentes k4,lab relatives aux différents matériaux,
quelle que soit la teneur en eau du limon. Le détail des valeurs est donné dans le Tableau 17
en Annexe D.
40
35
Loi normale, bois
30
Matériau Nbre valeurs Médiane Moyenne Ecart type
Fréquence
25 Bois 108 0,34 0,36 0,09
20
15
10
5
0
5
,1
,2
,3
,4
,5
,6
,7
5
,0
,1
,2
,3
,4
,5
,6
,7
-0
-0
-0
-0
-0
-0
-0
-0
-0
-0
-0
-0
-0
-0
-0
05
15
25
35
45
55
65
0
7
0,
0,
0,
0,
0,
0,
0,
0,
0,
0,
0,
0,
0,
0,
-1
k 2,lab (mm ) (a)
12
Matériau Nbre valeurs Médiane Moyenne Ecart type Acier
10 Acier 36 0,36 0,36 0,09
Mortier
Mortier 36 0,32 0,33 0,08
Loi normale, acie r
Loi normale, mortier
8
Fréquence
0
5
,1
,2
,3
,4
,5
,6
5
,0
,1
,2
,3
,4
,5
,6
-0
-0
-0
-0
-0
-0
-0
-0
-0
-0
-0
-0
-0
05
15
25
35
45
55
0
6
0,
0,
0,
0,
0,
0,
0,
0,
0,
0,
0,
0,
-1
k 2,lab (mm ) (b)
Figure III-57. Distributions des pentes k2,lab relatives aux lois de comportement trilinéaires à l’interface entre
le bois (a), l’acier et le mortier (b) et le limon
La Figure III-57 montre que les distributions des pentes k4,lab,acier, k4,lab,mortier et k4,lab,bois
semblent correspondre à des lois normales, justifiant ainsi la méthode employée pour les
déterminer. Les moyennes et les écart-types des distributions sont donnés sur les graphiques.
Les fractiles à 5 % des distributions des trois pentes sont égaux à 0,20 mm-1 (acier), 0,21 mm-1
(mortier) et 0,20 mm-1 (bois).
Enfin, la Figure III-58 présente l’évolution des valeurs moyennes des pentes k4,lab relatives
aux différents matériaux en fonction de la teneur en eau du limon.
174
0,6 0,7
Acier 0,65
0,55 Chêne
k2,lab,max Mortier 0,6
0,5 Pin
0,55
0,45
k2,lab,moy 0,5
0,4
0,45
0,35 0,4
k2 ,lab
k2,lab
0,3 0,35
0,25 0,3
0,2 0,25
k2,lab,min 0,2
0,15
0,15
0,1
0,1
0,05 0,05
0 0
0 5 10 15 20 25 30 35 40 0 5 10 15 20 25 30 35 40
w (% ) (a) w (%) (b)
0,55
0,5 Chêne ancien
0,45
0,4
0,35
k2,lab
0,3
0,25
0,2
0,15
0,1
0,05
0
0 5 10 15 20 25 30 35 40
w (%) (c)
Figure III-58. Evolution des pentes k2,lab relatives aux lois de comportement trilinéaires à l’interface entre
l’acier, le mortier (a), le chêne, le pin (b) et le chêne ancien (c) et le limon en fonction de sa teneur en eau
Les valeurs moyennes des pentes k4,lab,moy diminuent avec l’augmentation de la teneur en eau
du limon. Cette tendance corrobore les résultats présentés sur la Figure III-54 : plus la valeur
de k4,lab diminue, plus la pente à l’origine de la courbe expérimentale est faible, plus le
coefficient 5lab est élevé (la pente à l’origine de la courbe relative à la loi de comportement
exponentielle est égale à 4max,interface/5lab3n).
Les valeurs de k4,lab,moy,acier et k4,lab,moy,mortier sont comprises respectivement entre 0,31 et
0,43 mm-1 et entre 0,26 et 0,38 mm-1.
Enfin, les valeurs de k4,lab,moy relatives aux essences de bois usinées (chêne et pin) sont
comprises entre 0,31 et 0,53 mm-1, tandis que les pentes k4,lab,moy,chêne ancien varient entre 0,30 et
0,39 mm-1.
175
Conclusion
Les deux campagnes d’essais de cisaillement réalisées en laboratoire ont permis de mettre en
évidence l’influence de la teneur en eau du limon et de la rugosité des matériaux sur les
propriétés de résistance d’interface :
• L’augmentation de la teneur en eau du limon conduit à une diminution de sa résistance au

cisaillement, de sa cohésion et de son angle de frottement interne ;
• La résistance au cisaillement d’interface entre l’acier et le limon est inférieure à celle
mesurée entre le mortier et le limon, quelle que soit la teneur en eau du sol ;
• La résistance au cisaillement d’interface entre le bois et le limon est supérieure à celle
mesurée entre l’acier et le limon mais inférieure à celle entre le mortier et le limon ;
• Les coefficients de frottement d’interface entre le bois (échantillons usinés et chêne
ancien) et le limon varient peu en fonction de la rugosité des matériaux. Les faibles tailles
des particules du limon par rapport aux rugosités des matériaux ne permettent pas de
définir une rugosité critique. La valeur maximale du coefficient de frottement est égale à
0,7. Enfin, l’essence de bois n’a pas d’influence significative sur les propriétés de
résistance d’interface ;
• La résistance au cisaillement d’interface entre les matériaux et le limon dépend de la
teneur en eau du sol et des contraintes normales appliquées :
o Sous des contraintes normales égales à 50 et 100 kPa, la résistance au cisaillement
d’interface augmente avec la teneur en eau du limon. L’influence bénéfique de la
succion et de l’optimum de densité du limon justifient les résultats obtenus ;
o Sous une contrainte normale égale à 200 kPa, la résistance au cisaillement
d’interface est maximale lorsque la teneur en eau du limon vaut 25 % puis diminue
lorsque cette dernière atteint 35 %. La formation d’une pellicule d’eau et la
lubrification de l’interface sont les hypothèses avancées pour expliquer les
tendances observées.
Les paramètres 4max,interface/3n, 5lab et k4,lab ont été déterminés en calant les courbes relatives
aux lois de comportement exponentielle et trilinéaire sur les courbes de mobilisation
expérimentales liant la contrainte de cisaillement d’interface au déplacement tangentiel.
Les valeurs moyennes des paramètres 4max,interface/3n et 5lab augmentent avec la teneur en eau
du limon, tandis que celles du paramètre k4,lab diminuent avec son augmentation.
La campagne d’essais de cisaillement d’interface réalisée en laboratoire est complétée par la

la réalisation de deux plots expérimentaux sur lesquels des pieux en bois ont été battus et
chargés en compression. Le programme expérimental et les résultats de ces essais sont
présentés dans le Chapitre IV.
176
Chapitre IV. Essais de chargement de pieux en bois sur deux plots expérimentaux
Chapitre IV. Essais de chargement de pieux en bois réalisés

sur deux plots expérimentaux
Introduction
Les phénomènes d’interaction sol-pieu dépendent, d’une part, du type de matériau, de la

géométrie et du mode de mise en œuvre du pieu dans le sol et d’autre part, des propriétés de
résistance et de la nature du sol. Les propriétés de résistance d’interface entre un matériau et
un sol peuvent être déterminées en laboratoire, au moyen d’essais de cisaillement (Chapitre
III), ou in situ, au moyen d’essais de chargement. Les essais de chargement des pieux,
préalablement instrumentés avec des extensomètres amovibles, permettent de mesurer leur
portance limite et de séparer le terme de pointe de la résistance de frottement. Les résultats
donnent ainsi une estimation de la résistance des pieux en fonction des propriétés mécaniques
du terrain.
Les essais de chargement des pieux en bois ont été réalisés sur deux plots expérimentaux :
• Le premier se situe sur une parcelle en bordure de Seine appartenant au Grand Port
Maritime de Rouen (GPMR), maitre d’ouvrage public possédant de nombreux quais
fondés sur des pieux en hêtre ;
• Le second plot expérimental est localisé sur le site historique des laboratoires des Ponts et
Chaussées de Cubzac-les-Ponts, qui au cours des 25 dernières années, a servi à étudier le
comportement des remblais sur sol compressible.
Ce chapitre comprend cinq parties.
La première partie présente les essences et les caractéristiques géométriques et mécaniques

des pieux en bois retenus dans cette étude, ainsi que leur instrumentation avec des
extensomètres amovibles.
Les seconde et troisième parties traitent des essais de chargement des pieux réalisés sur la
parcelle des Moulineaux en bordure de Seine (à proximité de Rouen) et à Cubzac-les-Ponts.
Les coupes géologiques des terrains et leurs propriétés de résistance déterminées au moyen de
campagnes de sondages exhaustives y sont présentées. Le battage des pieux, les essais de
chargement et leurs résultats sont également exposés.
La quatrième partie présente une comparaison entre les paramètres des lois de comportement
exponentielle et trilinéaire déterminés d’une part, à partir des résultats des essais de
cisaillement réalisés en laboratoire (Chapitre III) et d’autre part, à partir des résultats des
essais de chargement effectués sur le plot expérimental de Rouen.
Les tassements des pieux en bois chargés sur les deux plots expérimentaux sont étudiés dans
la dernière partie de ce chapitre. Les résultats expérimentaux sont comparés aux tassements
calculés à partir des lois de comportement présentées dans la quatrième partie.
177
1 Caractérisation et instrumentation des pieux
1.1 Essences de bois

Les pieux testés sur les plots expérimentaux ont été fournis par la scierie GROUAZEL,
partenaire du projet Pieux Bois. Quatre essences de bois ont été retenues :
• Le pin car c’est l’essence la moins durable et ses ressources sont importantes, notamment
dans le sud-ouest de la France ;
• Le chêne car il est considéré comme l’essence la plus durable et constitue une ressource
de proximité sur une partie importante du territoire français ;
• Le hêtre car il présente des caractéristiques intermédiaires ;
• L’acacia car il possède également une très grande durabilité, mais dont la ressource en
exploitation est faible.
Chaque essence est représentée par deux pieux sur le plot expérimental de Rouen et par un
pieu sur le plot de Cubzac-les-Ponts.
1.2 Caractéristiques géométriques des pieux

Conformément au cahier des charges établi pour le plot expérimental, les pieux sont des
billons coniques, cylindriques, non écorcés, de 5 m de longueur et dont les diamètres varient
entre 20 et 35 cm selon les essences. Ils sont constitués de bois vert.
La conicité des pieux est calculée à partir de la formule établie dans la norme ASTM D 25,
(1991) et reprise dans le guide « Timber Pile Design and Construction Manual » (AWPI,
2002) (Chapitre I, § 2.1.2.1) :
B − Bb
tan ω = sup (24)
2L
Avec B la conicité du pieu (mm/m), L la longueur du pieu (m) et Bsup et Bb les diamètres en
tête et en pointe de pieu (mm).
Le Tableau II-1 présente les caractéristiques géométriques des huit pieux.
Tableau IV-1. Caractéristiques géométriques des pieux en bois

Numéro pieu Essence L (m) Bsup (cm) Bb (cm) B (mm/m)
1 Hêtre 5 27,2 24,4 2,8
2 Hêtre 5 32,3 29,4 2,9
3 Pin 5 26,7 24,2 2,5
4 Pin 5 24,8 23,1 1,8
5 Chêne 5 27,1 23,9 3,2
10 Chêne 5 26,9 23,6 3,3
8 Acacia 5 22,1 19,6 2,5
9 Acacia 5 23,1 21,2 1,9
178
Si l’on se réfère aux valeurs des conicités des pieux établies dans le guide « Timber Pile
Design and Construction Manual » (AWPI, 2002) (Chapitre I, § 2.1.2.1), la conicité maximale
d’un pieu de 6 m de long dont le diamètre en tête est compris entre 25 et 30 cm est de l’ordre
de 8,6 mm/m. Pour des caractéristiques géométriques similaires, les conicités des huit pieux
exposées dans le Tableau II-1 sont donc en moyenne trois fois inférieures à celles établies
dans le guide normatif américain.
1.3 Propriétés mécaniques des pieux
1.3.1 Masse volumique des pieux

La non-linéarité des pieux en bois rendant le calcul exact de leur volume difficile, la masse
volumique des pieux a été déterminée de deux manières différentes :
• Méthode n°1 : Une tranche de 2 cm d’épaisseur a été prélevée en tête des pieux. Une
fois pesée, son volume a été mesuré par déplacement d’eau lors de son immersion ;
• Méthode n°2 : Le pieu a été pesé et son volume calculé en le discrétisant en différents
tronçons de diamètre supposé constant (Tableau IV-2).
1.3.2 Module d’élasticité et fréquence de résonance

Le bois étant un matériau anisotrope (Chapitre I, § 1.4.1), son module d’élasticité longitudinal
varie d’une essence à l’autre, et au sein d’un même pieu. Les ordres de grandeurs des modules
d’élasticité du pin, du chêne, de l’acacia et du hêtre (Chapitre I, § 1.4.3.1) ont été évalués à
partir des classes de résistances du bois établies dans la norme NF EN 338 (AFNOR, 2009).
Le prélèvement d’échantillons sur les pieux ne permet pas de déterminer leur module
d’élasticité global, mais seulement un module d’élasticité local.
Dans le but de disposer du module d’élasticité longitudinal moyen de chaque pieu, une
analyse vibratoire couplée à une analyse inverse basée sur un modèle aux éléments finis a été
réalisée. En plaçant le pieu sur deux appuis, celui-ci a été mis en vibration libre. A l’aide de
trois accéléromètres (Figure IV-1) (un au centre des appuis, les deux autres aux ¼ et ¾ de la
distance entre appuis), la première fréquence propre a été obtenue par analyse fréquentielle
(Figure IV-2). Après réintroduction du profil en long du pieu et de sa masse dans un modèle
MEF, le module moyen, tenant compte d’un rapport E/G de 16 (Chapitre I, § 1.4.3.2), a été
retrouvé pour chaque pieu. Le pieu a été modélisé en vibration libre par des éléments de types
poutres isotropes. La conservation du rapport E/G de 16 a été assurée en intégrant dans le
code aux éléments finis un coefficient de Poisson A égal à 7, calculé à partir de la relation
E
= 2(1 + ν ) .
G
179
Figure IV-1. Mesure de la fréquence de résonance
4,5
Pieu n°1 (Hêtre)
4,0
Accéléromètre n°1
3,5 Accéléromètre n°2
3,0 Accéléromètre n°3
Amplitude
2,5
2,0
1,5
1,0
0,5
0,0
0 20 40 60 80 100 120 140 160 180 200
Fréquence (Hz)
Figure IV-2. Fréquence de résonance du pieu n°1 (hêtre)
1.3.3 Etat de dégradation des pieux

L’état de dégradation des pieux à leur réception a été déterminé en réalisant des mesures de
poinçonnement à l’aide d’une aiguille. Le principe de fonctionnement de ce test a été détaillé
dans le Chapitre II, § 3.1.4.
Une mesure de poinçonnement a été réalisée au droit de chaque position des bloqueurs du
système de mesure par extensomètre utilisé sur site (Chapitre IV, § 1.4.2) (Figure IV-3).
1 2 3 4 5 6
Poinçonnement Bloqueurs
1
Figure IV-3. Emplacement des mesures de poinçonnement des pieux
Les résultats des mesures sont présentés dans le Chapitre IV, § 1.3.4.
180
1.3.4 Synthèse des mesures

Le Tableau IV-2 présente les propriétés mécaniques des pieux en bois. Les modules
d’élasticité établis dans la norme NF EN 338 (AFNOR, 2009) et mesurés pour une teneur en
humidité du bois égale à 12 % sont également donnés.
Tableau IV-2. Propriétés mécaniques des pieux en bois

Fréquence E12% (MPa)
Essence Masse Cbois calculée avec la Cbois calculée avec la Ebois
résonance (CTBA, 2007)
(numéro) (kg) méthode n°1 (kg/m3) méthode n°2 (kg/m3) (MPa)
(Hz) (AFNOR, 2009)
Hêtre (1) 136 655 475 18,2 6400
10500
Hêtre (2) 275 708 701 21,1 9100
Pin (3) 153 828 572 19,9 9370
12000
Pin (4) 120 586 495 20,5 9900
Chêne (5) 201 701 754 16,4 8150
12000
Chêne (10) 192 723 737 14,6 6980
Acacia (8) 150 806 821 15,2 10970
12000
Acacia (9) 153 757 721 18,8 13320
Les masses volumiques des pieux n°1 (hêtre), n°3 (pin), n°4 (pin) calculées à partir des
tranches prélevées (méthode n°1) sont en moyenne 33 % plus élevées que celles calculées à
partir du volume global du pieu (méthode n°2). En effet, la teneur en eau du bois variant dans
le pieu, les teneurs en eau des tranches prélevées sur les trois pieux peuvent être supérieures à
la teneur en eau moyenne des pieux, permettant ainsi d’expliquer les différences observées.
Les modules d’élasticité des pieux sont en moyenne 24 % plus faibles que ceux déterminés à
partir de la classification du Centre Technique du Bois et de l’Ameublement (CTBA, 2007) et
de la norme NF EN 338 (AFNOR, 2009) (Tableau IV-2). Seul le pieu n°9 en acacia présente
un module d’élasticité 9 % plus élevé que celui établi par le CTBA, (2007).
Enfin, le Tableau IV-3 et la Figure IV-4 montrent les résultats des mesures de poinçonnement
à l’aiguille.
Tableau IV-3. Résistance à l’enfoncement des pieux en bois (mm)

Numéro Bloqueur Bloqueur Bloqueur Bloqueur Bloqueur Bloqueur Ecart-
Moyenne
pieu n°1 n°2 n°3 n°4 n°5 n°6 type
1 1 1 2 1 1 1 1,2 0,4
2 1 3 1 1 2 1 1,5 0,8
3 2 1 1 2 4 4 2,3 1,4
4 2 1 2 3 3 3 2,3 0,8
5 4 3 3 3 3 2 3, 0,6
10 3 2 2 1 2 2 2 0,6
8 2 2 2 2 3 1 2 0,6
9 4 5 6 5 4 3 4,5 1
181
16
Pieu n°1 - Hêtre Pieu n°2 - Hêtre
Zone III
14 Pieu n°3 - Pin Pieu n°4 - Pin
Pieu n°5 - Chêne Pieu n°10 - Chêne
12 Pieu n°8 - Acacia Pieu n°9 - Acacia
Enfoncement (mm)
Zone II
10
6
Zone I
4
0
120 140 160 180 200 220 240 260 280 300 320
Diamètre pieu (mm)
Figure IV-4. Résultats des mesures de poinçonnement des pieux
Les mesures étant situées dans la zone I, les pieux en bois ne sont pas dégradés (Chapitre II,
§ 3.1.4).
1.4 Instrumentation des pieux

L’instrumentation des pieux a pour objectifs de mesurer le raccourcissement élastique du fût à
différentes profondeurs en fonction de la charge appliquée en tête et d’en déduire la
distribution des efforts le long des pieux ainsi que l’effort de pointe.
1.4.1 Présentation des extensomètres amovibles LPC

La mesure du raccourcissement élastique d’un pieu s’effectue à l’aide d’une chaine
d’extensomètres amovibles (Bustamante et Doix, 1991). Elle est constituée de rubans de
cupro-béryllium équipées de jauges de déformation et maintenus sous tension par
l’intermédiaire de bloqueurs qui sont fixés aux extrémités des rubans (Figure IV-5).
25cm
(a) Bloqueurs
Ruban de cupro-
(b) béryllium
50cm
Jauge de déformation
Figure IV-5. Bloqueur (a) et jauges de déformation (b)
La technique d’instrumentation classique consiste à fixer un tube métallique de diamètre

intérieur 35 mm ± 1 mm sur le pieu (il est soudé dans le cas d’un pieu en acier, noyé dans le
pieu en béton et donc scellé à la prise) avant sa mise en œuvre dans le sol. Son extrémité
182
inférieure est fermée. Une fois le pieu dans le sol, le chapelet d’extensomètres est introduit
dans le tube métallique. Le bloqueur inférieur est mis sous pression avec un gaz comprimé
(azote). La cellule centrale de ce bloqueur se dilate et vient se fixer aux parois du tube
métallique. Les autres bloqueurs et rubans métalliques sont ensuite mis en tension et de
l’azote est injecté simultanément dans les bloqueurs afin que les cellules centrales viennent
elles aussi se plaquer aux parois du tube métallique.
Lors de l’essai de chargement, le raccourcissement élastique de chaque tronçon du pieu
instrumenté est mesuré avec les jauges de déformation et interprété pour évaluer la
transmission de la charge à l’interface entre le sol et le pieu.
Dans le cas des pieux en bois, la non-linéarité et la conicité naturelle des pieux, conjuguées
aux difficultés que représentent la fixation du tube en acier au bois a rendu l’emploi de cette
technique difficile. Un dispositif d’instrumentation spécifique aux pieux en bois a donc été
élaboré.
10 pieux devaient être initialement instrumentés (numérotés de 1 à 10). Au final, huit l’ont été
(numérotés de 1 à 5 et de 8 à 10).
1.4.2 Instrumentation des pieux en bois

Le système d’instrumentation conçu pour les pieux en bois a nécessité de les usiner.
L’usinage a été réalisé à l’ENSTIB, partenaire du projet Pieux Bois. Les différentes étapes, au
nombre de 6, sont présentées par la suite.
1ère étape : Une saignée de 80 mm de largeur et 60 mm de profondeur a été réalisée sur toute
la longueur du pieu, au niveau de la section où le pieu était le plus rectiligne (Figure IV-6).
Cette étape complexe n’a pu être réalisée que par l’utilisation d’un robot 6 axes possédé par
l’ENSTIB.
Figure IV-6. Saignée usinée sur le fût des pieux en bois
2ème étape : Des pattes de fixation conçues spécifiquement, de 60 mm de largeur et 80 mm de

longueur, ont été fixées au bois à l’aide de vis et d’inserts dans la saignée au droit des futurs
emplacements des bloqueurs. Les pattes étaient distantes les unes des autres de 750 mm
(Figure IV-7).
183
Figure IV-7. Pattes de fixation
3ème étape : Une fois les pattes de fixation solidaires du bois, des tubes de logement de 35 mm
de diamètre et 250 mm de longueur, chanfreinés à chaque extrémité et diamétralement percés
à trois endroits, ont été fixés sur les pattes. L’usinage d’une rainure en « V » sur la patte de
fixation a permis le calage du tube cylindrique (Figure IV-8).
(a)
(b)
Figure IV-8. Fixation des tubes de logement sur les pattes (a) et dimensions des pieux (b)
4ème étape : Des fenêtres de 260 mm de longueur et 80 mm de largeur ont été usinées sur un
tube métallique à section carrée de dimensions 80 mm × 60 mm. Ce tube métallique (qualifié
de tube extérieur) est venu chapoter et protéger l’ensemble « patte de fixation + tubes de
logement » dans la saignée. Il a été fixé au bois avec des vis et des tirefonds (Figure IV-9).
184
Figure IV-9. Fixation des tubes extérieurs métalliques à section carrée dans la saignée
5ème étape : La pointe des pieux a été usinée en forme pyramidale. L’extrémité du tube
extérieur a été biseautée au niveau de la pointe de sorte que le biseau soit dans le
prolongement d’une des faces de la pointe.
La pointe a été renforcée (Chapitre I, § 2.2.5.1) avec quatre plats métalliques (un sur chaque
face) fixés au bois avec des tirefonds. L’un des plats a été soudé au biseau du tube extérieur
pour le protéger de l’entrée de matériaux et éviter son écartement lors du battage des pieux
dans le sol (Figure IV-10).
Figure IV-10. Protection de la pointe des pieux en bois avec des plats métalliques
6ème étape : Deux plats diamétralement opposés et distants de 20 cm (distance constante sur
tous les pieux) ont également été usinés sur la tête des pieux. L’usinage de ces plats avait pour
objectifs de fixer le casque de battage aux pieux (Figure IV-11) (Chapitre I, § 2.2.5.2).
185
Figure IV-11. Usinage de deux plats en tête des pieux
2 Site expérimental de Rouen
2.1 Présentation du site

Le plot expérimental est localisé sur une parcelle de terrain appartenant au Grand Port
Maritime de Rouen, située dans la commune des Moulineaux, en bordure de Seine. Sa
superficie est d’environ 1000 m². La Figure IV-12 présente la situation et une vue aérienne du
site expérimental, ainsi que l’emprise du plot expérimental.
(a) (b)
(c)
Figure IV-12. Situation géographique de la zone (a et b) et emprise du plot expérimental (c)
186
2.2 Caractérisation géotechnique du site
2.2.1 Coupe géologique du terrain

Trois sondages à la pelle mécanique et à la tarière hélicoïdale continue ont été réalisés à
proximité de la zone de battage des pieux en bois afin de déterminer la géologie du terrain.
Les profondeurs d’arrêt de ces sondages étaient respectivement égales à 3 m et 7 m. La Figure
IV-13 présente la coupe géologique du terrain établie à partir de ces sondages.
TN
Remblai graveleux 0,55m
Limon argileux humide de couleur gris foncé

2,50m
Matériaux sablo-graveleux de couleur gris clair

Grattage de la tarière à partir de 2,3m de profondeur,
présence de blocs de craies
4,20m
Argile sableuse
>7m
(a) (b)
Figure IV-13. Coupe géologique du terrain (a) et photo de l’excavation (b)
2.2.2 Campagne d’essais sur site
2.2.2.1 Types de sondages et objectifs

Des sondages destructifs avec enregistrement des paramètres de forage, des essais
d’expansion au pressiomètre Ménard, de pénétration dynamique léger avec un pénétromètre
type PANDA, des essais de pénétration statique au piézocone (CPT) et des essais de
pénétration au carottier (SPT) ont été réalisés sur le site expérimental, à proximité de la zone
de battage des pieux en bois.
Cette campagne d’essais avait pour objectifs :
• de déterminer les propriétés de résistance du sol intervenant dans les différentes
méthodes de dimensionnement des pieux en bois ;
• d’établir des corrélations entre ces propriétés et de les comparer à celles publiées
dans la littérature.
187
2.2.2.2 Plan d’implantation des sondages

L’ensemble des essais géotechniques a été effectué à proximité de la zone de battage et de
chargement des pieux en bois. La Figure IV-14 présente le plan d’implantation des sondages.
Seine
Pieu en bois
25m
Sondage pressiométrique 2m 6m
Sondage au pénétromètre dynamique
Sondage au CPT 2m 1m
F
Sondage au SPT F
F F
Sondage destructif 2 9 5
10

2m
Pieu Essence 4 8 3
1 1m
1 Hêtre
F
2 Hêtre
3 Pin 10m
F 4m
4 Pin
5 Chêne
10 Chêne !
8 Acacia 5m 5m
9 Acacia
Figure IV-14. Plan d’implantation des sondages
2.2.2.3 Résultats des sondages destructifs

La réalisation de deux sondages destructifs en rotopercussion avec un outil en croix et l’eau
comme fluide de forage a permis d’étudier l’évolution de trois paramètres de forage en
fonction de la profondeur (Figure IV-15) : la vitesse d’avancement VA, la pression de poussée
sur l’outil PO et le couple de rotation CR.
L’énergie normalisée EN, établie à partir de combinaisons de paramètres et relative à l’énergie
dépensée pour désagréger le sol avec l’outil, a également été étudiée (Reiffsteck, 2011).
α PEVA + β CR 2π VR + γ PM f
EN = (25)
VA
Avec PM la puissance du marteau, f la fréquence et 5, 6, 7 trois coefficients.
188
Forage 1 Forage 2 Energie normalisée

0 2 4 6 8 10 0 100 200 300
0 2 4 6 8 10
0 0
0
Remblai
Remblai Remblai
1 1 1
Limon argileux
Limon argileux
2 Limon 2
2
argileux
3 3 3
Profondeur (m)
Profondeur (m)
Profondeur (m)
Sable grave Sable grave
Sable grave
4 4 4
Argile sableuse
5 5 5
Argile Argile
sableuse sableuse
6 6 6
7 7 Pression de poussée (*10^5 Pa) 7

Pression de poussée (*10^5 Pa) forage 1
Couple de rotation (*10^5 Pa)
Couple de rotation (*10^5 Pa) forage 2
Vitesse d'avancement (m/h)
Vitesse d'avancement (m/h)
8 8 8
(a) (b) (c)
Figure IV-15. Evolution de la pression de poussée, du couple de rotation, de la vitesse d’avancement (a et b)
et de l’énergie normalisée (c) en fonction de la profondeur
L’évolution des paramètres de forage et plus particulièrement celle du paramètre composé EN

en fonction de la profondeur (Figure IV-15c) correspond en moyenne aux hauteurs des
couches de sol relevées lors des sondages à la pelle mécanique.
La Figure IV-15 montre que la couche de remblai a une hauteur d’environ 1 m à l’endroit du
forage.
Le passage des remblais dans la couche de limon argileux se traduit par une augmentation de
la pression de poussée, du couple de rotation, de la vitesse d’avancement et de l’énergie
normalisée. Les paramètres de forage montrent que la profondeur de fin de couche est
comprise entre 2,5 et 3 m (Figure IV-15a et Figure IV-15b).
La couche de sable grave est caractérisée par une nette augmentation du couple de rotation et
de l’énergie normalisée ainsi qu’une légère diminution de la vitesse d’avancement et de la
pression de poussée, caractéristique d’une augmentation de la dureté du terrain.
Enfin, le passage des sables graves à l’argile sableuse se traduit par une diminution du couple
de rotation et de l’énergie normalisée, tandis que la pression de poussée et la vitesse
d’avancement restent constantes.
189
2.2.2.4 Résultats des sondages au pénétromètre dynamique

Résultats des sondages
Trois sondages au pénétromètre dynamique (surface de la pointe débordante et longueur
maximale du train de tige respectivement égales à 2 cm² et 4 m) ont été réalisés à proximité de
la zone de battage (Figure IV-14). La Figure IV-16 présente les résultats des essais.
qd (MPa)
0 10 20 30 40 50 60 70
0
Remblai
0,5
PD1
1
PD2
Profondeur (m)
1,5 PD3
Limon argileux PD4
2
2,5
3
Sable grave
3,5
Figure IV-16. Evolution de la résistance de pointe dynamique en fonction de la profondeur
L’épaisseur de la couche de remblai déduite de la Figure IV-16 est de 50 cm. Elle est
identique à celle mesurée lors des sondages à la pelle mécanique, mais diffère de celle
déterminée à partir des sondages destructifs. La profondeur de fin de couche du limon
argileux est située à 2,50 m sous le terrain naturel (Figure IV-16).
Ces résultats corroborent ceux obtenus lors des sondages à la pelle mécanique et destructifs.
Enfin, l’arrêt des sondages dynamiques à 4 m sous le terrain naturel n’a pas permis de
déterminer la profondeur exacte de fin de couche des sables graves.
Histogrammes et valeurs moyennes des résistances dynamiques

Les histogrammes de la Figure IV-17 montrent la répartition du nombre de coups enregistrés
dans chaque couche lors des essais et permettent de déduire les valeurs moyennes des
résistances de pointe dynamiques qd dans les couches de sol.
190
Limon argileux (de 0,55m à 2,25m de profondeur)

Remblai (de 0m à 0,55 m de profondeur)
250
80
218
69
70 65 200 187
Nom bre de coups

60 57
Nombre de coups
51 153
51
50 150
40 38
34
104
100 89
30 27
25
57
20 16 15 50
12
25
10 5
2 6 8
0 0
-2
-4
-6
-8
0
0
-5
-1
-1
-1
-1
-1
-2
-1
-1
-2
-2
-3
-3
-4
-4
-5
-5
-6
-6
6
0
10
12
14
16
18
5
10
15
20
25
30
35
40
45
50
55
60
qd (MPa) (a) qd (MPa) (b)
Sable grave (de 2,25m à 4m de profondeur)

250
200 193
Nombre de coups
151
150
133
100 84
81
64 69
60
50
7 11
2
0
0
-4
-6
-8
0
-1
-1
-1
-1
-1
-2
-3
-4
0
10
12
14
16
18
20
30
qd (MPa) (c)
Figure IV-17. Distribution des résistances dynamiques qd dans le remblai (a), le limon argileux b) et les sables
graves (c)
Le Tableau IV-4 présente les valeurs des résistances mesurées au pénétromètre dynamique et
retenues pour les trois couches de sol.
Tableau IV-4. Résistances dynamiques des trois couches de sol

Epaisseur Profondeur de fin qd,min qd,max qd,moyen Ecart Coefficient de
Couches
(m) de couche (m) (MPa) (MPa) (MPa) type variation (%)
Remblai 0,55 0,55 11,2 64,8 39,2 20,3 51,8
Limon
1,70 2,25 4,8 19,2 10,3 4,3 42,0
argileux
Sable
>1,75 >4 7,5 41,1 13,7 7,8 56,9
grave
2.2.2.5 Résultats des sondages pressiométriques

Les parois du trou de forage préalablement réalisé à la tarière hélicoïdale continue classique
s’éboulant dans la couche de sable grave à partir de 2,5 m de profondeur, la sonde lanternée a
été utilisée pour effectuer les essais pressiométriques.
Cinq sondages pressiométriques ont été réalisés sur le site expérimental, trois au niveau de la
zone de battage des pieux et deux autres à une dizaine de mètres (Figure IV-14). La Figure
IV-18 présente les résultats interprétés de ces sondages.
191
EM (MPa)
Pl (MPa)
0 2 4 6 8 10 12 14
0 0,5 1 1,5 2 2,5
0
0 SP1
Remblai SP1 Remblai
SP2
SP2 1
1 SP3
Limon argileux
SP3 Limon argileux
SP4
SP4 2
2
SP5
SP5
Profondeur (m)
Profondeur (m)
Moyenne
Moyenne 3 harmonique
3 géométrique
Sable grave Sable grave
4 4
5 5
Argile sableuse Argile sableuse
6 6
7 7
(a) (b)
Figure IV-18. Evolution de la pression limite (a) et du module pressiométrique (b) en fonction de la
profondeur
Le principal défaut de cet essai est sa faible résolution. En effet, il peut arriver que la sonde
soit à cheval sur plusieurs couches. Le résultat est alors une valeur intermédiaire des
paramètres des deux couches « testées ».
Valeurs moyennes retenues

Le Tableau IV-5 présente les extrema des pressions limites, des modules pressiométriques
ainsi que des rapports entre ces deux grandeurs pour les trois couches de sol sous-jacentes au
remblai.
Tableau IV-5. Caractéristiques pressiométriques des couches de sol

Couches Epaisseur (m) Caractéristiques pressiométriques (MPa)
Remblai 0,55 X
0,21<pl<0,55
Limon argileux 1,95 1,79<EM<6,49
5,46<EM/pl<14,68
0,80<pl<1,40
Sable-grave 1,70 2,92<EM<10,83
3,24<EM/pl<10,25
0,42<pl<0,91
Argile sableuse >2,50 1,78<EM<10,66
3,96<EM/pl<17,77
192
2.2.2.6 Résultats des essais de pénétration statique au piézocône (CPTu)

Le diamètre de la pointe piézocone utilisée lors des essais de pénétration statique (Cone
Penetration Test) est égal à 44 mm. La pointe a été foncée dans le sol à une vitesse constante
de 2 cm/s. La pression interstitielle u2 a été mesurée sur la partie cylindrique du cône, entre le
cône et le manchon.
Trois sondages au CPT ont été réalisés à proximité de la zone de battage (Figure IV-14). Les
Figures IV-19, IV-20 et IV-21 présentent les résultats de ces sondages.
qc (MPa)
0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10
0
Remblai
1
Limon argileux CPT1
2 CPT2
Profondeur (m)
CPT3
3
Sable grave
Argile sableuse
5
Figure IV-19. Evolution de la résistance à la pénétration du cône en fonction de la profondeur
fs (MPa)
0 0,02 0,04 0,06 0,08 0,1 0,12 0,14
0
Remblai
1
Limon argileux CPT1
2
CPT2
Profondeur (m)
CPT3
Sable grave
3
Argile sableuse
5
Figure IV-20. Evolution du frottement latéral du manchon en fonction de la profondeur
193
Rapport de frottement Rf (%)

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10
0
Remblai
Limon argileux
2 CPT1
Profondeur (m)
CPT2
Sable grave CPT3
3
5
Argile sableuse
Figure IV-21. Evolution du rapport de frottement Rf en fonction de la profondeur
Les valeurs de qc et fs dans le limon argileux sont faibles et inférieures à 1 MPa.

La couche de sable grave est caractérisée par une augmentation de la résistance à la
pénétration du cône et du frottement latéral du manchon. Le rapport de frottement Rf est de
l’ordre de 2 %. La présence de blocs de craie dans cette couche de sol (Figure IV-13) pourrait
expliquer les valeurs élevées de qc mesurées entre 3 et 4 m de profondeur.
Enfin, la couche d’argile sableuse est caractérisée par des valeurs de résistance à la
pénétration du cône inférieures à celles dans la couche sus-jacente.
Abaques de Robertson – ratio de surconsolidation des couches de sol

L’augmentation de la contrainte verticale effective dans le sol avec la profondeur entraîne une
augmentation de la résistance à la pénétration du cône et du frottement latéral mobilisé sur le
manchon. Les abaques de Robertson permettent, d’une part, de s’affranchir par
l’intermédiaire du rapport de frottement Fr et de la résistance au cône Qt normalisés, de l’effet
de la contrainte effective sur les résistances mesurées et d’autre part d’évaluer l’état de
consolidation du sol. La nature des couches de sol peut être également déduite de ces abaques.
q −σ
Qt = t ' v 0 (26)
σ v0
fs
et Fr = (27)
qt − σ v 0
Avec qt la résistance au cône corrigée.

qt = qc + u2 (1 − a ) (28)
u2 est la pression interstitielle dans la partie cylindrique du cône et a le facteur net de surface
du cône, égal au rapport entre l’aire du corps de pointe et l’aire de la base du cône (norme EN
ISO 22476-1, 2012).
194
La Figure IV-22 présente, pour les trois couches de sol sous-jacentes au remblai, la résistance
au cône normalisée en fonction du rapport de frottement normalisé.
Limon argileux Sable grave
1000 1000
7 7
OCR 8 OCR 8
9 9
normalement normalement
t
t
3
Résistance au cone normalisée Q

consolidé consolidé
100 6 100 6
5 3 5 3
10 4 10 4
1 St 1 St
2 2
1 1
0,1 1 10 0,1 1 10
(a) Rapport de frottement normalisé Fr (b) Rapport de frottement normalisé Fr
Argile sableuse
1000
7
OCR 8
9
normalement
t
3 Zone 1 Sol fin argile ou silt sensible

consolidé
100 6 Zone 2 Sols organiques et tourbes
Zone 3 Argiles : argile à argile silteuse
Zone 4 Silts : silts argileux à argile silteuse

5 3
10
Zone 5 Sables : sables silteux à silts sableux
4
1 St Zone 6 Sables : Sables propres à sables silteux
Zone 7 Sables et sables graveux
2
Zone 8 Sols fins intermédiaires très raides
1
0,1 1 10
(c) Rapport de frottement normalisé Fr Zone 9 Sables cimentés ou dilatants (d)
Figure IV-22. Evolution de la résistance au cône normalisée Qt en fonction du rapport de frottement

normalisé Fr dans le limon argileux (a), les sables graves (b), l’argile sableuse (c) et classification des sols (d)
(modifié d’après Robertson, 1990)
La couche de limon argileux se situe dans la zone S4 (Figure IV-22a) correspondant à des
silts argileux à argile silteuse, la couche de sable grave (Figure IV-22b) dans la zone S6
correspondant à des sables propres à sables silteux. Enfin, la couche d’argile sableuse (Figure
IV-22c) se situe dans les zones S4-S5, correspondant des silts argileux à silts sableux.
Le limon argileux est surconsolidé, avec un ratio de surconsolidation égal à 2,5 (Chapitre III,
§ 2.1.3).
Enfin, les abaques de Robertson montrent que les couches de sable grave et d’argile sableuse
peuvent être considérées respectivement comme lâche et sous-consolidée.
Evolution de la pression interstitielle en fonction de la profondeur

La Figure IV-23 présente l’évolution de la pression interstitielle (mesurée au piézocône) en
fonction de la profondeur, ainsi que la droite relative à la pression hydrostatique dans le sol.
Le niveau d’eau de la nappe est situé à 3,80 m de profondeur.
195
u (kPa)
0 50 100 150 200 250 300
0
Remblai
1
CPT1
Limon argileux
CPT2
2
CPT3
Sable grave uh
3
Profondeur (m)
4
Argile sableuse
Figure IV-23. Evolution de la pression interstitielle u en fonction de la profondeur.
Les faibles valeurs des pressions interstitielles mesurées entre 2,50 m et 4,20 m de profondeur
sont caractéristiques d’une couche sableuse.
Les valeurs très faibles, voire négatives, des pressions interstitielles dans les couches de sable
grave et d’argile sableuse mesurées entre 4,80 m et 5,50 m de profondeur peuvent être dues à
la présence de lentilles sableuses dilatantes ou de zones graveleuses.
Enfin, l’augmentation de la pression interstitielle à partir de 6 m de profondeur résulte de
l’effet de la marée, le plot expérimental n’étant situé qu’à quelques mètres de la Seine (Figure
IV-23). Ces essais ont été réalisés lors de la marée montante, pendant un laps de temps
d’environ deux heures.

La Figure IV-24 présente, par tranche de 50 cm, la répartition des valeurs moyennes de la
résistance à la pénétration du cône qc, ainsi que celles du frottement latéral fs mobilisé en
fonction de la profondeur.
196
8
Remblai Limon argileux Sable-grave Argile sableuse
0,05
7
6 fs
qc
Résistance (MPa)
5 0,04
4 0,02
6,94 0,03
0,03 0,03
3
4,67
2 0,02 0,02
3,54 3,32 0,01
3,06 0,01 2,92 0,01
1 1,81
0,02 0,01 1,54 1,67
0,01 1,16 1,20
0,53 0,33 0,46
0
5
-1
,7
,2
,7
,2
,7
,2
,7
,5
-2
,5
,2
,6
,8
-3
-3
-4
-4
-5
-5
-6
-6
-1
-2
-0
65
-2
5
1,
2
85
1
2
0,
0
3,
3,
4,
4,
5,
5,
6,
5
2,
2,
Profondeur (m)
Figure IV-24. Valeurs moyennes des résistances à la pénétration du cône qc et du frottement latéral du
manchon fs en fonction de la profondeur
Le Tableau IV-6 présente les valeurs des résistances à la pénétration du cône retenues pour les
quatre couches de sol.
Tableau IV-6. Caractéristiques pénétrométriques (statiques) des quatre couches de sol

Profondeur de
Couches Epaisseur (m) qc,min (MPa) qc,max (MPa) qc,moy (MPa)
fin de couche (m)
Remblai 0,55 0,55 0,3 7,9 3,1
0,4 0,2 1,5 0,5
Limon 0,5 0,3 0,4 0,3
2,5
argileux 0,5 0,1 0,7 0,5
0,5 0,3 2,8 1,2
0,4 1,1 3,9 2,9
0,4 2,5 4,7 3,5
Sable-grave 4,2
0,5 2,3 8,7 4,7
0,5 2,9 10,0 6,9
0,5 1,1 6,9 3,3
0,5 0,9 3,1 1,8
Argile
0,5 6,7 0,6 2,4 1,5
sableuse
0,5 0,5 2,2 1,2
0,5 0,9 3,4 1,7
2.2.2.7 Résultats des essais de pénétration au carottier dynamique (SPT)

Trois essais de pénétration au carottier dynamique (Strandard Penetration Test) ont été
réalisés sur le plot expérimental. La Figure IV-25 présente les résultats de ces sondages.
197
NSPT (/30cm)
0 10 20 30 40 50
0
Remblai
1
SPT1
Limon argileux
SPT2
2 SPT3
Profondeur (m)
3
Sable grave
4
5
Argile sableuse
6
Figure IV-25. Evolution du nombre de coups NSPT en fonction de la profondeur
Ces essais ayant été effectués par un prestataire extérieur peu habitué à réaliser ce type
d’essais, nous constatons une dispersion des valeurs sur la Figure IV-25.
Le Tableau IV-7 présente les valeurs de NSPT retenues pour les trois couches de sol.
Tableau IV-7. Valeurs de NSPT retenues pour les différentes couches de sol
Couches Profondeur (m) NSPT
1,30 5
Limon argileux
2,30 8
3,30 38
Sable grave
4,20 18
5,30 21
Argile sableuse
6,30 27
2.2.3 Modèle géotechnique du site retenu

Les résultats des sondages réalisés autour de la zone de battage et de chargement des pieux en
bois permettent de tracer deux coupes géotechniques de terrain, l’une longitudinale, l’autre
transversale et notées respectivement AA’ et BB’ (Figure IV-26).
198
Seine
B’
Coupe B-B'
0,04<qc<2,43 0,2<qc<1,96
qc,moy=0,54 qc,moy=0,50
Limon argileux
0,37<pl<0,55 0,33<pl<0,55
Epaisseur : 1,95m
1,37<qd<31,5 4,01<qd<35,5
qd,moy=10 qd,moy=10,3
A 2 9 5 10 A’ 0,03<qc<9,2 0,61<qc<10,11
Sable grave
pl=1,4
Epaisseur : 1,7m
4 8 3 1 1,88<qd<24,9 4,13<qd<103,6
qd,moy=11,5 qd,moy=17,8
0,6<qc<5,30 0,04<qc<4,91
Argile sableuse qc,moy=1,76 qc,moy=1,51
Epaisseur >2,5m
0,56<pl<0,8 0,55<pl<0,80
Coupe A-A'
0,04<qc<2,43 0,14<qc<2,32
Limon argileux 0,37<pl<0,55 pl=0,33
Epaisseur : 1,95m 3,0<qd<17,8 0,9<qd<56,2
5<NSPT<10 6<NSPT<9
0,03<qc<9,2 0,78<qc<4,37
Sable grave 0,8<pl<1,08
Epaisseur : 1,7m 3,1<qd<37,2 5,9<qd<30,7
9<NSPT<25 29<NSPT<42
0,6<qc<5,30 0,18<qc<4,90
Argile sableuse qc,moy=1,76 qc,moy=1,62
Epaisseur >2,5m 0,56<pl<0,8 0,42<pl<0,91
18<NSPT<20 22<NSPT<35
Figure IV-26. Coupes géotechniques de sols longitudinale (AA’) et transversale (BB’)
Les caractéristiques géotechniques de chaque couche de sol détaillées sur les coupes AA’ et
BB’ montre qu’un seul modèle géotechnique peut être établi pour le site expérimental.
Les valeurs caractéristiques moyennes des couches de sol sous-jacentes au remblai établies à
partir des sondages sont présentées dans le Tableau IV-8.
Tableau IV-8. Récapitulatif des propriétés de résistance des couches de sol

Couche Profondeur Norme
(Epaisseur) de fin de qd (MPa) pl (MPa) qc (MPa) NSPT NF P 94-262
(m) couche (m) (AFNOR, 2012)
Limon Très mous
5,2<qd<19,2 0,21<pl<0,55 0,1<qc<2,8
argileux 2,50 5<NSPT<8 pl<0,4 MPa
qd,moy=10,3 pl,moy=0,4 qc,moy=0,5
(1,95) qc<1 MPa
Denses
Sable grave 7,5<qd<41,1 0,80<pl<1,40 1,1<qc,CPT<10
4,20 18<NSPT<38 pl=1 à 2 MPa
(1,70) qd,moy=14,3 pl,moy=1 qc,moy=4,5
qc=10 à 20 MPa
Argile Fermes
0,42<pl<0,91 0,5<qc,CPT<6,9
sableuse >6,70 X 21<NSPT<27 pl=0,4 à 1,2 MPa
pl,moy=0,62 qc,moy=1,9
(>2,50) qc=1 à 2,5 MPa
Compte tenu des valeurs des pressions limites et des résistances à la pénétration statique
données dans le Tableau IV-5 et le Tableau IV-6, le limon argileux peut être qualifié de très
mou, les sables graves de denses et l’argile sableuse de ferme.
199
2.2.4 Corrélations entre les paramètres de sols

Les corrélations entre les paramètres mécaniques d’un sol ne sont valables que lorsqu’elles
sont issues de phénomènes comparables. Elles ont pour objectif principal de vérifier la
cohérence des essais réalisés sur site et non pas de pallier le manque d’essai. De nombreux
auteurs ont établi, à partir de leur propre expérience ou des données publiées dans la
littérature, des corrélations entre les propriétés de résistance caractéristiques d’un sol.
Le Tableau IV-9 présente quelques-unes de ces corrélations pour les argiles, limons et sables
graves.
Tableau IV-9. Corrélations entre les propriétés de résistances des sols – données publiées dans la littérature
Auteurs Paramètres corrélés Nature de sol Corrélations
Argile et limon qc/pl=3 ; NSPT/pl=15
Reiffsteck, (2009) pl, qc, NSPT
Sable et graves qc/pl=8 ; NSPT/pl=20
Argile qc/NSPT=0,1 à 0,2
Argile sableuse qc/NSPT=0,3 à 0,6
Cassan, (1977), cité par
NSPT et qc (MPa) Argile limoneuse qc/NSPT=0,2
Reiffsteck, (2009)
Limon qc/NSPT=0,2
Sable qc/NSPT=0,5 à 0,6
Gonin et al., (1992), Argile plastique NSPT/pl=18
cités par Reiffsteck, NSPT et pl Limon NSPT/pl=32
(2009) Sable NSPT/pl=21
Argile (qc-p’0)/(pl-p0)=11
Reiffsteck, (2009) qc et pl Limon (qc-p’0)/(pl-p0)=5
Sable (qc-p’0)/(pl-p0)=8
Argile qd/(pl-p0)=3 (4 au-dessus de la nappe)
Waschkowsky, (1982),
Argile et limon SC 3<qd/(pl-p0)<5
cité par Reiffsteck et qd et pl
Argile et limon NC 1,4<qd/(pl-p0)<2,5
al., (2012)
Sable et graves 5<qd/(pl-p0)<10
L’ensemble des sondages réalisés sur le plot expérimental permet d’établir des corrélations
entre les différentes propriétés de résistance des couches de sol (Tableau IV-10).
Tableau IV-10. Corrélations entre les propriétés de résistance des sols – données expérimentales
Couche de sol Paramètres corrélés Nombre de valeurs Rapport
pl et qd pl : 9 valeurs qd/pl=25
qc et NSPT qc : 550 valeurs qc/NSPT =0,1
Limon argileux
pl et NSPT NSPT : 4 valeurs NSPT/pl=14
pl et qc qd : 350 valeurs qc/pl=1,25
pl et qd pl : 6 valeurs qd/pl=14,3
qc et NSPT qc : 500 valeurs qc/NSPT =0,225
Sable grave
pl et NSPT NSPT : 4 valeurs NSPT/pl=24
pl et qc qd : 420 valeurs qc/pl=4,5
qc et NSPT pl : 12 valeurs qc/NSPT =0,1
Argile sableuse pl et NSPT qc : 540 valeurs NSPT/pl=35
pl et qc NSPT : 4 valeurs qc/pl=3
Les valeurs des ratios qd/pl dans le limon argileux et les sables graves (Tableau IV-10) sont
supérieures à celles publiées dans la littérature. Ces ratios atteignent respectivement 25 et 15
200
dans le limon argileux et les sables graves, tandis que ceux présentés dans le Tableau IV-9
n’excèdent pas 10. Un pénétromètre dynamique léger a été utilisé sur site, ce qui n’est pas le
cas de ceux utilisés pour établir les corrélations.
Les valeurs des ratios qc/pl établies à partir des sondages sont inférieures à celles publiées
dans la littérature.
L’ensemble des sondages réalisés, ainsi que les corrélations effectuées permettent donc de
déterminer la nature des couches de sol ainsi que leurs propriétés de résistance.
2.3 Travaux de terrassement

Le remblai, dont l’épaisseur atteint 55 cm, est constitué de bitume et de dépôts organiques.
Afin d’éviter le mélange du bitume avec les matériaux des couches sous-jacentes, la couche
de remblai a été substituée à une couche de limon argileux.
Décaissement du terrain
La couche de remblai a été décaissée sur les 55 premiers centimètres au droit des futurs
emplacements des pieux (Figure IV-27).
Figure IV-27. Décaissement de la couche de remblai
Mise en place de regards en béton

Des regards en béton, de dimensions 60 cm × 60 cm × 40 cm, à section carrée, ont été déposés
dans la zone décaissée. Ils reposaient sur la couche de limon argileux (Figure IV-28).
Figure IV-28. Mise en place des regards en béton
Remblaiement des regards en béton

L’intérieur et l’extérieur des regards en béton ont été remblayés avec du limon argileux
prélevé dans la couche sous-jacente au remblai (Figure IV-29).
201
Figure IV-29. Remblaiement des regards en béton
2.4 Massif de réaction

Le massif de réaction construit pour les essais de chargement était constitué de 10
micropieux, dimensionnés avec les règles de calcul établies dans le Fascicule 62 Titre V
(MELT, 1993) : seule la résistance de frottement des micropieux a été prise en compte, la
résistance de pointe étant considérée comme nulle.
Au final, 10 barres de forage R38 de 38 mm de diamètre, ancrées à 15 m de profondeur et
distantes en moyenne de 1,20-1,30 m ont été mises en place dans le terrain. Le massif de
réaction a été réalisé par le LRPC de Rouen en injectant directement le coulis de ciment dans
les barres de forage (Figure IV-30).
Chaque essai de chargement sollicitait quatre micropieux en traction.
1
Micropieu Regard béton

Figure IV-30. Plot expérimental avec les micropieux
2.5 Battage des pieux en bois
2.5.1 Caractéristiques du marteau et casque de battage

Le marteau utilisé lors du battage était de marque PAJOT et pesait 600 kg (Figure IV-31). La
masse du piston était égale à 83 kg. Il développait une énergie par coup comprise entre 2100
et 2360 Joules, équivalent à la chute d’une masse frappante de 83 kg d’une hauteur fictive de
2,63 m.
202
Figure IV-31. Caractéristiques du marteau
Un casque de battage a été mis en place sur la tête des pieux afin de les protéger des chocs du
marteau et d’éviter leur fissuration ou leur éclatement. Le casque était constitué de trois plats
métalliques. Une fois posé sur la tête des pieux, le casque a été rendu solidaire de la tête avec
des tirefonds qui traversaient les plats du casque et se vissaient dans la tête. Un HEB 200 a été
soudé sur la partie supérieure du casque et jouait le rôle de raccord avec le marteau (Figure
IV-32).
Les pieux n’ayant pas été guidés durant la phase de battage, certains étaient inclinés par
rapport à la verticale une fois dans le sol.
Figure IV-32. Casque de battage
2.5.2 Plan d’implantation des pieux

La Figure IV-33 présente le plan d’implantation des pieux en bois battus dans le sol. Ils
étaient distants les uns des autres d’environ 2 m, permettant ainsi de ne pas tenir compte des
effets de groupe.
203
Figure IV-33. Plan d’implantation des pieux en bois
2.5.3 Courbes de battage

Le nombre de coups donnés par le marteau a été enregistré en fonction de la profondeur de
pénétration de chaque pieu dans le sol. L’enregistrement permet de tracer les courbes de
battage, présentées sur la Figure IV-34.
Nombre de coups (/50 cm) Nombre de coups (/50 cm)
0 50 100 150 200 250 300

0 50 100 150 200 250
0 0
Remblai
0,5 Remblai
0,5
1 1
Pieu n°2
Pieu n°4
1,5 1,5
Pieu n°5
Pieu n°1
Profondeur (m)
Profondeur (m)
2 Pieu n°9 2
Limon argileux Pieu n°3
Limon argileux
2,5 2,5 Pieu n°8
3 3
Sable grave
Sable grave
3,5 3,5
4 4
4,5 4,5
Argile sableuse Argile sableuse

