AUTOROUTE DE MENTON

1AUTOROUTE DE MENTON

taraviaducsFondations des viaducsS. AMARJ.-P. MENEROUDG. PILOT117Essai de chargement d'un puits de fondationau viaduc du PescaïreF. BAGUELINB. GAUDIN133Bétons d'ouvragesG. BULOTT. OELOBELLE149La surveillance des chantiers de viaducs G. BULOT 159Las tunnelsProblèmes posés au maître d'œuvrepar le percement du tunnel duPeyronnetM. MAREC 171Mesures en place de mécanique desroches au tunnel du PeyronnetM. PANETL. ROCHETG. GAUDIND. DELAHAYE177Reprise d'un effondrement dans la galerienord du tunnel du SanatoriumL. SALVA 187LatopographieEtudes et travaux topographiquesJ. GUATELLIJ. RAY199RésuméTraduction en anglais, allemand, espagnol et russe205MINISTÈRE DE L'ÉQUIPEMENT ET DU LOGEMENT - LABORATOIRE CENTRAL DES PONTS ET CHAUSSÉES58, Boulevard Lefebvre - 75-Paria XV - Décembre 19713

En couvertureL'arrivée en Francevue du tunnel frontalier de La Giraude.La baie de Menton,le cap Martin,le mont Gros,la Tête de Chien.Mur du Peyronnet.Elévation du mur de 23 mLe cintre autolanceursur le viaduc du Gorbio.Autoroute terminée.Tunnel de La Giraude.L'illustration de ce numéro a été réalisée grâce à la photothèquedu Laboratoire départemental des Ponts et Chaussées de Nice.

I j/ci Direction de l'Equipement des Alpes-Maritimes et leLaboratoire central des Ponts et Chaussées présentent dans ce documentla somme des multiples études et travaux nécessités par laconstruction de la section Roquebrune - Frontière-Franco-Italiennede l'autoroute Esterel-Côte d'Azur.II traduit bien l'importance des efforts patients et méthodiquesqui ont permis aux ingénieurs et aux entrepreneurs de résoudreles problèmes techniques, complexes et délicats, soulevés par la naturedes sols et des sous-sols dans une région particulièrement tourmentée.Pour l'exécution de cet ouvrage, le premier de ce genreréalisé en France, nos ingénieurs ont fait largement appel à desprocédés nouveaux et inédits tout en restant soucieux de ménager aumieux les intérêts financiers du maître d'ouvrage. On peut dire, parcomparaison avec d'autres autoroutes de ce type à l'étranger, qu'ilsy sont parvenus.Il m'est agréable de rendre ici, à tous ceux qui ont participéà l'élaboration de ce document, l'hommage qu'ils méritent pour leurefficiente contribution au succès d'une réalisation qui concilie lelégitime souci des défenseurs de la beauté du site et l'évolution destechniques les plus modernes.Paul-Roscr GROSSINPrésident du Conseil d'Administrationde In société de l'autoroute Esterel-Côte d'Azur

J. TANZIDirecteur départemental del'Équipementdes Alpes-MaritimesM. MARECIngénieur des Ponts et ChausséesChef du département«Équipement»de Roissy-en-FranceAéroport de ParisJ. LEGRANDIngénieur en chefdes Ponts et ChausséesDirecteur de la prévisionet du contrôleau Laboratoire centralPréfaceCE numéro spécial du Bulletin de liaison est consacré à l'autoroute Roquebrune-Mentonmise en service sur une chaussée en juillet 1969 et sur ladeuxième chaussée en juillet 1970.Ce fut la première autoroute de montagne en France. Elle a donc posé de nombreuxproblèmes, qui n'étaient pas tous exceptionnels par leur nature, maisqui l'étaient souvent par leur ampleur, et surtout par leur multiplicité.* M. Maree était précédemment chef de l'arrondissement " Autoroute et grands travaux " à la Directiondépartementale de l'Équipement des Alpes-Maritimes, il avait remplacé à ce poste M. Tanzi.

SITUATION ET DESCRIPTION GÉNÉRALEExtrémité orientale de l'autoroute de l'Esterel, le tronçon de Roquebrune àMenton et à la frontière italienne de l'autoroute à péage A8-06-f relie, en évitantl'agglomération de Menton, la grande corniche (RN 7) et la moyenne corniche(RN 564) au droit de Monaco, à l'autoroute des Fleurs en Italie.Dès lors, les extrémités étant pratiquement imposées en plan et en niveau,le tracé s'est efforcé d'épouser le contour du cirque montagneux de Menton avecdeux objectifs principaux :— implanter commodément l'échangeur de Menton, ce qui imposait le passagepar le col de Pigna ;— limiter la longueur des ouvrages (tunnels et viaducs) pour diminuer le montanttotal de la dépense.La position de l'échangeur de Menton a déterminé le profil en long. Il se situeau point le plus bas du tracé, déterminant les rampes qui permettent de s'élever8

—SAINTE AGNES MENTON+long.de part et d'autre au niveau recherché. Ces rampes sont limitées à 4 %, saufdans les deux grands tunnels où elles ne dépassent généralement pas 1,5 %, pourun rayon en plan de 400 m (un rayon plus faible n'aurait pas entraîné de réductiontrès sensible des dépenses). Le tracé permet une vitesse de base de 100 km/h.Il a été implanté en utilisant les méthodes de calculs électroniques qui ont permisd'aboutir à un tracé essentiellement composé de clothoïdes. Les seuls alignementsdroits de quelques mètres de long ont été conçus par la machine pour raccorderexactement les oves et autres courbes en S déterminées topographiquement etdont la précision ne peut être que limitée. L'examen du profil en long montrel'importance des ouvrages d'art. Ceux-ci se développent sur 4,700 km pour untracé d'une longueur totale de 10,450 km. De ce fait, la largeur de la plate-formea été réduite au strict minimum compatible avec la sécurité recherchée. En sectioncourante, c'est-à-dire, en dehors des ouvrages, ses 21 m livrent passage àdeux chaussées de 7 m, séparées par une berme de 2 m et bordées de deux bandesd'arrêt d'urgence de 2,50 m.La double glissière centrale est séparée du bord de chaussée intérieur par unesurlargeur de 0,65 m. Sur viaducs et en tunnels, on retrouve la même surlargeurcentrale mais la bande d'arrêt d'urgence est réduite à 1,50 m environ pour lestationnement des voitures légères.g

ECHANGEURPlan schématique de l'autorouteLes terrassementsLES PRINCIPAUX PROBLÈMfS POSÉSPAR LA.mkàÙS#é#&' • 'Ils présentaient deux difficultés majeures : d'une part la définition des profilsdes talus de déblais, d'autre part la mise en remblai et le compactage dont ilétait d'autant plus difficile de fixer le processus qu'il avait été admis, en fonctiondes expériences françaises et étrangères, des hauteurs de remblai atteignantparfois sur l'axe 30 m et sur un bord 50 m. Le problème se compliquait d'autantplus que le terrain est entièrement constitué de matériaux rocheux dont le comportementest encore relativement mal connu.10

XPour l'exécution des déblais, il a été ainsi décidé d'user de la méthode expérimentaleet à la suite d'essais en vraie grandeur qui ont eu lieu à la faveur de laréalisation préalable des chemins de chantier, nous avons opté pour la réalisationde prétranchées dans les déblais qui permettent un premier examen du terrain,avant le choix de la pente de talus définitive. Nous avons aussi retenu le procédédu prédécoupage, pour l'exécution des talus (Cf. l'article « Les déblais rocheuxet la consolidation des talus »).Pour l'exécution des remblais, le compactage de matériaux rocheux est uneopération toujours difficile. La fragmentation de la roche est coûteuse et longuesi elle est poussée trop loin. Nous avons donc cherché à la limiter, et nous avonsété aidés en cela par l'efficacité des nouveaux cylindres vibrants de forte puissance,dont quatre passes suffisent en général. Le meilleur résultat s'obtient avec unrouleau tracté par un bulldozer qui opère un premier arrangement des plusgros blocs.Il se pose alors un problème de vérification du compactage. Il n'est pas question,évidemment, avec des blocs de 60 à 80 cm, de faire intervenir l'essai proctor,fut-il adapté, ni même le densitomètre à membrane. Au cours des essais, nousavons utilisé des méthodes beaucoup plus sommaires, par exemple en réalisantune tranchée au cœur du remblai pour nous assurer que les blocs étaient bienenchâssés dans la masse, les matériaux extraits nous permettant de juger de ladensité apparente obtenue.Au sein du Laboratoire départemental des Alpes-Maritimes, il a été mis au pointun appareil qui a permis de suivre, au fur et à mesure des passages de compacteur,le tassement des différentes couches. Nous avons pu ainsi comparer l'efficacitédes différents engins de compactage. Le nombre de passes était fixé par la courbede tassement : nous avons admis que le compactage était satisfaisant lorsquecelle-ci devenait asymptotique (Cf. l'article « Le compactage des remblaisrocheux »).Ces mêmes grands remblais rocheux étaient assis sur des pentes qui atteignaientparfois 20° ou plus sur l'horizontale. Il a donc fallu vérifier leur stabilité auxglissements plans et circulaires (Cf. l'article « La stabilité des grands remblais »).Enfin, des zones d'éboulis de pente ont posé des problèmes très particuliers destabilité (Cf. l'article « Glissement dans la zone de Vigna II sur la section Ricard-Ramengao »).La terre arméeL'autoroute de Menton restera comme le premier ouvrage ouvert au public oùl'on ait utilisé la terre armée en grande quantité : sept murs — de 4 m à 20 mde ^aut, de 10 m à 200 m de long — d'un volume total de 60 000 mètres cubes.Deux articles traitent de la question: «Conception et étude de la stabilité desouvrages en terre armée » et « Données sur les murs en terre armée construitssur l'autoroute de Menton ».Les viaducsLa réalisation des viaducs mériterait de longs développements.Ils comprennent 110 travées de portées comprises entre 32 et 50 m et situéesjusqu'à 80 m au-dessus du sol, et la surveillance des chantiers ainsi que celle dela qualité des bétons d'ouvrage ont dû être menées systématiquement (deuxarticles sont ici consacrés à ces questions).Une des contraintes fondamentales de l'étude résultait de l'introduction de laséismicité avec résistance obligée à des secousses sismiques équivalentes à cellesd'Agadir. On peut avancer que cette contrainte a déterminé le choix du projet.

Les entreprises pouvaient présenter des variantes. En fait, les différences entreles offres jouaient surtout sur la réalisation des piles. Le groupement d'entreprisesavait prévu, fort opportunément, d'ancrer les travées sur les culées et de solidariserles piles les plus hautes avec le tablier. Cela était possible car les dilatationslinéaires étant les plus fortes vers le milieu de l'ouvrage, tout au moinspour les ouvrages les plus importants, peuvent être absorbées par la flexibilitédes piles. Par rapport à des appuis glissants, le calcul des piles devenait beaucoupplus favorable et l'économie sur les armatures était considérable, et jouait demanière déterminante sur le montant des dépenses comme on s'en rendaitcompte facilement à l'examen des offres.Bien entendu, ce sont les fondations qui ont posé le plus de problèmes. Etantdonné la déclivité très forte des rives des vallons à franchir, comme on peut levoir sur le profil en long, la capacité portante des appuis était limitée par labutée de pied en fond de thalweg, ce qui nous a obligés à descendre des puitscylindriques à des profondeurs de 15 à 20 m. Il faut souligner que pour des portéesde 50 m, il arrive assez souvent que les fouilles et les puits réagissent sur lastabilité de l'appui voisin supérieur, ce qui gêne quelquefois la réalisation etoblige à des surprofondeurs de fondations. Un autre point que l'on a tendance ànégliger, lors de l'établissement des projets : les lignes de plus grande pentedu terrain ne suivent pas forcément l'axe de l'ouvrage. Ce sera par exemple lecas si celui-ci franchit un vallon en biais. (Cf. les articles « Fondations des viaducs» et « Essai de chargement d'un puits de fondation au viaduc du Pescaïre »).Les tunnelsLa réalisation d'un tube par chaussée a des avantages bien connus. On saitégalement qu'il est pratiquement impossible à l'heure actuelle de déterminerles poussées du terrain avec une approximation satisfaisante. Les conditionsthéoriques de calculs ne sont jamais réalisées et les poussées résiduelles tectoniquesd'une orientation capricieuse, ainsi que l'hétérogénéité imprévisible desroches, sont là pour bouleverser toutes les prévisions. En réalité, en matière detunnels, la conduite des travaux compte beaucoup plus que le projet.Encore fallait-il définir au préalable des principes de réalisation et de règlementdu marché.Sauf pour des terrains de très bonne qualité, qui ne posent aucun problème, maisqui étaient malheureusement exceptionnels, nous avions retenu le principe d'unavancement en demi-section et nous avions le choix entre deux méthodes :— soit la méthode classique avec déroctage et bétonnage de la voûte définitiveà l'avancement à quelques dizaines de mètres maximum du front d'attaque,— soit la réalisation d'une pré-voûte en béton projeté renforcée par des cintresmétalliques réticulalres, méthode qui a finalement été retenue, parce que moinscoûteuse que la première.Après exécution, nous pensons que cette méthode est la plus intéressante :— la sécurité est mieux assurée ;— la réalisation ultérieure de la voûte permet de localiser les points de fortepoussée qui peuvent être consolidés spécifiquement,— le coulage de la voûte en continu offre des garanties supérieures de résistanceet d'étanchéité ainsi qu'une bonne qualité de fini.Le choix de la méthode n'était cependant pas suffisant. Il fallait aussi en préciserles modalités d'exécution. Deux considérations nous ont aidé dans ce choix :— les nombreux tunnels en construction sont réalisés avec des épaisseurs à laclé allant de 40 cm, minimum compatible avec les engins de bétonnage, à unmètre,— il est possible d'établir une hiérarchie dans la qualité du terrain, en fonctiondes observations géologiques.12

Nous avons été alors amenés à définir quinze profils en modulant l'épaisseurdu béton projeté, l'écartement des cintres réticulaires et l'épaisseur de la voûtedéfinitive en fonction de la proportion de marne (puisqu'il s'agit de terrainslités et marneux) et du caractère plus ou moins broyé de la roche.A chaque profil, désigné unilatéralement par le maître d'œuvre, correspondaitun prix du marché.Le bilan des travaux a été positif puisque nous n'avons eu de difficultés (menacesde flambements de cintres, éboulements localisés) que sur 9 % de la longueur,et que le prix de revient est relativement bas.Pourtant, il nous est apparu ici intéressant de présenter non pas les phases sanshistoires, mais les difficultés (Cf. les articles « Reprise d'un effondrement dans lagalerie nord du tunnel du Sanatorium », « Problèmes posés au maître d'œuvrepar le percement du tunnel du Peyronnet » et « Mesures en place de mécaniquedes roches au tunnel du Peyronnet »).Par ailleurs, nous avons fait de nombreuses constatations portant sur les matérielsutilisés, les matières consommées, le personnel et les cadences d'exécution,en fonction des terrains rencontrés.La topographieDans ce terrain très escarpé et boisé, elle a présenté des difficultés particulières.On trouvera à ce sujet l'article « Etudes et travaux topographiques ».ORtOANfSATIÛN RSTEttUELa Direction départementale de l'Equipement des Alpes-Maritimes était maîtred'œuvre, pour le compte de la société Esterel-Côte d'Azur (E.S.C.O.T.A.),maître d'ouvrage.Elle a mis en place un arrondissement d'études et de travaux dirigé par un ingénieurdes Ponts et Chaussées. L'organigramme de la page 14 expose cetteorganisation.Le dispositif ainsi mis en place est caractérisé d'abord par la spécialisation dessubdivisions de travaux : on voit que sur le même tronçon d'autoroute ontcoexisté cinq subdivisions et sections ayant chacune leur spécialité : viaducs, tunnels,terrassements, chaussées et équipements, parcs et topographie. En parallèle,les lots de travaux étaient eux aussi découpés par nature fonctionnelle : unlot de viaducs, deux lots de tunnels, etc. Le but de ces répartitions, par spécialité,était d'obtenir chez les hommes une certaine compétence.Il est caractérisé ensuite par une présence constante des laboratoires, aussi bienlors de la conception de l'ouvrage que lors des études d'exécution, puis des travaux.Ils étaient appelés beaucoup plus à titre préventif que curatif. Ils participaientdonc par les résultats de leurs mesures et par leurs avis à la constructionde l'ouvrage, les décisions appartenant au maître d'œuvre afin de laisser une unitéde commandement.La coordination nécessaire entre le chantier, les études et le laboratoire, imposeau Directeur des travaux une vigilance constante, et l'oblige à ne pas échapperà ses responsabilités. Il fallait d'ailleurs imposer un rythme à ce travail de coordination: il en est résulté une réunion hebdomadaire avec les entrepreneurs,au cours de laquelle tous les problèmes étaient examinés avec le souci constantde trouver des améliorations. A ce sujet, nous tenons à remercier, pour leurcollaboration fructueuse, les principales entreprises qui ont participé à la réalisationde l'ouvrage : GTM - CITRA - SGE - OFEE - Spada - Marión - Nicoletti.

Organigrammede l'arrondissementd'études et de travauxD. D. E .Sté E.S.C.O.T.A.D E SA L P E S - M A R I T I M E SMAÎTRE D'OUVRAGEMAÎTRED'ŒUVRED I R E C T I O N D E S T R A V A U XM .TANZI puis M . MAREOLaboratoires1iArrondissement d'études et de travauxL. C. P. C.L. R. d'Aix-en-ProvenceSubdivisiondu Laboratoirede NiceSubdivisiondes viaducsM. BulotSubdivisiondes tunnelsM. L. SalvaSubdivisiondes terrassementsM. Vincente]]]Subdivisiondes chausséeset équipementsMM. Page et DelahayeSection des parcset topographieM. Guatelli

QUEL EST LE BILAN DE L'OPÉRATION ?Le bilan se juge sur les prix finaux, et se jugera sur la tenue de l'ouvrage.Pour celle-ci, l'ensemble a déjà subi trois hivers, sans aucun dommage notable.On constate simplement un tassement de quelques dizaines de centimètres desplus hauts remblais, qui ont 30 mètres sur l'axe et 50 mètres au pied.Pour les coûts, nous étions partis sans aucune référence valable, et il a fallu que,en cours de travaux, nous résolvions les difficultés qui apparaissaient au fur età mesure, et qui toutes étaient liées aux terrains et non aux superstructurescalculables : creusement des tunnels, fondations des viaducs, creusement destranchées.COUTS DE L'AUTOROUTE DE MENTONDésignationCoûtsen M.F.Pourcentagesdu montant destravaux unitairesoPourcentag esregroupés00CoûtsunitairesEtudes et surveillance detravaux 11,0 4,2Concours extérieurs :Topographie — Bureauxd'études extérieurs 3,6 1,4études 6,4Laboratoires 2,0 0,8Acquisitions de terrains 9,6 3,7 terrains 3,7Dégagements des emprises 6,0 2,3Terrassements (autoroutespistes de chantier) etengazonnements 43,3 16,5 travauxOuvrages d'art— Viaducs— Tunnels— Murs (y compris les mursen terre armée) etouvrages hydrauliques60,060,036,023,023,013,7Drainage, collecteurs etévacuation des eaux 6,6 2,5(sans leschausséeset leséquipements)81,01 250 F,•m 21 250 F/m 2Chaussées 12,5 4,8 chaussées 4,8Ouvrages d'équipement etde sécurité (dont l'éclairagedes tunnels) 9,7 3,7 équipements 3,7Exploitation péage 1,0 0,4 exploitation 0,4TOTAL 261,3 100,0 100,0

Le coût final peut paraître élevé si on le compare à celui des autoroutes de plaine,et bas si on le compare à celui des autoroutes urbaines. Il est bas aussi si onexamine les prix de revient des ouvrages comparativement à d'autres ouvragesdu même type exécutés dans des conditions analogues (1 250 F/m 2de chausséeentre glissières pour les tunnels, et le même prix pour les viaducs).CONCLUSIONNous avons, tout au long du chantier, eu la conscience de défricher des sentiersvierges. Cela nous a exaltés et nous a posé beaucoup de problèmes.Rien ne remplace l'expérimentation en place et l'observation des chantiers. Ilfaut profiter de ceux-ci pour faire progresser nos connaissances techniques :nous avons mis en place des équipes de constatations, lesquelles, indépendammentdes équipes de travaux et d'études, ont observé constamment le chantier.C'est ainsi que des anneaux spéciaux mesurant la pression du terrain ont étéinstallés dans un tunnel. C'est ainsi qu'un puits de fondation a mesuré la variationdes efforts de frottement auquel il est soumis en tête et au fond. C'est ainsi qu'unepoutre d'essai a mesuré les pertes de tension par frottement dans les câbles deprécontrainte.En y ajoutant les observations constantes sur le compactage, la tenue des talus,nous avons possédé une véritable mine de données qui pourra faire la joie desspécialistes et qui permettra d'améliorer les projets, comme elle a permis de lefaire sur le chantier.D'autres autoroutes de montagne vont être faites. Nous voulons que le travailaccumulé serve à leurs constructeurs et c'est pour eux que nous avons regroupé,sous la forme des articles qui suivent, une partie de notre expérience en espérantqu'ainsi ils pourront mieux faire, comme ce serait notre cas si nous avions à bâtircet ouvrage en disposant de l'expérience accumulée.

Vue aérienne d'une partie de l'autoroute (photo I.G.N.).

J. P. FOLLACCIJ.-P. MENEROUDAssistants - géologuesLaboratoire départemental de NiceLa géologie du tracéTOUTE l'autoroute se développe en site alpin,c'est dire l'importance de la géologie dansla réalisation de cet ouvrage (fig. 1) :— les roches intéressées présentent une grandehétérogénéité pétrographique ainsi qu'une large répartitionstratigraphique couvrant la quasi-totalité desères secondaire, tertiaire et quaternaire.— la vigueur du relief, rajeuni par une évolution morphologiquecontinue et permanente, et les contraintesgéométriques autoroutières posent les problèmes àune échelle un peu inhabituelle.— les efforts et les mouvements tectoniques ont souventmodifié le faciès originel des formations, toujoursdans le sens de la dégradation de leurs propriétésmécaniques, et abouti à des structurescomplexes dont l'interprétation et la prévision furentle plus souvent ardues.Le matériel stratigraphique et son comportement géotechniqueLe Trias supérieurIl s'agit du plus ancien des terrains intéressés etses relations avec les couches sus-jacentes sonttoujours confuses. Il est constitué d'argiles, cargneules,dolomies et gypse. Sa plasticité globale lui afait jouer un rôle tectonique important. Dans lesterrassements, il est intervenu comme substratumplastique propice au glissement des éboulis susjacents.Le JurassiqueIl est formé des calcaires en plaquettes à intercalationsargileuses et des dolomies du Lias, surmontéspar une imposante masse de calcaires et dolomiesdu Jurassique moyen et supérieur (fig. S).Il n'a pas posé de problèmes particuliers sauf latraversée d'un karst inactif, aisément prévisible, autunnel de la Giraude et celle, beaucoup plus ardue,d'une zone tectonisée longue de 40 mètres au tunnelde Ricard : la roche y était fragmentée en parallélépipèdesde quelques mètres cubes isolés par desfissures ouvertes, larges d'un décimètre, montrantun état de tension.Le CrétacéLe Néocomien très peu épais (un à quelques mètres)n'existe pas partout. Lui fait suite un Cénomanien* Cf. figure 2.19

Etage Faciès CaractèreIQuaternaireMiocèneéboulis~ \ marnes grises terrain plastiquepoudingue masse homogène—S marnes grises terrain plastiqueterrain de qualitéflysch très médiocreOligocène (alternance de bancs présence d'eaude grès et de marnes) faible perméabiliténombreux glissementsEocènemarno-calcairesgris-bleusain et massif (400 bars)peut être broyé et altérécalcaire nummulitique calcaire rigideCrétacésupérieurcalcaires à silexmarno-calcairescalcairesmarnesalternance de calcaireset de marnesle comportement de ce terrainest lié à son anisotropiela structure est dominanteCénomacien marnes noires terrain plastique1 Jurassique moyen1 et supérieur calcaires et dolomiesmasse de calcaire rigidequelquefois broyéeprésence de karstLias calcaires en plaquettes, argiles, dolomies terrain assez plastiqueTriasargiles, cargneules, dolomiesgypsesterrain plastiquedans son ensembleFig. 2 - Tableau stratigraphique synthétique.à faciès de marnes noirâtres à intercalations calcaires,puis un ensemble de calcaires à silex, marnocalcaires,calcaires et marnes, qui représente leTuronien-Sénonien (fig. b et 5).Le comportement des marno-calcaires du Crétacé estessentiellement lié à leur anisotropie et à la possibilitétrop souvent vérifiée du glissement bancsur banc (viaduc du Gorbio). Celui-ci est facilitépar un réseau serré de diaclases (dues aux déformationsde cette alternance de lits rigides et d'interlitsplastiques). Les deux directions majeures sontgénéralement perpendiculaires à la stratification etsouvent perpendiculaires entre elles, ce qui peutaboutir à une juxtaposition de parallélépipèdes semblableà un tas de briques. Cet état de choses,aggravé par des efforts tectoniques intenses (failleset plis cassants) (fig. h) et des efforts de tractionliés à la proximité du versant, a été à l'origine desdifficultés du tunnel du Peyronnet.21

Flg. 3 - Falaise calcaire du Jurassique (La Giraude).

Fig. 5 - Crétacésupérieur. Marno-calcaires.L'Eocène supérieurIl est transgressif sur le Sénonien et débute parun calcaire épais de quelques mètres à grossesnummulites et se poursuit par une épaisse couchede marno-calcaires gris-bleu communément appelés,un peu improprement « marnes bleues » de Menton(fig. 6).Elles sont très hétérogènes : tous les intermédiairesse rencontrent, parfois très voisins, entre la rochesaine (un marno-calcaire massif, peu stratifié, avec400 bars de résistance à la compression) et laroche broyée en particules centimétriques, localementoxydée et rendue plastique par les circulationsd'eau (viaduc du Baousset). La massivité de laroche saine a posé, lors des déblais, un problèmede fragmentation en vue d'une réutilisationéconomique en remblai.L'OligocèneIl est constitué d'un flysch formé d'une alternancede lits marneux micacés et de lits de grès moyensà grossiers. La proportion des deux matériaux estsensiblement équivalente dans les cinquante premiersmètres, puis la proportion de grès augmentejusqu'à constituer un grès massif à intercalationsmarneuses (fig. 7 et 15)Dans le flysch comme dans le Crétacé, l'anisotropiejoue un rôle prépondérant en orientant les rupturesselon la stratification (tunnel du Sanatorium) ou lesdiaclases (tranchée de Gajessa). Cependant lescirculations d'eau influent également par les pressionsde courant ou les charges statiques (tranchéede Ruffa). L'altérabilité de cette formation, les nombreuxglissements superficiels auxquels elle est soumise,ont conduit à la formation fréquente d'unépais manteau de matériaux plastiques ou pulvérulentsqui compliquent le problème des fondations.Le MiocèneDiscordant sur tous les terrains, il comprend deuxséquences marneuses : à la base, burdigalienne avecun faciès langhien, au sommet, tortonnienne.Entre ces deux séries, un niveau détritique grossierhelvétien : le poudingue de Roquebrune (fig. 8).Les deux séquences marneuses ont des caractéristiquesvoisines, également médiocres. Elles sontgonflantes et très sensibles à l'eau (présence demontmorillonite). Les talus de déblais y ont été taillésà une pente de 2/3 (hauteur/base) et les fondationsdes murs de soutènement ont été largementdimensionnées.Le poudingue, dont la consolidation est importanteet homogène, n'a pas posé de problèmes, tant endéblais, où des talus subverticaux de 37 mètres dehaut ont été possibles, qu'en tunnel, où on a puforer 500 mètres d'affilée pratiquement sans revêtement.23

Fig. 6 - Eocène : différents aspects des marnes bleues.

Fig. 8 - Miocène : poudingue de Roquebrune.Le QuaternaireIl est représenté par des formations de pente :— éboulis et brèches comblant des thalwegs fossilesou s'étendant en placages continus au pied desfalaises calcaires (fig. 9).— limons de glissement sur le flysch et les marnesbleues.Ces formations de pente ont été spécialement difficilesà étudier, car particulièrement réfractaires àl'échantillonnage et aux essais mécaniques (saufles limons fins de la culée du viaduc du Fossan).Leur grande hétérogénéité et notre ignorance desrègles qui la régissent rendent toujours hasardeusesles extrapolations à partir des expérimentations(le talus expérimental de la RN 7 s'est ainsirévélé peu représentatif).Elles nous ont posé pourtant beaucoup de problèmeset notamment les risques de glissementspour lesquels le comportement est lié à la naturedu substratum ou à la présence de zones fragilesinterstratifiées (zone de Vigna II).La mise au point d'une méthode opérationnelle deconsolidation des éboulis, même à court terme,rendrait de grands services et permettrait sansdoute des économies, en limitant les sujétions, lorsde l'ouverture des fouilles pour la construction demurs et de remblais.Le style tectoniqueLe bassin de Menton, considéré comme autochtoneau moins relatif, forme un coin entre deux chaînonssubalpins : l'arc de Nice à l'ouest et l'arc de Royaà l'est. Le style de ces chaînons est relativementoriginal. On y observe un chevauchement du nordvers le sud de toute la série, décollée, au niveaudu Trias ou du Lias, de son substratum primaireou cristallin. L'avancée, maximale au nord, à lalatitude de l'Argentera-Mercantour, perd de son ampleurvers le sud où se réalise l'enracinement. Lesynclinal de Menton a joué le rôle d'un môle résistantcontre le déferlement des plis et toute sa bordures'en est trouvée affectée de rebroussementsplus ou moins cassants.26

Fig. 9 - Quaternaire : éboulis (RN 7).

Tous ces mouvements se sont produits au Miocène,la région n'ayant pas été atteinte par les plissementspyrénéo-provençaux. A l'Helvétien, l'ampleur desmouvements devait déjà être grande, vu l'abondancedes brèches à éléments jurassiques géants que l'onretrouve dans les poudingues. Mais les phasesmajeures sont probablement tortonniennes ou posttortonniennes,la reconnaissance nous ayant montréque ces terrains étaient impliqués dans les chevauchements.Au Pliocène et au Quaternaire, des phasestardives retouchent le dessin général :— le mouvement de bascule se poursuit, rajeunissantconstamment le relief ;— un serrage est-ouest accroît le rebroussement dela bordure du bassin ;— enfin, de nombreuses failles jouent ou rejouent.Parmi celles-ci, deux accidents majeurs à déplacementen partie horizontal se traduisent sur le terrainpar une fracturation intense, voire un broyagedes matériaux qu'ils affectent, provoquant, par érosiondifférentielle, une série de cols et points basque l'autoroute empruntera.LamorphologieLes mouvements tectoniques et leur permanence,attestée par la séismicité, confèrent au bassin deMenton un relief vigoureux et évolutif. Alors quedans l'arc de Nice, la direction dés plis impose auréseau hydrographique des directions sensiblementest-ouest, avec un versant en falaise vers la mer,(fig. 10) dans le bassin de Menton, les thalwegs,grossièrement parallèles, s'orientent du nord vers lesud (fig. 11).La plus longue partie de leur cours est creuséedans le flysch oligocène et les versants y témoignentsouvent d'un certain remaniement. Des glissementsfossiles s'observent çà et là, arrachements et dépôtslimoneux déterminant un modelé caractéristique(fig. 12 et 13).Les marnes bleues, moins fertiles et griffées parl'érosion régressive, sont plus souvent dénudées(fig. W.La barre nummulitique fait saillie dans le paysage.Le Crétacé, où l'on distingue difficilement allochtoneet autochtone, en général très fracturé, est vigoureusementattaqué par l'érosion linéaire.Le Jurassique chevauchant domine toujours en falaise(fig. 3).Les éboulis constituent, en piémont des falaises,des glacis quasi continus, souvent très épais (jusqu'à35 mètres), masquant le substratum (fig. 11et 12).LareconnaissanceElle a débuté en 1963. Les études géotechniquesont été inséparables des études géologiques àchaque stade reconnaissances préliminaire etd'avant-projet détaillé, puis reconnaissance spécifique.Les méthodes classiques de la mécanique des solsn'ont pu être généralisées en raison des caractèresparticuliers des formations qui sont, pour l'essentiel,réfractaires au prélèvement d'échantillons représentatifset aux essais de laboratoire. Le comportementest généralement déterminé davantage par les conditionstectoniques et géomorphologiques, sensibles àl'échelle du massif, que par les caractéristiquesintrinsèques. On s'est efforcé de pallier cette difficultéen utilisant l'observation, l'expérimentation, lagéophysique et les essais en place.Déroulement des étudesReconnaissance préliminaire et d'avant-projetdétaillé (A.P.D.)La première phase consista en une cartographiegéologique détaillée aidée par l'observation desaffleurements.On a eu très tôt recours, pour l'étude structurale,à la photographie aérienne à grande échelle. Desessais en couleur et infrarouge n'ont pas apportédans leurs conditions d'emploi des informationstrès supérieures à celles du procédé classique.Des sondages carottés, des puits et des tranchéesfurent exécutés, axés surtout sur les sites de viaducset la zone ouest (Ricard-Ramengao) où lematelas d'éboulis masque le substratum.Si les sondages forés au droit des ouvrages ontapporté peu d'éléments nouveaux, ceux de la zoneouest révélèrent toutes les séries marneuses miocènes,auparavant inconnues dans la région. Uneétude micropaléontologique détaillée fut nécessairepour débrouiller, à partir de renseignements ponctuels,cette structure faillée et compliquée par degrandes convergences de faciès.Pour les tunnels, deux galeries expérimentales furentcreusées sur les sites de Castellar et de laCoupière. Un essai de drainage eut lieu en 1966 en28

Fig. 10 - Arc de Nice, versant en falaise vers la mer.

Elle fut systématique pour les fondations des viaducs(trois ou quatre sondages carottés par appui);en ce qui concerne les terrassements et les tunnels,elle fut limitée aux zones les plus délicateset lors de l'apparition de difficultés de chantier (têtesdu tunnel de Ricard, zone de Cabrolles, zones Ricard-Ramengao).La géophysique électrique et la diagraphie (gammaray naturel) furent employées à Vigna II.Les prétranchées creusées dans l'axe des déblaispeuvent être rattachées à la reconnaissance spécifique.Coût des différentes campagnesLa campagne d'avant-projet détaillé est revenue à330 000 F environ, auxquels viennent s'ajouter les215 000 F de terrassement expérimental. La seutecampagne spécifique des viaducs revient approximativementà 1 000 000 de F. Les galeries expérimentalesreviennent, elles, à 150 000 F.Fig. 12 - Glissement naturel dans le flysch.La succession de ces glissements donne aux versants unemorphologie particulière.rive droite du Careï. La sismique fut employée surle site de Ricard et à l'emplacement des déblaispour la prévision de la rippabilité. Un terrassementexpérimental eut lieu au col de Pigna.Reconnaissance spécifiqueElle mit en œuvre des moyens plus puissants, notammenten matière de sondages.MéthodologieEssais de laboratoireSeuls ont pu être ainsi étudiés les sols fins (argilesdu Trias, marnes miocènes, éluvions fines) qui nereprésentent en volume qu'une faible proportion desmatériaux intéressés par les travaux.ObservationPour la tenue des talus de déblais, on a eu recoursà l'observation systématique des talus naturels etartificiels de la région.Fig. 13 - Versant dans le flysch.30

Fig. 14 - Marnes bleues griffées par l'érosion.Tous les paramètres géologiques et géométriquesont été analysés et reliés à l'état de stabilité. Laméthode n'a pratiquement pas été applicable pourle flysch où l'on n'a pas trouvé de talus de plusde deux mètres de haut, l'extrapolation n'étant paspossible pour des échelles aussi différentes. Ellea donné, par contre, des résultats convenables dansles marno-calcaires et les marnes bleues en montrantque l'orientation relative de la surface du taluset des surfaces de rupture préférentielles (la stratificationet autres discontinuités) est prépondérante,le cas le plus favorable étant le travers bancs (talusperpendiculaire à la direction horizontale des bancs).Quand les bancs sont en direction (horizontale parallèleau talus), la pente d'équilibre se règle surla stratification si le pendage est aval. Dans tousles autres cas, elle dépend peu du pendage et nepeut guère excéder 45°. Le cas des couches horizontalesne s'est jamais présenté.ExpérimentationDès 1964, un talus de 10 mètres fut entaillé dansdes éboulis avec une pente de 2/1 à l'occasiond'un élargissement de la RN 7. Il a permis de faireles premières hypothèses sur les propriétés mécaniquesde ce matériau à introduire dans les calculsde stabilité.Les prétranchées peuvent également être considéréescomme de précieuses expérimentations, bienque leur durée d'observation, limitée par les impératifsdu chantier, ne leur ait pas permis de jouerpleinement ce rôle (fig. 15).Le terrassement expérimental de Pigna dans lesmarnes bleues éocènes a apporté une importantecontribution à la définition des méthodes de terrassementet à l'établissement du cahier des prescriptionsspéciales (C.P.S.).Le drainage expérimental a mis en évidence lecomportement hydrogéologique du flysch : présencede petites nappes perchées, perméabilité de fissuresavec circulation d'eau en charge. Il a montré l'efficacitédu drainage quant au rabattement, et permisune appréciation du rayon d'influence.Les deux galeries d'essais (8,30 m de section) ont2été creusées, l'une dans le flysch, l'autre dans leCrétacé supérieur, cette dernière, équipée d'instrumentspour évaluer les poussées sur le revêtement.En cours de travaux, un essai de pieu a été réalisédans le flysch du viaduc du Pescaïre pour déterminerl'influence du frottement latéral.LagéophysiqueLa sismique a été employée au tunnel de Ricardavec mesure entre un forage et la surface pours'assurer de la continuité du calcaire. La réfractiona été utilisée systématiquement sur les déblais pourprévoir la rippabilité. Les corrélations ont été trèssatisfaisantes.Essais en placeIls ont été peu utilisés. Le pressiomètre a étéemployé au viaduc du Pescaïre pour vérifier que les31

Fig. 15 - Prétranchée de Ruffa.Flysch à stratification verticale. Dans le fond, masse jurassique.pressions appliquées par les fondations profondesn'excèdent pas la portance du flysch. Une tentativedans les éboulis de Vigna I n'a pu aboutir en raisondes difficultés de forage.REMARQUESOn constate l'importance de la reconnaissance spécifiquequi souvent fut presque contemporaine destravaux, à tel point qu'il fut parfois délicat de ladifférencier des contrôles. Les connaissances géologiqueset géotechniques du tracé n'ont pas cesséde progresser en précision jusqu'à la fin des travaux.On peut se demander s'il n'eut pas été utileet possible d'atteindre cette précision avant l'exécution.Il est certain que beaucoup de résultats auraientété valorisés par un plus grand décalage par rapportaux travaux.Il faut cependant considérer :— qu'au moment de la reconnaissance, peu d'exemplesde travaux de cette sorte existaient en Franceet que l'on était assez désarmé pour les aborder ;— que les difficultés d'accès rendaient beaucoupde travaux prohibitifs avant l'exécution des cheminsde chantiers (qui apportèrent eux-mêmes nombred'Informations) ;— que, compte tenu d'une campagne spécifique tardive,avant l'exécution des travaux, 0,1 à 0,15 %seulement du montant total avait été dépensé eninvestigations (signalons que le montant total desétudes géologiques et géotechniques, campagne spécifiquecomprise, correspond à 1,3 % environ dessommes engagées).La reconnaissance des sites de viaducs peut paraîtreun peu privilégiée par rapport à celle desterrassements et surtout à celle des tunnels. Lenombre des sondages carottés intéressant les fondationsaurait pu être réduit, en recourant davantageaux essais en place.Il est certain que la géophysique aurait pu êtreemployée plus largement ; l'électrique aurait certainementaidé à préciser les zones raillées et permisde détecter, avant les prétranchées, les zones ébouleusesisolées qui posent un problème de reconnaissanceen l'absence d'une densité de sondageprohibitive.La sismique réfraction à plus grande échelle auraitpermis des études de structure. Mais ces étudesposaient un problème d'appareillage (multitrace pourla sismique, plus puissant pour l'électrique).La diagraphie gamma ray s'est révélée un moyenbien adapté à la prospection des éboulis à conditionde disposer d'une méthode de sondage suffisammentrapide et économique.ConclusionOn pourrait donc conclure que, si l'ouvrage était àrefaire, maintenant que les difficultés des travauxet les conditions géologiques et géotechniques sontbien connues, on saurait exactement dans quellesdirections orienter les recherches.Cela apparaît comme une évidence mais les autoroutesen site montagneux ne feront que se développerau cours des années à venir. Si le mot« problèmes » est l'un des plus employés de cetexte, c'est que ceux-ci n'ont manqué à aucun stadede travail. Et si quelques éléments de solutions apparaissentà la fin des travaux, il faut verser à l'actifde cette autoroute le champ d'expérience qu'elle afourni.32

Viaducs du Careï et du Borrigo, et échangeur de Pigna.