5 5
(a) (b)
Figure IV-34. Courbes de battage des pieux n°2, n°4, n°5, n°9 (a) et n°1, n°3, n°8 (b)
La Figure IV-34 montre que, pour un même enfoncement, le nombre de coups donnés aux
pieux augmente en fonction de la profondeur de pénétration dans le sol. Le nombre de coups
enregistré pour obtenir un enfoncement de 50 cm dans les sables graves est supérieur à celui
enregistré dans le limon argileux pour un même enfoncement. Cette augmentation
(particulièrement visible sur la Figure IV-34b, c'est-à-dire pour les pieux n°1, n°3 et n°8) est
en accord avec les caractéristiques géotechniques du terrain présentées dans le Tableau IV-8.
204
Les formules de battage (Chapitre V, § 1.1.2) permettent d’estimer, à partir du nombre de

coups en fonction de la profondeur, les résistances dynamiques des pieux en bois.
Ces résistances sont calculées dans le Chapitre V, § 2.2 et comparées aux portances limites
des pieux mesurées lors des essais de chargement.
2.5.4 Puissance sonore induite par le battage des pieux

Le niveau acoustique LAeq (exprimé en dBA) émis par le battage des pieux en bois a été
mesuré avec des sonomètres placés à différentes distances (5, 10, 15, 20 et 25 m) du trépideur.
Le Tableau IV-11 et la Figure IV-35 présentent les valeurs enregistrées sur site, ainsi que
l’évolution du niveau sonore en fonction de la distance au trépideur.
Tableau IV-11. Niveau acoustique mesuré sur site

LAeq (dBA) 5m 10 m 15 m 20 m 25 m
Pieu n°2 113 110 104 102 99
Pieu n°8 111 106 102 100 99
Pieu n°9 114 108 104 100 98
116
114
Niveau sonore LAeq (dBA)
112 Pieu n°2

110 Pieu n°8
108 Pieu n°9
106
104
102
100
98
96
0 5 10 15 20 25 30
Distance au trépideur (m)
Figure IV-35. Evolution du niveau sonore en fonction de la distance au trépideur
Dans le cas de nuisances sonores, la législation en vigueur impose de prendre en compte le

temps d’exposition à la source sonore, la puissance de la source, sa stabilité et sa variabilité. Il
convient donc de limiter le temps d’exposition au bruit en fonction de sa puissance.
Selon la Réglementation Bruit Bâtiment, fixée par le Code de la Santé Publique, le Code du
Travail ainsi que le Code Général des Collectivités Territoriales, le niveau d’exposition
quotidien au bruit (moyenne du bruit subi par un salarié durant une journée de travail de 8
heures, en dB(A)) ne doit pas dépasser 87 dBA.
Le battage d’un pieu en bois durant en moyenne entre 3 et 5 minutes, le niveau sonore émis
par le trépideur était donc conforme à la législation.
205
2.6 Réalisation et résultats des essais de chargement
2.6.1 Nature des essais

Les huit pieux en bois battus sur le plot expérimental ont été chargés en compression, selon la
procédure établie dans la norme NF P 94-150-1 (AFNOR, 1999) et le mode opératoire LCPC.
Comme indiqué dans le Chapitre IV, § 1.4, le dispositif d’instrumentation des pieux dans
lequel ont été introduits les extensomètres amovibles préalablement aux essais de chargement
a permis de séparer le terme de pointe de la résistance de frottement.
2.6.2 Montage et matériel utilisé

Le massif de réaction était composé d’une poutre de chargement constituée de deux HEB 900
accolés et soudés de 6,50 m de long. Deux traverses, chacune constituée de deux IPE 180
(entraxe de 4 cm entre les deux IPE) avec renforts au niveau de l’âme de 3 m de long étaient
posées perpendiculairement aux extrémités de la poutre (Figure IV-36). Des barres de forage
R38 assuraient la transmission des efforts aux micropieux.
La poutre reposait, entre deux essais de chargement, sur deux tours d’échafaudages distantes
de 3 m.
Figure IV-36. Massif de réaction
Les efforts en tête des pieux ont été appliqués à l’aide d’un vérin de 3 MN et d’une pompe
hydraulique à pilotage manuel. Ils étaient contrôlés avec un manomètre 0-100 MPa et un
peson annulaire de capacité maximale 2,5 MN. Une rotule a été installée au-dessus du vérin
afin de limiter la transmission des moments de flexion pouvant apparaître du fait d’un léger
excentrement dû à la mise en place des pieux dans le sol. Des plaques métalliques, posées sur
la rotule, assuraient le contact entre la poutre de chargement et la rotule (Figure IV-37).
206
Figure IV-37. Dispositif de chargement
L’enfoncement des pieux dans le sol a été mesuré avec quatre capteurs potentiométriques de
course 100 mm, également répartis sur la périphérie et montés sur des bases de référence
fixes.
Malgré la protection de la tête des pieux avec un casque métallique lors du battage, certaines
ont fissuré par endroit sous l’impulsion des coups du trépideur. Un casque de protection a
donc été mis en place durant les essais afin de limiter la fracturation des têtes (Figure IV-38).
Figure IV-38. Casque de protection et capteurs de déplacement
2.6.3 Programme expérimental

Le premier essai de chargement a été réalisé sur le pieu n°10 en chêne, non instrumenté avec
des extensomètres amovibles. La norme NF P 94-150-1 (AFNOR, 1999) recommande
d’appliquer les charges par incréments égaux à 0,1 Rc,cal, pendant une durée égale à 1 heure.
Le pieu a donc été chargé par paliers égaux à 50 kN, sa portance limite ayant été évaluée à
500 kN.
Selon la norme NF P 94-262 (AFNOR, 2012), la rupture d’un pieu circulaire sous charge
axiale est atteinte lorsque l’enfoncement de la tête du pieu est supérieur à 10 % de son
diamètre. Ce critère a été retenu pour l’essai de chargement du pieu n°10 (soit un
enfoncement maximum de la tête égal à 27 mm (Tableau II-1)).
Lors de l’essai de chargement, la portance limite du pieu n°10 a été mesurée à 190 kN (Figure
IV-40). Les deux premiers paliers ont duré 30 minutes et les deux derniers 60 minutes.
207
Ce premier essai a permis de modifier et d’ajuster les valeurs des incréments de charge pour
les autres essais. Les paliers de chargement ont été fixés à 20 kN, conformément à la norme
NF P 94-150-1 (AFNOR, 1999).
Le critère de rupture des pieux établi dans la norme NF P 94-150-1 (AFNOR, 1999) a été
conservé pour les six autres essais de chargement (les paliers de chargement du pieu n°1 ont
néanmoins été modifiés suite à un problème de mesure sur le peson). Ils ont été arrêtés
lorsque l’enfoncement de la tête des pieux a atteint 10 % de leur diamètre, soit un
enfoncement compris entre 22 et 32 mm en fonction des valeurs des diamètres indiquées dans
le Tableau IV-1.
La Figure IV-39 présente la durée des incréments de charge retenue pour les six autres essais
de chargement.
1
60 m in
Rc,mes/Rc,cal
0,9
60 m in
0,8
60 m in
0,7 60 m in
0,6
60 m in
0,5 60 m in
0,4
30 m in
0,3 30 m in
0,2 30 m in
0,1
30 m in
Figure IV-39. Durée des incréments de charge
2.6.4 Résultats des essais de chargement
2.6.4.1 Portances limites des pieux

Courbes de chargement
Les huit essais de chargement permettent de comparer les comportements mécaniques des
différentes essences de bois dans le sol. L’évolution du déplacement de la tête des pieux en
fonction de la charge appliquée est représentée sur la Figure IV-40.
208
Charge en tête (kN)

0 50 100 150 200 250 300 350 400
0
10
Déplacement de la tête (mm)
20
30 Pieu 1 - Hêtre
Pieu 2 - Hêtre
40 Pieu 3 - Pin
Pieu 4 - Pin
50
Pieu 5 - Chêne
60 Pieu 10 - Chêne
Pieu 8 - Acacia
70
Pieu 9 - Acacia
80
90
Figure IV-40. Evolution du déplacement de la tête des pieux en fonction de la charge appliquée en tête
Le pieu n°2 (hêtre) présente la portance limite la plus élevée. Elle est égale à 358 kN, celle du
pieu n°1 (hêtre) atteint 260 kN.
Les portances limites des pieux n°3 (pin) et n°4 (pin) atteignent respectivement 317 et
236 kN.
Les deux pieux en chêne présentent des portances limites similaires, égales à 190 kN (pieu
n°10) et 216 kN (pieu n°5). Celles des deux pieux en acacia sont identiques et égales à
216 kN.
Les valeurs élevées des paliers de chargement appliqués en tête du pieu n°10 permettent
d’expliquer la forme particulière de sa courbe de chargement (Figure IV-40) par rapport à
celles des autres pieux.
La Figure IV-41 présente l’évolution de la contrainte de chargement appliquée en tête des

pieux en fonction du déplacement mesuré en tête.
Contrainte en tête (kPa)

0 500 1000 1500 2000 2500 3000 3500 4000 4500 5000 5500 6000
0
10
20
30 Pieu 1 - Hêtre
40 Pieu 2 - Hêtre
Pieu 3 - Pin
50 Pieu 4 - Pin
60 Pieu 5 - Chêne
Pieu 10 - Chêne
70
Pieu 8 - Acacia
80 Pieu 9 - Acacia
90
Figure IV-41. Evolution du déplacement de la tête des pieux en fonction de la contrainte appliquée en tête
209
Deux catégories de pieux peuvent être mises en évidence sur la Figure IV-41 :
• La première, constituée des pieux en acacia et en pin, présente des contraintes de
chargement limites 3c,mes comprises entre 4900 et 5660 kPa. Les contraintes maximales
mesurées en tête des pieux en acacia diffèrent de 477 kPa, tandis que celles mesurées en
tête des pieux en pin diffèrent de 776 kPa ;
• La deuxième catégorie, constituée des pieux en chêne et en hêtre, présente des contraintes
de chargement limites 3c,mes plus faibles et comprises entre 3340 et 4460 kPa. Les
contraintes maximales mesurées en tête des pieux en chêne diffèrent de 406 kPa, tandis
que celles mesurées en tête des pieux en hêtre diffèrent de 98 kPa.
Selon la norme NF EN 338 (AFNOR, 2009), les valeurs caractéristiques de la résistance à la

compression axiale des résineux et des feuillus (notées fc,0,k) sont respectivement comprises
entre 16 et 29 MPa et entre 18 et 34 MPa.
Les résistances en compression axiale et les limites élastiques des éprouvettes de bois
mesurées par Navi et Heger, (2005) et Natterer et al., (2004) (Chapitre I, § 1.4.2.1) sont
respectivement égales à 40 et 33 MPa et à 38 et 35 MPa.
Les contraintes appliquées sur les pieux en bois (en moyenne égales à 5,2 MPa) sont donc 3 à
5 fois plus faibles que les valeurs caractéristiques de la résistance à la compression axiale
établies dans la norme NF EN 338 (AFNOR, 2009).
Elles sont également 6 à 7 fois plus faibles que les limites élastiques mesurées par Navi et
Heger, (2005) et Natterer et al., (2004).
On considérera donc, dans la suite du chapitre, que les différents tronçons des pieux
présentaient un comportement élastique lors des essais de chargement.
Vitesse d’enfoncement des pieux

La vitesse d’enfoncement critique correspond au seuil critique à partir duquel sont mesurées
de grandes vitesses d’enfoncement du pieu pour une faible augmentation de la charge
appliquée en tête. Les taux de mobilisation des résistances de frottement et de pointe sont
alors maximaux.
La charge correspondant à la vitesse d’enfoncement critique (Rcritique) est déterminée
graphiquement comme l’abscisse du point d’intersection entre les deux asymptotes tracées de
part et d’autre du point d’inflexion de la courbe. Le tassement de la tête des pieux a été
mesuré entre 3 et 25 minutes (palier de 30 minutes) ou entre 3 et 55 minutes (palier de 60
minutes).
La Figure IV-42 et la Figure IV-43 présentent la vitesse d’enfoncement des pieux (exprimée
en mm/min) en fonction des charges et contraintes appliquées en tête.
210
11
10
Vitesse d'enfoncement (mm/min)

Pieu 1 - Hêtre
9 Pieu 2 - Hêtre
8 Pieu 3 - Pin
Pieu 4 - Pin
7
Pieu 5 - Chêne
6 Pieu 10 - Chêne
5 Pieu 8 - Acacia
Pieu 9 - Acacia
4
0
0 25 50 75 100 125 150 175 200 225 250 275 300 325 350 375 400
Figure IV-42. Evolution de la vitesse d’enfoncement des pieux en fonction de la charge appliquée en tête
11
10
9
Pieu 1 - Hêtre
8 Pieu 2 - Hêtre
7 Pieu 3 - Pin
Pieu 4 - Pin
6
Pieu 5 - Chêne
5 Pieu 10 - Chêne
Pieu 8 - Acacia
4
Pieu 9 - Acacia
3
0
0 500 1000 1500 2000 2500 3000 3500 4000 4500 5000 5500 6000
Contrainte en tête (kPa)
Figure IV-43. Evolution de la vitesse d’enfoncement des pieux en fonction de la contrainte appliquée en tête
Synthèse
Le Tableau IV-12 récapitule les valeurs des portances et des contraintes limites des différents
pieux, ainsi que les charges et les contraintes correspondant à la vitesse d’enfoncement
critique.
Tableau IV-12. Portances et contraintes limites des pieux en bois

Pieu n°1 Pieu n°2 Pieu n°3 Pieu n°4 Pieu n°5 Pieu n°10 Pieu n°8 Pieu n°9
Hêtre Hêtre Pin Pin Chêne Chêne Acacia Acacia
Rc,mes (kN) 260 358 317 236 216 190 216 216
Rcritique (kN) 225 295 240 200 175 140 185 175
Rcritique/Rc,mes (%) 86,5 82,5 75,7 84,7 87,5 73,8 85,6 81,0
3c,mes (MPa) 4,46 4,36 5,66 4,89 3,75 3,34 5,63 5,16
Classe C30 C30 C30 C30 D35 D35 D35 D35
fc,o,k (MPa) 23 23 23 23 25 25 25 25
1c,mes/fc,o,k (%) 19,4 18,9 24,6 21,2 15,0 13,4 22,5 20,6
3critique (MPa) 3,75 4,00 4,96 4,10 3,15 1,72 4,94 4,53
1critique/1c,mes (%) 84,1 91,7 87,6 83,8 84,0 50,6 87,7 87,8
211
Les contraintes 3critique correspondant aux vitesses d’enfoncement critique sont égales en
moyenne à 86 % des portances limites des pieux mesurées (Tableau IV-12) (mis à part le pieu
n°10 pour lequel le ratio 3critique/3c,mes vaut 50,6 %).
Les contraintes limites 3c,mes appliquées sur les pieux en bois sont égales en moyenne à 21 %
des valeurs caractéristiques de la résistance à la compression axiale établies dans la norme NF
EN 338 (AFNOR, 2009).
2.6.4.2 Méthodes de calcul des efforts et incertitudes

Discrétisation du pieu en tronçons
Les pieux en bois ont été discrétisés en 5 tronçons de 75 cm de longueur, notés de A à E
(Figure IV-44) et instrumentés avec un chapelet d’extensomètres constitués de jauges de
déformation et de bloqueurs (Chapitre IV, § 1.4).
Figure IV-44. Instrumentation des pieux en bois avec les extensomètres amovibles
Calcul de la résistance de frottement et du frottement latéral unitaire des tronçons

La déformation 8i de chaque tronçon i des pieux est proportionnelle à la charge Ri :
∆l
Ri = Ebois Strans ,iε i = Ebois Atrans ,i i (29)
li
avec Ebois le module d’élasticité du pieu, Atrans,i, li et Dli la section transversale, la longueur
et la déformation du tronçon i.
Le frottement latéral unitaire qs,mes,i du tronçon i est calculé à partir de l’expression suivante :
R − Ri +1
qs ,mes ,i = i (30)
Alat ,i
avec Alat,i la surface latérale du tronçon i en contact avec le sol, définie à partir de la
géométrie du pieu (Tableau II-1).
212
Le tube en acier à section rectangulaire de 8 cm de largeur et 4,63 m de longueur protégeant le

chapelet d’extensomètres était situé sur la surface latérale du pieu (Chapitre IV, § 1.4). La
résistance de frottement de ce tube dans le sol, calculée à partir des règles établies dans la
norme NF P 94-262 (AFNOR, 2012), est égale à 12 kN. Sa valeur est soustraite à celle du
frottement mesurée pour l’ensemble « pieu en bois + tube en acier » afin de ne retenir que les
valeurs de la résistance de frottement des pieux en bois dans le sol.
Calcul de la résistance de la pointe

Le bloqueur n°6 étant situé à 58 cm au-dessus de l’extrémité de la pointe du pieu (Figure
IV-44), l’absence de jauge de déformation au niveau de la pointe ne permet pas de mesurer
directement la résistance de la pointe.
Elle est alors calculée en extrapolant l’effort repris par le tronçon A : la différence des efforts
repris par la pointe (Rb,mes) et le tronçon A (RA) est supposée égale à celle des efforts repris
par les tronçons A et B (RB), au prorata des longueurs des tronçons :
R − RA
Rb ,mes = RA − B (31)
lb
lA
La résistance de pointe unitaire est obtenue en divisant la résistance de pointe par la section
transversale de la pointe des pieux.
Incertitude relative sur les résultats des mesures

Les étalonnages des jauges de déformation en laboratoire avant et après les essais de
chargement permettent d’évaluer l’incertitude relative sur les mesures des efforts et des
frottements latéraux unitaires. L’incertitude sur les déformations unitaires varie, selon les
rubans, entre 0,3 et 2 % (avec une incertitude moyenne sur les 5 rubans égale à 0,9 %).
Les incertitudes liées à l’instrumentation des pieux, à leur inclinaison dans le sol ainsi qu’à
l’excentrement de la charge appliquée lors des essais sur les valeurs du frottement latéral
unitaire restent difficiles à évaluer.
L’incertitude sur la valeur de la force appliquée a été déterminée lors de l’étalonnage du peson
en laboratoire et vaut 2 kN. Cette valeur est égale en moyenne à 0,8 % des portances limites
des pieux mesurées sur site et sera négligée dans la suite du chapitre.
2.6.4.3 Dépouillement des essais

Principe des mesures
1ère étape : Mesure des déformations élastiques des tronçons
La Figure IV-45 présente les déformations (en 9m/m) du bas de chaque tronçon en fonction
de la profondeur et des efforts appliqués en tête des pieux. Les courbes de chargement et de
vitesse d’enfoncement du pieu n°1 (hêtre) sont également représentées.
213
Charge en tête (kN) (a)

0 25 50 75 100 125 150 175 200 225 250 275 12

0
10
10
Pieu 1 - Hêtre
20 8
30 Rfluage=225 kN
Pieu 1 - Hêtre 6
40
50 4
60
2
70
80 0
90 0 25 50 75 100 125 150 175 200 225 250 275
Charge en tête (kN) (b)
Déformation (4m/m) - pieu 1 (d)

Déformation (4m/m) - pieu 1 (c)
0 50 100 150 200 250 300 350 400 450 500 550 600 650
0 50 100 150 200 250 300 350 400 450 500 550 600 650 0
0,0 20 Tronçon E
Palier 1 - 16 kN Tronçon D
0,5 Palier 2 - 35 kN 40
Tronçon C
1 2 34 5 6 7 8 9 10 11 12 13 14 Palier 3 - 58 kN 60 Tronçon B
1,0
Effort appliqué en tête (kN)

Bas tronçon E Palier 4 - 82 kN 80 Tronçon A
1,5
Profondeur (m )
Palier 5 - 100 kN 100

Bas tronçon D Palier 6 - 109 kN
2,0 120
Palier 7 - 129 kN
140
2,5 Palier 8 - 145 kN
Bas tronçon C 160
Palier 9 - 160 kN
3,0
Palier 10 - 180 kN 180
Bas tronçon B
3,5 Palier 11 - 200 kN 200
Palier 12 - 220 kN
4,0 220
Bas tronçon A Palier 13 - 240 kN
240
4,5 Palier 14 - 260 kN
260
5,0 280
Figure IV-45. Evolution de la charge en tête du pieu n°1 en hêtre en fonction du déplacement en tête (a) et de
la vitesse d’enfoncement (b) ; Evolution des déformations des tronçons du pieu n°1 en fonction de la
profondeur (c) et de l’effort appliqué en tête (d)
D’après la Figure IV-45b, la charge correspondant à la vitesse d’enfoncement critique du pieu

n°1 est égale à 225 kN. A effort constant, les déformations les plus importantes sont mesurées
sur le tronçon E, situé en dessous de la tête du pieu (Figure IV-45c et Figure IV-45d). La
diminution progressive des déformations du tronçon E jusqu’au tronçon A montre que chaque
tronçon reprend une partie de l’effort appliqué en tête des pieux par frottement avec le sol.
2ème étape : Distribution des efforts en fonction de la profondeur

Les efforts repris par les différents tronçons des pieux sont calculés à partir des déformations
mesurées (Figure IV-45c), de leur longueur et du module d’élasticité global des pieux (Figure
IV-46).
214
Efforts en tête (kN) - pieu n°1 (hêtre)

0 30 60 90 120 150 180 210 240 270
0,0
0,5
E
1,0
1,5
Profondeur (m) D
2,0
C
2,5
3,0 B
3,5
A
4,0
Pointe de pieu
4,5
5,0
Résistance de pointe
Figure IV-46. Distribution des efforts en fonction de la profondeur (pieu n°1 – hêtre)
3ème étape : Evolution du frottement latéral unitaire des tronçons en fonction de leur déplacement et
calcul de la résistance de pointe
Le frottement latéral unitaire qsi repris chaque tronçon i du pieu est calculé à partir de
l’expression suivante (Chapitre IV, § 2.6.4.2) :
R − Ri +1
qsi = i (32)
Alat ,i
La Figure IV-47a présente l’évolution du frottement latéral unitaire des tronçons du pieu n°1
en fonction de leur déplacement dans le sol.
120
100 D Profondeur qs, pieu 1 qp, pieu 1

Frottement latéral (kPa)
Nature de sol Tronçon

(m) (MPa) (MPa)
80 Limon argileux 1,05 E 0,060
Limon argileux 1,80 D 0,089
E Sable grave 2,55 C 0,041
60
A Sable grave 3,30 B 0,015
C Sable grave 4,05 A 0,054
40
Pointe de
Argile sableuse 4,63 0,057 0,95
20 B pieu
(b)
0
0 10 20 30 40 50 60 70 80
Déplacement (mm) - Pieu n°1 (hêtre) (a)
Figure IV-47. Evolution du frottement latéral unitaire des tronçons du pieu n°1 en fonction de leur
déplacement (a) et synthèse des valeurs mesurées (b)
Les courbes de mobilisation du frottement présentées sur la Figure IV-47a sont constituées
d’une phase pseudo-linéaire initiale, suivie d’une phase de transition à non linéarité croissante
(marquée par une rupture de pente) et d’un plateau (ou un pic) caractéristique du frottement
latéral maximum mesuré entre le tronçon et le sol.
215
La Figure IV-46 montre que la résistance de pointe du pieu n°1 en hêtre est égale à 44 kN.
La portance limite du pieu n°1 mesurée lors des essais vaut 260 kN. Sa résistance de
frottement est égale à 196 kN (soit 52 kPa) et sa résistance de pointe à 44 kN (soit 950 kPa).
Cas particuliers : mesures des efforts repris par les pieux n°2 (hêtre) et n°9 (acacia)
Sur les sept pieux instrumentés avec des extensomètres amovibles (on rappelle que le pieu
n°10 n’a pas été instrumenté sur site pour des raisons techniques), les pieux n°2 en hêtre et
n°9 en acacia présentent des distributions d’efforts particulières : les tronçons E et D
reprennent des efforts supérieurs à ceux appliqués en tête (Figure IV-48).
L’étude de ces cas particuliers est présentée pour le pieu n°2 en hêtre. Une démarche similaire
a été adoptée pour le pieu n°9 en acacia.
Efforts (kN) - pieu n°2 (hêtre)
0 50 100 150 200 250 300 350 400 450 500 550
0,0
E
0,5
1,0
1,5 D
Profondeur (m)
2,0
C
2,5
B
3,0
3,5
A
4,0
Pointe de pieu
4,5
5,0
Figure IV-48. Distribution des efforts en fonction de la profondeur (pieu n°2 – hêtre)
Plusieurs hypothèses peuvent expliquer cette distribution des charges :

• Les pieux étaient inclinés par rapport à la verticale, conséquence de l’absence de guide de
battage. Le dispositif d’instrumentation a été installé sur la surface latérale des pieux et
non au centre de leur section. Le moment de flexion lié à l’inclinaison des pieux, conjugué
à l’excentrement du dispositif d’instrumentation a pu conduire à des déformations
différentielles qui sont venues s’ajouter aux déformations axiales ;
• Le bois est un matériau hétérogène et anisotrope. Son module d’élasticité varie d’un
tronçon à un autre. Cependant, nous avons considéré que le module d’élasticité de chaque
tronçon était égal au module d’élasticité global des pieux ;
• Suite à l’impact du trépideur sur la tête des pieux, l’apparition de fissures sur certains
tronçons a pu fragiliser la structure interne du bois et conduire à des déformations
importantes du bois lors de l’essai ;
• Une fois le chapelet d’extensomètres introduit dans le dispositif d’instrumentation, les
bloqueurs se situaient dans les tubes de logement, solidaires des pattes de fixation vissées
216
dans le bois (Chapitre IV, § 1.4). Un jeu entre la patte de fixation et le bois a pu apparaître
suite à la mise en tension du chapelet et à la mise sous pression des bloqueurs ;
• Les griffes des bloqueurs, une fois mis sous pression, étaient en contact avec la paroi des
tubes de logement. L’eau ou les impuretés dans les tubes (dispositif d’instrumentation non
étanche) ont pu entraîner un défaut d’accrochage et donc un glissement des griffes sur la
paroi des tubes de logement.
Deux méthodes ont été envisagées pour corriger les distributions des charges reprises par les
pieux n°2 et n°9.
Méthode n°1 : Cette méthode consiste à interpoler linéairement les efforts repris par les
tronçons C, D et E et ceux mesurés en tête. Les lois de mobilisation du frottement en fonction
du déplacement tiennent compte de ces modifications (Figure IV-49).
Efforts (kN) - pieu n°2 (hêtre) Efforts réellement mesurés en tête
0 50 100 150 200 250 300 350 400

0,0
0,5
E 180
1,0 160 A
1,5 D
140 B
Profondeur (m)
120
2,0
C 100
2,5
80
3,0
B 60
3,5 40
A C
4,0
20 D
E
Pointe de pieu 0
4,5
0 5 10 15 20 25 30 35
(a)
5,0 Déplacement (mm) - Pieu n°2 (hêtre) (b)
Figure IV-49. Distribution des efforts en fonction de la profondeur corrigée selon la méthode n°1 (a) et
courbes de mobilisation du frottement latéral unitaire (b) pour le pieu n°2 en hêtre
Méthode n°2 : Pour chaque palier de chargement, l’effort repris pour le tronçon E du pieu n°2
(respectivement du pieu n°9) en hêtre (respectivement en acacia) est supposé égal à celui
repris par le tronçon E du pieu n°1 (respectivement du pieu n°8), lui aussi en hêtre
(respectivement en acacia). Le pourcentage de diminution obtenu en passant de l’effort en tête
à l’effort repris par le tronçon E est ensuite appliqué aux efforts repris par les autres tronçons
des pieux.
La Figure IV-50 présente la distribution des efforts dans le pieu n°2 après correction, ainsi
que les lois de mobilisation du frottement des tronçons.
217
Efforts (kN) - pieu n°2 (hêtre)
0 50 100 150 200 250 300 350 400

0,0
0,5
E
1,0
140
1,5
D 120

Profondeur (m)
A
2,0
100
C
2,5 80
B E
3,0 60
C D
3,5 40
A B
4,0 20
Pointe de pieu 0
4,5
(a) 0 5 10 15 20 25 30 35
5,0
Résistance de pointe
Déplacement (mm) - Pieu n°2 (hêtre) (b)
Figure IV-50. Distribution des efforts en fonction de la profondeur corrigée selon la méthode n°2 (a) et
courbes de mobilisation du frottement latéral unitaire (b) pour le pieu n°2 en hêtre
Le Tableau IV-13 présente les valeurs du frottement latéral unitaire du pieu n°2 (hêtre)
calculées à partir des méthodes n°1 et n°2.
Tableau IV-13. Frottements latéraux unitaires des tronçons du pieu n°2 calculés selon les méthodes n°1 et 2
Frottements latéraux unitaires du pieu Frottements latéraux unitaires du pieu
Tronçons n°2 (hêtre) calculés selon la méthode n°2 (hêtre) calculés selon la méthode
n°1, qs, pieu n°2, méthode n°1 (MPa) n°2, qs, pieu n°2, méthode n°2 (MPa)
Tronçon E 0,017 0,062
Tronçon D 0,025 0,054
Tronçon C 0,026 0,037
Tronçon B 0,15 0,034
Tronçon A 0,16 0,11
La méthode n°1 ne modifie que les valeurs des efforts supérieures à la charge appliquée en
tête, contrairement à la méthode n°2 dans laquelle un coefficient de rabattement est appliqué à
l’ensemble des efforts repris par les tronçons.
Dans la mesure où la méthode n°2 tient compte du frottement latéral unitaire du tronçon E
mesuré sur le pieu n°1 en hêtre (respectivement le pieu n°8 en acacia), elle a été retenue pour
corriger la distribution des efforts du pieu n°2 (respectivement du pieu n°9).
La portance limite du pieu n°2 mesurée sur site vaut 358 kN. Sa résistance de frottement est
égale à 290 kN (soit 64,6 kPa) et sa résistance de pointe à 34 kN (soit 500 kPa).
2.6.4.4 Rappels des résultats des mesures pour les pieux en hêtre
Le Tableau IV-14 rappelle les caractéristiques pressiométriques du sol et les valeurs du
frottement latéral et de la résistance de pointe unitaires limites des deux pieux en hêtre.
218
Tableau IV-14. Frottement latéral et résistance de pointe unitaires limites - pieux en hêtre
Profondeur Pl qs, pieu 1 qs, pieu 2 qb, pieu 1 qb, pieu 2
(m) (MPa) (MPa) (MPa) (MPa) (MPa)
Limon argileux 1,05 E 0,33 0,060 0,060
Limon argileux 1,80 D 0,33 0,089 0,054
Sable grave 2,55 C 0,55 0,041 0,037
Sable grave 3,30 B 1,06 0,015 0,034
Sable grave 4,05 A 1,08 0,054 0,110
Pointe de
Argile sableuse 4,63 0,56 0,057 0,113 0,92 0,50
pieu
Le Tableau IV-14 montre que les résistances des deux pieux en hêtre diffèrent :
• Les frottements latéraux unitaires limites des tronçons du pieu n°2 situés dans les sables
graves sont en moyenne 1,5 fois plus élevés que ceux du pieu n°1. A l’inverse, le
frottement latéral unitaire limite du tronçon D du pieu n°1 est supérieur à celui du pieu
n°2 ;
• La résistance de pointe unitaire du pieu n°1 est 84 % plus élevée que celle du pieu n°2.
2.6.4.5 Distribution des charges dans les pieux en pin

La Figure IV-51 et la Figure IV-52 illustrent la distribution des efforts le long des pieux n°3 et
n°4 en pin ainsi que les courbes de mobilisation du frottement en fonction du déplacement des
tronçons.
Efforts (kN) - Pieu n°3 (pin) Efforts (kN) - pieu n°4 (pin)
0 50 100 150 200 250 300 350
0 50 100 150 200 250
0,0
0,0
0,5
E 0,5
E
1,0
1,0
D D
1,5 1,5
Profondeur (m)
Profondeur (m)
2,0 2,0
C C
2,5 2,5
3,0 B
3,0 B
3,5 3,5
A A
4,0 4,0
Pointe de pieu Pointe de pieu
4,5 4,5
(a) (b)
5,0 5,0
Figure IV-51. Distribution des charges le long des pieux en pin n°3 (a) et n°4 (b)
219
250
80
B

70
200 E
60
150 50 B
40 A
100 30
A D
20
50 C
10
D
C
0
0
0 5 10 15 20 25
0 5 10 15 20 25 30 35
Déplacement (mm) - Pieu n°3 (pin) (a) Déplacement (mm) - Pieu n°4 (pin) (b)
Figure IV-52. Courbes de mobilisation du frottement latéral unitaire des pieux en pin n°3 (a) et n°4 (b)
La portance limite du pieu n°3 en pin vaut 317 kN. Sa résistance de frottement est égale à
218 kN (soit 58,8 kPa) et sa résistance de pointe à 92 kN (soit 2000 kPa). Les résistances de
frottement et de pointe sont respectivement calculées en sommant les résistances de
frottement des différents tronçons et à partir de la résistance de pointe unitaire limite dont la
valeur est donnée dans le Tableau IV-15.
La portance limite du pieu n°4 en pin vaut 236 kN. Sa résistance de frottement est égale à
131 kN (soit 37,6 kPa) et sa résistance de pointe 87 kN (soit 2075 kPa).
Le Tableau IV-15 présente les caractéristiques pressiométriques du sol, ainsi que les valeurs
du frottement latéral et de la résistance de pointe unitaires limites des deux pieux en pin.
Tableau IV-15. Frottement latéral et résistance de pointe unitaires limites - pieux en pin
Limon argileux 1,05 E 0,33 0 0,070
Limon argileux 1,80 D 0,33 0,025 0,023
Sable grave 2,55 C 0,55 0,080 0,011
Sable grave 3,30 B 1,06 0,175 0,045
Sable grave 4,05 A 1,08 0,051 0,037
Pointe de
Argile sableuse 4,63 0,56 0,055 0,040 2,00 2,08
pieu
Les frottements latéraux unitaires limites des tronçons D et E du pieu n°3 sont inférieurs à
ceux des tronçons C, B et A.
Le Tableau IV-15 montre que les frottements latéraux unitaires limites des tronçons du pieu
n°3 sont supérieurs à ceux du pieu n°4, quelle que soit la nature de la couche de sol.
Enfin, les résistances de pointe unitaire des deux pieux diffèrent de 4 %.
Les typologies des courbes (pic ou palier) présentées sur la Figure IV-52 semblent donc être
indépendantes des propriétés mécaniques et de la nature des couches de sol : les courbes de
mobilisation du frottement du tronçon D présentent soit un pic (pieu n°3), soit un palier (pieu
n°4).
220
2.6.4.6 Distribution des charges dans le pieu en chêne

La Figure IV-53 illustre la distribution des efforts le long du pieu n°5 en chêne ainsi que les
courbes de mobilisation du frottement en fonction du déplacement des tronçons.
Efforts (kN) - Pieu n°5 (chêne)

0 50 100 150 200 250
0,0
0,5
E
120
1,0
C

D 100
1,5
Profondeur (m)
2,0 80
C
2,5 60
B D
3,0
40 B
3,5 A
A
20
4,0
E
Pointe de pieu 0
4,5
0 5 10 15 20 25 30 35
(a)
5,0 Déplacement (mm) - Pieu n°5 (chêne) (b)
Figure IV-53. Distribution des charges (a) et courbes de mobilisation du frottement latéral unitaire (b) pour le
pieu n°5 en chêne
La portance limite du pieu n°5 en chêne vaut 216 kN. Sa résistance de frottement est égale à
130 kN (soit 35 kPa) et sa résistance de pointe à 66 kN (soit 1471 kPa).
du frottement latéral et de la résistance de pointe unitaires limites du pieu en chêne.
Tableau IV-16. Frottement latéral et résistance de pointe unitaires limites - pieu en chêne
Profondeur Pl qs, pieu 5 qb, pieu 5
(m) (MPa) (MPa) (MPa)
Limon argileux 1,05 E 0,33 0,026
Limon argileux 1,80 D 0,33 0,037
Sable grave 2,55 C 0,55 0,074
Sable grave 3,30 B 1,06 0,022
Sable grave 4,05 A 1,08 0,021
Pointe de
Argile sableuse 4,63 0,56 0,024 1,47
pieu
Le Tableau IV-16 montre que les frottements latéraux unitaires limites des tronçons E et D
sont supérieurs à ceux des tronçons C, B et A situés dans les sables graves.
Le frottement latéral unitaire limite de la pointe du pieu dans l’argile sableuse est légèrement
supérieur à celui des tronçons B et A (sables graves), alors que la pression limite mesurée
dans cette couche est nettement inférieure à celle des sables graves.
221
2.6.4.7 Distribution des charges dans les pieux en acacia

La Figure IV-54 et la Figure IV-55 illustrent la distribution des efforts le long des pieux n°8 et
n°9 en acacia ainsi que les courbes de mobilisation du frottement en fonction du déplacement
des tronçons.
Efforts (kN) - Pieu n°8 (acacia) Efforts (kN) - Pieu n°9 (acacia)
0 50 100 150 200 250 0 25 50 75 100 125 150 175 200 225
0,0 0,0
0,5 E 0,5
E
1,0 1,0
D D
1,5 1,5
Profondeur (m)
Profondeur (m)
2,0 2,0
C
C
2,5 2,5
B
3,0 3,0 B
3,5 3,5
A A
4,0 4,0
Pointe de pieu Pointe de pieu
4,5 4,5
(a) (b)
5,0 5,0
Figure IV-54. Distribution des charges et le long des pieux en acacia n°8 (a) et n°9 (b)
180
120
160
B 100
140 C E
120 80
B
100 E
60
80
60 40
40 A A
20
20 D
D
0 C 0
0 5 10 15 20 25 30 0 5 10 15 20 25 30
Déplacement (mm) - Pieu n°8 (acacia) (a) Déplacement (mm) - Pieu n°9 (acacia) (b)
Figure IV-55. Courbes de mobilisation du frottement latéral unitaire des pieux en acacia n°8 (a) et n°9 (b)
La portance limite du pieu n°8 vaut 216 kN. Sa résistance de frottement est égale à 157 kN
(soit 51,8 kPa) et sa résistance de pointe à 62 kN (soit 2055 kPa).
La portance limite du pieu n°9 vaut 216 kN. Sa résistance de frottement est égale à 154 kN
(soit 47,8 kPa) et sa résistance de pointe à 67 kN (soit 1898 kPa).
du frottement latéral et de la résistance de pointe unitaires limites des deux pieux en acacia.
222
Tableau IV-17. Frottement latéral et résistance de pointe unitaires limites - pieux en acacia
Limon argileux 1,05 E 0,33 0,064 0,064
Limon argileux 1,80 D 0,33 0,011 0,017
Sable grave 2,55 C 0,55 0,025 0,106
Sable grave 3,30 B 1,06 0,146 0,075
Sable grave 4,05 A 1,08 0,026 0,031
Pointe de
Argile sableuse 4,63 0,56 0,031 0,031 2,05 1,90
pieu
Les frottements latéraux unitaires limites du tronçon D des pieux n°8 et n°9 sont plus faibles
que ceux des tronçons C, B et A. Ces valeurs sont cohérentes avec l’évolution des pressions
limites du terrain en fonction de la profondeur.
La résistance de pointe unitaire limite du pieu n°8 est 8 % plus élevée que celle du pieu n°9.
2.6.4.8 Synthèse des résultats

Résistance de frottement et résistance de pointe des pieux
Le Tableau IV-18 présente la synthèse des résultats.
Tableau IV-18. Répartition des charges et contraintes entre la pointe et le fût - Rouen
Rc,mes Rs,mes Rb,mes Rs,mes+Rb,mes Rcritique qb,mes
(kN) (kN) (kN) (kN) (kN) (kPa)
Pieu n°1 kN 196 44 240 225
260 950
Hêtre % 82 18 100 94
Pieu n°2 kN 290 34 324 295
358 500
Hêtre % 90 10 100 91
Pieu n°3 kN 218 92 310 240
317 2000
Pin % 70 30 100 77
Pieu n°4 kN 131 87 218 200
236 2075
Pin % 60 40 100 92
Pieu n°5 kN 130 66 196 175
216 1471
Chêne % 66 34 100 89
Pieu n°8 kN 157 62 219 185
216 2055
Acacia % 72 28 100 84
Pieu n°9 kN 154 67 221 175
216 1898
Acacia % 70 30 100 79
La Figure IV-56 présente la répartition des efforts (exprimés en pourcentages) entre le fût et la
pointe des pieux.
223
100
90
Rs
80
Rb
70 60
66
70 72 70
60 82
90
50
40
30
20 40
34
30 28 30
10 18
10
0
Pieu n°1 - hêtre Pieu n°2 - hêtre Pieu n°3 - pin Pieu n°4 - pin Pieu n°5 - chêne Pieu n°8 - acacia Pieu n°9 - acacia
Figure IV-56. Histogramme de répartition des efforts entre la pointe et le fût des pieux en bois
La Figure IV-56 montre que les ratios entre la résistance de frottement et la portance limite
des pieux varient entre 60 et 90 %.
Le pourcentage d’efforts repris par le fût des pieux varie peu pour une essence donnée. Les
différences sont comprises entre 3 % et 14 %.
Enfin, les résistances de pointe des pieux en hêtre sont en moyenne 50 % plus faibles que
celles des autres essences de pieux.
Les différences observées entre la portance limite des pieux Rc,mes et la somme de la résistance
de frottement Rs,mes et de la résistance de pointe Rb,mes sont comprises entre 1 et 9 %. Les
déformations différentielles induites par l’inclinaison des pieux dans le sol et la position du
système d’instrumentation sur leur surface latérale pourraient expliquer ces différences.
Frottement latéral unitaire limite mesuré qs,mes

La Figure IV-57 présente les valeurs moyennes et extrémales du frottement latéral unitaire
limite des pieux mesurées dans les différentes couches de sol.
0,18
0,16 Limon argileux

Sables graves
0,14
Argile sableuse
0,12
qs,mes (MPa)
0,10
0,08
0,06
0,04
0,02
0,00Pieu n°1 - Pieu n°2 - Pieu n°3 - Pieu n°5 - Pieu n°8 - Pieu n°9 -
Pieu n°4 -
hêtre hêtre pin pin chêne acacia acacia
Figure IV-57. Valeurs moyennes et extrémales du frottement latéral unitaire limite mesurées dans les
différentes couches de sol
224
Le frottement latéral unitaire limite des pieux en bois mesuré dans les sables graves montre
que cette couche est majoritairement plus « frottante » que le limon argileux et l’argile
sableuse. Les frottements latéraux unitaires moyens des pieux n°1 (hêtre) et n°4 (pin) sont
plus faibles dans les sables graves que dans le limon argileux. Ceux des pieux n°2 (hêtre) et
n°5 (chêne) sont équivalents dans les deux couches.
La Figure IV-58 présente l’évolution du frottement latéral unitaire limite des quatre essences
de bois en fonction des pressions limites mesurées dans le limon argileux, l’argile sableuse et
les sables graves.
0,16 0,16
0,14 0,14
Hêtre
0,12 Pin 0,12 Hêtre
Chêne Pin
0,10 Chêne
qs,mes (MPa)
Acacia 0,10
qs,mes (MPa)
Acacia
0,08 0,08
0,06 0,06
0,04 0,04
0,02 0,02
0,00 0,00
0 0,1 0,2 0,3 0,4 0,5 0,6 0,7 0,8 0,9 1 1,1 1,2 0 0,1 0,2 0,3 0,4 0,5 0,6 0,7 0,8 0,9 1 1,1 1,2
pl, lim on argileux et argile sableuse (MPa) (a) pl, sable grave (MPa) (b)
Figure IV-58. Evolution du frottement latéral unitaire limite des pieux en bois en fonction de la pression
limite du limon argileux et de l’argile sableuse (a) et des sables graves (b) - Rouen
La dispersion des valeurs du frottement latéral unitaire limite en fonction de la pression limite
montre qu’il est difficile de conclure quant à l’influence exacte de l’essence de bois sur le
comportement mécanique du pieu dans le limon argileux, l’argile sableuse et les sables
graves.
Pour des pressions limites variant entre 0,33 et 1,08 MPa, les frottements latéraux unitaires
limites des tronçons des pieux en bois dans le limon argileux, l’argile sableuse et les sables
graves sont compris entre 0,0011 et 0,155 MPa.
Coefficient de portance expérimental kp, pieu bois, mes

Le coefficient de portance kp, pieu bois, mes est défini comme le ratio entre la résistance de pointe
unitaire limite qb,mes et la pression limite équivalente ple sous la fondation. La pression limite
équivalente est égale à 0,75 MPa (Chapitre IV, § 2.2.2.5).
Le Tableau IV-19 détaille les valeurs des coefficients de portance expérimentaux des pieux en
bois.
225
Tableau IV-19. Coefficient de portance kp, pieu bois, mes – site expérimental de Rouen
Pieu Coefficient de portance kp, pieu bois, mes
Pieu n°1 - hêtre 1,25
Pieu n°3 - pin 2,60
Pieu n°5 - chêne 2,01
Pieu n°8 - acacia 2,75
Les coefficients de portance des pieux n°1 et n°2 en hêtre sont inférieurs aux autres
coefficients calculés. Le pieu n°2 possède le diamètre en pointe le plus élevé mais la
résistance de pointe la plus faible, ce qui conduit à mesurer une valeur du coefficient de
portance égale à 0,66 (Tableau IV-19).
Les valeurs présentées dans le Tableau IV-19, hormis celle des pieux n°1 et n°2, montrent que
le coefficient de portance kp, pieu bois, mes est indépendant de l’essence du pieu. La moyenne des
coefficients de portance des cinq pieux (pin, chêne et acacia) est égale à 2,51.
Dans la norme NF P 94-262 (AFNOR, 2012), le coefficient de portance des pieux de classe 4
(classe contenant également les pieux battus en acier, moulés, enrobés et béton préfabriqué)
dans les argiles limons est égal à 1,35 (Chapitre V, § 3.1.6.2). Toutefois, les longueurs
moyennes des pieux de la base de données d’essais de pieux présentée dans le Chapitre V,
§ 3.1.6.1 sont plus grandes que celles du plot d’essai.
Les essais en chambre d’étalonnage réalisés par Francis, (1997) sur des pieux à pointe
conique (angle de la pointe égal à 60°) et à pointe plate dans le sable ont montré que la forme
de la pointe n’avait pas d’influence significative sur la résistance de pointe, mais uniquement
sur la résistance globale du pieu : les pieux à pointe conique mobilisent davantage de
frottement à proximité de la pointe que les pieux à pointe plate. L’auteur a justifié l’influence
de la forme de la pointe des pieux sur leur portance limite par des schémas de rupture
différents qui dépendent de l’état de densité du sol. Les mécanismes de rupture dans les sols
denses sont identiques pour les deux formes de pointes (conique et plate), à l’inverse des sols
lâches dans lesquels les mécanismes de densification sont plus importants avec une pointe
plate qu’avec une pointe conique. L’auteur a montré que la pointe conique d’un pieu
permettait d’augmenter sa portance limite de 23 % par rapport à un pieu à pointe plate.
La forme pyramidale de la pointe des pieux en bois permet de faciliter la pénétration du pieu
dans le sol lors du battage. Selon les résultats des travaux menés par Francis, (1997), l’usinage
de la pointe des pieux en bois en forme pyramidale augmenterait, par rapport à des pieux non
usinés, la portance limite des pieux en bois dans le sable.
226
3 Site expérimental de Cubzac-les-Ponts
3.1 Présentation du site

Le site expérimental de Cubzac-les-Ponts est situé à environ 30 km de Bordeaux, en bordure
de l’autoroute A10, récemment doublée et à proximité du projet de grand contournement de
l’agglomération bordelaise (Figure IV-59).
Figure IV-59. Localisation du plot expérimental de Cubzac-les-Ponts (a) et emprise du site (b)
3.2 Caractérisation géotechnique du site
3.2.1 Plan d’implantation des sondages

Le site expérimental a fait l’objet de plusieurs campagnes de reconnaissance géotechnique
détaillées au cours des années antérieures par les différentes équipes des Laboratoires
Régionaux des Ponts et Chaussées (LRPC de St Brieuc, de Bordeaux, de Toulouse,
IFSTTAR).
Dans le cadre du projet Pieux Bois, un sondage à la pelle mécanique et six sondages
pressiométriques ont été réalisés par le LRPC de Bordeaux à proximité de la zone
d’implantation des pieux. Les résultats des sondages au scissomètre et au pénétromètre
statique proviennent de rapports rédigés par le LRPC de Bordeaux.
La Figure IV-60 présente le plan d’implantation des sondages.
" 3m
Sondage pressiométrique

!
2m
Sondage scissométrique
2m
Remblai A
1,50m
Sondage CPT 9
2
1,50m 1,50m
Pieu en bois 4
5
Sondage à la pelle mécanique
30m
Route
Figure IV-60. Plan d’implantation des sondages
227
3.2.2 Coupe géologique du terrain

Un sondage à la pelle mécanique a été réalisé sur l’ancien emplacement du remblai A. La
profondeur d’arrêt du sondage était de 4 m. Le niveau d’eau se situait à 2,50 m sous le terrain
naturel. La Figure IV-61 présente la coupe géologique du terrain établie à partir de ces
sondages.
TN
Argile limoneuse
1m
2,50 m
Argile organique molle grise
>4 m
Figure IV-61. Coupe géologique du terrain
3.2.3 Résultats des sondages pressiométriques

Six sondages pressiométriques ont été réalisés à 30 m de la zone de battage des pieux en bois,
par le LRPC de Bordeaux (Figure IV-60). La Figure IV-62 présente les résultats de ces
sondages.
P l (MPa) EM (MPa)
0 0,1 0,2 0,3 0,4 0,5 0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11
0 0
Argile limoneuse Argile limoneuse
1 1
2 2
3 SP1 3
SP2 SP1
Profondeur (m)
Profondeur (m)
SP3 4 SP2
4
SP4
SP3
SP5
5 5 SP4
SP6
Moyenne géométrique SP5
6 6
SP6
Moyenne harmonique
7 7
Argile organique Argile organique

8 8
9 9
Marne très altérée Marne très altérée
10 10
(a) (b)
Figure IV-62. Evolution de la pression limite (a) et du module pressiométrique (b) en fonction de la
profondeur
228

Le Tableau IV-20 présente les extrema des valeurs des pressions limites, des modules
pressiométriques ainsi que des rapports entre ces deux grandeurs pour l’argile limoneuse et
l’argile organique.
Tableau IV-20. Caractéristiques pressiométriques des couches de sol – Cubzac-les-Ponts

Couches Epaisseur (m) Caractéristiques pressiométriques (MPa)
0,24<pl<0,48
Argile limoneuse 1 3,25<EM<10
12,5<EM/pl<22,7
0,08<pl<0,19
Argile organique 8 0,4<EM<3,5
5,3<EM/pl<40,2
Les prélèvements de sols effectués lors des sondages pressiométriques ont confirmé la nature
des couches identifiée lors des sondages à la pelle mécanique.
Les données publiées dans la bibliographie (Blondeau et al., 1977, cités par Nguyen Pham,
2008) ont montré que la couche sous-jacente à l’argile organique était constituée de marne
très altérée, située à 9 m de profondeur.
3.2.4 Résultats des sondages au scissomètre

La Figure IV-63 présente les résultats de quatre sondages au scissomètre réalisés à proximité
de la zone de battage des pieux par le LRPC de Bordeaux au cours des années antérieures. Les
valeurs de la résistance au cisaillement non drainée ont été préalablement corrigées par
l’indice de plasticité de l’argile, égal à 80 %.
cu (kPa)
0 10 20 30 40 50 60 70 80
0
Argile limoneuse
1
2 Nature du terrain Profondeur (m) Cu (kPa)

0,5 46,9
SC1 Argile limoneuse
3 1 58,7
SC2
1,5 40,6
Profondeur (m)
4 SC3
SC4
2 28,7
5 2,5 23,6
Argile organique 3 20,4
6 3,5 19,6
7
5 22,1
8 6 21,5
7 25,2
9 8 31,6
Marne très altérée
8,5 38,7
10
(a) (b)
Figure IV-63. Evolution de la résistance au cisaillement non drainée de l’argile en fonction de la profondeur
(a) et synthèse des valeurs mesurées (b)
229
3.2.5 Résultats des essais de pénétration statique au cône

Les résultats des sondages au pénétromètre statique effectués lors de précédentes études
(Blondeau et al., 1977; Piyal et Magnan, 1984 ; cités par Nguyen Pham, 2008) sur le site de
Cubzac-les-Ponts sont tracés sur la Figure IV-64.
qc (MPa)
0 0,5 1 1,5 2 2,5 3 3,5 4 4,5
0
Argile
1 limoneus
3
Nature du terrain Profondeur (m) qc (MPa)
CPT1
Profondeur (m)
4
CPT2 Argile limoneuse 1 1,26
5 2 1,23
Argile organique
6
3 0,46
4 0,49
7
8 6 0,32
9
7 0,29
Marne 8 0,49
10
(a) (b)
Figure IV-64. Résultats des sondages au pénétromètre statique (a) et synthèse des valeurs mesurées (b)
3.2.6 Modèle géotechnique de site retenu

Le Tableau IV-21 présente les valeurs caractéristiques des deux couches de sol. Les propriétés
de résistance de la couche de marne n’ont pas été étudiées.
Tableau IV-21. Récapitulatif des propriétés de résistance des deux couches de sol
Profondeur
Hauteur de Profondeur
Couche de fin de cu (kPa) pl (MPa) qc (MPa)
couche (m) (m)
couche (m)
Argile 39,1<cu<68,3 0,24<pl<0,48 0,78<qc<0,29
1 1 1
limoneuse cu,moyen=52,8 pl,moyen=0,37 qc,moyen=1,26
25,5<cu<48,6 0,13<pl<0,18 0,27<qc<0,24
2
cu,moyen=34,6 pl,moyen=0,14 qc,moyen=0,12
18,1<cu<25,3 0,07<pl<0,14 0,16<qc<0,78
3
Argile 18,1<cu<23,1 0,08<pl<0,11 0,23<qc<0,64
8 9 4
organique cu,moyen=20,4 pl,moyen=0,09 qc,moyen=0,49
21,1<cu<22,9 0,09<pl<0,15 0,21<qc<0,53
5
19,9<cu<23,2 0,11<pl<0,15 0,18<qc<0,53
6
230
3.2.7 Corrélations entre les paramètres de sols

Le Tableau IV-22 présente les corrélations entre les paramètres de sol mesurés sur site lors
des campagnes de sondages.
Tableau IV-22. Corrélations entre les propriétés de résistance des sols – données mesurées à Cubzac-les-
Ponts
Couches de sol Paramètres corrélés Nombre de valeurs Rapports obtenus
pl et qc pl : 6 valeurs qc/pl=3,4
Argile limoneuse pl et cu qc : 2 valeurs pl/cu=7
cu et qc cu : 8 valeurs qc/cu=23,9
pl et qc pl : 34 valeurs 2,1<qc/pl<8,9
Argile organique pl et cu qc : 48 valeurs 4,0<pl/cu<7,1
cu et qc cu : 44 valeurs 14,8<qc/cu<35,5
Le ratio qc/pl calculé dans l’argile limoneuse est proche des valeurs établies par Reiffsteck,
(2009) (Tableau IV-9), mais présente une plage de variation importante dans l’argile
organique.
3.3 Battage des pieux en bois
3.3.1 Caractéristiques du trépideur et plan d’implantation des pieux

Quatre pieux en bois instrumentés ont été battus et testés sur le plot expérimental de Cubzac-
les-Ponts (Figure IV-65). Les pieux provenaient du site expérimental de Rouen. Le pieu n°5
en chêne, le pieu n°2 en hêtre, le pieu n°4 en pin et le pieu n°9 en acacia ont été excavés à
Rouen puis transportés à Cubzac-les-Ponts.
Pieu en bois
Remblai A
2m 20m
Pieu n°9 (acacia)

Pieu n°2 (hêtre)
1,50m
Pieu n°4 (pin) Pieu n°5 (chêne)
Route
Figure IV-65. Plan d’implantation des pieux en bois
Le trépideur utilisé lors de la phase de battage des pieux à Cubzac-les-Ponts était identique à
celui employé à Rouen (Chapitre IV, § 2.5.1).
231
Les quatre pieux ont été battus sans casque de battage, ce qui a conduit à un éclatement partiel
voire total de la tête des pieux n°2 et n°9 (Figure IV-66). Une fois battus, la tête du pieu n°2 a
été recépée sur 42 cm de hauteur et celle du pieu n°5 sur 38 cm.
(a) (b) (c)

Figure IV-66. Battage des pieux (a) et état de la tête des pieux n°9 (b) et n°2 (c) après battage
3.3.2 Courbes de battage

La Figure IV-67 présente les courbes de battage des quatre pieux en bois.
Nombre de coups (/50 cm)
0 10 20 30 40 50 60 70 80 90 100 110 120

0
Argile limoneuse
0,5
Argile organique
1,5
Profondeur (m)
Pieu n°2
2,5
Pieu n°4
3
Pieu n°5
3,5
Pieu n°9
4,5
Figure IV-67. Courbes de battage des pieux – Cubzac-les-ponts
L’évolution du nombre de coups en fonction de la profondeur (Figure IV-67) confirme que les
propriétés de résistance du terrain à Cubzac-les-Ponts sont plus faibles que celles mesurées
sur le plot expérimental de Rouen (Figure IV-34).
Sur le site de Cubzac-les-Ponts (Figure IV-67), le nombre de coups moyen donné pour un
enfoncement de 50 cm varie entre 35 (pieu n°9 ; 50 pour le pieu n°5 et 55 pour le pieu n°4) et
80 (pieu n°2). Sur le plot expérimental de Rouen (Figure IV-34), le nombre de coups pour un
même enfoncement est compris entre 70 (pieu n°4 et n°5 ; 90 pour le pieu n°9) et 130 (pieu
n°2).
232
3.4 Essais de chargement
3.4.1 Matériel utilisé et réalisation des essais

Le massif de réaction était composé d’une poutre de chargement constituée de deux HEB 200
auxquels ont été soudés perpendiculairement quatre HEB 200 aux extrémités (Figure IV-68).
Quatre micropieux, ancrés à 15 m de profondeur, reprenaient les efforts de traction lors des
essais.
Une fois l’essai arrêté, la poutre reposait sur les quatre micropieux. Quatre chaines
métalliques accrochées à l’engin élévateur et à la poutre de chargement assuraient une sécurité
supplémentaire.
Le matériel de l’IFSTTAR utilisé à Rouen (peson, capteurs de déplacement, rotule, pompe
hydraulique électrique et plaques métalliques) a été employé pour ces essais (Chapitre IV,
§ 2.6.2).
Les quatre pieux en bois ont été chargés en compression.
Figure IV-68. Essais de chargement du pieu n°2 – Cubzac-les-Ponts
Le premier essai de chargement a été réalisé sur le pieu n°9. La portance limite des pieux
avait été préalablement estimée, à partir des données scissométriques de terrain, à 120 kN. Les
paliers de chargement ont été fixés à 20 kN.
La portance limite du pieu n°9 a été mesurée à 60 kN. Suite à cet essai, les incréments de
charge ont été modifiés et diminués à 10 kN.
233
3.4.2 Résultats des essais
3.4.2.1 Portances limites des pieux

Les Figures IV-69 et IV-70 présentent la charge et la contrainte appliquées en tête des pieux
en fonction de leur tassement et de leur vitesse d’enfoncement dans le sol.
Charge en tête (kN) Contrainte en tête (kPa)

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90 100 110
0 200 400 600 800 1000 1200 1400 1600
0
0
5
5
10

10
15
15
20 20
25 25 Pieu 2 - Hêtre
30 30 Pieu 4 - Pin
Pieu 5 - Chêne
35 Pieu 2 - Hêtre 35
Pieu 9 - Acacia
Pieu 4 - Pin
40 40
Pieu 5 - Chêne
45 Pieu 9 - Acacia (a) 45 (b)
50 50
Figure IV-69. Evolution du déplacement de la tête en fonction de la charge (a) et de la contrainte (b)
appliquées en tête
11 11
10 Pieu 2 - Hêtre 10 Pieu 2 - Hêtre
Pieu 4 - Pin
9 9 Pieu 4 - Pin
Pieu 5 - Chêne
8 Pieu 5 - Chêne
Pieu 9 - Acacia 8
Pieu 9 - Acacia
7 7
6 6
5 5
4
4
3
3
2
2
1 (a) 1 (b)
0
0
0 10 20 30 40 50 60 70 80 90 100 110
0 200 400 600 800 1000 1200 1400 1600
Charge en tête (kN) Contrainte en tête (kPa)
Figure IV-70. Evolution de la vitesse d’enfoncement en fonction de la charge (a) et de la contrainte (b)
appliquées en tête
Les Figures IV-69 et IV-70 montrent que la rupture des pieux n°4, n°5 et n°9 dans l’argile
diffère de celle du pieu n°2 : pour les trois premiers pieux, dépassé un certain niveau de
charge, une faible augmentation de la charge entraîne un tassement important du pieu dans le
sol. A l’inverse, le tassement du pieu n°2 peut être qualifié de « progressif » : la forte
inclinaison du pieu dans le sol (non évaluée sur site) (Figure IV-68) pourrait être à l’origine
de la valeur élevée de la portance limite mesurée par rapport à celles des autres pieux ainsi
que du mode rupture observé.
234
Les pieux en pin, en chêne et en acacia ont été instrumentés avec des extensomètres
amovibles et chargés en compression. Le pieu en hêtre ne l’a pas été pour des raisons
techniques.
3.4.2.2 Distribution des charges dans le pieu en pin

La Figure IV-71 illustre la distribution des efforts le long du pieu en pin ainsi que les courbes
de mobilisation du frottement en fonction du déplacement des tronçons.
Efforts (kN) - pieu n°4 (pin)
0 10 20 30 40 50 25
0,0
D

0,5
E
20
1,0 C
D 15
1,5
B
Profondeur (m)
2,0 C
10
2,5
B A
3,0
5
3,5 A
4,0 0
Pointe de pieu
4,5 0 5 10 15 20 25 30 35 40 45
(a)
5,0 Déplacement (mm) - pieu n°4 (pin) (b)
pieu n°4 en pin
La portance limite du pieu en pin vaut 40 kN. Sa résistance de frottement est égale à 35 kN
(soit 10,3 kPa) et sa résistance de pointe à 3 kN (soit 71,6 kPa).
Les faibles caractéristiques mécaniques des couches d’argile expliquent les différences
observées entre les résistances mesurées à Cubzac-les-Ponts et à Rouen. Les pressions limites
de l’argile diminuent avec l’augmentation de la profondeur, ainsi que le frottement latéral
unitaire limite des tronçons du pieu (Figure IV-71b).
La Figure IV-71b montre également que les frottements latéraux unitaires limites des tronçons
A et B sont mobilisés dès que la charge appliquée en tête du pieu atteint 30 kN, contrairement
aux tronçons C et D pour lesquels les frottements latéraux unitaires augmentent lorsque la
charge en tête est supérieure à 30 kN.
du frottement latéral et de la résistance de pointe unitaires limites du pieu en pin.
Tableau IV-23. Frottement latéral et résistance de pointe unitaires limites - pieu en pin
Nature de sol Profondeur (m) Tronçon Pl (MPa) qs, pieu 4 (MPa) qb, pieu 4 (MPa)
Argile 0,93 E 0,3 0
Argile 1,68 D 0,22 0,022
Argile 2,43 C 0,12 0,016
Argile 3,18 B 0,11 0,014
Argile 3,93 A 0,08 0,005
Pointe de
Argile 4,51 0,09 0,005 0,072
pieu
235
3.4.2.3 Distribution des charges dans le pieu en chêne

La Figure IV-72 illustre la distribution des efforts le long du pieu en chêne ainsi que les
Efforts (kN) - pieu n°5 (chêne)

0 10 20 30 40 50 60 70
0,0
0,5
E
1,0 25

1,5 D E
20
Profondeur (m)
2,0
D
C 15
2,5 C
B 10 A
3,0
B
3,5 5
A
4,0
0
Pointe de pieu
4,5 0 5 10 15 20 25 30 35 40 45 50
(a)
Déplacement (mm) - pieu n°5 (chêne) (b)
5,0
pieu n°5 en chêne
La portance limite du pieu en chêne vaut 60 kN. Sa résistance de frottement est égale à 48 kN
Les frottements latéraux unitaires des tronçons A, B, C et D sont intégralement mobilisés pour
une charge en tête égale à 50 kN.
La valeur du frottement latéral unitaire limite du tronçon E est la plus élevée, tandis que celles
des tronçons A et B, dont les pressions limites correspondantes dans le sol sont
respectivement égales à 0,08 et 0,11 MPa, sont les plus faibles.
du frottement latéral et de la résistance de pointe unitaires limites du pieu en chêne.
Tableau IV-24. Frottement latéral et résistance de pointe unitaires limites - pieu en chêne
Argile 0,93 E 0,3 0,021
Argile 1,68 D 0,22 0,014
Argile 2,43 C 0,12 0,014
Argile 3,18 B 0,11 0,009
Argile 3,93 A 0,08 0,009
Pointe de
Argile 4,51 0,09 0,009 0,12
pieu
236
3.4.2.4 Distribution des charges dans le pieu en acacia

La Figure IV-73 illustre la distribution des efforts le long du pieu en acacia ainsi que les
Efforts (kN) - pieu n°9 (acacia)

0 10 20 30 40 50 60 70
0,0
40
0,5
E B
35
1,0

D 30
1,5
D
25
Profondeur (m)
2,0
C C
20
2,5
B
15
3,0
10
3,5 A
A
5
4,0
Pointe de pieu 0
4,5
(a) 0 5 10 15 20 25 30
5,0 Déplacement (mm) - pieu n°9 (acacia) (b)
pieu n°9 en acacia
La portance limite du pieu en acacia vaut 60 kN. Sa résistance de frottement est égale à 52 kN
Les frottements latéraux unitaires des tronçons A et C sont intégralement mobilisés lorsque la
charge en tête atteint 40 kN.
du frottement latéral et de la résistance de pointe unitaires limites du pieu en acacia.
Tableau IV-25. Frottement latéral et résistance de pointe unitaires limites - pieu en acacia
Argile 0,93 E 0,3 0
Argile 1,68 D 0,22 0,028
Argile 2,43 C 0,12 0,023
Argile 3,18 B 0,11 0,033
Argile 3,93 A 0,08 0,005
Pointe de
Argile 4,51 0,09 0,005 0,11
pieu
237
3.4.2.5 Synthèse des résultats

Résistance de frottement et résistance de pointe des pieux
Le Tableau IV-26 présente la synthèse des résultats. La résistance de frottement Rs,mes
(exprimée en kN) est calculée en sommant les résistances de frottement des différents
tronçons.
Tableau IV-26. Répartition des charges et contraintes pointe/fût - Cubzac-les-Ponts

Rc,mes Rs,mes Rb,mes Rs,mes+Rb,mes Rcritique qb,mes
(kN) (kN) (kN) (kN) (kN) (kPa)
Pieu n°2 kN
100 75
Hêtre %
Pieu n°4 kN 35 3 38
40 30 72
Pin % 92 8 100
Pieu n°5 kN 48 5 53
60 45 112
Chêne % 91 9 100
Pieu n°9 kN 52 4 56
60 42 113
Acacia % 93 7 100
Les différences observées entre la portance limite des pieux Rc,mes et la somme de la résistance
de frottement latéral Rs,mes et de la résistance de pointe Rb,mes sont égales en moyenne à 10 %.
Les valeurs indiquées dans le Tableau IV-26 montrent, qu’en moyenne, 90 % de la portance
limite des pieux est reprise par le fût et 10 % par la pointe. Les pieux testés sur le site de
Cubzac-les-Ponts sont donc flottants.
Frottement latéral unitaire limite expérimental qs,mes

L’évolution du frottement latéral unitaire limite des pieux en bois est représentée en fonction
de la pression limite et de la résistance au cisaillement non drainée de l’argile sur la Figure
IV-74.
0,06
0,06
Pin
0,06 Pin
Chêne 0,06
0,05 Chêne
Acacia 0,05
Acacia
0,05
0,05
0,04
0,04
qs,mes (MPa)
0,04
qs,mes (MPa)
0,04
0,03
0,03
0,03
0,03
0,02
0,02
0,02
0,02
0,01
0,01
0,01
0,01
0,00
0,00
0 0,05 0,1 0,15 0,2 0,25 0,3 0,35 0,4
0 5 10 15 20 25 30 35 40 45 50 55 60
pl, argile (MPa) (a) cu (kPa) (b)
Figure IV-74. Evolution du frottement latéral unitaire limite des pieux en bois en fonction de la pression
limite (a) et de la résistance au cisaillement non drainée de l’argile (b) – Cubzac-les-Ponts
238
Les valeurs des frottements latéraux unitaires limites des pieux en bois (Figure IV-74)
présentent une dispersion plus faible que celles mesurées sur le plot expérimental de Rouen
(Figure IV-58). L’homogénéité du terrain à Cubzac-les-Ponts pourrait expliquer les
différences observées entre les deux plots.
Coefficient de portance expérimental kp, pieu bois, mes

La pression limite équivalente sous la pointe des pieux est égale à 0,14 MPa (Figure IV-62a).
Le Tableau IV-27 présente alors les valeurs des coefficients de portance expérimentaux des
pieux.
Tableau IV-27. Coefficient de portance kp, pieu bois, mes – Site expérimental de Cubzac-les-Ponts
Type de pieu Coefficient de portance kp, pieu bois, mes
Pieu n°5 - chêne 0,80
Les valeurs des coefficients de portance des trois pieux battus à Cubzac-les-Ponts sont
inférieures à celles mesurées sur le plot expérimental de Rouen (Chapitre IV, § 2.6.4.8) et à
celles indiquées dans la norme NF P 94-262 (AFNOR, 2012) (kp=1,35 pour les pieux classe 4
dans les argiles et les limons (Chapitre V, § 3.1.6.2)).
La moyenne des trois coefficients est égale à 0,71 et leur coefficient de variation vaut 24 %.
Influence de l’essence sur le comportement mécanique des pieux en bois

Les essais de chargement réalisés à Cubzac-les-Ponts (Figure IV-69) montrent que l’essence
de bois n’a pas d’influence significative sur la portance limite des pieux dans le sol.
Les portances limites des pieux en acacia et en pin chargés sur le plot expérimental de Rouen
sont supérieures à celles des pieux en chêne et en hêtre (Figure IV-41). Néanmoins, les
représentations graphiques des frottements latéraux unitaires limites des pieux en fonction des
pressions limites du sol (Figure IV-58 et Figure IV-74) montrent que le comportement
mécanique des pieux dans le sol semble être indépendant de l’essence. Les essais de
cisaillement réalisés en laboratoire (Chapitre III, § 3.2) n’ont par ailleurs pas montré de
différence significative entre les propriétés de résistance des interfaces entre le chêne et le
limon et entre le pin et le limon.
Les publications traitant de ce sujet dans la littérature ne mentionnent pas non plus une
éventuelle influence de l’essence sur le comportement mécanique des pieux dans le sol.
239
4 Etude des lois de comportement expérimentales

L’objectif de cette partie est de comparer les plages de valeurs des paramètres 5 et k4 relatifs
aux lois de comportement exponentielle et trilinéaire et établies à partir :
• des essais de cisaillement d’interface réalisés en laboratoire (5lab et k4,lab) ;
• des modules pressiométriques du limon (5s,EM et k4,EM) ;
• des données expérimentales collectées lors des essais de chargement à Rouen
(5pieu,Rouen et k4,pieu,Rouen).
Le limon utilisé pour les essais de cisaillement d’interface en laboratoire (Chapitre III, § 3.1 et
§ 3.2) a été prélevé sur le plot expérimental de Rouen. Les tronçons E et D des pieux battus
sur ce plot étant au contact limon, seules les lois de mobilisation du frottement de ces deux
tronçons sont comparées aux résultats des essais en laboratoire.
Aucun essai de cisaillement n’ayant été effectué en laboratoire avec l’argile de Cubzac-les-
Ponts, les mesures réalisées sur ce plot ne sont pas prises en compte dans cette partie, mais
uniquement dans la partie 5 de ce chapitre pour le calcul des tassements des pieux.
4.1 Etude de la loi de comportement exponentielle
4.1.1 Plage de valeurs du paramètre 5

On rappelle que la loi de comportement exponentielle, dont 5 est le paramètre de calage
principal, est de la forme (Chapitre III, § 4.2.1.1) :
τ cal ,int erface = τ max,int erface (1 − e −δ l /α lab
) (laboratoire) (1l est le déplacement du matériau à l’interface)
qs ,cal = qs , mes 1 − e ( −δ l /α pieu ,Rouen
) (site expérimental) (1l est le déplacement du pieu dans le sol)
4.1.1.1 Rappel des valeurs de 7lab

Les valeurs des coefficients 5lab ont été déterminées à partir du calage de la loi de
comportement exponentielle sur les courbes de mobilisation de la contrainte de cisaillement
d’interface en fonction du déplacement tangentiel mesuré en laboratoire (Chapitre III,
§ 4.2.2). La Figure IV-75 rappelle leur distribution.
Bois 108 1,63 1,74 0,58
25
Loi normale, bois

20
Fréquence
15
10
0
,3
,6
,9
,2
,5
,8
,1
,4
,7
-3
,3
,6
-0
-0
-0
-1
-1
-1
-2
-2
-2
-3
-3
7
2,
3
3
0
3
0,
0,
0,
1,
1,
1,
2,
2,
3,
8lab (mm)
Figure IV-75. Distribution du paramètre 6lab
240
4.1.1.2 Calcul de 7s,EM

L’objectif de ce paragraphe est de déterminer les valeurs de 5 en fonction des modules
pressiométriques du terrain mesurés à Rouen. En considérant que les pentes à l’origine des
lois exponentielle (égale à qs,mes/5s,EM) et trilinéaire (égale à 2EM/B) sont égales, le paramètre
5s,EM vaut :
qs ,mes
α s, E = (33)
M
E
2 M
B
Le Tableau IV-28 présente les valeurs de 5s,EM.
Tableau IV-28. Valeurs de 6s,EM

Pieu (essence) Prof (m) 5s,EM(mm)
Pieu 1 (hêtre) 3,14
1,05
Pieu 4 (pin) 3,31
(Tronçon E)
Pieu 5 (chêne) 1,40
1,80
Pieu 3 (pin) 0,79
(Tronçon D)
Pieu 4 (pin) 0,57
4.1.1.3 Calcul de 7pieu,Rouen

Le déplacement 5pieu,Rouen est déterminé à partir de la pente initiale des courbes de
mobilisation du frottement du tronçon D tracées lors des essais de chargement réalisés à
Rouen (Figure IV-76 et Tableau IV-29).
100 70
qs,mes
90
80
60 qs,mes
70
50
60
40
50 Tronçon D
40 Loi exponentielle
Pente qs,me s/8pieu,Rouen
30
Tronçon D
30
Pente qs,mes/8pieu,Rouen 20
20 Loi exponentielle
10 10
0
0
0 10 20 30 40 50 60 70 80
0 5 10 15 20 25 30 35
Déplacement (mm) - pieu n°1 (hêtre) (a) Déplacement (mm) - Pieu n°2 (hêtre) (b)
Figure IV-76. Calage de la loi exponentielle sur les courbes de mobilisation expérimentales du tronçon D des
pieux n°1 (a) et n°2 (b)
241
Tableau IV-29. Valeurs de 6pieu,Rouen

Pieu (essence) Prof (m) 7pieu,Rouen
Pieu 1 (hêtre) 8
1,05
Pieu 4 (pin) 3
(Tronçon E)
Pieu 5 (chêne) 1,5
Pieu 1 (hêtre) 8
Pieu 2 (hêtre) 2
1,80
Pieu 3 (pin) 0,5
(Tronçon D)
Pieu 4 (pin) 1,5
Pieu 5 (chêne) 2,5
Les frottements latéraux unitaires des tronçons du pieu n°1 (hêtre) sont intégralement
mobilisés pour des déplacements de l’ordre de 70 mm (Figure IV-47), tandis que ceux des
tronçons des autres pieux le sont pour des déplacements égaux en moyenne à 30 mm. En
effet, sur le plot expérimental de Rouen, le pieu n°1 a été chargé, puis déchargé intégralement,
et de nouveau chargé jusqu’à la rupture. L’alternance des phases de chargement et de
déchargement permet d’expliquer les déplacements élevés des tronçons nécessaires pour
mobiliser intégralement le frottement latéral unitaire de chaque tronçon de ce pieu.
Les paramètres 5pieu,Rouen des tronçons E et D du pieu n°1, égaux à 8 mm (Tableau IV-29), ne
sont pas pris en compte dans la comparaison des résultats présentée dans le Chapitre IV,
§ 4.1.1.4.
4.1.1.4 Comparaison des plages de valeurs du paramètre 7

La Figure IV-77 illustre les distributions des trois coefficients 5lab, 5s,EM et 5pieu,Rouen
déterminés dans le Chapitre IV, § 4.1.1.1, § 4.1.1.2 et § 4.1.1.3.
Paramètres Nbre valeurs Médiane Moyenne Ecart type

30 5lab,bois 108 1,63 1,74 0,58
5s,EM 8 1,83 1,90 1,06
5pieu,Rouen 6 1,75 1,83 0,88
25
8,lab, bois
20 8,s,EM
Fréquence
8,pieu,Rouen
15 Loi normale, 8,lab, bois
10
0
,6
,9
,2
,5
,8
,1
,4
,7
,6
,3
-3
,3
-0
-3
-0
-0
-1
-1
-1
-2
-2
-2
-3
7
2,
3
3
0
3
0,
0,
0,
1,
1,
1,
2,
2,
3,
8 (mm)
Figure IV-77. Distribution des paramètres 6 déterminés à partir des essais en laboratoire, du module
pressiométrique du sol et des essais de chargement des pieux réalisés à Rouen
La distribution du paramètre 5lab suit une loi normale de moyenne 1,74 et d’écart-type 0,58.
Le fractile à 5 % de cette loi normale est égal à 0,5 mm (Chapitre III, § 4.2.2).
Les valeurs des paramètres 5s,EM et 5pieu,Rouen présentent une dispersion importante. Leurs
moyennes et écart-types sont respectivement égaux à 1,90 et 1,06 et à 1,83 et 0,88. Les
coefficients de variation valent 56 et 47 %.
242
Cette dispersion peut être justifiée, d’une part, par les formes et les pentes à l’origine des
courbes de mobilisation du frottement et d’autre part, par la dispersion des frottements
latéraux unitaires des tronçons E et D des différents pieux (Figure IV-58).
4.2 Etude de la loi de comportement trilinéaire
4.2.1 Plages de valeurs des pentes k4
4.2.1.1 Rappels des valeurs des pentes k2,lab

Le calage de la loi de comportement trilinéaire sur les courbes de mobilisation expérimentales
associant la contrainte de cisaillement d’interface au déplacement tangentiel a été présenté
dans le Chapitre III, § 4.2.3. La Figure IV-78 rappelle la distribution des pentes k4,lab.
40
35
Loi normale, bois
30
Matériau Nbre valeurs Médiane Moyenne Ecart type
Fréquence
25 Bois 108 0,34 0,36 0,09
20
15
10
5
0
5
,1
,2
,3
,4
,5
,6
,7
5
,0
,1
,2
,3
,4
,5
,6
,7
-0
-0
-0
-0
-0
-0
-0
-0
-0
-0
-0
-0
-0
-0
-0
05
15
25
35
45
55
65
0
7
0,
0,
0,
0,
0,
0,
0,
0,
0,
0,
0,
0,
0,
0,
k2,lab (mm-1)
Figure IV-78. Distribution du paramètre k2,lab
4.2.1.2 Calcul de k2,EM

La loi de mobilisation du frottement axial des pieux en fonction du déplacement établie par
Frank et Zhao, (1982) et recommandée par la norme NF P 94-262 (AFNOR, 2012) dépend du
module pressiométrique du sol EM, de la largeur de la fondation B et du frottement latéral
unitaire limite qs,mes (Chapitre III, § 1.4.2).
Selon la norme NF P 94-262 (AFNOR, 2012), l’expression de la rigidité de frottement
d’interface k4, NF P 94-262 entre un sol fin et un matériau est la suivante :
2 EM
kτ , NFP 94−262 = (kPa.m-1) (34)
B
La contrainte de cisaillement d’interface 4interface mesurée en laboratoire ayant été normalisée

par la contrainte normale 3n (Chapitre III, § 4.1), le frottement latéral unitaire limite qs,mes est
243
également normalisé par la contrainte effective horizontale 3’h dans le sol aux différentes
profondeurs. La pente k4,EM s’exprime alors selon la formule :
2 EM (m-1)
kτ , EM = (35)
Bσ h'
Le coefficient de pression des terres K intervenant dans le calcul de la contrainte horizontale

3’h est fixé à 1,5. Le poids volumique apparent du limon 7h,N est égal à 14,1 kN/m3 (Chapitre
III, § 2.1.2.1).
Le Tableau IV-30 présente les valeurs du paramètre k4,EM calculées dans le limon. Les
modules pressiométriques EM ont été établis dans le Chapitre IV, § 3.2.3.
Tableau IV-30. Valeurs de k2,EM

Pieu (essence) Prof (m) 3’v (kPa) 3’h (kPa) k4,EM (mm-1)
Pieu 3 (pin) 0,91
1,05
Pieu 4 (pin) 14,8 22,2 0,98
(Tronçon E)
Pieu 8 (acacia) 1,10
Pieu 3 (pin) 0,91
1,80
Pieu 4 (pin) 25,4 38,1 1,00
(Tronçon D)
4.2.1.3 Calcul de k2,pieu,Rouen

Les valeurs de la pente k4,pieu,Rouen sont déterminées à partir des courbes de mobilisation du
frottement du tronçon D tracées lors des essais de chargement réalisés à Rouen (Figure IV-79)
et de la contrainte effective horizontale dans le sol 3’h (Chapitre IV, § 4.2.1.2).
100 70
qs,mes
90
60 qs,mes
80
70 50
60 Tronçon D
40
50 Loi trilinéaire
qs,mes/2 30 Tronçon D
40
qs,mes /2
30 20 Loi trilinéaire
Pente k2,mes
20 Pente k2,mes
10
10
0 0
0 10 20 30 40 50 60 70 80 0 5 10 15 20 25 30 35
Déplacement (mm) - pieu n°1 (hêtre) (a) Déplacement (mm) - Pieu n°2 (hêtre) (b)
Figure IV-79. Calage de la loi trilinéaire sur les courbes de mobilisation expérimentales du tronçon D des
pieux n°1 (a) et n°2 (b)
244
La relation entre les pentes k4,pieu,Rouen et k4,mes,Rouen est la suivante :

k
kτ , pieu , Rouen = τ ,mes ,'Rouen (36)
σh
Les formes des courbes de mobilisation du frottement des tronçons D des pieux n°8 et n°9 et
des tronçons E des pieux n°2, n°3, n°8 et n°9 (Chapitre IV, § 2.6.4) ne permettent pas de caler
facilement les lois de comportement trilinéaires du fait du radoucissement et donc de
déterminer les valeurs de k4,pieu,Rouen relatives à ces tronçons (Tableau IV-31).
Tableau IV-31. Valeurs de k2,mes,Rouen et k2,pieu,Rouen

Pieu (essence) Prof (m) 3’v (kPa) 3’h (kPa) k4,mes,Rouen (kPa.mm-1) k4,pieu,Rouen (mm-1)
Pieu 1 (hêtre) 5 0,23
1,05
Pieu 4 (pin) 14,8 22,2 13 0,59
(Tronçon E)
Pieu 5 (chêne) 15 0,68
1,80
Pieu 3 (pin) 25,4 38,1 25 0,66
(Tronçon D)
Pieu 4 (pin) 8 0,21
Pieu 5 (chêne) 12 0,32
4.2.2 Comparaison des plages de valeurs des pentes k4

La Figure IV-80 présente la distribution des paramètres k4 déterminés dans le Chapitre IV,
§ 4.2.1.
40
k2, lab, bois
35 k2, EM
k2, pieu, Rouen
30
Loi normale k2, lab, bois
Fréquence
25
Paramètres Nbre valeurs Médiane Moyenne Ecart type
20 k4,lab 108 0,34 0,36 0,09
k4,EM 8 0,92 0,95 0,11
15 k4,pieu,Rouen 6 0,39 0,42 0,20
10
5
0
5
5
,0
,1
,2
,3
,4
,5
,6
,7
,8
,9
,0
,1
-0
-1
-0
-0
-0
-0
-0
-0
-0
-0
-0
-1
0
1
1
1
0,
0,
0,
0,
0,
0,
0,
0,
0,
1,
-1
k2 (mm )
Figure IV-80. Distribution des paramètres k2 déterminés à partir des essais en laboratoire, du module
pressiométrique du sol et des essais de chargement des pieux réalisés à Rouen
La distribution de la pente k4,lab suit une loi normale de moyenne 0,36 et d’écart-type 0,09. Le
fractile à 5% de cette loi normale est égal à 0,20 mm-1 (Chapitre III, § 4.2.3).
La moyenne et la médiane de la pente k4,pieu,Rouen sont 15 % inférieures à celles du paramètre
k4,lab. Ces écarts s’expliquent par des conditions d’essais différentes en laboratoire et sur le
plot expérimental : variation de la teneur en eau du limon, application de différentes
245
contraintes de chargement en laboratoire, incertitudes sur les contraintes horizontales dans le

sol, remaniement du sol suite au battage sur site et préparation des éprouvettes en laboratoire.
Enfin, la pente k4,EM est en moyenne trois fois supérieure aux paramètres k4,lab et k4,pieu,Rouen.
5 Calculs des tassements des pieux en bois
Deux méthodes de calcul des tassements des pieux sont détaillées dans le Chapitre IV, § 5.1 :
la première utilise les lois de comportement d’interface et la seconde est reprise de la norme
hollandaise NEN 67-43, (1991).
5.1 Méthodes de calcul des tassements
5.1.1 Lois de comportement retenues pour le calcul des tassements de pieux

Les tassements des pieux sont calculés à partir des lois de mobilisation associant le frottement
latéral et la résistance de pointe unitaires au déplacement. Les deux lois de comportement
exponentielle et trilinéaire, dont les paramètres de calage principaux k4 et 5 ont été déterminés
selon trois méthodes différentes, ont été étudiées dans la partie 4 de ce chapitre.
Le Tableau IV-32 reprend les expressions générales des paramètres k4,NFP94-262 et kq,NFP94-262
dans les sols fins et grenus présentées dans la norme NF P 94-262 (AFNOR, 2012), ainsi que
les expressions des coefficients 5s,EM et 5q,EM déduites de ces deux paramètres.
Tableau IV-32. Expressions de k2,EM, kq,EM, 6s,EM et 6q,EM dans les sols fins et les sols granulaires
Fût des pieux Pointe des pieux
kτ , NFP 94− 262 α s,E M
k q , NFP 94−262 α q,E M
2 EM qs , mes B 11EM qb ,mes B

Sols fins kτ , NFP 94− 262 = α s,E = k q , NFP 94− 262 = α q,E =
B M
2 EM B M
11EM
0,8 EM qs ,mes B 4,8 EM qb ,mes B
Sols granulaires kτ , NFP 94− 262 = α s,E = k q , NFP 94− 262 = α q,E =
B M
0,8 EM B M
4,8 EM
On rappelle également que les tronçons E et D ainsi que la pointe des pieux battus sur le plot
expérimental de Rouen sont au contact du limon ou de l’argile sableuse, tandis que les
tronçons C, B et A sont au contact des sables graves.
Quatre lois de comportement (une de type exponentiel, trois de forme trilinéaire) ont été
retenues pour les calculs des tassements des pieux battus sur le plot expérimental de Rouen
(Tableau IV-32) :
• Les paramètres de la loi de comportement exponentielle sont déterminés à partir des

modules pressiométriques du terrain, des frottements latéraux et des résistances de pointe
unitaires limites mesurés sur site :
o 5s,EM et qs,mes pour les tronçons E, D, C, B et A ;
o 5q,EM et qb,mes pour la pointe ;
246
• Les paramètres de la loi de comportement trilinéaire n°1 sont évalués à partir des modules
pressiométriques du terrain, des frottements latéraux et des résistances de pointe unitaires
limites, de la résistance au cisaillement d’interface mesurés en laboratoire et sur site :
o k4,lab et 4max,interface pour les tronçons E et D ;
o k4,NFP94-262 et qs,mes pour les tronçons C, B et A ;
o kq,NFP94-262 et qb,mes pour la pointe.
• Les paramètres de la loi de comportement trilinéaire n°2 sont déterminés à partir des
modules pressiométriques du terrain, des frottements latéraux et des résistances de pointe
unitaires limites mesurés sur site :
o k4,NFP94-262 et qs,mes pour les tronçons E, D, C, B et A ;
o kq,NFP94-262 et qb,mes pour la pointe.
• Les paramètres de la loi de comportement trilinéaire n°3 sont calculés à partir des modules
pressiométriques du terrain et des expressions du frottement latéral et de la résistance de
pointe unitaires limites détaillées dans la norme NF P 94-262 (AFNOR, 2012) et
présentées dans le Chapitre V, § 3.1.6.2 :
o k4,NFP94-262 et qs,cal pour les tronçons E, D, C, B et A ;
o kq,NFP94-262 et qb,cal pour la pointe.
Le Tableau IV-33 reprend les différentes expressions des lois de comportement retenues pour
les calculs des tassements des pieux.
247
Tableau IV-33. Expressions des lois de comportement

Loi de Tronçons
Expression de la loi Expression des paramètres
comportement des pieux
qs , mes B
α s,E = E et D
( )
− s /α s , EM
M
2 EM
qs ,cal = qs ,mes 1 − e
Loi qs ,mes B
α s,E = C, B et A
exponentielle M
0,8 EM
(
qb,cal = qb ,mes 1 − e
− s /α q , EM
) α q,E =M
qb ,mes B
11EM
Pointe
Loi trilinéaire kτ ,lab et 4interface E et D

n°1
0,8 EM et qs,mes
k4 mesuré en kτ , NFP 94− 262 = C, B et A
laboratoire ; B
qs,mes et qb,mes 11EM et q
kq , NFP 94− 262 = b,mes Pointe
mesurés sur site B
Loi trilinéaire 2E
kτ , NFP 94− 262 = M et qs,mes E et D
n°2 B
k4 calculé avec le Si 0 < X < Ymax alors Y = k × X 0,8 EM et qs,mes
2k kτ , NFP 94− 262 = C, B et A
module B
pressiométrique ; Si Ymax < X < 3Ymax alors
11EM et qb,mes
qs,mes et qb,mes 2k k kq , NFP 94− 262 = Pointe
mesurés sur site kX 2Ymax B
Y= +
5 5 kτ , NFP 94 − 262 =
2 EM
Loi trilinéaire 3Y
Si X > max alors Y = Ymax
B E et D
n°3 k qs ,cal = α pieu − sol (apl + b)(1 − e − cpl )
k4 calculé avec le
module 0,8 EM
kτ , NFP 94− 262 =
pressiométrique ; B
C, B et A
qs,cal et qb,cal qs ,cal = α pieu − sol (apl + b)(1 − e − cpl )
calculés avec la
11EM
méthode de kq , NFP 94− 262 =
B Pointe
dimensionnement
qb ,cal = k p , pieu pl
5.1.2 Méthode hollandaise de calcul des tassements de pieux

La méthode hollandaise de calcul des tassements de pieux est détaillée dans la norme NEN
67-43, (1991). Les principales étapes de la démarche sont présentées ci-dessous.
Le tassement de la tête du pieu est la somme du tassement s1,d dû au chargement du pieu en
tête et du tassement s2,d des couches de sol résultant de l’effet de groupe. Le tassement s2,d ne
sera pas étudié dans la suite du chapitre.
Le tassement s1,d est la somme du tassement de la pointe du pieu spointe et du raccourcissement
élastique du pieu sel.
1ère étape
Les résistances de frottement Rs,cal et de pointe Rb,cal des pieux sont calculées à partir des
expressions générales suivantes :
248
L
Rs ,cal = π D ( Bz × α s × qc , z )dz (37)
0
1 q +q
Rb ,cal = × α p × β × s × c ,1 c ,2 × Ab (38)
2 2
Bz est le diamètre du pieu (m) à la profondeur z ;

5s est un facteur tenant compte du mode de mise en œuvre et du type de pieu dans le sol. Il est
égal à 0,012 pour les pieux en bois ;
qc,z, qc,1 et qc,2 sont les résistances de pénétration statique au cône ;
5p, 6 et s sont trois coefficients égaux à 1 pour les pieux en bois.
Le calcul de ces résistances est repris dans le Chapitre V, § 2.5.1.
2ème étape
Le tassement de la pointe des pieux est tracé en fonction de la charge appliquée en tête à partir
des courbes présentées sur la Figure IV-81 (relatives aux pieux battus) et des résistances de
frottement Rs,cal et de pointe Rb,cal, calculées dans la première étape.
Rs /R s,cal (% ) R b/Rb,cal (% )
0 10 20 30 40 50 60 70 80 90 100 0 10 20 30 40 50 60 70 80 90 100
0 0
2 2
4 4
6 6
spointe (mm)
spointe / Binf
8 8
10 10
12 12
14 14
16 16
18 18
(a) (b)
20 20
Figure IV-81. Evolution du tassement en pointe en fonction du ratio Rs/Rs,cal (a) et du ratio entre le tassement
et le diamètre de la pointe en fonction de Rb/Rb,cal (b) (modifié d’après la norme hollandaise NEN-67-43,
1991)
3ème étape
Le tassement sel est calculé à partir de la formule suivante :
L × Rmoy
sel = (39)
E pieu × Atrans , pieu
l × Rc + 0,5 × ( L − l )( Rc + Rb )
avec Rmoy = (40)
L
Avec Epieu le module élastique du pieu (kPa), Atrans,pieu la section transversale moyenne du
pieu (m²), L la longueur du pieu (m), Rc la charge appliquée en tête du pieu (kN) et l la
hauteur sur laquelle la résistance de pointe qc est faible (Figure IV-82).
249
Figure IV-82. Coupe de sondage au pénétromètre statique (norme hollandaise NEN-67-43 (1991))
Sur le plot expérimental de Rouen, la hauteur l sur laquelle la résistance de pointe qc est
faible est égale à 2,50 m (Figure IV-19).
4ème étape
A chaque palier de chargement, le tassement en tête est calculé en sommant le tassement de la
pointe dans le sol et le raccourcissement élastique du pieu.
5.2 Tassements des pieux battus à Rouen

Le calcul des tassements des pieux est réalisé avec le logiciel PIVER de l’IFSTTAR,
développé dans les années 1990 et codé en langage FORTRAN 77, à partir des 4 expressions
des lois de comportement présentées dans le Tableau IV-33 et de la méthode de calcul
hollandaise.
La Figure IV-83 présente l’évolution du tassement des pieux n°3 (pin) et n°5 (chêne) mesuré
sur site en fonction de la charge appliquée en tête, ainsi que les courbes de tassement
théoriques déduites des 4 lois de comportement et de la méthode de calcul hollandaise. Les
courbes de chargement théoriques et expérimentales des autres pieux sont présentées sur la
Figure 4 en Annexe E.
Charge en tête (kN) Charge en tête (kN)

0 50 100 150 200 250 300 350 400 0 25 50 75 100 125 150 175 200 225 250
0 0
5 5
Déplacement en tête de pieu (mm)
10 10
Pieu n°3 - Pin Pieu n°5 - Chêne
15 15
20 20
Courbe de chargement expérimentale
25 25 Loi de comportement exponentielle
Courbe de chargement expérimentale Loi de comportement trilinéaire n°1
30 Loi de comportement exponentielle 30 Loi de comportement trilinéaire n°2
Loi de comportement trilinéaire n°1 Loi de comportement trilinéaire n°3
Loi de comportement trilinéaire n°2 Méthode hollandaise NEN-6743
35 35
Loi de comportement trilinéaire n°3
Méthode hollandaise NEN-6743
40 40
(a) (b)
Figure IV-83. Comparaison des courbes de chargement expérimentales et théoriques des pieux n° 3 (a) et n°5
(b) battus sur le plot expérimental de Rouen
250
Les courbes de chargement théoriques sont comparées aux courbes expérimentales en

R s
analysant les distributions des ratios c ,calculée et pieu ,calculé .
Rc ,mesurée s pieu ,mesuré
Rc,calculée est la portance limite des pieux en bois calculée à partir des lois de comportement et
de la méthode hollandaise. Rc,mesurée est la portance limite des pieux mesurée sur le plot
expérimental de Rouen (Tableau IV-35 et Figure IV-84).
spieu,calculé est le tassement des pieux calculé à partir des lois de comportement et de la méthode
hollandaise. Il correspond à l’enfoncement de la tête des pieux sous des charges égales à
0,25Rc,calculée, 0,50Rc,calculée, 0,75Rc,calculée et Rc,calculée.
spieu,mesuré est le tassement des pieux mesuré sous des charges en tête égales à 0,25Rc,mesurée,
0,50Rc,mesurée, 0,75Rc,mesurée et Rc,mesurée (Tableau IV-34).
Tableau IV-34. Valeurs du ratio spieu,calculé/spieu,mesuré calculées à partir des 4 lois de comportement et de la
méthode hollandaise - Rouen
Rouen Loi de comportement Nbre valeurs Moyenne Médiane Ecart-type
Exponentielle 28 1,15 1,28 0,37
s pieu ,calculé Trilinéaire n°1 28 1,68 1,47 0,68
Trilinéaire n°2 28 1,06 1,00 0,32
s pieu ,mesuré Trilinéaire n°3 26 1,21 1,11 0,44
Méthode hollandaise 21 1,83 1,39 1,24
Tableau IV-35. Valeurs du ratio Rc,calculée/Rc,mesurée calculées à partir des 4 lois de comportement et de la
méthode hollandaise - Rouen
Rouen Loi de comportement Nbre valeurs Moyenne Médiane Ecart-type
Rc ,calculée Trilinéaire n°1 7 0,94 0,93 0,16
Trilinéaire n°2 7 1,09 1,07 0,09
Rc ,mesurée Trilinéaire n°3 7 0,90 0,95 0,14
3
Loi de comportement exponentielle
Loi trilinéaire n°1
Méthode hollandaise
2
Fréquence
0
,2
,3
,4
,5
,6
,7
,8
,9
1, , 2
1, , 3
1, , 4
,5
,1
-1
,1
-0
-0
-0
-0
-0
-0
-0
-0
-1
-1
-1
-1
-0
-1
9
0,
1
4
0
1
0,
0,
0,
0,
0,
0,
0,
0,
1,
Rc,calculée /Rc,mesurée
Figure IV-84. Distributions des ratios Rc,calculée/Rc,mesurée calculés à partir des quatre lois de comportement et de
la méthode hollandaise - Rouen
251
s pieu ,calculé
L’étude des ratios montrent que la loi de comportement exponentielle ainsi que les
s pieu ,mesuré
lois de comportement trilinéaires n°2 (méthode de Frank et Zhao, 1982) et n°3 donnent une
bonne estimation des tassements des pieux sous charge axiale.
s pieu ,calculé
La médiane et la moyenne des ratios calculées à partir des 3 lois de comportement
s pieu ,mesuré
sont respectivement comprises entre 1,00 et 1,11 et entre 1,06 et 1,21 (Tableau IV-34). Les
coefficients de variation de ces ratios varient entre 30 et 36 %.
s
La médiane et la moyenne des ratios pieu ,calculé calculées à partir de la méthode hollandaise
s pieu ,mesuré
sont respectivement égales à 1,39 et 1,83. Le coefficient de variation atteint 68 %.
La loi de comportement trilinéaire n°1 surestime le tassement des pieux. En effet, les valeurs
des paramètres k4,lab des tronçons E et D ont été mesurées en laboratoire et sont inférieures à
s pieu ,calculé ,loi ,trilinéaire , n °1
celles des pentes k4,NF P 94-262 (Figure IV-80). La moyenne des ratios est
s pieu , mesuré
égale à 1,68.
Par ailleurs, les frottements latéraux unitaires limites qs,mes des tronçons D et E ont été
substitués dans cette loi aux paramètres 4max,interface mesurés en laboratoire. Les valeurs de
R
qs,mes étant inférieures à celles de 4max,interface, la moyenne des ratios c,calculée,loi,trilinéaire,n°1 est
Rc,mesurée
inférieure à 1 (Tableau IV-35).
La Figure IV-84 montre que les lois de comportement exponentielle et trilinéaire n°2
surestiment les portances limites des pieux en bois. Néanmoins, les écarts entre les résistances
calculées et mesurées restent relativement faibles et sont compris entre 0,2 et 12 %. Seule la
portance limite calculée du pieu n°8 en acacia est 30 % plus élevée que sa portance limite
mesurée.
Les valeurs des frottements latéraux unitaires limites des différents tronçons des pieux
intervenant dans la loi de comportement trilinéaire n°3 sont calculées à partir de la méthode
de dimensionnement des pieux en bois proposée dans le Chapitre V, § 4. Elles sont
majoritairement inférieures aux frottements latéraux unitaires limites mesurés sur site, ce qui
R
justifie que les ratios c ,calculée ,loi ,trilinéaire ,n °3 soient en moyenne inférieurs à 1.
Rc ,mesurée
Enfin, la Figure IV-84 montre que la méthode de calcul des tassements de pieux hollandaise
R
sous-estime la portance limite des pieux en bois. La moyenne des ratios c ,calculée ,méthode ,hollandaise
Rc , mesurée
est égale à 0,71. Ce modèle de calcul est donc conservateur.
252
5.3 Tassements des pieux battus à Cubzac-les-Ponts

Une démarche identique à celle présentée dans le Chapitre IV, § 5.2 est mise en œuvre dans
ce paragraphe.
Les tassements des pieux en bois battus sur le plot expérimental de Cubzac-les-Ponts sont
évalués à partir des lois de comportement exponentielle, trilinéaire n°2, trilinéaire n°3 et de la
méthode hollandaise (Tableau IV-33).
La Figure IV-85 présente l’évolution du tassement en fonction de la charge appliquée en tête
R
des pieux, ainsi que la distribution du ratio c ,calculée .
Rc ,mesurée
Charge en tête (kN) (a) Charge en tête (kN) (b)

0 5 10 15 20 25 30 35 40 45 50 55 60 65 70 75 80 85 0 5 10 15 20 25 30 35 40 45 50 55 60 65 70 75 80 85
0 0
2,5 2,5

5 5
7,5 7,5
Pieu n°5 - Chêne
10 10
Pieu n°4 - Pin
12,5 12,5
15 15
17,5 17,5 Loi de comportement exponentielle
Loi de comportement exponentielle Loi de comportement trilinéaire n°2
20 20
22,5 Loi de comportement trilinéaire n°3 22,5 Méthode hollandaise NEN-6743
25 25
Charge en tête (kN) (c)

0 5 10 15 20 25 30 35 40 45 50 55 60 65 70 75 80 85 2
0 Loi de comportement exponentielle
2,5 Loi trilinéaire n°3
Méthode hollandaise
Fréquence
7,5 1
10
Pieu n°9 - Acacia
12,5
15
17,5 0
7 7
8 8
0, ,9
2 2
3 3
1, - 1,4
5 5
6 6
7 7
8 8
1, ,9
1 -1
1 1
-2
20
0 , - 0,
0 , - 0,
1 , - 1,
1 , - 1,
1 , - 1,
1 , - 1,
1 , - 1,
1 , - 1,
1, - 1,
-0
-1

9
9
6
4
0,
22,5 Méthode hollandaise NEN-6743
25 Rc,calculée /Rc,mesurée (d)
Figure IV-85. Comparaison des courbes de chargement expérimentales et théoriques des pieux n° 4 (a), n°5
(b) et n°9 (c) battus sur le plot expérimental de Cubzac-les-Ponts et distributions des ratios Rc,calculée/Rc,mesurée
calculés à partir des trois lois de comportement et de la méthode hollandaise
Les Tableaux IV-36 et IV-37 présentent la moyenne, la médiane et l’écart-type des ratios
s pieu ,calculé R
et c ,calculée calculés à partir des trois lois de comportement et de la méthode
s pieu ,mesuré Rc ,mesurée
hollandaise.
253
Tableau IV-36. Valeurs du ratio spieu,calculé/spieu,mesuré calculées à partir des 3 lois de comportement et de la
méthode hollandaise – Cubzac-les-Ponts
Cubzac-les-Ponts Loi de comportement Nbre valeurs Moyenne Médiane Ecart-type
s pieu ,calculé Trilinéaire n°2 12 1,66 1,87 1,10
s pieu ,mesuré Trilinéaire n°3 12 1,06 0,99 0,88
Tableau IV-37. Valeurs du ratio Rc,calculée/Rc,mesurée calculées à partir des 3 lois de comportement et de la
méthode hollandaise – Cubzac-les-Ponts
Cubzac-les-Ponts Loi de comportement Nbre valeurs Moyenne Médiane Ecart-type
Rc ,calculée Trilinéaire n°2 3 1,17 1,22 0,086
Rc ,mesurée Trilinéaire n°3 3 1,62 1,42 0,40
s pieu ,calculé
Les ratios calculés à partir des 3 lois de comportement présentent une dispersion
s pieu ,mesuré
importante. Leurs coefficients de variation sont compris entre 68 et 83 % (Tableau IV-36).
Les Figures IV-85a, IV-85b et IV-85c montrent que les écarts entre les tassements calculés à
partir des lois de comportement et les tassements mesurés des pieux sont égaux en moyenne à
0,6 mm. Enfin, les tassements des pieux calculés à partir de la méthode hollandaise sont en
moyenne 3,5 fois supérieurs aux tassements des pieux mesurés sur site (Tableau IV-36).
Enfin, les portances limites des pieux calculées à partir des 3 lois de comportement sont
surestimées d’un facteur 1,2 (lois de comportement exponentielle et trilinéaire n°2) ou d’un
facteur 1,6 (loi de comportement trilinéaire n°3) (Figure IV-85d et Tableau IV-37).
Cette surestimation peut se justifier d’une part, par les incertitudes sur les valeurs des modules
pressiométriques dans l’argile (liées aux difficultés de réalisation des sondages
pressiométriques dans des argiles très molles), mais aussi par le fait que les lois de
comportement ne tiennent pas compte du mode de rupture de l’interface entre le sol et le pieu.
A l’inverse, les portances limites des pieux calculées avec la méthode hollandaise sont en
moyenne 16 % plus faibles que celles mesurées sur le plot expérimental de Cubzac-les-Ponts
(Figure IV-85d et Tableau IV-37).
254
Conclusion
Ce chapitre a présenté deux plots expérimentaux sur lesquels des pieux en bois ont été battus
et chargés en compression. La conception d’un nouveau dispositif d’instrumentation des
pieux en laboratoire a permis de séparer le terme de pointe de la résistance de frottement.
Huit pieux ont été testés sur le plot expérimental de Rouen. Les sondages in situ ont permis de
caractériser la nature des couches du terrain et d’en déterminer les principales propriétés de
résistance.
Les résultats des essais de chargement ont montré que les portances limites des pieux en
acacia et en pin étaient supérieures à celles des pieux en chêne et en hêtre, mais que les
comportements mécaniques des pieux, suite à l’analyse des frottements latéraux unitaires
limites mesurés, semblaient être indépendants de l’essence. La compilation des résultats a
permis de tracer un nuage de points dans le plan (pression limite ; frottement latéral unitaire
limite).
Quatre pieux chargés à Rouen ont été excavés puis battus sur le plot expérimental de Cubzac-
les-Ponts. Les propriétés de résistance de l’argile ont conduit à mesurer des portances limites
des pieux en bois relativement faibles. L’instrumentation des pieux avec des extensomètres
amovibles a permis de compléter les données mesurées à Rouen.
Les plages de valeurs des paramètres de calage 5 et k4 relatifs aux lois de comportement
exponentielle et trilinéaire ont été déterminées à partir des résultats des essais de chargement
et ont été comparées aux données mesurées en laboratoire. L’analyse des résultats a montré
que les paramètres k4,lab et k4,pieu,Rouen étaient en moyenne inférieurs à k4,EM. Tandis que les
plages de valeurs des trois paramètres 5lab, 5pieu,Rouen et 5s,EM étaient relativement proches.
Parmi l’ensemble des lois et méthode de calcul étudiées, les lois de comportement
exponentielle et trilinéaire établie par Frank et Zhao, (1982) donnent une bonne estimation
des tassements des pieux en bois chargés axialement.
La méthode de calcul hollandaise surestime les tassements des pieux battus sur les plots
expérimentaux de Rouen et de Cubzac-les-Ponts en moyenne d’un facteur 2,7. Tandis que
leurs portances limites calculées avec cette méthode sont sous-estimées d’un facteur 1,3 par
rapport aux résistances mesurées sur site.
Le Chapitre IV, § 5.1.2 a brièvement présenté le calcul des résistances de frottement et de

pointe des pieux en bois selon les recommandations établies dans la norme hollandaise NEN-
67-43, (1991).
Plus généralement, le Chapitre V présente et compare différentes méthodes de
dimensionnement des pieux en bois élaborées à l’étranger (principalement aux Pays-Bas et
aux Etats-Unis). Une méthode de dimensionnement française des pieux en bois s’appuyant
sur les caractéristiques pressiométriques des terrains est également proposée.
255
256
Chapitre V. Proposition d’une méthode de dimensionnement des pieux en bois à partir des caractéristiques pressiométriques
Chapitre V. Proposition d’une méthode de

dimensionnement des pieux en bois à partir des
caractéristiques pressiométriques du terrain
Introduction
L’abandon des pieux en bois dans les constructions en France est daté du milieu du 19ème
siècle.
Depuis son développement à la fin des années 1950 par L. Ménard, le pressiomètre a été
largement utilisé en France pour déterminer les propriétés de résistance des sols. Les résultats
de ces essais constituent aujourd’hui les « données d’entrée » des méthodes de
dimensionnement françaises des fondations profondes.
L’abandon des pieux en bois étant antérieur d’un siècle au développement du pressiomètre, il
n’existe à ce jour aucune règle professionnelle ni « contexte normatif » français permettant de
justifier le dimensionnement et l’emploi de ce type de fondation dans la pratique actuelle.
A l’inverse, les Etats-Unis et les Pays-Bas ont su mettre en place des contextes normatifs
nationaux favorables en publiant des documents officiels, comme le guide « Timber Pile
Design and Construction Manual » (AWPI, 2002) et la norme NEN-67-43, (1991).
La première partie de ce chapitre présente un état de l’art des méthodes de dimensionnement

des fondations profondes utilisées à l’étranger (Etats-Unis, Pays-Bas, etc.).
La seconde partie du chapitre présente une comparaison entre les données expérimentales
(résistance de pointe, résistance de frottement et portance limite) mesurées sur les plots de
Rouen et de Cubzac-les-Ponts et les résistances calculées à partir des différentes méthodes de
dimensionnement présentées dans la première partie. Les paramètres relatifs aux méthodes de
dimensionnement 5-cu (5) et des contraintes effectives (6 et Nq) sont déterminés
expérimentalement et comparés aux données publiées dans la littérature.
La troisième partie traite de l’évolution des méthodes de dimensionnement françaises des

fondations profondes s’appuyant sur les résultats des essais pressiométriques, depuis les
années 1960 jusqu’à la rédaction et la publication en 2012 de la norme d’application nationale
française relative aux fondations profondes NF P 94-262 (AFNOR, 2012).
Une méthode de dimensionnement des pieux en bois s’appuyant sur les caractéristiques
pressiométriques des terrains est proposée dans la quatrième partie de ce chapitre. Le
257
paramètre adimensionnel 5pieu bois-sol, le facteur de portance kp,pieu bois-sol et les coefficients de
modèle sont explicités et leurs valeurs déterminées.
Enfin, la cinquième partie présente une synthèse des différentes méthodes de

dimensionnement détaillées dans ce chapitre, à partir des résultats expérimentaux mesurés sur
les plots de Rouen et de Cubzac-les-Ponts.
258
1 Synthèse bibliographique – Etat de l’art des méthodes de

dimensionnement des pieux en bois
Les formules de dimensionnement des fondations profondes sont classées en deux catégories :
les formules « dynamiques » établies à partir des caractéristiques de battage des pieux et les
formules « statiques » dans lesquelles interviennent les propriétés de résistance du sol
mesurées en laboratoire ou in situ.
1.1 Formules de dimensionnement « dynamiques »
1.1.1 Conditions d’application des formules