O. DELAHAYEIngénieur des Arts et métiersLaboratoire départemental de NiceLe compactagedes remblais rocheuxTravaux préliminaires. Terrassements expérimentaux1 - IntroductionL'étude géologique préliminaire distinguait, tout aulong du tracé de l'autoroute, différents types dematériaux : certains altérables (marnes bleues, marnocalcaires),d'autres non altérables (poudingues, éboulis,etc.).Une observation attentive des travaux de terrassementslocaux nous avait permis d'observer que cesmatériaux se présentaient, pour la plupart, à l'extraction,sous la forme de déblais rocheux comportantdes blocs de 0,80 à 1 m, avec un pourcentagevariable d'éléments 0/12,5 mm.Pour des raisons d'économie, il était difficile deréduire cette dimension. De ce fait, dès le départ,nous avons été amenés à prévoir des couches deremblai de 0,80 à 1 m d'épaisseur.Deux problèmes se posaient alors :— comment compacter ces couches épaisses (enginsstatiques ou vibrants),— comment contrôler le compactage des couchesréalisées, les moyens classiques (densités en place,gammadensimètre, essais de plaques) étant inutilisablesdans la plupart des cas.Ces problèmes étaient importants, du fait que laplupart des matériaux altérables nécessitaient unminimum de vides.Devant l'impossibilité de traiter ces problèmes pardes études géotechniques du type habituel, il avaitété décidé, en cours d'avant-projet détaillé, de réaliserun terrassement expérimental dans la catégoriede matériaux présentant les plus grosses difficultés :les marnes bleues ; les résultats obtenus devant,ensuite, être étendus, dans la mesure du possible,aux autres types de matériaux.Néanmoins, chaque fois que cela était possible, uneétude géotechnique a été réalisée sur la fractiond'éléments 0/12,5 mm (cas du flysch, éboulis, marnocalcaires).2 - Remblai expérimentalDivers types de compacteurs ont été testés (vibrantset statiques) sur des couches d'épaisseurcomprises entre 1 et 1,20 m. L'efficacité du typede compacteur en profondeur ainsi que le nombrede passes nécessaires, ont été déterminés par desmesures de tassement, à l'aide d'un électrotassomètre[1]Les principales conclusions tirées de ces travauxpréparatoires sont les suivantes :Compactage des couchesépaissesL'examen des essais réalisés nous a permis :— de retenir le principe du compactage des remblaisrocheux au moyen du rouleau vibrant lourd,— de définir l'énergie nécessaire et le tassementglobal correspondant pour compacter une couchede marnes bleues.35

Le cahier des prescriptions spéciales (C.P.S.) prescrivaitl'extension de cette méthode d'essai auxautres types de matériaux, en cours d'exécution,au moyen d'étalonnages à l'électrotassomètre descouples matériaux/compacteurs.Contrôle du compactageLes mesures à l'électrotassomètre, perturbant lechantier, ne pouvaient être retenues. Nous avonsalors pensé, à cette époque, à vérifier le compactagepar des mesures globales de tassement dechacune des couches, par une méthode simple définitivementmise au point en cours de chantier, etdont le principe et le mode opératoire sont décritsdans le paragraphe « Contrôle de chantier ».Cette méthode a été prescrite au C.P.S. selon lesmodalités suivantes :« D'une manière générale, le compactage d'une couchene sera déclaré satisfaisant qu'après que lelaboratoire en aura mesuré le tassement, à la lumièredes résultats des essais préalables. »Déroulement du chantier. Etalonnages et contrôles1 - Essais de chantierEtalonnagepréliminaireAinsi que nous l'avons mentionné dans le paragrapheprécédent, le C.P.S. prévoyait un étalonnageen vraie grandeur pour chaque couple matériau/compacteur.Cet essai, contrôlé à l'électrotassomètre permettaitd'évaluer : la profondeur d'influence du compacteur,le nombre de passes nécessaires pour atteindreun compactage à refus, sur une épaisseur déterminée.Une fiche était ensuite remise au maître d'œuvre,mentionnant la fourchette des épaisseurs admissibleset le nombre de passes à effectuer.Les résultats de ces principaux étalonnages sontreportés sur la figure 1.D'après cette figure, on voit que les courbes detassement des bobines situées à 60 cm et 90 cmne sont pas confondues. Il y a donc, pour cesmatériaux, une action des compacteurs à la profondeurcorrespondante, le tassement différentiel entreles deux bobines mesurant l'efficacité en profondeurdu compacteur.Contrôlede chantierEn cours de chantier, à chaque couche d'un remblai,le compactage était contrôlé par des mesuresglobales de tassement réalisées de la façon suivante:Sur la couche de remblai régalée, avant compactage,une série de huit points est matérialisée pardes taches de sable. On note les altitudes l ltl 2, i3...h-Après réalisation des n passes déterminées lors del'étalonnage préalable, une nouvelle série de mesuresest faite, l\, l' 2ll\... l' %.Les différences (£',, — Ij) (V., — l 2)... (l\ — L) sontreportées sur un graphique gaussien par la méthodede Henry adaptée, pour déterminer, directement, lamoyenne et l'écart type [2] [3]. Soit L la moyenne.Une passe supplémentaire est ensuite faite, perpendiculairementaux précédentes, sur l'ensemble despoints (fig. 2). On note, alors, les nouvelles cotes1 j, l O. I jj.Les différences — h) (T., — L,)... (l" g— h)sont reportées sur un graphique gaussien par laméthode de Henry, comme précédemment. Soit L'la moyenne.Si — |j< 10 %, on considère que le compactageest correct, compte tenu des erreurs de lecturepossibles et des incidents de chantier.Cette méthode rapide a permis, pour un compacteurdonné, de modifier et d'adapter le compactage, sansinterférer sur le rendement, en cours de chantier,en fonction des variations :— de la granularité du matériau à l'extraction,— de la teneur en eau de la fraction 0/12,5' mmau cours des saisons,— du mode de réglage d'un remblai à un autre,— des épaisseurs des couches.Pour les compacteurs ABG 8,5 t et 10,5 t, commepour le BW 200, le nombre de passes a été, toutau long du chantier, de quatre. 75 % du volume desremblais compactés a été contrôlé de cette façon.2 - Dépouillement des résultatsPour chaque série de huit mesures de tassement(l\ — Ij) [V., — l 2), etc., on notait les constatationssuivantes :— nature géologique du matériau,— estimation en place de la granularité par pourcentagede matériau inférieur à 20 mm, comprisentre 20 et 200 mm, et supérieur à 200 mm,36

Poudingue u» 8AB G 10,5t t 6Marnos-calcairessABG 8,5 t t20MarnesbleuesABG 10,5 t.Marnes 8bleues 6BomagBW200 420.Nb=*passest = 5cms'Nb=4passest = 7,5cm1 • /, f Nb=4passest = 10 cmNb*4passest = 6 cmy'S*'"— teneur en eau a des éléments fins du matériau(0/12,5 mm),— épaisseur de la couche de remblai,— type de compacteur employé,— type de répandeur utilisé.Les mesures et les constatations ont été, ensuite,groupées par type de matériau, sous forme d'histogrammes(pour tester la normalité des séries) dela façon suivante (tableau I).a) Résultats d'ensemble :— histogramme de tassement (l\ — ï3) (i'2 — l2)...(l'p — lp) et des teneurs en eau f a\, a\... a m),— représentation schématique de la granularitémoyenne (déterminée en cours d'approvisionnementset de répandage du matériau),— épaisseur des couches moyennes, compte nontenu du type de répandeur, ni du type de compacteur.b) Nous avons, ensuite, différencié les résultats enfonction du type de compacteur, en représentant :— les histogrammes des tassements [l\ — lx)(l'2 — l.,) (l'p — lp) et des teneurs en eau («',, a'2...Flysch 6ABG 10,5 t 4FlyschBW20020y/r r•/>- —0 1 2 3 4 5Nombre de passesi courbe tassement bobine à — 30 cm ;courbe tassement bobine à — 60 cm ;courbe tassement bobine à — 90 cm ;Nb = 4 passest= 8 cmNb= 4passest = 7 cmDeux passes = un aller-retour.Lecture : tassement des couches 0/30 m, 0/60 m, 0/90 mtrouvé à l'électrotassomètre.Fig. 1 - Etalonnage préliminaire - Engin de compactage-matériau.Etalonnage par électrotassomètre. Epaisseur des couches 1 m.Passe supple'mentaireFig. 2 - Contrôle de chantier. Implantation des points demesure de tassement (l\ — /])... (/' 8— Z 8).— la granularité moyenne.c) Puis, dans chaque famille de compacteur, nousavons créé des sous-familles correspondant auxdiverses puissances de répandeurs en représentant :— l'histogramme des tassements (l\ — ij (l'2 — h)

T A B L E A UIPrincipe de présentation des résultats des essais de chantierMatériau considéréRésultats d'ensemble(sans tenir compte— du répandeur— du compacteur)Représentation sous forme d'histogramme- des tassements (/', /.) ... (f p/ )- des teneurs en eau ... «'=Représentation schématique de la granularité estimée aurépandageT (moyenne des tassements)" (moyenne des teneurs en eau)proportionnelà la moyennedu pourcentaged'éléments supérieursà 200 mmproportionnelà la moyennedu pourcentaged'éléments comprisentre 20 et 200 mmproportionnelà la moyennedu pourcentaged'éléments inférieursà 20 mmPremière famille en fonction dupremier type de compacteur1Deuxième famille en fonction dudeuxième type de compacteur— Histogrammes (idem résultats d'ensemble)— Granularité— T— a— Histogrammes (idem résultats d'ensemble)— Granularité— T— aSous-familleRépandeurType 1ÌSous-familleRépandeurType 2Sous-familleRépandeurType 1Sous-familleRépandeurType 2HistogrammesHistogrammesHistogrammesHistogrammesTTTTContrôlesen placeCoût totalIls ont nécessité, sur place, pendant la durée duchantier, soit 25 mois, pour 1 600 000 m* de remblai,la présence d'un assistant au quart du temps, d'unopérateur et d'un aide-opérateur à plein temps, etd'un véhicule de liaison.Nature des essais Total Incidence au m'Remblai expérimentalEtalonnagesContrôles de chantier270 000 F30 000 F200 000 F0,170 F0,020 F0,125 FTotaux 500 000 F 0,315 F38

Analyse des résultats des contrôles en placeSur les tableaux II à VII nous avons représenté leshistogrammes des tassements T — it), (l'2 — l2)...obtenus sur chantier. Sur le tableau VIII, nous avonscomparé les tassements T avec les tassements tobtenus lors des étalonnages faits pour chaque matériau.La comparaison fait apparaître une différenceimportante, les tassements d'étalonnages (t) étantplus élevés que les tassements de chantier (T).POUDINGUE RESULTATS D'ENSEMBLE100100 V.50—:•ftN = 430T = 3/8 cm0"= 1,7 cm25kl / cn =or =8,6*/0-= 2,1%4 or.PI200 mm20 rm-11 m l—a -M1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11(ij-li) •( Ip-'pl Tassement en cm ^0 2 4 6 8 10 12 14 16oC

MARNES BLEUESRESULTATS DENSEMBLE10050N= 586T - 6,4 cm0-=2,9cm1N = 4(= 9.4 7.a = 2, 7 V.1100 V.BSy,i200 mm20 mmEpaisseur moyenne 1,20m2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 13 14 15 16 2 4 6 » 10 12 14 1611{-I) !••( lp-lp ) Tassement en cm I

EBOULISRESULTATS D ENSEMBLE100100V.r 1Ni 112r = 5,1 cm0"= 2,0 cm7;01 2 3 * 5 6 7 * 9 10( lj - lj )..( Ip-Ip ) Tassement en cmN , 4'80%or = 8,9%U= 2,4 V.J—4 6 8 10 12 14 16 18 20of|'..o!p Teneur en eau V.200mm2 0 mmEpaisseur moyenne 0,95mBOMASBW200100 V.100IABG 10.5t. li 100V.N = 24ST=4,3cm0"= 1,5 cm01 2 3 4 5 6 7 8 4 6TTT2Ta = 8,5 V.0"= 2,2 V.sorÍ 200mm. 2~ W.427.10 12 14 If 18( I')-11 !..( Ip-Ipl Tassementen cm otj'.otfi Teneur en eau •/•36% i 1BW 200BW 2 00D8D9LM 75N = 405 0T= 4,8 cmT = 4,6 cm0=1,3 cm0"= 1,5 cm100V.für TS1 2 3 4 5 6 7 8 80(lí-I|)..(lp-tp)Tassementen cmN = 8N=4ot = 7,7V.

MARNO-CALCAIRESRESULTATS D'ENSEMBLEl15050100 V.N=994T = 4,2 cm0-=2,3 cmN=99et = 7,6 V.

FLYSCHRESULTATS D'ENSEMBLE100100 V.50N=572T =3,6 cmCT= 1,1 cm25N =53«•=7,3 V.ff s 1,8 V.84V.50V.I200 mmEpaisseur moyenne 92 cm1 005001 2 3 4 5 6 7 8 0 2 4 6 8 10 12 14(!{-!]MIp-Ip> Tassement en cm "'{••• n Teneur en eau V.ofIB 0M AG BW 200N = S32T= 3,7 cmff = 0,9 cm25N = 5, 1et= 7,4VÌ0"100 V.= 1,8vJimA B G 10, 5 t.200mmN = 16T= 4,9 en i= 1,6 c m20 mm 50ftov.9 4V-I72 V.200 mm20 mm310 1 2 3 4 5 6 70 2 4 6 1 I 10 12 14( I-.(ïp-1 p ) Tassement en cmTeneur en eau V.a_2 3 4 5 6 7 8( Il-If)..(lp-Ipl Tassementen cmBW 20 0BW 200D6D 4Corrélation Tassements L/den site's /dN=202KU22450T:3,6cmffz Um5 01= 4cmff= 0,7 cmChaque point-, tassement L et moyennedensités{5à81 exécutées sur la même couche25m3 4 5 6lp'-Ip) Tassement en cmN=17et = 8,8 V.rr= i,2V.100V.92%C68 V.E 3E g-2 S.LU, - - - -0 1g(li-t 1 )-( Ip-Ipl Tassement cm 8025N = 18or= 7V.1ff = 1,2 V.100 V.ïd=-0,01 L »1,94il .111 m0 2 4 6 8 10 12oC|'. cfÓ Teneur en eau V.0 4 6 8 10off-• - cffi Teneur en eau V.Tableau VI4 5Tassemen t L en cmRécapitulation des résultats des essais de chantier réalisés dans le flysch.43

CAICA I 3 100V.1 - Influence du type de compacteur sur lesrésultats50N=88T = 3,0 cm0"= 1,1 cmBPM A G BW 200 |25N;6«=37.72%257.92 î t S 6 10 2 4 6 8( If-1,)••(yip) Tassement en cm |

T A B L E A UVIIITableau récapitulatif des essais de laboratoire, des étalonnages et des essais de chantierMatériauPoudingueMarnesbleuesEboulisMarnocalcaireFlyschCalcaireCalcaire.MarneNombre de m 3 (environ) 250 000 300 000 131 000 500 000 500 000 10 000 28 000Remblais exécutésVigna IIVigna 1RamengaoServa 1Serva IIPignaBavaLa TourVigna 1Vigna IIGiraudeRamengaoServa 1, IlServa I, IlLa CollePeyronnetMenieriGuilloniGajessaCastellarQuiausCabrollesPetit HéliosRicardBretelleVistaerolaRousseNombre de passes exécutéesen cours de chantier4 4 4 4 4 4 4Epaisseur moyennedes couchesmesurée en cours de chantier1 m 1 m 0,95 m 1,05 m0,92 mou0,40 m0,96 m 1 mType de compacteurutilisé *BW 200ABG 10,5 tABG type 120BW 200ABG 10,5 tABG 8,5 tBW 200ABG 10,5 tBW 200ABG 10,5 tBW 200ABG 10,5 tAlbaret 45 tBW 200 BW 200Tassements T et tRésultats d'ensembleEssais de chantier T3,8 cm 6,4 cm 5,1 cm 4,2 cm 3,6 cm 3 cm 2,3 cmT t T t T t T t T t T t T tBW 200 3,2 cm 3,5 cm 6 cm 4,3 cm 3,6 cm 3,7 cm 7 cm 3 cm 2,3 cmEssaisde chantier TABG 10,5 t 4,5 cm 5 cm 7,3 cm 10 cm 6,1 cmEtalonnage4,9 cm 8 cmtAB G 8,5 t6,7 cm 7,5 cmEstimation de la granularitéau répandageTeneur en eau a(fraction 0/12,5 mm)moyen gros gros moyen fin gros fin8,6 % 9.4 % 8,9 % 7,6 % 7,3 % 3 % 7.1 %w % nat. 5 à 11 % 7 %CaractéristiquesGéotechniques des élémentsfraction 0/12,5 mmwL19 à 32 43 28'p 12 à 13 21 9w% O.P.N. 10 % 17 % 13 %C.B.R.à O.P.N.C.B.R.à w % nat.15 à 20 20 1030 30" ABG type 120 et Albaret 45 t n'ont pas fait l'objet de contrôles suivis.« arrangement » final. C'est sans doute pour cela,que, dans les marnes bleues et le marno-calcaire,la différence de tassement T est de l'ordre de 3,8à 3,1 cm, alors que dans le flysch, plus fin, la différencede tassement T est de 1,2 cm.b) Nous avions déjà constaté ces différences aucours des étalonnages préliminaires (Cf. fig. 1marnes bleues et flysch). Des courbes d'étalonnages,il ressortait, en effet, que les compacteurs ABG etBW 200 étaient efficaces jusqu'à 0,90 à 1 m de profondeur,mais le tassement enregistré était inférieur,pour ce dernier. A l'époque, nous avions supposéque cette différence était due à des conditions initialesdifférentes (foisonnement, granularité).Or, si l'asymptote de tassement est atteinte plusrapidement avec le compacteur BW 200, c'est, pensons-nous,parce qu'il ne compacte qu'une certainefraction de la couche, les éléments fins et moyens.45

O/A//A-\\•ûoABO 10,5t et 8,5 taBomagBW200Moyen Gros Gros Moyen Fin Granu tarit e'PoudingueMarnesbleuesEboulisMarnocalcaireFlyschMatériauFig. 3 - Influence du type de compacteur sur le tassementT pour divers types de matériaux.passes (4 ou 5 dans notre cas). Nous avonségalement constaté, qu'à teneur en eau élevée dela fraction 0/12,5 mm, mais inférieur à la limite deplasticité, ce phénomène était pratiquement inexistant.On peut, dans ce cas, supposer :— qu'il est plus difficile de mettre en mouvement leséléments solides en raison de l'adhérence plus forteexistant entre grains,— qu'une partie de l'énergie vibratoire est amortiedans la phase fluide.Nous avons testé, durant le chantier, sur diversmatériaux (fins, rocheux) deux types de compacteurde principe différent. L'analyse des tassements T etdes densités T anous permet de penser que :— pour le sol rocheux à fort pourcentage de blocs,seuls les vibrants lourds conviennent ;— pour les sols fins, mis en couches épaisses, lecompacteur ABG, surpuissant, peut avantageusementêtre remplacé par un engin type BW 200.Ces éléments sont mis en place avec un nombreréduit de passes alors que les gros éléments nesont pratiquement pas intéressés, même si on multipliele nombre de passes.Pour les ABG, tous les éléments sont intéressés,mais, malgré l'énergie supérieure, il est nécessaired'augmenter le nombre de passes pour parfaire lamise en place des gros éléments.c) Des densités en place ont été exécutées dansles éléments fins du flysch, avec correction del'optimum proctor normal (O.P.N.) en fonction dupourcentage d'éléments supérieurs à 12,5 mm (densitésréalisées à — 20 cm (40 '%) et à — 40 cm(60 %) de la surface) (fig. U et tableau IX).Les résultats obtenus sont similaires pour le BW 200et l'ABG 10,5 t, confirmant l'hypothèse énoncée auparagraphe : « Comparaisons des énergies développéespar le compacteur BW 200 et les compacteursABG », à savoir l'égalité des actions sur les élémentsfins (fig. 5).d) Lorsque le matériau est « fragile » (flysch, marnocalcaire)l'énergie développée par les compacteursABG, fragmente le matériau dans la couche et surtouten surface, modifiant la granularité et agissantsur les tassements L. Cette modification se produisantà chaque passe, il est parfois difficile d'obtenirune asymptote de tassement.Ce phénomène, apparu avec l'emploi des vibrantslourds, type ABG, n'avait pas été observé pendantla réalisation du remblai expérimental. En effet, àl'époque, nous n'avions pas à notre disposition cetype de compacteur. Nous avions constaté, en coursde chantier, que cette fragmentation des matériaux,importante en surface, entraînait un foisonnement etune ségrégation de la couche superficielle, phénomènese produisant en fin de compactage et s'accentuantavec le nombre de passes. Il semblerait queles éléments en surface, constamment en mouvement,ne trouvent aucune possibilité d'arrangementoptimal. Seul un engin statique peut fermer la surfacede la couche. Lorsque ce phénomène se produitil est préférable de limiter le nombre de2 - Influence du répandeur(fig. 6 et tableaux II à VII)Examinons sur les tableaux IV, V, VII, les sous-famillessuivantes :— Marno-calcaire : BW 200 - TD 25 (International)BW 200 - Michlgan— Calcaire : BW 200 - D8 (Caterpillar)BW 200 - D6 (Caterpillar)— Eboulis : ABG 10,5 t - D8 (Caterpillar)ABG 10,5 t - D6 (Caterpillar)Pour un type de matériau et de compacteur donnés,les tassements T diminuent lorsque la puissance durépandeur augmente et cela, à granularité pratiquementconstante.Dans les autres cas (tableaux II, III, VI)— Poudingue : BW 200 - D6 (Caterpillar)BW 200 - D8 (Caterpillar)— Marnes bleues : ABG 10,5 t - D6 (Caterpillar)ABG 10,5 t - Michigan— Flysch : BW 200 - D6 (Caterpillar)BW 200 - D4 (Caterpillar)La comparaison est rendue difficile par la différencede granularité. Cependant, cette notion semble1.00.90,820 40 60 80 tOOcnEpaisseur d unecoucheFig. 4 - Evolution du rapport à l'intérieur d'une couchede remblai."^d O P N46

RESULTATS D ENSEMBLE200200N = 822N = 829100X = 1,00P"= 0,0 4100* = 0,7 9(T= 0/3-4 J0,650 0,900 0,950 1,000 1/150 1,100 1,150I'dR app o rtÜ'dO.RNJ0,3 0,6 0,9 1,2WV.Rapportwr.o.p.N.BOMAG BW 2000 6ABG10,St.D 6RICHIERD6N=401X= 0,990"= 0,03200N =236X = 1,01

Avant compactageMortier. Densités enJ , place correctesApres compactageFig. 5 - Schéma d'action du Bomag BW 200et de l'ABG 10,5 tonnes.— couche épaisse— matériaux rocheuxconfirmée par certaines observations effectuées surchantier (matériau à fort pourcentage de blocs).Les répandeurs de faible puissance, type D4 (65 CV),D5 (80 CV), D6 (125 CV) Caterpillar, correspondantau rendement du chantier de l'autoroute, ne parvenaientpas à homogénéiser correctement le matériau(fig. 7). Les couches de remblai, répandues avecces types de bull, malgré un tassement sous compactageplus important, comportent un pourcentagede vides important pouvant créer, à long terme, destassements différentiels.Dans le cas de l'autoroute, les meilleurs résultatssemblent avoir été obtenus avec des engins typeCaterpillar D8 ou International TD 25 (230 CV).Marnocalcarre•yCalcaire/Eboulis*0 BW200-TD25»D8A BW200.Michigan0 BW 200.D8x BW 200.D6• A B G 10,5 t . D 8+ A B G 10,51 D6Nature du matériauFig. 6 - Influence de la puissance du répandeur sur le tassementT, à granulante comparable, pour divers types dematériaux.3 - Influence de la teneur en eau des élémentsfins 0/12,5 mmReportons-nous au tableau VIII, relatif au compactagedu flysch par trois rouleaux de types différents,le BW 200 de 7 t, l'ABG de 10,5 t, le Richier à mainde 0,600 t.Nous avons dessiné :- les histogrammes des rapports- les histogrammes des rapports¡dY dO.P.N.w%w% O.P.N.(optimum proctor normal effectué sur lesfins 0/12,5 mm).élémentsw%Malgré une variation du rapport(concréw%O.P.N.tisant la teneur en eau) de 0,43 à 0,88 le rapportY dY.,O.P.N.(concrétisant la densité) est égal à 1.MauvaisFig. 7 - Schéma de régalage du matériau. Influence de la puissance du répandeur.48

Pour les autres types de matériaux, le pourcentaged'éléments fins étant inférieur à 40 %, sa teneur eneau a moins d'influence.Cependant, en onsultant le tableau IX, on constateque la moyenne des teneurs en eau des élémentsfins est toujours inférieure à la teneur en eau del'O.P.N.De plus, nous avons observé, qu'en hiver, à teneuren eau voisine de l'O.P.N., le compactage des matériauxétait rendu impossible par le phénomène de« coussin élastique », phénomène que l'on peut expliquerpar la chute des courbes C.B.R. des élémentsfins au voisinage de la teneur en eau de l'O.P.N., etpar une fluidification du mortier sous vibration.A l'inverse du compactage statique, le compactagepar vibrations semble peu sensible aux variations deteneurs en eau des éléments fins (lorsqu'elles sontinférieures à l'O.P.N.), et plus facile à faibles teneursen eau des éléments fins.4 - Etude de la corrélation. Densités en place/tassements dans le cas du flysch (tableau VI jIl n'y a pas de corrélation significative entre cesdeux facteurs. Cependant, l'équation de la droite(pratiquement horizontale) montre que la valeur dutassement, en fonction de la granularité, est telleque l'on obtient toujours une densité voisine del'O.P.N. Il y a donc compactage au refus.ConclusionsgénéralesElles sont au nombre de cinq :1. L'exécution de remblais rocheux, à forte proportionde blocs, en couche épaisse, nécessite descompacteurs puissants type ABG 10,5 t.L'exécution de remblais en matériaux fins (flysch) encouche épaisse, nécessite des compacteurs moinspuissants type Bomag BW 200.Des étalonnages préalables, prévus au C.P.S. sontnécessaires pour déterminer :- la profondeur d'influence,- le nombre de passes (Nb),- le tassement t.De même que pour le compactage statique, iln'existe pas de rouleau vibrant à usages multiples.En fonction de leur puissance, de leur conceptionet de leur principe de vibration leur utilisation estréservée aux couches épaisses ou minces, aux matériauxrocheux ou aux matériaux d'assises à fortcoefficient de frottement interne. Cette déterminationne pouvant être qu'empirique ou précisée par étalonnage.2. Il faut lier, au type de compacteur, la notion depuissance du répandeur, de façon à en augmenterl'efficacité. En fonction de la dimension des plusgros blocs et de l'épaisseur des couches, il estnécessaire de prévoir au C.P.S., une puissance derépandeur minimale. Nous pourrions conseiller, parexemple, pour des matériaux de 0,60 à 0,80 m dediamètre répandus en couche de 1 m, le D7 Caterpillar(195 CV).3. Pour les matériaux que nous avons utilisés, lateneur en eau des éléments fins semble jouer unfaible rôle dans le compactage par vibration. Lesmeilleurs résultats ont été obtenus à des teneurs eneau comprises entre 40 et 80 % de la teneur eneau de l'O.P.N. Aux teneurs en eau voisines de lateneur en eau de l'0:P.N., nous avons constaté lephénomène de « coussin de caoutchouc » empêchantde poursuivre le compactage. Cette observation estvalable pour les matériaux qui ont une courbe C.B.R.pointue et dont l'indice C.B.R. chute rapidement unpeu avant la teneur en eau de l'O.P.N. (Cf. tableauVIII, les deux dernières lignes).4. Dans le cas du flysch, seul matériau sur lequelnous avons pu faire, simultanément, des mesures dedensités et de tassement, nous avons constaté qu'ilétait facile d'obtenir, par compactage, au rouleauvibrant, des densités finales voisines de l'O.P.N. etce, quels que soient la granularité, l'état de foisonnementinitial et la teneur en eau des éléments0/12,5 mm, sous réserve que celle-ci soit inférieureà la teneur en eau de l'O.P.N.5. Les étalonnages préalables que nous avons utiliséset qui -définissent les modalités de mise enœuvre et les méthodes de contrôle en cours d'exécutionpar mesures rapides de tassement et à tempsde réponse nul, sont certainement incomplets et fontabstraction de plusieurs paramètres.Cependant, en l'absence, à notre connaissance,d'autres procédés, il nous a été possible de suivrede près l'exécution de 1 600 000 m 3 de remblaisrocheux et de préciser l'influence de deux types decompacteurs vibrants et des répandeurs.BIBLIOGRAPHIE[1] DELAHAYE D. et DELOBEU.E T., l'éleclrotassomètre,Bull. Liaison des Labo. Routiers P. et Ch.,30, (1968), p. 177-188.[2] Communication de LESAVRE J. Compte rendu duxvi° Congrès de Chimie pure et appliquée. Colloquesur les bases scientifiques des essais relatifsaux élastomères, aux fibres et aux plastiques.[3] VENUAT M. et PAPAOAKIS M., Contrôles et essaisde ciments, mortiers et bétons, Ed. Eyrolles(1961), p. 414.[4] ARQUIÉ G., Le compactaye routes et pistes, préfacede DREYFUS G., Ed.* Eyrolles (1970).49

NOTATIONSI - ETALONNAGE ET ESSAIS PRÉLIMINAIRESDeux passes de compacteur — un aller-retour.t= Tassement des bobines d'électrotassomètre lusur la courbe de tassement maximum lorsquecette courbe devient asymptotique (ex. fig. 1,courbe Poudingue/ABG 10,5 t : t = 4 cm).d'un essai déterminé par la droite de Henry adaptéepour avoir directement moyenne et écart-type.a' = Teneur en eau en pourcentage de la fraction0/12,5 mm pour une série de huit mesures de tassement(Z\ — h) h).a'i, a'i,... a' m= Teneur en eau a' des séries 1, 2 ... m.Nb = Nombre de passes de compacteur correspondantà t (ex. fig. 1, courbe Poudingue/ABG10,5 t : Nb = 4).III DÉPOUILLEMENT DES RÉSULTATSa = Ecart-type.II - CqNTROLES DE CHANTIER/I, h ... Z pl'u ''2 ••• ''p= Altitude des points 1, 2, 3 ... p avantcompactage.= Altitude des points 1, 2, 3 ... p aprèsn passes de compacteur.Z"j, Z" 2... Z" p= Altitude des points 1, 2, 3 ... p aprèsn + 1 passes de compacteur.Une série de mesures = huit points (1, 2, 3... 8).(/'. — h), — h) ...(Z'p — Z p) Tassement despoints 1, 2, 3 ... p après n passages de compacteur.L = Moyenne des tassements (Z'j — h) ... (Z' 8Z s)d'un essai déterminé par la droite de Henry adaptéepour avoir directement moyenne et écart-type.(Z"i- h), (l", — h) ... (Z" p— Z p) = Tassement despoints 1, 2, 3, ... p après n + 1 passe de compacteur.L' = Moyenne des tassements ... (Z" 8— Z 8)Essais detassementN = Population, effectif de la série.T = Moyenne des tassements de(Z'i — h) ... (Z'p — Z p) (groupementde q séries de mesures dede huit points).a = Moyenne des teneurs en eauUne densitéen place —»7dEssais dedensités en ! Td O.P'.N.place audensitomètreà membrane ,w %w % O.P.N.une valeur de Ta .une valeur de w %.: Densité sèche du matériau.: Densité sèche correspondantà l'optimumproctor normal.: Teneur en eau dumatériau.: Teneur en eau correspondantà l'optimumproctor normal.50

S. A M ARAssistantSection des fondationsDépartement de mécanique des solsLaboratoire centralD. DELAHAYEG. PILOTIngénieur des T.P.E.Chef de la section de recherchesDépartement de mécanique des solsLaboratoire centralLa stabilitédes grands remblaisLE profil en long de l'autoroute donne une idéede la topographie difficile du site et montreégalement l'importance des remblais.En allant de Nice vers l'Italie on rencontreles remblais de Ramengao (fig. 1), Bava (fig. 2),Quiaus, Cabrolles, Pigna, Guilloni, La Colle etMenieri.Tous ces remblais reposent sur des versants dontl'inclinaison varie de 5° (remblai de Pigna) à 20°(remblai de Guilloni). Les dimensions de ces ouvragessont très variables ; la hauteur dans l'axeest de 10 m à La Colle pour atteindre 40 m àCabrolles. La plus grande longueur revient au remblaide Quiaus qui mesure 120 m. Enfin, signalonsque le volume total de ces remblais est de l'ordrede 1 500 000 m 3 .a) le 15 mars 1967. b) le 21 août 1968.Flg. 1 - Remblai de Ramengao.51

Fig. 2 - Remblai de Bava le 22 septembre 1969.La grande dimension de ces remblais, ainsi queleur position sur des terrains quelquefois très inclinés,font qu'un glissement aurait de très gravesconséquences, en particulier, à long terme ; detels désordres conduiraient à la mise hors servicede l'une ou des deux chaussées de l'autoroute.A cette échelle, la construction des remblais neconstitue plus une simple phase d'exécution desterrassements : c'est un ouvrage que l'on construitet on doit d'abord s'assurer que les conditions destabilité sont acceptables, ensuite prendre les précautionsà la réalisation pour assurer cette stabilité.Dans cet article, on décrit les études exécutéeset on fait part des observations effectuées en lescomparant, lorsque c'est possible, aux hypothèsesou aux résultats des calculs.Etudes destabilitéCes études ont essentiellement comporté des calculsà la rupture d'ensemble des sols de fondationsous les remblais, le long d'une surface plane.Les caractéristiques mécaniques des matériaux ontété déterminées principalement par le bureauMecasol. Dans certains cas, les paramètres derésistance au cisaillement n'ayant pas été déterminés(pas d'échantillons intacts représentatifs), cescaractéristiques ont été évaluées par comparaisonavec des sites analogues.En ce qui concerne le régime hydraulique, à défautde piézomètres dans les zones intéressées, on s'estcontenté de formuler des hypothèses sur le typed'écoulement dans le sol naturel.Aucun essai mécanique n'a été exécuté sur lematériau des remblais, les caractéristiques n'entrantpas en jeu dans les calculs envisagés.1 - Caractéristiques des solsLes terrains sous remblais peuvent se diviser entrois groupes : les éboulis, le flysch, les marnesbleues.LeséboulisOn les rencontre sous les remblais de Bava, Quiaus(fig. S) et Cabrolles. Ces éboulis sont très hétéra-gènes,constitués soit de limons argileux incluantde gros calcaires, soit d'argile marneuse.52

Fig. 3 - Remblai de Quiaus le 4 janvier 1968.La fraction argileuse est caractérisée par les valeursmoyennes suivantes 1 :w = 13 '% f = 2,10 t/m 3= Yd = 1,65 t/m 3 (sol non saturé),w L= 40 '% w p= 24 % = 16,

a) le 5 octobre 1967.Fig. 4 - Remblai de Pigna.b) le 22 septembre 1969.Les caractéristiques moyennes sont :w = 3 à 17%; Yd = 1,4 à 2,4 t/m* (sol nonsaturé),W L= 40 %; w p= 23 % ; lp = 17.La résultante S de ces forces se décompose en—»- —»•SN et ST, normale et parallèle à la surface deglissement.Rc varie de 460 à 1 240 t/m* pour le matériau intact.le matériau altéré n'a que peu de résistance, puisqu'ilse brise sous la pression de la main.2 - Méthode de calcul de stabilitéLa méthode consiste à étudier la stabilité au glissementd'ensemble, le long d'un plan parallèle àla surface du terrain naturel ; le problème se traitedonc à deux dimensions (fig. 5).Le remblai et le massif de fondation A A' B' B sontsoumis :— au poids P', compte tenu de la poussée d'Archimèdede l'eau (éventuellement),->— à la force d'écoulement E de l'eau (éventuellement),E = i ",'w S, S étant la section mouillée.-->•— à la réaction R le long de A' B',— à des forces latérales sur A A' et B B' donton supposera par la suite qu'elles ont peu d'incidencesur le résultat du calcul.Fig. 5 - Méthode de calcul de la stabilité.54

SN = P' COSaST = ~P' Sina + Eoù E = aire (A1 A' B' B1) . 7 w SinaA long terme, la résistance au cisaillement maximalele long de A' B' est :RTc' . A' B' + SN . tg ?'En définissant le coefficient de sécurité comme lerapport de la résistance au cisaillement maximale-»à la composante ST, il vient :F =A court termec' . A' B' + SN . tgP' . Sina + Etg? = O" C = C u E = OF =Conditions d'applicationC„ . A' B'Psin»des ruptures peu profondes, correspondant à desdésordres dans le matériau altéré ; on s'est placésystématiquement à 3 m (premier cas) et à 6 m(deuxième cas) de profondeur.Dans le calcul à long terme, le calcul a été faitd'une part, sans écoulement hydraulique, d'autrepart, avec écoulement hydraulique (dans ce cas, lanappe a été placée à un mètre du terrain naturel).Dans le calcul à court terme, on a cherché la valeurnécessaire de la cohésion C u pour assurer un coefficientde sécurité de 1,5; cela permet de mieuxapprécier le résultat, C u ayant des valeurs assezdispersées.3 - Résultats des calculsLes calculs étant semblables pour les six remblais,on ne donnera le détail qu'en ce qui concerne l'ouvragede Cabrolles (fig. 6 a et b), tous les résultatssont donnés dans le tableau récapitulatif, page 57.Stabilitéà court termeC u .A' B'D'après la relation F = —P sina, pour F = 1,5la cohésion minimale nécessaire seraitPour tenir compte de l'évolution des caractéristiquesdes sols avec la profondeur, on n'a examiné queC u= 1 2 3 ^ 1' 5= 14,57 t/m*Fig. 6 a - Remblai de Cabrolles, le 15 mars 1967.55

Fig. 6 b - Remblai de Cabrolles, terminé le 21 août 1968.Stabilité è long terme, dans le cas d'une rupturese produisant à 6 m de profondeur :a) Sans régime hydrauliquePour P = 6 463 t, SN = 6 350 t, ST = 1 235 tet RT == 3 649 tIl vient F = 3Les caractéristiques géométriques de ce remblaisont données sur le graphique de la figure 6 c.b) Avec régime hydrauliquePour P = 5 818 t, SN = 5 720 t, ST = 1 112 t,E = 122 t, RT = 3 280 tIl vient F = 2,74 - ConclusionL'examen des résultats du tableau récapitulatif montreque la valeur du coefficient varie peu, suivantque l'on prend le plan de glissement à 3 ou 6 mde profondeur.A long terme, le rôle de l'eau conduit à une diminutiondu coefficient de sécurité ; dans le cas présent,cette incidence est faible car le volume intéressépour l'écoulement est peu Important vis-à-visdu volume total étudié.Dans le cas du remblai de Guilloni, le coefficientde sécurité tendrait vers 1,5, valeur que l'on doitconsidérer comme valeur limite : dans ces conditions,une attention particulière devait être apportéeà l'évacuation des eaux de ruissellement en amontdu remblai.Pour tous les autres ouvrages, le coefficient desécurité atteignait des valeurs largement supérieuresà 1,5.Fig. 6c- Remblai de Cabrolles, profil en travers type.A court terme, en admettant que les sols aient uncomportement purement cohérent ( r = 0), ontrouve qu'il serait nécessaire de mobiliser enmoyenne, une cohésion Cu de 12 t/m 2 pour assurerla stabilité, avec un coefficient de sécurité de 1,5.La valeur la plus faible (Cu = 4 à 4,7 t/m 2 ) correspondau site le moins incliné (Pigna 5") ; la valeurla plus forte (22,7 t/m 2 ) se rapporte à un site plusincliné (La Colle 18°) compte tenu de la nature etde l'état des matériaux ; ces valeurs sont largementatteintes (indices élevés de consistance).56