Durant le battage d’un pieu, les mécanismes de rupture dans les sols pulvérulents sont
différents de ceux observés dans les sols cohérents.
Les formules dynamiques associent la portance limite d’un pieu à sa résistance à
l’enfoncement lors du battage. Leur application est limitée, selon Leonards, (1968) aux sols
pulvérulents, dans lesquels la portance limite calculée du pieu peut être corrélée aux résultats
expérimentaux. Les sols pulvérulents présentent des propriétés mécaniques quasi-identiques
pendant et après la phase de battage ; à l’inverse des sols cohérents dans lesquels la
dissipation des surpressions interstitielles après battage conduit à une augmentation des
contraintes effectives et de la portance limite du pieu.
La portance limite des pieux dépend de nombreux facteurs tels que le rendement de la masse
frappante (masse trop faible ou trop élevée par rapport à la hauteur de chute), la présence d’un
casque en tête des pieux permettant d’amortir les chocs et de dissiper une partie de l’énergie
délivrée par la masse, ou encore l’élasticité du sol (Buisson et Chapon, 1952).
Les formules de battage ne permettent pas de rendre compte du mode de travail réel des pieux
car elles ne prennent pas en compte la nature transitoire de l’impact de la masse frappante.
Les phénomènes de propagation et de réflexion d’ondes dans le pieu restent également
difficiles à estimer.
La formule des « Hollandais » a été la formule de battage la plus utilisée au cours des derniers
siècles. Elle n’est néanmoins applicable que si la fraction d’énergie dépensée par diverses
pertes, notamment l’élasticité du pieu, est négligeable par rapport à l’énergie réellement
dépensée pour enfoncer le pieu (Jezequel et Goulet, 1965).
1.1.2 Formules de battage

Avant l’apparition des premières techniques de reconnaissance du sol au 18ème siècle en
France (Maillard, 2006), les fondations profondes en bois étaient dimensionnées à partir des
formules de battage. La multiplicité de ces formules est la conséquence des écarts souvent
observés entre la portance limite d’un pieu calculée à partir des formules de battage et celle
mesurée expérimentalement (Buisson et Chapon, 1952). Le Tableau II-1 en présente quelques
unes.
259
Tableau V-1. Formules de dimensionnement dynamiques présentées dans la littérature

RD,cal : Portance limite du pieu (N) ; M : Poids de la masse frappante (N) ; H : Hauteur de chute de la masse
frappante (m) ; P : Poids du pieu (N) ; e : Enfoncement du pieu dans le sol (m) ; eE : raccourcissement élastique
du pieu (m) ; s : enfoncement du pieu sous le dernier coup de mouton (m)
Nom de la formule Principe Formule
L'énergie acquise par la masse frappante lors
Formule de Sanders (citée M ×H
de sa chute est intégralement transmise au RD ,cal =
par Maillard, 2006) e
pieu. Les pertes énergétiques sont négligées.
La quantité de mouvement perdue par la
masse frappante est gagnée par le pieu au
maximum de sa compression. Le poids de la
Formule des masse frappante est pris en compte dans la M ²× H
« Hollandais » (citée par formule. RD ,cal =
Maillard, 2006) e’ est le ratio entre l’enfoncement Dh de ( M + P) × e '
10 cm de la pointe (m) et le nombre de
coups (Nd10) enregistré pour un enfoncement
de 10 cm.
Formule de Crandhall ou L'énergie de battage est égale à la somme de M ²× H
RD ,cal =
Hiley (citée par Maillard, l'énergie utile, du choc et de l'énergie eE
2006) absorbée par les déformations élastiques.
( M + P ) × (e + )
2
Formule de Gates (citée Relation expérimentale sans aucun support 25
RD ,cal = 4 × M × H × log( )
par Maillard, 2006) mathématique. e
Formule de Brix H ×M ×P
RD ,cal =
(Terzaghi, 1916) s × ( M + P )²
Cette formule a été établie par Wellington en
Formule dite
1888 pour le battage des pieux en bois et
« Engineering New 2× P× H
largement utilisée durant des décennies sur RD ,cal =
Formula » (citée par
le territoire américain. Le facteur de sécurité s + 10−4
Graham et James, 1996)
de cette formule est égal à 6 (Bowles,1999).
Formule établie pour les pieux en bois de
Formule d’Yttrup et al., 0, 4 × M × H
diamètre compris entre 100 et 150 mm et RD ,cal =
(1989) e
supportant de faibles descentes de charges.
1.2 Formules de dimensionnement « statiques »

Les formules statiques différencient la résistance de pointe de la résistance de frottement
(Leonards, 1968). La portance limite d’un pieu est calculée en additionnant ces deux
paramètres.
Les formules statiques sont classées en deux catégories différentes, fonction des paramètres
géotechniques qu’elles emploient :
• Les formules utilisant les paramètres déterminés en laboratoire et faisant intervenir les
propriétés de résistance du sol (résistance au cisaillement non drainée, angle de frottement
du sol ou à l’interface sol-pieu) ;
• Les formules utilisant les paramètres déterminés in situ et faisant intervenir le module
pressiométrique, la pression limite, les résistances de pointe à la pénétration statique et le
nombre de coups mesurés lors de l’essai de pénétration dynamique au carottier.
260
1.2.1 Formules utilisant les paramètres déterminés en laboratoire

Deux méthodes de dimensionnement des pieux sont présentées dans ce paragraphe :
• La méthode 5-cu, initiée par Tomlinson et Wimpey, (1957) dans les années 1950, et
applicable dans les argiles. L’analyse est réalisée en contraintes totales ;
• La méthode des contraintes effectives (appelée également méthode 6), initiée par Burland,
(1973), cité par Blanchet et al., (1980) dans les années 1970 et applicable dans les sols
cohérents et pulvérulents.
1.2.1.1 Méthode 7- cu
Généralités sur les surpressions interstitielles induites par le battage et les essais de
chargement
Le battage d’un pieu dans l’argile crée des surpressions interstitielles à proximité de la zone
de battage. Elles sont la conséquence d’une modification des contraintes effectives moyennes
durant le cisaillement, d’un remaniement partiel du sol et d’une augmentation des contraintes
moyennes totales suite à l’expansion du sol lors de la pénétration du pieu (Randolph, 2003).
Les surpressions interstitielles se décomposent en trois termes distincts (Bond et Jardine,
1991) : une composante Duts relative à l’augmentation des contraintes totales moyennes dans
le sol ; une composante Dush relative à la distorsion et au cisaillement du sol lors du battage ;
et une composante Ducyc relative au comportement cyclique des pieux lors de leur battage.
Selon les auteurs, dans les argiles surconsolidées, les phénomènes de dilatance conduisent à
des surpressions interstitielles Dush négatives (phénomènes de succion) à proximité du pieu
(pour une distance inférieure à 1,5 fois le rayon du pieu).
Les composantes Duts et Dush diminuent respectivement avec l’augmentation de la distance à
la pointe et au fût du pieu.
Enfin, la phase de battage soumet le pieu à des cycles de déchargement/rechargement qui
génèrent des surpressions interstitielles Ducyc positives dans le sol. Elles augmentent avec le
Dis tan ce po int e − pieu
ratio , mais sont négligeables au voisinage de la pointe dans les argiles
Rayon pieu
présentant un ratio de surconsolidation élevé.
Juste après le battage, les surpressions interstitielles peuvent atteindre jusqu’à 5 à 7 fois la
résistance au cisaillement non drainée de l’argile (Meyerhof, 1976). Leur dissipation
s’accompagne, selon Skempton et Northey, (1952), d’une augmentation de la résistance de
l’argile « molle » avec le temps. A l’inverse, les fissures créées suite à la fracturation des
argiles raides lors de la phase de battage des pieux conduisent à une dissipation plus rapide
des surpressions interstitielles. La résistance de ce type d’argile n’augmente donc que
faiblement avec le temps (Meyerhof et Murdock, 1953, cités par Tomlinson et Wimpey,
1957).
Les surpressions interstitielles induites dans l’argile par l’essai de chargement du pieu sont de
l’ordre de 0,2 à 0,5 fois la résistance au cisaillement non drainée de l’argile (Meyerhof, 1976).
261
Calcul de la résistance de frottement

Le frottement latéral unitaire limite d’un pieu dans le sol est qualifié, dans la littérature
(Tomlinson et Wimpey, 1957 ; Peck, 1954, cité par Tomlinson et Wimpey, 1957),
d’adhérence sol-pieu. Elle est définie comme le produit de la résistance au cisaillement non
drainée cu de l’argile par un facteur d’adhérence 5 représentant le pourcentage de résistance
au cisaillement non drainée de l’argile mobilisée à l’interface sol-pieu (Cherubini et Vessia,
2007).
qs ,cal = α cu (41)
On a vu, dans le Chapitre III, § 1.1.2, que l’adhérence entre les matériaux et le limon (notée
ca) était égale au produit d’un facteur fa (équivalent au paramètre 5) par la cohésion effective
du sol (équivalente, en conditions non drainées, à la résistance au cisaillement non drainée cu).
L’adhérence dépend de la nature et de la résistance de l’argile, des dimensions du pieu, de son
mode d’installation et du temps (Meyerhof, 1976).
Evolution du facteur d’adhérence 2 en fonction de la résistance au cisaillement non drainée de

l’argile
Les premières études de l’évolution du facteur d’adhérence 5 en fonction de la résistance au
cisaillement non drainée de l’argile cu ont été réalisées dans les années 1950 par Tomlinson et
Wimpey, (1957). Les auteurs ont analysé une centaine d’essais de chargement de pieux en
bois, en béton et en acier réalisés par Fellenius, (1955) ; Moore, (1949), cités par Tomlinson
et Wimpey, (1957) ; Rodin et Tomlinson, (1953) ; Peck, (1954), cité par Tomlinson et
Wimpey, (1957) dans l’argile et ont corrélé le facteur 5 à la résistance au cisaillement non
drainée cu (Figure V-1).
Le dossier FOND 72 (Ministère de l’Equipement, 1972) (Chapitre V, § 3.1.2) contient
également une courbe donnant l’évolution du frottement latéral unitaire limite des pieux en
bois en fonction de la résistance au cisaillement non drainée de l’argile (Figure V-1).
1,8 Pieux en bois coniques (Tomlinson et Wimpey, 1957)

Pieux en bois à section droite (Tomlinson et Wimpey, 1957)
1,6 Pieux en bois (Flaate et Selnes, 1977)
Pieux en bois raboutés (Flaate et Selnes, 1977)
Pieux en béton
Facteur d'adhérence 8
1,4
Pieux en acier
Kérisel, (1965)
1,2 Woodward et Boitano, (1961)
Dennis et Olson, (1983)
1 Tomlinson, (1957)
FOND 72 (Ministère de l'Equipement, 1972)
0,8
0,6
0,4
0,2
0
0 20 40 60 80 100 120 140 160 180 200
cu (kPa)
Figure V-1. Evolution du facteur d’adhérence 6 en fonction de la résistance au cisaillement non drainée
(modifié d’après Tomlinson et Wimpey, 1957)
262
Deux hypothèses permettent d’expliquer la décroissance non linéaire de 5 en fonction de cu :

• La déformation progressive de l’argile entourant le pieu transfère la charge par frottement
de la tête vers la pointe du pieu. Pour les argiles raides, la résistance au cisaillement
maximale est atteinte à proximité de la tête des pieux et pour de faibles déformations. A
l’inverse, la résistance au cisaillement des argiles molles augmente avec la déformation,
jusqu’à ce que la résistance maximale soit atteinte (Rodin et Tomlinson, 1953) ;
• Le battage d’un pieu dans l’argile crée des vides entre le pieu et le sol sur la partie
supérieure de la fondation. Ils se referment suite à l’affaissement des argiles molles autour
du pieu. A l’inverse, les vides subsistent dans les argiles raides (Tomlinson et Wimpey,
1957) et entraînent une diminution du facteur d’adhérence 5 à l’interface sol-pieu.
Les résultats des essais de chargement des pieux en bois de 8 à 16 m de longueur dans des
argiles molles de Norvège réalisés par Flaate et Selnes, (1977) ; Tomlinson et Wimpey,
(1957) montrent une certaine dispersion du coefficient 5 (Figure V-1). Sa plage de variation
s’étend de 0,4 à 1,6. Sharman et Halcrow, (1961) ont montré empiriquement que le coefficient
5 était égal à 0,4 pour les pieux en bois coniques.
Enfin, Tomlinson, (1994) a établi des abaques sur lesquels l’évolution du facteur d’adhérence
5 est fonction de la résistance au cisaillement non drainée de l’argile, du ratio entre la
longueur de pieu dans l’argile (D) et son diamètre (B), ainsi que de la coupe géologique du sol
(Figure V-2).
Si le pieu est battu dans du sable et de l’argile raide (Figure V-2a), les vides créés dans
l’argile sont comblés par le sable. Le facteur d’adhérence à l’interface sol-pieu est donc plus
élevé dans cette géologie que dans celles définies sur la Figure V-2b (couches d’argile molle
et raide) et la Figure V-2c (couche d’argile).
Les méthodes de dimensionnement des pieux en bois utilisées sur le territoire américain sont
répertoriées dans le guide intitulé « Timber Pile Design and Construction Manual » (AWPI,
2002). Le dimensionnement de cette technologie de pieux à partir de la résistance au
cisaillement non drainée de l’argile fait référence aux abaques de la Figure V-2 :
• La Figure V-2a et la Figure V-2d font référence à un pieu en bois battu dans l’argile raide
sous-jacente à une couche de sable et gravier ;
• La Figure V-2b et la Figure V-2e font référence à un pieu en bois battu dans l’argile raide
sous-jacente à une couche d’argile molle ;
• La Figure V-2a et la Figure V-2d font référence à un pieu en bois battu dans l’argile.
263
1 180
0,9 160 D>40B
0,8 140 D=20B

0,7 D>40B
120
0,6 D=20B
qs (kPa)
100
0,5
80
0,4
60
0,3
40
0,2
0,1 20
0 0
0 25 50 75 100 125 150 175 200 225 250 0 25 50 75 100 125 150 175 200 225 250
cu (kPa) (a) cu (kPa) (d)
1 180
0,9 160
D=10B D=10B
0,8
140 D>20B
D>20B
0,7
120
0,6 qs (kPa)
100
0,5
80
0,4
0,3 60
0,2 40
0,1 20
0
0
0 25 50 75 100 125 150 175 200 225 250
0 25 50 75 100 125 150 175 200 225 250
cu (kPa) (b) cu (kPa) (e)
1,6 180
1,5 D=10B
D=10B D>40B
1,4 D>40B 160 Pieux en bois coniques (Tomlinson et Wimpey, 1957)
Pieux en bois coniques (Tomlinson et Wimpey, 1957) Pieux en bois à section droite (Tomlinson et Wimpey, 1957)
1,3 Pieux en bois à section droite (Tomlinson et Wimpey, 1957)
140 Pieux en bois (Flaate et Selnes, 1977)
1,2 Pieux en bois (Flaate et Selnes, 1977)

1,1
120
1
qs (kPa)
0,9 100
0,8
0,7 80
0,6
0,5 60
0,4
0,3 40
0,2
20
0,1
0 0
0 25 50 75 100 125 150 175 200 225 250 0 25 50 75 100 125 150 175 200 225 250
cu (kPa) (c) cu (kPa) (f)
Figure V-2. Evolution du facteur d’adhérence 6 (a, b et c) et du frottement latéral unitaire (d, e et f) des pieux
en bois en fonction de la résistance au cisaillement non drainée de l’argile (modifié d’après Tomlinson, 1994)
Evolution du facteur d’adhérence 2 en fonction du degré de surconsolidation de l’argile

Les recherches menées en géotechnique offshore dans les années 1980 ont mis en évidence
une dépendance (non linéaire) entre la mobilisation du frottement latéral unitaire d’un pieu
battu dans l’argile et son degré de surconsolidation.
Les travaux menés par Randolph et Wroth, (1982), cités par Tomlinson, (1994) ont montré
que l’influence du degré de surconsolidation de l’argile sur le facteur d’adhérence pouvait être
prise en compte en divisant la résistance au cisaillement non drainée de l’argile par la
contrainte verticale effective dans le sol 3’v0. L’Institut Pétrolier Américain (API)
recommande d’utiliser les formules établies par Randolph et Murphy, (1985) pour déterminer
le facteur 5 :
264
cu cu
α = 0,5( ) −0,5 si ≤ 1 , soit qs ,cal = 0,5 cuσ v' 0 (42)
σ v0 '
σ 'v 0
cu cu
α = 0,5( ) −0,25 si >1, soit qs ,cal = 0,5cu 0,75σ v' 00,25 (43)
σ v0
'
σ v0
'
Calcul de la résistance de pointe

Le calcul de la résistance de pointe d’un pieu dans un sol frottant et cohérent fait intervenir la
cohésion du sol c’, la contrainte verticale effective dans le sol sous la pointe de pieu 3’v0, ainsi
que trois facteurs dépendant de l’angle de frottement interne du sol : le terme de profondeur
Nq, le terme de cohésion Nc et le terme de surface N7. La faible largeur des fondations
profondes conduit à négliger le terme N7 (Bowles, 1999).
L’expression générale de la résistance de pointe unitaire limite du pieu est la suivante :
qb ,cal = c '× N c × d c × sc + η × σ 'v 0 × N q × d q × sq (44)
Avec dc et dq deux facteurs dépendant de la longueur et de la largeur du pieu, ainsi que de

l’angle de frottement interne effectif du sol, un facteur dépendant du coefficient de pression
des terres au repos K0, et sc et sq deux facteurs de forme tenant compte de la géométrie de la
fondation.
Les paramètres Nq et Nc sont fonctions de 2 et du ratio L/B (Berenzantzev et al., 1961, cités
par Nordlund, 1963). Selon ces auteurs, l’influence du ratio L/B sur le paramètre Nq peut être
négligée lorsque L/B est inférieur à 70. Suite aux travaux de l’Herminier et de l’Imperial
College, Caquot et Kerisel, (1966) ont proposé les relations suivantes :
π eπ tan(ϕ ) −1
ϕ
N c = tan ²( + ) × (45)
4 2 tan(ϕ )
B 2
N q = 103,04×tan(ϕ ) si L > × N q 3 (46)
4
3π
π ϕ ( −ϕ )× tan(ϕ )
tan ²( + ) × e 2
4 2 B 2
Nq = si L < × Nq 3 (47)
π ϕ 4
cos(ϕ ) − tan( − )
4 2
Dans le cas des sols purement cohérents (2=0 et c=cu,b), le terme Nq est égal à 1 et le terme Nc
est souvent pris égal à 9. L’expression de la résistance de pointe unitaire limite est alors la
suivante :
qb,cal=9 × cu,b (48)
Cette expression a été retenue dans le document normatif « Timber Pile Design and
Construction Manual » (AWPI, 2002) pour le calcul de la résistance de pointe unitaire limite
des pieux en bois à partir de la résistance au cisaillement non drainée de l’argile.
Sharman et Halcrow, (1961) ; Blanchet et al., (1980) et Eide et al., (1961) ont également
établi deux formules donnant la résistance de pointe unitaire limite en fonction de la
résistance au cisaillement non drainée de l’argile (Tableau V-2).
265
Tableau V-2. Formules de calcul de la résistance de pointe unitaire limite présentées dans la littérature
Formules Hypothèses / Conditions d’application
qb ,cal = cu ,b × N c + γ × D (Blanchet et al., 1980 ; Eide Conditions non drainées
et al., 1961) Application dans les argiles
Analyses en contraintes totales
qb ,cal = 9,5 × cu ,b (Sharman et Halcrow, 1961)
Formule retenue pour les pieux en bois coniques
1.2.1.2 Méthode des contraintes effectives (méthode 8)

En géotechnique offshore, la majeure partie des pieux est dimensionnée selon les
recommandations établies par l’Institut Pétrolier Américain (API). Ces recommandations
s’appuient, dans la version de 1993 (Hossain et Briaud, 1993), sur le critère de rupture de
Coulomb par frottement. La valeur de la contrainte de cisaillement au fût à la rupture est
déterminée à partir de la formule suivante :
qs ,cal = σ 'rf tan δ ' (49)
σ 'rf = Kσ 'v 0 (50)
K représente le coefficient de pression des terres à la rupture à l’interface entre le sol et le

pieu, 3’v0 la contrainte verticale effective initiale dans le sol, 3’rf la contrainte normale
effective sur le fût à la rupture, qs,cal la contrainte de cisaillement calculée sur le fût à la
rupture et 1’ l’angle de frottement d’interface sol-pieu.
Selon le guide « Timber Pile Design and Construction Manual « (AWPI, 2002), cette méthode
peut être utilisée pour dimensionner les pieux en bois dans les sols cohérents et pulvérulents.
Vijayvergiya, (1977) préconise d’employer cette méthode uniquement dans les sols
granulaires.
La méthode des contraintes effectives a été développée par Burland, (1973), cité par Bowles,
(1999) et Blanchet et al., (1980) dans les années 1970-1980. Elle suppose que la contrainte
effective à la surface du pieu qs après dissipation des surpressions interstitielles soit supérieure
ou égale à la contrainte effective horizontale dans le sol avant battage du pieu (Bowles, 1999),
c'est-à-dire que β = K tan(δ ) ≤ 1 .
Les valeurs de K et tan(1) sont déterminées empiriquement. Burland, (1973), cité par
Blanchet et al., (1980) a supposé, à proximité des pieux à section droite, que le coefficient des
terres K était égal à 1-sin(2’), avec 2’ l’angle de frottement interne effectif de l’argile. Si les
pieux sont coniques, le coefficient des terres augmente et est égal à 2 × K0 (Blanchet et al.,
1980). Les études statistiques menées par Kulhawy, (1983) sur des essais de chargement de
pieux ont montré que le ratio K/K0 était compris entre 1 et 2 pour des pieux battus. Si les
pieux battus sont coniques, ce rapport varie, selon Bowles, (1999), entre 1,7 et 2,2 et peut
atteindre, selon Blanchet et al., (1980), la valeur de 4 dans les argiles.
Les essais de chargement de pieux dans des sables moyennement denses à denses
(Vijayvergiya, 1977) ont montré que la valeur de K était comprise entre 0,8 (tests en traction)
et 1,25 (tests en compression). Cette dernière valeur est identique à celle calculée par Mansur
266
et Hunter, (1970) lors d’un essai de chargement en compression puis en traction d’un pieu en
bois dans du sable. Enfin, pour les sables lâches, la valeur de K tend vers Ka, le coefficient de
poussée des terres.
Le coefficient de pression des terres K peut être également corrélé à la densité relative du
sable selon la formule suivante :
K = 0, 50 + 0, 008 Dr (Bowles, 1999) (51)
Avec Dr la densité relative du sable, déterminée par corrélation avec les valeurs de NSPT.
Enfin, le coefficient de pression des terres dans les argiles surconsolidées K0,OC peut être
défini en fonction du coefficient de pression des terres dans les argiles normalement
consolidées K0,NC, du degré de surconsolidation OCR et de l’angle de frottement interne
effectif de l’argile 2’ (Mayne et Kulhawy, 1982) :
K 0,OC = K 0, NC OCR sin(ϕ ') (52)
Les valeurs de l’angle de frottement d’interface 1sol-matériau, ainsi que les paramètres
l’influençant ont été étudiés dans le Chapitre III, § 3.2.
Evolution du coefficient 3 en fonction de la profondeur

Les premières valeurs empiriques du coefficient 6 ont été déterminées à partir d’un grand
nombre d’essais de chargement de pieux en béton et en acier de plus de 10 m de long battus
dans des argiles molles à fermes (Figure V-3). En compilant ces essais, Le Tirant, (1992) a
montré que 6 variait entre 0,25 et 0,4, (avec une valeur moyenne de 0,32). Ce facteur dépend
du degré de surconsolidation de l’argile et s’exprime selon la formule :
β = (1,5 ± 0, 5) K tan(δ ) OCR (53)
Les valeurs du facteur 6 relatives aux pieux en bois et calculées par Tomlinson et Wimpey,
(1957), Flaate et Selnes, (1977) et Blanchet et al., (1980) sont ajoutées sur la Figure V-3.
Flaate et Selnes, (1977) ont calculé les valeurs du facteur 6 en divisant le frottement latéral
unitaire limite des pieux en bois par les contraintes effectives verticales dans le sol. Les
profondeurs correspondantes ont été calculées à mi-hauteur des pieux.
Les pieux en bois présentant en moyenne des longueurs plus faibles que celles employées en
géotechnique offshore (Le Tirant, 1992), les valeurs de 6 reportées sur la Figure V-3 se
situent dans la partie supérieure du nuage de points établi par Le Tirant, (1992).
267
9
0 0,1 0,2 0,3 0,4 0,5 0,6 0,7
0
10
20
Profondeur (m)
30
40
Pieux en bois - Argile (Tomlinson et Wimpey, 1957)

50
Pieux en bois - Argile (Blanchet et al., 1980)
Pieux en bois - Argile (Flaate et Selnes, 1977)
Pieux de natures différentes (acier et béton) (Le Tirant, 1992)
60
Figure V-3. Evolution du facteur 7 en fonction de la profondeur (modifié d’après Le Tirant, 1992)
Choix du coefficient 3 dans le dimensionnement des pieux en bois

Flaate et Selnes, (1977) ; Tomlinson et Wimpey (1957) ont déterminé, à partir d’essais de
chargement statique sur des pieux en bois dans l’argile, des valeurs enveloppes du coefficient
6 (Figure V-4).
50
Pieux en bois (Flaate et Selnes, 1977)
45
Pieux en bois (Tomlinson et Wimpey, 1957) 9=0,4
40
35
qs,mes (kPa)
30
25
9=0,2
20
15
10
0
0 10 20 30 40 50 60 70 80 90 100 110 120 130 140 150 160
1'v (kPa)
Figure V-4. Plage de valeurs du facteur 7 (modifié d’après Flaate et Selnes, 1977)
Ce coefficient est compris entre 0,2 et 0,4. Cette plage de variation confirme les résultats de
l’étude menée par Bjerrum et al., (1957) sur le tassement des pieux en bois d’une culée d’un
pont à Aggersund, dans laquelle le coefficient 6 dans l’argile limoneuse molle était compris
entre 0,20 et 0,30.
A l’inverse, les résultats des essais de chargement des pieux en bois battus dans des argiles
ont montré que le coefficient 6 pouvait atteindre, selon Tavenas et al., (1978), cités par
Blanchet et al., (1980), la valeur de 0,82.
268
La méthode de dimensionnement des pieux en bois s’appuyant sur les contraintes effectives
préconisée par l’AWPI dans l’ouvrage « Timber Pile Design and Construction Manual »
(AWPI, 2002) reprend les résultats des travaux menés par Fellenius, (1991). L’auteur a établi
des plages de valeurs du coefficient 6 en fonction de la nature du sol et de son angle de
frottement interne déterminé en laboratoire ou par corrélation avec la valeur de NSPT (Figure
V-5).
Les valeurs de 6 dans les argiles sont similaires à celles établies par Flaate et Selnes, (1977)
(Figure V-4).
Figure V-5. Plages de valeurs du coefficient 7 en fonction de l’angle de frottement interne du sol (Fellenius,
1991)

Selon la méthode des contraintes effectives, la résistance de pointe unitaire limite des pieux
en bois est calculée, à long terme (conditions drainées), en multipliant la contrainte verticale
effective en pointe de pieu σ v' 0,b par un terme de profondeur Nq corrélé à l’angle de frottement
interne du sol (Figure V-6).
qb ,cal = N q × σ v' 0,b (54)
Nq
Nq
Figure V-6. Estimation du facteur Nq en fonction de l’angle de frottement interne du sol (Fellenius, 1991)
Cette formule précédemment établie par Berenzantzev et al., (1961), cités par Blanchet et al.,
(1980) est reprise dans l’ouvrage « Timber Pile Design and Construction Manual » (AWPI,
2002).
269
1.2.2 Formules utilisant les paramètres déterminés in situ

L’essai de pénétration au carottier (Standard Penetration Test) est l’essai de reconnaissance le
plus couramment utilisé aux Etats-Unis dans le dimensionnement des fondations profondes.
Les nombreuses méthodes de dimensionnement des pieux en bois détaillées dans l’ouvrage
« Timber Pile Design and Construction Manual » (AWPI, 2002) reposent sur les résultats de
ces essais. Elles s’appuient sur des corrélations entre les valeurs de NSPT et l’angle de
frottement interne du sol 2.
1.2.2.1 Méthode de Nordlund en lien avec les résultats des essais de

pénétration au carottier
La méthode de Nordlund, utilisée dans le calcul de la résistance des pieux en bois dans les
sables graves, est détaillée dans l’ouvrage « Timber Pile Design and Construction Manual »
(AWPI, 2002).

La résistance de frottement des pieux en bois dans les sables graves est calculée à partir de
z = L K × C × σ ' × sin(δ + ω ) × C × l
Rs ,cal = E δ F v, z z z
(55)
z =0 cos(ω )
K1 est le coefficient de pression de terres à la profondeur z, CF un facteur correcteur de

K1 lorsque 1 ≠ 2, 3’v,z (kPa) la contrainte effective dans le sol à la profondeur z, 1 (°) l’angle
de frottement d’interface sol-pieu, B (°) la conicité du pieu, Cz (m) le périmètre du pieu à la
profondeur z, lz (m) la hauteur du tronçon et L (m) la longueur du pieu.
La Figure V-7a permet de déterminer, à partir des valeurs de NSPT mesurées aux différentes
profondeurs lors des essais in situ, l’angle de frottement interne des sables graves 2sables graves.
Selon Nordlund, (1963), ces corrélations, établies par Peck et al., (1953), cités par Nordlund,
(1963) sont justifiées dans la mesure où l’angle de frottement interne d’un sol et la valeur de
NSPT augmentent avec la profondeur.
L’angle de frottement d’interface 1sables graves-bois peut être calculé à partir du volume de sol
déplacé et de l’angle de frottement interne (Figure V-7b). Notons que cet abaque a été établi à
partir d’un seul essai de chargement de pieux en bois (Nordlund, 1963).
La valeur du coefficient K1 est déterminée à partir de la Figure V-7c. Cet abaque a été établi
par Caquot et Kérisel, (1948), cités par Nordlund, (1963). Si l’angle de frottement interne des
sables graves est différent de l’angle de frottement d’interface 1sables graves-bois, le coefficient de
pression des terres K1 est multiplié par un facteur de correction CF (Figure V-7d).
270
7 (°)
28 30 32 34 36 38 40 42 44 46 0,2
0
Volume de sol déplacé (m^3/m)

0,18
10 0,16
0,14
20
0,12
30 0,1
0,08
NSPT
40
0,06
50 0,04
60 0,02
0
70 0 0,1 0,2 0,3 0,4 0,5 0,6 0,7 0,8 0,9
6/7
80 (b)
(a)
1,4
6/7=1,4
1,2
1,2
1 1,0
0,8
0,8
CF
0,6 0,6
0,4
0,4
0,2
0,2
0
(3=30°) 0 10 20 30 40 50
7 (°)
(c) (d)
Figure V-7. Evolution de l’angle de frottement du sol en fonction de NSPT (a), du ratio 4/5 en fonction du
volume de sol déplacé (b), du facteur K4 en fonction du volume de sol déplacé et de la conicité des pieux (c),
du facteur correcteur CF en fonction de l’angle de frottement du sol (d) (modifié d’après AWPI, 2002)

La résistance de pointe des pieux en bois dans les sables graves est calculée à partir de
Rb ,cal = α p × N q × Ab × σ 'v ,b (56)
5p est un facteur sans dimension dépendant de la largeur et de la profondeur de la fondation,

Nq le facteur de portance défini dans le Chapitre V, § 1.2.1.1, Ab (m²) la surface de la pointe
du pieu et 3’v,b (kPa) la contrainte verticale effective dans le sol au niveau de la pointe des
pieux.
La Figure V-8a permet de déterminer, à partir de l’angle de frottement interne des sables
graves et du ratio L / B , le coefficient 5p.
Le facteur de portance Nq est fonction de l’angle de frottement interne des sables graves
(Figure V-8b).
271
L/B
Nq
7p
Figure V-8. Evolution des facteurs 6p (a) et Nq (b) en fonction de l’angle de frottement interne du sol (modifié
Influence de la conicité des pieux sur leur résistance

Au cours de ces dernières décennie, de nombreux auteurs (Wei et El Naggar, 1998, cités par
Tominaga et al., 2007 ; Zil’berberg et Sherstnev, 1990, cités par Paik et al., 2009) ont étudié
l’influence de la conicité des pieux sur la mobilisation du frottement latéral et de la résistance
des pieux dans le sol à partir d’essais en chambre d’étalonnage.
Tominaga et Chen, (2006), cités par Tominaga et al., (2007) ont proposé un modèle consistant
à discrétiser le sol et le pieu en tranches rigides (Figure V-9). Ce modèle s’appuie sur
l’hypothèse qu’il n’existe pas d’interactions entre les tranches du pieu et que la conicité du
pieu B (°) est inférieure à 1/20.
Figure V-9. Discrétisation du pieu en tranches rigides (Tominaga et Chen, 2006, cités par Tominaga et al.,
2007)
Selon les auteurs, la résistance de frottement du pieu s’exprime selon la formule :

L ca sec(ω )
Rs ,cal = D 2π rz (σ 0 tan(δ + ω ) + )dz (57)
0 1 − tan(δ ) tan(ω )
avec σ 0 = K 0γ z + dpuz (58)
La conicité du pieu crée une déformation radiale du sol notée dUz et une réaction latérale du
sol dpuz évaluée à partir d’un modèle élasto-plastique à deux dimensions :
272
dU z
E rz
dpu z = (59)
1 + ν 1 + dU z
rz
Enfin, Paik et al., (2009), dont les résultats de leur étude ont été présentés dans le Chapitre I,
§ 2.1.2.2, ont établi deux expressions de la résistance de frottement et de la résistance de
pointe des pieux en acier coniques, à partir de celles des pieux à section droite, de la conicité
B, de la densité relative du sable DR et du coefficient de pression des terres au repos K0 :
7 ω 8 (60)
Rs ,cal , pieu ,conique = Rs ,cal , pieu ,sec tion ,droite × 91 + (6,3 − 22, 6 ln( K 0 ) A
B DR C
1 7 D 82 (61)
Rb ,cal , pieu ,conique = Rb ,cal , pieu ,sec tion ,droite × 31 + ω 90,508( R )1,5 ln( K 0 ) + 0,357 A 4
5 B 100 C6
1.2.2.2 Méthode de Meyerhof en lien avec les résultats des essais de

pénétration au carottier
La méthode de dimensionnement établie par Meyerhof en 1976 (AWPI, 2002) s’appuie sur
des corrélations entre les résultats des sondages SPT réalisés dans les sables graves et des
essais de chargement statique de pieux. L'influence de nombreux paramètres comme la
hauteur de chute de la masse frappante, la longueur des pieux, l'énergie transmise par la masse
frappante au pieu lors de la phase de battage sur la résistance des pieux a conduit à limiter
l’emploi de cette méthode aux études préliminaires (AWPI, 2002).

La résistance de frottement des pieux en bois dans les sables graves est calculée à partir de
z=L
Rs ,cal = E (1, 9 × N '× π × Bz × ∆z ) (62)
z =0
N ' = N SPT × C N (63)
N’ la valeur corrigée de NSPT et CN le facteur de correction dépendant de la contrainte

effective verticale dans le sol (Figure V-10).
273
Contrainte effective verticale 6’ (kPa)

6’v (kPa)
CN
Figure V-10. Evolution du facteur CN en fonction de la contrainte verticale effective dans le sol (modifié

La résistance de pointe des pieux en bois dans les sables graves s’exprime selon la formule :
38, 3 × N b' × Db
Rb ,cal = × Ab (64)
Bb
Avec Bb (m) le diamètre de la pointe du pieu, Db (m) la profondeur d’encastrement du pieu

dans la couche portante et N’b la valeur corrigée de NSPT dans la couche portante.
1.2.2.3 Méthode hollandaise en lien avec les résultats des essais de

pénétration statique au cône
Les fondations profondes aux Pays-Bas sont dimensionnées à partir des résultats d’essais de
pénétration statique au cône (Cone Penetration Test). Ce type d’essai présente, selon Evarts et
Luger, (1997), un coût peu élevé et est particulièrement adapté à la géologie des sols dans ce
pays. La méthode de dimensionnement des pieux en bois est détaillée dans la norme
hollandaise NEN-67-43, (1991) et a été largement utilisée aux Pays-Bas.
Contrairement aux méthodes de dimensionnement présentées dans l’ouvrage « Timber Pile
Design and Construction Manual » (AWPI, 2002) (Chapitre V, § 1.2.2.1), la méthode de
dimensionnement hollandaise ne fait intervenir aucune corrélation entre les valeurs de qc et
les propriétés de résistance du sol.
Les fondations profondes aux Pays-Bas peuvent être dimensionnées avec des règles de calculs
autres que celles présentées dans la norme hollandaise NEN-67-43, (1991) mais doivent être
généralement complétées par un essai de chargement statique afin de vérifier les résultats
obtenus.
274

La résistance de frottement des pieux est corrélée à la valeur de la résistance de pénétration
statique au cône selon la formule :
L
Rs ,cal = π D ( Bz × α s × qc , z )dz (65)
0
Bz (m) est le diamètre du pieu. Il dépend de la profondeur z dans le cas d’un pieu conique.
5s est un facteur tenant compte du mode de mise en œuvre et du type de pieu dans le sol. Il est
égal à 0,012 pour les pieux en bois.
qc,z (kPa) est la résistance de pénétration statique au cône à la profondeur z.

La résistance de pointe des pieux est calculée à partir de l’expression générale suivante :
1 q +q
Rb ,cal = × α p × β × s × c ,1 c ,2 × Ab (66)
2 2
5p est un facteur relatif au mode de mise en œuvre des pieux. Il est égal à 1 pour les pieux
battus.
6 est un facteur relatif à la pointe des pieux élargie (dont les dimensions sont supérieures à
celles du fût). Il est égal à 1 pour les pieux en bois.
s est un facteur de forme, inférieur à l’unité dans le cas de pieux à section rectangulaire et égal
à 1 pour les pieux en bois.
qc,1 (kPa) et qc,2 (kPa) correspondent aux moyennes des valeurs des résistances de pénétration
statique au cône sur des hauteurs comprises respectivement entre la pointe du pieu et quatre
diamètres du pieu sous la pointe, et entre la pointe du pieu et huit diamètres au-dessus de la
pointe.
Les coefficients 5s, 5p, 6 et s intervenant dans le calcul des résistances de pointe et de
frottement des pieux ont été fixés à la suite d’essais sur sites dans les années 1960. Mais nous
n’avons pu avoir accès à la base de données regroupant ces essais (car trop ancienne) pour
étayer cette méthode de calcul.
1.2.2.4 Méthode de Nottingham, (1975) et Schmertmann, (1978) en lien avec

les résultats des essais de pénétration statique au cône
A l’instar de la norme hollandaise, cette méthode s’appuie sur les caractéristiques
pénétrométriques du sol et a été établie à partir d’essais en chambre d’étalonnage et in situ.
Elle est largement utilisée aux Etats-Unis et est résumée dans le guide rédigé par
Schmertmann, (1978) et intitulé « Guidelines for Cone Penetration Test, Performance and
Design ».
275

La résistance de frottement des pieux est corrélée à la valeur de la résistance de pénétration
statique au cône. Son expression générale est la suivante :
Rs ,cal = K [ 0,5( f s As )0 à8 B + ( f s As )8 BàL ] (sols pulvérulents) (67)

Rs ,cal = α CPT f s As (sols cohérents) (68)
K est un facteur dépendant du ratio L/B, 5CPT le ratio entre le frottement latéral unitaire limite
du pieu et le frottement latéral local fs mesuré lors des essais au pénétromètre statique (Figure
V-11) (Chapitre IV, § 2.2.2.6).
Le facteur 5CPT dépend de la forme et du type de pieu. Il varie, selon Abu-Farsakh et Titi,
(2007) entre 0,2 et 1,25 dans les sols argileux et entre 0,8 et 2 dans les sables. Le frottement
latéral unitaire limite est limité à 120 kPa.
Kpieu en bois
1,2
0,8
8CPT
L/B 0,6
0,4
0,2
0
0 0,05 0,1 0,15 0,2 0,25
fs (MPa)
Figure V-11. Evolution du facteur K en fonction du ratio L/B et du facteur 6’ en fonction de fs (modifié

La résistance de pointe des pieux est calculée à partir de l’expression générale suivante :
q +q
Rb ,cal = c1 c 2 Ab (69)
2
Cette formule est identique à celle établie dans la norme hollandaise NEN-67-43, (1991). Les
valeurs de qc,1 et qc,2 ont été définies dans le Chapitre V, § 1.2.2.3.
La méthode de Nottingham, (1975) et Schmertmann, (1978) impose une valeur maximale de
la résistance de pointe unitaire limite égale à 15 MPa, valeur qui peut être dépassée, selon
Eslami et Fellenius, (1995), dans les sables denses.
276
2 Comparaison entre les différentes méthodes de calcul et les

résultats d’essais obtenus sur les plots expérimentaux
2.1 Présentation des mesures expérimentales

Les portances limites des pieux en bois battus sur les plots expérimentaux de Rouen et de
Cubzac-les-Ponts ont été déterminées à partir d’essais de chargement statique.
L’instrumentation des pieux avec des extensomètres amovibles a permis de séparer les
résistances de pointe et de frottement (Chapitre IV, § 1.4). Le Tableau IV-18 récapitule les
valeurs mesurées.
Tableau V-3. Répartition des charges entre la pointe et le fût des pieux en bois mesurées sur les plots
expérimentaux
Site expérimental de Rouen Site expérimental de Cubzac-les-Ponts
Rs,mes (kN) Rb,mes (kN) Rc,mes (kN) Rs,mes (kN) Rb,mes (kN) Rc,mes (kN)
Pieu n°1 - Hêtre 196 44 240
Pieu n°2 - Hêtre 290 34 324 100
Pieu n°3 - Pin 218 92 310
Pieu n°4 - Pin 131 87 218 35 3 38
Pieu n°5 - Chêne 130 66 196 48 5 53
Pieu n°8 - Acacia 157 62 219
Pieu n°9 - Acacia 154 67 221 52 4 56
2.2 Application de la formule des « Hollandais »

Les résistances dynamiques RD,cal des 8 pieux en bois battus à Rouen et des 4 pieux battus à
Cubzac-les-Ponts sont calculées à partir de la formule de battage des « Hollandais » présentée
dans le Chapitre V, § 1.1.2 (Tableau V-4).
On rappelle que le trépideur utilisé lors de la phase de battage était équivalent à une masse
frappante de 83 kg chutant d’une hauteur fictive égale à 2,63 m (Chapitre IV, § 2.5.1).
Les ratios entre les résistances calculées et mesurées des pieux sont également donnés dans le
Tableau V-4.
Tableau V-4. Comparaison des résistances calculées et mesurées des pieux en bois– Formule de battage des
« Hollandais »
Site expérimental de Rouen Site expérimental de Cubzac-les-Ponts
Pieu (essence) RD,cal (kN) RD,cal/Rc,mes RD,cal (kN) RD,cal/Rc,mes
Pieu n°1 (hêtre) 149 0,62
Pieu n°2 (hêtre) 240 0,74 50 0,50
Pieu n°3 (pin) 227 0,73
Pieu n°4 (pin) 195 0,89 33 0,87
Pieu n°5 (chêne) 186 0,95 30 0,55
Pieu n°8 (acacia) 244 1,11
Pieu n°9 (acacia) 277 1,25 60 1,07
277
Les résultats présentés dans le Tableau V-4 montrent que la formule des Hollandais sous-
estime la portance limite des pieux en moyenne d’un facteur 1,2. Deux hypothèses peuvent
expliquer cette tendance :
• La hauteur fictive de chute de la masse frappante, égale à 2,63 m, a pu être sous-estimée ;
• Le nombre de coups relevés sur site correspondait à un enfoncement du pieu égal à 50 cm.
La valeur de Nd10 (Tableau II-1) est approximative dans la mesure où elle a été obtenue en
divisant le nombre de coups enregistrés sur les 50 derniers centimètres d’enfoncement du
pieu par 5.
La Figure V-12 et la Figure V-13 comparent les résultats expérimentaux aux données publiées
dans la littérature (Janbu, 1952 ; Yttrup et al., 1989). Les pieux en bois étudiés par Janbu,
(1952) ont été battus dans le sable et les argiles limons. Ils présentaient des diamètres et des
longueurs compris respectivement entre 22 et 37 cm et entre 9 et 28 m.
900
Pieux en bois - Rouen
800
Pieux en bois - Cubzac-les-Ponts
Pieux en bois battus dans le sable (Janbu, 1952)
700
Pieux en bois battus dans les argiles limons (Janbu, 1952)
Pieux en bois battus dans les argiles (Yttrup et al., 1989)
600
RD,cal (kN)
500
400
300
200
Rc,mes=RD,cal
100
0
0 50 100 150 200 250 300 350 400 450 500
Rc,m es (kN)
Figure V-12. Comparaison des portances limites calculées et mesurées des pieux à partir de la formule des
« Hollandais »
6 Sites expérimentaux +
Nbre valeurs Médiane Moyenne Ecart-type
Sites expérimentaux + Janbu, (1952) 26 1,05 1,03 0,45
(Janbu, 1952)
Pieux en bois battus dans l'argile (Yttrup et al., 1989) Yttrup et al., 1989 31 2,49 2,81 1,25
Compilation 57 1,91 1,99 1,31
5
4
Fréquence
0
0, 0, 2
0, 0, 3
0, 0, 4
0, 0, 5
0, 0, 6
0, , 7
0, 0, 8
0, , 9
1, 1, 2
1, 1, 3
1, 1, 4
1, 1, 5
1, , 6
1, 1, 7
1, , 8
1, , 9
2, 2, 2
2, , 3
2, 2, 4
2, , 5
2, 2, 6
2, 2, 7
2, 2, 8
2, , 9
0, 0,1
1 1
1, 1,1
2 2
2, 2,1
-3
-
-
-0
-0
-1
-1
-1
-2
-2
-2
9
9
-
-
-
-
-
-
-
-
-
-
-
-
-
-
1
2
3
4
5
6
7
8
1
2
3
4
5
6
7
8
1
2
3
4
5
6
7
8
0
RD,cal/Rc,mes
Figure V-13. Distributions des ratios RD,cal/Rc,mes
278
La Figure V-12 et la Figure V-13 montrent que les portances limites dynamiques des pieux en
bois calculées par Yttrup et al., (1989) sont en moyenne 2,8 fois supérieures aux portances
limites mesurées sur sites. Selon les auteurs, les formules de battage ont été développées pour
des pieux possédant un large diamètre et un poids important. On rappelle que l’expression
générale de la formule de battage des « Hollandais » est de la forme (Tableau II-1) :
Poidsmasse , frappante ² × Hauteur
RD ,cal = (70)
( Poidsmasse , frappante + Poids pieu ) × enfoncement
Les auteurs ont également établi que le poids des pieux était inversement proportionnel à leur
résistance dynamique : l’augmentation de leur poids entraîne une diminution de leur
résistance dynamique.
A l’inverse, Yttrup et al., (1989) ont utilisé des micropieux en bois (les diamètres et les
longueurs ne sont pas précisées dans l’article) dont les poids étaient, d’une part, plus faibles
que ceux des autres pieux couramment utilisés et d’autre part, négligeables par rapport à celui
de la masse frappante employée lors de la phase de battage ; cette différence de poids pourrait
justifier, selon les auteurs, les résultats observés sur la Figure V-12.
La moyenne et la médiane des ratios calculés à partir des résultats obtenus sur les sites
expérimentaux et compilés par Janbu, (1952) valent respectivement 1,03 et 1,05. Le
coefficient de variation est égal à 44 %. Malgré cette dispersion, la moyenne et la médiane de
cette distribution montrent que la formule des « Hollandais » donne une bonne estimation de
la portance limite des pieux en bois.
2.3 Application de la méthode 5-cu
2.3.1 Application de la méthode aux pieux battus sur les sites expérimentaux
La méthode 5-cu consiste à corréler la résistance au cisaillement non drainée du sol cu avec le
facteur d’adhérence 5.
Les valeurs de cu mesurées à Cubzac-les-Ponts et présentées dans le Chapitre IV, § 3.2.4 sont
utilisées pour calculer les résistances des pieux.
Le facteur d’adhérence 5 est déterminé avec les abaques de la Figure V-2c. Le facteur de
cohésion Nc est égal à 9 (Chapitre V, § 1.2.1.1).
Tableau V-5. Comparaison des résistances calculées et mesurées des pieux en bois– Cubzac-les-Ponts –
Méthode 6-cu
Site expérimental de Cubzac-les-Ponts
Pieu (essence) Rs,cal,7-Cu (kN) Rs,cal / Rs,mes Rb,cal,7-Cu (kN) Rb,cal / Rb,mes Rc,cal,7-Cu (kN) Rc,cal / Rc,mes
Pieu n°4 (pin) 103 2,95 8 2,66 112 2,94
Pieu n°5 (chêne) 110 2,30 9 1,80 119 2,24
Pieu n°9 (acacia) 96 1,85 7 1,75 103 1,84
Les résultats présentés dans le Tableau V-5 montrent que la méthode 5-cu surestime la
résistance de frottement des pieux en bois battus à Cubzac-les-Ponts d’un facteur 2,3. Les
279
résistances de pointe calculées des pieux sont également surestimées en moyenne d’un facteur
2,1. La valeur du facteur de cohésion Nc, initialement fixée à 9, semble alors trop élevée.
Les résultats détaillés dans le Tableau V-5 montrent que les abaques établis par Tomlinson,
(1994) (Figure V-2) surestiment le frottement latéral unitaire limite des pieux en bois et donc
le facteur d’adhérence 5. La Figure V-14 confirme cette tendance : les résultats des essais de
chargement compilés par Tomlinson et Wimpey, (1957) ; Flaate et Selnes, (1977) indiquent
des valeurs de 5 plus faibles que celles établies par Tomlinson, (1994).
Les valeurs du coefficient 5mesuré,Cubzac ont été déterminées en divisant le frottement latéral
unitaire limite des pieux en bois par la résistance au cisaillement non drainée de l’argile. Elles
sont notées sur la Figure V-14 et sont discutées dans le Chapitre V, § 2.3.2.
1,6 180
1,5 D=10B D=10B
D>40B 160
1,4 D>40B
Pieux en bois coniques (Tomlinson et Wimpey, 1957) Pieux en bois coniques (Tomlinson et Wimpey, 1957)
1,3 Pieux en bois à section droite (Tomlinson et Wimpey, 1957) Pieux en bois à section droite (Tomlinson et Wimpey, 1957)
Pieux en bois (Flaate et Selnes, 1977) 140 Pieux en bois (Flaate et Selnes, 1977)
1,2
Pieux en bois raboutés (Flaate et Selnes, 1977) Pieux en bois raboutés (Flaate et Selnes, 1977)
1,1 Pieux en bois - Cubzac-les-Ponts
120 Pieux en bois - Cubzac-les-Ponts
1
qs (kPa)
0,9 100
0,8
0,7 80
0,6
0,5 60
0,4
40
0,3
0,2 20
0,1
0 0
0 25 50 75 100 125 150 175 200 225 250 0 25 50 75 100 125 150 175 200 225 250
cu (kPa) (a) cu (kPa) (b)
Figure V-14. Evolution du facteur d’adhérence 6 (a) et du frottement latéral unitaire limite des pieux (b) en
fonction de la résistance au cisaillement non drainée de l’argile – (modifié d’après Tomlinson, 1994)
2.3.2 Plages de valeurs des facteurs 5mes,Cubzac et Nc,mes,Cubzac

De nombreux auteurs (les références des articles sont présentées dans la partie « Liste des
articles – base de données d’essais de pieux en bois », dans les références bibliographiques)
ont publié dans la littérature des résultats d’essais de chargement statique de pieux en bois
non instrumentés. L’absence d’instrumentation ne permet pas de séparer les résistances de
pointe et de frottement, alors que l’estimation du facteur d’adhérence 5 suppose de connaître
les efforts repris par le fût des pieux.
Le facteur d’adhérence des pieux en bois 5mes,Cubzac est donc déterminé à partir des deux
hypothèses suivantes :
• La résistance au cisaillement non drainée de l’argile est constante sur toute la hauteur du
pieu et égale à la moyenne des résistances mesurées sur site ;
• Les pieux en bois étant majoritairement flottants, nous considérons que 75 % de la
portance limite des pieux est reprise par le fût et 25 % par la pointe.
280
2.3.2.1 Plage de valeurs du facteur d'adhérence 7mes,Cubzac

La Figure V-15 présente la plage de valeurs du coefficient 5mes,Cubzac déterminée à partir des
essais de chargement statique des pieux en bois effectués à Cubzac-les-Ponts. Ces valeurs
sont comparées aux données publiées dans la littérature (Chapitre V, § 1.2.1.1).
40 Pieux en bois (Flaate et Selnes, 1977)

Pieux en bois (Tomlinson et Wimpey, 1957)
Timber Pile Manual (AWPI, 2002)
35 FOND 72 (Ministère de l'Equipement, 1972)
Pieux en bois-Cubzac-les-Ponts
30 D=10B
25
8=0,8
qs,mes (kPa)
20
15
8=0,3
10
0
0 5 10 15 20 25 30 35 40 45 50 55 60
cu (kPa)
Figure V-15. Evolution du frottement latéral unitaire limite des pieux en bois en fonction de la résistance au
cisaillement non drainée de l’argile
Le facteur d’adhérence 5mes,Cubzac varie entre 0,3 et 0,8. Il est donc inférieur aux valeurs
établies dans l’ouvrage « Timber Pile Design and Construction Manual » (AWPI, 2002)
(courbe en bleue sur la Figure V-15) et dans le dossier FOND 72 (Ministère de l’Equipement,
1972) (courbe en rouge sur la Figure V-15).
Par ailleurs, la plage de valeurs de ce facteur est moins étendue que celle établie par Flaate et
Selnes, (1977). Selon ces auteurs, 5 varie entre 0,4 et 1,5.
Enfin, les valeurs de 5mes,Cubzac se situent dans le nuage de points tracé à partir des données
publiées dans la littérature (Figure V-15).
2.3.2.2 Proposition d’une expression reliant 7 à cu

L’ensemble des données publiées dans la littérature et issues des essais de chargement de
Cubzac-les-Ponts est compilé sur la Figure V-16.
1,8 Pieux en bois coniques (Tomlinson et Wimpey, 1957)
Pieux en bois (Flaate et Selnes, 1977)
Pieux en bois - bibliographie
1,6 Pieux en bois - Cubzac-les-Ponts
Timber Pile Manual (D=10B) (AWPI, 2002)
1,4 Timber Pile Manual (D>40B) (AWPI, 2002)
Tomlinson, (1957)
Woodward et Boitano, (1961)
1,2
Kérisel, (1965)
Courbe proposée
1
0,8
0,6
0,4
0,2
0
0 10 20 30 40 50 60 70 80 90 100 110 120 130 140 150 160
cu (kPa)
Figure V-16. Evolution du facteur d’adhérence 6 des pieux en bois en fonction de la résistance au
cisaillement non drainée de l’argile – proposition d’une courbe
281
Les courbes tracées par Tomlinson et Wimpey, (1957) ; Tomlinson, (1994) et reprises par
l’AWPI, mais également celles proposées par Woodward et Boitano, (1961) et Kérisel, (1965)
(Chapitre V, § 1.2.1.1) présentent globalement la même forme : lorsque la résistance au
cisaillement non drainée de l’argile augmente, le facteur d’adhérence diminue. Les courbes
semblent converger, pour des valeurs élevées de cu, vers une valeur de 5 comprise entre 0,25
et 0,4.
La Figure V-16 montre que la majeure partie des courbes se situent en dehors du nuage de
points relatifs aux pieux en bois. Seule la courbe proposée par Tomlinson et Wimpey, (1957)
est en partie contenue dans le nuage, les autres étant tracées pour des résistances au
cisaillement supérieures à 20 kPa.
La courbe que nous proposons est située dans le nuage de points de la Figure V-16 et semble
plus appropriée aux pieux en bois que celles précédemment tracées par les différents auteurs.
Son expression est la suivante :
α = 1 si cu ≤ 10kPa (71)
8
α = 0, 25 + si cu > 10kPa (72)
cu
0,25 représente la valeur minimale du facteur d’adhérence mesurée dans les argiles raides.
2.3.2.3 Plage de valeurs du facteur de cohésion Nc,mes

Les résultats présentés dans le Tableau V-5 indiquent que la valeur du facteur de cohésion Nc
semble trop élevée. En divisant la résistance de pointe unitaire limite des pieux en bois par la
résistance au cisaillement non drainée de l’argile en pointe, la plage de valeurs du facteur
Nc,mes relatif au site de Cubzac-les-Ponts s’étend entre 3,5 et 5.
2.4 Application de la méthode des contraintes effectives
Le calcul des résistances de pointe et de frottement des pieux par la méthode des contraintes
effectives fait intervenir la contrainte effective verticale dans le sol 3’v, le coefficient de
pression des terres K, l’angle de frottement d’interface sol-pieu 1 (le produit de K par tan(1)
étant noté 6) et le terme de profondeur Nq corrélé à l’angle de frottement interne du sol. Cette
méthode a été présentée dans le Chapitre V, § 1.2.1.2.
Les valeurs des paramètres de calcul de la méthode des contraintes effectives sont présentées
par la suite :
• Sur le site expérimental de Rouen, l’angle de frottement interne du limon argileux est égal
à 22° (Chapitre III, § 3.1.1), celui de l’argile sableuse est évalué à 29°. L’angle de
frottement interne des sables graves est corrélé aux données de NSPT (Tableau V-6) et est
égal à 38°.
282
Le poids volumique du limon argileux est égal à 14 kN/m3 (Chapitre III, § 2.1.2.1), celui
des sables graves est fixé arbitrairement à 19 kN/m3 et celui de l’argile sableuse à
18 kN/m3.
Les valeurs de 6 relatives aux différentes couches de sol sont déterminées à partir de la
Figure V-5 et sont égales à 0,20 (limon argileux), 0,37 (argile sableuse) et 0,50 (sables
graves).
Le facteur de portance Nq dans l’argile sableuse vaut 20 (Figure V-6) ;
• Sur le site expérimental de Cubzac-les-Ponts, l’angle de frottement de l’argile est égal à

28°.
Le poids volumique de l’argile (prélevée jusqu’à 5 m de profondeur) varie, selon Nguyen
Pham, (2008), entre 12 et 16 kN/m3. Nous retenons alors, dans le cadre de cette étude, une
valeur moyenne de ce poids volumique égale à 14 kN/m3.
Le paramètre 6 et le facteur de portance Nq dans l’argile sont respectivement égaux à 0,37
et 12 (Figure V-6).
Tableau V-6. Corrélations empiriques entre NSPT et l’angle de frottement interne des sables graves (modifié
Description Très lâche Lâche Médium Dense Très dense
N’ corrigée 0à4 4 à 10 10 à 30 30 à 50 >50
Angle de frottement (°) 25-30 27-32 30-35 35-40 38-43
Le Tableau V-7 et le Tableau V-8 présentent les valeurs des résistances de pointe et de
frottement des pieux calculées avec la méthode des contraintes effectives, ainsi que les ratios
entre les données calculées et mesurées sur les plots.
Tableau V-7. Comparaison des résistances calculées et mesurées des pieux en bois– Rouen – Méthode des
contraintes effectives
Site expérimental de Rouen
Pieu (essence) Rs,cal,3’eff (kN) Rs,cal / Rs,mes Rb,cal, 3’eff (kN) Rb,cal / Rb,mes Rc,cal, 3’eff (kN) Rc,cal / Rc,mes
Pieu n°1 (hêtre) 67 0,34 39 0,89 106 0,44
Pieu n°2 (hêtre) 80 0,27 57 1,49 136 0,42
Pieu n°3 (pin) 66 0,30 38 0,41 104 0,33
Pieu n°4 (pin) 62 0,47 35 0,40 97 0,44
Pieu n°5 (chêne) 66 0,51 37 0,56 103 0,53
Pieu n°8 (acacia) 54 0,34 25 0,40 79 0,36
Pieu n°9 (acacia) 57 0,37 29 0,43 87 0,39
Tableau V-8. Comparaison des résistances calculées et mesurées des pieux en bois - Cubzac-les-Ponts –
Méthode des contraintes effectives
Pieu (essence) Rs,cal,3’eff (kN) Rs,cal / Rs,mes Rb,cal, 3’eff (kN) Rb,cal / Rb,mes Rc,cal, 3’eff (kN) Rc,cal / Rc,mes
Pieu n°4 (pin) 33 0,94 20 6,66 53 1,40
Pieu n°5 (chêne) 35 0,73 22 4,36 57 1,07
Pieu n°9 (acacia) 30 0,58 17 4,25 47 0,84
283
La Figure V-17 et la Figure V-18 présentent les distributions des ratios Rs,cal/Rs,mes,
Rb,cal/Rb,mes et Rc,cal/Rc,mes calculés à partir de la méthode des contraintes effectives.
4
Rs,cal/Rs,mes
Rouen Rb,cal/Rb,mes
3 Rc,cal/Rc,mes
Fréquence
Rs,cal/Rs,mes 7 0,34 0,37 0,08
2 Rb,cal/Rb,mes 7 0,43 0,65 0,38
Rc,cal/Rc,mes 7 0,39 0,41 0,06
0
,1
,2
,3
,4
,5
,6
,7
,8
,9
-1
,1
,2
,3
,4
,5
,6
-0
-0
-0
-0
-0
-0
-0
-0
-1
-1
-1
-1
-1
-0
-1
9
0,
0
5
0,
0,
0,
0,
0,
0,
0,
0,
1,
1,
1,
1,
1,
Ri,cal/Ri,mes
Figure V-17. Distributions des ratios Rs,cal/Rs,mes, Rb,cal/Rb,mes, Rc,cal/Rc,mes - Rouen – Méthode des contraintes
effectives
3
Rs,cal/Rs,mes Cubzac-les-Ponts
Rb,cal/Rb,mes
Rc,cal/Rc,mes
2
Fréquence

Rs,cal/Rs,mes 3 0,70 0,74 0,18
Rb,cal/Rb,mes 3 4,36 5,15 1,42
Rc,cal/Rc,mes 3 1,03 1,09 0,28
0
,2
,3
,4
,5
,6
,7
,8
,9
,2
,3
,4
,5
,1
-1
,1
-7
-0
-0
-0
-0
-0
-0
-0
-0
-1
-1
-1
-1
-0
-1
9
5
0,
1,
1
4
0
1
0,
0,
0,
0,
0,
0,
0,
0,
1,
1,
1,
1,
Ri,cal/Ri,m es
Figure V-18. Distributions des ratios Rs,cal/Rs,mes, Rb,cal/Rb,mes, Rc,cal/Rc,mes – Cubzac-les-Ponts – Méthode des
contraintes effectives
Les distributions des ratios Rs,cal/Rs,mes et Rb,cal/Rb,mes relatives aux pieux battus sur le site de
Rouen (Figure V-17) montrent que la méthode des contraintes effectives sous-estime la
résistance de pointe et la résistance de frottement. Elles sont respectivement en moyenne 63 et
35 % plus faibles que les valeurs mesurées. La dispersion des valeurs de NSPT mesurées sur
site et présentées dans le Chapitre IV, § 2.2.2.7 ainsi que les incertitudes sur les angles de
frottement des sols déterminés par corrélation avec NSPT pourraient expliquer les tendances
observées. Enfin, les portances limites calculées des pieux sont en moyenne 2,5 fois plus
faibles que les portances limites mesurées.
A l’inverse, les résistances de pointe calculées sur le site de Cubzac-les-Ponts (Figure V-18)
sont surestimées et mettent en évidence les limites de cette méthode de dimensionnement
dans des argiles présentant de faibles propriétés de résistance. Les résistances de frottement
284
calculées des pieux sont en moyenne 26 % plus faibles que les mesures expérimentales, tandis
que les portances limites calculées sont proches des valeurs mesurées.
Les plages de valeurs des coefficients 6mes , Kmes et Nq,mes sont déterminées à partir des
mesures réalisées sur les plots et sont détaillées dans le Chapitre V, § 2.4.2. Les résultats sont
comparés aux données publiées dans la littérature.
2.4.2 Plages de valeurs des coefficients 6mes , Kmes et Nq,mes
2.4.2.1 Plage de valeurs du coefficient 8mes

Les mesures du frottement latéral unitaire des pieux en bois battus sur les deux plots
expérimentaux permettent de déterminer, via les contraintes verticales effectives dans le sol,
les plages de valeurs du coefficient 6mes (Figure V-19).
3 3
Profondeur = 1,05m
Rouen Profondeur = 1,80m Cubzac-les-Ponts Profondeur = 0,93m
Profondeur = 2,55m Profondeur = 1,68m
Profondeur = 3,18m
Profondeur = 4,05m
Profondeur = 3,93m
2 2
Fréquence
Fréquence
1 1
0 0
,2
,3
,4
,5
,6
,7
,8
,9
,2
,1
-1
,1
,4
,6
,8
,4
,6
,8
,2
-1
,2
-2
-5
-0
-0
-0
-0
-0
-0
-0
-0
-1
-0
-1
-0
-0
-0
-1
-1
-1
-0
-1
9
8
0,
0,
1,
1
0
1
2
6
0
0,
0,
0,
0,
0,
0,
0,
0,
1,
0,
0,
0,
1,
1,
1,
9mes (a) 9mes (b)
Figure V-19. Distributions des coefficients 7mes sur les plots expérimentaux de Rouen (a) et de Cubzac-les-
Ponts (b)
La Figure V-19a montre que 46 % des coefficients 6mes établis à partir des données obtenues
sur le site expérimental de Rouen présentent des valeurs supérieures à 1. La Figure V-19b
montre que 93 % des coefficients 6mes déterminés à partir des résultats des essais de
chargement de Cubzac-les-Ponts sont inférieurs à 1.
Deux hypothèses peuvent justifier les valeurs du facteur 6mes établies à partir des résultats
d’essais obtenus sur le plot expérimental de Rouen :
• Les frottements latéraux unitaires limites des pieux mesurés à proximité du terrain naturel
pourraient être surestimés, mettant ainsi en évidence les limites du système
d’instrumentation des pieux en bois avec des extensomètres amovibles à de faibles
profondeurs ;
• La méthode des contraintes effectives est appliquée, dans la littérature, pour des pieux de
longueur supérieure à 10 m. Les coefficients 6 sont alors compris entre 0,2 et 0,6 (Figure
285
V-3). Les couches de sol situées à proximité du terrain naturel à Rouen ne sont pas ou peu
confinées et peuvent donc être surconsolidées, suite aux mouvements de la nappe et aux
précédentes contraintes appliquées sur le terrain (le ratio de surconsolidation du limon
argileux de Rouen est égal à 2,5 (Chapitre III, § 2.1.3)). Le phénomène de dilatance des
sols pourrait être à l’origine des valeurs de 6 supérieures à l’unité. On retrouve cette
tendance dans le procédé de Terre Armée : la dilatance du sol entraîne une variation du
coefficient d’adhérence sol-armature entre 1,5 (en surface) et tan(2’) (à partir de 6 m de
profondeur) (Schlosser, 1972).
Le dimensionnement des pieux en bois avec la méthode des contraintes effectives permet
donc de mettre en évidence les limites de cette méthode à de faibles profondeurs.
Les valeurs du facteur 6mes déterminées sur les deux plots expérimentaux et inférieures à
l’unité sont comparées aux données bibliographiques présentées dans le Chapitre V, § 1.2.1.2
(Figure V-20). Les valeurs de 6mes supérieures à l’unité ne sont pas prises en compte.
100
Sable grave - Rouen 9=0,9
90 Argile limon - Rouen
9=0,85 9=0,6
Argile - Cubzac-les-Ponts
80
70 Pieux en bois - Argile (Tomlinson et Wimpey, 1957) Timber Pile Design and
9=0,5 Construction Manual (AWPI, 2002)
60
qs,mes (kPa)
6
50 Argile [0,24 ; 0,4]
Limon [0,28 ; 0,5]
40 9=0,25
Sable [0,3 ; 0,6]
30 Grave [0,35 ; 0,8]
20
9=0,1
10
0
0 10 20 30 40 50 60 70 80 90 100 110 120 130 140 150 160
1' v (kPa)
Figure V-20. Evolution du frottement latéral unitaire limite des pieux en bois en fonction de la contrainte
verticale effective dans le sol
Les résultats des essais de chargement des pieux en bois compilés par Flaate et Selnes,
(1977) ; Tomlinson et Wimpey, (1957) montrent une faible dispersion du coefficient 6, dont
les valeurs extrémales sont comprises entre 0,2 et 0,4 (Chapitre V, § 1.2.1.2).
Les valeurs du coefficient 6mes établies à partir des essais de chargement effectués à Rouen
présentent une dispersion plus importante, pouvant être justifiée par les incertitudes sur les
poids volumiques des matériaux (notamment celui des sables graves) et sur les mesures des
frottements latéraux unitaires limites :
• Les coefficients 6mes déterminés dans le limon argileux et l’argile sableuse de Rouen
varient entre 0,5 et 0,9 (Figure V-20). Ces valeurs sont supérieures à celles établies dans
l’ouvrage « Timber Pile Design and Construction Manual » (AWPI, 2002) (Figure V-5) et
comprises, pour cette nature de sol, entre 0,24 et 0,5 ;
286
• Les valeurs extrémales du coefficient 6mes déterminées dans les sables graves de Rouen
sont égales à 0,25 et 0,85. Cette plage de valeurs est plus étendue que celle établie dans le
guide « Timber Pile Design and Construction Manual » (AWPI, 2002) (Figure V-20).
Enfin, les coefficients 6mes issus des essais de chargement réalisés à Cubzac-les-Ponts sont
compris entre 0,1 et 0,6. Cette plage de valeurs est également plus étendue que celle établie
dans le guide « Timber Pile Design and Construction Manual » (AWPI, 2002) (Figure V-20).
La dispersion des coefficients 6mes obtenus sur les deux plots expérimentaux peut être justifiée
par les incertitudes sur les mesures des frottements latéraux unitaires limites et sur les valeurs
des poids volumiques des matériaux.
A l’inverse, la plage de valeurs du coefficient 6 établie par Flaate et Selnes, (1977) et
Tomlinson et Wimpey, (1957) est faiblement étendue, les valeurs extrémales de ce coefficient
étant égales à 0,2 et 0,4 (Chapitre V, § 1.2.1.2).
Enfin, la Figure V-21 présente l’évolution du facteur 6 en fonction de la profondeur.

L’ensemble des données présentées dans la littérature (Chapitre V, § 1.2.1.2) ainsi que celles
établies à partir des essais réalisés sur les deux plots expérimentaux sont tracés.
9
0 0,1 0,2 0,3 0,4 0,5 0,6 0,7 0,8 0,9 1
0
10
20
Profondeur (m)
30
Pieux en bois - Argile (Tomlinson et Wimpey, 1957)

40 Pieux en bois - Argile (Blanchet et al., 1980)
Pieux en bois - Argile-limon - Rouen
50 Pieux en bois - Argile - Cubzac-les-Ponts
Pieux en bois - Sable grave - Rouen
Pieux de natures différentes (Le Tirant, 1992)
60
Figure V-21. Evolution du facteur 7 en fonction de la profondeur – Compilation des données publiées dans la
littérature et obtenues sur les deux plots expérimentaux (modifié d’après Le Tirant, 1992)
La Figure V-21 confirme la dispersion des coefficients 6mes déterminés sur les plots
expérimentaux de Rouen et de Cubzac-les-Ponts :
• Ils sont en majorité supérieurs aux valeurs du facteur 6 publiées dans la littérature.
Certains sont contenus dans le nuage de points ;
• Les coefficients 6mes sont également supérieurs aux valeurs retenues par Frank, (2003)
dans les argiles limons et les sables graves pour le calcul du frottement négatif des pieux
battus (Tableau V-9).
287
Tableau V-9. Valeurs de 7=Ktan(4) – frottement négatif des pieux (modifié d’après Frank, 2003)
Nature du terrain Valeurs de 6 Ktan(1) – Pieux battus
Mous 0,20
Argiles Limons
Fermes à durs 0,30
Très lâches 0,35
Sables Graves Lâches 0,45
Autres 1,00
2.4.2.2 Plage de valeurs du coefficient de pression des terres Kmes

La plage de valeurs du coefficient de pression des terres Kmes relatif aux argiles limons du plot
expérimental de Rouen peut être déterminée à partir des coefficients 6mes inférieurs à l’unité
(Figure V-19 et Tableau V-10) et des angles de frottement d’interface 1pieu bois-limon :
• Les mesures sur site ne permettant pas de mesurer l’angle de frottement d’interface
1pieu bois-limon, ce dernier est évalué à partir des essais de cisaillement d’interface réalisés en
laboratoire entre le pin, le chêne ou le chêne ancien et le limon (Chapitre III, § 3.2.3.2) ;
• Les valeurs de 6mes retenues dans ce paragraphe sont déterminées à 1,8 m (limon argileux)
et 4,63 m (argile sableuse) de profondeur ;
• Les coefficients Kmes sont calculés en multipliant les angles de frottement 1bois-limon par les
valeurs de 6mes (Tableau V-10).
La Figure V-22 présente la distribution du coefficient de pression des terres Kmes.
Tableau V-10. Valeurs des angles de frottement 4bois-limon mesurés en laboratoire et des facteurs 7mes
Teneur en
1pin-limon 1chêne- 1chêne ancien-
eau limon Pieu n°4 Pieu n°5 Pieu n°8 Pieu n°9
(°) (°)
limon limon (°)
(%)
0 25,6 22,7 30,6 Prof (m) 6mes Prof (m) 6mes Prof (m) 6mes Prof (m) 6mes
15 29,3 28,1 29,8 1,8 0,91 1,8 0,44 1,8 0,56
25 29,8 31,6 33,0 4,63 0,58
4,63 0,96 4,63 0,74 4,63 0,79
35 26,3 24,7 26,5

18 84 1,32 1,34 0,38
16
Kexpérimental
14 Loi normale
12
Fréquence
10
0
,4
,6
,8
,4
,6
,8
,4
,6
,2
-1
,2
-2
,2
-0
-0
-0
-1
-1
-1
-2
-2
-0
-1
-2
8
8
0,
1,
2
4
0
2
0,
0,
0,
1,
1,
1,
2,
2,
Kmes
Figure V-22. Distribution du coefficient de pression des terres Kmes
288
La moyenne et l’écart-type de la distribution du coefficient de pression des terres Kmes valent

respectivement 1,34 et 0,38.
Le coefficient de variation de cette distribution vaut 28 %. Compte tenu des incertitudes sur
les valeurs de l’angle de frottement d’interface sol-pieu (supposé égal à l’angle de frottement
d’interface 1bois-limon mesuré en laboratoire) et de la dispersion des coefficients 6mes, cette
méthode de calcul donne, en première approche, une estimation de la plage de valeurs du
paramètre Kmes.
2.4.2.3 Plage de valeurs du facteur de portance Nq,mes

Le facteur de portance Nq,mes est déterminé en divisant la résistance de pointe unitaire limite
des pieux en bois mesurée sur site par la contrainte verticale effective dans le sol en pointe de
pieux (Tableau V-11).
Tableau V-11. Valeurs de Nq,mes

Site Couche en pointe de pieu 3’v,p (kPa) Numéro du pieu Nq,mes
1 22,6
2 12,3
3 48,5
Rouen Argile sableuse 41,7 4 49,8
5 35,3
8 49,3
9 45,5
4 1,8
Cubzac-les-Ponts Argile 40,5 5 2,8
9 2,8
La plage de valeurs du facteur de portance Nq présentée dans le guide « Timber Pile Design
and Construction Manual » (AWPI, 2002) pour les argiles et les limons est comprise entre 3
et 40 (Figure V-6).
Les valeurs du facteur Nq,mes mesurées sur le plot expérimental de Cubzac-les-Ponts sont
comprises entre 1,8 et 2,8 et sont donc proches de la limite inférieure de cette plage de
valeurs.
A l’inverse, celles établies à partir des essais de chargement réalisés à Rouen sont, en majeure
partie, supérieures à 40 (Tableau V-11).
Sur le plot expérimental de Rouen, les pointes des pieux étaient encastrées dans une couche
plus raide que celle du site de Cubzac-les-Ponts (pieux considérés comme flottants), ce qui
permet de justifier les différences observées dans le Tableau V-11.
289
2.5 Application des méthodes de dimensionnement s’appuyant sur les

résultats des sondages CPT
2.5.1 Application de la norme hollandaise NEN-67-43, (1991) aux pieux battus

sur les sites expérimentaux
La méthode de dimensionnement des pieux en bois établie dans la norme hollandaise NEN-
67-43, (1991) s’appuie sur les valeurs des résistances de pointe à la pénétration statique au
cône qc. Cette méthode a été détaillée dans le Chapitre V, § 1.2.2.3.
Les valeurs mesurées à Rouen et à Cubzac-les-Ponts ont été établies dans le Chapitre IV,
§ 2.2.2.6.
Le Tableau V-12 et le Tableau V-13 présentent les valeurs des résistances de pointe et de
frottement des pieux calculées selon les recommandations établies dans la norme hollandaise,
ainsi que les ratios entre les données calculées et mesurées.
Tableau V-12. Comparaison des résistances calculées et mesurées des pieux en bois– Rouen – NEN-67-43
Rs,cal,NEN-67-43 Rb,cal,NEN-67-43 Rc,cal,NEN-67-43
Pieu (essence) Rs,cal / Rs,mes Rb,cal / Rb,mes Rc,cal / Rc,mes
(kN) (kN) (kN)
Pieu n°1 (hêtre) 111 0,57 91 2,07 202 0,814
Pieu n°2 (hêtre) 132 0,45 132 3,88 265 0,81
Pieu n°3 (pin) 109 0,49 90 0,96 199 0,63
Pieu n°4 (pin) 103 0,77 82 0,94 184 0,83
Pieu n°5 (chêne) 109 0,84 87 1,31 197 1,00
Pieu n°8 (acacia) 89 0,57 59 0,95 148 0,68
Pieu n°9 (acacia) 95 0,59 69 1,01 164 0,74
Tableau V-13. Comparaison des résistances calculées et mesurées des pieux en bois– Cubzac -les-Ponts –
NEN-67-43
Rs,cal,NEN-67-43 Rb,cal,NEN-67-43 Rc,cal,NEN-67-43
(kN) (kN) (kN)
Pieu n°4 (pin) 27 0,77 16 5,33 43 1,14
Pieu n°5 (chêne) 29 0,59 17 3,40 46 0,86
Pieu n°9 (acacia) 25 0,48 14 3,50 39 0,69
Rb,cal/Rb,mes et Rc,cal/Rc,mes calculés à partir de la méthode établie dans la norme hollandaise
NEN-67-43, (1991).
290
3 Nbre valeurs Médiane Moyenne Ecart-type

Rs,cal/Rs,mes 7 0,57 0,61 0,14
Rouen Rb,cal/Rb,mes
Rc,cal/Rc,mes
7
7
1,01
0,82
1,59
0,79
1,09
0,13
Fréquence
Rs,cal/Rs,mes
Rb,cal/Rb,mes
Rc,cal/Rc,mes
1
0
0, ,1
0, 0,2
0, ,3
0, 0,4
0, 0,5
0, ,6
0, 0,7
0, ,8
0, 9
-1
1, 1,1
1, 1,2
1, 1,3
1, 1,4
1, 1,5
1, 1,6
1, 1,7
1, ,8
1, 9
-2
-4
,
,
-0
-0
-0
-0
-0
-1
-1
9
9
2
-
-
-
-
-
-
-
-
-
-
0
1
2
3
4
5
6
7
8
1
1
2
3
4
5
6
7
8
Ri,cal/Ri,mes
Figure V-23. Distributions des ratios Rs,cal/Rs,mes, Rb,cal/Rb,mes, Rc,cal/Rc,mes – Rouen – NEN-67-43
3
Rb,cal/Rb,mes Nbre valeurs Médiane Moyenne Ecart-type
Rs,cal/Rs,mes 3 0,57 0,61 0,15
Rc,cal/Rc,mes Rb,cal/Rb,mes 3 3,50 4,13 1,14
Fréquence
2 Rc,cal/Rc,mes 3 0,84 0,89 0,23
0
,2
,3
,4
,5
,6
,7
,8
,9
,2
,3
,4
,5
,1
-1
,1
-6
-0
-0
-0
-0
-0
-0
-0
-0
-1
-1
-1
-1
-0
-1
9
5
0,
1,
0
4
0,
0,
0,
0,
0,
0,
0,
0,
1,
1,
1,
1,
Ri,cal/Ri,mes
Figure V-24. Distributions des ratios Rs,cal/Rs,mes, Rb,cal/Rb,mes, Rc,cal/Rc,mes – Cubzac-les-Ponts – NEN-67-43
Les résultats que nous avons obtenus sur la Figure V-23 montrent que la méthode de
dimensionnement hollandaise des fondations profondes NEN-67-43, (1991) sous-estime la
résistance de frottement et la portance limite des pieux en bois battus sur le plot expérimental
de Rouen. Les moyennes et écarts-types des ratios Rs,cal/Rs,mes et Rc,cal/Rc,mes sont
respectivement égaux à 0,61 et 0,79 et à 0,14 et 0,13. Les coefficients de variation atteignent
23 et 17 %.
Les résistances de pointe calculées sont proches des valeurs expérimentales, mis à part celles
des deux pieux en hêtre pour lesquels l’effort de pointe est surestimé d’un facteur 3 (Figure
V-23 et Tableau V-12).
Les résistances de pointe calculées des pieux en bois battus à Cubzac-les-Ponts sont
surestimées d’un facteur 4 (Tableau V-13), tandis que les résistances de frottement sont en
moyenne 38 % plus faibles que celles mesurées sur site.
Enfin, les portances limites calculées des trois pieux sont en moyenne 10 % plus faibles que
les portances limites mesurées.
291
2.5.2 Application de la méthode de Nottingham, (1975) et Schmertmann,

(1978) aux pieux battus sur les sites expérimentaux
La méthode de Nottingham, (1975) et Schmertmann, (1978) s’appuie sur les caractéristiques
pénétrométriques du sol : la résistance de pénétration au cône qc et le frottement latéral local fs
du manchon. Son principe a été détaillé dans le Chapitre V, § 1.2.2.4.
Le frottement local fs du manchon n’ayant pas été mesuré dans l’argile de Cubzac-les-Ponts,
seules les résistances des pieux en bois battus à Rouen sont calculées avec cette méthode.
La pointe du pénétromètre utilisée lors des sondages à Rouen était de type électrique.
L’évolution du frottement latéral local fs en fonction de la profondeur a été représentée dans le
Chapitre IV, § 2.2.2.6. Les valeurs des paramètres 5 et K sont déterminées graphiquement sur
la Figure V-11 (Tableau V-14).
Tableau V-14. Valeurs du frottement latéral local fs et des paramètres 6 et K – Rouen – Méthode de
Nottingham, (1975) et Schmertmann, (1978)
Profondeur (m) qc (MPa) fs (MPa) 7 K
0,40 X X
1,05 0,0077 1,09
1,80 0,0080 1,09
2,55 0,0091 X K ∈ [1 ; 1,23]
3,30 0,034 X
4,05 0,036 X
4,63 3,3 0,020 1,09
Le Tableau V-15 présente les valeurs des résistances de pointe et de frottement des pieux
calculées avec cette méthode, ainsi que les ratios entre les données calculées et mesurées.
Tableau V-15. Comparaison des résistances calculées et mesurées des pieux en bois– Rouen – Méthode de
Nottingham, (1975) et Schmertmann, (1978)
Pieu (essence) Rs,cal,N&S (kN) Rs,cal / Rs,mes Rb,cal,N&S (kN) Rb,cal / Rb,mes Rc,cal,N&S (kN) Rc,cal / Rc,mes
Pieu n°1 (hêtre) 73 0,37 91 2,07 164 0,68
Pieu n°2 (hêtre) 96 0,33 132 3,88 228 0,69
Pieu n°3 (pin) 71 0,32 90 0,96 161 0,51
Pieu n°4 (pin) 66 0,49 82 0,94 147 0,67
Pieu n°5 (chêne) 71 0,54 87 1,31 159 0,81
Pieu n°8 (acacia) 56 0,35 59 0,95 114 0,52
Pieu n°9 (acacia) 59 0,38 69 1,01 128 0,57
La Figure V-25 présente les distributions des ratios Rs,cal/Rs,mes, Rb,cal/Rb,mes et Rc,cal/Rc,mes
calculés à partir de la méthode de dimensionnement de Nottingham, (1975) et Schmertmann,
(1978).
292
5
Rouen
4 Rs,cal/Rs,mes 7 0,37 0,40 0,08
Rb,cal/Rb,mes 7 1,01 1,59 1,09
Rc,cal/Rc,mes 7 0,67 0,64 0,10
Fréquence 3
Rs,cal/Rs,mes
2 Rb,cal/Rb,mes
Rc,cal/Rc,mes
0
0, ,2
0, ,3
0, ,4
0, ,5
0, ,6
0, ,7
0, ,8
,9
1, ,2
1, ,3
1, ,4
1, ,5
1, ,6
1, ,7
1, ,8
,9
-4
0, ,1
-1
1, ,1
-2
-0
-0
-0
-0
-0
-0
-0
-0
-1
-1
-1
-1
-1
-1
-1
-1
-0
-1
2
9
9
0,
1,
1
8
0
1
Ri,cal/Ri,m es
Figure V-25. Distributions des ratios Rs,cal/Rs,mes, Rb,cal/Rb,mes, Rc,cal/Rc,mes – Rouen – Méthode de Nottingham,
(1975) et Schmertmann, (1978)
On observe, sur la Figure V-25, que la méthode de Nottingham, (1975) et Schmertmann,

(1978) sous-estime en moyenne d’un facteur 2,5 la résistance de frottement des pieux en bois.
Le calcul de la résistance de pointe des pieux est identique dans la méthode de Nottingham,
(1975) et Schmertmann, (1978) et dans la norme hollandaise NEN-67-43, (1991). Ainsi, on a
montré, dans le Chapitre V, § 2.5.1, que les résistances de pointe des pieux en bois calculées
étaient proches des valeurs expérimentales (mis à part celles des pieux en hêtre n°1 et n°2).
Enfin, les portances limites calculées des pieux sont en moyenne 36 % plus faibles que les
portances limites mesurées sur site.
La synthèse de l’ensemble de ces résultats est présentée dans la partie 5 en fin de chapitre.
293
3 Méthodes de dimensionnement françaises des fondations profondes
3.1 Historique des méthodes de dimensionnement des fondations profondes

Depuis l’invention du pressiomètre par L. Ménard à la fin des années 1950 et les premières
publications relatives au calcul des résistances de pointe et de frottement des pieux (Ménard,
1963), les règlements et méthodes de dimensionnement des fondations profondes se sont
succédés au cours des dernières décennies. Ce paragraphe présente un bref historique des
documents normatifs et méthodes de dimensionnement associées publiés au cours de ces 50
dernières années.
3.1.1 Des règles de calcul proposées par L. Ménard…

Dans ses premières publications, L. Ménard (Ménard, 1963) a établi, à partir de quelques
essais de chargement statique de pieux, des règles de calcul du frottement latéral unitaire
limite des pieux en fonction de la pression limite pl du terrain. Ces règles étaient
indépendantes de la profondeur, de la nature du sol et du type de pieu. Elles s’appuyaient,
d'une part, sur les théories d’expansion de cavités sphériques et d'autre part, sur sa propre
expérience. Si la pression limite du sol dépassait 0,4 MPa sur une hauteur égale à trois
diamètres au-dessus de la pointe de pieu, l’expression de qs était modifiée (Tableau V-16).
L. Ménard a également établi des valeurs du facteur de portance kp en fonction de la nature du
sol et du type de pieu (Tableau V-17).
Tableau V-16. Expressions de qs en fonction de la pression limite du terrain établies par Ménard, (1963)
Si pl>400kPa sur une hauteur égale à 3
pl (kPa) qs (kPa)
diamètres au-dessus de la pointe
pl<80 qs=pl/5 qs=pl/5
80<pl<400 qs=pl/10+8 qs=pl/10+8
400<pl<900 qs=pl/20+28 qs=pl/7-10
pl>900 qs=80 qs=120
Tableau V-17. Valeurs du facteur de portance kp établies par Ménard, (1963)

Nature du sol Pieux battus Pieux forés
Sol cohérent 2 1,8
Sol pulvérulent peu compact 3,6 3,2
Sol pulvérulent compact 5,8 5,2
En 1965, à la suite d’essais de chargement statique de pieux supplémentaires dans des terrains
limoneux et sableux, L. Ménard (Ménard, 1965, cité par Combarieu, 1996) a modifié les
règles de calcul de qs et kp (Figure V-26) :
• Le frottement latéral unitaire limite était déterminé en fonction de la nature du sol et du
type de pieu utilisé (pieux forés et battus traditionnels relatifs aux courbes A et B) et pieux
spéciaux (pieux injectés selon Combarieu, (1999)) relatifs à la courbe C) ;
• Le facteur de portance kp dépendait de la nature du sol (quatre natures définies), du type
de pieu et de son encastrement critique hc, défini comme le ratio entre la profondeur
294
critique (fonction du rayon R du pieu et de l’angle de frottement interne du sol) et le rayon

du pieu.
qs (MPa)
kp
Sable et gravier
très compact
Sable et gravier
Roche
Argile raide et marne

Limon compact
Sable compressible
Roche tendre ou altérée
Argile et limon
pl (MPa)
hc/R
(a) (b)
Figure V-26. Evolutions de qs en fonction de pl (a) et de kp en fonction de hc/R (b) établies par Ménard, (1965)
(modifié d’après Combarieu, 1996, 1999)
3.1.2 …à la publication du dossier pilote FOND 72

Le dossier pilote FOND 72 (Ministère de l’Equipement, 1972), publié en 1972 par le
Ministère de l’Equipement, était un document normatif spécifique aux études des fondations
d’ouvrages d’art routiers et autoroutiers. Néanmoins, la plupart des règles de calcul établies
dans ce dossier s’étendaient aux fondations en général. Il a en partie repris les règles de calcul
du frottement latéral unitaire limite et du coefficient de portance établies par L. Ménard en
1965. Les principales modifications ont concerné la suppression de la courbe C relative aux
pieux spéciaux (Combarieu, 1999) et l’utilisation des courbes A et B en fonction du type de
pieu et de la nature du sol (cohérent ou pulvérulent) (Figure V-27) :
• Le frottement latéral unitaire limite des pieux en béton battus ou forés et en acier dans les
sols cohérents était calculé en utilisant la courbe A. Le frottement des pieux en acier
battus, dont l'état de surface était considéré comme lisse, était diminué de 25 % ;
• Dans les sols pulvérulents, le frottement latéral unitaire limite des pieux était calculé à
partir des recommandations établies dans le Tableau V-18.
Tableau V-18. Choix des courbes en fonction du type de pieu établi dans le FOND 72 (Ministère de
l’Equipement, 1972)
Type de pieu Fût en béton Fût en acier
50% des valeurs de
Foré Courbe A
la courbe A
Battu Courbe B Courbe A
295
140
120
100
qs (kPa)
80
60
Courbe A
40
Courbe B
20
0
0 0,1 0,2 0,3 0,4 0,5 0,6 0,7 0,8 0,9 1 1,1 1,2 1,3 1,4 1,5
pl (MPa)
Figure V-27. Evolution du frottement latéral unitaire limite en fonction de la pression limite (modifié d’après
le FOND 72 (Ministère de l’Equipement, 1972))
3.1.3 Du dossier FOND 72 au Fascicule 62-V (MELT, 1993)

La Figure V-27 fait apparaître clairement les limites de la méthode de dimensionnement
pressiométrique des fondations établie dans le FOND 72 (Ministère de l’Equipement, 1972),
dans la mesure où elle ne tenait pas (ou peu) compte de l’incidence de mise en œuvre du pieu
dans le sol sur sa portance. Par ailleurs, les valeurs des paramètres de calcul proposées (qs et
kp) ont été étalonnées à partir d’un faible nombre d’essais de pieux non instrumentés
(Bustamante et Gianeselli, 1981).
Le début des années 1970 a donc été marqué par le lancement d’une importante campagne
d’essais de chargement statique de pieux. Leur instrumentation avec des extensomètres
amovibles dès 1971 a permis de dissocier la résistance de pointe de la résistance de
frottement. Les paramètres établis par la méthode pressiométrique dans le FOND 72
(Ministère de l’Equipement, 1972) ont été réajustés à partir de l’ensemble des données
collectées et les règles de calcul de portance modifiées :
• Les catégories de sols ont été redéfinies et complétées ;
• Les valeurs du facteur de portance kp ont été réduites. Les résultats des essais ont montré
qu’elles avaient été surestimées ;
• Le frottement latéral unitaire limite des pieux a été réduit ou augmenté en fonction de la
nature du sol, du mode de mise en œuvre et du type de pieu (Bustamante et Gianeselli,
1981).
Les résultats des travaux sur les fondations des ouvrages de génie civil menés par Bustamante
et Gianeselli, (1981) ont été publiés conjointement par le SETRA et le LCPC en 1985
(SETRA-LCPC, 1985, cités par Combarieu, 1999), sous forme de nouvelles règles de
justification des fondations sur pieux.
Les modifications des règles de calcul établies dans le dossier pilote FOND 72 (Ministère de
l’Equipement, 1972) par Bustamante et Gianeselli, (1981) ont été reprises lors de la rédaction
du Document Technique Unifié DTU 13.2 (AFNOR, 1992), publié en 1992. Ce document
296
présentait les méthodes de dimensionnement des fondations profondes des bâtiments. Elles
sont détaillées en Annexe F.
Les règles publiées dans le DTU 13.2 (AFNOR, 1992) différaient de celles établies dans le
document publié par le SETRA et le LCPC en 1985 dans la mesure où ces dernières faisaient
l’objet d’un niveau de sécurité plus élevé dans la prévision de la résistance de frottement.
Certains résultats expérimentaux n’ont par ailleurs pas été pris en compte dans le DTU 13.2
(AFNOR, 1992), mais uniquement dans les règles publiées par le SETRA et le LCPC en 1985
(Combarieu, 1996).
Enfin, la poursuite des essais de chargement dans les années 1980, le réajustement des valeurs
de kp et qs, ainsi que l’introduction du calcul des pieux aux états limites ont conduit à la
publication de nouvelles règles de calcul de portance établies dans le Fascicule 62 Titre V
(MELT, 1993) du CCTG en 1993 (ce document a été élaboré au cours de la décennie qui a
précédé sa publication). 17 techniques de réalisation de pieux ont alors été identifiées.
3.1.4 Règles de calcul des fondations profondes établies dans le Fascicule 62-
V (MELT, 1993)
3.1.4.1 Calcul de la résistance de frottement

La résistance de frottement des pieux était calculée à partir de l’expression générale suivante :
L
Rs ,cal = π B D qs ( z )dz (73)
0
Le frottement latéral unitaire limite des pieux qs était lu sur l’abaque de la Figure V-28 en
fonction du mode de mise en œuvre du pieu, de la nature du sol et la pression limite pl
mesurée dans le sol. Les classes A, B et C des sols étaient fonction de la pression limite dans
le terrain (Figure V-29). Le Fascicule 62-V (MELT, 1993) donnait également des équations
approchant les courbes.
qs (MPa)
0,40
Q1
0,35 Q2 Sols Argile Limon Sable Grave Craie Marne
Roche
Type de pieu A B C A B C A B C A B
Q3
Q1 Q2 Q4 Q4
0,30 Q4 Foré simple Q1 - - - Q1 Q3 Q3 Q6
Q2 Q3 Q5 Q5
Q5 Q1 Q1 Q2 Q3 Q4 Q4
Foré Boue Q1 Q1 Q1 Q3 Q3 Q6
0,25 Q6 Q2 Q2 Q1 Q2 Q5 Q5
Q1 Q1 Q2 Q3 Q3
Q7 Foré tube (tube récupéré) Q1 Q1 Q1 Q2 Q3 Q4 -
Q2 Q2 Q1 Q2 Q4
0,20 Foré tube (tube perdu) Q1 Q1 Q1 Q1 Q1 Q2 - - - Q2 Q3 -
Puits Q1 Q2 Q3 - - - Q1 Q2 Q3 Q4 Q5 Q6
0,15 Métal battu fermé Q1 Q2 Q2 Q2 Q2 Q3 - - - Q3 Q4 Q4
Battu préfabriqué béton Q1 Q2 Q2 Q3 Q3 Q3 - - - Q3 Q4 Q4
0,10 Battu moulé Q1 Q2 Q2 Q2 Q2 Q3 Q1 Q2 Q3 Q3 Q4 -
Battu enrobé Q1 Q2 Q2 Q3 Q3 Q4 - - - Q3 Q4 -
Injecté basse pression Q1 Q2 Q2 Q3 Q3 Q3 Q2 Q3 Q4 Q5 Q5 -
0,05 Inhecté haute pression - Q4 Q5 Q5 Q5 Q6 - Q5 Q6 Q5 Q6 Q7
0,00
0,0 0,5 1,0 1,5 2,0 2,5 3,0 3,5 4,0 4,5 5,0
pl (MPa)
(a) (b)
Figure V-28. Abaque du frottement latéral unitaire qs (a) et choix de la courbe de frottement latéral unitaire
limite qs (b) (modifié d’après le Fascicule 62-V (MELT, 1993))
297
3.1.4.2 Calcul de la résistance de pointe

La résistance de pointe des pieux était obtenue, selon les règles établies dans le Fascicule 62-
V (MELT, 1993), par combinaison de trois termes : la section transversale en pointe de pieu
Ab, le facteur de portance kp et la pression limite nette équivalente p*LMe :
Rb ,cal = k p × p*LMe × Ab (74)
Le facteur de portance dépendait de la nature du sol et du mode de mise en œuvre du pieu

(Figure V-29).
La pression limite nette équivalente p*LMe , caractérisant la compacité du sol au voisinage de la
pointe, était calculée à partir de l’expression générale suivante :
1 L +3 a
= D
*
pLMe p*LM ( z )dz (75)
3a + b L −b
Avec a = B si B>1m
2
a = 0, 5m si B<1m
b = min(a; h) , h étant la hauteur de la fondation dans la couche porteuse (Figure V-29)
Plage mesure Coefficient pressiomètre

Type de sol pl (MPa) kp (SR) kp (.R)
A Mou <0,7 1,1 1,4
Argile
B Ferme 1,2-2 1,2 1,5
Limon
C Dure (argile) >2,5 1,3 1,6
A Lache <0,5 1 4,2
Sable Moyennement
B 1-2 1,1 3,7
Grave compact
C Dense >2,5 1,2 3,2
A Molles <0,7 1,1 1,6
Craies B Altérées 1-2,5 1,4 2,2
C Denses >3 1,8 2,6
A Tendres 1,5-4 - -
Marnes
B Compactes >4,5 1,8 2,6
A Altérées 2,5-4 1,1 à 1,8 1,8 à 3,2
Roches
B Fracturées >4,5 - -
(a) (b)
Figure V-29. Pression limite nette équivalente (a) et valeurs du coefficient de portance kp (b) (modifié d'après
le Fascicule 62-V (MELT, 1993))
3.1.4.3 Vérification des états limites

Le Fascicule 62-V (MELT, 1993) recommandait d’appliquer un facteur de sécurité égal à 1,4
sur la portance limite calculée du pieu à l’état limite ultime (ELU) (combinaison
fondamentale) et sur la résistance de fluage calculée du pieu à l’état limite de service (ELS)
(combinaison quasi permanente) :
R
Qsollicitations ≤ c ,cal (Combinaison fondamentale à l’état limite ultime)
1, 40
R fluage ,cal
Qsollicitations ≤ (Combinaison quasi permanente à l’état limite de service)
1, 40
avec R fluage ,cal = 0,5 Rb ,cal + 0, 7 Rs ,cal pour les pieux mis en œuvre sans refoulement du sol
R fluage ,cal = 0, 7 Rb ,cal + 0, 7 Rs ,cal pour les pieux mis en œuvre avec refoulement du sol
298
3.1.5 Règles de calcul des fondations profondes proposées par Bustamante et

Gianeselli, (2006)
Depuis les années 1990, 180 essais de chargement statique de pieux, représentant environ
43 % de l’ensemble des essais examinés par Bustamante et Gianeselli, (2006), ont été réalisés
et n’ont donc pas été pris en compte dans les règles de calcul de portance des pieux établies
dans le Fascicule 62-V et le DTU 13.2 (Bustamante et al., 2009).
La synthèse de ces données par Bustamante et Gianeselli, (2006) a permis :
• d’inclure les techniques de pieux les plus récentes, dont l’emploi dans la pratique courante
était postérieur à la publication de ces deux documents normatifs ;
• de procéder à un réajustement des paramètres de calcul qs et kp.
Suite à ce travail, les auteurs ont proposé, en 2006, un modèle de calcul pressiométrique
différent de celui établi dans le Fascicule 62-V (MELT, 1993). Ils ont identifié 20 techniques
de réalisation de pieux différentes, contre 17 définies dans le Fascicule 62-V (MELT, 1993) et
19 dans le DTU 13.2 (AFNOR, 1992). Ces techniques étaient réparties en huit classes
(Tableau V-19). Parmi ces classes, la classe 4 regroupait les pieux battus béton préfabriqué ou
précontraint, battus enrobés, battus moulés et battus acier fermés.

La résistance de frottement des pieux était calculée à partir de l’expression générale suivante :
L
0
Le frottement latéral unitaire limite qs était lu sur l’abaque de la Figure V-30 en fonction de la
technique de réalisation du pieu, de la nature du sol et la pression limite pl du sol. Bustamante
et Gianeselli, (2006) ont tracé 10 courbes de frottement latéral unitaire en fonction de la
pression limite et établi cinq grandes catégories de sols (Tableau V-19).
Figure V-30. Evolution du frottement latéral unitaire limite qs des pieux en fonction de la pression limite du
terrain pl (Bustamante et Gianeselli, 2006)
299
Les expressions mathématiques des courbes de frottement latéral unitaire tracées sur la Figure
V-30 ont été établies par Burlon et al., (2013) et étaient de la forme :
qsi ( pl ) = (ai pl + bi )(1 − e− c p ) ( i ∈ [1;10] ) (77)
i l
Avec ai, bi et ci trois paramètres dépendants de la nature du sol et du type de pieu mis en
œuvre.
Tableau V-19. Techniques de réalisation, classes, facteurs de portance kp et courbes de mobilisation du

frottement latéral unitaire limite qs (modifié d’après Bustamante et Gianeselli, 2006)
Technique de Argile Limon Sable Grave Craie Marno-calcaire Roche altérée
Classe
réalisation kp Courbe kp Courbe kp Courbe kp Courbe kp Courbe
1-Foré simple Q2 Q2 Q5 Q4 Q6
2-Foré boue Q2 Q2 Q5 Q4 Q6
3-Foré tubé virole
Q1 Q1 Q1 Q2 Q1
perdue
1 1,25 1,2 1,6 1,6 1,6
Q1 Q2 Q4 Q4 Q4
récupérée
5-Foré simple ou boue
Q3 Q3 Q5 Q4 Q6
avec rainurage, puits
6-Foré tarière continue
simple et double 2 1,3 Q2 1,65 Q4 2,0 Q3 2,0 Q5 2,0 Q5
rotation
7-Vissé moulé Q3 Q5 Q4 Q4 Q4
3 1,7 3,9 2,6 2,3 2,3
8-Vissé tubé Q1 Q2 Q2 Q2 Q2
9-Battu béton
préfabriqué ou Q3 Q3 Q2 Q2 *
précontraint
10-Battu enrobé 4 1,4 3,1 2,4 2,4 2,4
Q6 Q8 Q7 Q7 *
(béton-mortier-coulis)
11-Battu moulé Q2 Q3 Q6 Q5 *
12-Battu acier fermé Q2 Q2 Q1 Q2 *
13-Battu acier ouvert 5 1,1 Q2 2,0 Q1 1,1 Q1 1,1 Q2 1,1 *
14-Profilé H battu Q2 Q2 Q1 Q2 *
15-Profilé H battu 6 1,4 3,1 2,4 1,4 1,4
Q6 Q8 Q7 Q7 *
injecté IGU ou IRS
16-Palplanches battues 7 1,1 Q2 1,1 Q2 1,1 Q1 1,1 Q2 1,1 *
17-Micropieu type I Q1 Q1 Q1 Q2 Q6
1 1,25 1,2 1,6 1,6 1,6
18-Micropieu type II Q1 Q1 Q1 Q2 Q6
19-Pieu ou micropieu
Q6 Q8 Q7 Q7 Q9
injecté type III
8 1,4 1,6 1,8 1,8 1,5
20-Pieu ou micropieu
Q9 Q9 Q9 Q9 Q10
injecté type IV
* Dans le cas où l’altération permet l’encastrement, choisir les valeurs proposées pour le marno-calcaire ou supérieurs si
justifié par un essai de chargement ou autre référence.

La formule de calcul de la résistance de pointe des pieux était identique à celle établie dans le
Fascicule 62-V (MELT, 1993) :
Le calcul de la pression limite nette équivalente p*LMe a été détaillé dans le Chapitre V,
§ 3.1.4.2. Contrairement au Fascicule 62-V (MELT, 1993), le facteur de portance kp
présentait une valeur unique pour chaque catégorie de sol et technique de pieu (Tableau
V-19).
300
3.1.6 Règles de calcul des fondations profondes proposées par Burlon et al.,
(2013)
L’Eurocode 7, relatif au calcul géotechnique, comporte deux parties distinctes : la première,
publiée en 2004, présente des règles générales et définit les principes de calcul géotechnique
dans le cadre de l’approche aux états limites ; la seconde, publiée en 2007, est relative aux
essais en laboratoire et in situ. Elle donne les exigences pour les appareillages, les procédures
d’essais, la présentation, l’interprétation des résultats et fournit en annexe des méthodes de
dimensionnement des ouvrages (Frank, 2010).
Les méthodes de calculs différant d’un pays à un autre, les règles et les formules de
dimensionnement ne sont pas définies dans l’Eurocode 7, mais dans des annexes
« informatives » qui peuvent être rendues « normatives » et constituer des annexes nationales.
La mise en conformité des règles de calcul françaises par rapport aux exigences établies dans
l’Eurocode 7 (Chapitre V, § 3.2 et § 3.3) a motivé la reprise des méthodes de calcul établies
dans le Fascicule 62-V (MELT, 1993). Ces dernières, ainsi que celles proposées par
Bustamante et Gianeselli, (2006), ont été reprises et modifiées par Burlon et al., (2013).
Dans le cadre de l’application de l’Eurocode 7, la nouvelle norme d’application nationale

française relative aux fondations profondes NF P 94-262 (AFNOR, 2012) s’est substituée au
cours de l’année 2012 aux anciens documents normatifs français, le Fascicule 62-V (MELT,
1993) et le DTU 13.2 (AFNOR, 1992).
Les règles de dimensionnement des fondations profondes établies dans cette nouvelle norme
par l’AFNOR en 2012 ont été reprises des travaux menés par Burlon et al., (2013).
La classification des techniques de réalisation des pieux établies par Bustamante et Gianeselli,
(2006) a été conservée, les cinq catégories de sols précisées et les paramètres de calcul qs et kp
modifiés. Ces travaux se sont appuyés sur l’exploitation d’une base de données d’essais de
chargement statique de pieux, préalablement initiée par Bustamante et Gianeselli, (2006).
3.1.6.1 Construction d’une base de données d’essais de pieux

Les premiers essais de chargement de pieux réalisés au LCPC datent de 1966, mais les
premiers essais avec mesures de la répartition des efforts le long du pieu ont été effectués
dans les années 1970 (Chapitre V, § 3.1.3). Durant ces 40 dernières années, les essais de
chargement de pieux de type et technologie différents, instrumentés avec des extensomètres
amovibles (Chapitre IV, § 1.4) ont permis d’alimenter la connaissance sur leur comportement
mécanique (distribution des efforts en fonction de la profondeur) et leur résistance en fonction
de la nature des terrains.
Selon Bustamante et Gianeselli, (2006), 561 essais de chargement statiques ont été réalisés en
France. Bon nombre d’entre eux n’ont néanmoins pas été comptabilisés dans cette base de
données pour les raisons suivantes :
• Certaines données d’entrée manquaient (comme par exemple la pression limite du sol) ;
• Certains essais de chargement ont été arrêtés avant la rupture du pieu ;
• Le frottement latéral des pieux n'a parfois pas été intégralement mobilisé lors des essais.
301
Cette base de données contient à ce jour 215 sites différents (Bustamante et Gianeselli, 2006)
et 174 essais exploitables pour le calcul des résistances de pointe et de frottement. L’intérêt
d’une telle base est de définir et de caler des méthodes de dimensionnement à l’aide d’un
grand nombre d’essais sur des types de pieux et des natures de sols différents. Elles reposent
sur les mesures des résistances de frottement et de pointe des pieux ainsi que sur
l’établissement de corrélations entre ces résistances et les caractéristiques pressiométriques et
pénétrométriques du sol.
Les 20 classes de pieux établies par Bustamante et Gianeselli, (2006) ont été scindées en deux
groupes, G1 et G2, définis pour l’exploitation de la base de données. Le groupe G1 regroupe
tous les pieux, hormis les catégories 10, 15 et 17 à 20 regroupées dans le groupe G2.