Tableau récapitulatif. Résultats des calculsDésignationdulieu(profils)NatureduterrainsousremblaiNatureduremblaiPROFILSETUDIESHYPO­THESESDEC A L C U LSTABILITE A LONG TERMEsans eauCoefficientde sécuritéFavec eau1 er cas cas 1 ercas cas3 m -6 m 3 m -6 mA COURTTERMEF = 1,5Cohésiont/m 21 er cas3 mBAVA(52 à 56)EboulissurmarnesbleuesMC + MF(1) a = 10° J Ay = 2,10 t/m !c' = 0,5 t/m 2Œ" = 29°2,9 10,5QUIAUS(60 à 64)Sud :éboulissurmarnesbleuesNord :limonsur flyschMC+FFa = 15°y = 2,10 t/m :c' = 3 t/m 2 1,94 1,93 1,78 13,5= 24°CA-BROLLES(72 à 80)Flyschrecouvertdeimon deglissementMC + FF "a = 11°«.y = 2,10 t/m :c' = 1 t/m 1«' = 29»2,9 2,7 12,5a) y = 2,10 t/m 3PIGNA(92 à 98)Argileplastiquesurmarnesbleuesa = 5°c" = 1 t/m 3ct>' = 29°b) y = 2,10 t/m'c' = 0,5 t/m ;o' = 29°5,5MarnesremaniéesGUILLONI surmarnes(125 à 131) bleuesa = 20° .y = 2,10 t/m :c' = 1 t/m 2cp' = 29°1.8 1,7 1,55 14,5MarnesaltéréesLA COLLE surmarnes(133 à 135) bleuesa = 18o J**- -^«^y = 2,10 t/m Jc' = 0,5 t/m 2p' = 29"1,93 1,9 1,87 1,8 21,5Résultats d'essais effectués Caractéristiques supposéesservant de base au calcul(1) MC : Marno-calcalre e : EboulisM : Marnes bleues F : FlyschComportementdes remblaisActuellement, près de trois ans après la fin desconstructions, aucun mouvement d'ensemble auniveau du sol de fondation ne s'est manifesté. Lestassements se sont limités au niveau du corps duremblai.Dans l'examen du comportement des remblais, ona essayé de vérifier si les hypothèses de calcul,portant sur le régime hydraulique, ont été respectées,et on a tenté d'analyser les causes de certainsdésordres enregistrés à court terme dans leremblai (fissures et tassements).1 - Analyse des conditions hydrauliquesPendant l'exécution, la plupart des grands remblais,encaissés dans des vallons étroits ou posés à flanc57

de coteau, ont une surface importante en contactavec le terrain naturel. Des précautions ont étéprises pendant les travaux d'exécution des remblais: redans importants, purge des matériaux decontact plastiques et déconsolidés, drainage desvenues d'eau de contact, pour respecter les hypothèsesde calcul de stabilité aux glissements d'ensembleà court terme et à long terme. Pendantl'exécution des travaux, des venues d'eau ont étérencontrées au niveau du terrain naturel ; leur débitvariait en fonction des saisons, des précipitationset de la topographie avoisinante (surface du bassin,versant).Ces venues d'eau, captées par un système adaptéà la topographie du terrain, ont été drainées jusqu'àun exutoire (en général, caniveau de contact remblais/déblais)par un matériau perméable (tout-venant0/40).Après exécution, le remblai terminé, une protectionsuperficielle des talus et de la chaussée était nécessairepour éviter l'infiltration des eaux de ruissellementet préserver la stabilité d'ensemble de l'ouvrage.Ces protections consistent en un revêtement destalus par de la végétation, une suppression despoints bas et un drainage des eaux de surfacepar fossés imperméabilisés, un drainage amont dubassin versant.Dans le cas de la figure 7, un mauvais drainageau contact terrain naturel/remblai crée une forced'écoulement E qui peut être supérieure aux hypothèsesdes calculs. Dans ce cas, il y a diminutiondu coefficient de sécurité et il peut y avoir glissement.Conclusion — Dans la majorité des cas, l'exécutiondes remblais s'est faite dans de bonnes conditions,en captant les arrivées d'eau, comme cela est précisédans le paragraphe « Pendant l'exécution ».Par contre, pour des raisons économiques, la plupartdes protections mentionnées ci-dessus n'ontpas été respectées (drainage amont inexistant etdrainage des eaux superficielles déficient). De cefait, la plupart des désordres enregistrés à ce joursemblent liés à un défaut de drainage des eauxsuperficielles (les fissures sont apparues généralementaprès des précipitations importantes).2 - Analyse des déplacements et desdéformations constatésDéformationsdu corps du remblaiLes désordres les plus importants ont été constatéssur les remblais de Menieri, du Peyronnet et deGuilloni.Sur les flancs de ces remblais, plusieurs sortiesd'eau se sont manifestées pendant et après les précipitationshivernales. Comme on peut le constatersur la figure 8, les eaux ont raviné le talus, enentraînant les « fines ».Ces points faibles ont constitué les amorces derupture localisées qui, par érosion régressive, ontentraîné l'extrémité aval du remblai (fissures ettassements). Une fois la fissuration réalisée, le phénomènes'accélère, les eaux empruntant ce cheminpréférentiel.Les causes sont au nombre de deux :— le caniveau a été creusé dans le tout-venant 0/40de l'accotement, puis imperméabilisé à l'émulsionacide à 65 % cette opération n'est jamais parfaite.Fig. 7 - Dispositions à retenir pour le drainageremblai.latéral auFig. 8 - Emergences sur flanc de remblai.58

Eaux de ruissellementdu bassin versantChaussée sudChaussée nordFosséFissure iRuissellement deseaux puis infiltrationsVoir figFig. 9 - Risques d'infiltrations des eaux superficielles par lachaussée nord non exécutée.Fig. 10 - Fissures à Guilloni.Lorsque la chaussée a une pente transversale uniquedirigée vers le caniveau, la quantité d'eau collectéeest par ce fait importante et les infiltrations nombreuses;— la chaussée nord n'était pas exécutée (fig. 9).Dans le cas des remblais de Menieri et de Garavan,à devers dirigé vers l'extérieur, la voie sud surélevéebarrant les eaux, la voie nord a joué le rôlede cuvette collectant les eaux de ruissellement dubassin versant et de la chaussée.La surface du remblai, quoique constituée de matériauxargileux, n'était pas parfaitement imperméable(granularité importante).Les eaux se sont infiltrées, suintant en partie surle flanc aval du remblai en suivant, sans doute,le contact remblais/déblais, ou des chemins préférentielsperméables.Au remblai de Menieri, les deux anomalies ci-dessuscumulées ont abouti à un affaissement de 20 à30 cm de l'accotement sur 40 à 50 m de longueur.Un gabionnage, au pied de la première berge, a éténécessaire pour arrêter ces désordres.Aux remblais de Garavan et de Guilloni (où le coefficientde sécurité est voisin de 1,5), pour les mêmesraisons, une fissure de décollement s'est formée aucontact remblais/déblais, pouvant mettre en cause lastabilité d'ensemble à long terme (fig. 10).Déformationsdes fondationsNous avons peu d'informations sur ce problème.Cependant dans le remblai de Cabrolles un inclinomètrea été placé et mesuré pendant douze moisenviron (fig. 11) (le point 0 des mesures se trouvantancré dans le terrain naturel). A défaut demesures topographiques de surface, il n'est paspossible de conclure.ConclusionLes grandes dimensions et la position sur versantsdes remblais de l'autoroute de Menton en font desouvrages dont la stabilité a dû être examinée avecsoin.Les études ont essentiellement porté sur la stabilitéd'ensemble vis-à-vis d'une rupture plane passantdans le sol de fondation ; le coefficient de sécuritéétait partout supérieur à 1,5.Actuellement, trois ans après l'achèvement des remblais,aucun mouvement d'ensemble n'a été détecté,ce qui confirme, au moins qualitativement, les résultatsde l'étude.Par contre, quelques désordres ont été notés dansle corps de certains remblais : ils sont essentiellementdus à des écoulements d'eau provenant, soitdu terrain naturel sur lequel est assis le remblai,soit d'infiltrations, au niveau de la plate-forme,survenues après exécution des travaux. Ces désordres,qui ne sont pas très graves actuellement, maispourraient le devenir s'ils se développaient, confirmentles observations faites sur d'autres chantiersà l'occasion de construction de remblais : on doitprendre un soin tout particulier pour éviter lesdiverses infiltrations d'eau dans le corps des grandsremblais, cela nécessite, le cas échéant, le drainagedes eaux amont, le drainage de la nappe dans leterrain naturel, l'imperméabilisation des accotementset du terre-plein central et l'exécution soignée descollecteurs disposés dans les remblais.59

RELEVES TOPOGRAPHIQUES DE (?)CabrollesPLAN DE SITUATIONCoupe AADécharge non compactée-r-Jv) MerSainte.LucieDEROULEMENT DES OPERATIONSa»67 4t 0) 4>1969Oia* -Q •Q «>•Û «* .a.aEa*EE Etim«*o > 4i u c > n o o. >o c >o z O —1 Z< —> < (/> o Z o ILFin remblaiMesuresCtinomëtreM • • •Pluviomètre 79en mmTopograp hi e" 1 *Su re harge1 1ft^mh.aï Tout-venant et O/20vier.embvierSpadaFig. 11 - Incllnomètre à Cabrolles.L'évolution du sondage est calculée par rapport à la lectureInitiale A, la deuxième lectuie B, la dernière lecture C.NOTATIONSw : Teneur en eau, en pourcentage. k : Coefficient de perméabilité, en cm/s.Sr : Degré de saturation, en pourcentage. e : Indice des vides (sans dimension).y : Poids spécifique apparent, en t/m". : Pression de consolidation, en t/m 2 .: Poids spécifique du sol sec, en t/m 3 . : Indice de compression (sans dimension).ys : Poids spécifique des grains du sol, en t/m s . c v: Coefficient de consolidation, en cni'/s.r v: Forces spécifiques de l'eau, en t/m 9 . : Résistance à la rupture en compressionsimple, en t/m 3 .: Limite de liquidité, en pourcentage._ . , . , , J en relation avec lesWp : Limite de plasticité, en pourcentage.c' : Cohésion en t/m 2 ( contraintes totales ouïp : Indice de plasticité, en pourcentage.: Angle de frottement \ l e s ^ f ^ 8 e f f e °-: Indice de consistance (sans dimension). i : Gradient hydraulique (sans dimension).60

A. VIIMCENTELLiIngénieur des T.P.E.Direction départementalede l'Equipementdes Alpes-MaritimesD. DELAHAYELesdéblais rocheuxet la consolidationdes talusDANS cet article, notre propos n'est pas dedécrire en détail la marche des chantiers deterrassements de l'autoroute (2 400 000 m de3déblais et 1 600 000 m de remblais), mais,3plus simplement, d'appeler l'attention du lecteursur :— les principes qui ont guidé les auteurs du projet,— l'appréciation de la valeur des hypothèses debase à la lumière des résultats constatés sur leterrain,— les essais de blocage d'un banc de marne dansune tranchée de l'autoroute (tranchée de Gajessa).Principesdirecteurs de l'étude du projetLes projeteurs de l'autoroute étaient encore marquéspar les tranchées de l'autoroute Esterel-Côte d'Azur,entre la limite du département du Var et Antibes,où des talus rocheux, quelquefois très voisins de 1/1,ont été altérés par des désordres importants. Le faitest particulièrement significatif pour les talus Inclinésà quelque 56° sur l'horizontale, dans les gneiss del'Esterel, alors que les parois d'une tranchée de lavoie ferrée, à l'ouest de Cannes, creusée dans lamême roche, se comporte parfaitement à la verticaledepuis plus de cent ans. A la réflexion, une causepossible réside dans la nature de l'explosif utilisé :les tranchées du chemin de fer avaient été ouvertesà la poudre noire, la seule employée dans les travauxpublics, avant l'invention de la dynamite dontl'usage ne s'est répandu qu'après 1876 . En effet,1les explosifs à base de nitroglycérine produisent uneonde de choc, d'une telle puissance, qu'elle désagrègeles talus, si bien que ceux-ci ne deviennentstables qu'après s'être purgés naturellement detoutes les parties disloquées lors des tirs de mines.Les chiffres du tableau I sont particulièrement éloquents.ExplosifPoudre noireDynamiteTABLEAU IPouvoirbrisant7100Vitesse dedétonation500 m/s8 000 m/sPour éviter le même écueil sur l'autoroute de Menton,il fallait donc mettre les talus à l'abri de l'ondede choc, d'où l'adoption du prédécoupage de laroche (dont il sera parlé plus loin en détail), qui,séparant à la manière d'une scie, la masse à déblayerau moyen d'explosifs, des talus définitifs àprotéger, arrête une partie de cette onde de chocà la limite de ces derniers.1. La dynamite a bien été inventée en 1866, mais l'usagen'en a été généralisé qu'après 1876 (invention de la dynamitegomme très stable).61

Mais quelle pente donner aux talus « a priori » fautede connaître d'une manière exacte la nature desterrains rencontrés et le pendage des bancs ? L'idéeest venue logiquement d'ouvrir, au centre de latranchée, une tranchée préliminaire, ou prétranchée,seule capable de fournir « de visu » à l'ingénieurtous les éléments propres à déterminer son choix.Si nous ajoutons enfin que les talus ont été prévusen gradins séparés par des bermes de 3 à 4 m delargeur, dont le but est d'arrêter les pierres roulanteset de couper les ruissellements grâce à leur végé-Fig. 1 - Profil schématique d'une tranchée. Les trois phases ducreusement sont les suivantes :Phase I - prétranchée ouverte en grande masse à l'explosif.Phase II - déblais de talus exécutés après le prédécoupagede la roche.Phase III - déblais de fond de plate-forme exécutés soigneusementen vue du réglage de la plate-forme.tation herbeuse qui agit comme un feutre, on obtientle type de tranchée schématisé par la figure 1.Les talus de la prétranchée sont définis par rapportà un talus théorique en gradins, arrêté d'après lesindications géologiques recueillies au cours desétudes, mais de telle manière que ce talus théorique,s'il devait être choisi définitivement, soit séparé decelui de la prétranchée par un matelas de rocher aumoins égal à 5 m, jugé suffisant pour amortir lesondes de choc provenant de l'ouverture de laditeprétranchée. Nous n'ajoutons aucun commentaire, lafigure 1 étant suffisamment explicite. Une tranchéeparfaitement réussie est celle du Quiaus (fig. 2).Les travaux étant achevés, on peut, avec le reculd'une année, faire la critique du type de tranchéeadopté sur l'autoroute, c'est-à-dire en fait, la critique,ou plus exactement, le bilan de la prétranchée.Les indications données par celle-ci seraient, certainementindiscutables, si l'abattage des talus n'intervenaitque quelques années plus tard, ce qui nesaurait jamais être le cas. Dans les conditions d'unchantier normal, la prétranchée ne peut éclairer l'ingénieurque sur la stabilité à court terme des taluset, dans la mesure où la différence de hauteur entreceux de la prétranchée et ceux de la tranchée définitiven'altère pas la valeur des éléments recueillis.La prétranchée demeure néanmoins indispensablepour les tranchées profondes situées dans des terrainsabrupts, de géologie tourmentée, où les sondageset les mesures géophysiques, quel qu'en soitFig. 2 - Le talus de la tranchée du Quiaus est l'un des mieux réussis de l'autoroute. Les trois bermes se profilent régulièrementsuivant la pente de l'autoroute. Les talus, entre les bermes, donnent une coupe du flysch, alternance de grès et de marnes encouches inclinées sur l'horizontale.62

le nombre, ne peuvent donner qu'un aperçu trèssommaire du terrain. Elle permet, elle seule, dedéterminer notamment si un mur de contrerive estindispensable, indication capitale avant d'amorcer letalus, puisque son étendue en dépend.Contre la prétranchée on peut invoquer une augmentationcertaine du prix des terrassements, ceux-cine pouvant être attaqués sur toute la largeur duprofil.Le tableau II donne les prix des marchés des deuxlots de terrassements, souscrits, d'ailleurs, par lemême groupement d'entreprises.Sans la prétranchée, le prix unique des terrassements2 , pour chaque lot, eût été certainement trèsvoisin du prix le plus bas.Numéro des lots12TABLEAU IIPrix du mètre cube de déblaisprétranchée4,25 F3,90 Ftalus6,05 F5,65 FNéanmoins, quelque imparfait que soit ce moded'exécution des tranchées, nous répétons que dansles conditions aussi difficiles que celles de l'autoroute,la prétranchée a été bénéfique.Le prédécoupage des rochesNous avons vu dans les principes directeurs del'étude du projet, l'utilité et le but du prédécoupagedes talus. Il ne s'agit pas, non plus, de faire ici unexposé didactique de ce procédé, mais, après enavoir indiqué sommairement le principe, d'en tirerles conclusions en fonction des résultats obtenus surnos chantiers.Précisons, qu'avant de l'imposer dans les marchés,des essais avaient été faits sur le chantier de terrassementsexpérimentaux du col de Pigna [1].1 - Rappel du principe du prédécoupageCe procédé appelé aussi « presplitting » découle duprincipe suivant : on fore à l'emplacement du talusdéfinitif et suivant sa pente, une série de trous parfaitementalignés et parallèles, chargés à faible puissancepour éviter la microfissuration des parois, puison les tire ensemble avant toute opération d'extraction.Il se crée ainsi une fissure qui, reliant les diverstrous, constitue l'écran protecteur.Voici, au demeurant, le mécanisme de la formationde la fissure :l'effet de l'explosion est canalisé dans une zonerendue préférentielle par l'affaiblissement de la résistancedue à la mise sous tension de la roche parune explosion voisine. En effet, les ondes de chocémises par une explosion, après avoir, la plupart dutemps, fissuré la paroi du trou de mine, rencontrent,à mi-distance de l'explosion voisine, des terrains detensions favorables à la formation d'une fissure passantpar l'axe des trous consécutifs. Examinons l'incidencede chacun des paramètres qui intervientdans la formation d'une fissure.La puissance de l'explosif devra être suffisante,pour qu'il y ait formation de la fissure, mais sansexcès afin d'empêcher une microfissuration importanteau voisinage des trous de mines et dans larégion médiane entre deux trous (zone de moindrerésistance et de concentration d'énergie). De plus,pour éviter des points faibles ou des concentrationsd'énergie pendant l'explosion, la répartition de l'explosifdoit être aussi homogène que possible dansle trou de mine.La distance entre les trous de mine (compriseentre 0,40 et 1 m) devra être déterminée, en fonctionde l'explosif et du matériau, pour diminuer la duréedu temps entre l'explosion et la formation de lafissure et, de ce fait, minimiser la microfissurationau voisinage des trous. D'où l'intérêt d'employer desexplosifs à grande vitesse. Pour une même distance,le temps de parcours de l'onde de choc sera plusgrand dans une roche « tendre » que dans une roche« dure ».La nature du matériau intervient par son moduled'élasticité et son degré d'altération : plus le matériaua un faible module, plus l'énergie nécessairepour obtenir une fissure est importante.Le bourrage doit être efficace afin de diminuer aumaximum les chambres de décompression qui amortiraientl'effet de l'explosif.2 - Dépenses entraînées par le prédécoupageNous donnons dans le tableau III les prix élémentairesqui Interviennent dans le prix de revient.Perforation : dépenses pour une heure de marchedes engins.2. A l'exclusion du prix de déblais de réglage de la plateforme.63

TABLEAU IIICes tableaux montrent une certaine dispersion desrendements, voici les facteurs qui les modifient :EnginutiliséPrix delocation del'enginPrix delocation ducompresseurPrix de lamain-d'œuvreSpiderJoy à(1) plus 1 Fdeux mar­ en moyenteauxtypene par mè­450 ADR 74,00 F 60 F 42,87 F 176,87 F (1) tre de trousoit pour tail­Spider 177 F lant, man­Joy à unchon, allonmarteau46,25 F 30 F 42,87 F 119,02 F ges et emsoitmanche­119 F ments.Nota. Pendant les parcours età chantier, les prix ci-dessusTotalObservationsles transferts, de chantiersont réduits de moitié.Explosif : cordeau détonant Néopentaflex = 40 g/mde penthrite.Bourrage : le plus efficace (sédimentation du sabledans l'eau).Les tableaux IV et V donnent les résultats obtenussur l'autoroute ainsi que les prix de revient.a) Manque de continuité dans la marche de l'engin,l'exécution des talus en bermes successives nécessitantde nombreux transferts.b) Modification du rendement en fonction des matériauxrencontrés : bourrage dans les matériaux argileuxet humides.c) Pour les profondeurs de trous dépassant 15 m,l'appareil avait tendance à se coincer et l'entreprisea noté une baisse de rendement moyenne de l'ordrede 17 % pour les profondeurs de 15 à 28 m et celaquel que soit le matériau.d) De nombreux talus de déblais ont été exécutésavec une pente de 45°. La machine, surtout conçuepour exécuter des trous à la verticale ou à trèsfaible débattement, travaillait dans de mauvaisesconditions et le calage était difficile. De plus, lepoids des tiges avait tendance à courber les trousde forage.Il est également Intéressant de comparer les deuxmachines employées sur le chantier.De par son principe, cadre rigide permettant leforage de huit trous sans transfert, le Spider Joyspécial à deux marteaux (type 450 ADR), permettaitd'obtenir facilement un alignement et un parallélismeT A B L E A UIVTOTAL DES HEURESMatérielutiliséMatériauLieuPlan de tir adopté(aprèsétudeexpérimentale)PériodePERFO­RATIONen mTravailPannes(en h)TransfertavecdémontageSURFACE(m'-)BILAN ECONOMIQUE *Prix : T.V.A. incluse à 12 %RésultatsSPIDER JOY SPECIAL DEUX MARTEAUXMARNES BLEUESFLYSCHPignaéchangeurbretellesQuiausDiamètre destrous : 76 mmEspacement80 cmExplosif, cordeaudétonantNéopentaflex40 g/m penthriteBourrage :Sédimentation desable dans l'eau, I 15 mL' 1 18 mDiamètre destrous :Espacement :Explosif :Bourrage : m mL :15 mi|ov.-Déc.67Jan. 68Fév. 68Mars 68Mai 68Juin 68179125975854721304512Totaux : 538 72107174 154.43 715,32 664,999.02 141,51 246,014 0213 323,52 972.32 131,979,21 713,2996.811 216— Heures prises en compte pour déterminer le rendementhoraire moyen538 + 72 + 17 = 627 h— Heures prises en compte pour déterminer le prix del'opération72 + 17538 + = 582 h2— Montant582 h à 177 F = 103 014 FMars 68Avril 68Mai 68Totaux :506039149452u52117431 7121 8991 2244 8351 3701 5199923 881— Heures prises en compte pour déterminer le rendementhoraire moyen149 + 11 + 43 = 203 h— Heures prises en compte pour déterminer le prix del'opération11+43149 + = 176 h2— Montant176 h à 177 F = 31 152 F— Rendement horaire moyen14 021en m = 22.36 m/h ;62711 216en m- : = 17,90 m-'/h627— Prix de l'opération( 103 014Fnraop ! a u m = 7 ' 3 5i-orage ] 4 0 2 ]'. + 1,008,35Bourrage 0,50Cordeau 1,60Total : 10,45 F/m 13,06 F/m 2— Rendement inférieur de 17 % pour longueur> 15 m (bourrage) et pour angle / 45"— Rendement horaire moyen4 835en m203= 23,82 m/hPremière bermeprédécoupéePente de1/2 à 45°Parallélisme etalignementcorrects3 881 Deux bermes inféheuresen m' = 19,12 m-/hJprédécoupées203— Prix de l'opération( 31 152Fnrane a u m = . 6 4 4h 0 r 3 g e4 835' + 1,007,44Cordeau 1,60Bourrage 0,50Total : 9,54 F/m ; 11,89 F/m-Parallélisme etalignementcorrectsPente 1/1* Il s'agit de prix 1968.64

TABLEAU IV (suite)Diamètre destrous :Espacement :Explosif :Bourrage :idemAoût 6759 1 064 851 1 064en m— Heures prises en compte pour déterminer le rendementhoraire moyen : 59 h— Heures prises en compte pour déterminer le prixl'opération : 59 h— Montant59 h à 177 F = 10 443 F— Rendement horaire moyenen m 2 5985159= 18,03 m/h •14,42 m 2 /h— Prix de l'opérationForage10 44310,81Bourrage 1,60Cordeau 0,509.811,00Deux bermesinférieuresprédécoupéesPente 55°Total : 12,91 F/m ; 16,14 F/m 2RuffaDiamètre destrous :Espacement :Explosif :Bourrage :idem15 mRendement horaire moyenSept. 68 36 750 600 750en m = 20,83 m/h ;36— Heures prises en compte pour déterminer le rendement600horaire moyen : 36 h= 16,67 nf/h36— Heures prises en compte pour déterminer le prix de— Prix de l'opérationl'opération = 36 h— Montant36 h à 177 F = 6 372 FForageCordeauBourrageau m+6 3727509,501,600,50Ì.50.00Berme inférieurePente 45°correcteRamengaoServa IServa IIDiamètre destrous :Espacement :)idemExplosif :BourrageDiamètre des \trous :30 mEspacement :^(demExplosif :Bourragefl5 15 m - 43 %:< 20 m2 0 m! 57 o/0^28 mSept. 68 88 18 9 2 804 2 243Oct. 68 113 21 13 3 559 2 847Nov. 68 7—4 273 218Mai 69 6- — 275 220Totaux : 214 39 26 6 911 5 528— Heures prises en compte pour déterminer le rendementhoraire moyen214 + 39 + Z6 = 279 h— Heures prises en compte pour déterminer le prix del'opération39 + 26214 + = 246 h2— Montant246 h à 177 F = 43 542 F— Montant261 h à 177 F = 46 197 F— Rendement horaire moyenTotal : 11,60 F/m ; 14,50 F/m :6 911m = 24,77 m/h ;279en m 35 528279Prix de l'opérationForageCordeauBourrage= 19,81 nf/h6 9117,301,600,50— Rendement horaire moyenJuil. 67 251 10 10 4 228 3 382 4 228en m = 15,60 m/h271— Heures prises en compte pour déterminer le rendement 3 382horaire moyenen m • = 12,48 m /h2 2251 + 10 + 10 = 271 h271— Prix de l'opération— Heures prises en compte pour déterminer le prix de46 197l'opération10+ 10Forage4 228251 + = 261 hCordeauBourrage¡,301.00Total : 9,40 F/m ; 11,75 F/m 511,931,600,5010,931,00Total : 14,03 F/m : 17,54 F/m 2Diminution de rendement de 34 % pour longueur20 à 28 mTotalité dutalusprédécoupésans bermePente 5/1correctePente 55°Deux bermesprédécoupéesCorrectesRECAPITULATION pour leSpider JOY Spécial— Total de perforation en m14 021 + 4 835 + 1 064 + 750+ 6 911 + 4 228 = 31 809 m— Total surface11 216 + 3 881 + 851 + 600+ 5 528 + 3 382 = 25 458 m 2— Total heures prises en compte pour déterminer le rendementhoraire moyen627 + 203 + 59 + 36+ 279 + 271 = 1 475 h— Total heures prises en compte pour déterminer leprix de l'opération582 + 176 + 59 + 36+ 246 + 261 = 1 360 h— Montant1 360 h X 177 F = 240 720 FRendement horaire moyen31 8091 475= 21.57 m/h ;25 458= 17,26 m /h21 475Prix de l'opérationForageCordeauBourrageI240 720i31 8098,571,600,50Total : 10,67 F/m ; 13,33 F/m 2 657,571,00Bons

TOTAL DES HEURESLieuPlan de tin adopté(après étudeexpérimentale)PériodeTravailPannesPerforationen mSurface(m 2 )BILAN ECONOMIQUE *Prix : T.V.A. incluse à 12 %Résultats(en heures)Guillonidiamètre destrous : 76 mmEspacement80 cmExplosif : cordeaudétonantNéopentaflex40 g/m penthriteBourrage : idemL : 15 mdu 30 août)au 1302) déc. 67)du28 au 30 ! 30mars 68Totaux 160horaire moyen :160 + 17 + 10 = 187 h1 538,5246,41 2301971 785 1 427— Heures prises en compte pour déterminer le prixl'opération :17 + 10160 + r = 173 h— Rendement horaire moyen1 785187 = 9.55 m/h1 427——— = 7,63 m ! /h— Prix de l'opérationForage20 5871 78512,53Cordeau 1,60Bourrage 0,5011,531,00Total : 14.63 F/m ; 18,30 F/m :Pente 1/2Une bermeprédécoupésAlignement,parallélismecorrectsMontant : 173 h à 119 F = 20 587 FDiamètre destrous :EspacementExplosif :Bourrage :idemdu )5 au ! 13018 juin )1 711,13 1 369— Heures prises en compte pour déterminer le rendementhoraire moyen : 130 h— Rendement horaire moyen1 711au m = 13,16 m/h1301 369au m- = 10,53 m-/h130Pente 1/2Manieri15 m— Heures prises en compte pour déterminer le prix dede l'opération : 130 h— Montant : 130 h à 119 F = 15 470 FPrix de l'opérationForage+15 7401 71110.04Cordeau 1,60Bourrage 0,509,041,00Une bermeprédécoupéeRésultat moyenTotal : 12,14 F/m ; 15,17 F/m 2

corrects des trous de forage. Même pour des talusen courbes, d'exécution difficile (échangeur nord etsud de Pigna), le résultat est satisfaisant.Le Spider Joy à un marteau ne forait qu'un seul trouà la fois. Les risques d'erreurs, au cours des déplacementsfréquents, étaient augmentés. L'alignementet le parallélisme étaient moins bons, le résultat(hors profils aplomb et surplomb) est moins satisfaisantqu'avec le Spider Joy spécial à deux marteaux.Il nous reste à dire quelques mots sur les limitesd'utilisation du Spider Joy spécial à deux marteaux(fig. 3) :L'utilisation en « rétro » convient pour les talus raidesavec une infinité de bermes étroites.Une tranchée où le prédécoupage a été bien réussiest celle du Quiaus (fig. 6).marnes bleues, etc. L'aspect et la tenue des talusne peuvent qu'y gagner. Il n'est pour s'en convaincre,que de comparer les figures U et 5. La figure 4donne une vue du talus exécuté sans prédécoupagelors des terrassements expérimentaux du col dePigna. La figure 5 représente le talus de la tranchéedéfinitive dans la même section, après le prédécoupage.Ajoutons que dans les terrains rippables le prédécoupageest bien sûr inutile. Nous nous sommesbornés, dans ces terrains, à un réglage classiquedes talus (coût : 6 F le m ).2L'utilisation en « direct » permet l'exécution des talusd'inclinaison plus douce pouvant atteindre 45°, assortisde bermes larges (6,50 m).La figure 3 montre qu'il reste, pour cet engin, unangle aveugle de 15°.ConclusionLe prédécoupage est à conseiller toutes les fois quel'on rencontre des roches dures ou moins dures :calcaire, grès, poudingue, marno-calcaires, flysch,MarteauPosition extrême\du marteau »\a) utilisation « en retro ».Berme de faibletargeur\b) utilisation « en directFig. 4 - Cette photographie Illustre le caractère anarchlque desmarnes bleues et l'impossibilité de régler correctement lestalus, faute de prédécouper la roche (Cf. fig. 5).6,50mc) angle aveugle.Fig. 3 - Spider Joy spécial type 450 A.D.R. à deux marteaux.Les croquis montrent clairement les limites d'utilisation del'engin « en rétro » et « en direct •>, ainsi que l'angle aveuglequi en résulte.Fig. 5 - En rapprochant cette photographie de la figure 4, onvoit, par contraste, le résultat obtenu avec le prédécoupagedans la même roche et au même endroit.67

Fig. 6 - Cette photographie, qui représente le talus de la tranchée du Quiaus, souligne le réglage parfait de ce dernier.Tranchée de GajessaMesure de l'évolution d'un banc de marne1 - Historique (fig. 7)Les terrassements de la tranchée de Gajessa, exécutésau ripper pour la première berme et prédécoupéspour les bermes 2 et 3, ont fait apparaître unealternance de bancs de grès et de bancs de marne(l'horizontale des bancs est parallèle à la surfacedes talus ; leur inclinaison 30° sur l'horizontale versl'amont).Un premier désordre (écroulement) eut lieu peu detemps après la fin du terrassement de la premièreberme. En observant attentivement le terrain pendantl'exécution des travaux, nous avons constaté que ceglissement semblait débuter par une extruslon dubanc de marne de faible résistance intercalé entredeux bancs de grès de résistance supérieure.De ce fait, pour essayer de remédier à ce phénomène,il a été décidé de «bloquer» les bancs degrès par des colonnes de béton, cette expérimentationdevant se faire sur un banc de marne de ladeuxième berme.Fig. 7 - Cette photographie donne une vue d'ensemble de latranchée de Gajessa après les désordres qui ont suivi l'ouverture.On y distingue l'alternance des bancs de grès et demarne ainsi que le perré expérimental en béton destiné àbloquer un banc de marne (un dépôt de tout-venant apparaîten blanc au pied du talus).2 - RéalisationPar la suite, l'idée des piliers en béton ayant étéabandonnée, le banc de marne en cause a été diviséen deux parties :68

Première partie.D E T A I L ©Deuxième partie.600Acier rond 0=25DTassement0=2540304T30Banc de gresBanc de marne¿=2 5vzzttzzzzzzzmAcier rond ¿ = 25Vue de dessusBanc de gres\600250\ i 1 1"--Mit-Définition du sens du mouvement.1000Acier rohd 0=25 D E T A I L ©Vue de dessus20Fig. 8 - Les croquis de la première partie définissentle dispositif adopté pour suivre les tassements différentielsdes bancs de marne et le basculement desbancs de grès.Le croquis de la deuxième partie montre le processusde l'extrusion d'un banc de marne.600300Fig 9 - On voit, à gauche, le perré assorti de ses plots de Fig. 10 - Cette photographie reproduit en plus grand le dlspomesureau contact grès/marnes et, à droite, dans l'ombre, le sltif de mesure des mouvements du banc de marne nondispositif de mesure des mouvements du banc de marne non bloqué (Cf. fig. 9).bloqué.69

— la première, revêtue d'un perré en béton de 25 cmd'épaisseur qui, outre son office de soutènement,protégeait le talus des intempéries ;— la seconde, non revêtue, utilisée comme témoinpour étudier l'efficacité du perré.Ce dispositif a été réalisé courant janvier 1968 enpériode très sèche.3 - Méthode de contrôleUne observation préliminaire des désordres semblaitmontrer, des tassements différentiels dans les bancsde marne et des basculements des bancs de grèsau-delà d'un certain tassement des bancs de marne.Nous avions, pour suivre ces deux phénomènes,utilisé le système décrit sur le schéma de la figure 8et illustré par les figures 9 et 10.Elévation de la tranchée de Gajessa.P»nte 1/2GRESMARNESMesure de l'évolution de B.Tassement différentiel© à ©Gonflementmesure(Ajmesure{B)yParyTassement différentielCttàgPGonflementmesure(Cjme3ure(p3Tassement différentielrapport a la lectureinitiale du 30.1.68Gonflement —mesun?(Ej mesure(F)Tassement etnent diffe différentielGonflementmesureÇS) mnurejjMesure de l'évolution de A.GRESTassement différentielPar rapporta la lectureinitiale du 30.1.68Placage en beton/MARNESTassementdifférentielGonflem entm esure© mesure(D)Fig. 11 - Cette figure reproduit schématiquement les figures 7, 9 et 10 (bermes, bancs de marne, perré et disposition des appareilsde mesure). Pour ces appareils, on remarquera la longueur de la fiche des plots dans le sol.Les graphiques soulignent, pour la partie non revêtue du banc de marne , l'incidence des intempéries sur l'évolution du mouvement.70

Il convient ici de définir les termes : nous appelons« plot de mesure » l'ensemble métallique, ombré surla figure 8 (première partie), qui permet de mesurerau pied à coulisse, avec une précision de 0,5 mm,le tassement au point 1 (mesure verticale), le gonflement,par la différence des lectures horizontalesfaites aux points 2 et 3 distants de 300 mm et matérialiséspar deux plaques planes en relief sur l'acierrond.Le gonflement caractérise le sens de la translationd'un banc. Egal à la différence des lectures horizontalesentre les points 2 et 3, il est négatif lorsquela distance lue en 3 est supérieure à la distance lueen 2, et positif dans le cas contraire (cf. figure 8,deuxième partie). Le croquis de cette deuxièmepartie de la figure 8, montre clairement le processusde l'extrusion d'un banc de marne.Un ensemble de quatre plots de mesure a été placésur le banc de marne non protégé, dont deux plotsdisposés au contact marne/grès. Pour le banc bloqué,deux plots ont été mis en place à chaquecontact (fig. 11 schématisant les photographies 7,9 et 10). Les plots étaient ancrés d'un mètre environ.RésultatsBanc de marne nonbloquéCinq séries de lectures ont pu être effectuées entrele 2 février et le 20 février. La semaine suivante unglissement a emporté les appareils de mesure(fig. 12). Pendant cette période il y eut de nombreuxorages exceptionnels pour la saison, accélérantsans doute le phénomène.Cependant l'examen des mesures avait permis deprévoir cet éboulement. En effet, à partir du 6 février,on distingue sur la figure 11 une accélération desphénomènes. Les repères II et III font apparaître untassement important du banc ainsi qu'un gonflement,puisque l'angle des repères diminue. L'augmentationdes mesures du repère I est due à la formation d'une« lèvre » à la partie inférieure du banc.Le banc de marne intercalé entre deux bancs degrès dur se comprime et est extrudé, provoquant legonflement du repère I et le tassement du repère IV.De ce fait, le banc supérieur de grès en déséquilibrese rompt facilement entraînant la partie supérieurede la tranchée. L'altération superficielle des marnesaccélère le phénomène en créant une zone de moindrerésistance par création de surplomb.Banc de marnebloquéLes mesures débutèrent le 2 février pour se poursuivrejusqu'en août 1968 sans qu'aucune variationimportante ne soit intervenue.Remarque. Rôle du blocage : butonnage des bancsde grès, mais aussi protection des bancs de marneen évitant l'altération superficielle.Fig. 12 - Un éboulement a emporté la partie non bloquée du banc de marne . Par contre, la partie bloquée par le perré a résisté,d'où efficacité du blocage.71

ConclusionBIBLIOGRAPHIEIl apparaît que le blocage du banc de marne a étéefficace. On peut lui reprocher toutefois un certaincaractère inesthétique que l'on peut essayer d'améliorer,ainsi qu'une exécution obligatoirement artisanaleet coûteuse.[1] Laboratoire départemental de Nice, Essais deprédécoupage au chantier expérimental du colde Pigna (autoroute A 53-Menton). Bull. Liaisondes Labo. Routiers P. et Ch., 21 (sept.-oct. 19p. I-15/I-16.72

M. MARECJ. LEGRANDG. CHAMPETIER DE RIBESChargé de missionDépartement de géotechniqueLaboratoire centralJ.-P. FOLLACCIGlissementdans la zone de Vigna ilsur la sectionRicard-RamengaoPAR delà l'importance du volume de sol en mouvement(environ 300 000 m 3 ), le glissement deVigna II peut intéresser à plusieurs égards :complexité et originalité des conditions géologiques,enchaînement des désordres qui s'y sontsuccédé en relation avec les travaux, notamment lamise en œuvre d'une technique nouvelle et, avecles intempéries, méthodes de reconnaissance quiont pu être employées, solutions confortatives retenues.Ce glissement a affecté, en cours de construction,une zone de passage obligé de l'autoroute sur leversant qui domine la baie de Roquebrune-Mentonau droit du mur en terre armée de Vlgna II. L'importancedu glissement et les risques qu'il faisaitcourir aux propriétés bâties situées en aval sur leversant ont nécessité le maintien de moyens desurveillance et d'un dispositif d'alerte jusqu'à ceque les travaux confortatifs aient pu être réalisés àbon escient.Description du site à franchirdu massif de Ricard au ravin de Ramengao1 - TopographieEntre le ravin de Ramengao et le massif de Ricard,la surface topographique est fortement inclinée (25à 30°) et présente des vallonnements successifsd'une amplitude de 30 mètres maximum sur l'axe ;une falaise calcaire domine en amont, la route nationale7 passe en aval à travers une zone construites'étendant jusqu'à la mer, 300 mètres plus bas. Lavégétation est arbustive, clairsemée, avec quelquesbouquets de pins.2 .GéologieDans cette zone, l'escarpement de calcaire jurassiquebien visible au-dessus de l'autoroute a une directionnord-sud. Elle forme la bordure orientale d'une unitéde l'arc de Nice en chevauchement sur des formationscrétacées et miocènes plus ou moins autochtoneset rattachées au bassin de Menton.Au-dessous de cet escarpement, et avant les terrassements,on ne pouvait observer en surface que deséboulis calcaires incluant quelques blocs de plusieursmètres cubes, et des poudlngues miocènesbien consolidés au nord-est. L'hypothèse géologiquede départ était donc que les poudingues constituaientl'intégralité du substratum des éboulis et lareconnaissance devait consister uniquement en profilsde sondages perpendiculaires à l'axe visant àdéterminer la géométrie de la couverture d'éboulis.Le carottage a évidemment apporté peu d'informationssur la nature de la matrice, la cohésion etl'homogénéité des éboulis. Par contre, il a révélé73

Vuegénérale de la zone Ricard-Ramengao.l'hétérogénéité du substratum : outre les poudingues,des marnes, inconnues en affleurement dansla région, ont été découvertes. Une étude micropaléontologiquetrès fine a été nécessaire pourétablir leurs relations stratigraphiques avec les poudinguescar les superpositions observées étaientincohérentes a priori et pouvaient conduire à desinterprétations de la structure très dissemblablesquant à la stabilité de la zone vis-à-vis des travaux.On a ainsi pu établir que les marnes, malgré leurfaciès mimétique, appartiennent à trois étages différents: le Cénomanien, le Burdigallen, le Vindobénienet que les poudingues représentent un dépôt deltaïquelocal lors d'un épisode compris entre cesdeux derniers étages.La présence de ces sols plastiques, que les étudessur échantillons intacts ont montrés riches en montmorillonite,particulièrement sensibles à l'eau et gonflants,compliquait sérieusement le problème : leurtoit, d'inclinaison généralement parallèle à la topographieet parcouru par l'écoulement d'eaux infiltréesdans les éboulis ou en provenance de lafalaise de calcaire jurassique, constitue une surfaceéminemment propice au décollement et au glissementde la couverture d'éboulis sus-jacente. Lesétudes mécaniques confirmaient que le tout étaitdans un état voisin de l'équilibre limite et que touteperturbation, surcharge ou déblai, pourrait déclencherdes désordres.3 - Les tracés étudiésPour placer l'autoroute sur ce relief, deux solutionsextrêmes étaient concevables et ont été étudiées :— Une « solution haute », entaillant très peu leterrain naturel et ne posant donc pas de problèmesde talus amont. Elle nécessitait, par contre, pourfranchir les creux du profil en long, des remblaisde grande hauteur.Ceux-ci, vu la pente du terrain naturel, ne pouvaientêtre butés que très en aval ou par des murs depied ; et, par la surcharge importante apportée auterrain, ils auraient menacé la stabilité générale duversant. Pour leur part, les murs de soutènementclassiques qui concentrent les charges sur des surfacesrelativement restreintes ne pouvaient êtrefondés sur les éboulis à la pente limite et le substratumtrop profond est hors de portée de fondation(fig. l).— Une « solution basse », évitant ou limitant aumaximum les remblaiements. Elle impliquait d'entaillerpartout les crêtes du profil en long, au-dessous74

du niveau du toit du substratum de marnes et depoudingues, privant ainsi de butée la partie amontde la couverture d'éboulis (fig. 1).Solution hauteSolution retenueSolution basseLe décalage en altitude des chaussées, intéressantpour mieux « coller » au terrain, n'a pu être retenucar il aurait trop limité la visibilité dans les courbesdu tracé en plan.4 - La solution retenuePoudingues*Solution hauteSolution retenueC'est finalement une solution « intermédiaire » renduepossible par l'utilisation de murs verticaux enterre armée qui a été choisie. *Intégrés dans le corps du remblai, ces murs, grâceà leur parement vertical, limitent l'extension et lamasse de la surcharge ; massifs, ils répartissentmieux les efforts au sol et exercent sur les éboulisune pression unitaire plus faible que celle d'un murclassique en béton ; enfin leur déformabilité leurpermet de mieux s'adapter aux tassements différentiels(fig. 1).Fig. 1 - Croquis montrant en coupe les différentes solutionsde tracé étudiées dans deux cas :a - franchissement d'un point haut du terrain naturel,b - franchissement d'un creux.Les glissements de Vigna IIHistorique des travaux et des mouvements1 - Conditions géologiques locales 2 - Les premiers terrassementsLa zone dite de Vigna II s'étend entre les profils 63et 80. Elle comprend, du sud au nord, une partieintégralement en déblai (P 63 et P 68), une partieen profil mixte au droit d'une « zone déprimée »(P 68 à P 78), une partie en déblai (P 78 à P 80)(fia- 2).Les premières reconnaissances avaient montré que,cachée par des éboulis à base aquifère, une failled'effondrement verticale nord/sud recoupait l'axeprès du profil 62, séparant un compartiment demarnes burdigaliennes à l'ouest d'un compartimentde poudingues à l'est.On avait noté que l'épaisseur des éboulis était maximaleau-dessus des marnes, de l'ordre d'une quinzainede mètres et on pensait qu'au-dessus despoudingues, elle était uniformément décroissantevers le nord-est.Les terrassements ont progressé du nord au sud.Les poudingues ont donc d'abord été entaillés parun talus très raide au nord du P 78. Ils ont disparuau passage de la zone déprimée, sous des éboulistrès calcaires, assez fins et peu cohérents, seulsrecoupés jusqu'au P 66. Au sud de ce profil, réapparaissent,sous les éboulis, d'abord les poudinguesdont le toit est localement recouvert de quelquesdécimètres de limons marneux verdâtres, puis, aprèsla trace de la faille, les marnes burdigaliennes. Latrace du contact éboulis-substratum sur le talusaccuse une nette diminution de la pente à l'endroitdes marnes, en dessinant une poche caractéristique.* Cf. dans le même Bulletin, les articles :— Conception et étude de la stabilité des ouvrages en terrearmée, F. Baguelin et M. Bustamante.— Données sur les murs en terre armée construits surl'autoroute, M. Marec, F. Baguelin et A. Vincentelli.75