L’expression de la résistance de frottement des pieux proposée par Burlon et al., (2013)
diffère de celle déterminée à partir des courbes tracées par Bustamante et Gianeselli, (2006)
dans la mesure où :
• le nombre d’expressions du frottement latéral unitaire limite est réduit à cinq ;
• les paramètres a, b et c ne dépendent que de la nature du sol (Tableau V-20) ;
• l’expression de qs établie dans le Chapitre V, § 3.1.5.1 est multipliée par un paramètre
adimensionnel 5pieu-sol qui dépend de l’interface sol-pieu (Tableau V-21).
L L L
Rs ,cal = π B D qs ( pl )dz = π B D α pieu − sol f sol ( pl )dz = π B D α pieu − sol (apl + b)(1 − e− cpl )dz (79)
0 0 0
Les paramètres a, b, c et 5pieu-sol ont été calés à partir de nuages de points relatifs aux
différents essais de pieux réalisés dans les cinq natures de sols différentes et collectés dans la
base de données.
La forme des courbes fsol est présentée sur la Figure V-31.
Tableau V-20. Valeurs numériques des paramètres a, b et c (modifié d’après Burlon et al., 2013)
Argile (%CaCO3<30%) Sols Marne et Roche
Nature de sol Limon intermédiaires Craie Calcaire- altérée ou
Sols intermédiaires Sable Grave Marneux fragmentée
Choix courbe Q1 Q2 Q3 Q4 Q5
a 0,003 0,01 0,007 0,008 0,01
b 0,04 0,06 0,07 0,08 0,08
c 3,5 1,2 1,3 3 3
302
Tableau V-21. Paramètres adimensionnels 6pieu-sol et facteurs de portance kp (modifié d’après Burlon et al.,
2013)
Technique de Argile Limon Sable Grave Craie Marno-calcaire Roche altérée
Groupe Classe
réalisation kp 5pieu-sol kp 5pieu-sol kp 5pieu-sol kp 5pieu-sol kp 5pieu-sol
1-Foré simple G1 1,1 1 1,8 1,5 1,6
2-Foré boue G1 1,25 1,4 1,8 1,5 1,6
G1 0,7 0,6 0,5 0,9 -
perdue
4-Foré tubé virole 1 1,15 1,1 1,45 1,45 1,45
G1 1,25 1,4 1,7 1,4 -
récupérée
5-Foré simple ou
boue avec G1 1,3 - - - -
rainurage, puits
6-Foré tarière
continue simple et G1 2 1,3 1,5 1,65 1,8 1,6 2,1 1,6 1,6 2 1,6
double rotation
7-Vissé moulé G1 1,9 2,1 1,7 1,7 -
3 1,55 3,2 2,35 2,1 2,1
8-Vissé tubé G1 0,6 0,6 1 0,7 -
9-Battu béton
préfabriqué ou G1 1,1 1,4 1 0,9 -
précontraint
10-Battu enrobé
(béton-mortier- G2 4 1,35 2 3,1 2,1 2,3 0,9 2,3 1,6 2,3 -
coulis)
11-Battu moulé G1 1,2 1,4 1,6 1 -
12-Battu acier
G1 0,8 1,2 1 0,9 -
fermé
13-Battu acier
G1 5 1,0 1,2 1,9 0,7 1,4 0,9 1,4 1, 1,2 1
ouvert
14-Profilé H battu G1 1,1 1 1 1 0,9
15-Profilé H battu
6 1,20 3,1 1,7 2,2 1,5
injecté IGU ou G2 2,7 2,9 1 2,4 2,4
IRS
16-Palplanches
G1 7 1,0 0,9 1,0 0,8 1,0 2,4 1,0 1,2 1,2 1,2
battues
17-Micropieu
G2 - - 1,2 - -
type I
1 1,15 1,1 1,45 1,45 1,45
18-Micropieu
G2 - - - - -
type II
19-Pieu ou
micropieu injecté G2 2,7 2,9 - 2,4 2,4
type III
8 1,15 1,1 1,45 1,45 1,45
20-Pieu ou
micropieu injecté G2 3,4 3,8 2,4 3,1 3,1
type IV
0,16
Q1 - Argiles/limons
Q2 - Sables/graves
0,14 Q3 - Craie
Q4 - Marne et Calcaire marneux
Q5 - Roche altérée et fragmentée
0,12
0,1
fsol (MPa)
0,08
0,06
0,04
0,02
0
0 0,5 1 1,5 2 2,5 3 3,5 4 4,5 5 5,5 6
Pression limite pl (MPa)
Figure V-31. Abaque des courbes fsol (modifié d’après Burlon et al., 2013)
303

La résistance de pointe des pieux est calculée, selon les règles proposées par Burlon et al.,
(2013), à partir de l’expression classique suivante :
La méthode de calcul de la pression limite nette équivalente p*LMe a été définie dans le
Chapitre V, § 3.1.4.2. Les valeurs du facteur de portance kp, fixées à partir d’un calage sur la
base de données, sont données dans le Tableau V-20.
3.2 Approches de calcul dans l’Eurocode 7

Les méthodes de dimensionnement des fondations profondes font référence, dans le cadre de
l’Eurocode 7, à des valeurs de calcul que l’on peut qualifier de « prudentes ». A cet effet, les
notions de valeurs caractéristiques et de calcul ont été introduites et définies à partir des
valeurs de mesures.
Les valeurs caractéristiques interviennent dans la vérification des états limites de service
(ELS) et correspondent à une probabilité maximale de mise en défaut égale à 5 % (Frank,
2010). Cette probabilité de mise en défaut est respectée pour les actions, mais pas pour les
résistances pour lesquelles des facteurs partiels de sécurité partiels sont appliqués. Les valeurs
de calcul interviennent dans les vérifications des états limites ultimes (ELU) et sont obtenues
en appliquant des coefficients partiels aux valeurs caractéristiques.
Selon l’Eurocode 7, le calcul de la valeur caractéristique de la portance d’un pieu Rc;k peut
s’effectuer selon deux approches distinctes (Baguelin et al., 2012) :
• L’approche dite «pieu modèle » dans laquelle N valeurs de portance Rc de chaque pieu
sont calculées à partir des N sondages disponibles. La valeur caractéristique de la portance
Rc;k d’un pieu est alors déterminée à partir de la relation :
1 1 moy ( Rc ) min( Rc ) 2
Rc ;k = min 3 ; 4 (81)
γ R ;d 1 5 ξ3 ξ4 6
3 et 4 sont deux paramètres tenant compte de la dispersion spatiale des propriétés du sol ;
• L’approche dite « modèle de terrain » dans laquelle la valeur de portance Rc de chaque

pieu est calculée à partir d’un modèle géotechnique du site. Cette approche est privilégiée
en France lors du dimensionnement de fondations profondes dans le cadre d'un projet. La
valeur caractéristique de la portance Rc;k est égale à :
Ab qb + E As ,i qs ,i
Rc Rb + Rs
Rc ;k = = = i
(82)
γ R ;d 1 × γ R ;d 2 γ R ;d 1 × γ R ;d 2 γ R ;d 1 × γ R ;d 2
7R;d1 et 7R;d2 sont deux coefficients de modèle. Leur signification est détaillée dans le Chapitre
V, § 3.3.
304
La valeur de calcul de la portance d’un pieu Rc;d est obtenue en divisant la valeur
caractéristique de la portance du pieu Rc;k par un facteur partiel 7t dépendant de l’état limite
ultime. L’Eurocode 7, partie 1 recommande une valeur du facteur partiel de sécurité 7t égale à
1,1.
Dans l’approche du « pieu modèle », le facteur global de sécurité est égal à :
γ = γ t × γ R;d 1 × ξ3ou 4 (83)
Dans l’approche du « modèle de terrain », le facteur global de sécurité est égal à :

γ = γ t × γ R ;d 1 × γ R;d 2 (84)
3.3 Coefficients de modèle 7R;d1 et 7R;d2

L’utilisation de méthodes statistiques nécessite que la valeur caractéristique d’un paramètre
soit obtenue de sorte que la probabilité d’une valeur plus mauvaise pour l’état limite ultime
considéré soit inférieure à 5 % (Eurocode 7 partie 1).
Le coefficient de modèle 7R;d2 tend à compenser l’écart lié à une détermination qualitative des
valeurs caractéristiques élémentaires (notamment la pression limite pl). Sa valeur est liée au
calage des méthodes de calcul et est fixée à 1,1.
Le coefficient de modèle 7R;d1 tient compte de la dispersion de la méthode de calcul (qui

repose sur l’exploitation de la base de données d’essais de chargement de pieux) entre les
valeurs de qs ou qb calculées et les données géotechniques de sol (Burlon et al., 2013).
Les valeurs de 7R;d1 données dans la norme NF P 94-262 (AFNOR, 2012) ont été déterminées
à partir de l’étude statistique des fonctions de répartition des ratios Rc,cal/Rc,mes relatifs aux
pieux des groupes G1 et G2. Seul le groupe de pieux G1 (contenant notamment les pieux
battus béton préfabriqué ou précontraint, moulés et acier fermé (classe 4)) sera étudié dans la
suite du chapitre.
La probabilité de mise en défaut de 5 % du nouveau modèle de calcul établi dans la norme NF
P 94-262 (AFNOR, 2012) (Chapitre V, § 3.1.6) impose une valeur du coefficient de modèle
7R;d1 égale à 1,37 (Figure V-32), et donc un facteur global de sécurité égal à 1,37 × 1,1 = 1,51 .
Ce facteur de sécurité est donc supérieur à celui recommandé dans le Fascicule 62-V (MELT,
1993) et égal à 1,4 (Chapitre V, § 3.1.4.3)
En considérant que le facteur de sécurité du Fascicule 62-V (MELT, 1993) est égal au produit
d’un coefficient de modèle et d’un facteur partiel de sécurité, le coefficient de modèle 7R;d1
implicite au Fascicule 62-V (MELT, 1993) vaut γ R;d 1 = 1, 4 = 1, 4 = 1, 27 . La probabilité de
γ 1,1 t
mise en défaut est alors de 17 % (Baguelin et al., 2012) (Figure V-32). Selon Burlon et al.,
(2013), ce niveau de confiance peut être considéré comme suffisant dans la mesure où les
facteurs de sécurité appliqués lors du dimensionnement des fondations profondes avec le
Fascicule 62-V (MELT, 1993) ont permis de prévenir tout dommage mettant en cause la
méthode de dimensionnement.
305
100
90
80
70
F(Rc,cal /Rc,mes)
60
50
40 NF P 94-262 (AFNOR, 2012)
30 F62-V (MELT, 1993)

DTU 13.2 (AFNOR, 1992)
20 Bustamante et Gianeselli, (2006)
10
0
0 0,2 0,4 0,6 0,8 1 1,2 1,4 1,6 1,8 2 2,2 2,4 2,6 2,8
1,13 1,17
1,7 Rc,cal/Rc,mes
Figure V-32. Fonction de répartition de Rc,cal/Rc,mes pour les pieux du groupe G1 (modifié d’après Baguelin et
al., 2012)
Le coefficient de modèle 7R;d1, DTU 13.2 (AFNOR, 1992) relatif aux règles de calcul établies par le
DTU 13.2 (AFNOR, 1992) et correspondant à une probabilité de mise en défaut de 17 % est
égal à 1,7 (Figure V-32). Le DTU 13.2 (AFNOR, 1992) n’incluant pas les technologies de
pieux récentes le ratio Rc,cal/Rc,mes présente alors une dispersion importante avec un coefficient
de variation égal à 113% (Baguelin et al., 2012).
Les coefficients de modèles proposés par Bustamante et Gianeselli, (2006) (noté 7R;d1, Bustamante
et Gianeselli, (2006)) et Burlon et al., (2013) (noté 7R;d1, Burlon et al., (2013)) et correspondant à cette
même probabilité de mise en défaut sont respectivement égaux à 1,17 et 1,13 (Figure V-32).
Enfin, le coefficient de modèle 7R;d1 relatif au groupe des pieux G1 et retenu dans la norme
NF P 94-262 (AFNOR, 2012) est une moyenne des deux coefficients 7R;d1, Bustamante et Gianeselli,
(2006) et 7R;d1, Burlon et al., (2013) et est égal à 1,15.
306
4 Méthode de dimensionnement française des pieux en bois
4.1 Objectifs du dimensionnement

La démarche mise en œuvre pour établir les règles pressiométriques présentées dans la norme
NF P 94-262 (AFNOR, 2012) (Chapitre V, § 3.1.6) est reprise et modifiée dans cette partie
pour proposer des valeurs des coefficients relatifs aux pieux en bois.
Les objectifs de la méthode de dimensionnement des pieux en bois à partir des règles
pressiométriques françaises établies dans la norme NF P 94-262 (AFNOR, 2012) sont les
suivants :
• Déterminer les coefficients 5pieu bois-sol,cal dans deux classes de sol : les argiles limons et les
sables graves ;
• Evaluer le coefficient de portance kp,pieu bois,cal dans les argiles limons et les sables graves ;
• Définir la valeur du coefficient de modèle 7R;d1 relatif à cette technologie de pieux.
4.2 Principe de la démarche

Les résultats des 10 essais de chargement statique des pieux en bois effectués à Rouen et
Cubzac-les-Ponts constituent une première base de données relative à cette « nouvelle »
technologie de pieux. Néanmoins, ce nombre d’essais étant trop faible pour réaliser une étude
statistique et établir des règles de calculs, cette base de données est complétée par :
• Des essais de chargement statique sur des pieux en bois détaillés dans la littérature ;
• Une base de données d’essais de pieux américaine à laquelle nous avons eu accès par
l’intermédiaire de l’université de New-Hampshire.
4.2.1 Construction d'une base de données issue de la littérature

Les essais de chargement des pieux en bois détaillés dans la littérature alimentent cette
nouvelle base de données si les informations suivantes sont disponibles :
• Géométrie du pieu (longueur, diamètre en tête ou en pointe ou moyen) ;
• Coupe géologique du sol avec l’évolution de ses propriétés mécaniques en fonction de la
profondeur (cu, qc ou NSPT) ;
• Portance limite du pieu (voir éventuellement les termes de pointe et de frottement).
Le Chapitre V, § 2.3.2 a présenté une partie des essais alimentant la base de données d’essais
de pieux en bois.
Les 10 essais réalisés sur les deux sites expérimentaux sont complétés par :
• 19 essais de chargement de pieux en bois réalisés dans l’argile ou/et dans le sable et
corrélés aux résultats des sondages de pénétration au carottier (NSPT) ;
• 56 essais de chargement réalisés dans l’argile et corrélés à la résistance au cisaillement
non drainée cu du sol.
307
Les références des articles dans lesquels sont détaillés les essais de chargement des pieux en
bois corrélés aux résultats des sondages de pénétration au carottier NSPT et à la résistance au
cisaillement non drainée cu du sol sont données dans la partie « Liste des articles – base de
données d’essais de pieux en bois » dans les références bibliographiques.
4.2.2 Base de données américaine

La base de données d’essais de chargement de fondations profondes américaine (Deep
Foundations Load Test Database) a été construite par l’administration américaine à partir
d’essais réalisés entre 1985 et 2003, dans l’objectif d’apporter une aide supplémentaire au
dimensionnement des fondations auprès des universités, états et entreprises privées. Elle
regroupe 1500 essais de chargement de pieux et plus de 2500 essais de caractérisation du sol
(NSPT, cu), collectés auprès des universités, laboratoires, entreprises privées et pays étrangers.
Parmi les 1500 essais de chargement de pieux, 21 d’entre eux ont été réalisés sur des pieux en
bois et comportaient la totalité des informations listées précédemment. Des sondages de
pénétration au carottier ont été effectués à proximité de zones d’essais.
Au total, la base de données d’essais de pieux en bois constituée comprend donc 10 essais de
chargement réalisés sur les deux sites expérimentaux, 40 essais (dans des sables et des argiles)
corrélés aux résultats des sondages de pénétration au carottier et 56 essais corrélés à la
résistance au cisaillement non drainée de l’argile.
Le modèle de calcul développé par la suite est donc construit à partir des paramètres de
résistance du sol (cu) et des résultats des essais pressiométriques et de pénétration au carottier.
4.2.3 Corrélations entre les paramètres cu, NSPT et pl

La méthode de dimensionnement française des fondations profondes s’appuie sur des
corrélations entre la portance limite des pieux et les caractéristiques pressiométriques du sol
(Chapitre V, § 3.1.6). Or la base de données d’essais en pieux en bois alimentée dans ce
travail ne comprend que des résultats d’essais documentés par des profils d’essais SPT et de
cohésion non drainée. Il est donc nécessaire de faire la correspondance avec des profils
pressiométriques.
Les profils des cohésions non drainées sont établis uniquement dans les argiles limons, tandis
que les profils d’essais SPT le sont à la fois dans les argiles limons et les sables graves
(certains sites étant caractérisés par une alternance de couches de sol différentes).
Les caractéristiques pressiométriques des couches de sol sont établies à partir de corrélations
entre la pression limite pl, le nombre de coups de pénétration au carottier NSPT et la résistance
au cisaillement non drainée cu en fonction de la nature du sol (Tableau V-22).
308
Tableau V-22. Corrélations entre NSPT, cu et pl

Argile limon Sable grave
pl pl
Corrélation entre pl (MPa) et NSPT (/0,3m) = 15 = 20
N SPT N SPT
pl − p0'
cu = +β
α
Corrélation entre pl (MPa) et cu (MPa) pl − p0' 5 6
(Reiffsteck et al., 2012) <0,3 5,5 0
12 0,03
0,3 à 1
10 0,025
1 à 2,5 35 0,085
4.2.4 Séparation des résistances de pointe et de frottement expérimentales

Les essais de chargement détaillés dans la littérature et la base de données américaine ont été
réalisés sur des pieux en bois instrumentés en tête. L’absence d’instrumentation le long du fût
ne permet pas de séparer les résistances de pointe et de frottement.
On rappelle que nous considérons que 75 % de la portance limite des pieux en bois est reprise
par le fût et 25 % par la pointe (Chapitre V, § 2.3.2). Ces ratios ont été établis en effectuant la
moyenne entre les résistances de pointe des pieux battus contenus dans la base de données
d’essais de pieux du LCPC et celles mesurées lors des essais de chargement des pieux en bois
à Rouen et Cubzac-les-Ponts :
• D’après la base de données d’essais de pieux du LCPC (Chapitre V, § 3.1.6.1), les
résistances de pointe des pieux battus sont en moyenne égales à 38 % de leur portance
limite ;
• Les résistances de pointe des pieux en bois battus sur les plots expérimentaux de Rouen et
Cubzac-les-Ponts atteignaient en moyenne 17 % de leur portance limite (Chapitre IV,
§ 2.6.4.8).
4.2.5 Schéma récapitulatif de la démarche

La démarche adoptée dans le cadre de l’élaboration de la méthode de dimensionnement
française des pieux en bois est présentée sur la Figure V-33. Elle est divisée en cinq étapes,
explicitées par la suite.
309
Etape 1
Base de données Base de données issue Essais de chargement

américaine de la littérature sur sites expérimentaux
Profil cu, NSPT Profil pl en Coupe

Géométrie Résistance
en fonction de fonction de la géologique
du pieu ultime Rc,mes
la profondeur profondeur du sol
Corrélations NSPT->pl
et cu->pl
Etape 2 Rs,mes=0,75Rc,mes
Etape 3
Rb,mes=0,25Rc,mes
Choix des coefficients
7pieu bois-sol et kp,pieu bois-sol
Etape 4
Rs,cal Rb,cal Rc,cal Rs,mes Rb,mes Rc,mes
Rs,cal/Rs,mes Rb,cal/Rb,mes Rc,cal/Rc,mes

Etape 5
Validation ou
modification des
coefficients
Coefficient
Etude des fonctions de de modèle
répartition des distributions 8R;d1
statistiques
Figure V-33. Schéma récapitulatif de la démarche
• La première étape consiste à synthétiser l’ensemble des résultats et données relatifs aux
essais de chargement des pieux en bois. On rappelle que ces données proviennent des
résultats d’essais obtenus sur les plots expérimentaux de Rouen et de Cubzac-les-Ponts,
d’articles publiés dans la littérature et de résultats contenus dans la base de données
américaine d’essais de pieux (notée dans la suite du chapitre BDDA). Les géométries, les
portances limites expérimentales des pieux, ainsi que les coupes géologiques des terrains
sont relevées. Les profils pressiométriques (à Rouen et Cubzac-les-Ponts), de la résistance
au cisaillement non drainée de l’argile cu et de la résistance de pénétration au carottier
NSPT en fonction de la profondeur le sont également.
• La deuxième étape consiste à établir les profils pressiométriques des terrains dans lesquels
ont été battus les pieux en bois. Ces profils sont déterminés par corrélation entre les
paramètres cu, NSPT et pl. Les facteurs de corrélation sont présentés dans le Tableau V-22.
Les profils pressiométriques des plots expérimentaux de Rouen et de Cubzac-les-Ponts
sont établis par mesure directe des pressions limites dans le terrain.
• La séparation des efforts repris par le fût et la pointe des pieux en bois non instrumentés
avec des extensomètres amovibles constitue la troisième étape de la démarche. Les ratios
retenus sont présentés dans le Chapitre V, § 4.2.4. Les mesures directes des résistances de
pointe et de frottement des pieux en bois testés à Rouen et à Cubzac-les-Ponts ont été
réalisées avec un système d’instrumentation constitué d’extensomètres amovibles
(Chapitre IV, § 1.4).
• La quatrième étape de cette démarche consiste à calculer la résistance de frottement, la
résistance de pointe et la portance limite des pieux en bois à partir des formules établies
310
dans la norme NF P 94-262 (AFNOR, 2012) et détaillées dans le Chapitre V, § 3.1.6. A ce

stade de l’étude, les coefficients 5pieu bois-sol et kp, pieu bois n’étant pas déterminés, ils sont
supposés égaux à ceux des pieux de la classe 4 de la norme NF P 94-262 (AFNOR, 2012)
(Tableau V-21). On rappelle que la classe 4 regroupe les pieux battus béton préfabriqué
ou précontraint, battus enrobés (béton-mortier-coulis), battus moulés et battus acier
fermés.
• Une fois les résistances des pieux calculées, les fonctions de répartition des ratios
Rs,cal/Rs,mes, Rb,cal/Rb,mes et Rc,cal/Rc,mes sont tracées (étape n°5). Les coefficients 5pieu bois-sol
et kp, pieu bois sont alors modifiés en fonction des valeurs des coefficients de modèle
7R;d,pieu bois, résistance de frottement et 7R;d, pieu bois, résistance de pointe obtenues. La fonction de répartition
du ratio Rc,cal/Rc,mes permet également de déterminer le coefficient de modèle 7R;d1.
La finalité de la démarche présentée ci-dessus consiste donc à déterminer les valeurs des
coefficients 5pieu bois-sol, kp, pieu bois et 7R;d1. Elles sont présentées dans le Chapitre V, § 4.3 et
§ 4.4.
4.3 Calage des coefficients 5pieu bois-sol et kp, pieu bois

Les règles de calcul des fondations profondes présentées dans la norme NF P 94-262
(AFNOR, 2012) ont été établies en considérant une probabilité de mise en défaut de la
fonction de répartition du ratio Rc,cal/Rc,mes égale à 17 % (Chapitre V, § 3.3).
Cette probabilité de mise en défaut de 17 % est conservée pour le calage des coefficients
5pieu bois-sol, kp, pieu bois et 7R;d1.
Compte tenu du manque de données relatives aux autres natures de sol (craie, marne et
calcaire-marneux, roche altérée ou fragmentée), le paramètre 5pieu bois-sol et le facteur de
portance kp, pieu bois sont uniquement déterminés dans les argiles limons et les sables graves.
4.3.1 Calage du coefficient 5pieu bois-sol

L’étude de la distribution statistique du ratio Rs,cal/Rs,mes vise à déterminer les valeurs du
paramètre adimensionnel 5pieu bois-sol dans les argiles limons et les sables graves. On a vu, dans
le Chapitre V, § 3.1.6.2, qu’il dépendait de la technique de réalisation du pieu et de la nature
du terrain.
Dans la suite du chapitre, le terme « compilation » désignera l’ensemble des résultats des
essais de chargement des pieux en bois réalisés sur les deux plots expérimentaux et publiés
dans la littérature et dans la base de données américaine.
Les valeurs du paramètre 5pieu bois-sol, supposées égales à celles des pieux de classe 4, sont
modifiées et calées de sorte que la différence entre les coefficients de modèle
7R;d,pieu bois, résistance de frottement, compilation et 7R;d,pieu battu classe 4, résistance de frottement soit minimisée
(Figure V-34). Ce dernier, égal à 1,32, a été déterminé en analysant 41 essais de chargement
de pieux battus et en conservant une probabilité de mise en défaut de la fonction de répartition
de 17 %.
311
1,00
0,95
0,90
0,85
0,83
0,80
0,75
0,70 Classe 4 (pieux battus) (Burlon et al., 2013)
0,65
F(Rs,cal/Rs,mes)
Pieux Bois compilation - 7argile=1 ; 7sable=1,4

0,60
Pieux Bois compilation - 7argile=1 ; 7sable=1,3
0,55
Pieux Bois compilation - 7argile=0,9 ; 7sable=1,2
0,50
0,45 Pieux Bois compilation - 7argile=0,9 ; 7sable=1,1
0,40
0,35
0,30
0,25
0,20
7R;d,pieux battus classe 4,
0,15 résistance de frottement
1,32
0,10 5pieu bois-argile limon = 1 5pieu bois-argile limon = 1 5pieu bois-argile limon = 0,9 5pieu bois-argile limon = 0,9
5pieu bois-sable grave = 1,4 5pieu bois-sable grave = 1,3 5pieu bois-sable grave = 1,2 5pieu bois-sable grave = 1,1
0,05 7R;d,pieu bois, résistance de
1,60 1,60 1,40 1,36
frottement, compilation
0,00
0
0,1
0,2
0,3
0,4
0,5
0,6
0,7
0,8
0,9
1
1,1
1,2
1,3
1,4
1,5
1,6
1,7
1,8
1,9
2
2,1
2,2
2,3
2,4
2,5
2,6
2,7
2,8
2,9
3
1,32
Rs,cal/Rs,mes
1,36
Figure V-34. Fonctions de répartition de Rs,cal/Rs,mes en fonction des valeurs de 6pieu bois - argiles limons et 6pieu bois-
sables graves
Pour des coefficients 5pieu bois-argiles limons et 5pieu bois-sable grave respectivement égaux à 0,9 et 1,1,
le coefficient de modèle 7R;d,pieu bois, résistance de frottement, compilation est égal à 1,36.
Le Tableau V-23 et la Figure V-35 présentent les valeurs du paramètre 5pieu bois-sol que nous
proposons dans les argiles limons et les sables graves, ainsi que les fonctions de répartition du
ratio Rs,cal/Rs,mes.
Tableau V-23. Valeurs de 6pieu bois-argiles limons et 6pieu bois-sables graves

aargiles limons 0,003 asables graves 0,01
bargiles limons 0,04 bsables graves 0,06
cargiles limons 3,5 csables graves 1,2
7pieu bois - argiles limons 0,9 7pieu bois - sables graves 1,1
312
1,00
0,95
0,90
0,85
0,83
0,80
0,75
0,70
0,65
F(Rs,cal/Rs,mes)
0,60 Données littérature et BDDA - NSPT

0,55 Données littérature - cu
0,50 Données Rouen + Cubzac-les-Ponts - pl
0,45 Pieux Bois - Compilation
0,40 Loi normale - Compilation
0,30
0,25
0,20 Rs,cal/Rs,mes Nbre essais Médiane Moyenne Ecart-type
Données littérature + BDDA - NSPT 40 0,77 0,81 0,34
0,15 Données littérature - cu 56 0,90 1,10 0,69
0,10 Données Rouen + Cubzac - pl 10 0,76 0,81 0,20
Compilation 106 0,83 0,96 0,56
0,05 Pieux battus – classe 4 41 0,94 0,96 0,28
0,00
0
0,1
0,2
0,3
0,4
0,5
0,6
0,7
0,8
0,9
1
1,1
1,2
1,3
1,4
1,5
1,6
1,7
1,8
1,9
2
2,1
2,2
2,3
2,4
2,5
2,6
2,7
2,8
2,9
3
1,03 1,32 1,36 Rs,cal/Rs,mes
Figure V-35. Fonctions de répartition de Rs,cal/Rs,mes pour les pieux en bois
Le paramètre 5pieu bois-argiles limons est égal à 0,9. Sa valeur est comprise entre celles des
paramètres 5pieu battu acier fermé-argiles limons (égale à 0,8) et 5pieu béton battu préfabriqué-argiles limons (égale à
1,1) établies dans la norme NF P 94-262 (AFNOR, 2012).
Le paramètre 5pieu bois-sables graves est lui égal à 1,1. Sa valeur est inférieure à celles des
paramètres 5pieu battu acier fermé- sables graves (égale à 1,2) et 5pieu béton battu préfabriqué- sables graves (égale à
1,4) (norme NF P 94-262 (AFNOR, 2012)).
Les différentes fonctions de répartition tracées à partir des données publiées dans la
littérature, dans la base de données américaine et mesurées à Rouen et Cubzac-les-Ponts
présentent des tendances similaires à la loi normale (Figure V-35).
Les distributions des ratios Rs,cal/Rs,mes calculés à partir des données publiées dans la littérature
et la base de données américaine sont dispersées : les coefficients de variation sont égaux à
42 % (données littérature + BDDA - NSPT) et 63 % (données littérature - cu). Ces dispersions
sont liées aux incertitudes sur les facteurs de corrélation entre les paramètres cu, NSPT et pl, et
sur la répartition « arbitraire » des efforts entre le fût et la pointe. Le coefficient de variation
des ratios Rs,cal/Rs,mes calculés à partir de la compilation des données est égal à 58 %. La
distribution des ratios Rs,cal/Rs,mes calculé à partir des données mesurées sur les deux plots
expérimentaux (Rouen et Cubzac-les-Ponts) présente la dispersion la plus faible : son
coefficient de variation est égal à 25 %.
La moyenne et la médiane des ratios Rs,cal/Rs,mes calculées à partir de la compilation des

données relatives aux pieux en bois sont respectivement égales à 0,96 et 0,83 (Figure V-35).
313
Tandis que la moyenne et la médiane des ratios Rs,cal/Rs,mes relatifs aux pieux battus de la
classe 4 (Burlon et al., 2013) sont respectivement égales à 0,96 et 0,94.
Les moyennes des ratios Rs,cal/Rs,mes relatifs aux pieux en bois et aux pieux battus de la classe
4 (Burlon et al., 2013) sont donc identiques. Les médianes diffèrent de 11 %.
Le coefficient de modèle 7R;d, pieu bois, résistance de frottement, compilation est égal à 1,36 (Figure V-35).
Sa valeur est proche de celle du coefficient de modèle relatif à la résistance de frottement des
pieux battus (classe 4) dans les argiles limons et les sables graves et égale à 1,32 (Burlon et
al., 2013).
Enfin, si l’on considère uniquement les résultats d’essais de chargement obtenus à Rouen et à
Cubzac-les-Ponts, le coefficient de modèle 7R;d,pieu bois, résistance de frottement, plots expérimentaux atteint
1,03 (Figure V-35). Il tient compte de la dispersion de la méthode de calcul (reposant sur 10
essais de chargement de pieux en bois) entre les valeurs des frottements latéraux unitaires
limites et les données géotechniques de sol.
4.3.2 Calage du facteur de portance kp, pieu bois

Les valeurs du coefficient de portance kp établies dans la norme NF P 94-262 (AFNOR, 2012)
dépendent de la classe des pieux et de la nature du sol (Tableau V-21).
La probabilité de mise en défaut de la fonction de répartition du rapport Rb,cal/Rb,mes égale à
17 % est conservée pour le calage du facteur de portance kp, pieu bois.
Le Tableau V-24 et la Figure V-36 présentent les valeurs de ce coefficient retenues dans les
argiles limons et les sables graves, ainsi que les fonctions de répartition du ratio Rb,cal/Rb,mes.
Les valeurs retenues du facteur kp,pieu bois dans les argiles limons et les sables graves sont
identiques à celles établies dans la norme NF P 94-262 (AFNOR, 2012) pour les pieux de
classe 4 (Tableau V-21).
Tableau V-24. Valeurs du coefficient de portance kp dans les argiles limons et les sables graves
kp, pieu bois, argiles limons 1,35 kp, pieu bois, sables graves 3,1
314
1,00
0,95
0,90
0,83 0,85
0,80
0,75
0,70
0,65
F(Rb,cal/Rb,mes)
0,60
0,55
Données littérature et BDDA - NSPT
0,50
Données littérature - cu
0,40 Pieux Bois - Compilation
0,25
0,20 Rb,cal/Rb,mes Nbre essais Médiane Moyenne Ecart-type
0,15 Données littérature + BDDA - NSPT 40 0,83 1,36 1,25
Données littérature - cu 56 0,12 0,41 0,83
0,05 Compilation
Pieux battus – classe 4
106
41
0,41
1,19
0,84
1,22
1,10
0,65
0,00
0
0,1
0,2
0,3
0,4
0,5
0,6
0,7
0,8
0,9
1
1,1
1,2
1,3
1,4
1,5
1,6
1,7
1,8
1,9
2
2,1
2,2
2,3
2,4
2,5
2,6
2,7
2,8
2,9
3
0,28 Rb,cal/Rb,mes 1,28 1,3 2,04 2,38
Figure V-36. Fonction de répartition de Rb,cal/Rb,mes pour les pieux en bois
La Figure V-36 met en évidence une dispersion importante des ratios Rb,cal/Rb,mes. Les
coefficients de variation varient entre 65 % (données mesurées à Rouen et à Cubzac-les-
Ponts) et 200 % (données littérature - cu).
La résistance de pointe des pieux calculée à partir des corrélations entre les paramètres cu et pl
est sous-estimée (90 % de la population des pieux présentent un ratio Rb,cal/Rb,mes inférieur à
1), tandis qu’elle est surestimée lorsque pl est corrélée avec NSPT (Figure V-36). Les facteurs
de corrélation utilisés ainsi que la séparation « arbitraire » de la portance limite des pieux en
un terme de frottement et un terme de pointe peuvent expliquer cette dispersion.
En ne tenant compte que des essais de chargement réalisés à Rouen et Cubzac-les-Ponts, le

coefficient de modèle 7R;d, pieu bois, résistance de pointe, sites expérimentaux est égal à 2,04 (Figure V-36).
Cependant, ce coefficient, ainsi que le facteur 7R;d,pieu bois, résistance de frottement, sites expérimentaux étant
déterminés à partir d’un faible nombre d’essais de pieux (seulement 10), ils sont peu
représentatifs de l’ensemble de la population des pieux en bois.
Les coefficients de modèle 7R;d, pieu bois, résistance de pointe, données littérature et BDDA - NSPT et
7R;d, pieu bois, résistance de pointe, données littérature-cu valent respectivement 2,38 et 0,28 (Figure V-36).
Enfin, le coefficient de modèle 7R;d, pieu bois, résistance de pointe, compilation relatif aux pieux en bois est
égal à 1,3, tandis que celui relatif aux pieux de classe 4 est égal à 1,28 (Burlon et al., 2013).
315
4.4 Coefficient de modèle 7R;d1 relatif aux pieux en bois

Lors d’un essai de chargement, l’instrumentation de la tête du pieu avec un peson et quatre
capteurs de déplacement verticaux permet de mesurer la portance limite du pieu. Le faible
nombre de capteurs utilisés et la « simplicité » de leur mise en place limitent
considérablement les incertitudes sur les valeurs enregistrées.
Les résistances de pointe et de frottement des pieux en bois ont été mesurées avec un système
d’instrumentation constitué d’extensomètres amovibles. Les incertitudes liées à la sensibilité
des jauges de déformation dans l’eau, à l’adhérence des bloqueurs dans les tubes métalliques,
ainsi qu’au dispositif d’instrumentation même des pieux en bois sur les mesures des
résistances sont difficiles à évaluer.
Néanmoins, compte tenu du fait que les essais de chargement sur les plots expérimentaux de
Rouen et Cubzac-les-Ponts ont été réalisés selon le même protocole d’essais que ceux utilisés
dans la norme NF P 94-262 (AFNOR, 2012), il n’y a pas de réelles justifications à obtenir des
coefficients de modèle 7R;d,pieu bois, résistance de frottement et 7R;d, pieu bois, résistance de pointe différents de
ceux établis dans la norme NF P 94-262 (AFNOR, 2012).
Les valeurs caractéristiques des résistances de pointe et de frottement sont calculées en

divisant les résistances de pointe et de frottement calculées par deux coefficients de modèle
7R;d1 et 7R;d2 présentés dans le Chapitre V, § 3.3. Le second est fixé à 1,1, tandis que le premier
tient compte de la dispersion du modèle de calcul.
L’étude des ratios entre les portances limites calculées et mesurées des pieux permet de
« masquer » les incertitudes liées aux mesures expérimentales et à la séparation des termes de
pointe et de frottement.
Le coefficient de modèle global 7R;d1, pieu bois relatif aux pieux en bois est déterminé à partir de
l’étude statistique des ratios Rc,cal/Rc,mes (Figure V-37). La portance limite des pieux est
calculée à partir des valeurs des coefficients 5pieu bois et kp, pieu bois présentées dans le Chapitre
V, § 4.3.1 et § 4.3.2.
316
1,00
0,95
0,90
0,85
0,83 0,80
0,75
0,70 Données littérature et BDDA - NSPT
F(Rc,cal/Rc,mes)
0,65 Données littérature - cu

Pieux Bois - Compilation
0,45
0,40
0,35
0,30
0,25
0,20 Rc,cal/Rc,mes Nbre essais Médiane Moyenne Ecart-type
0,15 Données littérature + BDDA - NSPT 40 0,87 0,95 0,40
Données littérature - cu 56 0,73 0,92 0,69
0,05 Compilation
Pieux battus – classe 4
106
41
0,79
0,95
0,92
0,99
0,55
0,2
0,00
0
0,1
0,2
0,3
0,4
0,5
0,6
0,7
0,8
0,9
1
1,1
1,2
1,3
1,4
1,5
1,6
1,7
1,8
1,9
2
2,1
2,2
2,3
2,4
2,5
2,6
2,7
2,8
2,9
3
1,00 1,25 Rc,cal/Rc,mes
1,18
Figure V-37. Fonction de répartition de Rc,cal/Rc,mes pour les pieux en bois
La fonction de répartition tracée à partir de l’ensemble des données publiées dans la

littérature, dans la base de données américaine et mesurées à Rouen et Cubzac-les-Ponts
présente une tendance similaire à la loi normale (Figure V-37).
La Figure V-37 met en évidence une certaine dispersion des ratios Rc,cal/Rc,mes. Les
coefficients de variation varient entre 29 % (données mesurées à Rouen et à Cubzac-les-
Ponts) et 75 % (données littérature - cu). La distribution du ratio Rc,cal/Rc,mes calculé à partir
des données mesurées à Rouen et Cubzac-les-ponts présente la dispersion la plus faible.
Le coefficient de modèle 7R;d1,pieu bois, compilation associé à une probabilité de mise en défaut de la
fonction de répartition de 17 % est égal à 1,25 (Figure V-37). Si l’on ne tient compte que des
essais de chargement réalisés à Rouen et Cubzac-les-Ponts, le coefficient de modèle
7R;d1,pieu bois, sites expérimentaux vaut 1.
Enfin, le coefficient de modèle 7R;d1, pieu battu, classe 4 relatif aux pieux battus de la classe 4 est
égal à 1,18.
Les pieux en bois constituent, selon la classification établie dans la norme NF P 94-262
(AFNOR, 2012) (Tableau V-21), une 21ème catégorie. Leur technique de mise en œuvre par
battage permet de les intégrer dans la classe 4, où figurent notamment les pieux battus béton
préfabriqué, enrobés, moulés et acier fermés. Cette classe de pieux (mis à part les pieux battus
enrobés) est contenue dans le groupe G1, dont le coefficient de modèle 7R;d1 est égal à 1,15
(Chapitre V, § 3.3).
Compte tenu du retour d’expérience inexistant sur la portance limite réelle des pieux en bois
dimensionnés à partir des règles pressiométriques proposées dans cette étude, la valeur du
317
coefficient de modèle 7R;d1,pieu bois est maintenue à 1,25. Cette dernière est donc différente de
celle du coefficient de modèle 7R;d1 relatif au groupe G1.
4.5 Application de la méthode de dimensionnement proposée
L’approche de calcul dite « modèle de terrain » (Chapitre V, § 3.2) est la plus couramment
utilisée en France. Elle est retenue dans le calcul des résistances des pieux en bois battus sur
les plots expérimentaux de Rouen et de Cubzac-les-Ponts.
Les résistances des pieux sont calculées à partir de la méthode de dimensionnement française
présentée dans la norme NF P 94-262 (AFNOR, 2012) et des coefficients 5pieu bois-sol et
kp, pieu bois établis dans le Chapitre V, § 4.3 (Tableau V-25 et Tableau V-26).
Tableau V-25. Comparaison des résistances calculées et mesurées des pieux en bois– Rouen – méthode de
dimensionnement française
Rs,cal,NFP94-262 Rb,cal, NFP94-262 Rc,cal,NFP94-262
(kN) (kN) (kN)
Pieu n°1 (hêtre) 138 0,70 47 1,07 185 0,77
Pieu n°2 (hêtre) 167 0,56 70 2,05 237 0,73
Pieu n°3 (pin) 137 0,62 48 0,52 185 0,59
Pieu n°4 (pin) 127 0,97 43 0,49 170 0,77
Pieu n°5 (chêne) 133 1,03 44 0,67 178 0,91
Pieu n°8 (acacia) 111 0,71 30 0,48 141 0,64
Pieu n°9 (acacia) 121 0,78 37 0,55 158 0,71
Tableau V-26. Comparaison des résistances calculées et mesurées des pieux en bois– Cubzac-les-Ponts –
méthode de dimensionnement française
Rs,cal,NFP94-262 Rb,cal, NFP94-262 Rc,cal,NFP94-262
(kN) (kN) (kN)
Pieu n°4 (pin) 45 1,27 8 2,50 53 1,38
Pieu n°5 (chêne) 48 1,09 8 2,02 56 1,17
Pieu n°9 (acacia) 43 0,82 7 2,00 50 0,89
Rb,cal/Rb,mes et Rc,cal/Rc,mes calculés à partir de la méthode de dimensionnement française
proposée.
318
4 Rouen
Rs,cal/Rs,mes
Rb,cal/Rb,mes
3 Rs,cal/Rs,mes 7 0,71 0,77 0,17 Rc,cal/Rc,mes
Fréquence
Rb,cal/Rb,mes 7 0,55 084 0,57
Rc,cal/Rc,mes 7 0,73 0,73 0,10
0
,2
,3
,4
,5
,6
,7
,8
,9
,2
,1
-1
,1
-0
-0
-0
-0
-0
-0
-0
-0
-1
-0
-1
9
0,
1
1
0
1
0,
0,
0,
0,
0,
0,
0,
0,
1,
Ri,cal/Ri,mes
Figure V-38. Distributions des ratios Rs,cal/Rs,mes, Rb,cal/Rb,mes, Rc,cal/Rc,mes - Rouen – Méthode de
2
Rb,cal/Rb,mes Nbre valeurs Médiane Moyenne Ecart-type
Rc,cal/Rc,mes Rs,cal/Rs,mes 3 1,09 1,06 0,23
Rb,cal/Rb,mes 3 2,02 2,18 0,28
Fréquence
Rc,cal/Rc,mes 3 1,17 1,15 0,24
0
,1
,1
,1
,3
,5
,7
,9
,3
,5
,7
,9
,3
,5
-0
-1
-2
-0
-0
-0
-0
-1
-1
-1
-1
-2
-2
0
2
2
4
0,
0,
0,
0,
1,
1,
1,
1,
2,
2,
Ri,cal/Ri,mes
Figure V-39. Distributions des ratios Rs,cal/Rs,mes, Rb,cal/Rb,mes, Rc,cal/Rc,mes - Cubzac-les-Ponts – Méthode de
On observe, sur la Figure V-38, que le modèle de calcul des pieux en bois établi ci-dessus
sous-estime en moyenne de 25 % les résistances locales et globales des pieux testés à Rouen.
A l’inverse, ce modèle surestime d’un facteur 2 les résistances de pointe des pieux battus à
Cubzac-les-Ponts (Figure V-39), tandis que les résistances de frottement et les portances
limites calculées de ces pieux sont en moyenne 13 % plus élevées que celles mesurées sur
site.
Enfin, la moyenne des ratios Rc,cal/Rc,mes présentés dans le Tableau V-25 et le Tableau V-26
est égale à 0,85.
319
4.5.2 Plage de valeurs des coefficients 5pieu bois, mes et kp, pieu bois, mes
4.5.2.1 Plage de valeurs du coefficient 7pieu bois, mes

Les mesures du frottement latéral unitaire limite des différents tronçons des pieux en bois,
corrélées aux pressions limites dans le sol permettent de déterminer des valeurs enveloppes du
paramètre 5pieu bois, mes.
La Figure V-40 présente la distribution statistique du coefficient 5pieu bois, mes dans les argiles
limons de Rouen et de Cubzac-les-Ponts et dans les sables graves de Rouen.
L’évolution du frottement latéral unitaire limite des pieux en bois en fonction de la pression
limite dans les argiles limons et les sables graves est représentée sur la Figure V-41. Les
courbes fsol théoriques (norme NF P 94-262 (AFNOR, 2012)) (Figure V-31) sont pondérées
par différents coefficients 5pieu-sol afin d’établir les courbes enveloppes des mesures.
6
7pieu bois-argile limon,mes
5 7pieu bois-sable grave,mes
8pieu bois-argile lim on=0,9

Fréquence
4
8pieu bois-sable grave =1,1
3 Nbre valeurs Médiane Moyenne Ecart-type
5pieu bois-argile limon,mes 34 0,93 1,22 0,78
5pieu bois-sable grave,mes 21 1,05 1,49 1,11
2
0
,1
,1
,1
,5
,3
,5
,7
,9
,3
,5
,7
,9
,3
,5
,7
,9
-0
-1
-2
-4
-0
-0
-0
-0
-1
-1
-1
-1
-2
-2
-2
-2
0
3
2
8
0,
0,
0,
0,
1,
1,
1,
1,
2,
2,
2,
2,
8pieu bois,mes
Figure V-40. Distributions statistiques du paramètre 6pieu bois,mes dans les argiles limons et les sables graves
0,11 0,11
Argile limon
0,10 0,10
Rouen
Rouen
0,09 Cubzac-les-Ponts 0,09
8=3 8=2,5
0,08 0,08
0,07 0,07
qs,mes (MPa)
qs,mes (MPa)
8=1,5 8pieu bois-sable grave =1,1

0,06 0,06
0,05 0,05
8pieu bois-argile limon =0,9
0,04 0,04
0,03 0,03
8=0,5
0,02 0,02
8=0,25
0,01 0,01
0,00 0,00
0,0 0,1 0,2 0,3 0,4 0,5 0,6 0,7 0,8 0,9 1,0 1,1 0,0 0,1 0,2 0,3 0,4 0,5 0,6 0,7 0,8 0,9 1,0 1,1
pl (MPa) pl (MPa)
(a) (b)
Figure V-41. Evolution du frottement latéral unitaire limite mesuré des pieux en bois dans les argiles limons
(a) et les sables graves (b) en fonction de la pression limite
320
Les paramètres 5pieu bois, mes déterminés à partir des résultats d’essais varient entre 0,5 et 3 dans
les argiles limons et entre 0,25 et 2,5 dans les sables graves (Figure V-41). Ils présentent une
dispersion importante, les coefficients de variation étant respectivement égaux à 64 et 74 %.
Les valeurs expérimentales moyennes des coefficients 5pieu bois, mes dans les argiles limons et
les sables graves sont 22 et 35 % plus élevées que celles proposées dans la méthode de
dimensionnement des pieux en bois (Figure V-40).
A titre de comparaison, les paramètres 5pieu-sol relatifs aux pieux battus acier fermés (norme
NF P 94-262 (AFNOR, 2012)) ont également été calés à partir de nuages de points dont la
dispersion était plus ou moins importante (Figure V-42).
NF P 94-262
Argile limon Sable grave
Coefficient de Coefficient de
Nbre valeurs Médiane Moyenne Ecart-type Nbre valeurs Médiane Moyenne Ecart-type
variation (%) variation (%)
5pieu b attu acier fermé- 5pieu battu acier fer mé-
18 0,72 0,91 0,57 63 20 0,11 0,11 0,04 38
argile limon sable grave
NF P 94-262
(a) (b)
Figure V-42. Evolution du frottement latéral unitaire limite des pieux battus acier fermés dans les argiles
limons (a) et les sables graves (b) en fonction de la pression limite (modifié d’après Burlon et al., 2013)
4.5.2.2 Plage de valeurs du facteur de portance kp, pieu bois, mes

Les valeurs du coefficient de portance kp, pieu bois, mes ont été évaluées, dans le Chapitre IV, §
2.6.4.8 et § 3.4.2.5, en divisant la résistance de pointe unitaire limite des pieux mesurée sur
site par leur section transversale. Elles sont rappelées dans le Tableau IV-19.
Tableau V-27. Coefficient de portance des pieux kp, pieu bois, mes – Rouen et Cubzac-les-Ponts
Pieux kp, pieu bois, Rouen, mes kp, pieu bois, Cubzac-les-Ponts, mes
Pieu n°4 - pin 2,75 0,51
Pieu n°5 - chêne 2,01 0,80
Pieu n°9 - acacia 2,43 0,81
Méthode de
kp, pieu bois, argiles limons 1,35
Les facteurs de portance kp, pieu bois, Rouen, mes déterminés à partir des résultats d’essais sont en
moyenne 56 % plus élevés que le coefficient kp, pieu bois, argiles limons proposé dans la méthode de
dimensionnement française des pieux en bois.
321
A l’inverse, les facteurs de portance kp, pieu bois, Cubzac-les-Ponts, mes sont en moyenne 48 % plus
faibles que le coefficient kp, pieu bois, argiles limons.
Le facteur de portance expérimental moyen kp, pieu bois, mes mesuré dans les argiles limons de
Rouen et de Cubzac-les-Ponts est égal à 1,65. Il est donc 20 % plus élevé que le coefficient
kp, pieu bois, argiles limons établi dans le Chapitre V, § 4.3.2.
Ce paragraphe a permis de mettre en évidence que le modèle de calcul présenté dans cette
étude et appliqué aux 10 essais de chargement réalisés à Rouen et à Cubzac-les-Ponts était
conservateur.
Les valeurs des coefficients 5pieu bois, mes et kp, pieu bois, mes dans les argiles limons et les sables
graves diffèrent de celles établies le Chapitre V, § 4.3.1 et § 4.3.2.
En effet, la base de données d’essais de chargement de pieux en bois construite dans cette
étude contient 106 résultats d’essais réalisés à Rouen et à Cubzac-les-Ponts, publiés dans la
littérature et contenus dans la base de données d’essais de pieux américaine. Les valeurs des
coefficients 5pieu bois-sol et kp, pieu bois proposées ont alors été établies à partir d’études
statistiques portant sur un grand nombre d’essais.
A l’inverse, les paramètres 5pieu bois, mes et kp, pieu bois, mes ont été déterminés à partir de 10 essais
effectués sur les deux plots expérimentaux. Le faible nombre d’essais pris en compte permet
de justifier les différences observées entre les valeurs de ces paramètres et celles proposées
dans le modèle de calcul.
5 Synthèse des résultats

Ce paragraphe présente une comparaison des différentes méthodes de dimensionnement des
fondations profondes exposées dans ce chapitre, en partie 1 et 4.
Les distributions statiques des ratios entre les résistances calculées et mesurées des pieux en
bois sont compilées sur les Figures V-43, V-44 et V-45.
Les écarts observés entre les résistances calculées et mesurées sont données dans le Tableau
V-28.
322
Méthode des Méthode Méthode de

Méthode Méthode de Nottingham
Rs,cal/Rs,mes contraintes hollandaise dimensionnement
5-cu et Schmertmann
effectives NEN-6743 française
Nb valeurs 3 10 10 7 10
Médiane 2,20 0,41 0,57 0,37 0,76
Moyenne 2,33 0,48 0,61 0,40 0,81
Ecart-type 0,59 0,21 0,14 0,09 0,20
5
Méthode 7-Cu
4 Méthode hollandaise NEN-6743
Méthode de Nottingham et Schmertmann
Méthode de dimensionnement française
Fréquence
3 Rs,cal=Rs,mes
0
,2
,3
,4
,5
,6
,7
,8
,9
,2
,3
,4
,5
,1
-1
,1
-4
-0
-0
-0
-0
-0
-0
-0
-0
-1
-1
-1
-1
-0
-1
9
5
0,
1,
1
4
0
1
0,
0,
0,
0,
0,
0,
0,
0,
1,
1,
1,
1,
Rs,cal /Rs,mes
Figure V-43. Distributions des ratios Rs,cal/Rs,mes

Méthode Méthode de Nottingham
Rb,cal/Rb,mes contraintes hollandaise dimensionnement
5-cu et Schmertmann
Nb valeurs 3 10 10 7 10
Médiane 1,79 0,73 1,70 1,01 0,87
Moyenne 2,11 2,00 2,35 1,59 1,24
Ecart-type 0,58 2,29 1,60 1,10 0,81
4
Méthode 7-Cu
3 Méthode de Nottingham et Schmertmann
Méthode de dimensionnement française
Fréquence
Rb,cal =Rb,mes
2
0
,3
,6
,9
,2
,5
,8
,1
5
5
-4
,4
,7
,0
,3
,6
,9
,2
,1
-0
-0
-0
-1
-1
-1
-2
-0
-0
-1
-1
-1
-1
-2
-0
25
15
45
75
05
35
65
95
2,
3
1
0
0,
0,
0,
0,
0,
0,
1,
1,
1,
1,
1,
1,
1,
2,
Rb,cal /Rb,mes
Figure V-44. Distributions des ratios Rb,cal/Rb,mes
323

Formule des Méthode Méthode de Nottingham
Rc,cal/Rc,mes contraintes hollandaise dimensionnement
« Hollandais » 5-cu et Schmertmann
Nb valeurs 10 3 10 10 7 10
Médiane 0,79 2,16 0,44 0,83 0,67 0,75
Moyenne 0,84 2,31 0,62 0,82 0,64 0,85
Ecart-type 0,24 0,57 0,36 0,15 0,11 0,22
4 Formule des Hollandais

Méthode 7-Cu
Méthode de Nottingham et Schmertmann
3 Méthode de dimensionnement française
Fréquence
Rc,cal=Rc,mes
2
0
,2
,3
,4
,5
,6
,7
,8
,9
,2
,3
,4
,5
,1
-1
,1
-4
-0
-0
-0
-0
-0
-0
-0
-0
-1
-1
-1
-1
-0
-1
9
5
0,
1,
1
4
0
1
0,
0,
0,
0,
0,
0,
0,
0,
1,
1,
1,
1,
Rc,cal/Rc,mes
Figure V-45. Distributions des ratios Rc,cal/Rc,mes
Tableau V-28. Comparaison entre les résistances calculées et les résistances mesurées des pieux en bois
Rs,cal/Rs,mes Rb,cal/Rb,mes Rc,cal/Rc,mes
Rouen Cubzac Rouen Cubzac Rouen Cubzac
Formule des « Hollandais » -15% -25%
Méthode 7-cu +133% +111% +131%
Méthode des contraintes
-63% -26% -35% +415% -59% +9%
effectives
Méthode hollandaise NEN-67-43 -39% -39% +51% +313% -22% -11%
Méthode de Nottingham et
-61% +51% -37%
Schmertmann
Méthode de dimensionnement
-24% +6% -21% +118% -28% +15%
française
L’analyse de la Figure V-43, de la Figure V-44, de la Figure V-45 et du Tableau V-28 met en
évidence les tendances suivantes :
• On observe sur la Figure V-43 que l’ensemble des méthodes de dimensionnement, mis à
part la méthode 5-cu, sous-estime en moyenne d’un facteur 1,9 la résistance de frottement
des pieux en bois. Ce facteur varie, selon les méthodes, entre 1,23 (modèle de calcul
français) et 2,50 (méthode de Nottingham, (1975) et Schmertmann, (1978)). La méthode
5-cu la surestime d’un facteur 2,30 ;
• A l’inverse, la Figure V-44 montre que les méthodes de dimensionnement étudiées
surestiment la résistance de pointe des pieux en bois d’un facteur 1,85 (on retrouve cette
tendance dans le Tableau V-28) ;
• Enfin, la Figure V-45 présente les mêmes tendances que la Figure V-43 : seule la méthode
5-cu surestime la portance limite des pieux en bois d’un facteur 2,31, tandis que les autres
méthodes la sous-estiment d’un facteur compris entre 1,17 (méthode de dimensionnement
française) et 1,61 (méthode des contraintes effectives).
324
Nous cherchons également à comprendre si les tendances observées ci-dessus (sous-

estimation ou surestimation de la portance limite des pieux) peuvent être généralisées aux
autres types de pieux battus.
A cet effet, une comparaison des différentes méthodes de dimensionnement est réalisée en
s’appuyant sur des articles publiés dans la littérature, dans lesquels les portances limites des
pieux sont calculées à partir de ces méthodes. Cette étude s’appuie sur :
• 35 résultats d’essais de chargement de pieux en béton préfabriqué battus dans les
argiles, dont les portances limites sont calculées avec la méthode 5-cu (Abu-Farsakh et
Titi, 2007) ;
• 35 résultats d’essais de chargement de pieux en béton préfabriqué battus dans les
argiles, dont les portances limites sont estimées avec la méthode des contraintes effectives
(Abu-Farsakh et Titi, 2007 ; Viana da Fonseca et Santos, 2008) ;
• 11 résultats d’essais de chargement de pieux en acier et en béton battus dans les argiles et
les sables, dont les portances limites sont évaluées avec la méthode détaillée dans la
norme hollandaise NEN-67-43, (1991) (Fellenius et al., 2004 ; Viana da Fonseca et
Santos, 2008) ;
• 136 résultats d’essais de chargement de pieux en acier et en béton battus dans les argiles et
les sables, dont les portances limites sont calculées avec la méthode de Nottingham,
(1975) et Schmertmann, (1978) (Abu-Farsakh et Titi, 2007 ; Viana da Fonseca et Santos,
2008 ; Fellenius et al., 2004 ; Eslami et Fellenius, 1997).
Les résultats sont compilés sur la Figure V-46 et la Figure V-47.
10 20
Méthode 7-Cu
9 18 Méthode de Nottingham et Schmertmann
8 Méthode hollandaise NEN-6743
16
7 14
Fréquence
Fréquence
6 12
5 10
4 8
3 6
2 4
1 2
0 0
2 2
3 3
4 4
5 5
6 6
7 7
8 8
0, ,9
2 2
3 3
4 4
5 5
6 6
7 7
8 8
1, ,9
1 1
1 -1
1 1
-2
2 2
3 3
4 4
5 5
6 6
7 7
8 8
0, ,9
2 2
3 3
4 4
5 5
6 6
7 7
8 8
1, ,9
1 1
1 -1
1 1
-2
0, - 0,
0, - 0,
0, - 0,
0, - 0,
0, - 0,
0, - 0,
0, - 0,
1, - 1,
1, - 1,
1, - 1,
1, - 1,
1, - 1,
1, - 1,
1, - 1,
0, - 0,
1, - 1,
-0
-1
0, - 0,
0, - 0,
0, - 0,
0, - 0,
0, - 0,
0, - 0,
0, - 0,
1, - 1,
1, - 1,
1, - 1,
1, - 1,
1, - 1,
1, - 1,
1, - 1,
0, - 0,
1, 1,
-0
-1
9
9
-
0
Rc,cal/Rc,mes (a) Rc,cal/Rc,mes (b)

Méthode des Méthode hollandaise Méthode de Nottingham et
Rc,cal/Rc,mes Méthode 5-cu
contraintes effectives NEN-6743 Schmertmann
Nb valeurs 35 36 11 136
Médiane 0,94 1,18 0,43 0,88 (c)
Moyenne 0,98 1,16 0,43 0,91
Ecart-type 0,34 0,30 0,06 0,37
Figure V-46. Distribution des ratios « Rc,cal/Rc,mes » calculés à partir des différentes méthodes de
dimensionnement
325
1,00
Méthode 7-Cu
0,95
0,90 Méthode des contraintes effectives
0,85
0,80
0,75 Méthode de Nottingham et Schmertmann
0,70
F(Rc,cal/Rc,mes)
0,63 0,65
0,60
0,54 0,55
0,50
0,45
0,40
0,35
0,30
0,25
0,18 0,20
0,15
0,10
0,05
0,00
0
0,1
0,2
0,3
0,4
0,5
0,6
0,7
0,8
0,9
1
1,1
1,2
1,3
1,4
1,5
1,6
1,7
1,8
1,9
2
Rc,cal/Rc,mes
Figure V-47. Fonctions de répartition des ratios « Rc,cal/Rc,mes » calculés à partir des différentes méthodes de
dimensionnement
La Figure V-46 et la Figure V-47 confirment ou infirment certaines tendances observées sur
la Figure V-45 :
• La méthode de dimensionnement des pieux présentée dans la norme hollandaise NEN-67-
43, (1991) sous-estime les portances limites des pieux en moyenne d’un facteur 2,3
(Figure V-46a). La totalité de la population des pieux présente un ratio « Rc,cal/Rc,mes »
inférieur à 1 ;
• La méthode de Nottingham, (1975) et Schmertmann, (1978) sous-estime elle aussi les
portances limites des pieux d’un facteur 1,1 (Figure V-46b). 63 % de la population des
pieux présente un ratio « Rc,cal/Rc,mes » inférieur à 1 (Figure V-47) ;
• La méthode des contraintes effectives tend à surestimer les portances limites des pieux
d’un facteur 1,15 (Figure V-46a et Figure V-46c). Cette tendance est donc contraire à
celle observée sur la Figure V-45. Les portances limites calculées sont, pour seulement
18 % d’entre elles, inférieures aux portances limites mesurées (Figure V-47) ;
• Contrairement à ce que l’on peut observer sur la Figure V-45, la méthode de
dimensionnement 5-cu ne surestime pas les portances limites des pieux. 54 % de la
population des pieux étudiée présente un ratio « Rc,cal/Rc,mes » inférieur à 1 (Figure V-47).
La moyenne des ratios « Rc,cal/Rc,mes » est égale à 0,98 et le coefficient de variation de
cette distribution à 35 % (Figure V-46c).
326
Conclusion
La première partie de ce chapitre a présenté un état de l’art des méthodes de dimensionnement

des pieux en bois en pratique aux Pays-Bas et aux Etats-Unis. Les formules de
dimensionnement « dynamiques » (formules de battage) ont été détaillées, ainsi que deux
formules utilisant des paramètres déterminés en laboratoire : la méthode 5-cu et la méthode
des contraintes effectives. Enfin, celles utilisant les paramètres déterminés in situ, (résistance
à la pénétration du cône qc et nombre de coups NSPT) ont également été présentées, ainsi que
leur condition d’application en fonction de la nature du sol.
La seconde partie de ce chapitre a été consacrée au dimensionnement des pieux en bois battus
sur les deux sites expérimentaux. La méthode 5-cu surestime les résistances locales et globales
des pieux, tandis que la méthode des contraintes effectives les sous-estime.
Les plages de valeurs des facteurs 5 et 6 déterminées à partir des mesures réalisées sur les
deux plots expérimentaux ont été comparées aux données publiées dans la littérature :
• Le facteur d’adhérence 5mes varie entre 0,3 et 0,8. La compilation des données
expérimentales et publiées dans la littérature a permis d’établir une relation entre le
facteur d’adhérence 5 et la résistance au cisaillement non drainée de l’argile cu ;
• Les plages de valeurs du coefficient 6mes établies à partir des résultats obtenus sur les plots
expérimentaux sont contenues dans la plage de valeurs établie dans le guide « Timber Pile
Design and Construction Manual » (AWPI, 2002). Les courtes longueurs des pieux en
bois ont mis en évidence les limites d’application de cette méthode.
Enfin, les méthodes s’appuyant sur les résultats des sondages de pénétration statique au cône
(norme hollandaise NEN-67-43, (1991) et méthode établie par Nottingham, (1975) et
Schmertmann, (1978)) sous-estiment les portances limites des pieux en bois.
L’évolution des règles pressiométriques et des documents normatifs français au cours des 50
dernières années a fait l’objet de la troisième partie de ce chapitre. Les coefficients 5pieu-sol et
kp établis par Burlon et al., (2013) et repris dans la norme d’application nationale française
relative aux fondation profondes NF P 94-262 (AFNOR, 2012) ont été présentés. La
démarche mise en œuvre pour déterminer les coefficients de modèle 7R;d1 et 7R;d2 (s’appuyant
sur les anciennes règles établies dans le Fascicule 62-V (MELT, 1993)) a également été
détaillée.
Les pieux en bois ont été intégrés dans la classe 4 (regroupant également les pieux battus
béton préfabriqué ou précontraint, enrobés, moulé et acier fermé) de la norme NF P 94-262
(AFNOR, 2012) et constituent une 21ème catégorie.
Une base de données d’essais de pieux en bois a été construite à partir des résultats d’essais
de chargement effectués sur les deux plots expérimentaux et des données publiées à la fois
dans la littérature et dans une base de données américaine d’essais de pieux.
L’utilisation de corrélations entre les paramètres cu, NSPT et pl, la séparation des portances
limites en un terme de pointe et de frottement, ainsi que l’exploitation de cette base de
327
données ont permis de proposer un modèle de calcul des pieux en bois s’appuyant sur les
caractéristiques pressiométriques des terrains.
Les valeurs du paramètre adimensionnel 5pieu bois-sol, du facteur de portance kp, pieu bois et du
modèle 7R;d1 ont été calées à partir des études statistiques des ratios entre les résistances
calculées et mesurées des pieux.
Enfin, les valeurs des coefficients 7R;d2 et 7t données dans la norme NF P 94-262 (AFNOR,
2012) sont indépendantes de la technique de réalisation des pieux.
On propose donc de retenir, pour le dimensionnement d’un pieu en bois, les valeurs des
coefficients 5pieu bois-sol, kp,pieu bois, 7R;d1, 7R;d2 et 7t suivantes (Tableau V-29) :
Tableau V-29. Valeurs des coefficients 6pieu bois-sol, kp,pieu bois, 8R;d1, 8R;d2 et 8t
7pieu bois - argiles limons 0,9 7pieu bois - sables graves 1,1
kp, pieu bois, argiles limons 1,35 kp, pieu bois, sables graves 3,1
7R;d1 =1,25 ; 7R;d2 =1,1 ; 7t =1,1
328
Conclusion générale et perspectives
Les travaux présentés dans ce mémoire ont été consacrés, d’une part, à l’étude des méthodes
de construction et d’inspection des fondations en bois des ouvrages, et d’autre part, à l’étude
des propriétés de résistance d’interface et du comportement mécanique des pieux en bois dans
le sol.
Présentation générale du matériau bois et des pilots

Le premier chapitre de ce mémoire a permis d’établir que la filière bois française était sous
valorisée. Le bois présente de nombreux atouts environnementaux. Au cours de sa croissance,
il limite les quantités de gaz à effet de serre émises dans l’atmosphère en absorbant le dioxyde
de carbone. Ses propriétés mécaniques, son ouvrabilité et son caractère renouvelable justifient
l’emploi de ce matériau dans de nombreux domaines de la construction.
L’abandon des pieux en bois dans les constructions des fondations des ouvrages d’art et des
bâtiments remonte au milieu du 19ème siècle. L’utilisation de nouvelles technologies de pieux,
comme les pieux vissés, le développement de chaux hydrauliques assurant une meilleure prise
du béton sous l’eau, ainsi que l’absence de « contexte normatif » français expliquent
l’absence de cette technique dans la pratique actuelle.
Etat de l’art des méthodes de construction des fondations sur pieux bois et méthodologie
d’analyse des ouvrages
Le deuxième chapitre de ce mémoire a été consacré à un état de l’art des méthodes de
construction des fondations sur des pieux en bois. A partir du 18ème siècle, suite à la rédaction
de critères relatifs au choix du type de fondation en fonction de la profondeur du substratum
et des difficultés de réalisation, de nombreux ponts et ouvrages ont été construits sur des
pieux en bois. Les fondations profondes étaient principalement constituées de pieux en bois,
solidarisés à un grillage et à un platelage. L’emploi du béton dans les constructions au cours
de l’époque industrielle a entraîné une diversification des méthodes de construction des
fondations.
Ce travail a permis d’identifier une centaine de ponts routiers bâtis sur des pieux en bois entre
le Moyen-Age et l’époque industrielle. La majeure partie est située dans les bassins versants
des fleuves. 47 ouvrages identifiés dans cette étude sont actuellement en service. Les
embâcles, les faits de guerre et les phénomènes d’érosion et d’affouillement des fondations
ont entraîné la ruine de 27 ponts routiers.
Les désordres observés sur ces ouvrages sont principalement liés à l’action directe du cours
d’eau et au phénomène d’affouillement localisé au droit des piles. Les méthodes de
renforcement des fondations consistent en leur reprise en sous-œuvre par micropieux ou par
injection.
Enfin, la méthodologie d’analyse des fondations en bois des ouvrages élaborée aux Pays-Bas
en 2003 a été appliquée lors de l’inspection des fondations du viaduc ferroviaire des cent
arches. Cette méthodologie a permis d’évaluer l’état de dégradation des pieux et du grillage
situés sous une des piles. Les mesures de poinçonnement et l’analyse des prélèvements en
329
laboratoire ont montré que les pieux en bois n’étaient pas ou peu dégradés, mais que le
grillage présentait un état de dégradation fongique avancé.
Caractérisation de l’interface sol-matériau par des essais de cisaillement réalisés en

laboratoire
L’étude des propriétés de résistance d’interface entre le bois et le sol a été réalisée avec une
campagne d’essais à la boîte de cisaillement direct. Le protocole expérimental et les résultats
de ces essais ont été présentés dans le troisième chapitre de ce mémoire.
Les essais de cisaillement du limon à la boîte de cisaillement direct normalisée ont montré
que l’augmentation de la teneur en eau du sol entraînait une diminution de ses propriétés de
résistance interne.
Le comportement de l’interface entre trois types de matériaux (bois, mortier et acier) et le
limon a été étudié en modifiant la boîte de cisaillement direct normalisée :
• L’effet de la rugosité des matériaux n’a pas été clairement mis en évidence dans cette
étude car la taille des aspérités des matériaux était supérieure à celle des particules du
limon. Les résultats des essais ont également montré que l’essence de bois n’avait pas
d’influence significative sur les propriétés de résistance d’interface ;
• Les propriétés de résistance de l’interface entre les matériaux et le limon dépendent de la
teneur en eau du sol. Pour une teneur en eau du sol inférieure à celle à l’Optimum de
densité Proctor, l’influence bénéfique de la succion et de l’optimum de densité a permis
de justifier l’augmentation de la résistance au cisaillement et de l’angle de frottement
d’interface. La diminution des propriétés de résistance d’interface pour une teneur en eau
du limon supérieure à celle à l’Optimum de densité Proctor a été expliquée par la
formation d’une fine pellicule d’eau à l’interface.
Caractérisation du comportement mécanique des pieux en bois par des essais de

chargement in situ
Le programme expérimental en laboratoire a été complété par des essais de chargement de
pieux en bois battus sur deux plots expérimentaux, à Rouen et Cubzac-les-Ponts. Les pieux en
hêtre, en pin, en chêne et en acacia ont été préalablement usinés en laboratoire et équipés d’un
système d’instrumentation dans lequel a été introduit le chapelet d’extensomètres amovibles
LPC sur site.
Les portances limites, la résistance de frottement et la résistance de pointe des pieux en bois
ont été mesurées lors des essais de chargement. L’analyse des mesures a montré que les
comportements mécaniques des pieux dans le sol étaient indépendants de l’essence.
Les tassements des pieux en bois mesurés sur site ont été comparés aux tassements calculés à
partir des lois de comportement exponentielle, trilinéaire et de la méthode hollandaise. Parmi
l’ensemble des lois et la méthode de calcul étudiées, les lois de comportement exponentielle
et trilinéaire établies par Frank et Zhao, (1982) donnent une bonne estimation des tassements
des pieux en bois chargés axialement.
Cette étude a également montré que la méthode de calcul hollandaise surestimait les
tassements mesurés d’un facteur compris entre 1,8 et 3,5, mais sous-estimait les portances
limites en moyenne d’un facteur 1,3.
330
Confrontation des méthodes de dimensionnement des pieux en bois aux résultats

expérimentaux
Le dernier chapitre de ce mémoire a été consacré, d’une part, à l’étude des méthodes de
dimensionnement des fondations profondes en pratique à l’étranger, et d’autre part, à la
proposition d’une méthode de dimensionnement des pieux en bois à partir des caractéristiques
pressiométriques des terrains. Les résistances des pieux calculées à partir de la formule de
battage des « Hollandais », de la méthode 5-cu, de la méthode des contraintes effectives et des
méthodes hollandaises détaillées dans la norme NEN-67-43, (1991) et établies par
Nottingham, (1975) et Schmertmann, (1978) ont été comparés aux résultats des mesures
obtenus sur les plots expérimentaux. La méthode 5-cu surestime les résistances locales et
globales des pieux, tandis que la méthode des contraintes effectives et les deux méthodes
hollandaises les sous-estiment.
Les mesures réalisées sur les plots expérimentaux ont été complétées par des résultats d’essais
de chargement publiés dans la littérature et contenus dans une base de données d’essais de
pieux américaine. Une base de données d’essais de pieux en bois a ainsi été construite. La
démarche mise en œuvre pour établir des règles de calculs françaises présentées dans la
norme NF P 94-262 (AFNOR, 2012) a été reprise et modifiée dans cette étude. Les études
statiques portant sur les 106 essais de chargement des pieux en bois compilés ont permis de
proposer des valeurs des coefficients 5pieu bois-sol et kp,pieu bois dans les argiles limons et les
sables graves, ainsi que du coefficient de modèle 7R;d1.
Perspectives
Les perspectives à donner à ce travail sont nombreuses dans la mesure où ce sujet bénéficiait,
avant ce projet, d’une expertise scientifique et technique quasi-inexistante sur la scène
nationale.
Les ouvrages présentés dans ce mémoire sont uniquement des ponts routiers. Cependant, la
France possède de nombreux bâtiments et monuments historiques reposant sur des fondations
en bois, ainsi qu’un patrimoine très riche d’ouvrages d’art ferroviaires construits également
sur des pieux en bois. Les recherches menées dans le cadre de ce travail nécessiteraient donc
d’être poursuivies afin de compléter le référentiel. Une base de données nationale regroupant
l’ensemble des informations collectées sur chaque ouvrage pourrait être ainsi créée.
Il serait intéressant de mener d’autres inspections de fondations en bois d’ouvrages anciens

afin d’évaluer leur état de dégradation et les conséquences directes sur la structure de
l’ouvrage. La méthode de dimensionnement des pieux en bois proposée dans cette étude
permet d’estimer, en fonction des descentes de charges, la capacité portante résiduelle des
pieux en bois sous un ouvrage.
Les profils pressiométriques des essais de chargement contenus dans la base de données
d’essais de pieux en bois ont été établis à partir de corrélations entre les paramètres cu, NSPT et
pl. Les incertitudes sur les résistances des pieux calculées sont inhérentes à l’utilisation de ces
facteurs de corrélation.
331
Des essais de chargement complémentaires sur des pieux en bois instrumentés avec des
extensomètres amovibles et corrélés aux profils pressiométriques des terrains pourraient être
réalisés afin d’alimenter la base de données construite dans le cadre de ce travail et de
comparer les valeurs des coefficients 5pieu bois-sol, kp,pieu bois et 7R;d1 déduites de ces essais à
celles proposées dans cette étude.
Enfin, les pieux en bois pourraient être utilisés dans les méthodes de renforcement des sols
compressibles. Ceci constitue également une perspective d’étude intéressante.
332
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Liste des articles – base de données d’essais de pieux en bois

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348
Annexe A : Caractéristiques des fondations en bois des ponts routiers
Annexes
Annexes
Numéro du
Nom Ville Cours d'eau franchit Datation Caractéristiques
site
30-40 ap JC
1 Pont de Saint-Martin-de-la-Place Saint-Martin-de-la-Place Loire
(datation dendrochronologique)
14 av JC Pont à travées simples.
2 Pont de Candes-Saint-Martin Candes-Saint-Martin Loire
(datation dendrochronologique) Conservation de l'aubier sur les pieux.
Piles probablement constituées de caissons en madriers de
Fin 1er siècle - Début 2ème siècle
bois horizontaux assemblés et maintenus en place par des
3 Pont de Fondettes Fondettes Loire ap JC
pieux verticaux. Mise en place de pierres non taillées entre
les têtes des pieux.
Tableau 1. Caractéristiques des ponts datés de l’époque romaine

Vers 80 ap JC
4 Pont de Tours, île Saint-Jacques Tours Loire De 114 à 120 ap JC Piles reposant sur 3 rangées de pieux en amont et en aval.
5 Pont de Tours, île Aucard Tours Loire 335-540 ap JC
145 ap JC
6 Pont de Blois Blois Loire
1 av JC - 33 ap JC
Pont de Boulleret/Cosne-Cours-sur- Boulleret/Cosne-Cours-sur- 60 - 72 ap JC
7 Loire Piles reposant sur 3 rangées de pieux en amont et en aval.
Loire Loire 154 - 175 ap JC
Piles reposant sur 3 rangées de pieux en amont et en aval.

110 - 120 ap JC
8 Pont de bois de Saint-Satur Saint-Satur Loire Piles espacées d'une distance comprise entre 16 et 23 m.
Largeur du tablier égale à 9 m
160 - 170 ap JC
9 Pont mixte de Saint-Satur Saint-Satur Loire Piles munies d'un avant-bec triangulaire.
Milieu 1er siècle av JC - Début
Piles en caissons de bois remplis de blocs de pierre et de
10 Pont de Chassenard Chassenard Loire 3ème siècle ap JC remblai.
Pont ? et aménagement de berge
11 Avrilly Loire 53 av JC
d'Avrilly
227 ap JC
12 Pont de Varennes-sur-Allier Varennes-sur-Allier Allier
13 Pont de Vichy Vichy Allier 180 - 220 ap JC
10 av JC - 80 ap JC 3 ponts construits : un premier vers -10 av JC, un
14 Pont d'Amiens Amiens Somme
(datation dendrochronologique) deuxième vers 50 ap JC et un troisième vers 80 ap JC.
15 Pont de Melun Pont Leclerc Seine 1er siècle av JC - 2ème siècle ap JC
140 - 156 ap JC
16 Pont sur l'Yonne Bonnard-Bassou Yonne
Milieu du 1er siècle av JC
349
17 Pont de Visseiche Visseiche Seiche

Début 1er siècle ap JC
18 Pont de Rannée Rannée Ardenne
Annexes
Numéro du
Nom Ville Cours d'eau franchit Datation Caractéristiques
site
19 Pont de Naintré Naintré Clain 105 - 130 ap JC
Tout début de notre ère
20 Pont de Sainte-Soline Sainte-Soline Dive
35 av JC
21 Pont de la Gourgue Gourgue Lac de Sanguinet
22 Pont du Bazacle Bazacle Garonne 1er siècle ap JC Pointe des pieux protégées avec des sabots métalliques.
56 av JC - 6 ap JC
23 Pont d'Etival Etival Meurthe
185 ap JC
24 Pont de Benfeld Benfeld Ill
Une première construction entre 62 et 78 ap. JC, réparée

62 ap JC - 203 ap JC jusqu’en 117. Une deuxième construction entre 118 et
25 Pont de Brognard Brognard Allain
(datation dendrochronologique) 135, réparée à partir de 143 ap. JC durant 60 ans.
Piles constituées de deux à trois rangées de pieux.
Piles probablement constituées de caissons en madriers de

ème ème bois horizontaux assemblés et maintenus en place par des
Fin 2 siècle ap JC - Début 5
26 Pont de Pontoux Pontoux Doubs pieux verticaux.
siècle ap JC
Mise en place de pierres non taillées entre les têtes des
pieux.
110-120 ap JC
27 Pont de la Guyotte Guyotte Guyotte
Pieux en chêne.
1er pont en bois en 14 av JC
ème Pont constitué d'un tablier en bois reposant sur des piles en
2 pont en bois en 95-98 ap JC
28 Pont de Chalon-sur-Saône Chalon-sur-Saône Saône maçonnerie. Pieux d'anciens ponts partiellement réutilisés
Pont mixte au début du 3ème s pour la construction des piles.
(datation dendrochronologique) Largeur du tablier égale à 9 m.
29 Pont de Thyez Thyez Arve 90-125 ap JC

1er siècle ap JC - Début du 3ème
30 Pont romain de Vienne Vienne Rhône siècle ap JC
Epoque augustéenne (de 63 av JC
31 Pont de la Bièvre Aoste Bièvre à 14 ap JC) Un seul pieu en bois découvert.
2ème siècle av JC - milieu du 1er
32 Pont de Villeneuve-le-Roi Villeneuve le Roi Suerette
siècle ap JC
Plusieurs ponts construits.
33 Pont de Trèves Trèves Moselle 1er siècle ap JC
Pieux de 2,65 m de long.
Pieux de 8 m de long.
34 Pont de Mayence Mayence Rhin Tout début de notre ère
Têtes des pieux fixées à des caissons en madriers.
1er siècle avant JC
350
35 Pont de Genève Genève Rhone

Longueur du pont supérieure à 100 m.
36 Pont d'Ambroix Ambroix Vidourle 1er siècle ap JC
Pont à 9 travées.
37 Pont d'Avignon Avignon Rhone 290-530 ap. JC. Ouvrage en pierre, avec des arches en plein cintre.
Annexes
Numéro du Cours d’eau Date de construction Caractéristiques des fondations /
Nom Ville Géologie du terrain Caractéristique du battage Etat du pont
site franchit / Constructeur Batardeaux
Emplacement de pieux anarchique découvert
Alluvions sablo-graveleux
sous la pile n°9.
1 Pont de Beaugency Beaugency Loire 11ème - 15ème siècle (0-3) En service
Têtes des pieux fixées à des traverses et un
Calcaire (3-14)
platelage sous la pile n°8.
Longueur des pieux comprises entre 3,9 et

2 Pont de Lyon Lyon Rhône 1418 Alluvions (0-8) ?
Tableau 2. Caractéristiques des ponts datés de l’époque du Moyen-Âge

5,85 m.
Utilisation de sonnettes à tiraudes
Limon argileux (0-5,6) Bec d’une pile fondé sur des pieux d’aulne
(mouton en bois de chêne et de
3 Pont de Macon Macon Saône 1404 Sable gravier (5,6-10,5) de 5,8 m de longueur. ?
noyer), de sonnettes à roues et
Calcaire (>10,5) Pointe des pieux durcie au feu.
manivelles
Alluvions Loire (0-9,6) Pile fondée sur 300 pieux d’aulne de 3,9 m
4 Pont de Nevers Nevers Nièvre 1468-1469 ?
Marne (>9,6) de longueur.
3 pieux de courte longueur fichés dans la Utilisation de hie en 1389,

Argile et sable (0-8) craie sous la pile n°7. requérant 16 hommes.
5 Pont d’Orléans Orléans Loire 1389-1449 En service
Marne (>8) Intervalles entre les pieux situés sous la pile Utilisation de sonnettes à tiraudes
n°10 remplis avec des moellons. en 1449 (moutons en cuivre)
Fondation d’une pile constituée de 30 pieux

6 Pont de Roman Roman-sur-Isère Isère 1389 Alluvions (0-20) ?
en pins de 17,5 m de longueur.
Battage des pieux en bois à l'extérieur des

fondations des piles en maçonnerie.
Alluvions (0-8) Battage de pieux en bois de plus petits Utilisation de hie pour battre les
7 Pont de Tours Tours Loire 1464 Détruit
Craie (8-15,5) diamètres sous les fondations des piles. pieux
Intervalles entre les têtes des pieux remplis
avec un béton de sable, chaux et gravier.
Piles n°1, 3, 4, 7 datées du Moyen-Age.
Pile n°2 et n°6 reconstruites sur des pieux
en bois.
Pile n°2 fondée sur 43 pieux de 30 cm de
Saint-Hilaire-Saint- Alluvions sableux (0-2,2)
8 Pont Saint-Nicolas Loiret 13ème siècle diamètre, de 6 à 8 m de longueur, fichés sur En service
Mesmin Calcaire (>2,2)
3 m de hauteur dans le calcaire.
Pile n°5 fondée sur 21 pieux, de 35 cm de
diamètre, de 18 m de longueur, fichés sur 5
m de hauteur dans le calcaire.
Pont de 915 m de longueur comportant 22
arches.
Pieux en chêne de 3 m de longueur et 44 cm
Alluvions sableuses et Détruction
de diamètre, armés en pointe.
9 Pont Saint Benezet Avignon Rhone 1177 gravier (0-14) partielle en
Réutilisation des piles du pont romain pour y
Marne (>14) 1226
asseoir un tablier en bois.
Piles munies d'éperons triangulaires en
amont et en aval.
Alluvions (0-6) Piles du pont probablement fondées sur des Détruit en
10 Pont de la Daurade Toulouse Garonne 1139
351
Marne (>6) pieux en bois 1638

Annexes
Numéro du Cours d’eau Date de construction / Caractéristiques des fondations / Caractéristique du Nature des
Nom Ville Caractéristiques géométriques du pont Géologie du terrain Etat du pont
site franchit Constructeur Batardeaux battage fondations
Battage des pieux à l'aide
Piles fondées sur des pieux recépés à 1,5 m
de maillets en fer de 8 kg
sous l'étiage.
Tableau 3. Caractéristiques des ponts datés de l’époque de la Renaissance

Limons sableux (0-5) et d'une dizaine de Pieux +
1 Pont de Gière Vienne Isère 1547 Intervalles entre les pieux remplis avec un
Gros gravier (>5) "masses" en noyer avec platelage
béton de chaux et des moellons.
des manches en
Têtes des pieux fixées à un platelage.
chataignier.
Utilisation de la hie en
1588.
Utilisation de sonnettes à
Alluvions, gravier (0-
tiraudes avec mouton en
2 Pont de Nantes Nantes Loire 1570-1588 8,5)
cuivre en 1571, en
Gneiss (>8,5)
bronze en 1588.
roue en 1570.
Fondations constituées d'un grand nombre
de pieux. Mise en place d'enrochements
Nbre de travées : 6
entre les têtes des pieux.
Ouverture des travées : 13,7- 17,3m Alluvions (0-4)
3 Pont Notre Dame Paris Seine 1500-1507 Batardeaux épuisés par des manèges mus En service
Epaisseur piles : 5 m Calcaire (>4)
par des chevaux.
Piles munies d’avants et d’arrières becs
Fondations réutilisées lors de la
reconstruction du pont en 1853.
4ème pile fondée dans sa partie centrale sur
des pieux en bois.
Longueur : 220 m ème
Alluvions (0-6) 5 pile (construite en 1579 et ruinée en
4 Pont Neuf Toulouse Garonne 1542-1632 Epaisseur des 2 piles (rive droite) : 10 m En service
Marne (>6) 1583) sur fondations superficielles et
Matériaux de construction : briques et pierre
profondes.
de taille.
6ème pile fondée sur des pieux en bois.
Pile fondée sur plus de 500 pieux de 2,60 à
Alluvions (0-8)
2,91 m de longueur.
5 Pont de Vierzon Vierzon Cher / Arnon 1503 Argile (8-9) Utilisation de la hie
Pieux renforcés en pointe par des sabots
Marne (>9)
métalliques.
Batardeaux construits avec des pieux dont
Sable et gravier (0-6,8) Battage des pieux avec
6 Pont de Moulins Moulins Allier 1533-1534 les pointes étaient renforcées avec des Détruit
Marne (>6,8) une hie.
sabots métalliques.
Longueur des pieux fixée par le refus du
Nbre de travées : 7 + 5 mouton.
Pieux +
Ouverture des travées : 9 - 16,4 m Alluvions (0-6) Fixation de madriers horizontaux en tête de
7 Pont Neuf Paris Seine 1578-1607 grillage + En service
Longueur : 232 m Calcaire, marne (>6) pieux (grillage), puis d'un platelage sur les
platelage
Largeur : 22 m madriers. Maconnerie montée sur le
platelage.
352
Annexes
Numéro du Date de construction / Nature des
Nom Ville Cours d'eau franchit Caractéristiques géométriques du pont Géologie du terrain Caractéristiques des fondations / Batardeaux Caractéristique du battage Etat du pont
site Constructeur fondations
Piles et culées fondées sur 236 pieux en bois, de
30 cm de diamètre, espacés de 1 m.
Grillage et platelage en charpente de 30 cm
d'épaisseur.
Nbre de travées : 9 Pieux battus jusqu'au refus à des profondeurs
Longueur des pieux comprise entre 2,6 et 18,5 m
Ouverture max des travées : 32.50 m variables.
selon les appuis.
Longueur pont : 325 m Calcaire tendre (0-9) Battage des pieux effectués à l'aide d'un mouton Pieux + grillage +
1 Pont Georges V Orléans Loire 1751-1760 / Huppeau - Perronet Pieux recépés à 2 m sous l'étiage. En service
Largeur pont : 14 m Marne dure (>9) de 272 kg élevé à 1,3 m de hauteur. platelage
Renforcement de la file extérieure des pieux par
Epaisseur piles : 5 m Refus des pieux atteint pour un enfoncement de 9
des palplanches en bois pour protéger le massif de
Largeur piles : 23 m mm par volée de 30 coups.
fondations.
Battage de deux files de pieux avec au centre des
moellons faisant office de protections contre les
Tableau 4. Caractéristiques des ponts construits par Perronet

affouillements.
Nbre de travées : 13+3
Piles et culées fondées sur des pieux en bois battus
Ouverture max des travées : 39m Salbe et galets (0-7,8)
au refus. Pieux + grillage + Détruit en
2 Pont de Mantes Mantes-la-Jolie Seine 1757-1765 / Perronet Longueur pont : 125m Sable et grès (7,8-12)
Fixation d'un grillage et d'un platelage en platelage 1870
Largeur pont : 10m. Sable et silex (>12)
charpente aux têtes des pieux.
Epaisseur piles 7,3m
Piles et culées fondées sur des pieux en chêne
Nbre de travées : 3 Remblai (0-6,5) espacés de 3 m (longitudinalement et
Pieux + grillage + Détruit en
3 Pont de Château-Thierry Château-Thierry Marne 1765-1786 / Perronet Ouverture des travées : 14,5-17,5 Alluvions (6,5-11) transversalement).
platelage 1814
Epaissuer piles : 4m Marne (>11) Grillage et platelage de charpente fixés aux têtes
des pieux.
Piles et culées fondées sur pieux, grillage et

Nbre de travée : 1
platelage en charpente, à 1,2 m de profondeur sous
Ouverture des travées : 29 m Argile-tourbe (0-8,5) Pieux + grillage +
4 Saint Edme Nogent sur Seine Seine 1766-1769 / Perronet l'étiage. Détruit
Hauteur du pont : 27m Craie molle (8,5-12) platelage
Présence de sédiments terreux en fond de rivière
Matériaux de construction : grès dur
empéchant les infiltrations dans les batardeaux.
Nombre de travées : 3
Ouverture max des travées : 5,2m Alluvions (0-5)
Piles et culées fondées sur pieux, grillage et Pieux + grillage +
5 Les Fontaines Chantilly La Nonette 1760 / Perronet Pont en pierre Clacaire (5-6,5) En service
platelage en charpente. platelage
Epaisseur piles : 1,5m Sable/Calcaire (6,5-9)
Largeur pont : 7,3m
Nbre de travées : 5 Diamètre des pieux : 32,5 cm.

Ouverture des travées : 39 m Pieux fichés sur une hauteur de 3,40 m. Refus des pieux atteint pour un enfoncement de
Alluvions (0-6) Pieux + grillage +
6 Pont de Neuilly Paris Seine 1768-1774 / Perronet Epaisseur piles : 4,2 m Longueur moyenne des pieux : 5,7 m. 4,5 mm par volée de 25 coups d'une sonnette à En service
Calcaire (>6) platelage
Largeur pont : 14,6 m. Construction et épuisement des batardeaux, puis mouton de 600 kg.
Matériau de construction : Pierres de taille recépage des pieux à 2,3 m sous l’étiage.
260 pieux battus sous chaque pile. Les culées

reposent sur 324 pieux disposés en quinconce et
Ouverture des travées : 25,6 - 31,2 m Alluvions (0-1,2) Pieux + grillage +
7 Pont de la Concorde Paris Seine 1787-1791 / Perronet espacés de 1 m longitudinalement. En service
Epaisseur piles : 3 m Calcaire (>1,2) platelage
Piles et culées fondées sur pieux, grillage et
Largeur du pont : 14,5 m
platelage en charpente.
Nbre de travées : 3 Remblai (0-2)
8 Nemours Nemours Loing 1771-1804 / Perronet - Boistard Ouverture des travées : 15,2m Alluvions argileuse (2-6) Piles et culées fondées sur des pieux en bois. En service
Epaisseur piles : 2,1m Calcaire (6-9)
Ouverture des travées : 7,3m Clacaire friable (0-2)
9 Pont de Rozay-en-Brie Rozay-en-brie Yerres 1786 / Perronet Piles et culées fondées sur des pieux en bois. En service
Epaisseur culées : 3,6m Clacire dur (2-10)
Epaisseur piles : 1,8m
Nbre de travées : 2 Argile (0-4)
10 Pont de Rosoy Rosoy Yonne 1786 / Perronet ouvertures des travées : 7,3m Sable (4-5) En service
Epaisseur culées 3,7m Argile (>5)

11 Pont aux Fruits Melun Seine 1772 / Perronet Ouverture des travées : 9 - 45m Alluvions (3-9) Détruit
Largeur pont : 12m Calcaire (>9)
353
Annexes
Date de construction / Caractéristiques géométriques Caractéristiques des fondations / Nature des
Cours d'eau franchit Géologie du terrain Caractéristique du battage Etat du pont
Constructeur du pont Batardeaux fondation
Tableau 5. Caractéristiques des ponts construits par Gauthey

Diamètre pieux : 32,5 cm Battage des pieux avec une
Longueur pieux : 4,87 - 7,15 m sonnette à tiraudes, rebattage Pieux + grillage +
Seille 1782-1787 / Gauthey Ouverture des travées : 16,30m Limons sableux (3-6) Détruit en 1789
Pilots de remplage fichés à 2 - 2,3 m des pieux avec une sonnette béton
Largeur pont : 7,8m Argile (>6)
55 pieux battus par pile à déclic
Argile (0-3) Diamètre pieux : 32,5 cm Battage des pieux avec une
Gravier (3-5) Pilots de remplage remplacés par des sonnette à tiraudes, rebattage Pieux + grillage +
Seille 1782-1785 / Gauthey Ouverture des travées 11,7m En service
Marne (5-7) palplanches (fiche 1,60 m) des pieux avec une sonnette béton
Largeur pont : 8m
Sable (>7) 32 pieux battus par pile à déclic
Argile (0-3) Diamètre pieux : 32,5 cm Battage des pieux avec une
Gravier (3-5) Pilots de remplage remplacés par des sonnette à tiraudes, rebattage Pieux + grillage +
Solnan 1782-1789 / Gauthey Ouverture des travées 13,8m Détruit en 1789
Marne (5-7) palplanches (fiche 1,60 m) des pieux avec une sonnette béton
Largeur pont : 8m
Sable (>7) 32 pieux battus par pile à déclic
Battage des pieux avec une
Nbre de travées : 5 Diamètre pieux : 32,5 cm
Alluvions limons-argile (0-4) sonnette à tiraudes, rebattage Pieux + grillage +
Doubs 1782-1790 / Gauthey Ouverture des travées 23,7m Longueur pieux : 5,85 - 6,17 m En service
Alluvions sable-gravier (4-15) des pieux avec une sonnette béton
Largeur pont : 9,8m 78 pieux battus par pile
à déclic
Diamètre pieux : 32,5 cm Battage des pieux avec une
Nbre de travées : 3 Argile (0-5)
Longueur des pieux : 5,85 m sonnette à tiraudes, rebattage Pieux + grillage +
Brenne 1783-1787 / Gauthey Ouverture des travées 8,8m Limons (5-10) En service
Fiche des pilots de remplage : 2 m des pieux avec une sonnette béton
Largeur pont : 7,9m Marne (10-15)
27 pieux battus par pile à déclic
Battage des pieux avec une
Nbre de travées : 5 Diamètre pieux : 32,5 cm
Alluvions (0-6,5) sonnette à tiraudes, rebattage Pieux + grillage +
Saône 1785-1789 / Gauthey Ouverture des travées 10,2-19,5m Longueur des pieux : 4,87 - 5,85 m Détruit
Marne (>6,5) des pieux avec une sonnette béton
Largeur pont : 9,7m Fiche des pilots de remplage : 1,95 m
à déclic
Alluvions limons-argile (0-1,5) Battage des pieux avec une
Alluvions sableux (1,5-3,5) Diamètre pieux : 32,5 cm sonnette à tiraudes, rebattage Pieux + grillage +
Guyotte 1786-1789 / Gauthey Ouverture des travées 12,7m En service
Sable (3,5-7) Longueur pieux : 7,15 m des pieux avec une sonnette béton
Largeur pont : 7,8m
Limons (>7) à déclic
354
Annexes
Numéro du Date de construction / Nature des
Nom Ville Cours d’eau franchit Caractéristiques géométriques du pont Géologie du terrain Caractéristiques des fondations / Batardeaux Caractéristique du battage Etat du pont
site Constructeur fondations
Pointes des pieux protégées avec des sabots
métalliques à 4 languettes.
3 à 5 pieux battus par m².
Alluvions argilo-sableuses (0-8) Longueur des pieux fixée avec le refus du mouton. Utilisation de sonnette à Pieux + Grillage +
1 Pont de Blois Blois Loire 1715-1720 / Pitrou En service
Tableau 6. Caractéristiques des ponts datés de l’époque moderne

Calcaire (>8) Grillage fixé sur les têtes des pieux. Platelage fixé déclic en 1715. Platelage
au grillage. Maçonnerie montée sur le platelage.
Epaisseur des batardeaux : 3 m.
Hauteur des batardeaux : 1,2 à 1,5 m.
Utilisation de sonnette à
tiraudes.
Argile-sable (0-9)
2 Pont des Chavannes Chalon Saône 1698 Masse frappante de 300 à Détruit
Gravier (>9)
400 livres.
Cerclage de la tête des pieux.
Alluvions argilo-marneuses (0-6,5) Piles fondées sur 200 pieux.
3 Pont au Change Paris Seine 1639-1647 Ouverture des travées : 10,7 - 15,7 m Pieux + platelage Détruit en 1850
Calcaire (>6,5) Têtes des pieux solidarisées au platelage.
Largeur pont : 32,6 m.
Argile sableuse (0-3) Piles fondées à 2,3 m sous l'étiage et reposant sur
4 Pont de Dôle Dôle Doubs 1760-1764 / Querret Ouverture des travées : 15,9 - 149 m En service
Graviers + galets (3-7) des pieux d’environ 4 m de longueur.
Epaisseur piles : 3,3 - 3,5 m.
Nbre de travées : 3 Pont fondé sur des pieux recépés à 2 m sous
5 Pont Ingersheim Ingersheim Fecht 1773 / Clinchamp Gravier argileux
Ouverture des travées : 15,3 - 18,3 m l'étiage.
Sonnettes à tiraudes.
Ancien pont construit en 1418 et fondé sur des
6 Pont de Lyon Lyon Rhône 1718 / Jacques V Gabriel Alluvions (0-8) Masse frappante de 800
pieux de 3,9 à 5,85 m de longueur
livres.

3 à 5 pieux battus par m². Utilisation de sonnettes à Pieux + Grillage +
1700-1704 Détruit
Longueur des pieux fixée avec le refus du mouton. déclic Platelage
Sable et gravier (0-6,8) Grillage fixé sur les têtes des pieux. Platelage fixé
7 Pont de Moulins Moulins Allier
Marne (>6,8) au grillage. Maçonnerie montée sur le platelage.
Construction d’un radier général en pierre suite à

Radier général en
1765-1770 / Regemortes l'effondrement du pont fondé sur des pieux en bois En service
pierre
(à cause des affouillements).
Saint-Laurent-du- Culées fondées sur le rocher, mais piles construites
8 Pont du Pape Erieux 1756 / Pitot Ouverture des travées : 14,8 m Alluvions sablo-graveleuses (0-15) Détruit en 1890
Pape sur des pieux en bois.
Matériau de construction : Pierre de taille
Ouverture des travées : 20,5 - 23,5 m Utilisation de sonnettes à Pieux + Grillage +
9 Pont Royal Paris Seine 1684-1689 / Frère Romain Alluvions sable tourbe (0-15) Pieux battus au refus. Longueur des pieux égale à En service
Epaisseur piles : 4,5 m. déclic pour battre les pieux Platelage
4,3m
Largeur pont : 17 m.
Grillage fixé sur les têtes des pieux. Platelage fixé
au grillage. Maçonnerie montée sur le platelage.
355
Annexes
Numéro du Date de construction / Nature de la
Nom Ville Cours d’eau franchit Caractéristiques géométriques du pont Géologie du terrain Caractéristiques des fondations / Batardeaux Caractéristique du battage Etat du pont
site Constructeur fondation
Piles et culées fondées sur pieux grillage et
Utilisation de la force du
platelage en charpente.
Nbre de travées : 3 courant pour le battage des
Construction de batardeaux autour des piles.
Pont de Pont Sainte- Pont Sainte- 1773-1784 / Dausse et Dumoustier Ouverture des travées : 22m Alluvions limono graveleuses (0-8) pieux. Pieux + grillage +
10 Oise Machines pour épuiser les batardeaux identiques à Détruit (1ere guerre mondiale)
Maxence Maxence (sur les plans de Perronet) Largeur pont : 12m Argile (>8) Battage des pieux avec des platelage
celles utilisées lors de la construction du pont de
Hauteur piles : 5,5m masses frappantes de 1200 à
Neuilly.
1800 livres.
Platelage situé à 2,6 m sous l’étiage
Longueur des pieux égales à 2,91 m.
Nbre de travées : 4 Alluvions (0-2)
Nombre de pieux par pile égal à 650.
11 Pont Saint Michel Paris Seine 1606-1618 Ouverture des travées : 9,7 - 13,7 m Marne (2-7) Pieux + plateforme Détruit en 1856
Pieux fixés à un platelage de 10 à 13 cm
Largeur pont : 34,1 m. Calcaire (>7)
d’épaisseur. Intervalles entre les pieux remplis de
moellons.
Chaque appui repose sur 116 pieux de 25 cm de
diamètre.
Nbre de travées : 12 Alluvions argileuses (0-5) Longueur des pieux comprise entre 9 et 10 m.
Utilisation de sonnette à Pieux + caisson
12 Pont de Saumur Saumur Loire 1756-1770 / Cessart Ouverture des travées : 19,5 m Craie marneuse (5-17) Pieux recépés à 3 et 5,5 m de profondeur sous En service
déclic mues par une roue immergé
Epaisseur piles : 3,9 m. Marne compacte (>17) l’étiage à l'aide d'une scie.
Mise en place d’un caisson immergé échoué sur la
tête des pieux.
Nbre de travées : 5 Alluvions sableuses (0-3) Fondations constituées de pieux très courts. Pieux + béton
13 Pont de Tarbes Tarbes Adour 1740 Détruit en 1875
Ouverture des travées : 18 - 32 m Argile (>3) Têtes des pieux noyées dans le béton. immergé
Piles fondées sur 122 pieux en chêne recépés à 2,3

m sous l'étiage. Diamètre et longueur des pieux
égaux à 27 cm et 7,80 m. Pieux espacés de 1,2 m.
Pointes des pieux encastrées dans le substratum sur
35 cm de hauteur.
Nbre de travées : 15 Pieux + grillage +
Grillage fixé sur les têtes des pieux. Platelage de
Ouverture des travées : 25m platelage
Pont de Tours (pont Alluvions sablo-graveleuses (0-8) 32 cm d'épaisseur fixé au grillage.
14 Tours Loire 1765-1779 / Bayeux Longueur pont : 437m Détruit en 1978
Wilson) Calcaire (>8) Construction de batardeaux au niveau des piles
Epaisseur piles : 5 m Pieux + caisson
n°1, 13 et 14.
Largeur pont : 14,6 m immergé
Piles n°8 à 12 fondées sur des pieux, sous-jacents à
un caisson immergé.
Mise en place d'enrochements autour des
fondations pour limiter les phénomènes
d'affouillement.
Longueur des pieux comprises entre 3,9 à 4,9 m.
500 pieux battus sous chaque pile.
Têtes des pieux fixées à un grillage et un platelage.
Alluvions (0-10,6) Maçonnerie montée sur le platelage. Utilisation de sonnettes à Pieux + grillage +
15 Pont de la Trésorerie Grenoble Isère 1599-1622 Détruit
Sable graveleux limoneux (>10,6) Mise en place d'enceintes de pieux et de tiraudes en 1599 platelage
palplanches remplies de béton autour des
fondations pour limiter les phénomènes
d'affouillement.
Pont fondé sur des pieux fixés à un grillage et à un
Ouverture des travées : 24m Pieux + grillage +
16 Pont de Trilport Trilport Marne 1756-1760 Alluvions (0-12) platelage. Epuisements effectués au moyen d’une Détruit en 1815
Epaisseur piles : 2,3 m. platelage
roue à godets mue par le courant.
Largeur du pont de 9,75 m.
Nbre de travées : 3 Difficulté d’enfoncer les
Pont de Vieille-
17 Vieille Brioude Allier 1750 Ouverture des travées : 21,4-23,4m Gravier compact Fondations construites sur des pieux en bois. pieux dans le gravier Détruit
Brioude
Epaisseur piles : 4,20 m. compact
Diamètre pieux : 20-30 cm.
Pieux espacés de 0,9 à 1,2 m.
Longueur pieux : 3 m.
ème Longueur pont : 460m Alluvions sablo-graveleuses (0-2) Pieux + grillage +
18 Pont de Beaugency Beaugency Loire Terminé au 18 siècle Têtes des pieux encastrées dans la marne. En service
Largeur pont : 10m Calacaire dur (>2) platelage
Epaisseur du platelage : 16 cm.
Pont en maçonnerie
Vides sous le platelage comblés avec des
enrochements.
Piles fondées sur 44 pieux, de 30 cm de diamètre,
de 3,5 m de longueur (pieux fichés dans la marne
Nbre de travées : 5 sur 1 m de hauteur).
A proximité de Ouverture des travées : 11,7m Alluvions sablo-graveleuses (0-2,7) Pieux espacés de 90 cm longitudinalement et Pieux + grillage +
19 Pont sur l'Arnon Arnon Mis en service en 1763 En service
Vierzon Longueur pont : 76m Argile tendre-marne raide (>2,7) transversalement. platelage
Largeur pont : 13m Epaisseur du platelage : 20 cm.
356
Mise en place d'enrochements pour limiter les

phénomènes d'affouillement.
Annexes
Numéro Cours d’eau Date de construction / Caractéristiques géométriques du Caractéristique du Nature de la
Nom Ville Géologie du terrain Caractéristiques des fondations / Batardeaux Etat du pont
du site franchit Constructeur pont battage fondation
Piles fondées sur 8 rangées de 30 pieux espacés de 90 cm. Distance entre

Alluvions (0-3) deux rangées de pieux égale à 1 mètre. Pieux + caisson
1 Pont de l’Alma Paris Seine 1854-1856 / Gariel Longueur pont : 120 m En service
Argile (3-10) Pieux recépés à 2 m sous l’étiage. immergé
Pont maçonné
Mise en place de caisson immergé au dessus de la tête des pieux.
Construction d’un remblai avant battage des pieux.

Profondeur des fondations égale à 7 m.
Tableau 7. Caractéristiques des ponts datés de l’époque industrielle

Tourbe (0-0,8)
Pont sur le Bas- 19ème (aménagement canal Pieux de 30 cm de diamètre et 4,9 m de longueur. Pieux + grillage
2 Pontchâteau Bas-Brivet Nbre de travées : 1 Vase (0,8-7) En service
Brivet Nantes-Brest) Pieux espacés longitudinalement de 90 cm et transversalement d'un mètre. + platelage
Rocher (>7)
Plancher constitué de madriers fixées à des longrines, elles-même
solidarisées aux têtes des pieux.
Pieux de 20 m de long, constitués de 2 pieux de 10 m de long et enturés
avec un manchon de 70 cm de hauteur. Utilisation de sonnette à Pieux + béton
Pont de Belle- Nbre de travées : 5 Argile et sable (0-20)
3 Nantes Loire 1861 / Lechalas Protection des pointes des pieux avec des sabots de type Camuzat. déclic avec un rendement immergé + Détruit
Croix Ouverture des travées : 14,3 - 15,4 m Rocher (>20)
Intervalles des pieux remplis avec du béton maximal de 150 coups/h. caisson immergé
Fixation d'un caisson immergé sur les têtes des pieux.
Largeur des fondations : 12 m.
Pour chaque pile, 250 pieux en pin battus, de 25-30 cm de diamètre, de 8
à 10 m de longueur, recépés à la scie circulaire à 3,75 m sous l'étiage.
Ouverture des travées : 28,8 - 26,5 m Sable vaseux (0-12) Refus des pieux atteint
Pieux armés de sabots de fonte munis au centre d’une tige barbelée. Pieux + caisson
4 Pont de pierre Bordeaux Garonne 1820-1821 / Deschamps Epaisseur piles : 4,2 m Sable et gravier (12-20) pour un enfoncement de 5 En service
Epaisseur du platelage comprise entre 15 et 50 cm. immergé
Largeur pont : 15 m Marne calcaire (>20) mm par volée de 15 coups.
Enrochements déposés en fond de cours d'eau après le battage des pieux.
Longueur pont : 487 m
Fixation de caissons immergés de 23 m de longueur et 7 m de hauteur en
tête de pieux.
Recépage des têtes des pieux à 1,5 m sous l'étiage.

Pont du petit Vase (0-9) Têtes des pieux liaisonnées entre elles avec des madriers. Pieux + caisson
5 Bouchemaine (Prunier) Maine 1880-1904 Longueur pont : 150 m En service
Anjou Rocher (>9) Caissons immergés remplis avec du béton échoués en têtes des pieux. immergé
Hauteur piles : 10 m
Mise en place d’enrochements pour éviter leur déversement.
Pieux + béton
Matériaux de construction : calcaire, Fondations sur pieux (grillage supprimé) sous-jacents à un caisson
6 Pont Boucicaut Verjux Saône 1888 Alluvions sablo-argileuses (0-10) immergé (dans ?
pierre de taille immergé dans lequel a été coulé du béton.
caisson)
Pieux flottants dans l'argile de 7 m de long.
19ème (aménagement canal Vase (0-3) Têtes des pieux fixées à un grillage. Suppression du platelage. Pieux + béton
7 Pont sur l’Elorn Landerneau Elorn ?
Nantes-Brest) Argile (3-10) Têtes de pieux et grillage noyés dans un massif en béton de 2,3 m immergé
d’épaisseur.
Pieux recépés à 1,65 m sous l’étiage.