Fissure•> Source pérennecj) Source temporaireP. 63 à P. 80, profils en travers/ / / .' / Escarpement jurassique' ! ! i i :/ /./ // /.. ... '/ / / / / /NCrête d. > v^' / / / ~ / /iiiï!" V / V N/ / / IEBOULIS\ '~^A. * / / .MARNESCrête du talus'o^oj^ /POUDINGUESP,S P.76 PÎ77 " 9 P - 8 °

Pied du glissement sud et amorce du glissement général en rive droite du surcreusement éboulis sur marnes et poudingues3 - Le glissement sudImmédiatement après les premières précipitationsimportantes, au mois d'août 1968, le niveau de l'eaus'élève dans la poche. Elle est alors affectée parun glissement qui détermine d'importantes fissuresconcentriques dans le terrain naturel en amont dutalus et dont on voit saillir le pied à mi-hauteur dutalus au contact des marnes et de leur façade depoudingues (fig. 3).4 - Le glissement nord (fig- k>La fouille du mur inférieur en terre armée deVigna II est ouverte au mois de septembre entre lesprofils 72 et 73 (fig. 5). Les éboulis de cette fouillene peuvent supporter, même à court terme, d'êtretaillés à pente raide et la fouille s'éboule à plusieursreprises.Faute de disposer d'une méthode permettant deprocéder dans des conditions de prix acceptablesà la consolidation de ces éboulis, il faut accepterde tailler le talus amont de la fouille avec une pentestable de 45° ce qui, compte tenu de l'obligationdans laquelle on se trouve de maintenir au-dessusde la fouille une piste pour la circulation de chantier,reporte la crête du talus de l'autoroute très enamont de sa position première (fig. 5).Les travaux sont réalisés durant une période depluies exceptionnelles, d'octobre à novembre. Entreles profils 77 et 74, le sommet des poudingues estrecoupé sous quelques mètres d'éboulis avec unesemelle de limons marneux. Des suintements sourdentau contact et un deuxième glissement sedéclenche, fissurant le terrain naturel jusqu'à unetrentaine de mètres en amont de la crête du talus(fig. 5).5 - Le glissement général (fig- 5 et fig. 2)Plate-formeautorouteFig. 3 - Croquis du talus amont de l'autoroute, entre les profils62 et 64, affecté par le glissement sud.Les terrassements se poursuivent, sans que lespluies s'interrompent, dégageant progressivement lecontact éboulis sur poudingues, toujours soulignépar des limons marneux. Entre les profils 74 et 73,ce contact plonge brusquement sous le niveau dela plate-forme, dessinant ainsi le « versant » nord77

TerrearméeFouille pour le mur deterre armée inférieur1 - projet Initial. 2 - première phase de terrassement.Base des éfaoulisdégagéeMur de soutènement nord3 - déclenchement du glissement nord. 4 - état actuel.Fig. 4 - Profil au droit du glissement nord. Succession des terrassements et désordres (profil 75).d'un surcreusemerit dans les poudingues, dissymétriqueet axé approximativement sur le profil 71. Onsuppose alors que le toit des poudingues à l'endroitdu surcreusement se situe sous la semelle delimons marneux qui affleurent sensiblement au niveaude la plate-forme de l'autoroute, presque horizontalementjusqu'au profil 70, avec un point basau profil 71 souligné par une source pérenne importante.La reconnaissance ultérieure (Cf. « Reconnaissancedu glissement », § 4) montrera l'inexactitudede cette hypothèse.Parallèlement on entaille, pour fonder un puissantmur de contrerive, l'intersection du « versant » sudde ce surcreusement avec la plate-forme au profil66.On observe alors, entre les deux glissements récents(au sud P 64 à 66, au nord P 74 à 77) unelente avancée (de l'ordre du centimètre par jour) duremplissage ébouleux du surcreusement, trahie parune saillie se développant au contact des limonsmarneux et des poudingues sur chacun des « versants».Le mouvement s'accélère brutalement le 12 décembre1968 sous une pluie battante. L'ensemble de lacouverture avance en quelques heures de 1 à 4mètres et des blocs inclus dans les éboulis roulentsur la plate-forme ; la surface du terrain naturel estlabourée par des fissures béantes jusqu'aux blocsde calcaire géants qui gisent au pied de la falaise.Des mesures doivent être prises pour veiller à lasécurité des habitations situées en contrebas.6 - Premières investigationsUne première reconnaissance par sondages carottésest décidée, d'une part, pour s'assurer de l'enracinementdes blocs géants (si la couverture d'éboulisavait participé à leur équilibre, sa disparition par78

1Hied du glissement nord et amorce du glissement général en rive gauche-du surcreusement éboulls sur poudingues.Vue générale avant le glissement (novembre 1968).79

) deuxième phase, éboulement de la paroi amont de la fouille du mur en terre armée (septembre 196818 0Fig. 5 - Les differs

ass» oujurTTSubstratummarnesmiocènesGlissement nordMffhfffll^^nlWm-^y-, 4 *SubstratumpoudinguesuV -/Crête du talus amontP. 71Mur en terrearméeen cours de constructionP. 80c) troisième phase, recul de la crête du talus amont et glissement nord (novembre 1968).d) quatrième phase, glissement central et glissement général (12 décembre 1968).ses du glissement. 81

Vue générale du glissement (décembre 1968).M : marnes, F : faille, P : poudinguesglissement aurait pu avoir des conséquences catastrophiques),d'autre part, pour vérifier l'hypothèsede la faille et la présence de marnes dans le substratumde la partie amont du glissement (la reconnaissancede l'avant-projet détaillé (A.P.D.) s'étaitlimitée à une bande de largeur raisonnable autourde l'axe).Deux profils de repères topographiques sont implantésperpendiculairement à l'axe dans la zone enmouvement pour suivre les déplacements.Un plan détaillé des fissures est levé pour étudierla configuration et la répartition des mouvements.Une fissure extrême longeant le pied des blocs calcairesatteste, par sa continuité et sa régularité, unereptation d'ensemble de la couvertureCette reptation n'est pas homogène, car au-dessusdu surcreusement, entre les profils 70 et 72, unezone distincte apparaît dans l'ensemble des terrainsglissés, limitée en amont par une fissure de tractiontrès importante (fissure intermédiaire avec deuxmètres de rejet) (fig. 2) et latéralement par descisaillements très apparents sur photos aériennes :elle a glissé plus bas que le reste de la couverture.Entre cette zone et la fissure extrême, l'orientationdes fissures montre une convergence vers le surcreusement.La densité des fissures, plus importantes dans lapartie sud, semble traduire un certain blocage surle môle de poudingues compris entre la faille etl'autoroute.Reconnaissanceduglissement1 - Choix d'une méthodeLa reconnaissance détaillée du site du glissementde Vigna II se heurtait à de nombreuses difficultés :pente du terrain, géologie complexe du substratumen bordure de l'arc de Nice, risque de reprises demouvements de masse dans les éboulis, etc.A la suite d'observations effectuées au cours decampagnes géologiques antérieures, on devait s'at-tendre à trouver des irrégularités dans l'allure ducontact éboulis-substratum et des hétérogénéitésdans la couverture d'éboulis.Dans ces conditions, il fallait retenir une méthodesusceptible de faire apparaître ces anomalies en lessituant avec le maximum de précision.Les méthodes de géophysique de surface, mêmeconvenablement étalonnées, s'avéraient a priori tropimprécises et très délicates à interpréter compte82

tenu de toutes les variables en présence. Quelquesessais furent cependant effectués en prospectionélectrique. L'allure des courbes obtenues par sondageélectrique permettait de distinguer la naturedu substratum grâce à la différence de résistivitéentre les poudingues et les marnes. Toutefois, l'hétérogénéitéde la couverture d'éboulis rendit impossibleune interprétation valable de l'épaisseur mêmeapprochée de cette couverture.Pour la sismique, l'emploi de l'explosif était à proscrireet la sismique marteau inapplicable à cause dela profondeur d'investigation à atteindre.Restait la reconnaissance par forage et carottage,méthode assez lourde et coûteuse qui présentaitelle-même des difficultés de mise en œuvre dansles conditions du site du glissement de Vigna II :conditions d'accès, traversée d'une forte épaisseurd'éboulis (10 à 20 mètres), risque d'aggraver lesconditions du glissement en injectant de l'eau dansle terrain en quantités importantes.Le problème ainsi posé, il a paru intéressant d'utiliserla diagraphie gamma ray de radioactivité naturelleen commençant par effectuer des essais dansdeux ou trois trous carottés. En cas de réussite,cela permettait :— d'alléger très sensiblement la reconnaissance parcarottage ;— de faire, pour le même coût d'étude, une investigationavec un maillage plus serré ;—• d'utiliser éventuellement une méthode de foragepar rotation et à l'air comprimé pour la réalisationdes trous de diagraphie.1015 •2025lu 30Ig géologique//*1•73:Ebouliscalcai•ÀmCourbe diagraphiegamma rayEboulis ^argilo-calcaire»Poudingue?lsubstratum]V1g géologique0:b'.?.-•-o;Courbe diagraphiegamma rayIMarnes altérées1'///91Eboulisavecblocs*"calcai resEboulismarnocalcaireMarnes grisâtres( substratum)(b)Fig. 6 - Forage et courbes des diagraphies des sondagesS 72 et S 63.a) sondage S 72. b) sondage S 63.2 - Etalonnage de l'enregistrement gamma rayDans un premier temps on a procédé à l'étalonnagede la courbe de diagraphie sur des sondages carottés,en particulier sur le S 72 et le S 63. Aprèsquelques essais on a retenu comme paramètres demesure :— Constante du temps : 10 secondes,— Vitesse de remontée : 1 mètre/minute,— Sensibilité : 0,005/0,010 millircentgenLes résultats suivants ont été obtenus :a) Sur les différents niveaux : les éboulis, lesmarnes et les poudingues ont des niveaux moyensde radioactivité bien différenciés.— Les éboulis proprement dits, constitués deblocs calcaires de taille variable noyés dans unematrice limono-argileuse, présentent un niveaumoyen de radioactivité naturelle peu élevé avec desamplitudes de variation relativement importantessondage S 72 de 6 à 18 m (fig. 6 a) •— Les marnes ont un niveau moyen de radioactiviténettement supérieur à celui des éboulis avecdes variations très faibles en amplitude, sondageS 63 de 22 à 29 m (fig. 6 b);—- Les poudingues ont une radioactivité naturellemoyenne qui se situe assez nettement au-dessusdes éboulis mais très inférieure aux marnes, sondageS 72 de 19 à 21 m (fig. 6 a).Ces constatations ont été confirmées par la suitedans tout le secteur étudié.b) Dans les éboulis : des zones bien individualiséesapparaissent sur les enregistrements avec une plusgrande radioactivité naturelle. Ces zones correspondentà des couches de limon marneux généralementlocalisées à la base des éboulis et au contactdu substratum mais pouvant aussi se rencontrerau sein des éboulis (zone centrale du site).Ces dernières précisions, décelables sur l'enregistrementgamma ray et interprétables grâce auxforages carottés et aux observations de terrain enbordure de l'autoroute, présentaient pour l'étude duglissement un intérêt évident qu'il convenait d'exploiteren décidant une campagne de forage et dediagraphie plus étendue.3 - Campagne de forage avec diagraphiegamma rayLa campagne de forage a recouvert la zone du glissemententre les profils 67 et 73 avec une maille« carrée » approximative de 25 m. Il était difficile,à cause des problèmes d'accès, de faire une maillerégulière. A la fin de la campagne quelques foragescomplémentaires ont été ajoutés, ce qui représenteau total 36 forages.Mise en œuvre du matériel de forageLes travaux ont débuté au mois de mars 1969 etse sont étalés jusqu'en juin. Chaque trou était munid'un tube plastique pour passer la sonde gamma ray83

sans risque de la coincer. La mise en place de cestubes n'a pas été sans difficultés à cause d'éboulementsoccasionnés par la remontée du train detiges et les derniers forages ont été effectués àoutil perdu. Trois types d'appareils ont été mis enœuvre pour l'exécution des travaux : la foreusehydraulique Haussher ; la foreuse pneumatique AtlasCopco OD ; la foreuse SR 100 (S.I.F.).Même si l'on tient compte de toutes sortes de difficultés,liées à la nature géologique du site et à laproximité du chantier autoroutier en pleine activité,on peut estimer que le rendement de ce matériel aété dans l'ensemble faible et répondait mal aux impératifsde délais que nécessitait cette étude ; enparticulier, la puissance des machines était insuffisanteet leur mise en place trop longue. Un autreinconvénient, non négligeable, était l'utilisation d'uneméthode de forage à l'eau avec tous les risquesqu'elle comportait pour la stabilité des terrains. Unessai intéressant a été réalisé au cours de cettecampagne avec un matériel de forage à l'air comprimétype Technosls dont les caractéristiquesétaient les suivantes :— couple moteur maximum de l'ordre de 800 kg ;— poussée ou traction maximale : 10 tonnes ;— engin porteur : tracteur forestier Latil 150 CVremorquant un compresseur donnant un débit de8,5 m'/mn sous une pression de 10 bars.L'essai a porté sur un forage traversant 18 md'éboulis. Il a duré environ 3 heures, mise en stationet repliement compris. Ce matériel, s'il avait étédisponible pour la campagne, aurait permis de réduireconsidérablement les délais.Mise en œuvrede la diagraphieLes enregistrements de gamma ray ont été réalisésen plusieurs campagnes par série d'une dizaine detrous. En effet, il ne fallait pas trop tarder pourintervenir à cause des déformations des tubes plastiqueset on ne pouvait immobiliser l'appareil dediagraphie pendant plusieurs mois consécutifs.Faille affectant le substratumCette faille de direction sensiblement nord-sud avaitdéjà été reconnue et est bien visible au profil 63sur le talus de l'autoroute ; elle est subverticale etmet en contact les marnes et les poudingues. Cesderniers, stratigraphiquement les plus récents, ontun pendage vers les marnes.Cette faille intervient de deux manières dans l'évolutiongéologique du site :• Elle rapproche deux formations de nature et dedureté assez différentes, et cela se traduit dans lamorphologie du substratum : la pente du toit ducompartiment est (poudingues) est plus raide quecelle du compartiment ouest (marnes).• Elle a pu rejouer à des époques relativement récentesentraînant un affaissement progressif despoudingues et, corrélativement, une instabilité du toitdes marnes.Morphologiedu substratumC'est un des points les plus Importants de la reconnaissanceet la méthode de diagraphie a bien réponduau problème.• Dans la zone amont du glissement occupée par lesubstratum marneux, le contact éboulis-substratumsur les enregistrements gamma ray est franc (parexemple sondage H 12 (fig. 7) ou présente unterme de passage donnant un pic de radioactivitéséparé du palier de radioactivité des marnes enplace. On a considéré qu'il s'agissait dans ce casde marnes altérées et plus ou moins remaniées àla base des éboulis (figure 7, sondage S 63).On peut observer sur la carte structurale du toit dusubstratum (fig. 8) que la pente des marnes estrégulière mise à part une forme en cuvette versl'extrémité sud-ouest du site. On constate que laligne de plus grande pente du toit des marnes estorientée différemment de celle de la topographieDeux appareils équipés du même modèle de sondegamma ray ont été utilisés tour à tour pour les enregistrements: Widco XMVA du L.C.P.C., WidcoPorta Logger avec treuil à main.Sondage H12Sondage S63Le Porta Logger avait l'avantage d'être plus facilementtransportable sur le terrain mais l'échelle d'enregistrements'avère moins pratique pour le dépouillementdes courbes que celle du Widco XMVA.10EboulisEboulis4 - Résultats^Joit dusubstratum^L'ensemble des résultats obtenus au cours de cettecampagne forage-diagraphle gamma ray a confirmé,ou mis en évidence, trois points importants de lastructure du site et les a précisés, à savoir :20Marnes_ Eboulis et marnesalterws intercalée*—. vToitdu substratum— la faille qui jalonne le contact marnes-poudinguesdans le substratum ;— un surcreusement dans la morphologie du substratumaffectant essentiellement les poudinguesdans la direction du profil 71 ;— des limons marneux à la base et parfois au milieudes éboulis.30 LMarnesFig. 7 - Enregistrements de diagraphie gamma ray montrantdeux types de contact entre les éboulis et le substratummarneux. Sondage H 12, le contact est franc, sondage S 63,on observe un pic de radioactivité au-dessus des marnes dusubstratum.84

x Sondage électrique• Sondage diagraphié® Sondage carottéCourbes de niveau du toitdu substratumP. 63 à P. 80, profils en travers/ / / / / / ' ! ,: ! I 111 Escarpement jurassique I//III M | : J i"/ / / //' / /.il «, ' / i ' Blocs géants •// / // / • / ' ' • ^/ / / // / 1' 1 "1 —r I tï? p i r "PROFIL EN TRAVERS

du site (angle de 15 à 20°) et ce fait est importantpour comprendre le sens des mouvements dans lesdifférents glissements qui se sont produits.• En aval de la faille, la morphologie du toit dusubstratum est caractérisée par un surcreusement,sorte de thalweg fossile qui longe la faille et s'incurvebrusquement en direction du profil 71.Ce thalweg a favorisé des glissements antérieurs.Il a lui-même un remplissage assez complexe avecde fortes épaisseurs d'éboulis marneux au toit depoudingues, et des intercalations de limons marneuxà l'intérieur des éboulis.Au droit de ce thalweg, l'épaisseur totale d'éboulisdépasse 20 m, c'est-à-dire 5 à 10 m de plus quel'épaisseur moyenne des éboulis sur le reste dusite.Limons marneux à la base et au milieu deséboulisA la base des éboulis, les formations dites limonsmarneux sont assez continues mais d'épaisseur variable.Dans certains cas, c'est peut-être seulementun enrichissement de la matrice argileuse des éboulisau contact du substratum mais on rencontre aussiP. 63 P. 64 P. 65 P.66 P.67 P.68 P.69 P.70 P.71 P.72 P.73 P.74 P.75 P. 76Terrain natur*^__Terrain naturel#g Ebouus 0 o d b - f c ' Q or^o-^-O-'-'O'-»'• • • xjy"° timons tnarn»ux ."0 :Fig. 10 - Coupe géologique schématique parallèle à l'axe de l'autoroute montrant la structure de la langue de limons marneuxentre les profils 63 et 76.86

de véritables couches de marnes altérées et trèsremaniées mises en place au cours d'anciens glissements.En outre, la reconnaissance par diagraphie a montrél'existence, au sein des éboulis, d'une « langue »de limons marneux recoupée en plusieurs pointspar des sondages entre les profils 69 et 72.Cette langue s'interrompt brusquement entre les profils69 et 70 comme le montre le profil en long à11 m au nord de l'axe (fig. 9 et 10). Sa mise enplace traduit nettement le décollement d'un lambeaude marnes altérées au-dessus de la faille et son glissementdans les éboulis en direction du surcreusement.Un fait doit cependant retenir l'attention : la sourcequi coule en permanence au-dessus de l'autorouteau profil 70 au toit de ce limon marneux prouve lacontinuité du lambeau jusqu'à la zone de la faille etsa jonction avec les marnes altérées reposant directementsur le substratum. Inversement, dans cettezone il n'a pas été signalé d'eau dans la partieinférieure des éboulis au contact des poudinguesy compris dans la partie axiale du thalweg fossile.Etude mécanique du glissement et travaux confortatifs1 - Conditions mécaniquesL'historique des travaux et des mouvements, la configurationdes glissements et des fissures, la reconnaissancegéologique assez détaillée permettent dese faire une idée approximative des conditionsmécaniques dans lesquelles se sont produits lesglissements.D'une façon générale, les glissements sont apparusdans une période de fortes précipitations susceptiblesde conduire à une montée rapide du niveau del'eau dans les éboulis perméables et la reconnaissancea montré qu'ils étaient liés au contact éboulislimonsmarneux, ces derniers étant situés à labase des éboulis au contact du substratum (semellesde limons marneux) ou intercalés dans les éboulis(langue de limons marneux).Les glissements se sont produits chaque fois queles terrassements ont affecté ces contacts en despoints où les circulations d'eau étaient plus intenses:— Lors des travaux de terrassements de la plateforme,au droit du profil 66, le talus amont recoupele contact substratum marneux-éboulis et le toit desmarnes forme, à cet endroit, une légère poche accentuantla circulation d'eau. Le glissement sud sedéclenche (août 1968).— En septembre 1968, commencent les travaux defouille du mur en terre armée. L'obligation de réduirela pente du talus amont de cette fouille et la nécessitéde maintenir au-dessus une piste de chantierentraînent de nouveaux terrassements entre lesprofils 77 à 71 pour remonter la limite de l'emprisedu talus amont de l'autoroute. Entre ces profils, lenouveau talus vient recouper le contact des éboulissur les poudingues avec leur semelle de limonsmarneux et ce contact est jalonné par une série desources très actives en période de pluie. Le glissementnord se produit (novembre 1968).—• La poursuite des travaux entre les profils 71 et73 conduit à son tour à recouper une structure particulièrede la zone centrale du site, caractérisée :• par un surcreusement dans le toit des poudinguesentraînant une augmentation importante de l'épaisseurd'éboulis ;• par l'intercalation au sein des éboulis d'une languede limons marneux mise en place à la faveur de glissementsantérieurs et formant le mur d'une nappe(source pérenne au droit du P 71).La découverte du contact éboulis-langue de limonsmarneux provoque le 12 décembre 1968 un glissementde la partie supérieure des éboulis au droitdes profils 71 et 73 et entraîne un glissement généralisé.Les glissements nord et sud se rejoignent aucentre dessinant une fissure continue (fissure extrême)à la limite de l'enracinement des blocs et dela falaise calcaire. Une autre grande fissure, ditefissure « intermédiaire », légèrement oblique parrapport à la ligne de plus grande pente et prolongéepar une série de fissures de moindre importance,est directement liée à la structure particulière de lazone centrale évoquée plus haut.Au vu d'observations effectuées durant le mois denovembre, il apparaît que le glissement général aété brutalement accéléré plus que provoqué par leglissement central. D'où la distinction de quatretemps principaux dans le glissement de Vigna II :— glissement nord ;— glissement sud ;— amorce d'un mouvement d'ensemble ;—' glissement central et glissement général (fig. 5).2 - Conclusions et conséquencesSolutions confortativesLa reconnaissance, ayant permis de préciser de façonsatisfaisante la configuration géologique du site,conduit sur le plan mécanique aux constatations importantessuivantes :— Les glissements se sont produits en période defortes précipitations, donc à un moment où leséboulis relativement perméables sont sujets à unécoulement grossièrement parallèle au toit du substratumet à la poussée qui lui est liée.— Les glissements se situent au niveau du contactéboulis-marnes ou éboulis-limons marneux, dès quece contact a été mis à jour par les travaux deterrassement ainsi que cela a été constaté de façonsystématique sur l'ensemble du tracé.87

— Dans la zone du surcreusement, entre les profils70 et 73, seule la couverture supérieure d'éboulisa été affectée par le glissement ; on ne constatepas de mouvement en aval dans la couche inférieured'éboulis.d'œu-Deux problèmes se posaient alors au maîtrevre :— comment assurer la stabilité de la zone en bloquantles parties en glissement ?— vérifier la stabilité des ouvrages en terre armée.Ces murs ont en effet été réalisés sur la base d'unepremière étude alors qu'on ignorait la présence delimons marneux intercalés dans les éboulis et qu'ilsreposent au profil 71 sur la couche supérieured'éboulis. A noter que ces murs participent à lastabilité de la partie supérieure des éboulis seuleconcernée par le glissement.La stabilité des murs en terre armée a été étudiéeaux deux profils les plus critiques 71 et 72 (Cf. lesarticles sur la terre armée, dans ce numéro) ; lesrésultats obtenus montrent que la stabilité est limiteau profil 71 ou les murs en terre armée reposent enpartie sur la langue de limons marneux et dansMur en terresupérieurarméeMur en terre arméeinfe'rieurS 84p.c.280,oo:-e:10—1_20m—iMur en terresupe'rieurarméeMuren terre arm éeînfe'rîeurFig. 11 - Profils 71 et 72 montrant la structure du terrain et la participation des murs en terre armée à la stabilité d'ensemble.88

il'hypothèse de la présence d'une nappe dans leséboulis supérieurs. On a pu conclure de l'étude que,sous réserve du drainage des éboulis, non seulementles murs en terre armée sont stables mais qu'ilsparticipent à la stabilité de l'ensemble de la zone(fig. 11).La stabilisation du glissement posait des problèmesdélicats en raison de l'étendue de la zone en mouvement,de la profondeur du substratum dans lesurcreusement, siège des déplacements les plusimportants, et du coût prévisible des travaux confortatifsexécutés dans des conditions difficiles. C'estpourquoi il fut décidé de procéder par étapes, enbloquant d'abord le glissement sur ses ailes là oùil s'était amorcé, et en étudiant de façon plus précisela stabilité de la partie centrale. La situationétait particulièrement favorable sur le flanc nord duglissement où l'on retrouvait sous une couvertured'éboulis et de limons marneux (relativement faible)le substratum de poudingue susceptible de recevoirla fondation d'un ouvrage de soutènement.3-Laréalisation des murs d'aileMur de soutènement nord du glissementLa figure 12 donne la configuration des éboulis,des marnes et des poudingues au droit des profils74 à 77. Il apparaît relativement aisé de fonder surles poudingues, en retrait de la crête du talus, unmur de soutènement de hauteur variable de l'ordrede trois mètres destiné à retenir les éboulis sur lasemelle de limons marneux. La coupe du mur estMur de soutènement sud-ouest.Fig. 12 - Mur de soutènement nord (coupe selon le profil en travers montrant la configuration du terrain).89

eprésentée par la figure 13. Sa stabilité est assuréeen admettant que les éboulis sont drainés etque les sols ont les caractéristiques suivantes :éboulispoudingues= 0= 350= 2 t/m 3= 3 t/m 2= 40o= 2 t/m 3La semelle a une largeur variable de l'ordre de2,50 à 3 mètres.Le mur de soutènement sudIl avait été initialement envisagé de réaliser ffig. 14)un ouvrage bloquant le glissement dans sa partiesud, continu au départ puis discontinu, perpendiculaireà la ligne de plus grande pente du toit despoudingues et sensiblement perpendiculaire à ladirection des glissements.Fig. 13 - Profil type du mur de soutènement nord.La réalisation de ce mur se heurtait à deux difficultésessentielles : la possibilité de réaliser unefouille dans la couverture d'éboulis déjà en mouvementet contenant des blocs calcaires de grandesdimensions, et la profondeur (rapidement supérieureà 10 m) du toit du substratum qui plonge sur ceversant sud du surcreusement. Ces difficultés quiavaient déjà conduit à écarter la réalisation d'unépinglage par pieux fondés au substratum ont faitégalement renoncer à cette implantation. Le mur desoutènement réalisé est analogue à celui du flancnord du glissement, c'est-à-dire qu'il bloque lesMur de soutènement nord-est.90

ChausséeFig. 14 - Croquis montrant l'emplacement du mur de soutènement sud (mur réalisé) dans le contexte géologique et le mur initialementproposé perpendiculaire à la ligne de plus grande pente du toit du substratum.— horizontales du talus ; horizontales du toit du substratum ; _j, ligne de plus grande pente du toit du poudingue.éboulis à leur affleurement au-dessus des poudingues.Les figures 15 et 16 donnent l'emplacementdu mur sur la coupe du terrain et la coupe du murlui-même.4- Stabilité de la partie centraleDans la partie centrale du glissement (profils 70 à73), la situation restait préoccupante en amont dela plate-forme de l'autoroute où les éboulis pouvaientcontinuer à glisser sur les limons marneuxalors qu'en aval la situation avait été sensiblementaméliorée avec l'achèvement des ouvrages en terrearmée.Les mouvements s'étant pratiquement arrêtés aprèsla réalisation des deux murs d'aile, il fut décidé defermer les fissures de la zone glissée et de reprendreles travaux de terrassement nécessairespour porter la plate-forme à sa largeur définitive.Il était envisagé, au cas où ces travaux auraientremis les éboulis en mouvement, de constituer dansle talus un coin frottant en déblayant les ébouliset le limon marneux sur une certaine profondeur eten les remplaçant par un sol frottant (poudinguespar exemple) assurant un bon accrochage sur lacouche inférieure d'éboulis reconnue stable (fig. 17).L'exécution des terrassements n'ayant pas provoquéde nouveaux désordres, il fut décidé de renoncer,dans l'immédiat, aux travaux confortatifs comptetenu de leur coût et des aléas d'exécution (difficulténotamment d'exécuter les déblais par plots successifs)mais d'étudier néanmoins l'efficacité de lasolution.Il était nécessaire pour cela de connaître les caractéristiquesmécaniques des limons argileux. Sur deséchantillons prélevés en sondage, on a procédé à lamesure, dans des essais de cisaillement à la boîte,des caractéristiques mécaniques de pointe et des91

Fig. 15 - Mur de soutènement sud (coupe selon profil en travers montrant la configuration du terrain).[ BAHBACANES CIMENT• = 100!Fig. 16 - Profil type du mur de soutènement sud.92

Mur en terre arméesu p e'ri eu r_Mur en terre arméeInfe'rieurFig. 17 - Schéma indicatif de la réalisation d'un coin frottant au profil 71.caractéristiques mécaniques résiduelles de cisaillementà grande déformation (fig. 18 et 19). On a tenucompte du fait que la zone avait déjà subi au coursdes glissements des déformations importantes. Lesrésultats obtenus, contrairement à ce que l'on craignait,ont été satisfaisants, les caractéristiques résiduelles(c'r »'r ) s'écartant relativement peu descaractéristiques normales.c' = 0,160 bar

oQ. 10• mm 200 100 50 20 10 5 2 1 0,4 0,2 0,1 50/j 20¿1 10/J 5>. 2 H1(» 0,5 u 0.2u! 1 1 1 1 1 1 ! . . M ; ; *Diamètres équivalents (p)Fig. 20 - Granulometrie : caractéristiques d'identification des limons.94

Les essais d'identification Y = 2 t/m : 'Y D ~ 1,73 t/m 3(matériau dense) W1 (consistance>dure) et les essais de cisaillement non drainé montrentque la valeur de cette cohésion est bien supérieureà ces valeurs et est de l'ordre de 10 à15 t/m 2 .Cela explique que les premiers désordres aient intéresséle talus d'éboulis de la fouille.A long termeLe calcul a été conduit en admettant pour les limonsmarneux les caractéristiques mécaniques suivantes := 0 = 30°et en tenant compte des forces de pesanteur et desforces d'écoulement. Faute d'observations suffisantessur les conditions réelles de l'écoulement, on asupposé que la nappe était parallèle au plan deglissement DE et l'écoulement rectiligne uniforme.On a alors déterminé la hauteur minimale de lanappe H au-dessus du toit des limons pour obtenirun coefficient de sécurité égal à 1 (F = 1). Lesrésultats obtenus ont été les suivants (fig.23 et 2A).Ces hauteurs sont relativement importantes. Ellesconfirment le rôle primordial des précipitations dansl'apparition du glissement. Une telle remontée de laProfil c' ?' F H71 0 30° 1 5,3 m72 0 30° 1 3,7 mnappe ne paraît pas impossible compte tenu descaractéristiques de la zone intéressée :— présence d'un surcreusement, constituant un véritablethalweg, comblé d'éboulis ;— ruissellement faible à nul sur les éboulis perméableset déjà fissurés antérieurement au glissement;— alimentation par la falaise calcaire fissurée,jouant le rôle de réservoir ;— débouché vers l'aval relativement restreint.Dans ces conditions les dispositions suivantes ontété adoptées :— renoncer à l'exécution d'un coin frottant ;— contrôler les variations de la nappe par la posede plusieurs piézomètres, en vue de décider del'exécution éventuelle d'un drainage par drains subhorizontaux;— achever les terrassements en réalisant éventuellementun masque drainant pour la protection dutalus ;— relever périodiquement un profil en travers duglissement dans la zone centrale pour être alertéen cas de reprise des mouvements.97

5 - CommentairesDès le début de la reconnaissance géologique, lasection Ricard-Ramengao avait été identifiée commeparticulièrement difficile en raison de la présenced'une couverture d'éboulis très hétérogène sur unsubstratum lui-même variable et de forme irrégulière.La quasi-impossibilité dans laquelle on se trouvaitde prélever des échantillons de sol représentatifs,l'inaccessibilité à peu près totale de la zone ontconduit à reporter la poursuite de la reconnaissancegéologique et géotechnique à l'époque des premiersterrassements liés à l'ouverture de la route d'accès.Compte tenu de la complexité intrinsèque de la zoneà traverser, quelle que soit la solution retenue enprofil en long, sauf à exécuter un ouvrage d'art quiaurait soulevé lui-même de nombreux problèmesdans une zone sismique et instable, on peut pensera posteriori qu'une reconnaissance plus pousséeavant l'exécution des terrassements, si elle avait étéalors possible dans des conditions économiques,aurait été compensée par les informations plusprécises qu'elle aurait apportées sur :— L'existence d'une zone particulièrement instableentre les profils 69 et 77, déjà sujette à des glissementsanciens ;— La topographie du substratum, les pendages desmarnes et poudingues, et l'existence d'un surcreusementau droit des profils 71 et 72, difficilementdécelable autrement ;— La présence d'une semelle continue de limonmarneux au contact éboulis-substratum ;— La présence d'une nappe dans la couche supérieured'éboulis, ses fluctuations rapides, et plusgénéralement l'hydrogéologie du site.En possession de ces données, il est probable queles terrassements auraient pu être menés différemment,en jugeant à chacune des phases de leurincidence sur la stabilité de la zone, notamment àl'approche du contact éboulis-substratum. On auraitpu par exemple envisager de reporter en aval etnon en amont de la fouille du mur en terre armée,la piste de chantier indispensable, ou exécuter plustôt les ouvrages en terre armée pour éviter d'avoirà rétablir provisoirement cette piste ; de même onaurait pu bloquer immédiatement les éboulis affleurantsur les marnes ou les poudingues.Il faut souligner que c'est l'utilisation systématiquede la diagraphie de la radioactivité naturelle qui apermis de réaliser, dans des conditions de coûtadmissibles, une carte du glissement et mis en évidencela présence de la semelle et de la languede limons marneux. Couplée avec une méthode deforage rapide en cours de mise au point, cette méthodede reconnaissance apparaît donc comme trèspuissante dans des formations pratiquement impossiblesà carotter.Quant aux ouvrages en terre armée, après avoirparticipé au déclenchement du glissement par suitede la réalisation des fouilles, ils ont certainementcontribué, par l'effet de masse, à stabiliser l'ensemblede la zone en amont sans mettre en péril lastabilité à l'aval.Enfin, l'insuffisance des renseignements d'ordre géotechnique(absence d'échantillons intacts et, pour leséboulis, impossibilité de mesurer les caractéristiquesdu sol sur échantillons) et d'ordre hydrogéologiqueont conduit à mener l'étude mécanique en quelquesorte en sens inverse et à entreprendre les travauxconfortatifs avec un certain pragmatisme en tenantcompte principalement des difficultés d'exécution etde leur coût.98

Le mur du Peyronnet (hauteur : 23 m).

F. BAGUE LINIngénieur des Ponts et ChausséesChef de la section des fondationsM. BUSTAMANTEjIngénieurde l'Ecole polytechniquede VarsovieAssistant à la section des fondationsDépartement de mécanique des solslaboratoire centralConception et étudede la stabilitédes ouvrages en terre arméeExposé duproblèmeLe chantier de l'autoroute A 8 constitue le premierexemple d'application de la terre armée sur unegrande échelle, et cela tant par le nombre des ouvrages,que par la taille de certains d'entre eux. Rappelonssimplement que, mise au point par H. Vidal,cette nouvelle technique est née de l'associationd'un matériau pulvérulent et d'armatures. Sous formede bandes striées d'acier ou d'aluminium, celles-ciconfèrent à l'ensemble une résistance à la traction.Le parement de l'ouvrage est matérialisé par des élémentsde « peau » métallique, constitués par des profiléscylindriques ou semi-elliptiques [1].Dans le cas de l'autoroute A 8 s'est posé à l'originele problème de construire des ouvrages desoutènement de grande hauteur, pour limiter desremblais fondés sur des pentes très raides et pouvantde ce fait avoir des emprises trop importantes.Il s'agissait également de tenir compte de la stabilitéprécaire de certains versants, confirmée par lareconnaissance géologique du site.Les possibilités offertes par la terre armée semblaientapporter une solution satisfaisante au problème,dans la mesure où le projeteur pouvait assurerla stabilité interne et externe des ouvrages.Le premier point concerne la répartition et le dimensionnementdes armatures à l'intérieur d'un volumedonné de terre armée. L'article de MM. Schlosseret Vidal [1] aborde ce problème en détail, rendantégalement compte des recherches entreprises sur cematériau, par le département des sols du Laboratoirecentral, sur l'étude des propriétés et du comportement,sur les modèles réduits d'ouvrages, sur l'ouvrageexpérimental en vraie grandeur d'Incarville.Vue d'ensemble de l'ouvrage de Vlgna II.On notera les angles de chacun des parements qui permettentd'épouser le tracé.101

En définitive, la synthèse de ces recherches permitde conclure que la théorie classique de lapoussée des terres — théories de Rankine et Coulomb—constituait, moyennant quelques complémentsmineurs, une base très satisfaisante pour le dimensionnementdes massifs en terre armée.Les figures 1 et 2 montrent la densité des armaturesainsi obtenue pour deux coupes de murs caractéristiques: Vigna II et Le Peyronnet. L'article qui suitfournit les caractéristiques et les quantités de matériauxutilisés.Le deuxième point relatif à la stabilité externede l'ouvrage, relève des méthodes classiques decalcul de murs de soutènement. Les points suivantsdoivent être examinés : poinçonnement - renversement- glissement sur la base - glissement d'ensemble.Dans le cas du mur expérimental d'Incarville, fondésur sol horizontal et retenant un remblai subhorizontal,la conception générale du massif avait été guidéepar les études sur modèle réduit et cela avaitamené à adopter un ouvrage prismatique de sectioncarrée.En ce qui concerne les murs de l'autoroute A 8, lefranchissement de thalwegs, l'instabilité latente dessols de fondations et leur forte inclinaison incitaientà être très prudent. Nous indiquerons, sur les exemplesdu Peyronnet et de Vigna I et II, la manière dontces problèmes de conception générale ont été abordéset résolus.'-Terrain naturelPlate-forme autoroutièreFig. 2 - Profil schématiquedu mur du Peyronnet(coupe AA).Disposition des armatures.102

L'ouvrage du PeyronnetFondé sur un versant à forte inclinaison (fig. S),donc en équilibre précaire, le mur du Peyronnet apermis le franchissement d'un thalweg de marnocalcairebroyé' par comblement. La conception del'ouvrage est différente de celle du mur expérimentald'Incarville. Nous sommes, cette fois, en présenced'un massif principal de pied (fig. 2), atteignant parendroit 25 mètres de haut et retenant un talus régléà 3/2, couronné d'un mur de crête aux proportionsplus modestes (environ 8 mètres de hauteur), qui apermis l'aménagement d'une route secondaire. L'ensembleatteint en fond de thalweg une soixantainede mètres et supporte la plate-forme autoroutière.R du poids W et de la poussée P se trouve excentréede e ~ 10 mètres, c'est-à-dire passe en dehorsdu tiers central, aboutissant à une distribution triangulairedes contraintes sous la base. Du fait descontraintes nulles à l'arrière, le volume a b c d reçoitun début de renversement qu'il est prudent d'éliminer.L'examen de la condition de non-glissement sous labase, conduit également à rejeter une section carréede côté H : le rapport P/W valant sensiblement tg ? .Les figures 2 et 3 donnent une idée de l'implantationde l'ouvrage ainsi que de la disposition respectivedes massifs et des armatures pour le profil central.Le matériau utilisé est une roche concassée,compactée avec soin couche par couche lors del'exécution.La section trapézoïdale, retenue pour le massif principal,est due en partie à l'obligation de limiter aumaximum le volume des terrassements dans lesmarno-calcaires de l'assise, mais essentiellement àl'importance du talus de couronnement réglé à 3/2.En raisonnant sur le profil central n° 6, on constateraque le talus provoque, en effet, des poussées considérablessur le volume de soutènement a b c d(fig. 4 a) si l'on adopte une section carrée de côtéL = H = 25 mètres. Le coefficient de poussée desterres ka est élevé, puisqu'il vaut 0,76. La résultanteVue d'ensemble de l'ouvrage du Peyronnet.Fig. 3 - Le mur du Peyronnet.Plan de situation.103

On se trouve donc amené à augmenter la longueurdu massif L (en fait, la longueur d'armatures) créantde la sorte un volume de soutènement e f g h i(fig. 4 b), qui reprend efficacement la poussée d'untalus horizontal avec surcharge. La répartition descontraintes sous la base de l'ouvrage devient alorstrapézoïdale, garantissant une meilleure stabilité.L'obligation de fonder le massif sur le terrain naturelincliné (pour limiter au maximum les terrassementsonéreux), conduit à vérifier la condition de non-glissementpour chaque profil. Le calcul, classique,revient en bref à déduire un coefficient de stabilité F,exprimant le rapport d'un effort résistant à l'effortmoteur. Le tableau I montre les résultats de cetteanalyse.Il ressort de l'examen des résultats, que l'influencede l'inclinaison du terrain naturel, apparaissantessentiellement par le terme Wt , est prépondérantesur celle des forces motrices de poussée. Une manièred'augmenter simplement et considérablement lecoefficient de sécurité au glissement, est de tailler leprofil d'assise en escalier, car le sol de fondationNumérodesprofilsTABLEAU ICoefficient de sécurité au glissement sur la baseAngle de frottement interne ?" = 30°adegrésPt/mWt/mWt =Wsinot/mT =Wcosotg?'t/mCoefficientde sécurité2 0 50 150 0 105 2,13 15 270 1 000 260 960 1,84 10 360 1 960 330 1 350 1,95 15 360 2 240 580 1 500 1,66 20 360 2 360 800 1 480 1,37 25 270 2160 890 1 340 1,28 25 270 1 270 530 800 1,09 10 190 690 120 480 1,510 15 120 450 120 300 1,3W, + Pcosa ||"i ^\3/ 2i, L = HFT—-ElW\RCest plus résistant que le matériau de remblai du mur.De plus, la nature rocheuse du sol rend cette dispositionparfaitement réalisable.La surface potentielle de glissement se trouvera ainsiconstituée de segments horizontaux ab, bc, cd, etc.,W. tg

Dans la zone de Vigna, partie extrême de l'autoroute(côté Nice), le tracé se situe sur 1,300 km à flancde montagne. La pente du terrain naturel est importante,atteignant fréquemment 30°. La couverture deformations éboulées et surtout la présence de limonsintercalaires, font que les versants de Vigna sont trèsproches de l'équilibre limite. L'ouverture de pistesde chantier dans cette zone devait déclencher degrands désordres en amont du tracé.En conséquence, le profil initial, comportant surtoutdes déblais, fut modifié. Soucieux de ne pas aggraverle déséquilibre de la zone, les projeteurs relevèrentla ligne rouge de manière à diminuer auLes ouvrages de Vigna I et IIAutorouteParement du talusenvisagé InitialementMur de Vignaa) Solution mur de soutènement avec remblai.maximum les déblais. On adopta cependant, encontrepartie, d'importants remblais.b) Solution massif unique en terre armée.Des versants à forte inclinaison conduisaient pourdes talus réglés à 3/2, à des emprises considérables,inacceptables dans le cas des ouvrages de Vigna,par suite de la présence de la RN 7 en contrebas.Il convenait donc de limiter ces remblais par desmurs de soutènement atteignant 15 à 20 mètres dehaut. La solution orientée vers des ouvrages de soutènementclassiques, posait de redoutables problèmesde fondations et de stabilité d'ensemble(fig. 6 a). Elle fut abandonnée au profit de la terrearmée, cette technique apportant finalement une solutionélégante.Initialement, il était prévu d'asseoir la plate-formeautoroutière sur un massif de section carrée(fig. 6 b). La conception de l'ouvrage rappelait ainsicelle du mur expérimental d'Incarville, le seul pointdélicat étant l'inclinaison du terrain naturel. L'utilisationdes formules de force portante de Meyerhofpour une fondation située au sommet d'une penteet le calcul de la stabilité d'ensemble suivant desruptures circulaires par la méthode de Felleniusou de Bishop, permettaient de résoudre le problème.L'étude de cette solution fut égalementabandonnée : la réalisation de la fouille du murconduisait à interrompre l'une des pistes longitudinalesde chantier, ce qui était inadmissible.Fig. 6 - Murs de Vigna II.On s'orienta donc vers un dernier dispositif, comportantdeux massifs en terre armée superposés(fig. 6 c), dans lequel la fouille du mur inférieurn'affectait pas la piste.105

La longueur et l'encastrement des murs sont déterminéspar les considérations habituelles de stabilité :a) rupture du type « poinçonnement-glissement »,due essentiellement à l'inclinaison du terrain naturel,et dont l'analyse effectuée sur des lignes de glissementpotentielles planes, a conduit à retenir deslongueurs L de mur, au moins égales à une fois etdemie la hauteur H (fig. 7) ;b) rupture générale d'ensemble, étudiée suivant deslignes de glissement circulaires par la méthode deFellenius lors de l'élaboration du projet et, après lamise au point d'un programme de calcul automatique,par la méthode de Bishop. La figure 8 illustre lesrésultats du calcul pour l'un des profils critiques deVigna II, où la présence d'un lambeau de limonsmarneux, à l'origine de glissements importants enamont du tracé, pouvait donner des craintes quant àla stabilité des murs. Cette même figure montre l'incidencede la longueur d'armatures sur la stabilitéd'ensemble de l'ouvrage : à une longueur d'armaturede ab et de, correspond un coefficient de sécuritéF = 1,20, alors que pour ac et df, celui-ci augmentede quelque 15 %, soit F = 1,40.Les caractéristiques de résistance intergranulairesretenues pour le calcul, sont :F= 1,40Remblai c' = 0 ?' = 40° (mesuré) y = 2 t/m 3Limons c' = 0 ?' = 34° (mesuré) y = 2 t/m 3Eboulis c' = 5 t/m 3 ?' = 40° (évalué) y = 2 t/m 3Les résultats obtenus sur des profils simplifiés etcorrespondant aux longueurs d'armatures définitivementadoptées sont donnés par le tableau II.TABLEAU IICoefficient de sécurité (Bishop)pour des ruptures circulairesProfil Cas de nappeCoefficientde sécurité F71nonrabattue1,13rabattue 1,40Fig. 8 - Incidence de la longueur des armatures sur la stabilitéd'ensemble des murs de Vigna II (profil 71).72nonrabattue1,98rabattue 2,19106

L'étude montre clairement la nécessité d'assurer ledrainage de la zone intéressée. Le versant, en principe,ne comporte pas de nappe permanente maispeut, en période pluvieuse, être affecté par desnappes transitoires, telles que celles envisagées. Ilest difficile, en pratique, d'en déterminer avec précisionle niveau.Les dispositifs de drainage suivants ont été mis enœuvre : tranchée longitudinale en amont de la plateformeautoroutière, couche drainante à la base et àl'arrière des murs. Dans ces conditions, le cas« nappe rabattue », semble également pessimiste etfinalement, la sécurité vis-à-vis de ruptures d'ensembleapparaît comme satisfaisante.Par contre, pour un nombre important de profils dansla zone de Vigna 1 le terrain naturel présentait desdispositions favorables : le substratum de poudinguesayant été rencontré très tôt, lors de la fouilledu mur inférieur (fig. 9). Les analyses précédentesde stabilité montrent qu'on peut alors réduire lalongueur L ; la poussée sur le mur inférieur étantplus faible et les lignes de ruptures circulaires, entaillantimmédiatement les poudingues, cessent d'êtrecritiques. Une légère entaille de l'assise suffit alorsà assurer l'ancrage des armatures, évitant des terrassementscoûteux dans le rocher.Après ce qui vient d'être dit, il peut sembler à premièrevue que la terre armée présente le défautd'imposer l'exécution de fouilles importantes.En vérité, les exemples précités prouvent qu'il estpossible, soit de « coller » au terrain naturel en adoptantune assise taillée en gradins (cas du Peyronnet),soit, dans le cas d'une zone, très instable telle quecelle de Vigna II, de surmonter la difficulté en effectuantles travaux à l'avancement.Mur de La Giraude.107

D'autre part, lorsqu'il s'agit d'apporter un volume deremblai sur une pente proche de la limite de stabilité,quel que soit le dispositif adopté pour constituer lesparements verticaux, la stabilité d'ensemble doit êtreassurée. La terre armée offre alors, par le biais desarmatures, la possibilité d'augmenter la participationdu sol naturel au moment résistant. C'est ce quenous avons montré précédemment et illustré par lafigure 8.Dans le cas de Vigna 11, le recours à un mode desoutènement classique, mur en béton armé parexemple, ne permettait pas de résoudre le problèmede la stabilité générale. L'adjonction d'un dispositifcomplémentaire tel que des tirants d'ancrage, devenaitalors nécessaire. Mais fragiles parce que s'accommodantmal des mouvements du terrain, cestirants semblent d'une efficacité douteuse dans lecas considéré.Mur de Quiaus.Signalons, pour terminer, que la souplesse de laterre armée désignait ce matériau pour la constructiond'ouvrages pouvant être appelés à subir destassements différentiels dans une zone instable.Constatations sur les mursUn programme de constatations a été mis au pointpour les ouvrages de Vigna II et du Peyronnet. Lesmesures, portant sur les tractions dans les armatureset les contraintes dans la terre, ont malheureusementéchoué (l'appareillage de mesure semblait mal adaptéau problème). Les seules mesures, ayant donnéquelques satisfactions, concernent les mouvementsdu parement (fig. 10).Dans le cas du Peyronnet, fondé sur un sol rigide,les mouvements mesurés reflètent essentiellement letassement du mur sous son propre poids et l'actiondu remblai qui le couronne. On peut noter que lepoint le plus haut du parement correspondant auprofil central, a subi sous 12 mètres de remblai untassement moyen Ah = 7,6 cm, le déversement dumur sous l'action de la poussée restant limité àAS = 4 cm. La précision des mesures est de l'ordredu centimètre.Dans l'ensemble, les murs en terre armée de l'autoroute,n'ont accusé que de faibles mouvements. Lemur de Menieri et celui de la Giraude constituentdes exceptions. Pour le premier, il s'agit d'un mouvementd'ensemble du grand remblai le supportant,flanqué sur un versant instable. Le tassement importantenregistré dans la partie centrale du second estdû à un mouvement du sol d'assise, mouvement quin'a d'ailleurs eu aucune répercussion sur la tenue del'ouvrage.BIBLIOGRAPHIEFig. 10 - Le mur du Peyronnet.Implantation des repères de déformations sur le parement del'ouvrage inférieur en terre armée et mouvements constatés.fl]VIDAL H. et SHLOSSER F. La terre armée. Bull.Liaison Labo. Routiers P. et Ch. 41 (nov. 1969)réf. 797, p. 101/144.108

M. MARECF. BAGUELINA. VINCENTELLIDonnéessur les murs en terre arméeconstruitssur l'autoroute de MentonCaractéristiques générales des murs en terre arméeArmaturesElles sont, soit en aciergalvanisé (dépôt de zincsur une épaisseur de6/10 mm sur l'ensembledes deux faces, ce quireprésente un poids de400 g de Zn par mètrecarré), soit en duralinoxstrié.Elles sont percées dedeux trous de 11 mmde diamètre et disposéesperpendiculairementaux peaux, parlits parallèles et distantsde 25 cm.Pour chaque lit, il y a narmatures par mètre (lavaleur de n est préciséesur les élévationset profils des murs).AcierAluminiumLongueur maximale L 10 m 8 mLargeur 60 mm 60 mmEpaisseur 3 mm 2 mmSection au droit des trous 1,15 cm 2 0,76 cm 2Effort de traction T admis dans l'armature 1 500 kg 1 000 kgFacteur de sécurité par rapport à la rupture 3,15 2,51Facteur de sécurité par rapport à la limite élastique 2,31 1,91Coefficient de frottement terre-armature 0,40 0,40Prix de la « tonne de traction » pour 10 m delongueur d'armature 26,20 F 30,00 FPeauxMême métal que les armaturesLongueur maximale : 10 mr- . ( e = 3 mm ou e = 4 mm pour l'acierEpaisseur _ - c ^r 1e = o,5 mm pour le duralinoxTerreTout-venant concassé calcaire 0/40 (9 à 10 % de fines non argileuses)Equivalent de sable = 409 = 45"Poudingue concassé 0/150 (32 %Equivalent de sable = 20? = 30"Tout-venant marno-calcaire 0/250, I = 9éléments supérieurs à 20 mm)109

Caractéristiques de chaquemurLa GiraudeLongueur : 90 mHauteur maximale : 4 mArmatures et peaux en acier galvaniséSurface de parement : 301 m 2Epaisseur des peaux e = 3 mm1 200 armatures de 6 m, soit un poids de 10 tTerre en tout-venant calcaire, volume total : 1 630 m 3Délai d'exécution : 22 joursFonction et comportement : soutènement d'un remblaià 2/3, fondé sur éboulis instables (tassementobservé : environ 10 cm).Profil U8BavaLongueur à la base : 7 mLongueur en tête 26 mHauteur maximale : 6,25 mArmatures et peaux en aluminiumSurface de parement : 110 m 2540 armatures de 7 m, soit un poids de 1,2 tTerre en tout-venant calcaire, volume total : 820 m 3Délai d'exécution : 27 joursFonction et comportement : soutènement d'un remblaià 2/3.Premier mur construit, qui a servi de banc d'essaipour la mise au point des méthodes d'exécution.2 armaturespar m^armaturespar mEchellesH et L0 5 10 15mCoupe PP• Marnes bleues eocenesI Marno-cal cairel110

MenieriLongueur : 68 mHauteur : 5 mArmatures et peaux en aluminiumSurface de parement : 341 m 21 840 armatures de 8 m, soit un poids de 4,75 tTerre en tout-venant marno-calcaire, volume total :2 700 m 8Délaid'exécution : 20 joursFonction et comportement : accrochage d'un cheminau flanc d'un grand remblai. Tassement observé aumilieu : 20 cm, sans conséquences. Tassements différentielsobservés aux extrémités : 15 cm sur 3 m,entraînant quelques déchirures locales de peau, sansautres conséquences. Un tassement différentiel dutiers aurait pu être supporté sans dommages, soit2 cm par mètre environ.II -Profil 408Elévation68 mfIProfil 416RicardEt eviti onLongueur : 69 mHauteur variable de 2,25 m à 8 mArmatures et peaux en acierSurface de parement : 353 m-'Epaisseur des peaux e = 3 mm1 340 armatures de 4 à 8 m, soit un poids de 13,4 tTerre en grande partie composée de poudingue,volume total : 2 200 m aMur en retour Longueur totale 69m. Pente 2,5V(beton) - "• Armatures Armatures Armatures^ de 8 m de 6m de t* mt-IDélaid'exécution : 16 joursFonction et comportement : soutènements dans unéchangeur, sur éboulis de pente de stabilité précaire.Cependant, pas de tassements observés.Eboulis quaternaires n fj^Miocène '/////rj 1Plus grand profilEchelles H et Lq 5 10 15 m111

PeyronnetMurinférieurLongueur à la base : 10 mLongueur en tête : 45 mHauteur totale maximale : 22 mSurface de parement : 570 m 2Epaisseur des peaux e = 4 mmTerre en tout-venant calcaire, volume total : 13 900 m 314 points de mesure des tensions dans le mur(28 cordes vibrantes)9 repères topographiques sur le parement.MursupérieurLongueur à la base : 10 mLongueur en tête : 50 mHauteur totale maximale : 9,25 mSurface de parement : 280 m 2Epaisseur des peaux e = 3 mmTerre en tout-venant marno-calcaire, volume total :1 300 m 3Délai d'exécution : 28 joursPour l'ensemble des deux mursArmatures et peaux sont en acier13 600 armatures de 10 m, soit un poids de 192 td'acier.Fonction et comportement : il permet le franchissementpar l'autoroute et par le chemin de Garavand'un ravin aux flancs formés de marno-calcairesbroyés, terrain ayant donné lieu à de nombreusesdifficultés pour le percement du tunnel voisin duPeyronnet. Les fondations d'un viaduc à béquilles,primitivement prévu, auraient nécessité le traitementpréalable de ces flancs :— consolidation par injection et protection par perréen partie supérieure,— butonnage par un remblai en partie inférieure.La fondation du mur inférieur n'a pratiquement passubi de tassement. Les tassements propres atteignent7,6 cm en crête avec un déversement del'ordre de 4 cm (Cf. article précédent). Le mur supérieura tassé de quelques centimètres. Aucun désordreobservé.Niveau de i axe de ('autoroute112

Vigna IMurinférieurLongueur : 100 mHauteur variable de 3 à 8,75 mArmatures et peaux en acierSurface de parement : 664 m 2Epaisseur des peaux e = 3 mmTerre en poudingue concassé, volume total : 12 000 m"8 points de mesure (8 cordes vibrantes et 4 cellulesGlôtzl)LEchellesH et L0 5 10 15nIh-... -x l1 armatu re E-\ i par mDélaid'exécution : 25 jours1 armature par m2 armatures par mMursupérieurLongueur : 134 mHauteur variable- de 3 à 6 mArmatures et peaux en acierSurface de parement : 742 m 2Epaisseur des peaux e = 3 mmTerre en poudingue concassé, volume total : 8 500 m 3Délaid'exécution : 32 joursFonction et comportement : accrochage de la plateformede l'autoroute au flanc d'une pente d'éboulisà stabilité précaire. Tassements observés faibles(voir article précédent).Elevili onLongeur total 13/1 m • Pente 4 7.Kemhlai 2TTLongueuT totale IOO^FÇ^. =36 V >Profil 51113

Vigna IIMurinférieurLongueur : 177 mHauteur variable de 2 à 8,75 mArmatures et peaux en acierSurface de parement : 1 000 m 2Epaisseur des peaux e = 3 mmTerre en poudingue concassé, volume total14 600 m a19 points de mesure (22 cordes vibrantes et 8 cellulesGlôtzl)Délai d'exécution : 70 joursMursupérieurLongueur : 230 mHauteur variable de 4 à 7 mArmatures et peaux en acierSurface de parement : 1 270 m 2Epaisseur des peaux e = 3 mmTerre en poudingue concassé, volume total :11 600 m s15 points de mesure (20 cordes vibrantes et 5 cellulesGlôtzl)IEchelles H et LDélaid'exécution : 38 joursPour l'ensemble des deux murs18 600 armatures de 1 à 10 m d'un poids total de180 t.Fonction et comportement : même fonction que VignaI. La zone est particulièrement instable : unimportant glissement s'est produit en amont lors del'exécution du talus de déblai, qui avait pourtant étélimité au maximum par relèvement du niveau de laplate-forme. Une autre solution pour le franchissementde cette zone était une estacade, dont lesfondations, menées jusqu'au poudingue, n'auraientpas donné toute garantie à cause de la forte épaisseurd'éboulis en cet endroit (de l'ordre de 20 m).Longueur totale 230 m . Pente 6 7.Profil TU114

Le viaduc du Careï.

S. AMARJ.-P.MENEROUDG. PILOTFondations des viaducsLES viaducs de l'autoroute de Menton représententenviron le quart de la longueur totaledu tracé. Ce sont des ouvrages importants(520 mètres de long pour le Careï, hauteurmaximale de 80 mètres) et chers (coût total :60 millions) sur lesquels le moindre incident auraiteu des répercussions catastrophiques. Or les risquesétaient considérables : les ouvrages prennentappui sur des versants aux pentes souvent importanteset dont la stabilité est très douteuse : certainsd'entre eux présentent des traces de désordressuperficiels, d'autres ont subi, dans les vingtdernières années, de forts glissements dont l'un aumoins était à l'emplacement d'un des viaducs lesplus importants. C'est pourquoi l'idée directrice toutau long de l'étude et de la réalisation des fondationsfut la sécurité. Mais celle-ci fut particulièrementdifficile à estimer en raison du support géologiquequi ne se prêtait pratiquement pas aux étudesquantitatives. Cette incompatibilité allait donner unstyle particulier à la reconnaissance et aux propositionsqui en découlèrent.Au stade de l'avant-projet détaillé (A.P.D.), le problèmede la stabilité des versants, sur lesquelsétaient fondés la plupart des appuis, fut soulevé etles documents, remis aux entreprises pour préparerles propositions, prévoyaient des zones interditesou dangereuses, posant le principe de fondationsprofondes.Il avait en effet été reconnu très tôt (visite deM. Florentin du bureau MECASOL) que l'ouverturedes fouilles de grandes dimensions, destinées àrecevoir des massifs de fondations superficiels,aurait des incidences très graves sur la stabilitédes versants.L'appel d'offres se faisant avec des variantes, lareconnaissance spécifique des sols de fondationne devait intervenir qu'une fois la position desappuis déterminée. A ce stade, une cote théoriquede fondations fut fixée ; le niveau définitif étaitdéterminé au moment de l'exécution, les terrassementsde fondations étant intégrés aux moyens dereconnaissance.D'une façon générale, outre la campagne préliminaire,les reconnaissances avaient été organiséesde la façon suivante :— un sondage dans l'axe et un de part et d'autre,par appui du projet définitif,— choix définitif du niveau de fondation après visitedes puits.La géologie du bassin de Menton ayant été décriteprécédemment, nous rappellerons tout de mêmebrièvement que les différents viaducs de l'autorouteprennent successivement appui sur des marno-calcairesdu Crétacé supérieur, des marnes bleueséocènes, du flysch oligocène et, exceptionnellement,des limons quaternaires. Nous examinerons les problèmesposés par les fondations dans chacun deces terrains.117

FondationsAu cours de l'avant-projet détaillé, la reconnaissancepermit de préciser que le flysch possédaitdes caractéristiques mécaniques suffisantes pourrecevoir des charges importantes. Les ordres degrandeur de ces caractéristiques sont les suivants:— grès du flysch altéréo < c' < 2 t/m 2 , 29° < 9" < 42°, Yd ~ 1,7 t/m 3 ,— grès du flysch sainRc = 1 700 t/m 2 , Y d = 2,2 t/m 3 ,— marne du flyschY d= 1,7 à 2,2 t/m 3 , Rc = 7 à 130 t/m 2 (mesuresà 7 et 13 mètres de profondeur, respectivement).Dans ces conditions, en prenant quelques précautions,les niveaux de fondations ne devaient pasêtre conditionnés par la portance du matériau.Par contre, la grande vigueur du relief mentonnais(qui précisément imposait la construction de viaducs)pouvait faire craindre une instabilité des versantsdans le flysch, risque considérable pour lesfondations.L'étude géomorphologique révéla en effet un grandnombre d'anciens glissements sur les flancs desdifférents thalwegs. Cela fut confirmé par les sondagesde reconnaissance qui décelèrent, dans certaineszones, des couvertures limoneuses provenantdu remaniement du flysch. Au printemps 1964se produisit d'ailleurs un de ces glissements aprèsune période particulièrement pluvieuse. Cela permettaitde penser qu'il y avait évidemment relationde cause à effet entre celle-ci et celui-là.La recherche des antécédents nous permit de constaterque la catastrophe de 1952 à Menton (glissementd'une importante masse de flysch dans leval du Careï) s'était également produite après unepériode de pluviométrie très élevée. Il devenaitévident que les drainages seraient indispensablespour garantir la bonne stabilité des versants dansle flysch.Tout cela nous incita à faire un essai de drainageeffectué sur le versant rive droite du Careï (fig.l).Avant l'exécution du drain expérimental, deux piézomètres(S 23 DA S 23 DB) furent forés. Lors deleur exécution, des essais de perméabilité ont étéréalisés (essais Lefranc à niveau variable) et lepiézomètre 23 DB fut équipé d'un limnigraphe. Lesconclusions de ces essais étaient les suivantes :b) Il existe, dans la masse du flysch, un réseaude fissures noyées au-dessous de 16,30 mètres au23 DB et 22 mètres au 23 DA.c) Ces fissures sont en connexion et en charge(la hauteur piézométrique était voisine de 15,50mètres).dans le flyscha) La perméabilité du flysch est essentiellementune perméabilité de fissures (lors des essais, seulesles zones fissurées absorbaient des débits notables).d) Les perméabilités trouvées lors des essais sonttoutes de l'ordre de 10 m/s, résultat à prendreeavec circonspection compte tenu d'une perméabilitéde fissures.e) Il existe de petites nappes perchées (8,40 mètresau 23 DB, 16,70 mètres au 23 DA) drainées ensuitepar les piézomètres.f) Lors du forage du drain, des venues d'eau étaientconstatées à 34,42 et à 54 mètres. La nappe étaitrabattue de 10 mètres au 23 DB. Les débits initiauxétaient de l'ordre de 12 litres par minute, puis sesont stabilisés à 3 litres par minute, pendant unevingtaine de jours et sont ensuite passés à 1,8 litrepar minute sans que l'on constate de remontée dansles piézomètres.Le résultat satisfaisant de cet essai (qui fut d'ail-,leurs poursuivi au stade de la reconnaissance spécifique)semblait confirmer que la stabilité des versantsétait bien liée à des conditions hydrologiques.La nature de la perméabilité (fissures étroites) nouslaissait penser qu'il s'agissait d'un problème decharge hydraulique. Une hauteur d'eau de 10 mètrescrée, en effet, une pression d'un bar sur ces fissures; lors de pluies prolongées, une augmentationrapide de la hauteur d'eau (liée à la faible perméabilité)cause un accroissement de pression qui peutatteindre 1,5, voire 2 bars. Celui-ci peut alors êtresuffisant pour provoquer un claquage du terrain quisera l'amorce de la rupture. Dans ces conditions,le drainage apparaissait bien comme l'un desmoyens de stabilisation.Une autre conclusion s'imposait à ce stade : c'estque les zones couvertes de limons devaient être,autant que possible, évitées par les appuis.Enfin, le principe de fondations profondes fut retenudans le cas où il était impossible d'éviter ceszones, de même que dans le flysch sain pour segarder de surcharger en surface des versants déjàinstables.Au cours de la reconnaissance spécifique (réaliséeimmédiatement avant l'exécution des appuis), onexécuta des sondages complémentaires à l'emplacementde chaque fondation.Parallèlement, dans le vallon du Careï, l'essai dedrainage fut poursuivi : trois piézomètres provisoireset deux définitifs étaient forés, de nouveauxessais de perméabilité étaient effectués. Cela permitde déterminer un rayon d'influence des drains (15à 25 mètres). Quatre drains supplémentaires ontalors été exécutés ; ces drains provoquèrent unrabattement Irréversible sur tout le réseau piézométrique.Mais si le drainage constituait l'un des aspects dela sécurité, il n'en était pas le seul. Des levéstopographiques précis matérialisèrent la vigueur durelief et la cote théorique de fondation fut déterminéeen fonction des terrains reconnus par sondage(recherche du niveau du flysch sain) et de l'environnementtopographique. Il fallait en effet tenircompte de la stabilité transversale des fondations ;de l'interaction de deux fondations successives surle versant.118

p ¡Fig. 1 - Système expérimental de drainage du versant sur la rive droite du Careï (plan et coupe).

de la stabilité. Au sujet de l'augmentation des profondeursde fondations et des coûts qui en ontrésulté, il faut bien voir que cette partie de l'ouvragegarde un certain caractère aléatoire jusqu'àl'exécution : en zone fortement tectoniséé, les pendagesréels ne se découvrent qu'en fond de puits ;les adaptations qui en résultent ne connaissent pasd'équivalent en matière de pile ou de tablier.Outre le drainage et les fondations profondes, untroisième élément contribua à la stabilisation desversants, c'est le remblayage de fond de thalwegqui dut souvent être réalisé à cause des modificationstopographiques intervenues après l'arrêt descotes définitives de certains appuis.Exemples de fondations dans le flyschNous examinerons quelques exemples detions d'ouvrages implantés sur ce matériau. fonda-Viaduc duCareïFiq. 2 - Site du viaduc du Careï.La stabilité de chaque versant, entre le niveau defondation et le fond du thalweg, était alors étudiéeen fonction des paramètres de résistance c' et

Fig. 4 - Viaduc du Careï, rive droite. Emplacement des piles 2 et 3.Mais restait le problème d'un appui intermédiairequi devait se trouver dans cette zone (ce problèmefut d'ailleurs aggravé par la solution choisie àl'appel d'offres puisque celle-ci réduisait les portéesde moitié environ par rapport au projet de l'administrationet, par suite, multipliait le nombre d'appuispar deux). Finalement la pile 2 se trouvaitimplantée sur la crête et la pile 3 au milieu duversant (fig. 3 et 4).Celui-ci fut entièrement drainé (c'est sur ce sitequ'eut lieu l'essai de drainage). Mais un calcul destabilité effectué entre les piles 2 et 3 pour unglissement plan montra que le coefficient de sécuritén'était que de 1,14 (fig. 5). La pile 3 fut doncfondée sur puits pour éviter un terrassement néfasteà la stabilité du versant. Pour accroître la sécurité,le sommet de la butte au niveau de la pile 2fut écrêté afin de diminuer le poids moteur duglissement potentiel (signalons que ce terrassementpermettait, en outre, de donner une hauteur suffisanteà cette pile, hauteur nécessaire à sa flexibilité).En rive gauche, le problème se posait différemment.Le viaduc prend le versant de biais (fig. 6).Les conditions topographiques les plus défavorablesne se situent donc pas selon le profil en long et,de ce fait, les fouilles des appuis de la chausséeaval influent presque toujours sur la stabilité desappuis de la chaussée amont, ce qui nécessita desfondations assez profondes. Tout le versant futdrainé mais le nombre de drains nécessaires (9)fut plus important (la zone étant plus grande).Axe pile 2Fig. 5 - Viaduc du Careï, profil nord, piles 2 et 3.Viaduc du Palac' X ED + (WN + Psina). tgç)Wj + PcosœCe viaduc enjambe un thalweg aux versants abruptsentaillant du flysch oligocène (fig. 7 et 8). Lesconditions topographiques très défavorables rendaientnécessaires de grandes précautions.121

Le drainage fut, là encore, retenu comme solution.Mais la stratification étant subverticale et sa directionparallèle à l'axe (et perpendiculaire au thalweg),il fallut forer les drains de biais de façon à recouperles bancs sous un angle de 40 à 45° environ.Toutes les fondations sont profondes, y compriscelle de la pile 3 située en fond de thalweg. Eneffet, une couverture d'éboulis imposait une profondeurde 5 à 6 mètres. Un terrassement de cetteimportance en pied de talus aurait aggravé le déséquilibrelatent des versants.Fig. 6 - Rive gauche du viaduc du Careî en construction.Mais le point crucial fut le bouleversement total dela morphologie des versants par les travaux (fig.9).Les terrassements des pistes d'accès aux pilesdésorganisèrent en effet complètement la topographieinitiale créant localement des talus instables.Cela rendit nécessaire un approfondissement despuits de fondations. Il était également nécessairede restituer à l'ensemble des versants des pentesstables car des conditions locales d'instabilité auraientpu déclencher des petits glissements quipouvaient, soit directement, soit indirectement (enaccélérant l'érosion) déchausser les fondations.etiff:* *Remblayage partiel du thalweg.Fig. 7 - Viaduc du Pala.On remarque l'amélioration de la topographie des versants.122

iNICEFig. 8 - Viaduc du Pala. Profil à 4 mètres, chaussée sud.a) Remblayage partiel du thalwegb) Site rive droite : ouverture des pistes d'accès.On remarque lés terrassements qui modifient la topographieFig. 9 - Viaduc du Pala.Viaduc du PescaïreCet ouvrage très important (550 mètres de longenviron pour onze travées) (fig. 10 et 11), franchitun thalweg creusé dans du flysch déconsolidé etrecouvert de produits d'altération.Les essais de perméabilité, effectués dans les sondagesde reconnaissance, mirent en évidence uncomportement hydrologique différent des autresthalwegs (absence de fissuration donnant une perméabilitéquasiment nulle). Le drainage y resta doncà un stade expérimental et ne fut pas retenu commeélément de stabilisation.La rive gauche présentait une couverture de flyschremanié sur une épaisseur importante (15 mètresenviron). Le taux de travail admissible du sol retenu123

Fig. 10 - Viaduc du Pescaïre, vue générale.NICEFig. 11 - Viaduc du Pescaïre, profil à 4 mètres chaussée sud.dans le projet est de 16,5 bars. Si l'on considèreque le flysch est représenté par les caractéristiquesc" = 0 et ç' = 24° (pour des puits de 10 mètresde profondeur et 1,80 mètre de diamètre), la contraintede pointe est de 31,8 bars. Dans ces conditions,à frottement latéral nul, le coefficient desécurité, compte tenu de l'effet de groupe, n'estque de 1,35. Si on admet qu'un frottement latéralimportant de 2 bars est mobilisé sur la moitié inférieuredu puits, alors F = 2,3. Dans ces conditions,un soin particulier a été apporté à l'examen despuits et au choix du niveau de fondation afin des'assurer de fonder l'ouvrage sur les couches lesplus compactes.En ce qui concerne la stabilité du versant, l'étudea été faite entre deux appuis, en retenant l'hypothèsed'une ligne de rupture plane, parallèle auterrain naturel, et en prenant comme caractéristiquec' = 0 et «' = 24°.Les résultats sont alors :— talus compris entre les piles 8 et 9 : F = 0,88— talus compris entre la pile 10 et la culée : F = 1,00Pour que la valeur du coefficient de sécurité puisseatteindre 1,5 il faudrait que

cisaillement (c' = 0, ?' = 24°) sont inférieurs àceux du sol en place (effet de remaniement), lesvaleurs calculées sont pessimistes, mais les résultatsmontrent que la stabilité du versant est précaîreet justifient des fondations profondes.En rive droite, la présence d'un thalweg latéral,parallèle à l'axe et situé juste à l'amont de celui-ci,créait des conditions topographiques défavorablespour les appuis. Toutes les fondations sont doncprofondes car les fondations de la chaussée nordavaient une influence sur celles de la chaussée sud.En ce qui concerne la pile 5 notamment, les terrassementsnécessaires pour la fondation de lapile nord (fig. 12) (dont la stabilité était assezfacile à assurer) ont créé une dénivelée subverticaled'une dizaine de mètres, sous la pile sud,nécessitant des fondations très profondes.Fig. 12 - Viaduc du Pescaïre. Rive droite, au premierplan, la pile 5 nord. A gauche de la photo, lapile 5 sud : on note le décalage des deux fondations.Fondationsdans les marno-calcairesLe problème des fondations dans ce matériau seposait de façon toute différente. Les résistances encompressions simples (300 < Rc < 1 300 bars)assuraient une bonne portance ; les conditions topographiquesétant aussi défavorables que dans leszones du flysch. Toutefois, dans ce cas, la structurede la formation dominait.Soit F le coefficient de sécurité.c u. ce + W NF =ou C,, =cohésion non drainée.En effet, celle-ci est constituée de bancs de calcairesmarneux séparés par des lits argileux. Lastratification allait, dans ces conditions, jouer unrôle important, le matériau argileux présentant, àcourt terme, une résistance au cisaillement limitée.Il était alors impossible d'asseoir une fondation surun banc non buté en fond de thalweg, la cohésionnécessaire dans l'interlit devant être très importantepour que la stabilité soit assurée.Viaduc du RankAinsi, dans le cas de ce viaduc, en rive droite,on admettra que ?u = 0°, le pendage étant égalà 40° ; le poids du massif en équilibre est W,compte tenu de la surcharge des fondations. Soit Rla réaction le long de CC (fig. 13).W se décompose en := W COS a= W sin aFig. 13 - Viaduc du Rank.Stabilité du massif de fondation de la pile 1.125

Pour que F == 3,

terrassements de la piste d'accès. Ceux-ci déclenchèrentdes glissements banc sur banc (fig. 14),modifiant ainsi les conditions d'équilibre du versantet remettant en cause les cotes de fondation.Si le problème de la stabilité de chaque fondationpouvait ainsi être résolu, il restait celui de l'équilibredes versants entre chaque appui, car despentes, soit naturelles, soit artificielles, plus inclinéesque les bancs, pouvaient entraîner des glissementsvenant buter à l'aval sur un appui. A cestade, il fut conseillé de boulonner les bancs incriminés.Cette solution devait par la suite être remplacéepar un remblai en fond de thalweg assurantau versant un profil d'équilibre.En rive gauche, la culée et la pile 3 sont fondéessur semelle (fig. 16) (le pendage étant amont),mais l'intense fracturation de cette zone augmentaitles possibilités de glissement. Le remblayage partiela accru la sécurité.Î;\ ' SFig. 16 - Viaduc du Gorbie.site rive gauche.Fondations dans les marnes bleuesLà encore, les caractéristiques mécaniques du terrainle mettaient à l'abri des problèmes de portance(90 < Rc < 180 bars, exceptionnellement 1 000bars). Mais, contrairement au flysch, l'étude géomorphologiquemontrait dans l'ensemble une bonne tenuedes versants.Toutefois, à l'avant-projet détaillé, la reconnaissancemettait en évidence des zones de broyage tectoniques(la valeur de la résistance à la compressionsimple Rc s'abaissant jusqu'à 3 bars). L'origine dece broyage ne permettait pas de se fonder sur unsubstratum sain.H s'agissait alors d'asseoir un appui dans un matériaususceptible de glisser sous une surchargedonnée mais dont les caractéristiques physiques nepouvaient qu'être appréciées. Selon la topographie,cela devait conduire ou non à des fondations profondes.Viaduc du BaoussetLe viaduc est entièrement fondé sur des marnesbleues très tectonisées et enjambe un thalweg trèsencaissé (fig. 17 et 18).Les conditions topographiques, plus sévères en rivegauche qu'en rive droite (fig. 19), conduisirent àtransmettre les charges par l'intermédiaire de puitssur la première et de semelles sur la deuxième. Cemassif de type superficiel transmet au sol unecontrainte de 4,3 bars. D'après la figure 20 on atrouvé que les couples de caractéristiques de résistanceau cisaillement correspondant à un coefficientde sécurité de 3, sont les suivants (tableau I) :\ ?°Cohé-N.Sion N.[bar) \Tableau0 20 30 35 38PlanderuptureCu 0,8 0 0 0 0 AB2,25 1,42 0,94 0,66 0,45 ACc u2,45 1.8 1,5 1,33 1.2 AD127

Fig. 17 - Viaduc du Baousset, vue générale.Fig. 18 - Viaduc du Baousset : marnes bleues broyées.Dans le cas le plus défavorable, % = 0, les valeursde la cohésion sont Inférieures ou de l'ordrede grandeur de celle qui a été mesurée au laboratoire(Rc = 5 bars, soit C 4 = 2,5 bars), c'est-àdireque la stabilité de cet appui est limitée.La fouille nécessaire à la réalisation de ce massifa des dimensions impressionnantes (fig. 21) et lesterrassements effectués ont déclenché des glissementsen amont. Un retalutage de tout le versanta été nécessaire ainsi qu'un approfondissement despuits de la culée ouest.Sur la rive gauche, les conditions topographiquesinitiales étant plus sévères (fig. 22), les fondationsont été prévues sur puits. Le versant n'a doncpas été désorganisé par des terrassements néfasteset en comparant les deux rives, on se rend trèsvite compte où se trouve la solution la plus élégante(et la moins onéreuse). Il faut donc toujoursavoir présente à l'esprit, lorsque l'on décide d'untype de fondation et de sa cote, l'incidence quecela pourra avoir sur le versant et les autresappuis.128

Fig. 19 - Viaduc du Baousset, site rive droite.