Battage de deux enceintes de palplanches autour de la fondation. Mise en
place de blocs de pierre autour des enceintes. Pieux + béton
Ouverture des travées : 28 m
8 Pont d’Iéna Paris Seine 1808-1814/ Lamandé Alluvions (0-15) Intervalles entre les têtes des pieux remplis de béton. Mise en place immergé + En service
Epaisseur piles : 3 m
d'enrochements autour de la fondation. caisson immergé
Largeur pont : 14 m
Caissons immergés échoués en têtes des pieux.
Enlèvements des enceintes de palplanches une fois la maçonnerie montée.
Pont des Alluvions (0-9) Pieux sous-jacents à un grillage et à un platelage.

9 Paris Seine 1823 En service
Invalides Argile (>9) Reconstruction de certaines arches et piles du pont entre 1879 et 1880.
Refus des pieux atteint

Pieux de 36 cm de diamètre, de 6 m de longueur et espacés de 90 cm.
pour un enfoncement de
Pieux recépés à 80 cm au dessous de l’étiage.
27,5 mm par volée de 10
Nbre de travées : 5 66 pieux battus sous chaque pile du pont.
coups de mouton de 300 Pieux + caisson
10 Pont d’Ivry Paris Seine 1817-1829 / Emmery Ouverture maximale : 23,8 m Alluvions (0-12) Chaque pieu supporte une charge limite de 1,57 MPa. En service
kg tombant d'une hauteur immergé
Longueur pont : 119m Grillage constitué de longrines et de traverses fixées aux têtes des pieux.
de 3 m.
Caissons immergés échoués et fixés aux têtes des pieux.
Pieux enfoncés avec une
Mise en place d’enrochements autour des fondations.
sonnette à déclic.
Nbre de travées : 9 180 pieux en bois battus sous chaque pile, de 30 cm de diamètre, 13 m de
Ouverture des travées : 20 m Argile molle (0-5) long et espacés longitudinalement et transversalement de 85 cm.
Pont de Pieux + caisson
11 Libourne Dordogne 1820-1824 / Deschamps Longueur pont: 178m Sable-gravier (5-8) Fixation d’un caisson immergé sur les têtes des pieux de 5,4 m de hauteur En service
Libourne immergé
Largeur pont : 16m Marne (>8) et dont le fond est constitué de deux planchers jointifs en madriers.
Epaisseur piles : 3,85 m Protection des pointes des pieux par des sabots coniques en fonte.
357
Annexes
Refus des pieux atteint
Piles fondées sur 98 pieux de 30 à 35 cm de diamètre.
pour un enfoncement de 5
Chaque pile supporte une charge maximale de 1800 tonnes.
Argile sable (0-20) mm par volée de 25 coups Pieux + béton
12 Pont sur la Loire Entre Romorantin et Blois Loire 1884 Battage des pieux et des palplanches autour de la fondation. ?
Marne (>20) de mouton de 700 kg immergé
Pieux battus à l'intérieur de l'enceinte. Têtes de pieux noyées dans un
tombant d'une hauteur de
massif en béton situé à 30 cm en dessous de l’étiage.
1 m.
Longueur pieux : 13 m.
ème Alluvions (0-9) Espacement pieux : 1,3 m. Pieux + béton
13 Pont de Mauves Mauves Loire Fin 19 siècle En service
Rocher (>9) Têtes des pieux noyées dans un massif en béton de 4 m d'épaisseur. Massif immergé
en béton coulé dans une enceinte de palplanches en bois jointives.
Nbre de travées :3
Têtes des pieux des culées noyées dans un massif en béton coulé à Pieux + béton
14 Pont Mirabeau Paris Seine 1893-1896 / Résal et Alby Longueur pont : 173 m Alluvions (0-14) En service
l'intérieur d'une enceinte de palplanches. immergé
Largeur pont : 20 m
Pieux en pin de 19 à 22 m de longueur, recépés à 80 cm sous l'étiage. Pieux + béton

Pont de la Alluvions argileuses (0-15) Grillage composé de longrines et traverses solidarisées aux tête des pieux. immergé (dans
15 Nantes Sèvres 1880-1881 En service
Morinière Granite (>15) Mise en place d’un caisson sans fond en têtes des pieux, contenant un caisson sans
massif de béton de chaux hydraulique de 5,7 m d’épaisseur. fond)
Vase compacte (0-2) Profondeur des fondations : 11,5 m

Pieux + béton
19ème (aménagement canal Nbre de travées : 3 Vase molle (2-10) Têtes des pieux laisonnées entre elles par deux grillages situés l'un en
16 Pont d'Oust Peillac L’Oust immergé + En service
Nantes-Brest) Ouverture des travées : 15-18 m Tourbe (10-12) dessous de l'autre et distants de 1,5 m.
grillage
Rocher (>12) Béton coulé entre les têtes des pieux et les deux grillages.
Reconstruction de deux piles, d'une pile-culée et d'une culée située en
partie rive droite de la Sèvres.
Pointes des pieux protégées avec des sabots de type Camuzat. Pieux + béton
Refus des pieux rencontrés à 9,50 m de profondeur sous l’étiage. immergé +
1861 (reconstruction de la Nbre de travées : 3 Alluvions sablo-argileuses (0-20) tiraudes suivie de
17 Pont de Pirmil Nantes Sèvres Pieux recépés à 30 cm sous l’étiage. grillage / Pieux + En service
partie rive droite) Ouverture des travées : 18-22 m Gneiss (>20) sonnettes à déclic ou de
Pile-culée reposant sur un caisson sans fond. Mise en place de béton entre béton immergé +
sonnettes à déclic seules
les têtes des pieux et dans les insterstices du grillage. caisson sans fond
Deux piles fondées sur des caissons sans fond. Béton coulé entre les têtes
des pieux. Grillage fixé en tête des pieux.
Mise en place d’un remblai avant le battage des pieux pour consolider le
sol.
Vase compacte (0-2) Profondeur des fondations : 11,3 m
Pont de la
19ème (aménagement canal Pont constitué de 2 culées et d’1 Vase molle (2-10) Pieux de 30 cm de diamètre et 8,5 m de longueur Pieux + grillage
18 Prairie Saint- Redon Vilaine ?
Nantes-Brest) travée de 15 m d’ouverture Tourbe (10-12) Espacement des pieux : 90 cm (transversalement) et 1 m + platelage
Nicolas
Rocher (>12) (longitudinalement)
Têtes de pieux fixées à des longrines de 35 cm de largeur et 24 cm de
hauteur.
2 parties égales considérées comme 2 Refus des pieux atteint

ponts distincts Longueur des pieux : 12 m pour un enfoncement de
Pieux + béton
Chaque pont formé de 3 travées Espacement entre les pieux : 1,3 m 10 mm par volée de 10
19 Pont Corneille Rouen Seine 1810-1829 / Lamandé Alluvions (>10) immergé + Détruit
(ouverture travée centrale : 31 m, Pieux recépés à 3 m sous l'étiage et noyées dans le béton immergé. coups de mouton de 600
caisson immergé
ouverture travée latérale : 26 m). Piles fondées sur des caissons échoués en tête de pieux. kg tombant d'une hauteur
Epaisseur pile : 3,2 m de 3,5 m.
Pieux recépés à 60 cm sous l’étiage.

Battage de palplanches à l’extérieur de la première file de pieux.
Grillage en pin fixé aux têtex dex pieux avec de longues chevilles Pieux + béton
Nbre de travées : 3 Alluvions argileuses (0-15)
20 Pont Rousseau Nantes Loire 1840-1841 barbelées. immergé + En service
Ouverture des travées : 21 m Gneiss (>15)
Béton coulé entre les têtes des pieux et dans les interstices du grillage. grillage
Elévation du massif de béton par couche successives de 30 cm
d’épaisseur. Première assise de maçonnerie réalisée à l’étiage
Pointes des pieux situées à 15 m sous le niveau d'eau.

Nbre de travées : 8 Pieux recépés à 3,8 m sous l’étiage.
Alluvions tourbeuses (0-3,5) Pieux + caisson
21 Pont Saint Esprit Bayonne Adour 1848-1849 Ouverture des travées : 24-30 m Caisson étanche constitué d’un platelage de 50 cm d’épaisseur (en chêne En service
Alluvions sableuses (3,5-18) immergé
Matériaux de construction : pierres et en pin) rempli de maçonnerie et fixé en tête de pieux.
Mise en place d’enrochements entre les files des pieux.
Pieux en bois espacés de 1,2 m et supportant chacun une charge maximale

Alluvions gravelo-sableuses (0-7) égale à 53 kg.
Terminé en 1820 / Nbre de travées : 9 + 2 Pieux + caisson
22 Pont de Sèvres Paris Seine Marne (7-8 ,5) Piles construites avec des caissons immergés. Epaisseur des traverses du En service
Vigoureux Ouverture des travées : 18 m + 5 m immergé
Craie (>8,5) fond du caisson égales à 22 cm.
Mise en place d’enrochements entre les têtes des pieux.
358
Annexes
Trois types de fondations pour le pont sur le Grand Bras : Culée rive
Grand bras de la Seine (au Sud) : 3 gauche repose sur du sable grossier, deux piles construites sur un massif
travées, 2 piles et 2 culées Alluvions gravelo-sableuses (0-7) en béton coulé dans des caissons sans fond, culée rive droite fondée sur Pieux + grillage
23 Pont Sully Paris Seine 1876 En service
Petit bras de la Seine (au Nord) : 3 Calcaire (>7) des pieux en bois. + platelage
travées, 2 piles et 2 culées Grillage fixé aux têtes des pieux. Mise en place d'un platelage sur le
grillage.
Ouverture max des travées : 90 m
Pont de Tonnay- Argile (0-16)
24 Tonnay-Charente Charente 1841-1842 Longueur pont : 623 m Pont fondé sur pieux battus dans un terrain vaseux. En service
Charente Calcaire (>16)
Largeur pont : 23 m
Piles fondées sur 41 pieux en pin de 17-18 m de longueur (avant

Pont divisé en 2 ponts.
recépage), de 30 cm de diamètre.
Nbre de travées pont (bras nord) : 7 Battage des pieux avec
Fondations constituées de 7 rangées de 5 pieux et 6 pieux aux extrémités.
Ouverture des travées : 38,5-45m une sonnette dont le Pieux + béton
Alluvions sableuses (0-20) Pieux recépés à 40 cm sous l'étiage.
25 Pont de Thouaré Thouaré-sur-Loire Loire 1879-1881 Longueur : 392 mouton avait une masse de immergé + En service
Substratum (>20) Charge moyenne supportée par un pieu : 200 kN
Nbre de travées pont (bras sud) : 5 960 kg et une hauteur de platelage
Têtes des pieux noyées dans un massif de béton de chaux hydrauliques.
Ouverture des travées : 38,5-45m chute de 1,3-1,4m
Mise en place d'un massif d'enrochements à l'extérieur du rideau de
Longueur : 212
vannage.
Tourbe (0-6)
Viaduc de Ouverture des travées : 19 m Fondation sur pieux en bois.
26 Coye-la-Forêt Thèves Terminé en 1858 Alluvions (6-7) Détruit
Comelle Travées situées à 38 m au dessus de Têtes des pieux noyées dans un massif en béton, situé sous l'étiage.
Craie (>7)
l’eau
Pieux de 15 m de longueur, 20 cm de diamètre et espacés de 1 m
longitudinalement et transversalement. Refus des pieux atteint
300 pieux battus avec une machine à vapeur installée au bord de la pour un enfoncement de
Pont vallée de Ligne Paris et Dieppe (entre Tourbe (0-16) Troesne. 30 mm par volée de 10 Pieux + béton +
27 Troesne 1864-1868 ?
Viosne Gisors et Gournay) Calcaire (>16) Pointe des pieux encastrée dans le substratum. Massif en béton de 70 cm coups de mouton de 750 platelage
de hauteur coulé entre les têtes des pieux. kg tombant d'une hauteur
Têtes des pieux liaisonnées entre elles avec des madriers constituant le de 3 m.
platelage.
Pile-culée rive droite fondée sur 632 pieux en bois, de 15 m de longueur,
2 viaducs d'accès. Longueur : 252m Remblai (0-3,8)
de 30 cm de diamètre. Platelage situé à 4,5 m de profondeur sous le Pieux + grillage
28 Pont Eiffel Cubzac-les-ponts Dordogne Mis en service en 1839 Partie centrale. Longueur : 546m Alluvions argilo-limoneux (3,8-20m) En service
niveau d'eau. + platelage
Pont en maçonnerie Marne (>20)
Pile-culée rive gauche fondée sur 420 pieux de 30 cm de diamètre.
Piles fondées sur 26 pieux.
Diamètre des pieux : 30 cm.
Longueur des pieux : 2,8 m.
Nbre de travées : 7 Sable argileux avec blocs de calcaire (0-
Pont de Saint- Pointes des pieux encastrées dans le calcaire sur 50 cm de hauteur. Pieux + grillage
29 Saint-Florent-sur-Cher Cher Mis en service en 1832 Ouverture des travées : 14m 2,3) En service
Florent-sur-Cher Pieux sous-jacents à un grillage et à un platelage en bois de 40 cm + platelage
Pont en maçonnerie Calcaire (>2,3)
d'épaisseur.
Blocs de calcaire ont servi d'enrochements et de blocage aux pieux en
partie supérieure.
Nbre de travées : 6 Fondations constituées de 3 rangées de pieux équarris, de cotés
Longueur pont : 110 Sable 27cm*27cm, espacés de 1,2 m longitudinalement et de 87 cm Pieux + grillage
30 Pont de Nay Nay Gave de Pau 1850-1855 En service
Largeur pile : 12,6m Argile transversalement. + platelage
pont en maçonnerie Têtes des pieux fixées à un grillage et à un platelage assemblés à mi-bois
Pont des
Nbre de travées : 5 Pieux recépés à 3 m sous l’étiage. Pieux + Caisson
31 hospices de Lyon Saône 1811-1815 / Kermengan Alluvions (0-8 m) Détruit en 1968
Ouverture des travées : 20,80 m Fondations sur caissons immergés. immergé
Lyon
Pont en bois
Nbre de piles : 2
Alluvions (0-6)
32 Pont Saint Pierre Toulouse Garonne 1849-1852 / Maurel Largeur : 6,90 m Piles du pont probablement fondées sur des pieux en bois Détruit
Marne (>6)
Piles en pierre et briques, renforcé par
des câbles métalliques.
Pont en bois
Alluvions (0-6)
33 Pont d'Avignon Avignon Rhone 1806-1812 / Duvivier Nbre de travées : 15 + 30 Piles du pont probablement fondées sur des pieux en bois Détruit
Marne (>6)
Longueur : 889 m
Piles fondées sur 4 rangées de 11 pieux, de 30 cm de diamètre et de 5,20
m de longueur.
Pont en maçonnerie Terre végétale (0-1,6) Pieux espacés longitudinalement de 80 cm et transversalement de 1,1m.
Viaduc des 100 Terrains Nbre de travées : 100 Vase (1,6-4,5) Têtes des pieux fixées à un grillage et à un platelage. Pieux + grillage
34 Palue d'Arveyres 1846-1850 En service
arches marécageux Longueur : 1000m Sable (4,5-5,75) Epaisseur du grillage : 25 cm. + platelage
Largeur piles : 8m Gravier (>5,75) Largeur des longrines et des traverses : 30 cm.
Platelage en bois de 8 cm d’épaisseur situé à 2 m sous le terrain naturel de
l’époque.
359
Annexes
Annexe B : Travaux de confortement des fondations en bois des

ouvrages routiers
Tableau 8. Travaux de confortement des fondations suite aux désordres observés

Nom
Construction Désordres Travaux réalisés
Cours d'eau
Reprise de la totalité des fondations anciennes par encagement des massifs dans un batardeau en palplanches
Dégradation de la maçonnerie, de la tête des pieux
métalliques et injections jusqu’au massif.
Pont de Beaugency
ème Joints altérés Perforations de la pile à partir du tablier et remplissage des vides par injection quasi-gravitaire d'un mortier sous
(18 siècle)
le platelage
Loire
Mauvais état des piles et des voûtes. Réalisation de fondations dites récentes en 1948-1950 qui comprend un massif béton ancré dans le massif
marneux.
Vides de 15 cm retrouvés sous le platelage d'une des
piles (rôle minime dans l'effondrement)
Pont Wilson
ème Instabilité latérale des pieux dégarnis sur une certaine
(18 siècle) La destruction du pont Wilson a conduit à la recontruction d'un nouveau pont
profondeur sous le platelage
Loire
Approfondissement du lit de la rivière et
augmentation de la vitesse de l'eau
Tassement d'une des piles en 1758 lors de la
Surcharge de la pile présentant des tassements en 1758, afin d'enfoncer la fondation sur une hauteur de 50 cm
construction de voûtes
Mauvaise qualité et dégradation du blocage situé entre En 1761, afin de protéger l'ouvrage contre les affouillements, une estacade constituée de 2 files de pieux.
le sol de fondation et le platelage Stabilisation des travées par des radiers en enrochements ou même en pierre de taille.
Pont Georges 5 Remplacement d'une partie du platelage par une semelle en béton armé lors de leur reconstruction.
ème
(18 siècle) En 1985, mise en œuvre d'un rideau de palplanche autour des appuis et solidarisation aux maçonnerie à l'aide de
Loire béton, injection de coulis autour et sous les pieux en bois.
Erosion par circulation d'eau Prévision de travaux confortatifs pour soustraire les matériaux aux affouillements, pour éviter que l’érosion
n’affecte le sol sous-jacent au massif et pour étancher la base des appuis et diminuer les circulations d’eau.
Prévision d'une protection pour chaque appui par des rideaux périphériques en palplanches ou un radier général
avec deux barrages de palplanches et d'une campagne d'injection avant battage de palplanches pour combler les
vides sous les fondations.
Transformation de l’ensemble pieux en bois – béton cyclopéen – platelage – maçonnerie de la fondation – en un
Disparition locale du rideau de vannage et du béton
Pont de Thouare bloc monolithique enfermé dans une enceinte en palplanches métalliques
ème cyclopéen
(19 siècle) Coulage d'un béton destiné à combler les vides entre le rideau de vannage et les palplanches en bois
Loire Injection des sols afin de bloquer les divers éléments entre eux
Disparition progressive des enrochements
Entretien des enrochements
Affaissement de la pile n°5 en 1968, en quelques
heures (24 cm en aval et de 32 cm à l’amont), puis
poursuite du mouvement pendant les cinq semaines Injections pour remplir les vides entre le platelage et les têtes des pieux
Pont de Saumur
ème suivantes pour atteindre 32 cm à l’aval et 35 cm à
(18 siècle)
l’amont
Loire
Vides sous le platelage de la pile n°5 Injections pour consolider le sable de Loire et le resserrer autour des pieux
Rupture du platelage à la périphérie de la pile et Injections pour conférer au « massif » ainsi constitué une certaine pérennité en lui permettant de résister aux
cassure de certains pieux (pile n°5) affouillements
Mauvais état des parois avec la friabilité de béton de
Injection de stabilisation immédiate afin de garantir un contact entre la maçonnerie et les alluvions
chaux
Pont sur l'Arnon Dégarnissage des têtes des pieux Comblement des principaux affouillements
ème
(18 siècle) Protection contre les affouillements par des batardeaux individuels en palplanches et bétonnage des vides entre
Faibles caractéristiques mécaniques de la maçonnerie
Arnon les rideaux de palplanches et l'appui
Altération ou rupture du platelage sur l'une des piles Amélioration de l'écoulement des eaux de l'Arnon par un dégagement des bancs sableux sous deux arches
Saint Florent sur le Cher Maçonnerie de mauvaise qualité Exécution d'une semelle en béton armée entre le platelage et le substratum, avec injection des soubassements en
ème Joints en béton de chaux friables et même parfois maçonnerie
(19 siècle)
délavés Ou : exécution d'un caisson de palplanches autour de chaque appui puis une consolidation par injection des
Cher terrains situés entre les pieux
Altération du platelage et de la tête des pieux
Affaissement des appuis Coffrage du pourtour de la base des appuis datés du Moyen-Age et injection gravitaire afin de combler les vides
Pont Saint-Nicolas
ème
(13 siècle) Affouillement sous la maçonnerie Protection contre les affouillements et les sources avec mise en place d’un rideau de palplanches
Loiret Erosion du sol support
Traitement par injection du substratum contre les évolution karstiques
Dégarnissage des pieux
En 1995, effondrement du talus au voisinage de la pile Stabilisation des tassements des piles 1 à 6 grâce à l'exécution de travaux de reprise en sous-œuvre par
Pont de pierre 7, avec dégarnissage de la première rangée de pieux micropieux (16 par piles)
ème
(19 siècle) sur toute la hauteur et sur le tiers de la face aval du
Reconstitution du talus entre le massif en maçonnerie et le fond de la fosse. Appui du talus sur une butée. Mise
Garonne massif de fondations
en place d'enrochements et de matelas de gabions.
Tassement des piles 1 à 6
En 1879, reconstruction de 2 piliers reliés par un arc plein cintre d'ouverture réduite de 10m à 8m avec entre ces
2 piliers, un massif reposant sur 193 pieux bois. Ajout de tirants en fer afin de rendre solidaires ces deux
Tassement de la pile culée rive droite l'été,
Pont Eiffel fondations
ème stabilisation l'hiver
(19 siècle) En 1879, recul du pilier de rive de 3m et renforcement de ce pilier par 2 massifs contreforts fondés sur 2 fois 16
Dordogne pieux.
En 1879, arasement des anciens massifs à 6m au dessus de l'étiage
Dislocation de la maçonnerie
En 2004, mise en place de micropieux afin de renforcer l'assise de cette pile culée.
Vides sous le platelage (poche d'air atteingnant 30cm
En 1909, mise en protection par des fortes dalles de pierre des fondations des piles
Pont de Nay de hauteur)
ème
(19 siècle) Confortement des piles à l’abri d’un coffrage métallique formé de palfeuilles par remplissage des vides après
En 1971, mise à nu de la partie supérieure des pieux
Gave de Pau nettoyage de l’excavation
jusqu’au platelage
En 1971, entablement du socle des piles en coulant un massif de béton armé d’un treillis
En 1968, nombreuses fissures et fractures sur le fût
Injections des fissures et des fractures
Pont de Libourne des pieux
ème
(19 siècle) Cerclage de la tête des pieux à l’aide de câbles de précontrainte
Vide relatif lié aux enrochements dans lequel des
Dordogne Comblement des vides sous le platelage par injection afin d’améliorer la tenue du blocage des pieux et de
circulations d’eau ont pu être mises en évidence
resserrer les alluvions et les enrochements calcaires
360
Annexes
Annexe C : Protocole d’inspection hollandais des fondations de type

pieux bois
A - Introduction
A.1 - L'utilisation du protocole dans les investigations

Cette partie présente les différentes étapes d'un examen détaillé de la fondation.
L'inspection de la fondation peut être précédée d'une étude documentaire qui comporte les
éléments suivants :
• Description de l’environnement
Caractéristiques du bâtiment et des fondations (plan d'implantation des pieux, caractéristiques
du bois, identification du sol, compilation des données historiques disponibles) ;
• Description des pathologies et des désordres

Description des pathologies et des désordres relevés sur le bâtiment (fissures, tassements) ;
1
1
B – Protocole pour l’inspection de la fondation
B.1 - Excavation
La fouille est réalisée autour de la fondation et doit posséder un rayon minimum égal à 1 m.
Les pieux sont déterrés sur les 50 premiers centimètres.
B.2 – Classification des sols

La classification du sol prélevé lors de l’excavation est réalisée selon les recommandations
établies dans la norme française NF P 11-300. Le niveau du terrain naturel, les profondeurs de
fin de couche, ainsi que la hauteur de battement du niveau de la nappe (fluctuations visibles
avec les changements de couleurs) doivent être relevés.
B.3 – Mesures des éléments

L’objectif de l’inspection est d’identifier l’état de la fondation. Les éléments suivants doivent
être mesurés :
1. Diamètre du pieu ;
2. Distance entre deux pieux sous une traverse ;
3. Distance entre les traverses ;
4. Dimensions de la traverse (hauteur et largeur) ;
5. Epaisseur, longueur et largeur de la longrine ;
6. Hauteur de battement du niveau d’eau de la nappe ;
7. Profondeur de la fondation par rapport au terrain naturel.
361
Annexes
Une description complète des éléments suivants doit être également effectuée :
1. Déformation éventuelle des traverses entre les têtes des pieux ;
2. Déformation éventuelle des têtes des pieux et de la connexion entre le pieu et la partie
supérieure de l’ouvrage ;
3. Inclinaison éventuelle des pieux par rapport à la verticale.
B.4 – Qualité du béton et de la maçonnerie

Une description visuelle de l'état de la maçonnerie et du béton est réalisée. Les fissures, les
déformations de la maçonnerie et du béton, la qualité des assemblages sont relevées. Aucun
échantillon n’est prélevé lors de l’inspection.
B.5 – Tests de poinçonnement à l’aiguille

Des tests de poinçonnement à l’aiguille sont réalisés avec un appareil de mesure étalonné.
Trois mesures situées à 15 cm sous la connexion en béton sont effectuées.
En cas d'incertitude sur le niveau d’eau de la nappe ou sur la qualité de l'eau, il est
recommandé d'effectuer un test de poinçonnement à environ 15 cm sous le niveau d’eau de la
nappe. Si l’opérateur réalisant l’inspection juge que la dégradation du bois est trop
importante, il peut décider de réaliser des tests de poinçonnement supplémentaires.
Les traverses et les longrines font l’objet d’une mesure de poinçonnement.
Si l’aiguille s’enfonce intégralement dans le bois, la démarche à adopter est la suivante :

- Relever la profondeur de pénétration de l’aiguille X1 ;
- Enlever au droit de la mesure le bois au ciseau sur une profondeur égale à X1 et effectuer
une autre mesure. Le résultat de la mesure est noté X2 ;
- Prendre comme résultat de la mesure la somme X1+X2.
Les résultats des mesures sont reportés sur l’abaque présenté sur la Figure 1.
Pénétration (mm)
Diamètre du pieu (mm) 1

Figure 1. Longueur de pénétration de l’aiguille en fonction du diamètre du pieu
Quatre zones sont définies sur cet abaque :

• Zone I : Le bois n'a subi aucune dégradation. Il n'est donc pas nécessaire de prélever
d'échantillon dans le bois ;
362
Annexes
• Zone II : Cette zone correspond aux pieux endommagés. La faible dégradation du bois n'a
aucune influence sur la résistance du pieu (au niveau de fût). Si l'on teste simplement la
résistance du bois, le prélèvement d'échantillon n'est pas nécessaire.
Une interprétation peut néanmoins être effectuée sur l'origine des dommages et de la
dégradation du bois ;
• Zone III : L’enfoncement de l’aiguille dans le pieu montre que le prélèvement est
nécessaire. Un carottage doit donc être effectué ;
• Zone IV : Cette zone correspond à un pieu dégradé. Sa résistance mécanique est
considérée comme faible, voire insuffisante. Le prélèvement de carottes est nécessaire.
B.6 - Photos
L'ensemble de la fondation doit être photographié. Les pieux, les longrines, les traverses et la
connexion en béton le sont également.
B.7 – Prélèvements d’échantillons

Le nombre d'échantillons de bois à prélever est défini par l’opérateur réalisant l’inspection et
doit être représentatif de l’ensemble de la fondation.
Le prélèvement est effectué avec un carottier (Figure 2) de diamètre intérieur 10 mm et de
longueur 30 cm.
Figure 2. Carottier
La carotte doit être prélevée à proximité du test de poinçonnement et situé à environ 15 cm

sous la longrine et la connexion en béton. L'échantillon est immédiatement plongé dans l'eau
prélevée sur le site, stocké et refroidit le plus rapidement possible (température entre 1 et
8°C).
B.8 – Eaux souterraines

La hauteur du niveau d’eau de la nappe est mesurée. Des piézomètres peuvent être également
posés à proximité de la fondation inspectée et le niveau d’eau mesuré durant quelques jours,
voire quelques semaines après l’inspection.
C - Laboratoire
Le laboratoire détermine les tests à réaliser en fonction des observations faites lors de
l'inspection et des résultats des mesures de poinçonnement.
363
Annexes
Ces tests permettent de déterminer l’état de dégradation du pieu et la résistance à la

compression du fût.
C.1 – Analyse microscopique

La section transversale de l'échantillon est découpée en fines lamelles de 20 µm d'épaisseur.
La structure du bois est analysée au microscope.
C.2 – Estimation de la résistance à la compression

La densité et la teneur en humidité du bois sont déterminées avec des échantillons de 20 mm
de longueur. La résistance à la compression du bois 3c est calculée à partir de la formule
suivante :
H 1 Hρ
4,43− 0,3 − 354,3 − 0,0009
σc = e 100 ρ 100
(85)
Avec H le taux d'humidité du bois et C la masse volumique du bois sec (kg/m3)
C.3 –Dégradation du bois

L’état de dégradation du bois est déterminé en laboratoire à partir de tests réalisés sur les
carottes prélevées.
D – Annexes : Instrument de mesure

Le dispositif de mesure et son étalonnage doivent être conformes aux exigences contenues
dans le rapport édité par le groupe de travail hollandais "Normalisation des tests de recherches
sur les fondations".
D.1 – Instrument 6J Pilodyn-SW

Les mesures de poinçonnement sur la fondation en bois peuvent être réalisées avec
l’instrument Pilodyn 6J-SW (Figure 3). Les dimensions sont en mm.
Figure 3. Appareil de poinçonnement à l’aiguille Proctor
D.2 - Etalonnage
L’instrument Pilodyn 6J-SW est étalonné selon le protocole défini dans le rapport "Calibrage
des instruments de poinçonnement pour l’étude des pieux en bois" et rédigé en 2003. La durée
de validité de cet étalonnage est d’un an.
364
Annexes
Annexe D : Résultats des essais de cisaillement d’interface
Tableau 9. Poids volumique sec du limon après application de contraintes de chargement et des contraintes
normales - cisaillement limon-limon
wlimon = 0% wlimon = 15%
(3p ; 3n) (7d(3p) ; 7d(3n)) Augmentation (7d(3p) ; 7d(3n)) Augmentation
(3p ; 3n) (kPa)
(kPa) (kN/m3) 7d (%) (kN/m3) 7d (%)
(30 ; 50) (9,6 ; 9,8) 2,1 (30 ; 50) (10,4 ; 10,6) 1,9
(30 ; 100) (9,8 ; 10,1) 3,1 (30 ; 100) (10,0 ; 10,9) 9,0
(30 ; 200) (9,5 ; 9,9) 4,2 (30 ; 200) (9,8 ; 11,1) 13,2
(65 ; 50) (9,7 ; 9,8) 1,0 (65 ; 50) (10,3 ; 10,5) 1,9
(65 ; 100) (9,9 ; 10,1) 2,0 (65 ; 100) (10,4 ; 10,7) 2,9
(65 ; 200) (9,8 ; 10,2) 4,1 (65 ; 200) (10,6 ; 10,9) 2,8
(100 ; 50) (9,9 ; 10,0) 1,0 (100 ; 50) (10,2 ; 10,7) 4,9
(100 ; 100) (10,2 ; 10,3) 0,9 (100 ; 100) (10,8 ; 11,0) 1,9
(100 ; 200) (10,1 ; 10,4) 2,9 (100 ; 200) (11,0 ; 11,4) 3,6
wlimon = 25% wlimon = 35%
(3p ; 3n) (kPa)
(kPa) (kN/m3) 7d (%) (kN/m3) 7d (%)
(30 ; 50) (10,6 ; 10,9) 2,8 (30 ; 50) (11,7 ; 11,9) 1,7
(30 ; 100) (10,7 ; 11,8) 10,3 (30 ; 100) (12,4 ; 13,6) 9,7
(30 ; 200) (10,4 ; 12,0) 15,3 (30 ; 200) (11,8 ; 14,0) 18,6
(65 ; 50) (10,8 ; 11,7) 8,3 (65 ; 50) (12,5 ; 12,6) 0,8
(65 ; 100) (11,0 ; 11,5) 4,5 (65 ; 100) (12,7 ; 12,9) 1,5
(65 ; 200) (10,7 ; 12,2) 14,0 (65 ; 200) (13,0 ; 14,0) 7,6
(100 ; 50) (11,3 ; 11,9) 5,3 (100 ; 50) (13,5 ; 13,7) 1,4
(100 ; 100) (11,1 ; 11,9) 1,1 (100 ; 100) (13,3 ; 13,5) 1,5
(100 ; 200) (11,4 ; 12,8) 12,2 (100 ; 200) (13,7 ; 14,3) 4,3
normales - cisaillement acier-limon
Acier - wlimon = 0% Acier - wlimon = 15%
(3p ; 3n) (kPa)
(kPa) (kN/m3) 7d (%) (kN/m3) 7d (%)
(30 ; 50) (9,66 ; 9,89) 2,4 (30 ; 50) (9,72 ; 10,10) 3,9
(30 ; 100) (9,72 ; 10,10) 3,9 (30 ; 100) (9,87 ; 10,20) 3,3
(30 ; 200) (9,73 ; 10,04) 3,2 (30 ; 200) (9,94 ; 10,70) 7,6
(65 ; 50) (9,86 ; 9,91) 0,5 (65 ; 50) (10,20; 10,42) 2,1
(65 ; 100) (9,89 ; 9,97) 0,8 (65 ; 100) (10,38 ; 10,48) 0,9
(65 ; 200) (9,87 ; 10,00) 1,3 (65 ; 200) (10,02 ; 10,87) 8,5
(100 ; 50) (9,80 ; 9,89) 0,9 (100 ; 50) (10,44 ; 10,58) 1,3
(100 ; 100) (9,88 ; 10,10) 2,2 (100 ; 100) (10,54 ; 10,70) 1,5
(100 ; 200) (9,83 ; 10,08) 2,5 (100 ; 200) (10,37 ; 11,10) 7,0
Acier - wlimon = 25% Acier - wlimon = 35%
(3p ; 3n) (kPa)
(kPa) (kN/m3) 7d (%) (kN/m3) 7d (%)
(30 ; 50) (10,16 ; 10,48) 3,1 (30 ; 50) (10,30 ; 11,36) 10,3
(30 ; 100) (10,07 ; 10,85) 7,7 (30 ; 100) (11,20 ; 12,26) 9,4
(30 ; 200) (10,24 ; 11,29) 10,2 (30 ; 200) (11,26 ; 13,48) 19,7
(65 ; 50) (10,56 ; 10,68) 1,1 (65 ; 50) (12,16 ; 12,32) 1,3
(65 ; 100) (10,89 ; 10,96) 0,6 (65 ; 100) (11,90 ; 12,45) 4,6
(65 ; 200) (10,56 ; 11,45) 8,4 (65 ; 200) (11,80 ; 13,75) 16,5
(100 ; 50) (10,70 ; 11,05) 3,2 (100 ; 50) (12,70 ; 13,45) 5,9
(100 ; 100) (11,04 ; 11,09) 0,5 (100 ; 100) (12,84 ; 13,10) 2,0
(100 ; 200) (11,05 ; 11,78) 6,6 (100 ; 200) (12,76 ; 14,08) 10,3
365
Annexes
normales - cisaillement pin-limon
Pin - wlimon = 0% Pin - wlimon = 15%
(3p ; 3n) (kPa)
(kPa) (kN/m3) 7d (%) (kN/m3) 7d (%)
(30 ; 50) (9,63 ; 9,75) 1,2 (30 ; 50) (9,77 ; 9,87) 1,0
(30 ; 100) (9,62 ; 9,98) 3,7 (30 ; 100) (9,68 ; 10,35) 6,9
(30 ; 200) (9,66 ; 10,04) 3,9 (30 ; 200) (9,89 ; 10,98) 11,0
(65 ; 50) (9,76 ; 9,95) 1,9 (65 ; 50) (9,99 ; 10,07) 0,8
(65 ; 100) (9,86 ; 10,08) 2,2 (65 ; 100) (10,26 ; 10,38) 1,2
(65 ; 200) (9,84 ; 10,28) 4,5 (65 ; 200) (10,06 ; 10,29) 2,3
(100 ; 50) (9,98 ; 10,02) 0,4 (100 ; 50) (10,44 ; 10,52) 0,8
(100 ; 100) (10,04 ; 10,10) 0,6 (100 ; 100) (10,53 ; 10,76) 2,2
(100 ; 200) (9,94 ; 10,31) 3,7 (100 ; 200) (10,44 ; 11,46) 9,8
Pin - wlimon = 25% Pin - wlimon = 35%
(3p ; 3n) (kPa)
(kPa) (kN/m3) 7d (%) (kN/m3) 7d (%)
(30 ; 50) (10,35 ; 10,68) 3,2 (30 ; 50) (11,46 ; 11,78) 2,8
(30 ; 100) (10,20 ; 10,45) 2,4 (30 ; 100) (11,30 ; 12,58) 11,3
(30 ; 200) (10,08 ; 11,63) 15,3 (30 ; 200) (11,34 ; 12,98) 14,5
(65 ; 50) (11,09 ; 11,34) 2,3 (65 ; 50) (11,80 ; 12,45) 5,5
(65 ; 100) (10,64 ; 10,79) 1,4 (65 ; 100) (11,95 ; 12,99) 8,7
(65 ; 200) (10,25 ; 11,26) 9,9 (65 ; 200) (12,10 ; 13,04) 7,8
(100 ; 50) (11,08 ; 11,30) 2,0 (100 ; 50) (12,69 ; 12,94) 2,0
(100 ; 100) (11,35 ; 11,59) 2,1 (100 ; 100) (12,53 ; 13,45) 7,3
(100 ; 200) (11,27 ; 12,49) 10,8 (100 ; 200) (12,30 ; 13,89) 12,9
normales - cisaillement chêne-limon
Chêne - wlimon = 0% Chêne - wlimon = 15%
(3p ; 3n) (kPa)
(kPa) (kN/m3) 7d (%) (kN/m3) 7d (%)
(30 ; 50) (9,64 ; 10,29) 6,7 (30 ; 50) (9,84 ; 10,72) 8,9
(30 ; 100) (9,52 ; 10,16) 6,7 (30 ; 100) (9,70 ; 10,99) 13,3
(30 ; 200) (9,61 ; 10,40) 10,8 (30 ; 200) (9,96 ; 11,68) 17,3
(65 ; 50) (9,67 ; 10,01) 3,5 (65 ; 50) (10,14 ; 10,89) 7,4
(65 ; 100) (9,74 ; 10,44) 7,2 (65 ; 100) (10,74 ; 11,42) 6,3
(65 ; 200) (9,65 ; 10,47) 8,5 (65 ; 200) (10,73 ; 11,84) 10,3
(100 ; 50) (9,88 ; 10,41) 5,4 (100 ; 50) (10,95 ; 11,45) 4,6
(100 ; 100) (9,75 ; 10,19) 4,5 (100 ; 100) (10,37 ; 11,69) 12,7
(100 ; 200) (9,80 ; 10,69) 9,1 (100 ; 200) (10,54 ; 12,16) 15,4
Chêne - wlimon = 25% Chêne - wlimon = 35%
(3p ; 3n) (kPa)
(kPa) (kN/m3) 7d (%) (kN/m3) 7d (%)
(30 ; 50) (10,26 ; 10,85) 5,7 (30 ; 50) (11,44 ; 12,37) 8,1
(30 ; 100) (10,32 ; 11,22) 8,7 (30 ; 100) (11,32 ; 12,45) 10,0
(30 ; 200) (10,03 ; 11,97) 19,3 (30 ; 200) (11,39 ; 14,01) 21,5
(65 ; 50) (10,81 ; 11,53) 6,7 (65 ; 50) (12,30 ; 12,69) 3,1
(65 ; 100) (10,66 ; 11,43) 7,2 (65 ; 100) (11,90 ; 12,83) 7,8
(65 ; 200) (10,90 ; 12,96) 18,9 (65 ; 200) (12,04 ; 14,05) 16,7
(100 ; 50) (11,18 ; 11,78) 5,4 (100 ; 50) (12,78 ; 13,04) 2,0
(100 ; 100) (11,25 ; 11,74) 4,3 (100 ; 100) (12,63 ; 13,59) 7,6
(100 ; 200) (11,15 ; 12,89) 15,6 (100 ; 200) (12,65 ; 14,01) 10,7
366
Annexes
normales - cisaillement mortier-limon
Mortier - wlimon = 0% Mortier - wlimon = 15%
(3p ; 3n) (kPa)
(kPa) (kN/m3) 7d (%) (kN/m3) 7d (%)
(30 ; 50) (9,52 ; 9,76) 2,5 (30 ; 50) (9,66 ; 9,98) 3,3
(30 ; 100) (9,62 ; 10,01) 4,0 (30 ; 100) (9,82 ; 10,45) 6,4
(30 ; 200) (9,57 ; 9,86) 3,0 (30 ; 200) (9,67 ; 10,42) 7,8
(65 ; 50) (9,68 ; 9,76) 0,8 (65 ; 50) (10,13 ; 10,38) 2,5
(65 ; 100) (9,73 ; 9,94) 2,2 (65 ; 100) (10,08 ; 10,33) 2,5
(65 ; 200) (9,78 ; 10,42) 6,5 (65 ; 200) (10,14 ; 10,96) 8,1
(100 ; 50) (9,81 ; 9,97) 1,6 (100 ; 50) (10,26 ; 10,55) 2,8
(100 ; 100) (10,06 ; 10,34) 2,8 (100 ; 100) (9,72 ; 10,16) 4,5
(100 ; 200) (9,85 ; 10,48) 6,4 (100 ; 200) (10,37 ; 10,57) 1,9
Mortier - wlimon = 25% Mortier - wlimon = 35%
(3p ; 3n) (kPa)
(kPa) (kN/m3) 7d (%) (kN/m3) 7d (%)
(30 ; 50) (10,24 ; 10,54) 2,9 (30 ; 50) (10,81 ; 11,84) 9,5
(30 ; 100) (10,61 ; 11,12) 4,8 (30 ; 100) (11,42 ; 12,25) 7,3
(30 ; 200) (10,47 ; 11,28) 7,7 (30 ; 200) (11,35 ; 13,58) 19,6
(65 ; 50) (10,83 ; 11,07) 2,2 (65 ; 50) (11,98 ; 12,78) 6,7
(65 ; 100) (10,78 ; 11,46) 6,3 (65 ; 100) (12,07 ; 12,86) 6,5
(65 ; 200) (10,74 ; 11,68) 8,7 (65 ; 200) (12,25 ; 13,65) 11,4
(100 ; 50) (11,35 ; 11,40) 0,4 (100 ; 50) (12,54 ; 12,81) 2,1
(100 ; 100) (11,25 ; 11,58) 2,9 (100 ; 100) (12,62 ; 13,08) 3,6
(100 ; 200) (11,14 ; 11,82) 6,1 (100 ; 200) (13,00 ; 14,08) 8,3
normales - cisaillement chêne ancien-limon
Chêne ancien - wlimon = 0% Chêne ancien - wlimon = 15%
(3p ; 3n) (kPa)
(kPa) (kN/m3) 7d (%) (kN/m3) 7d (%)
(30 ; 50) (9,56 ; 10,08) 5,4 (30 ; 50) (10,24 ; 10,36) 1,2
(30 ; 100) (9,59 ; 10,11) 5,4 (30 ; 100) (10,34 ; 10,57) 2,2
(30 ; 200) (9,59 ; 10,38) 8,2 (30 ; 200) (10,39 ; 10,59) 1,9
(65 ; 50) (9,77 ; 10,13) 3,7 (65 ; 50) (10,43 ; 10,65) 2,1
(65 ; 100) (9,71 ; 10,16) 4,6 (65 ; 100) (10,62 ; 10,83) 1,9
(65 ; 200) (9,81 ; 10,42) 6,2 (65 ; 200) (10,65 ; 10,89) 2,2
(100 ; 50) (9,65 ; 9,82) 1,7 (100 ; 50) (10,41 ; 10,88) 4,5
(100 ; 100) (9,67 ; 9,88) 2,1 (100 ; 100) (10,62 ; 10,80) 1,7
(100 ; 200) (9,81 ; 10,21) 4,1 (100 ; 200) (11,03; 11,39) 3,3
Chêne ancien - wlimon = 25% Chêne ancien - wlimon = 35%
(3p ; 3n) (kPa)
(kPa) (kN/m3) 7d (%) (kN/m3) 7d (%)
(30 ; 50) (10,10 ; 10,30) 2,0 (30 ; 50) (11,59 ; 11,75) 1,4
(30 ; 100) (10,22 ; 10,63) 4,0 (30 ; 100) (11,03 ; 11,92) 8,1
(30 ; 200) (10,07 ; 11,29) 12,1 (30 ; 200) (11,27 ; 13,24) 17,5
(65 ; 50) (10,51 ; 10,86) 3,3 (65 ; 50) (12,20 ; 12,45) 2,0
(65 ; 100) (10,89 ; 11,02) 1,2 (65 ; 100) (11,88 ; 13,19) 11,0
(65 ; 200) (10,88 ; 11,95) 9,8 (65 ; 200) (11,95 ; 13,89) 16,2
(100 ; 50) (10,59 ; 11,13) 5,1 (100 ; 50) (12,69 ; 12,80) 0,9
(100 ; 100) (11,41 ; 11,67) 2,3 (100 ; 100) (12,31 ; 12,76) 3,6
(100 ; 200) (11,61 ; 12,22) 5,3 (100 ; 200) (12,89 ; 13,26) 2,7
367
Annexes
Tableau 15. Valeurs du ratio 2max,interface/3n

((2max,interface/3n)inf ;
Matériau w (%) (2max,interface/3n)moy Ecart-type
(2max,interface/3n)sup)
0 0,46 (0,43 ; 0,50) 0,020
15 0,42 (0,36 ; 0,46) 0,034
Acier
25 0,56 (0,48 ; 0,62) 0,037
35 0,47 (0,41 ; 0,54) 0,036
0 0,51 (0,47 ; 0,56) 0,033
15 0,66 (0,60 ; 0,73) 0,043
Mortier
25 0,65 (0,60 ; 0,70) 0,031
35 0,69 (0,58 ; 0,75) 0,060
0 0,43 (0,36 ; 0,53) 0,056
15 0,49 (0,36 ; 0,57) 0,056
Chêne
25 0,59 (0,54 ; 0,67) 0,045
35 0,63 (0,52 ; 0,69) 0,070
0 0,49 (0,45 ; 0,54) 0,028
15 0,61 (0,55 ; 0,65) 0,031
Pin
25 0,57 (0,51 ; 0,63) 0,033
35 0,65 (0,50 ; 0,73) 0,073
0 0,54 (0,50 ; 0,62) 0,039
15 0,55 (0,41 ; 0,61) 0,062
Chêne ancien
25 0,66 (0,61 ; 0,73) 0,036
35 0,64 (0,57 ; 0,74) 0,068
Tableau 16. Valeurs du paramètre 6lab

(7lab,min ; 7lab,max)
Matériau w (%) 7lab,moy (mm) Ecart-type
(mm)
0 1,16 (0,72 ; 1,63) 0,35
15 1,29 (0,66 ; 1,84) 0,41
Acier
25 1,68 (0,55 ; 3,08) 0,79
35 1,72 (0,97 ; 2,14) 0,35
0 1,44 (0,86 ; 1,94) 0,37
15 1,85 (1,22 ; 2,49) 0,42
Mortier
25 2,71 (1,52 ; 3,76) 0,87
35 2,25 (1,50 ; 2,95) 0,51
0 1,08 (0,70 ; 1,42) 0,21
15 1,45 (1,02 ; 1,90) 0,30
Chêne
25 1,91 (1,05 ; 2,67) 0,57
35 2,18 (1,41 ; 3,24) 0,57
0 1,15 (0,71 ; 1,57) 0,28
15 1,50 (1,00 ; 2,10) 0,36
Pin
25 1,54 (0,79 ; 2,29) 0,53
35 2,14 (1,43 ; 3,06) 0,63
0 1,54 (1,12 ; 2,28) 0,41
15 1,82 (1,21 ; 2,42) 0,37
Chêne ancien
25 2,23 (1,62 ; 3,04) 0,50
35 2,25 (1,71 ; 2,79) 0,37
368
Annexes
Tableau 17. Valeurs du paramètre k2,lab

Matériau w (%) k2,lab,moy (mm-1) (k2,lab,min ; k2,lab,max) (mm-1) Ecart-type
0 0,43 (0,31 ; 0,56) 0,10
15 0,36 (0,25 ; 0,45) 0,07
Acier
25 0,35 (0,18 ; 0,48) 0,10
35 0,31 (0,21 ; 0,37) 0,06
0 0,38 (0,30 ; 0,38) 0,07
15 0,37 (0,28 ; 0,48) 0,08
Mortier
25 0,26 (0,32 ; 0,26) 0,06
35 0,31 (0,25 ; 0,36) 0,04
0 0,31 (0,28 ; 0,32) 0,01
15 0,37 (0,30 ; 0,52) 0,07
Chêne
25 0,32 (0,23 ; 0,4) 0,06
35 0,32 (0,20 ; 0,41) 0,07
0 0,53 (0,30 ; 0,65) 0,10
15 0,48 (0,30 ; 0,60) 0,11
Pin
25 0,36 (0,28 ; 0,6) 0,10
35 0,33 (0,2 ; 0,45) 0,09
0 0,39 (0,25 ; 0,50) 0,08
15 0,31 (0,24 ; 0,38) 0,06
Chêne ancien
25 0,33 (0,22 ; 0,43) 0,07
35 0,30 (0,22 ; 0,31) 0,03
369
Annexes
Annexe E : Courbes de chargement des pieux en bois théoriques et

expérimentales
Charge en tête (kN) Charge en tête (kN)

0 25 50 75 100 125 150 175 200 225 250 275 300 0 50 100 150 200 250 300 350 400
0 0
5

5
10
10 Pieu n°2 - Hêtre
15
Pieu n°1 - Hêtre
15 20
25
20 Courbe de chargem ent expérimentale
Loi de comportement trilinéaire n°1 30
25 Loi de comportement trilinéaire n°1
35 Loi de comportement exponentielle
Méthode hollandais e NEN-6743
30 40

0 25 50 75 100 125 150 175 200 225 250 275
0 25 50 75 100 125 150 175 200 225 250 275 300 325
0
0
5
5
10
Pieu n°4 - Pin 10
15
Pieu n°8 - Acacia
15
20
25 20
30 Loi de comportement exponentielle 25 Courbe de chargement expérimentale
Loi de comportement trilinéaire n°1 Loi de comportement exponentielle
35 Loi de comportement trilinéaire n°3 30 Loi de comportement trilinéaire n°2
Méthode hollandaise NEN-6743 Loi de comportement trilinéaire n°3
40
35

0 25 50 75 100 125 150 175 200 225 250 275 300
0
5
10
Pieu n°9 - Acacia
15
20
25
30 Loi decomportement exponentielle
35
40
Figure 4. Comparaison des courbes de chargement expérimentales avec les courbes de chargement théoriques
– pieux n° 1, n°2, n°4, n°8 et n°9 – Rouen
370
Annexes
Annexe F : Méthode de dimensionnement des fondations profondes

établie dans le DTU 13.2 (AFNOR, 1992)

La résistance de frottement des fondations profondes est calculée à partir de l’expression
L
0
qs est lu directement sur l’abaque de la en fonction du mode de mise en œuvre du pieu, du

type de sol et la pression limite pl mesurée dans le sol (Figure 5).
Figure 5. Abaque du frottement latéral unitaire qs et choix de la courbe de frottement latéral unitaire limite qs
(DTU 13.2 (AFNOR, 1992))
371
Annexes

La résistance de pointe des pieux est obtenue, selon les règles établies dans le DTU 13.2
(AFNOR, 1992) par combinaison de trois termes, la section transversale en pointe de pieu Ap,
le facteur de portance kp et la pression limite nette équivalente p*LMe .
Rb ,cal = k p × pLMe
*
× Ap (87)
Le facteur de portance dépend de la nature et de la compacité du terrain, du type de pieu, de sa

mise en œuvre ainsi que de son encastrement.
Les sols sont classés en trois catégories, fonction de la nature et de la pression limite du sol
(Figure 6). Le DTU 13.2 (AFNOR, 1992) recommande d’interpoler lorsque les sols
présentent des caractéristiques pressiométriques intermédiaires.
Figure 6. Coefficient de portance kp établis dans le DTU 13.2 (AFNOR, 1992)
Vérification des états limites

Selon le DTU 13.2 (AFNOR, 1992), les valeurs limites de la résistance de pointe et du
frottement latéral doivent être multipliées par les coefficients réducteurs présentés dans le
Tableau 18.
Tableau 18. Facteurs de sécurité établis dans le DTU 13.2 (AFNOR, 1992)
372

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Système de fondation sur pieux bois : une technique

millénaire pour demain

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HAL is a multi-disciplinary open access L’archive ouverte pluridisciplinaire HAL, est

DOCTEUR DE L’UNIVERSITE PARIS-EST

SYSTEME DE FONDATION SUR PIEUX BOIS :

Thèse soutenue publiquement le 9 Septembre 2013

devant le jury composé de :

Rapporteur : Daniel LEVACHER

Je remercie les collègues du Centre d'Expérimentation et de Recherche et du Laboratoire

Liste des notations........................................................................................ 9

Introduction générale ................................................................................ 13

Chapitre I. Généralités sur le matériau bois et les pilots ..................... 17

Chapitre II. Etat de l’art des méthodes de construction des fondations

Chapitre III. Caractérisation de l’interface matériau-sol par des essais

3.2 Cisaillement des matériaux et du limon ................................................................. 152

Chapitre IV. Essais de chargement de pieux en bois réalisés sur deux

2.4 Massif de réaction .................................................................................................. 202

Chapitre V. Proposition d’une méthode de dimensionnement des pieux

4.2 Principe de la démarche ......................................................................................... 307

Conclusion générale et perspectives ....................................................... 329

Références bibliographiques ................................................................... 333

Annexes .................................................................................................... 349

Liste des notations

Rn : Rugosité normalisée du matériau

a : Facteur net de surface du cône

qb,mes : Résistance de pointe unitaire limite mesurée (Pa)

5lab : Paramètre de la loi de comportement exponentielle déterminé à partir des essais de

2 : Angle de frottement interne du sol (°)

Dli : Raccourcissement du tronçon i du pieu (m)

Figure 1. Effondrement du pont Wilson à Tours en 1978 (Grattesat, 1980)

Ce mémoire s’organise en cinq chapitres :

• Le deuxième chapitre présente un état de l’art de l’évolution des méthodes de construction

• La construction de deux plots expérimentaux et les résultats des essais de chargement de

• Le cinquième chapitre de ce mémoire présente une synthèse bibliographique des

Chapitre I. Généralités sur le matériau bois et les pilots

Le bois est un matériau naturel présentant des propriétés mécaniques et de durabilité

Ce chapitre est divisé en deux parties. La première partie a pour objectifs :

1 Le matériau bois – essences, propriétés mécaniques et durabilité

1.1 Bois feuillus et bois résineux

Figure I-1. Coupe d’un tronc d’arbre (Barbe et Keller, 1996)

1.2 Les forêts en France et dans le monde

1.2.1 Cartographie des forêts et essences de bois françaises

(a) (b) (c)

1.2.2 Les forêts en Europe et dans le monde

1.3 La filière bois en France et à l’étranger

1.3.1 Classification française des essences

1.3.2.1 La faible valorisation de la filière bois dans la société actuelle

• Le déclin et l’abandon de l’utilisation des pieux en bois en France sont concomitants à

Fondation semi profondes

1.3.3 L’emploi des pieux en bois dans les pays étrangers

1.3.3.1 L’emploi des pieux en bois aux Etats-Unis

1.3.3.2 L’emploi des pieux en bois aux Pays-Bas

Fondations à Rotterdam Fondations à Amsterdam

1.3.3.3 L’utilisation des pieux en bois en déclin à l’étranger

Pieux tubés coulés en place 12%

Egouts Tête des pieux

A7829456 3C A7829456 BC2DC75485EF4 123456 478294