Fig. 22 - Viaduc du Baousset, site rive gauche, à comparer avec la figure 19.Fondations sur les limons éluviauxUn seul de tous les appuis des ouvrages de l'autoroutese trouve fondé sur un « sol », c'est donc uneexception. Celle-ci est toutefois suffisamment intéressantepour que l'on s'y arrête.Il s'agit de la culée ouest du viaduc du Fossan(fig. 23). Le substratum est constitué de marnesbleues éocènes mais au droit de cet appui lesmarnes sont surmontées d'une vingtaine de mètresde limons éluviaux (fig. 24).La première solution envisagée à l'avant-projet détailléconsistait à reporter les charges sur le substratum(qui est sensiblement horizontal). Mais lalongueur des puits à réaliser créait une grandesujétion et cette solution ne garantissait pas, encas de glissement des sols susjacents, que lespieux ou les puits ne soient pas cisaillés.Dans ces conditions, une stabilisation du versantapparaissait nécessaire. Mais à partir du momentoù cette stabilisation était réalisée, on pouvait envisagerune autre solution, à savoir des fondationssuperficielles, à condition, bien sûr, que les chargesappliquées au sol soient compatibles avec les caractéristiquesde cisaillement et de compressibilité dumatériau (W = 21 % ; WL = 39 % ; lp = 14 ;Y d= 1,7 t/m ; C 3 c = 0,097; c' = 0,14 bar;

Fig. 23 - Viaduc du Fossan, culée côté Nice et appui n° 1.Fig. 24 - Viaduc du Fossan, site rive droite.On remarque que le petit canal en béton n'a pas encore glissé131

0 4 g 12 16 20mpose alors le problème de décalage de cette reconnaissancepar rapport aux travaux.Il est certain, et nous l'avons déjà dit, que sur cetteautoroute la campagne spécifique aurait été plusprofitable si elle avait pu être effectuée auparavant.C'est là tout le problème d'appel d'offres avec variantes,lorsque l'on n'est fixé qu'au dernier momentsur la position des appuis.Dans ce cas, au niveau de l'avant-projet détaillé, nepeut être donné qu'une idée sur les fondations etles problèmes qui se poseront. En fait, c'est ce quia été réalisé ici.Avec le recul, bien sûr, on pourrait concevoir d'engagerdes études plus précises dès ce stade. Onse heurte là à un problème financier. Mais il n'y apas eu par la suite de conceptions différentes decelles prévues à l'avant-projet détaillé dans la réalisationdes fondations.L'expérience acquise ici nous conduit d'ailleurs àimposer la position des appuis en ce qui concernel'autoroute urbaine nord de Nice.Il faut souligner aussi que toutes les études del'administration ont été communiquées aux entreprisessoumissionnaires (sondages, essais, coupes,etc.). D'après l'examen des propositions, il nesemble pas que le problème des fondations ait étésoigneusement étudié.Fig. 25 - Viaduc du Fossan, talus côté Nice, pile 1.Lorsque la tenue du terrain rendait nécessaire lesoutènement des parois, celui-ci a été réalisé parla méthode dite du « puits marocain ». Les terrassementssont réalisés par anneaux d'un mètre deprofondeur immédiatement bétonnés à l'aide decoffrages métalliques tronconiques en trois éléments.Lorsque l'explosif était nécessaire à l'extraction dumatériau, les entreprises ont souvent prédécoupéle pourtour de l'excavation sur toute la hauteur dupuits par une série de forages de 75 mm de diamètre,espacés de 0,30 à 0,40 mètre et chargés auNéopentaflex -. après le tir, forage de trois trous dedécompression et un bouchon de 5 à 7 trous, lemarinage se faisant après le second tir.ConclusionLe coût des ' fondations représente 33 % du montanttotal de la construction des viaducs. Ce prixenglobe la stabilisation des versants : drainage,comblement partiel de thalweg, etc., c'est dire l'importancede l'infrastructure et la nécessité d'enprévoir le prix avec une bonne précision.Pour atteindre celle-ci, il ne faut pas hésiter àeffectuer une reconnaissance abondante. Mais sePar ailleurs, le groupement adjudicataire n'a comprisqu'assez tardivement l'importance du problèmede stabilité des versants, ce qui entraîna d'abord desa part une conception optimiste sur les niveauxde fondations. Il faut lui rendre cette justice qu'unefois le chantier en train, et après les premiersdésordres, son revirement a été complet et sa collaborationsatisfaisante.Il faut également souligner qu'une reconnaissancespécifique tardive, et liée aux travaux, nécessite unerapidité d'intervention qui ne peut se faire valablementqu'avec un personnel qualifié suffisant. De cepoint de vue la carence était flagrante tout au longdu chantier en ce qui concerne la surveillance géologique.Un fait sur lequel il est également intéressant d'insister,c'est la modification des conditions topographiquesau cours des travaux. Il faudrait normalement,pour fixer les cotes de fondations, possédertous les éléments risquant de désorganiser les versants,notamment les projets de pistes d'accès auxpiles. Car on a vu que, bien souvent, les niveauxde fondations ont dû être changés pour cette raison.Là encore, cela nous a conduit à envisagersur l'autoroute de Menton des pistes extérieures auxemprises.Nous insisterons encore sur l'aspect sécurité quia dominé toute la conception des fondations de cesouvrages et la difficulté de chiffrer la valeur de lastabilité. Son approche est bien souvent plus qualitativeque quantitative. Elle n'en est pas moins trèsdifficile.132

F. BAGUELINB. GAUDINIngénieur E.I.H.AssistantLaboratoire régionald'Aix-en-ProvenceEssai de chargementd'un puits de fondationau viaduc du PescaïreLe viaduc du Pescaïre. Conditions de l'essaiOn a vu, dans l'article concernant les fondationsdes viaducs de l'autoroute A 8, que le thalweg duPescaïre présentait la particularité de comporter duflysch déconsolidé, recouvert de produits d'altération(fig. 1). Si pour l'ensemble du projet la forceportante n'était qu'un aspect mineur du problèmedes fondations, ce point était particulièrement délicatdans le cas du viaduc du Pescaïre. Les fondationsétaient constituées de quatre puits de grand diamètre,allant de 2 à 3 mètres, couronnés par unPIP2P3YP 6 P8 P10Y Y Y Y Y Y ^o:GrésGrèsfissuréRemblais.¿2^% l y se h £ r¿ s f r a ct u r¿Remblaisflysch friablé^rf;-.-" Flysch "XGrês + 'marnes I ^r^Limonfissure»! r 'i¿Í=e i Ma n J lGreiFlyschGrès^ friableGrès friableUu-^-• MarnesL LGrès friableEboulis$?• i._ , _ . ~rès friableGres^ Gres très fnableÎLEboulis ^^•';-J>r^friablejerès compactIû r e s + m a r n e è j^r¿s friable"'"'Flysch'•¿¿¿"FlyschFlysch + marnes plastiques0 50 100 mil Fondations profondes ' ' 'Fig. 1 - Coupe géologique longitudinale (profil sud).133

chevêtre de forme H ; les incertitudes concernant lemode de travail de ces fondations provenaient detrois causes différentes :— l'hétérogénéité du matériau, le flysch, constituantl'assise dans laquelle étaient ancrés ces puits ;— le comportement mécanique de ce matériau, intermédiaireentre sol et roche, alors que les méthodesd'évaluation de la force portante sont surtout adaptéesaux sols, soit frottant (sables, etc.) soit purementcohérent (argiles) ;— le diamètre important des puits entraîne notammentune extrapolation supplémentaire, ces méthodesétant généralement appliquées à des pieux de diamètreinférieur à 60 centimètres. La mobilisation desefforts respectifs, frottement latéral et terme depointe, peut être différente dans ces conditions.Ces incertitudes motivèrent la mise sur pied d'unessai de chargement en vraie grandeur, utilisant leviaduc lui-même comme massif de réaction, qui, bienque venant une fois le projet exécuté, présentaitun grand intérêt :— dans l'immédiat, mieux connaître le mode de travaildes fondations construites, et ainsi décider desmesures complémentaires de sécurité en meilleureconnaissance de cause ;— pour des projets à venir de la région, fournir desbases expérimentales sûres pour le calcul des fondationsanalogues dans le flysch, formation trèsfréquente ;— sur un plan plus général, fournir des données surle comportement des pieux de grand diamètre. Rappelonsque de tels essais, en raison des sujétionsimportantes qu'ils impliquent, sont très rares.Pour la réalisation de cet essai, le choix se portasur la pile P3 sud, dont la fondation fut modifiée demanière à pouvoir résister à un effort vertical centréde plus de 2 000 tonnes, dirigé vers le haut, et unpuits supplémentaire fut aménagé au milieu desquatre premiers. Le tableau I donne les élémentsdisponibles pour la réaction.TABLEAU IEléments constituant la réaction— Charge permanente du fût et du tablier 847 tPoids du chevêtre 427 tsoit pour la superstructure1 274 t— En ajoutant le poids des puits, on obtient 1 575 t— Dans la mesure où la liaison puits/soldes quatre autres puits travaillant à l'arrachementest assurée, les aciers permettentd'aller jusqu'à2 894 tLe puits d'essai a 2 mètres de diamètre, 12 mètresde long, comme les autres puits, et comporte, aucentre, un trou d'homme de 0,80 mètre de diamètrepermettant une mise en place d'appareils de mesureplus aisée. En effet, l'essai ne devait pas se limiteraux mesures pratiquées dans les essais de pieuxordinaires, qui concernent exclusivement les enfoncementset charges en tête, et ne permettent qu'uneévaluation de la capacité portante globale. Afind'étudier le mode de travail du puits, le principe desdispositions suivantes fut adopté :— mesures des efforts transmis à différents niveauxdu puits,— mesures des enfoncements à différents niveaux,— mesures des déplacements relatifs puits/sol à différentsniveaux et à différentes distances de la paroidu puits.Etude géotechnique etestimation de la force portante du puits1 - Etude géotechniqueLe flysch de Menton (Oligocène) est un matériauessentiellement hétérogène, constitué d'alternancesde couches de grès à ciment assez friable, et decouches de marnes. Ces couches ont une épaisseurvariable pouvant aller du centimètre au mètre. Lescouches gréseuses sont recoupées de diaclases àpeu près perpendiculaires au pendage. Le pendagegénéral varie d'un site à l'autre. Sur le site de laplie P3 sud, les couches ont un pendage d'environ68° sur l'horizontale nord-est 63°. Là pente du talusnaturel est approximativement de 25° et le flanc dela vallée est orienté sud-est 140° (fig. 2 et 3a).Reconnaissancedu terrainA l'emplacement de la plie ont été réalisés deuxsondages carottés Sb et Sd n'ayant pas donné lieuFig. 2 - Vue d'ensemble du viaduc.Emplacement de la pile 3 sud (X).134

MINISTERE DE L'EQUIPEMENT ET DU LOGEMENTLABORATOIRE CENTRAL d e s PONTS et CHAUSSEESG.E.E.S.F.O.P.FEUILLE D'ESSAI PAR SONDAGEPIECES JOINTESFICHE D'ESSAI STATIQUE DE CHARGEMENTN°TYPE D'ESSAIChargement statique de puitsOUVRAGE Autoroute A 5 3 VIADUC du PESCAIRECARACTERISTIQUES DE L'OUVRAGE Viaduc Sud longueur : 474 mNombre de travées : 11 Nombre d'appuis fondés sur puits : 12TYPE DE FONDATIONFondations sur puits - 4 puits 0 1,8 à 2,4 m par appuiMAITRE D'ŒUVREE.S.C.O.T.A.COUT TOTAL DE L'OUVRAGE .BUREAU D'ETUDE G.T.M.CONSEIL FONDATIONS L.C.P.C.ENTREPRISE DE FORAGES ET D'ESSAIS DE SOL Bachey-L.C.P.C.ENTREPRISE FONDATIONS RUVEN - HORST et IMBERT (sous-traitants)ENTREPRISE OUVRAGE C.I.T.R.A.COUT DES FONDATIONSCOUT DE L'ESSAI.OBSERVATIONS.SCHEMA D'IMPLANTATION DES APPUIS, DE L'ESSAI STATIQUESCHEMA DE L'APPUIET DES ESSAIS GEOTECHNIQUES40 mCHARGE DE SERVICE POURL'APPUISUR LEQUEL EST FAIT L'ESSAI :1274 tonnesDONT 847 tonnes DE CHARGEPER­MANENTE15mNOMBRE De puits : 5L'APPUIINTERESSE:4 en service normal1 supplémentairePOURFig. 3a 135

it/fAT£A/£Z £)£ ¿TtWSSfA J>u puitsPuits : Excavation réalisée à la pelle Poclainaprès tirs d'ébranlement dans les zonescompactesAu cours de l'excavation, réalisation d'anneauxde soutènement dits «anneaux marocains»I I. I I I I I I I I I. I I ITerrain naturel169 N.G.F.0 AWZone d'altération superficielleLimon sablo-gréseux ocreFerraillage du puits :Longitudinal : 18 Tor (p 32 - Espacement 5 2 31 cmTransversal : 1 cerce Tor (p 14 de 1,80 m de4> tous les 25 cmGrès oxydé friable ocreBéton : coulé à pleine feuille après pompagegranulats 0-4 690 kg8-20 420 kg20-40 800 kgCiment : 350 kg — eau : 173 litresGrès gris très friable avec passagemicroconglomératique déconsolidéet marne très argileuse157 N.G.F12Géologie : flysch Priabonien : alternance de couches gréseuseset de couches de marnes - Pendage subvertical.£TO0£S SW£J¿J£¿£¿S J?£ S*f£AS//4>&£ J>£S SOIS ftt __*/?e*±/s_ /'^•Sc^ots?* JPropriétés géotechniquesIdentification : Grès :Caractéristiques mécaniques :Marnes2,08

Mrs

Cote N.G.F.170Profondeur en metres0Limons sableux d'altérationsuperficielle ocre\VJT7'////Grès oxydé friable ocre//// /Grès gris fetdspathique1res friableFig. 4 - Coupe géologique du puits.à des prélèvements d'échantillons intacts, ainsi qu'unsondage avec essai pressiométrique Sp. Ces sondagesont montré des passées alternées de grès etde marnes.Après excavation du puits, un relevé géologique aété fait avant le bétonnage. La coupe de terrain audroit du puits peut être schématisée de la manièresuivante (fig. \), (sans oublier que l'on a affaire àdes couches à pendage subvertical) :de 0 à 4 mètres : limons sableux et grès friable decouleur ocre. Ce matériau possède au droit du puitsune certaine cohésion, ce qui a nécessité quelquespétardages d'ébranlement au moment de l'excavation;de 4 à 8 mètres : grès oxydé de couleur ocre. Leniveau de l'eau se situe entre 6 et 8 mètres ;de 8 à 12 mètres : alternance de grès fin gris, friableet des marnes très argileuses.Essais delaboratoireCes essais ont été réalisés sur des échantillons prélevésdans des sondages exécutés sur les sites despiles 1, 2 et 7 et de la culée côté Nice.Ces essais ne peuvent donner qu'une idée approchéedes propriétés mécaniques du site en raison del'effet d'échelle et de la nature différente des couchesde marnes et de grès. Même, si on arrivait àconnaître parfaitement les propriétés des marnes etdes grès séparément, on ne pourrait avoir qu'uneidée approximative des propriétés de l'ensemblemarne/grès.C'est pourquoi, nous pensons.que l'extrapolation d'unsite à l'autre, ces sites étant voisins, ne doit pasintroduire d'incertitude beaucoup plus grande quecelle que l'on peut avoir sur les résultats des essaiseffectués sur les échantillons d'un même site.A) GRÈSMatériau de couleur grise en profondeur, devenantocre en surface sous l'effet de l'oxydation et del'altération, le grès est, soit compact, soit déconsolidé,souvent très friable.IdentificationLe poids spécifique sec est généralement assezélevé :2,08 t/m 3 < Yd < 2,20 t/m 3Les teneurs en eau varient de 6 à 13 % et lesdegrés de saturation de 67 à 100 %.Les teneurs en CaC03 sont faibles : 2 à 8 %. Lesanalyses granulométriques, effectuées sur les échantillonsde grès désagrégé en laboratoire, montrentune granulométrie assez uniforme et régulière desgrains : 98 à 100 % < 2 mm ; 5 à 6 % < 2 Ai.Les équivalents de sable sur le matériau broyévarient de 9 à 41 avec une moyenne de 27 pour onzeessais.Essais de résistanceLes essais de compression simple donnent les valeursvariant de 2,1 à 31 bars avec une moyenne del'ordre de 16 bars sur dix essais. Ces valeurs montrentune dispersion assez forte. Des essais, aprèsimmersion dans l'eau pendant trois semaines, ontdonné des valeurs égales à la moitié des valeursobtenues à l'état naturel. Cet effet de l'eau ne doitcertainement pas être aussi important sur le matériauen place et pourrait s'expliquer par une fissurationdes carottes au prélèvement.Des essais de cisaillement sur du limon remanié,provenant de la décomposition du grès en surfaceont donné les valeurs suivantes sur deux échantillons:c' = 0, f = 42°, matériau secc' = 0, ?' = 29°, matériau saturé= 0,= 0,= 31°,= 24°,matériau secmatériau saturéCompte tenu du fait que ces essais ont été réaliséssur des échantillons remaniés à des densités relatives,proches du minimum, nous pensons que lecouple de valeur : c' = 0 et

du puits, ces marnes sont très certainement saturées,vu le niveau piézométrique.Les poids spécifiques secs varient de :1,61 t/m 3 à 1,89 t/m 3 avec une moyenne de 1,77 t/m 3 .L'analyse granulométrique donne de 23 à 34 % degrains inférieurs à 2 p.Les limites de liquidité varient de 39 à 41 % pourdes indices de plasticité de 15 à 16 %.Les teneurs en CaC03 varient de 1 à 13 % avec unemoyenne de 7 %.Ces essais permettent de classer ces sols parmi lesargiles peu plastiques Ap (classification L.P.C.).Les indices de consistance calculés à partir desteneurs en eau naturelle donnent des valeurs supérieuresà un, ce qui correspond à des sols de consistancedure.Essais decompressibilitéLes essais oedométriques montrent que ces marnessont peu compressibles : Cc = 0,095 à 0,135Les pressions de consolidation que l'on peut déterminerpar les constructions classiques n'ont que peude signification dans ce genre de matériau et vu lependage des couches. Les valeurs que l'on peutobtenir varient de 1,5 à 2,7 bars pour des échantillonsprélevés entre 7 et 9 mètres.Essais derésistanceDes essais de compression simple, réalisés sur deuxéchantillons, ont donné des valeurs de 2,1 et4,4 bars.Des essais de cisaillement rapides à la boîte deCasagrande ont donné les valeurs suivantes :b) de 8 à 12 mètres : dans cette zone, à tendancenettement plus marneuse, les modules obtenus varientde 280 à 370 bars. Les pressions limites sontcomprises entre 19 et 31 bars.c) de 12 à 16 mètres on retrouve des grès et lesmodules variant de 370 à 2 080 bars et des pressionslimites de 40 à plus de 65 bars.Ces essais permettent de mettre en évidence unezone comprise entre 8 et 12 mètres de caractéristiquesmécaniques faibles, ce qui recoupe les observationsfaites dans le puits, cette zone correspondantà un passage nettement marneux.Valeurs à prendre en compte dans les calculsCompte tenu de la nature du matériau, on ne peutqu'estimer des caractéristiques mécaniques minimaleset moyennes sur la base des essais de laboratoire.Les résultats des essais en place sont certainementplus représentatifs. Les valeurs que l'onpeut adopter sont résumées dans la figure 3b.2 - Calcul de la force portante du pieu isoléIl comporte l'évaluation du terme de pointe Qp et duterme de frottement latéral Qf .Effort de pointe QpLa formule générale de portance pour les pieuxs'écrit :QP = q'o Nq + c'Ncc = 0,7 bar, ? = 32°c = 0,35 bar,

Le terme q'0 représente la surcharge effective duterrain au niveau de la pointe et vaut donc dans lecas du pieu d'essai, où l'eau est à 6 mètres de profondeur:q'0 = 2x6+1 X 6 = 18 t/m 2 ~ 1,8 barLa valeur minimale des coefficients N est celle correspondantaux fondations superficielles, pour lesquellesla résistance au cisaillement du sol estnégligée au-dessus du niveau de la fondation ; nousemprunterons les valeurs données par Meyerhof,proches d'ailleurs des valeurs proposées par Terzaghiou Caquot-Kérisel.Meyerhof et Caquot-Kérisel indiquent, pour les milieuxpurement frottants, des valeurs de Nq plusélevées pour les fondations profondes présentantune fiche H suffisante, D étant le diamètre du pieu :H/D > 10 pour Meyerhof(N )2/3H/D > — ^ — pour Caquot-Kérisel (fiche critique)Nous donnons, ci-dessous, les valeurs correspondantes,la fiche critique étant atteinte, nous gardonspour Nc la valeur correspondant à la fondationsuperficielle donnée par chacun des auteurs.Deux couples de résistances (c', ?') ont été utilisés :a) c' = 1 bar, = 35", valeurs moyennes assezbien représentatives des trois matériaux : limons,marnes, grès, bien qu'un peu pessimiste pour le grèssain. Toutefois, le grès présente parfois des passéesTABLEAU IIplus friables, et les essais de cisaillement ont donné,pour le grès complètement déconsolidé, les valeursdu deuxième couple.b) c' = 0,

fut adopté pour le flysch (grès + marne), sousréserve de l'inspection du puits par le géologue.Avec cette valeur, un puits de 12 mètres de longpourrait mobiliser un effort limite Qf de :F.g 60f = 7r DH f = TT x 2 x 12 x 20 = 1 500 tonnesSoit, avec un coefficient de sécurité de 2 : 24 bars/ °f \en tête du puits I —— = 750 tonnes 1.0~vm = 1,05 barsols à la fois frottants et présentant uneimportante ; on pose généralement :cohésionEn ce qui concerne le frottement latéral, les normespressiométriques prévoient les taux unitaires suivants(pour des pressions limites p, supérieures à 15 bars) :f = 1,2 bar sur troispointe, soit 6 m.diamètres au-dessus de laf = 0,8 bar au-dessus, soit 6 m également.f = ca + K rVv tg ?aLe deuxième terme correspondant au frottement,dépend :— de la contrainte verticale effective des terres aurepos (fig. 6), la valeur moyenne étant a\ m=1,05 bar ;— du paramètre K variable suivant le mode de miseen œuvre du pieu atteignant 2 ou plus, dans le casde pieux battus dans du sable dense (mise en œuvrepar déplacement). Dans notre cas, pieu foré, nousprendrons K = 0,5 ;— du coefficient d'adhérence tg

Appareillage, préparation de l'essaiet déroulement de l'essaiLe puits d'essai a été excavé à la pelle Poclain,après tirs d'ébranlements dans les zones compactes.Deux anneaux bétonnés de soutènement seulementont été réalisés, le premier d'une hauteur de 2 mètresen tête du puits, le second d'une hauteur d'un mètreentre 3,50 et 4,50 mètres de profondeur (fig. 7).L'excavation a eu lieu du 15 au 20 juillet 1968.Le bétonnage du puits s'est déroulé du 30 juillet au5 août 1968, avec pose des appareils de mesure desniveaux de 1, 3, 6, 5 et 7 (fig. Se), soit : seizejauges PLM 60 - Tokyo Soki, quatre cellules Glôtzlet quatre cordes vibrantes à béton C9 Télémac.Fig. 8 - Bétonnage du puits d'essai. Troud'homme et dispositifs de mesure de déplacementsrelatifs.cernent ainsi prévu par bétonnage, en mettant enplace cependant quatre cellules Glôtzl supplémentairesà ce niveau (mars 1969).Fig. 7 - Terrassement du puits d'essai.Des logements étalent ménagés aux niveaux 2 et 4pour la pose des dispositifs de déplacement relatifterrain-puits. Celle-ci eut lieu du 9 au 13 décembre,après perforation des trous dans le terrain, curage etinjection au silastène de l'espacement compris entrele tube souple et le terrain (fig. 8 et Se). Il futégalement ménagé, au niveau 8, un espacementcomportant deux plaques d'appui métalliques aveccalages. Il était prévu de disposer, à ce niveau, huitvérins plats de 48 cm de diamètre pour la mesuredes efforts transmis à la pointe.Malheureusement, la présence d'une nappe entre lescotes 166 et 164 N.G.F, soit entre 5 et 7 mètres deprofondeur, provoquait l'entraînement des matériauxargileux à l'intérieur du trou d'homme et desserraitainsi le terrain, dans cette zone. Il fut donc décidéde renoncer aux vérins plats et de colmater l'espa-L'installation des vérins de chargement, disposés endeux lits superposés, a été faite du 23 au 26 août,avant bétonnage du chevêtre, exécuté avec la pilede septembre à novembre 1968 (fig. 9). La sectionactive des vérins était de 1,95 m , alors que la section2de béton sous les plaques d'appui est de22,70 m .2Les essais de chargement proprement dit ont eu lieudu 21 au 25 avril 1969 :22 avril : Installation des divers appareils de mesure(fig. 10) et chargement préliminaire à une pressionde 10 bars dans les vérins de tête, soit 195 tonnes.23 avril : Premier chargement de 0 à 50 bars(0 — 875 t) en cinq paliers d'une heure et retour àzéro en cinq paliers de 15 minutes.24 avril : Deuxième chargement de 0 à 90 bars(0 — 1 800 t) en neuf paliers d'une heure et retourà zéro en neuf paliers de 5 minutes.Les différents types de mesure effectués étaient :la mesure des contraintes dans le béton par cellulesGlôtzl : les cellules ont fonctionné normalement saufl'une d'entre elles au niveau 8 (clapet de retour bloqué); les autres cellules du niveau 8 n'ont pas indiquéde variations de contraintes notables ;143

Fig. 9 - Vue d'ensemble de la fondation avec les vérins.Fig. 10 - Mesure des déplacements du puits par flexlmètre.144

la mesure des déformations par jauges extensométriques: aucun résultat n'a été obtenu, par suite deprésence d'eau et de mauvais isolements ;la mesure des déformations avec cordes vibrantes :les cordes vibrantes ont fonctionné normalement,toutefois la corde du niveau 5 donnait des indicationsplus fortes que celles des niveaux 3 et 6. Cerésultat, a priori surprenant, peut s'expliquer peutêtrepar la présence d'une reprise de bétonnage àune quinzaine de centimètres au-dessus, donnant unbéton de module élastique moindre, ou, plus probablementpar la proximité des deux trous horizontauxdu niveau 4, pouvant induire des concentrations decontraintes. Quoi qu'il en soit, les indications decette corde ont été omises dans l'interprétation ;la mesure des déplacements en tête : trois comparateurs(1,2, 3) de vérification, lus avant et après essai.Durant l'essai, l'enfoncement en tête, pris au voisinagedu comparateur 3, était enregistré par un fleximètre;la mesure du déplacement du fond du puits aupoint F8, enregistrée par fleximètre ;la mesure supplémentaire du déplacement au niveau4 par fleximètre, lors du deuxième chargement ;la mesure du déplacement relatif sol/puits : effectuéeen B2, C2, A4, C4, au premier chargement, enB2, A4, C4 au deuxième chargement (utilisation defleximètres enregistreurs) ;contrôle des mouvements du chevêtre : par comparateurset visée optique. Aucun mouvement notablen'a été décelé.Résultats et interprétation de l'essaiLes résultats des mesures concernant le déplacementen tête et les charges en tête sont illustrés parla figure 3d, de la feuille de l'essai standard. Legraphique des vitesses d'enfoncement montre que lacharge de fluage Qf n'a vraisemblablement pas étéatteinte à la dernière charge de 1 755 t. Par conséquent,la charge nominale du pieu isolé, et indépendammentdes conditions particulières du site (instabilité,terrassements de chantier, etc.), est, avec uncoefficient de sécurité de 1,25, de l'ordre de 1 400 tau moins. L'enfoncement correspondant est voisin de1,5 cm.Les figures 13 à 16 illustrent les résultats concernantla distribution des efforts avec la profondeur et enfonction des enfoncements.Notons d'abord que le pieu peut être considérécomme peu compressible, les déplacements le longdu fût restant identiques à 7 % près. Toutefois, leculot, par suite de la coupure pratiquée au niveau 8et sans doute colmatée imparfaitement par la suite,n'a suivi le fût qu'avec un certain retard ; l'enfoncementà la dernière charge atteint cependant14 mm, contre 17,6 mm en tête (fig. 11 et 12).Les figures 13 et 1U montrent la distribution desefforts le long du puits aux différents paliers (lescontraintes sont à rapporter à la section annulaireS = 2,70 m-). On constate immédiatement quel'effort de pointe est resté insignifiant, même au dernierpalier de 1 755 t avec un déplacement de 14 mm.On peut penser, en effet, sur la base des indicationsdes trois cellules du niveau 8 en état de fonctionnementet malgré les irrégularités signalées dans145

0 10 20 30 «0 50 bars 0 10 20 30 40 50 baA partir des cellules Glôtzl.A partir des cordes vibrantes.Fig. 13 et 14 - Contrainte moyenne dans le béton à différents niveaux.cette zone, que moins de 120 t étaient transmisesau culot (2 bars sur 2,70 m 2 donnent 60 t, à 100 %près).Une limite supérieure peut être estimée en prolongeantla courbe des efforts entre les niveaux 3 et 5jusqu'à la base du puits : on trouve alors 200 t, soitun taux de travail de 7 bars. Donc au dernier palier,le frottement latéral moyen était compris entre2,05 et 2,65 bars, l'effort de pointe étant certainementinférieur à 200 tonnes.La figure 15 montre la mobilisation du frottementlatéral en fonction de l'enfoncement moyen de lasection considérée. On constate que le frottementrelatif à la section médiane, de 3 à 7,35 m de profondeur,est plus faible que celui des deux sectionsadjacentes, atteignant 1,2 bar contre 2,9 et 3,2 barsau dernier palier. Ce point ne peut être clairementrelié à la structure géotechnique, qui indiquerait unezone faible plutôt dans la partie inférieure de 8 à12 m, si ce n'est que la nappe fluctue dans cettezone. L'incertitude concernant les mesures du niveau8 peut atténuer cette différence.Les trois courbes (fig. 16) ont des allures très semblables; l'effet du déchargement intermédiaire apparaîtnettement. Les courbes de chargement viergeindiquent une nette diminution du taux de mobilisationdu frottement latéral au-delà de 7 à 8 mm pourles sections (0 à 3 m) et (7,35 à 8 m), mais dans tousles cas, il n'y a aucun indice de saturation du frottementlatéral. Cela est corroboré par les mesuresde déplacement relatif sol/pieu. A noter le comportementrigide initial, net pour les sections extrêmes,pris en compte par H. Cambefort dans sa théoriesur le comportement des pieux par le terme A dela loi de mobilisation du frottement latéral :f = A + BW (W = enfoncement) [2, 3].Enfin les figures 17 et 18 donnent le résultat desmesures de déplacement relatif sol/pieu, celles dudeuxième chargement au niveau 4 étant particulièrementintéressantes. Elles montrent la parfaite continuitédes enfoncements et, donc, à aucun momentle glissement relatif sol/pieu n'est apparu. La concavitédes déformées semble nettement tournée versle haut. En les extrapolant de manière approximativeon trouve qu'une zone, d'environ 70 cm d'épaisseurautour du puits, serait soumise à des déformationsnotables.Une telle concavité dénoterait un comportement dusol plus rigide aux faibles déformations. Si la loi demobilisation du frottement était linéaire, du typef = BW, les déformées d'un pieu long devraient1être en —, r étant la distance horizontale à l'axe dur146

-Sectionde oà 3m2*chargement chargementDde3à?3S mde735a9,8i: Û — -*1y *0// D0. //ÌA/ '» >/ Y0/'/(Kf*; i/;Vf/f//r "ir- r '>-c0 ô 5 10 15 20Enfoncements(mm)Fig. 15 - Mobilisation du frottement latéral en fonction del'enfoncement.Fig. 16 - Courbes d'enregistrement des déplacements.TeteDistance en cmdu poi ntdemesuredansle sol àia paroi du puits10 20 30 40 50 60 70Distance en cm du point démesure dans le sol a la paroi du puitsT* l e 10 20 30 40 50 60 70SolSol(i95irB2 C2Enfoncement au niveau2B2T ~Enfoncement au niveau 2i:(599.(BCD) - -».(1000)(195)(400)C4A4 Enfoncem ent au niveau 4— " ">7 —10t(195)1400)(5751'Enfoncement au niveau 47~\ o(595)2* IC(7801(975)'(8001015 £E6 «•(11701415 cE6 «•(1000 F(1365)9 *10-5tu(1560)'11(17551121 „ JPremier chargement. Fig. 17 et 18Déplacements relatifs sol/puits.Les chiffres entre parenthèses indiquent l'effort total (en tonnes) appliqué en tête des puits.Deuxième chargement.147

pieu, et la concavité serait alors inverse [2]. Le peude mesures disponibles ne permettent pas de tranchersur ce point. On peut en retenir néanmoinsque le procédé de mesure semble intéressant pourla mesure des déplacements relatifs au voisinage depuits de grand diamètre ; les résultats se sont révéléstrès satisfaisants. Ce type de mesures doitcependant être complété par des mesures directesde l'enfoncement du sol à diverses profondeurs àdes distances plus grandes du puits (tassomètre deprofondeur).ConclusionsOn peut tirer de cet essai les conclusions suivantespour le dimensionnement des puits de grand diamètreterrassés, ancrés de 5 à 10 diamètres dans duflysch analogue à celui présenté plus haut, dansl'étude géotechnique, et l'estimation de la forceportante du puits.— Le frottement latéral unitaire admissible est relativementélevé •. il est supérieur au bar et la valeurde 2 bars pourra être adoptée en moyenne, saufdans le cas de formation présentant des zones importantestrès friables et soumises à des circulationsd'eau. Pour un tel taux de travail, les enfoncementssont de l'ordre du centimètre (1 à 2 cm).— Les efforts de pointe mobilisés pour des enfoncementscentimétriques sont relativement faibles. Lesthéories de la force portante, même celles de lafondation superficielle ou les normes pressiométriquessemblent optimistes dans ce cas. Toutefois cepoint demande à être corroboré par d'autres essais,les mesures ayant été très perturbées au voisinagede la pointe et nécessitant une large part d'interprétation.En ce qui concerne les dispositifs de mesures, onpeut signaler les résultats satisfaisants obtenus aumoyen des cellules Glôtzl pour les contraintes dansle béton, et ceux du procédé de mesure des déplacementsrelatifs. Enfin, pour des essais analogues,il est souhaitable de multiplier les points de mesuresdes déplacements absolus du puits à différentesprofondeurs.BIBLIOGRAPHIE[1] GAMBIN Michel Ph., Calcul du tassement d'unefondation profonde en fonction des résultatspressiométriques, Sols Soils, 7, Tome II - 4 etrimestre(1963), p. 11-31.[2] CAMBEFORT H., Essai sur le comportement enterrain homogène des pieux isolés et desgroupes de pieux, Annales l.T.B.T.P. (déc. 1964).[3] BAGUELIN F., VENON J.-P., Influence de la compressibilitédes pieux sur la mobilisation desefforts résistants. Communication aux journéesfrançaises de mécanique des sols (mai 1971)UNESCO, Paris. (A paraître.)148

G. BULOTIngénieur des T.P.E.Direction départementalede l'Equipementdes Alpes-MaritimesT. DE LO BELLEAssistantLaboratoire départemental de NiceBétons d'ouvragesLA construction des viaducs, murs de soutènementet ouvrages hydrauliques de l'autoroute,a conduit à la consommation de 250 000mètres cubes de béton.Les piles et tabliers des viaducs représentent, dansce total, une part importante de béton de très hautequalité.Par ailleurs,— le volume des travaux,— l'originalité du mode de construction de certainsouvrages,— les hautes performances exigées de la plupartdes bétons,— les fortes consommations de matériaux de qualitédans un temps réduit,— les difficultés de transport et de liaison,ont confronté le service constructeur à de nombreuxproblèmes peu faciles à résoudre.Dans le cadre de cet article ne seront traités queles problèmes se rapportant aux contrôles desbétons dont le Laboratoire départemental de Nicea été chargé.Lelaboratoireet les contrôles1 - DispositifLe volume des bétons à mettre en œuvre impliquaitl'utilisation d'un tonnage important de granulats.Pour ce tonnage, il n'a pas été possible d'envisagerl'approvisionnement à partir de carrières existantespour des raisons de cadence insuffisante ou dedistances de transport prohibitives.L'ouverture d'une carrière à proximité du chantiera donc été décidée. Cette installation a d'ailleursété rentabilisée par la production simultanée degraves destinées aux assises de chaussées et auxouvrages de drainage.La distance entre le siège du laboratoire départementalet le chantier, de l'ordre de 40 kilomètres,ne semblait pas militer en faveur de l'implantationd'une antenne laboratoire sur le chantier. Cependant,le tracé accidenté des routes de liaison etla circulation très dense augmentent considérablementla durée de ce trajet.Des équipes spécialisées du laboratoire ont doncété détachées et installées dans un local spécialementaménagé servant de base à trois sousantennes(remorques-laboratoire ou baraques dechantier). Les agents de ces équipes encadraientdes aides recrutés sur place. Le contact permanentavec les assistants respectivement responsablesétait assuré par liaison téléphonique, par unrapport détaillé à la fin de chaque journée de travailet par des tournées très fréquentes. Outre les assistants,un effectif de douze agents a ainsi été misen place.Ce laboratoire de chantier a procédé à tous lesessais et contrôles courants sur les granulats, solset bétons, le contrôle des ciments étant effectuéau laboratoire de Nice. Dès le départ, tous lescontrôles ont été axés sur des méthodes « a priori »afin d'éviter des temps de réponse incompatibles149

avec les cadences d'exécutionréceptionner.et les quantités àet les reprises, et nous rendons hommage à laparfaite collaboration des entreprises concernées.2 - Contrôle des granulats3 - Contrôle des cimentsLa station de concassage mobile, installée au centrede gravité du chantier, et capable d'une productionde 100 tonnes par heure, était alimentée par ungisement de calcaire jurassique, distant de 2 kilomètres.Si les qualités intrinsèques de ce calcairesont bonnes (Deval humide ~ 5, Los Angeles~ 25), l'exploitation a été cependant rendue trèsdélicate par la présence de failles remplies dematériaux altérés et argileux. Il n'y avait par ailleursaucune possibilité d'exploiter un autre gîte,non plus que de trouver de l'eau en quantité suffisantepour traiter les matériaux impropres.Afin de suivre de très près, et en permanence, lafabrication des granulats, une baraque laboratoirea donc été implantée près de la station avec l'équipementnécessaire pour procéder aux contrôlesclassiques (analyses granulométriques, essais deforme et de propreté, équivalent de sable (E.S.).Selon les caractéristiques mesurées, visualiséesimmédiatement sur cartes de contrôle de manièreà déterminer les tendances, la destination des granulatsétait variable :— Lors d'un abattage médiocre, la station fabriquaitdes graves pour assises de chaussées, classées endeux catégories de stocks suivant la valeur del'équivalent de sable :• pour un E.S. 35, stock de matériaux pourcouches de sous-fondation ;• pour un E.S. > 35, stock de matériaux pourassises de fondation ou de base, selon la granulante.— Lors d'un abattage correct, la station fabriquaitdes granulats à béton. S'il n'y eut pas trop de problèmespour les gravillons, il n'en fut pas de mêmepour les sables dont l'E.S. et le pourcentage defi i 1er variaient parfois plusieurs fois par jour. Lescartes de contrôle ont permis de diriger les sablesvers des stocks individualisés et caractérisés parune fourchette de la valeur de l'E.S.Devant les difficultés d'approvisionnement et surle vu des résultats obtenus, une dérogation auxnormes a été décidée selon les catégories debétons : pour les gros bétons d'ouvrages massifs,l'E.S. devait être > à 60 ; pour les bétons pourtunnels, massifs des viaducs et ouvrages en bétonarmé, l'E.S. devait être > 70. En ce qui concerneles bétons précontraints, il a été utilisé exclusivementdu sable de rivière lavé d'E.S. > 80.A la fabrication des bétons, le sable d'E.S. tropfaible était corrigé par l'incorporation de sable derivière lavé dans une proportion permettant d'atteindrela valeur de l'E.S. fixée pour la catégorie debéton considérée.Il a donc fallu une vigilance de tous les instantspour ne pas commettre d'erreurs dans le stockageEnfin, pour les bétons à caractéristiques élevées,le gravillon provenait de stocks sélectionnés dupoint de vue de la propreté et vérifiés encore avantle coulage pour éliminer toute possibilité de pollution.Selon les prescriptions du cahier des prescriptionsspéciales (C.P.S.), le ciment devait être réceptionnépar lots de 20 tonnes. Mais les cadences prévisionnellesdu bétonnage amenaient à envisager desconsommations journalières pouvant aller jusqu'à200 tonnes.Dans ce cas, ou les contrôles ne sont pas faits,ou le laboratoire est embouteillé. Pour aboutir àun contrôle efficace et à court temps de réponse,il a été décidé de n'employer qu'un seul type deciment (CPA 325) pour toutes les catégories d'ouvrageset de réserver un silo de 800 tonnes danschacune des deux cimenteries locales. Dans chaquesilo, la production a été individualisée par lots de600 tonnes environ. Lors de la fabrication de chaquelot, un agent du laboratoire effectuait un prélèvementhoraire et les prélèvements consécutifsétaient ensuite rassemblés pour constituer environ10 échantillons contrôlés par des essais de barrageet des essais plus complets, selon la méthodedu Laboratoire de Bordeaux [1].Cette méthode a permis d'aboutir à une connaissancestatistique des lots. Nous avons eu au débutquelques difficultés pour concilier des temps defissuration acceptables et des caractéristiques mécaniquesélevées. Mais, très rapidement, les produitsse sont stabilisés et ont donné des résultatstrès constants.Chaque lot immatriculé était ensuite repéré surles bons de livraison et c'est ainsi que l'on connaîtpour chacun des bétons les caractéristiques exactesdu ciment employé.11 n'a pas fallu moins de trois agents à plein tempspour ces tâches de contrôle, mais nous pensonsque cette méthode est parfaitement adaptée auxcadences d'un chantier de cette envergure.A titre d'exemple, pour les viaducs et ouvrages oùles contrôles ont été les plus serrés, les frais decontrôle des ciments s'élèvent à :1,85 % du prix des bétons,0,75 % du prix des bétons, aciers et coffrages,0,47 % du prix total de l'ouvrage.Si l'on avait appliqué strictement les prescriptionsdu C.P.S., ces pourcentages auraient été multipliéspar 3,3, et le personnel augmenté dans la mêmeproportion, soit sensiblement dix personnes. Or lesprescriptions dudit C.P.S. sont tout à fait conformesaux prescriptions habituelles et également auxprescriptions du C.P.S. type pour ponts courantsen béton, béton armé et béton précontraint (S.E.T.R.A.,déc. 68), c'est-à-dire un essai de ciment par lotde 20 tonnes.A l'occasion de ce chantier, nous avons pu constaterque les prescriptions officielles sont inadaptéesà une telle réalisation : comment un laboratoirepeut-il sérieusement envisager de contrôler dix àquinze lots de ciment par jour ? Si, par ailleurs, le150

laboratoire agréé (laboratoire régional) est à unedistance de 200 kilomètres du chantier, le problèmene devient-il pas proprement insoluble ?4-Contrôle des bétonsNous avions envisagé d'adopter intégralement laméthode prévisionnelle du Laboratoire de Bordeaux[1], mais celle-ci exige une parfaite connaissancestatistique des matériaux préalablement stockés.Or, si les règlements administratifs actuelspermettent pour les enrobés la fourniture des granuláispar les soins de l'administration (donc avecconstitution de stocks bien avant le début destravaux), ¡I n'en est pas de même en ce qui concerneles bétons hydrauliques.La fabrication des granulats n'a donc pu débuteravant la passation des commandes par les entreprisesintéressées. De ce fait, les fabrications debétons et de granulats ont démarré presque simultanément,interdisant les études de bétons préalableset toutes corrélations utiles et mettant enéchec la méthode de Bordeaux en ce qui concernela prévision des résistances.Les variations observées dans leurs caractéristiquesont multiplié les difficultés de connaissance statistiquedes granulats, base essentielle de cetteméthode.Par ailleurs, s'il est possible d'appliquer la méthodepour une centrale, cela devient très lourd quandle nombre de centrales s'accroît. Or, nous avonseu à contrôler en même temps six centres de fabricationde béton, sans compter les apports extérieursépisodiques.C'est enfin une lourde charge pour un laboratoiredépartemental d'appliquer une méthode prévisionnellecomplète et d'effectuer à la fois tous lescontrôles prévus au C.P.S. Lorsque tous les élémentsde fiabilité de cette méthode pourront êtreréunis, il deviendra peut-être possible, sinon desupprimer les contrôles traditionnels « a posteriori »,du moins de les alléger considérablement.Sur les trois centrales A, B et C, seules destinéesà la fabrication des bétons pour précontrainte, ona disposé en permanence un hydromètre enregistreuret un enregistreur de pesée des granulats etdu ciment. Un quatrième équipage de mesure étaiten réserve en cas de panne et servait égalementà contrôler épisodiquement les autres installations.Lors des coulages des parties d'ouvrages importantes(piles, tabliers) le dispositif suivant était misen œuvre :— un agent surveillant les enregistreurs et encontact par interphone avec le conducteur de lacentrale pour correction immédiate en cas dedérive,— un agent sur le lieu de coulage pour positionnersur un plan schématique l'emplacement desgâchées dans l'ouvrage et surveiller les temps deparcours des porte-malaxeurs,— deux agents sur le lieu de coulage pour confectionnerles éprouvettes de traction et compressionet pour effectuer les essais de maniabilité au côneet au maniabllimètre (ces derniers essais sont destinésà recouper les courbes hydrométriques et àdétecter les ajouts d'eau éventuels pendant letransport).En outre, ces mêmes agents disposaient les thermographesnécessaires au contrôle de l'opérationd'étuvage.Plus de 15 000 éprouvettes ont été confectionnéeset ont été conservées au laboratoire de chantierdans une salle à ambiance régulée. Pour résoudrele problème de surfaçage des cylindres, une ponceuseradiale a été aménagée permettant le surfaçagerapide de six ou douze faces à la fois.Choisissant toujours les viaducs comme exemple, lesfrais de contrôle pour les bétons et granulats s'élèventà :3,70 % du prix des bétons,1,51 % du prix des bétons, aciers et coffrages,0,95 % du prix total de l'ouvrage.Finalement, les centres de production desont été classés de la manière suivante :bétons1. Centrales B et C très perfectionnées et identiques,exploitées pour le chantier par une sociétéde béton prêt à l'emploi.2. Centrale A, un peu moins élaborée, mais exploitéepar la même société.Ces trois centrales A B et C produisant, outre lesbétons courants, les bétons pour précontrainte.3. Centrale D, perfectionnée également, mais neproduisant pas de béton pour précontrainte.4. Deux centrales E, en réalité des bétonnières avecun système de dosage assez sommaire.Toutes ces centrales ont été réceptionnées audémarrage du chantier, puis contrôlées ensuite régulièrementau point de vue de leur état mécaniqueet des tolérances prescrites pour la précision desdosages.Une pile de viaduc.151

Lesperformances des bétons et des centrales1 - Caractéristiques mécaniques des bétonsNous avons tracé les histogrammes de fréquencedes résistances à la compression des différentsbétons (fig. 1 à 7).Pour chaque échéance d'écrasement, six éprouvettesont été confectionnées. La moyenne et l'écarttypeont été calculés graphiquement par la méthodede la droite de Henry. Contractuellement, était priseen compte la moyenne diminuée des 8/10 de l'écarttype(résistance nominale).En ordonnée des histogrammes, les populations nreprésentent le nombre de séries de six prélèvements.En abcisse, nous avons porté les intervallesde classes des résistances nominales. Enfin, danschaque histogramme, et pour chaque échéanced'écrasement, sont portées les indications suivantes:n =population totale (n séries de six éprouvettes)x = moyenne des résistances nominalesS =écart-typecv % = coefficient de variation. Une centrale.Centrales A*B A*B.DRc 28 joursRc7jours1284-arc mr.,215Ô311S .-5 6CVV.,18in«21x=206S = 51CVVTZSn*39X.-299S.-4 7CW-16MLn=38x,218S»37CVV..-16n*60r,303S=,51CV/..17nan,S9X;210mSî43CVV.,21JCBI31n.46x~=286S, 6 0CVV.,21fflBH 1mns477.-216S-.38CVV.J8fTfltlrfi200 30 0 400 5 00 200 300 400 500 200 300 400 500 200 300 400 500 200 300 400 500Résistance a la com pression,en barsn nombre de séries d'éprouvettes - x moyenne des résistances - S écart-type - cv coefficient de variation.Fig. 1 - B. 300, murs et ouvrages hydrauliques.fiCentralesRc 28jours161220Rc 7 jou r s 12an=60X:280S,38CV/..14n,785.223S.36C VV.it 6'n,44Ï.-392S,39CVV.,12n,44x:22 2S:35CVV..16SI mÏKn.sS*x?240S.49n,58Î.177S.37CVV.,26m2 6x.320S.-68- CVV.,21n,41X.2035:58rV V..292 00 300 4 00 2 0 0 3 00 4 00 200 300 4 0C 200 300 400484440MY 322824201612n nombre de séries d'éprouvettes moyenne des résistances - S écart-typeFig. 2 - B. 300, tunnels.Ml 2x,295S. 42CV/..141rtb.n5130X;221S-36CVV..-1BB»C«D*EP 50200 300 400 200 300 400 500Resistance a la compress ion,en barscv coefficient de variation.152

Centrales A B cA. 3*Cn :Un,9x,27S7:282•3,315S, 44S-.60S:28R c 28 jours 128CV7.,16CV7.S21CV7.-.9n.31T.290S:31CVV..18 ——4r-rTT rm- r Tfrf -Rc 7 jours 1284n,97:209S,62CV7..16x:i85S:38CV7«20n,9 n;317:23• St22CVV.JO5206S, 3 8CV7..-1Brrf-I 1200 300 400 500 200 300 400 5 00 200 300 400 500 200 300 400I500Résistancea la compression, en barsn nombre de séries d'éprouvettes - x moyenne des résistances - S écart-type - cv coefficient de variation.Fig. 3 - B. 300, viaducs.Centrales A B c A» B* CR r 28 joursc 1284n,3lx,349S>45CVV..13-Fr îf•îf rin,977,352S=54CVV..15n-27 n,!5 3x.382 Î--3S7S.. 4 0C VV.,11rx, nITf -rr' ff " T .-fS,52CVV.,14403632Rc 7jours 2824201 61284rrn.315=249S=40CVV.=16nr97 n.26x,2S4S.39CV7.=157:27 3S r3l>C V/.,14à -|V 7_ =r t> n rt •-ffl-1-.sm.n,1527,25 6S:40CV/.,I(200 300 400 500 200 300 400 500 200 300 400 500 200 300 400 500Résistance a la compression,en barsn nombre de séries d'éprouvettes - x moyenne des résistances - S écart-type - cv coefficient de variation.Fig. 4 - B. 350/40, viaducs, puits armés.Centrales A B C A • B • C2 0Rc 28 joursc 16n,205,436S-.4 6n.104x-. 4 11S=51n-407,424S;4 3rvv..inn,162S,49r \l v. .111 28420Rc 7j ours 16128Pli*-r-r-T fl'lt -f î -rft 17 -- 4r >n,207,2975:53/n> 047,296S.40n,417,307Si35n,1667,299S.-41C V V. ¡1 8 n CV7..14CV7..11 / C V/..141 y.4"Lnn-FrT 1-rrf a: 1 T-gà1f 1 •-200 300 400 500 200 300 400 500 200 300 400 500 200 300 400 500Résistance a la compression en barsn nombre de séries d'éprouvettes - x moyenne des résistances - S écart-type - cv coefficient de variation.Fig. 5 - B. 350/20, viaducs, piles./153

Centrales A B A • B . cR c 90 jours 4B 1.2912R c 28jours 8R c7 jours322824201 61 2g4Rc 3 jours 12«41 n.251 1». Ç77S-.34n,21 n.129r v«/_ X;447 5,453C. /. Ç - S.-2 811:77/-!/•/_ CXs4 5'St41JJTfT cvv. ,9-rfl rnr-T4T».Ss42r (/•/..«rff r H" -n •-ti Tftnf 11.-32 n,74 n:23 nil 3 45:333- x.3315; 318*Ï33 2Si46 S. 34 Sx 39 s >41CV/..14 CVV.:10 CV/...12î•n j.•L••ITftl 1v. _•H TL- FW •nrn s 1 oxt257nx52511=19• n CVV.il 21its 2 SI !Si 32 b-58 b>43CVV.,13 C V/.slS CVV.,22 CVV.,17T m 1- 1 1 1 • ni h 1 A S.. 1 t200 300 40 0 500 600 200 300 400 500 600 200 300 400 5 00 600 200 300 400 500 600Résistance à la com pre s sion,enn nombre de séries d'éprouvettes - x moyenne des résistances - S écart-type - cv coefficient de variation.Fig. 6 - B. 400 non étuvé, viaducs.ti «98.253barsAvant de commenter les résultats obtenus, nousrappelons dans le tableau I les résistances nominalesexigées pour chacun des bétons. Il est ànoter à ce propos que les prescriptions hétérogènesdes différents C.P.S. relatifs à chaque nature d'ouvrage(murs, tunnels, viaducs) ont été rapidementnormalisées, par ordre de service, afin d'harmoniserles résistances demandées en fonction dudosage en ciment et non plus en fonction de lanature de l'ouvrage.TABLEAU IRésistances nominales à la compression en bars (C.P.S.)CatégoriesdesbétonsEchéancesd'écrasement3 jours 7 jours 28 joursB.300 180 230B.350 230 300B.400 180 250 350Si l'on compare à ce tableau les résultats globauxobtenus (fig. 1 à 7) en considérant leur distributionselon la loi de Laplace-Gauss, et pour une densitéde probabilité de 68,2 %, soit ± 1 écart-type, lesbétons se classent selon le tableau II.— Pour les B.300, 15,9 % des résultats à 7 jourssont inférieurs aux prescriptions du C.P.S. alorsqu'à 28 jours les prescriptions sont sensiblementrespectées dans la proportion de 84,2 %. D'autrepart, les B.300 pour les revêtements de tunnels seclassent en dernier dans leur catégorie.TABLEAU ilFourchette des résistances nominalesà ± 1 écart-type (68,2 % des résultats)Catégories eidestinationsEchéances d'écrasementdes bétons 3 jours 7 jours 28 jours 90 joursB.300Murs etouvrageshydrauliquesB.300TunnelsB.300Viaducs(fondations)174/256162/252240/350227/339168/244 259/321B.350/40Viaducs(fondationsarmées) 216/296 305/409B.350/20Viaducs(piles) 298/340 368/466B.400Viaducs(non étuvés) 210/296 290/372 411 /495B.400Viaducs(étuvés) 290/356 328/392 411/485 493/577— Les B.350 pour piles sont nettement supérieursaux B.350 pour fondations (puits armés des appuisde viaducs).— Les B.400 étuvés atteignent à 3 jours la résistanceà 7 jours des B.400 non étuvés, alors qu'à28 jours ces deux bétons, identiques quant à leurcomposition, mais différents par leur mode de traitement,sont pratiquement à égalité.154

CentralesB • C322824201 6I 2n,905=533S-.4 4- CVV.,8n538 1454S,28CV7.=6n =1125,535 —S = 42 —CVV.= 8.Un646056524«4 440363228242 0I 61 2246i =447S s 38CV/.: 9n; 20S= 539S: 29C VV. = 5n = 290x = 448S: 37CV1. z 8565248444036322824201 61 2n = 204'x- 360S= 32CV7.= Sn= 14xr. 365S= 21CV/.= 6n- 219X : 360S; 32CVV. =9j£.6 05 65 24 8444 036322 82 420I 6I 2n = 228xs 323S= 32CVV.= 10n = 32x= 329S= 36CV/. = 11flr. 260x= 323S= 33CV*/. = 10200 300 400 500 600 200 300 400 500 600 , 200 300 400 500 600Résistance à la compression,en barsn nombre de séries d'éprouvettes - x moyenne des résistances - S écart-type - cv coefficient de variation.Fig. 7 - B. 400 étuvé, viaducs.AlLLL2 - Comparaison des centralesSur la figure 8, nous avons tenté d'établir un classementdes centrales en prenant pour référenceles coefficients de variation des résultats d'essaisen compression (rapport de l'écart-type à lamoyenne). Nous n'avons bien entendu retenu queles seuls résultats d'éprouvettes ayant subi untraitement identique, notamment leur confection ettransport par les agents du laboratoire (ce qui futle cas général).On observe alors globalement des dispersions allanten décroissant depuis les B.300 jusqu'aux B.400155

B 300AMurs et ouvrages hydrauliques Tunnels Viaducs28j7 j' J7j• 28i-s28 jCentrales A B C D E A B C D E A B C D EB 350 viaducs B 400 viaducsFondations Piles * 'non étuvé étuvé ^ev en'/, i 5— 1*" "28j.—2 8)9UJ28>1 _ 1Centrales A B C D E A B C D E A B C D E A B C D E_28j.Fig. 8 - Coefficients de variation des mesures de résistance à la compression.étuvés. Nous rappelons que, d'après Walker [2],la dispersion des essais de résistances mécaniquessur béton peut s'apprécier à l'aide des coefficientssuivants : 10 % excellent, 18 % moyen, 25 % mauvais.Tous les prélèvements, conservation et essaisayant été exécutés dans les mêmes conditions, ilest permis de penser que le coefficient de variationteste dans ce cas, non pas les méthodes d'essais,mais bien les dispersions de fabrication.Une remarque cependant pour les B.400 : les coefficientsde variation des bétons non étuvés sontsupérieurs à ceux des bétons étuvés, ce qui semblemettre en cause, non les bétons puisqu'il s'agitstrictement des mêmes, mais bien la conservationdes éprouvettes sur chantier, avant stockage aulaboratoire, malgré toutes les précautions prises.Les graphiques de la figure 8 mettent égalementen évidence, pour les B.300 tunnels, la supérioritédes centrales B et C sur les centrales D et surtoutE. A notre avis, B, C et D étant des centralesde perfectionnement équivalent, la différence entreB et C d'une part, D et E d'autre part, provientdu fait que le personnel des centrales B et C étaithabitué à serrer de près les caractéristiques imposées,habitude prise lors des coulages de bétonspour viaducs. Par contre, la différence entre D et Esemble provenir de la conception différente de cesdeux équipements (nous rappelons que les deuxcentrales E sont en fait des bétonnières).Enfin, la différence entre les deux centrales B et C,absolument identiques, semble faire intervenir uncoefficient opératoire dont le personnel de conduite(et de transport) serait seul responsable.EtuvageDisposant d'un stock important de résultats pourles bétons étuvés de tabliers de viaducs, nousavons tenté d'exploiter statistiquement ces résultatsafin de tirer éventuellement certaines lois. Précisonscependant que les courbes de la figure 9 sont envérité des tendances obtenues après un certainlissage.1 - PrépriseLa préprise est le temps écoulé entre le coulagedu béton et le début de l'étuvage. Les résistancesimmédiates, c'est-à-dire dès la fin du cycle d'étuvage,sont grossièrement une fonction linéaire décroissantedu temps de préprise et l'on observeune dégression de 10 % sur les résistances entre0 à 3 heures et 20 heures environ de préprise.2 - Temps d'étuvagePour les temps d'étuvage, nous avons considéréla valeur et la durée des paliers de températures,c'est-à-dire le temps pendant lequel la températuremoyenne de vapeur s'est stabilisée entre la montée156

35 03503003000 . 3 3.6 8.9 9.12 12.15 15.18 18.21 21.24 24-27Temps de préprise.en heuresRésistances immédiates en fonction du temps de préprise.«5 5 0 55 60Durée d'étuvage.en heuresRésistances immédiates en fonction du temps d'étuvage(par classes de température).650> 360ji» 5 50« 90)4503 50250800 1200 1600 2000 2400 2S00 0Degrés x heures4 8 12 16 20Temps de montée en température maximale, en heuresInfluence de la maturité sur les résistances.Résistancesimmédiates en fonction du temps de montée en température'(par classes de résistances).Fig. 9 - Etuvage des bétons de classe B. 400.et la descente en température. Les résistances obtenuessont fonction, d'une part de la températurede vapeur, d'autre part de la durée des paliers. Cerésultat semble d'ailleurs parfaitement logique dansles plages de température et de durées d'étuvagaconsidérées.3 - MaturitéLa maturité est la somme des produits des températures,en °C, par la durée, en heures. Si lesrésistances immédiates sont fonction de la maturité(dans la plage considérée), l'influence de la maturités'amenuise avec l'âge du béton et semble mêmepasser par un maximum pour 2 000 "C/h à partir de28 jours d'âge.De plus, la figure 9 montre que la résistance desbétons non étuvés devient supérieure à celle desbétons étuvés à partir de 28 jours d'âge (différencede l'ordre de 5 % à 90 jours et 8 % à 360 jours).4 - Durée de montée en températureNous avons regroupé les résultats des résistancesimmédiates (intéressant les délais de mise en tensiondes câbles) par classes de 20 bars.On retrouve la variation des résistances en fonctionde la température mais aussi la tendance suivante: jusqu'à douze heures, il est équivalent demonter rapidement à température plus élevée oude monter lentement à température plus basse.Cela rejoint d'ailleurs logiquement les résultats descourbes, maturité/résistance. Par contre, curieusement,le phénomène semble s'inverser au-delà dedouze heures.157

Influence du filler et de l'équivalent de sablesur la résistance des bétonsNous avons décrit plus haut la méthode selonlaquelle les sables pour bétons, autres que précontraints,étaient corrigés par mélange entre unsable impropre et un sable de rivière lavé. De cefait, certains bétons ont été confectionnés, ou avecdu sable calcaire broyé pur, ou avec un mélangede ce sable et de sable de rivière. Il est donc possiblede comparer les résultats obtenus (fig. 10).Remarquons par ailleurs, pour l'un ou l'autre cas,les proportions très élevées du filler dans lessables, très au-delà des proportions normalementautorisées.Les résistances mécaniques des bétons, mesuréesdans les deux cas, sont très honorables avec cependantune certaine supériorité pour les sables bruts(résistances supérieures et coefficients de variationinférieurs). Or, les sables bruts ont un pourcentagede filler encore plus élevé que celui des sablescorrigés.Sable corrigéSable brut3f—in: 46X = 403S= 43,3CVV.= 10,7al 5Ën = 49

G. BULOTLa surveillancedes chantiers de viaducsDES instructions, d'ordre administratif aussi bienque technique, fort précises, sont régulièrementdiffusées et mises à jour en ce qui concernela direction et la surveillance des chantiers detravaux publics qui incombent au service des Pontset Chaussées. Il s'agit entre autres, des cahiers desclauses administratives générales, de l'instruction surla comptabilité de l'ingénieur subdivisionnaire, descahiers des prescriptions communes (C.P.C.), dedocuments pilotes tels que cahiers des prescriptionsspéciales (C.P.S.) types, de guides de surveillancede chantiers, etc.De telles directives, si perfectionnées soient-elles,resteraient vaines si, en particulier lorsqu'il s'agitd'une réalisation d'importance peu commune, l'onomettait de mettre en place tous les moyens de lesappliquer.C'est sur cet aspect du problème de la surveillancedes grands chantiers que le présent propos, plusparticulièrement destiné aux services des Ponts etChaussées, voudrait attirer l'attention du lecteur.Le mot surveillance est habituellement utilisé dansun sens très restrictif et ne concerne plus alors quele dernier (vers le bas) échelon de cette hiérarchie,c'est-à-dire le surveillant de chantier, l'agent qui estprésent à temps complet sur « le tas ». Ainsi limité,le sujet n'en perdrait pas pour autant son importance,sachant combien le rôle exercé par le maîtred'ouvrage est tributaire de ce niveau.La surveillance de chantier ne concerne-t-elle pasaussi tous les niveaux de la hiérarchie du maîtred'ceuvre dans son action vis-à-vis de l'entrepreneurà partir du moment où ce dernier est désigné pourréaliser un ouvrage ?Direction ou maîtrise des travaux sont certes expressionsplus flatteuses, mais une grande partie de cerôle est en fait consacrée à la surveillance du chantier,surtout lorsque celui-ci revêt une importanceexceptionnelle. Il s'agit de veiller à ce que l'entrepreneurdirige son chantier selon le contrat, lesrègles de l'art, aux prix convenus, etc.S'il ne peut aborder le problème sous son aspect leplus large, le présent propos doit, sous peine de lemal situer, s'étendre au moins jusqu'à l'échelon audessusduquel la surveillance perd le contact directavec le chantier. C'est en général le domaine del'ingénieur directeur des travaux, habituellement désignésous le terme « ingénieur » dans un marché.Analysés d'abord sous leur aspect général, dans lecontexte du service des Ponts et Chaussées, lesproblèmes de surveillance sont abordés avec de plusen plus de détails au fur et à mesure que l'ondescend les échelons hiérarchiques.L'examen critique des dispositions prises à l'égardd'un chantier de neuf grands viaducs concrétise etcomplète l'analyse générale qui le précède.159

Problèmes généraux de la surveillance de chantierSurveiller signifie « veiller avec attention et autorité ».Probablement convient-il, dans notre cas, de complétercette définition du dictionnaire en y ajoutant « etavec une compétence technique au moins égale àcelle dont dispose l'entrepreneur ». Ce terme « surveiller»est judicieux en ce qu'il exprime nettement,contrairement au mot « diriger», qu'il ne s'agit ni dese substituer à l'entrepreneur dans la conduite duchantier, ni d'endosser ses responsabilités.Que l'on doive surveiller systématiquement, à toutmoment, un entrepreneur qualifié et compétent, peutsurprendre. En fait cela est fonction du contrat.Les récentes concessions d'autoroutes à des entreprisesprivées fourniront peut-être des exemples decontrats où s'estompera plus ou moins complètementla surveillance exercée par un maître d'œuvre vis-àvisd'un exécutant.Le cas général reste celui d'un marché conclu entrel'entrepreneur et le maître d'ouvrage, qui définit dansle détail les modalités techniques et financières del'entreprise. La vérification permanente en cours dechantier d'une application conforme aux clausestechniques, la nécessité de mesurer, de convenirdes bases de paiement, de régler des acomptes aucours de l'avancement du chantier, ainsi que lesinterprétations et modifications éventuelles du marché,constituent la surveillance du chantier.Si le maître d'œuvre, en particulier lorsqu'il s'agit duservice des Ponts et Chaussées, est équipé poursurveiller et même réaliser des travaux courants :entretiens, réparations, petits ouvrages, il lui est enrevanche bien difficile de compter uniquement surson organisation habituelle lorsque se présente ungrand chantier. C'est pour cette raison que la constructionde certaines autoroutes par tronçons estsurveillée par des services des Ponts et Chausséesspécialisés et itinérants.Examinons le problème fréquent du grand chantierqui échoit au service local des Ponts et Chausséesdoté d'une implantation territoriale à demeure.L'ingénieur représentant le maître d'œuvre, et doncle maître d'ouvrage, sera l'un des ingénieurs d'arrondissementdisposant déjà d'un service organisé pourd'autres tâches qu'il doit certes continuer d'assurer.Il peut ainsi tant bien que mal faire face au démarragepuis s'équiper en personnel et moyens complémentaires,mais il aura de grandes difficultés pourobtenir à temps la création de postes de personnelstitulaires ayant la formation de la « maison », telsl'ingénieur, le technicien, le conducteur des travauxpublics de l'Etat.La, ou plutôt les subdivisions de travaux, queréclame un grand chantier, restent alors à trouver etii faut faire appel en attendant aux ingénieurs subdivisionnairesdéjà en poste qui sont équipés, soitpour des activités territoriales, soit pour des tâchesde bureau d'études. Autant dire qu'ils n'ont aucunechance de pouvoir assurer, dans les meilleuresconditions, le démarrage des travaux.Qu'il s'agisse d'un ingénieur subdivisionnaire affectéà temps partiel ou à temps plein, il lui faudra à sontour recruter la quasi totalité du personnel nécessairesur chantier, dans des milieux extérieurs auservice des Ponts et Chaussées. On en arrive ainsiau problème de la surveillance « sur le tas».Le service des Ponts et Chaussées forme desconducteurs de travaux, en nombre très limité, quisont généralement titulaires de postes dans les subdivisionsterritoriales, c'est-à-dire affectés à despetits travaux. Paradoxalement, la formation organiséede surveillants de chantier, même auxiliaires,n'existe pas, et c'est bien à ce niveau que se manifestela plus grande carence d'un service local desPonts et Chaussées vis-à-vis d'une grande entreprise.Qu'est-ce qu'un surveillant de chantier? C'est unauxiliaire de qualification d'autant plus imprécise quel'on est contraint de le recruter hâtivement. Il est lereprésentant permanent du maître d'ouvrage sur lechantier, alors que l'on se contente généralement derechercher un subalterne capable de pointer, decompter, de noter des quantités.Ses connaissances pratiques doivent s'étendre à demultiples domaines. S'il faut s'en convaincre, il n'estque de parcourir le guide-mémento de chantier pourles ponts courants (niveau 1) récemment édité par leService d'études techniques des routes et autoroutes(S.E.T.R.A.). Cet agent ne devrait-il pas connaîtretoute une littérature technique, dont les cahiers desprescriptions communes ? Ce rôle du surveillant estsi étendu que l'on reconnaît dans ce document,page 3 notamment, avoir dû limiter le sujet et prévoirdes renvois à des diffusions ultérieures (niveau 2).Donc aucune formation prévue, pas même un guidegénéral et complet pour le rôle le plus déterminantdans la maîtrise de l'œuvre. Cela sans parler de lagrande expérience que peut avoir le personnel d'encadrementde l'entreprise. Ce sont parfois des ingénieursauxquels est confronté le surveillant. Sansparler de toute l'assurance dont il doit faire preuvepour s'imposer et pour ne pas permettre aux cadresde l'entreprise de lui faire endosser des responsabilitésqui ne lui incombent pas. Sans aborder lesqualités morales nécessaires pour faire face aux tentationsque l'on devine, et qui justifieraient à ce seultitre une éducation, une formation de base.160

Organisation effective d'une surveillancedans un cas précisL'examen critique qui suit est plus particulièrementconsacré aux problèmes de surveillance du chantierengagé pour la construction des grands viaducsjalonnant l'autoroute de Menton.Les éléments caractéristiques des viaducs sont lessuivants (fig. 1 et 2) :— neuf viaducs en béton précontraint, longs de 100à 500 mètres, hauts de 30 à 80 mètres, répartis surenviron 7 kilomètres d'autoroute, en autant de chantiersaccessibles par un réseau impressionnant dechemins existants ou de pistes créées pour la circonstance;— dépense totale à l'entreprise : 58 millions defrancs ;— dépense en période d'activité maximale : 120 000 Fpar jour ouvrable, correspondant au versementd'acomptes mensuels de 3 millions de francs ;— personnels de tous niveaux sur chantier : environ300.Il faut rappeler que simultanément se sont déroulésles chantiers de tunnels et de terrassements, chacund'une importance comparable à celui des viaducs etconfiés à des groupements séparés d'entreprises.Il est édifiant de présenter ici la composition, leseffectifs, le rôle, l'organisation des divers échelonsconstituant la maîtrise de l'œuvre, sans déborder lecadre fixé au début du présent exposé.Commençons donc par l'ingénieur d'arrondissement.Lorsque le chantier lui échoit, il n'abandonne paspour autant les études et travaux qui lui incombentdéjà. Il renforce toutefois son équipement de bureaupour la circonstance, notamment par une sectioncomptable attachée uniquement au chantier. Cettedisposition, non conforme à l'organisation type desservices, ne paraît pourtant présenter que des avantages: adaptation facile aux règles comptables dumaître d'ouvrage (ESCOTA), gestion indépendanted'un budget particulier. Parmi les tâches bienconnues qui incombent généralement à l'ingénieurpour la direction d'un chantier, il en est une particulièrementlourde en la circonstance, à cause de lasimultanéité des travaux de viaducs, tunnels et terrassements,c'est celle de la coordination entre lesdifférents groupements d'entrepreneurs à partir desplannings tenus à jour pour chacun d'eux. Aucunesection spécialisée n'a pu être créée pour l'assurer,ce qui est une importante lacune.Seules, deux subdivisions de travaux peuvent êtremises sur pied au démarrage du chantier, l'une pourles viaducs, l'autre pour les terrassements, tunnelset ouvrages divers. Encore s'agit-il de subdivisionsdéjà occupées à d'autres tâches : l'une prise dansl'organigramme des Ponts et Chaussées, l'autre,celles des viaducs, étant dirigée par intérim. L'ingénieurd'arrondissement dispose, en outre, de servicesdéjà en place dans le département : le laboratoiredépartemental, le bureau d'études d'ouvragesd'art qui a d'ailleurs étudié le projet. Une sectionFig. 1 - Le Careï.Le tablier sud en construction.Fig. 2 - Sous le Garavan, rive droite.161

Un ingénieurchefde subdivisionW\\Un ingénieurtechniciende travaux\ \\ \\ \V \Unesecrétaire-dactyloUncomptableUnaide-comptable\\V Un£ conducteur\ de travaux\ J4 Quatreksurveillantsde travauxFig. 3 - Organigramme de la subdivision.topographique est constituée avec l'appui techniqued'un cabinet de géomètre privé. Le chef de cettedernière section se voit également confier un servicegénéral d'entretien du matériel affecté à la surveillancedu chantier.Ultérieurement, est accordée l'affectation aux travauxde deux ingénieurs subdivisionnaires titulaires, àtemps complet, l'un quelques mois après le commencementdu chantier crée la subdivision des tunnels,le second presque un an après, reçoit la subdivisiondes viaducs.Est-il besoin d'insister sur la nécessité d'avoir enplace le dispositif complet de surveillance dès ledébut du chantier, époque déterminante pour la suite.La figure 3 représente l'organigramme de cette subdivisiondes viaducs, hormis son chef, tout son personnela une origine extérieure au service des Pontset Chaussées et n'a pu être recruté qu'au cours dela période de commencement des travaux.Au bureauil existe :— un échelon comptable qui en fait ne tient pas lacomptabilité dévolue par les textes à la subdivision,mais travaille comme antenne du service placé àl'arrondissement dont le titulaire a seul la qualificationde comptable. Ce système, possible car il nes'agit pas de gérer un budget d'Etat mais rappelons-le,celui de la société concessionnaire de l'autoroute,présente une grande souplesse et s'adaptebien à la cadence exceptionnelle du chantier. Maisle subdivisionnaire mal informé se sent moinsconcerné par la gestion du budget ;— un échelon de secrétariat-dactylographie qui n'appelleaucun commentaire.Sur le chantierOn compte :— un technicien compétent en matière de bétonsarmé et précontraint affecté à l'ensemble du chantieret chargé de tous les problèmes délicats, notammentdes ferraillages, bétonnages et mise en précontraintedes tabliers de viaducs ;—• un conducteur de travaux aidant le technicien etexploitant les rapports et attachements des surveillants.Il manque là un élément essentiel, en la personned'un métreur assurant une liaison permanenteentre le chantier et le bureau de subdivision pourmettre au point au fur et à mesure de l'achèvementd'une partie d'ouvrage, les métrés définitifs (il fautpréciser que la plupart des tabliers sont exécutésen travail continu, ce qui implique de fréquentessurveillances de nuit) ;— quatre surveillants enfin, un pour deux viaducs,pendant les travaux des fondations et superstructuresd'appuis, puis un par atelier de construction detabliers (trois ateliers), le quatrième restant auxappuis et aux ouvrages divers. Ils disposent d'unseul véhicule pour eux quatre et de chacun unebaraque de chantier fournie par l'entrepreneur. Làencore, effectif et équipement sont insuffisants. Iln'est pour s'en convaincre que de remarquer quele volume de travaux surveillé par chacun d'euxs'élève à 16 millions. Doit-on rappeler qu'aucun d'euxn'avait auparavant exercé cette fonction !Fonctionnement de cetteorganisationComment s'exerce la surveillance du chantier des viaducs ?La subdivision est le relai entre l'entrepreneur et,d'une part l'arrondissement, d'autre part les différentsservices tels que bureau d'études, laboratoires,section topographique, etc. C'est un peu lourd, maisindispensable sous peine de n'exercer vis-à-vis' del'entrepreneur qu'une action désordonnée.Notes de calculs et plans d'exécution de détail dechaque partie d'ouvrage sont examinés par le bureaud'études qui adresse à la subdivision un projet denote de visa, c'est-à-dire une liste des plans acceptablesavec observation si besoin est. L'approbationest du ressort de l'ingénieur d'arrondissement surpropositions de l'ingénieur subdivisionnaire.Malgré la lenteur du système, l'avantage est d'utiliserdes compétences déjà en place, sans par exempledevoir doter la subdivision de projeteurs spécialisés.162

Un défaut toutefois : l'inévitable absence de contactavec le chantier empêche le bureau d'études d'examinerles nombreux plans reçus en même temps enfonction des urgences de réalisations.Les plans des fondations recueillent systématiquementles avis du laboratoire et de la section topographiqueavant approbation. Plus de 1 200 plans ontété ainsi traités.Le piquetage général, le contrôle des implantationset niveaux sont assurés, sur demande de la subdivision,par la section topographique. S'adjoindre lesservices d'un géomètre privé aussi compétent queparfaitement équipé, est, dans le cas d'un pareil site,une sage précaution.Une réunion générale de chantier a lieu toutes lesdeux semaines entre les divers services dépendantdu maître d'oeuvre, généralement présidée par l'ingénieurd'arrondissement. Elle s'attache surtout auxproblèmes délicats et nombreux de la coordination,à l'examen des travaux non prévus qui réclament desprojets complémentaires. Les instructions aux ingénieurssubdivisionnaires sont données à cette occasion.On ne saurait que multiplier de telles entrevues.Alternée avec la précédente, soit une semaine surdeux, se tient la réunion de chantier propre auxviaducs en présence du groupement d'entrepreneurs.Elle donne lieu à un compte rendu contradictoireétabli par l'entrepreneur, signé par le maître d'œuvrequi corrige éventuellement par une note d'observations.Ces documents ont valeur d'ordre de service.Un tel processus assure les discussions indispensableset maintient un bon climat. Cela adoucit lasèche et rigide recette de l'ordre de service incapabled'ailleurs de tout expliciter. Ce compte rendudevrait être rédigé par un observateur neutre, tantl'entrepreneur est tenté de transposer à son avantage.Le classique ordre de service reste une confirmationsouvent nécessaire.Chaque semaine également, l'ingénieur d'arrondissementconsacre une entrevue à l'ingénieur subdivisionnaire.Contrôles classiquesLe texte du marché principal des viaducs présentedans son cahier des prescriptions spéciales uneclause assez exceptionnelle. Elle concerne le laboratoiredépartemental qui, outre son rôle de contrôleurmandaté par le maître d'œuvre, se trouve êtredésigné comme laboratoire de l'entrepreneur. A titred'exemple, les résultats de ce laboratoire sont systématiquementexploités par l'entrepreneur pour jugerde l'aptitude du béton à recevoir la précontrainte.Le programme des contrôles systématiques ayant étédéfini par le maître d'œuvre conformément aux dispositionscontractuelles, l'entrepreneur et le laboratoiresont invités, pour gagner sur les délais deréception, à établir des contacts directs. Par exemple: l'entrepreneur appelle un représentant du laboratoirepour contrôler un stock de matériaux et cereprésentant peut, selon le résultat, agréer ou refuserl'utilisation du stock. La subdivision reste cependantinformée des demandes et des résultats et doitintervenir dans les cas litigieux.Ainsi se contrôlent les ciments en centrale, lesgranulats en carrière et sur chantier, les centralesà béton. Pour les interventions sur chantier, le laboratoiredispose d'une annexe à pied d'œuvre équipéed'une presse à béton. A titre indicatif 15 000 éprouvettesde contrôle a posteriori ont été écrasées.Les contrôles des aciers de précontrainte commencentpar une surveillance du laboratoire de la trafilerieconfiée sur place à un ingénieur du service del'équipement qui est, pour la circonstance, correspondantmandaté par le maître d'œuvre. Le refus enusine est ainsi possible. Des vérifications complémentairessont parfois demandées, notamment auLaboratoire central des Ponts et Chaussées.Contrôles dus à la particularité du chantierQuoique près de la côte, il s'agit d'un site montagneuxavec tous ses problèmes de stabilité de versant,d'hydrologie, etc. (fig. 2 et 4).L'ouverture des fouilles constitue un élément complémentairede la reconnaissance des sols de fondations,c'est pourquoi géologues et géotechniciensde Nice sont convoqués à chaque réception de• ouille qui donne lieu à un procès-verbal où figurenotamment l'avis du géologue. Ce dernier se trouvantà 30 kilomètres du chantier, la réception nepeut intervenir immédiatement malgré une transmissionrapide, d'où des risques d'éboulement qui, ende tels sites, augmentent rapidement avec le temps.Les vérifications d'implantation des fondations etappuis sont l'objet d'un procès-verbal dressé parla section topographique. Plus de 500 interventionssur place, dont 400 procès-verbaux pour réceptionde fouilles ont été nécessaires.Au cours de l'exécution des fouilles, une surveillanceparticulièrement attentive est nécessaire quant à lastabilité des versants. Les pentes abruptes des vallons,selon la stratigraphie des sols, deviennent encours de travaux plus ou moins instables et leséboulements sont à craindre. Lorsqu'un cas délicatse présente, il est fait appel à d'autres spécialisteset en particulier à ceux du Laboratoire régional deAix-en-Provence et du Laboratoire central de Paris.Les dimensions exceptionnelles des viaducs ontattiré des contrôles plus poussés que d'ordinairefaisant appel aux spécialistes déjà cités. Par exemple,les épreuves habituelles par chargement destabliers effectuées pour 110 travées ont été complétéespar une épreuve exhaustive sur une travéechoisie sollicitée notamment à la torsion. De même,des examens gammagraphiques, limités seulement àquelques sondages en divers points des câbles deprécontrainte en place dans les bétons, permettentde contrôler notamment la qualité des injections. Ilfaut enfin mentionner les divers essais dont lesrésultats expérimentaux, s'ils ne constituent pas uncontrôle aussi direct que les précédents, serventtoutefois à vérifier les hypothèses de calculs. Citonsles maquettes grandeur nature pour mesures depertes de précontrainte, par frottement, par relaxation/fluage.Ajoutons le dispositif mis en place pourmesurer le frottement latéral du sol sur un des puitsde fondation.163

iENTREPRISE : &..X..M.. OuvrageDate ..A.L.£...(A.. Elément .Y" Jm.^......£ùuù...Câble N° Type du Câble êo lLong, entre repères6.acr.uxMtiAxs.£.r.3PDate l3,..£. Ci ElémentCâble N" S A/ Type du Câble 3û f l..ilf.Û,£Z m - Type du vérin J,/}g.(o Lonq. entre repères tyfc (j/ m. Type du vérinAllong. prévu Zk.*i. mm. Pression prévue S..S..Q. bars Allong. prévu ¿9.3 m m - Pression prévue £..£.0barsPressionbarAllongement (mm)CôtéCôté zt....Total CorrigéPressionbarCôté là.Allongementa a e n°.Y" J$.M.&.....Ma>uL(mm)Côté Total Corrigéiao. H.h. Il dox?.. 31.. ..Aûjo. lì U £aa... u Il$Û0. ili Ââ.a. ili Ili4&o. ili m. 9aa. la.. 3Ç iïï.jyao Li 33 m $Ld.a m.Mi n ZM (f..û.a w 5Ç ¿$0Mo 2h 3U ZA ihJ. mé....^ù&& É.ML. lite"*../ LISila if* 10......d£*cCoJhlS.SoisLai J ŒA JJ2*T...Fig. 6 - L'imprécision de la première mesure à 100 bars est corrigée en prenant la moyenne des deux mesures suivantes (200 à300 bars). La déduction finale (ici 2 mm) correspond à une perte à l'ancrage.La subdivision de travauxExclusivement consacrée au chantier, elle exerceavant tout une action de groupe, chacun ayant desattributions différenciées. Son chef se charge detoutes les relations avec les échelons supérieurs,les autres services ou organismes de contrôle. Lesproblèmes de plannings, de coordinations avec lestravaux des autres subdivisions sont absorbants.L'application des clauses administratives et financièresdu marché demandent l'aide du comptable.Le secrétariat achemine une correspondance soutenueavec l'entrepreneur. II reste les ordres de service,les prix nouveaux, les projets de petitsouvrages complémentaires non prévus. Il a falluconstruire 50 murs de soutènement très divers, etles consolidations de versants ont nécessité220 000 mètres cubes de terrassements. La cadencedu chantier était telle, parfois, que l'on eût gagné enefficacité si délégation avait été donnée, dans descirconstances bien définies, au subdivisionnaire poursigner les ordres de service.Le technicien de chantier est en liaison étroite avecles surveillants pour leur expliquer les plans etcertains extraits des C.P.S. Il suit directement lesopérations de précontrainte — positions (fig. 5),tensions (fig. 6), injection des câbles — et inspectele ferraillage de chaque travée avant bétonnage. Gedernier n'a lieu que sur ordre écrit de l'ingénieurd'arrondissement proposé par l'ingénieur subdivisionnaire.125 kilomètres de câbles de précontrainte ontété mis en œuvre.Il faut exploiter et regrouper chaque mois les renseignementsapportés par les surveillants pourobtenir une situation cumulative en quantités parnature de prix du marché (92 prix). C'est le rôledévolu au conducteur de travaux, en plus de l'aideet des suppléances qu'il apporte au technicien, parexemple pour surveiller les postes de nuit (travailcontinu).Le surveillant de chantierSon rayon d'action, bien que limité, doit tout demême s'étendre à deux viaducs consécutifs, parfoisséparés par une distance appréciable. Il personnifiele contact permanent du maître d'œuvre avec l'entrepreneur.Ses constats sont, si possible, contresignés parl'exécutant et sont de plusieurs natures :— un compte rendu journalier systématique danslequel on trouve divers renseignements tels lesconditions météorologiques, les effectifs de l'entre-165

Prix n° ] + 4 : Déblai dansle rocher2X 0,10 = 0,75 m''7,60 + 6,23X 0,65 =26,23 + 5,59X 1,85 =24,46 itï-10,93 nï226,00 Plate.forme226,005,59 + 3.60X 1,70 = 7,81 m-23,60 + 1,90X 1,70 = 4,67 m-21.90 + 1,48Volume30.48X3,759,90X1.10 J Xr = 37,620 m10,00X1.10-Xr = 38,000 m := 189,920 m :Prix no 7 : P.V. pour puits233.40 — 216,10 = 17,30228,00 — 216,00 = 12,007b) 12,00X1.10-Xr=45,600 rrï7c) 17,30X1,10=xr=65,740 m :Fig. 7 - Gorbio, pile 1.Profil n° 4 de mesure, longueur d'application 7,50 m/2 = 3,75 m.Fig. 8 - Au premier plan, stockage d'armatures refusées.preneur et les heures de présence par qualification,les quantités de matériaux mises en œuvre, lesstocks réceptionnés, les incidents de chantier etobservations dignes d'intérêt notamment sur lesmatériels. C'est un document contradictoire qui permeta posteriori de retracer le déroulement du chantierau jour le jour ;— des attachements en quantités pour tout ce qui nepeut être vérifié après exécution, allant du simplecertificat de conformité à un plan d'exécutionapprouvé (ferraillage de tablier par exemple) jusqu'aurelevé détaillé (par exemple, démolition d'ouvragetrouvé dans les fouilles, niveau du rocher, heuresd'engins en régie, etc.).Des imprimés, différenciés par couleur, ont été misau point pour recueillir ces constats.Ce surveillant, déchargé des contrôles topographiquesessentiels comme cela a déjà été dit, n'enutilise pas moins le niveau de chantier et la chaîned'arpenteur, ne serait-ce que pour relever les profilsavant et après une fouille, lorsque la section topographiquen'a pas relevé le sol en place avantexécution. 370 000 mètres cubes de terrassementsde tous ordres ont été pris en attachement (fig. 7).Sa tâche ne se limite pas à cela, car il doit veillerà la bonne exécution des ouvrages ainsi qu'à laqualité des matériaux avec l'aide des agents dulaboratoire. Il n'a pas pouvoir de décider d'une modificationou d'arrêter un travail non conforme maisil en avise immédiatement son supérieur (fig. 8).Pour 91 000 m" de bétons de toutes natures mis enœuvre, le poids des aciers pour armatures (saufprécontrainte) atteint 6 000 000 kg.Enseignements et conclusionsLa tâche la plus écrasante pour la maîtrise del'œuvre, pendant toute la durée du chantier fut lacoordination des travaux des trois groupements d'entrepreneursdifférents, travail qui affectait chaquesubdivision puisqu'aucun échelon n'y était exclusivementconsacré (fig. 9).Les chantiers confiés à chaque groupement, furenten effet ouverts simultanément de façon à gagnersur le coût et le délai globaux de l'opération en lesrendant alternativement tributaires les uns desautres. Ainsi se faisaient les plates-formes en terrepour le lancement des viaducs, tandis que ces derniers,associés aux tunnels, simplifiaient, une foisconstruits, les mouvements des terres, cependant quel'énorme réseau de desserte du chantier était communà tous. Si bien qu'en cas de retard sur certainestâches de l'un des plannings, les doléancess'adressaient au maître d'oeuvre, et l'occasion étaitparfois belle pour tenter de lui faire endosser lesconséquences financières des habituelles sujétionsde voisinage entre entrepreneurs différents.Les économies escomptées par la simultanéité destravaux étaient sans commune mesure avec le coûtd'un échelon de coordination qui, pourtant, faute demoyens, n'a pu être mis en place. Ou bien alorsfaut-il penser que, malgré les grandes différencesde qualifications réclamées par des terrassements,tunnels et viaducs de cette importance, la solution166

Fig. 9 - Sur une plate-forme de 50 m de long, les trois spécialités se rencontrent : tunnels, terrassements, viaducs.était dans un découpage du chantier en lots géographiques,la coordination devenant alors affaire d'entrepreneurs? Cela se pratique sur des chantiersautoroutiers classiques mais l'avantage est, dans lecas qui nous préoccupe, loin d'être démontré. Lesaccès exceptionnellement difficiles et leur entretienfort coûteux seraient restés communs aux diverslots. On peut aussi penser à un lot unique.Dans les deux cas, la mise au point du marchéeut été des plus compliquées. Si de telles questionsne trouvent pas encore réponse, c'est parce que l'ontermine tout juste les premiers kilomètres d'autorouteen site montagneux, longueur infime du réseauclassique sur lequel l'attention a tout naturellementété concentrée jusqu'à présent.Le retard dans la mise en place des services desurveillance et leur sous-équipement a eu, entreautres, la conséquence suivante sur le fonctionnementde la subdivision. Le début du chantier, c'est-àdirel'époque des fondations, réclamait le plus grostravail de métrés, or il fut matériellement impossiblede les rendre définitifs au fur et à mesure de l'avancement.Ce retard initial ne fut comblé que très lentement,en l'absence d'un métreur attaché à lasubdivision.Les situations mensuelles quittaient la subdivisionsensiblement quinze jours après la fin de chaquemois de travail. Elles étaient établies d'après métrésprovisoires serrant la réalité au plus près, mais necomportaient pas de travaux terminés, faute demétrés définitifs.Plus tard, lorsque l'on régularise, il y a d'une partaccumulation de travail, d'autre part risque de dépensessupplémentaires puisque les conditions économiquesvarient avec le temps constamment dansle sens de la hausse. Cela valait certainement lapeine de faire la dépense d'un métreur.Les convictions suivantes, acquises à l'occasiond'une réalisation importante confiée, selon les modalitésclassiques d'un marché, par un maître d'ouvragefinançant les travaux, à un entrepreneur les exécutant,serviront de conclusion.167

Maître d'oeuvre et entrepreneur doivent être susceptiblesde mettre en place au moment voulu descompétences techniques et administratives comparables.Associer ces compétences pour servir unecause commune qui serait l'exécution, parfaite et auxmeilleures conditions, d'un travail public, serait unetentative très noble mais malheureusement peuréaliste.Le juste bilan d'un chantier résulte davantage del'équilibre de deux forces qui s'affrontent plutôt quede leur addition. Cela parce que les intérêts et lesbuts recherchés divergent dès la mise au point duprojet d'exécution, entre :— le maître d'oeuvre qui, devant gérer un budget eten tirer le parti le plus avantageux, commence parfaire appel à la concurrence pour obtenir les meilleursprix, puis en cours de chantier essaie de limiterles dépenses ;— l'entrepreneur qui, faisant un sacrifice pour gagnersur ses concurrents a, au cours du chantier, unsouci qui domine de loin tous les autres, celui d'augmenterson chiffre d'affaires pour compenser desprix unitaires trop étriqués.168

Tunnel de la Couplère.

M. MARECProblèmesposés au maître d'œuvrepar le percementdu tunnel du PeyronnetPOUR les raisons qui vont être explicitées ci-après, les travaux du tunnel du Peyronnet ont étéparticulièrement difficiles. Afin de les mener à bien, on a réalisé plus que jamais une collaboration,en cours de chantier, entre le maître d'œuvre et les laboratoires. Nous avons voulurendre compte de cette collaboration en présentant, sur ce sujet, deux articles. Le premier, deM. Marec, expose la suite des opérations vues par le maître d'œuvre — le second, de MM. Rochet,Panet, Gaudin et Delahaye, donne plus de précisions sur les constatations et mesures faites encours de chantier, tout en indiquant des résultats d'intérêt général pour la mécanique des roches.Le lecteur pourra trouver certaines redites d'un article à l'autre, mais ceux-ci ont été rédigéspour pouvoir être lus de façon compréhensible séparément.Le tunnel du Peyronnet, dont on trouvera la situationsur le plan général de l'autoroute au début dunuméro, présente quatre particularités qui ont renduson percement particulièrement difficile.1. Le tunnel est court, sa longueur est de 135 mètres.Donc les problèmes de tenue des têtes sont prépondérants.2. Les deux tubes sont accolés.Il n'a pas été possible, à l'est ni à l'ouest du tunnel,d'écarter les deux chaussées l'une de l'autre. Lesdeux tubes sont donc séparés par une distance de1,50 mètre, au lieu de 12 mètres habituellement.3. La couverture de sol est faible : 25 mètres aumaximum ; le talus de couverture n'est pas horizontal,mais fortement incliné, de telle façon que letunnel est soumis à des poussées obliques (fig. 1).4. Le sol présente une nature géologique détestable :il est constitué par.la série des marno-calcaires duCrétacé supérieur. Une tranchée de reconnaissance,ainsi que des affleurements de surface, ont montréqu'il était complètement tectonisé et broyé. La nappeFig. 1 - Coupe de l'ouvrage.phréatique est parallèle au versant, et est située àenviron 30 mètres au-dessous. Elle recoupe les galeriesdu tunnel.Le chantier a débuté par une attaque de tête àl'ouest. Très vite sont apparus les premiers incidents.171

Le tunnel du Peyronnet. Le tube sud vu du côté est.PremiersincidentsL'entreprise a commencé par creuser une tranchéed'accès aux galeries, avec un talus nord de 3/1 (troisvertical pour un de base). Puis elle a entrepris lescreusements de galerie en demi-section supérieure,tels qu'ils étaient prévus au marché.Dès le début du percement, on a constaté qu'il fallaitréaliser une prévoûte aussi solide que le prévoyaitla méthode du C.P.S. : cintres réticulés métalliquesrapprochés à 40 cm, béton projeté sur 50 cmou béton coffré. Mais malgré ces précautions, undébut d'écrasement s'est produit, qui a nécessitél'étaiement des deux galeries avec des butons debois.Que faire alors ?— On pouvait, soit poursuivre le percement en renforçantles structures des voûtes ? mais en les renforçantdans quelle mesure ? Et que savions-nousdes mouvements exacts de la colline ?— Soit abandonner la méthode de percement dedemi-sections supérieures, pour attaquer en petitesgaleries. Peut-être, mais l'entreprise aurait été immobiliséependant qu'elle devait effectuer le changementde matériel correspondant. Et tous les prix du marchéauraient été à redéfinir.Afin de ne pas stopper le chantier, nous avons toutde suite ordonné à l'entreprise de ne continuer quepar le percement du tube sud, en demi-section.Notre idée était de le réaliser complètement, avecsa voûte définitive et ses piédroits, afin d'asseoirensuite le tube nord sur une structure solide. Lafigure 2 donne des schémas explicitant le passaged'une méthode à l'autre. Et pendant le creusement dutube sud, nous faisions une série de mesures, dansle but de voir clair dans ce qui pouvait se passer.Tube nordTube sudTube suda) méthode du C.P.S. : percement en demi-sections supérieures; danger : on constate des poinçonnements sur lasurface horizontale AA.b) nouvelle méthode : réalisation complète du tube sud avantl'attaque du tube nord.Fig. 2 - Passage d'une méthode à l'autre.172

iMesures effectuéespendant le percement du tube sudIl y eut des mesures topographiques sur le sol, desmesures de contraintes dans les aciers de voûte,des mesures de pression sous les semelles de piédroits,et la réalisation d'une plaque d'essai.1 - Mesures topographiques extérieuresDès les premiers incidents, nous avons craint unglissement d'ensemble de la colline vers la mer.Les réflexions des habitants du lieu, sur l'instabilitédes terrains, n'étaient pas faites pour nous encourager.Aussi, nous avons installé dix-neuf repèrestopographiques, de la façon suivante :— en A, neuf repères aux abords de la crête du talusde tranchée ouest. Ceux-ci avaient pour but desurveiller la tenue du talus de tranchée ;— en B, quatre repères en divers points de la colline,à une altitude plus élevée que les voûtes dutunnel ;— en C, six repères en divers points de la colline, àune altitude plus basse que celle de la plate-formede l'autoroute.Nous avons constaté, dans les semaines qui suivaientque :— les repères C étaient pratiquement immobiles.Donc la colline était stable dans sa masse, au-dessousdu tunnel ;— les repères B étalent pratiquement immobiles, tantque le front d'attaque du tube sud ne les avait pasatteints. Donc la colline était stable dans sa masse(avant le percement des tubes), au-dessus du tunnel;— les repères A étaient animés de déplacement quiont atteint 2 à 5 cm, en quelques mois, dirigés versle sud-ouest et vers le nadir (flèches de la figure 3).Nous en avons tiré des conclusions fondamentalespour nos travaux :— la colline était stable en elle-même. Il fallait simplementéviter de la remettre en mouvement par detrop gros désordres ;AI 9 repères]Q— on pouvait poursuivre la réalisation du tube sud, àcondition de connaître les efforts auxquels il seraitsoumis, et de ne pas le dimensionner à l'aveuglette ;— pour éviter la chute du talus A, on prolongeraitles deux tubes de 20 mètres vers l'ouest et on lesrechargerait de terre, afin de créer une butée surle talus. Ce dernier point a été réalisé avec succès.Nous n'y reviendrons pas.2 - Mesures topographiques intérieureset mesures de pressionDonc nous avons poursuivi la réalisation du tubesud seul, en mettant en place certains dispositifsde mesures.RepèrestopographiquesNous avons posé des repères de nivellement à labase de la demi-voûte, au fur et à mesure de saréalisation. Ces repères situés sur le piédroit sudn'ont pratiquement pas tassé. Il en a été très différemmentde ceux placés sur le piédroit nord. Desrelevés synoptiques de leurs tassements ont étéfaits. Les phases d'avancement ont été notées surdes graphiques.Cellules de pression (cellules Glôtzl)Deux cellules horizontales ont été posées dans lepiédroit central, entre le piédroit proprement dit, etsa semelle, à 47 mètres de l'entrée ouest. Unecellule a été placée dans le piédroit sud, avec lamême disposition (fig. 4).47 mII!mU89rnTu benordTu be sudFig. 4 - Emplacement des cellules Glôtzl (vue en plan).Ainsi, on a pu, au cours des travaux, suivre parallèlementdes mesures de tassement, et des mesuresde pression : on constatait des tassements progressifs.Il est très intéressant de représenter sur un mêmegraphique le tassement du repère de piédroit centralsitué au droit d'une des cellules Glôtzl, et lademi-somme des pressions mesurées à l'aide desdeux cellules du même piédroit. L'amplitude du tassementvertical a atteint 10,2 cm.Fig. 3 - Schéma de disposition des repères (vue en plan).Parallèlement, la pression dans les cellules a augmenté,allant jusqu'à 30 bars dans le piédroit central,et restant inférieure à 4 bars dans le piédroit173

sud. Le piédroit central, qui tassait fortement,était considérablement chargé. Lorsque le percementdu tube nord a dépassé la zone des cellules,un calcul simple a été effectué et a montré que lepiédroit bétonné supportait le poids de toute la tranchede terrain situé entre les plans verticaux passantpar les axes des deux tubes. Il n'y avait pas d'effetde voûte, car la couverture du souterrain était tropfaible pour cela.Nous avons alors craint un poinçonnement du piédroitcentral, et par précaution nous avons décidéd'injecter le sol autour du tube sud, avec un coulisde mortier de ciment, et nous avons réalisé des arcsrenversés.Nos doutes, sur le poinçonnement, ont été levés ultérieurement,à l'examen du graphique des tassementset des contraintes : on a constaté que lesFig. 6 - Fissure longitudinale annonciatrice de danger.déformations étalent linéaires (fig. 5) nous étionsdans le domaine élastique. Nous n'avions pas depoinçonnement. D'ailleurs, lorsque les pressions sesont stabilisées, le tassement a cessé.3 - FissuresEn cours de chantier, des fissures sont apparuesdans la voûte. Dès le début, nous les avons équipéesde repères permettant de suivre les déplacementsrelatifs à leurs lèvres. Nous avons ensuite,systématiquement, suivi ces repères en cours dechantier (fig. 6).Il y avait des fissures transversales entre anneaux,en principe non dangereuses, et des fissures longitudinales,qui pouvaient annoncer des écrasementsde tubes.1 2 3 4 5 6 7 S 9Tassement en cmFig. 5 - Corrélation entre le tassement du repère 7G et lapression de la cellule Glotzl n° 1 dans le piédroit du tube sud.L'apparition des fissures longitudinales, autant quela lecture des tassements du piédroit central, nous adéterminé à faire des injections dans le terrain.Ainsi, les investissements progressifs de renforcementont été décidés par un examen continu du tubeen construction.Mesu res effectuéespendant le per cernent du tubeAnneauexpérimentalnordNous nous contenterons de dire que les mesuresde repères topographiques et de fissuration ont étéfaites dans le même esprit que pour le tube sud,mais qu'elles nous ont simplement permis de vérifierque la structure restait stable : les principales décisions,concernant le renforcement, avaient déjà étéprises 'à l'occasion de la construction du tube sud.Mais alors, il a été décidé de réaliser un anneauexpérimental complet, équipé de cellules Glotzl pourmesurer la pression du terrain, et de cordes vibrantesdans les bétons et sur les aciers. Cet anneaujoue un rôle important [1] pour la connaissance desétats de contraintes, mais les mesures qu'il a permisesn'ont pas été utilisées pour le chantier luimême.On a pu mesurer une ellipse de pression, degrand axe incliné à 45 esur l'horizontale, comme onpouvait le prévoir.Afin de rendre bien claires les incidences finan-174

Le percement du tube sud, voûte en bétonprojeté.Le tunnel achevé, vu de l'ouest.175

cières des décisions prises sur le chantier par lesmesures effectuées, nous citerons les chiffres suivants:Coût de chaque tube, tels qu'ils ont été réalisés(excavation + aciers de voûte + bétons projetés +bétons de voûte + coffrages divers), mais sans lessuppléments qui suivent : 5 274 800 F.Injections décidées sur le vu des tassements dupiédroit central, et des fissurations de voûte :154 800 F.Aciers de liaison entre voûte et piédroit, et entreanneaux de voûtes, dont l'installation a été décidéepour lutter contre certaines fissurations entre voûteet piédroit, et entre anneaux de voûtes : 293 200 F.Arcs renversés dans le tube sud : 258 600 F.Prolongement des tubes de 20 mètres vers l'ouest,pour tenir le talus de tranchée : 1 001 000 F, soit untotal de 6 982 400 F.Coût des mesures topographiques : 90 733 F.Coût des appareillages de mesures de contraintes,etc. (sauf l'anneau expérimental) : 12 770 F, soit untotal de 103 503 F.Coût de l'anneau expérimental : 54 370 F.Ainsi, pour une dépense en frais de mesures de1,5 % du coût du tunnel, on a pu mener à bienl'ouvrage, et éviter ce qui aurait pu être une catastrophe.BIBLIOGRAPHIE[1] Constatations et mesures effectuées au cours ducreusement d'un tunnel sous un versant prochede la limite de stabilité, thème 4, travaux souterrains,II'' Congrès international de mécaniquedes roches, Belgrade (1970).176

M. PA1METIngénieur civil des MinesChef du départementde géotechniqueLaboratoire centralL. ROCHETIngénieur civil des MinesService des tunnelsOrgane technique régional de LyonB. GAUDIND. DELAHAYEMesures en placede mécanique des rochesau tunnel du PeyronnetDonnéesgénéralesLe tunnel du Peyronnet [1] a posé des problèmesdélicats de réalisation. L'ouvrage comporte deux tubesaccolés de 135 mètres de long et de 10,70 mètresde large entre les piédroits, sous un versant, prochede la limite de stabilité, situé entre deux ravinsd'accès difficile. La couverture, au-dessus de l'ouvrage,ne dépasse pas 25 mètres au milieu du tunnelet diminue rapidement vers les extrémités. Lapente du versant est voisine de 30° (fig. 1). Cesconditions difficiles ont été imposées par une topographieparticulièrement accidentée et par la nécessitéde limiter la largeur de la p'Iate-forme en remblai,reliant l'ouvrage au tunnel de 1a Giraude, quilui fait suite en direction de la frontière italienne.Fig. 1 - Tunnel du Peyronnet, vu de la tête est.177

Le tunnel traverse des marno-calcaires du Crétacésupérieur, très fracturés, formés de bancs calcairesde faible épaisseur et d'intercalations marneuses trèshumides et parfois plastiques. En raison des déformationstectoniques importantes, les pendagesrencontrés au cours du creusement ont été très variables; les couches de marno-calcaires étaient recoupéespar deux systèmes de diaclases perpendiculairesà la stratification et comportaient des fissuresverticales ouvertes, parallèles à l'axe du tunnel(fig. 2). Cette disposition des terrains qui favorisaitles effondrements en calotte a conduit à prendre desprécautions particulières au cours des travaux.Fig. 2 - Flancs du stross montrant la disposition des marnocalcairesavec de nombreuses diaclases découpant le terrainen blocs parallélépipédiques et les nombreuses fissures verticalesparallèles à l'axe de la galerie.Importance desobservations1 - Importance des mesuresLes données géologiques laissaient prévoir une exécutiondélicate. Un ensemble de mesures et d'observationsavaient été prévu afin de suivre avec uneattention particulière le comportement des terrainsau cours de la construction du tunnel, en particulieren ce qui concernait :— les mouvements éventuels du versant dont lastabilité pouvait inspirer quelques inquiétudes ;— les mouvements et les déformations des ouvragesen cours d'exécution, en particulier le tassement deleur fondation et l'évolution des fissures apparuesdans le béton du revêtement ;— l'importance et la direction des poussées de terrainainsi que leur évolution au cours du creusement.Les observations, qui ont été effectuées pendant ledéroulement des travaux, ont constitué un précieuxmoyen de contrôle permettant de déceler rapidementtoute évolution dangereuse, et mettant à mêmele maître d'oeuvre d'apporter à temps, à la méthoded'exécution, les modifications, parfois importantes, quenécessitaient les conditions géologiques.2 - Consistance des mesuresUn programme de mesures en place a été défini dèsle début des travaux et complété au cours du déroulementdu chantier. Les observations ont été effectuéesavec une périodicité variable suivant leurnature pendant toute la durée des travaux. Un pland'avancement détaillé a été constamment tenu à jourafin de permettre un rattachement ultérieur, au178

1moment de l'interprétation des mesures, à la progressiondes diverses phases d'exécution des deuxtubes. Un graphique des conditions météorologiquesa également été tenu à jour régulièrement.Les diverses mesures ont porté sur les principauxpoints suivants :— observation de la fissure du revêtement dansle tube sud et dans le tube nord ;— tassement des piétroits et mesures des contraintesau niveau des fondations du tube sud ainsi quemesures des tassements du tube nord ;— mesures topographiques à la surface du versant ;— mesures extensométriques dans le tube sud ;— étude au moyen d'un anneau de mesure des pressionsde terrains et des efforts dans le soutènementet le revêtement de la demi-section supérieure dutube nord.Observation de la fissurationdu revêtementDes fissures sont apparues au cours des travauxdans le béton de la prévoûte du tube sud ainsi quedans le revêtement définitif des deux tubes. Leurévolution a fait l'objet d'un contrôle pendant ledéroulement des travaux afin de déceler une éventuelleaggravation des désordres.Un relevé détaillé des fissures a été dressé et tenuà jour pour chaque tube. Des étriers ont été scellésà la résine de part et d'autre des fissures en un certainnombre de points (flg. S). La mesure des déplacementsdes faces en regard des étriers était effectuéepériodiquement à l'aide d'un pied à coulisse etd'un jeu de cales. Trois types principaux de fissuresont été observés.1 - Fissures transversalesCes fissures sont localisées en général entre deuxanneaux de voûte successifs aux joints de reprisede bétonnage, qui constituent une surface de plusfaible résistance mécanique. Quelques fissures transversalessont parfois apparues au milieu des anneauxde voûte.3 - Fissures des piédroitsLors de l'excavation de la demi-section supérieuredu tube nord, en même temps que les fissures longitudinalesapparaissaient dans le tube sud, le piédroitnord de ce même tube avait tendance à avancervers l'Intérieur du tunnel en se décollant de lavoûte sous l'action des poussées dues à la voûtedu tube nord.Pour éviter ces désordres, des armatures de liaisonont été prévues au cours des travaux, en particulierdans le second tube, afin d'assurer une meilleurereprise au niveau des joints de bétonnage entreanneaux successifs ainsi qu'à la jonction de la voûteet des piédroits. En outre, les deux parties du piédroitcentral, exécutées à partir du tube sud et dutube nord, ont été solidarisées par des ancragesPerfo.Les fissures transversales résultent d'un léger tassementdes banquettes supportant la voûte après leterrassement du stross.On doit noter également quelques fissures inclinéesà 45° dans la voûte qui sont apparues lorsde l'exécution en sous-œuvre des piédroits et quitraduisent un tassement différentiel de certains anneauxde voûte.2 - Fissures longitudinalesUne fissure longitudinale s'est développée sur toutela longueur de la voûte du tube sud entre la clefet le rein côté nord. Cette fissure ramifiée parendroits en deux branches sensiblement parallèless'est propagée en direction de la tête côté Italie,depuis la tête côté Nice en suivant l'avancement del'excavation de la demi-section supérieure dans letube nord.Ces fissures traduisent le report de la charge du terrainsur la voûte du tube sud au fur et à mesure ducreusement du tube nord. Ce phénomène a étéaccentué par la dissymétrie des pressions de terrainsdue à la proximité du versant.Fig. 3 - Témoins permettant la mesure des fissures dans lavoûte du tube sud.179

Tassement des piédroitset mesure des contraintes sous leur fondationAfin de suivre les mouvements de l'ouvrage pendantles travaux, des mesures de nivellement ont étéeffectuées périodiquement en divers points des deuxtubes, sur des repères fixés à la partie inférieure dela voûte. Les tassements les plus importants (10 cm)ont été enregistrés sur le piédroit nord du tube sud.Les courbes représentatives du tassement des diversrepères, en fonction du temps, montrent une netteaggravation des tassements au moment où l'excavationde la demi-section supérieure du tube nordarrive à proximité des points de mesure, traduisantainsi le report des pressions de terrains sur le revêtementdu tube sud déjà exécuté.Par ailleurs il est apparu particulièrement intéressantd'effectuer simultanément des mesures decontraintes sous les piédroits dans une sectiontransversale du tube sud.Trois cellules de mesures (cellules Glôtzl à béton10 x 20 cm) ont été mises en place sous les piédroitsde l'anneau n° 10 situé à une cinquantaine demètres de la tête côté Nice.Les pressions mesurées passèrent rapidement demoins de 2 bars après le bétonnage de piédroits àplus de 30 bars (cellule 1) et 25 bars (cellule 2)pour les deux cellules situées du côté nord, lorsde la reprise de l'avancement dans le tube voisin(fig. 4). Les indications se sont stabilisées au voisinagede 25 bars à la fin des travaux.L'augmentation de pression dans la cellule 3, placéesous le piédroit sud, a été beaucoup plus faible,et la pression maximale n'a pas dépassé 4 bars.Les diagrammes tassement/pression, établis à partirdes valeurs du tassement du piédroit nord et despressions correspondantes dans les cellules 1 et 2,font apparaître sur les courbes une partie concaveorientée vers les pressions croissantes, qui indiqueun serrage du rocher de fondation (fig. 5). La partiepseudo-linéaire qui suit le serrage initial montrequ'il n'y a pas eu poinçonnement, bien que les tassementsmesurés aient été importants (10 cm). Enformulant certaines hypothèses simplicatrices, il aété possible d'en déduire une valeur approchée dumodule de déformation du rocher en place de l'ordrede 4 000 bars. Des essais de plaque avaient conduità des valeurs plus faibles (1 500 à 2 000 bars) parsuite du remaniement des terrains au voisinage dela paroi de l'excavation.s 100123456789 10Tassement en cm3 20Cl42 34 56789 10Tassement en cmFig. 5 - Courbes tassement/pression sous le piédroit nord dutube sud.M60£1Fig. 4 - Evolution de la pression à la base des piédroits et tassement de la voûte du tube sud.180

Mesures topogra es à la surface du versantLes mouvements superficiels du versant, entraînéspar le creusement de l'ouvrage, ont été suivis grâceà une quinzaine de repères topographiques. Toutefois,par suite des difficultés des levers topographiquesdans un relief particulièrement accidenté, iln'a pas été possible d'implanter des repères à hauteursuffisante sur le versant pour apprécier la zoneinfluencée par le creusement du tunnel.lèles à la ligne de plus grande pente du versant. Lesdéplacements les plus importants (une quinzaine decentimètres) ont été mesurés sur les repères situésau-dessus et à proximité immédiate du tunnel. Parcontre, les mouvements des points situés au-dessousde l'ouvrage sont restés très faibles (fig. 6). Cesrésultats particulièrement intéressants montrent qu'iln'y a pas eu de mouvement d'ensemble susceptiblede compromettre la stabilité du versant.:ionFig. 6 - Mouvements superficiels mesurés sur le versant.Anneau de mesure du tubenord1 - Constitution de l'anneau de mesureLes déplacements mesurés sont sensiblement paral-Lors du creusement du tube sud, des extensomètresà cordes vibrantes avaient été mis en place suivanttrois profils transversaux de la demi-section supérieure,soit : deux cintres métalliques et un anneaubétonné comportant chacun trois cordes vibrantes.Ces premiers résultats ayant mis en évidence desdéformations assez importantes des cintres, il estapparu intéressant de prévoir l'exécution d'un programmede mesure plus complet dans le tube nordafin d'étudier l'importance et l'orientation des pressionsde terrains, leur évolution au cours des travauxainsi que les efforts auxquels se trouvaient soumisle soutènement et le revêtement de l'ouvrage.Un anneau de mesure d'une longueur de 4 mètresa été réalisé à cette fin dans le tube nord, sensiblementà égale distance des deux têtes (fig. 7). Ilcomprenait huit cintres réticulés, numérotés de 1 à8, espacés de 0,50 mètre. Les cintres numéros 2, 5et 8 et un anneau bétonné compris entre les cintresnuméros 7 et 8 ont été équipés (fig. 8).181

a) Cintre n'2 PM: 70,05Cintres n os 2 et 8 (fig. 8 a et c)Ces cintres ont été équipés de cinq séries de troiscordes vibrantes Télémac SB 141 fixées sur lesbarres d'intrados et d'extrados constituant les armaturesprincipales du cintre. Le calage des cintrescontre le terrain était assuré par des blocs de calcaireet le béton projeté.d) Anneau bétonneCogpe CCCintre n° 5 (fig. 8 b)L'équipement du cintre n° 5 était plus complet etcomportait : sept séries de trois cordes vibrantesfixées sur les armatures principales du cintre commedans le cas précédent, et dix cellules Glôtzl à béton10x20 cm.Les cellules Glôtzl ont été mises en place entredeux plaques de béton placées entre le terrain etl'extrados du cintre avec interposition d'une plaqued'acier de 5 mm d'épaisseur au contact de celui-ci(fig. 9 et 10). Deux cellules ont été disposées sousles semelles du cintre pour déterminer la composanteverticale des réactions d'appui. Deux autresont été mises en place à la base des pieds ducintre pour mesurer la composante oblique. Les sixautres cellules ont été placées à la périphérie ducintre.Le calage des cellules Glôtzl contre le terrain assuraitun appui préférentiel au droit de celles-ci.Anneau bétonné (fig. 8 d)Fig. 8 - Constitution de l'anneau de mesure.Le programme d'étude prévoyait de noyer des cordesvibrantes dans la voûte définitive. Des contraintesde chantier conduisent à alléger le programmeinitial, et à effectuer une mise en place hâtive de182

Fig. 9 - Cellule Glôtzl disposée entre ses deux plaques debéton, prête à être mise en place.Fig. 10 - Plot d'appui constitué par une cellule Glôtzl prise ensandwich entre deux galettes de béton (cintre n° 5).sept séries de deux cordes vibrantes Télémac C 90entre les cintres n°s 7 et 8. Leur positionnementassez approximatif a rendu plus délicate l'interprétationde ces mesures.2 - Interprétation des mesuresLe relevé des indications fournies par tous les capteursde l'anneau de mesure a été effectué plusieursfois par semaine et poursuivi pendant toute la duréedes travaux.Le dépouillement de ces mesures a comporté deuxaspects :— étude de l'évolution des indications fournies parles extensomètres et les cellules Glôtzl en fonctiondu temps en liaison avec l'avancement des travaux ;— interprétation de ces mesures afin d'en déduireune indication de l'importance et de l'orientation despressions de terrains à différentes périodes correspondantaux principales phases d'exécution des travauxdans le tube nord.Influence des phasesd'exécutionL'étude de l'évolution des mesures en fonction dutemps souligne de façon particulièrement nette l'influencedes différentes phases d'exécution des travauxsur les pressions de terrains et les effortssupportés par le soutènement et le revêtement del'ouvrage (fig. 11J.— La reprise du creusement de la demi-section supérieure,à partir de l'anneau de mesure, entraîne unaccroissement rapide des pressions de terrains. Cephénomène s'atténue avec l'éloignement du front detaille et n'est pratiquement plus sensible lorsque ladistance entre celui-ci et l'anneau de mesure atteintune trentaine de mètres.— Le terrassement du stross et l'exécution en sousœuvredes piédroits entraînent un accroissement progressifdes poussées lorsque le chantier s'approchede l'anneau de mesure.La reprise en sous-œuvre de l'anneau de mesureentraîne un brusque déchargement de la voûte, suivid'un accroissement des poussées qui va en s'atténuantà mesure que le chantier s'éloigne.Les différentes courbes expérimentales semblent sestabiliser au bout de trois mois environ.Détermination de la pression des terrainssur l'ouvrageLa distribution des poussées s'exerçant sur la demisectionsupérieure du tube nord a été déterminée enexploitant essentiellement les indications fournies parles cellules Glôtzl. Par suite des irrégularités ducontour excavé et de la déformabilité des cintresréticulés, certains points de contact du terrain et ducintre sont apparus entre les blocs contenant lescellules Glôtzl. Celles-ci n'ont permis de mesurerque la composante normale des efforts transmis aucintre par les blocs de mesure. Les réactions d'appuiont pu être déterminées à partir des mesures descellules placées aux pieds des cintres.Les courbes moyennes de distribution des pressionsde terrains ont été déduites de ces mesures parle calcul, en assimilant les cintres à des arcs à deuxarticulations, et en s'efforçant de tenir compte dansl'interprétation, sous certaines hypothèses, des élémentssuivants :— l'existence de zones de contact entre le terrain etle cintre, situées entre les cellules ;183

80G5G6GA//—/G2G5G1C/ttGi, /AS//>- j.r////;£-± •4- -#- t- -r/ "* I\ \ \//(/y'\> \ (//â\ VT"4y/G5G1G10G230 10Tête estAnneauexpérimentalCINTRE N°51f s -, \ j( \ \ \Tete ouestAvancement demi-sectionBétonnagevoûteExcavation,bétonnagepiédroits sud•Excav ation ,bétonnagepiédroits nordJuin Juillet Août SeptembreFig. 11 - Variation de la pression dans les cellules Glôtzl en fonction du temps.Octobre184

— la mobilisation de la réaction d'appui, côté sud,dans une zone située assez nettement au-dessus dela base du cintre, les cellules G 8, G 9 et G 10situées à la partie inférieure du cintre n'ayant enregistréque des valeurs très faibles ;— l'existence d'une composante tangentielle à lapoussée des terrains sur le soutènement.Par suite de la trop grande déformabilité des armaturesdes cintres réticulés, les résultats fournis parles extensomètres à cordes vibrantes sont plus confuset permettent difficilement d'aller au-delà d'uneinterprétation qualitative. Toutefois, les premièresmesures extensométriques pour lesquelles les déformationsdu cintre restaient assez faibles, ont conduità un accord satisfaisant avec les valeurs de l'effortnormal et du moment fléchissant, calculées à partirdes courbes de poussée définies précédemment.Les courbes de distribution des poussées sur lademi-section supérieure du tube nord ont une formeapproximativement elliptique, la direction de la pousséemaximale étant inclinée de 30° environ sur laverticale (fig. 12). Cette direction correspond sensiblementà la direction des poussées dans un versantà 30° en état d'équilibre limite. Toutefois, sans êtrepour autant négligeable, les poussées mesurées sontbeaucoup plus faibles.L'étude des courbes de poussée montre que la dissymétriedes poussées, entraînée par la proximité duversant, fait apparaître une réaction d'appui très inclinéeen direction du tube sud, entraînant une surchargede la partie nord de sa section transversale(partie nord de la voûte et piédroit nord). Ces résultatsconcordent avec les observations qui ont étéfaites en ce qui concerne la fissuration et les tassementsdans le tube sud.ConclusionLes mesures et les observations qui ont été effectuéessur le chantier du tunnel du Peyronnet répondaientau souci du maître d'œuvre d'assurer unesurveillance attentive du comportement des terrainspendant l'exécution des travaux. Les informationsqu'elles ont fournies ont conduit à plusieurs reprisesà des modifications importantes de la méthode d'exécution,parmi lesquelles il convient de citer : l'abandondu creusement simultané des deux tubes et lereport de l'exécution du tube nord après l'achèvementdu tube sud, l'exécution d'une prévoûte bétonnéedans le tube sud ainsi que la réalisation dansle tube nord d'une prévoûte en béton projeté suiviedu bétonnage à l'avancement, le renforcement dela fondation du piédroit central par des injectionset l'exécution d'anneaux renversés dans le tube sud.185

Par ailleurs, les mesurés topographiques ont permisde s'assurer que le déroulement des travaux n'entraînaitque des mouvements localisés qui ne mettaientpas en cause la stabilité du versant. Lesdivers dispositifs de mesure qui ont été mis en placeont constitué un moyen de contrôle efficace dontles indications ont été particulièrement utiles pourla conduite des travaux.D'une façon plus générale, les mesures qui ont étéeffectuées sur le site du Peyronnet ont permis dedégager des résultats importants pour la compréhensiondes phénomènes qui apparaissent au cours del'exécution des travaux. En particulier, ces mesuresont permis de mettre en évidence la variation despressions de terrains auxquelles sont soumis le soutènementet le revêtement, en fonction de la progressiondes phases successives de travaux dansla galerie.Le temps et la méthode d'exécution apparaissentcomme des facteurs importants, et les sollicitationsles plus défavorables peuvent apparaître pendant lesphases intermédiaires de la construction. Ces étudesont également souligné la dissymétrie des pousséesprovoquée par la proximité d'un versant proche dela limite de stabilité, et l'effet défavorable qui enrésulte en ce qui concerne la distribution descontraintes dans l'ouvrage.Ces divers résultats soulignent l'intérêt de tellesmesures et l'importance qu'il convient d'accorder audéveloppement de l'expérimentation en place quiconstitue, à la fois un moyen de surveillance pourle maître d'oeuvre et un moyen d'étude indispensablepour parvenir à une meilleure connaissance, et, parsuite, une meilleure prévision du comportement desterrains.BIBLIOGRAPHIE[1] Roc.HKT I,., Le coût des tunnels et les apports dela mécanique des roches, Bull, liaison labo. P. elCh. 50, Réf. 964, Journées du comité français demécanique des roches de mai 1970, p. 66-68.186

L. SALVAIngénieur divisionnaire des T.P.E.Elève à l'Ecole nationaledes Ponts et ChausséesReprise d'un effondrementdans la galerie norddu tunnel du SanatoriumTechnique de percement adoptée pour les tunnelsL'entreprise O.F.E.E., adjudicataire des travaux dudeuxième lot de tunnels, avait à construire en particulierles galeries nord et sud du tunnel du Sanatorium.Ces galeries étaient longues respectivementde 248 mètres pour le tube nord et de 224 mètrespour le tube sud.Beton projeté1/2 section supérieurephase 1Beton projetéLa technique adoptée pour le percement des tunnelsde l'autoroute A 8 s'est inspirée de la méthode dite« italienne ». Cette méthode peut se résumer ainsi(fig. 1) ••Phase 1Excavation de la demi-voûte supérieure. Le soutènementprovisoire étant assuré par des cintres métalliquesréticulaires de 360 kg, liaisonnés par ungrillage de protection et une carapace de bétonprojeté.Phase 2L'excavation précédente étant complètement terminéesur l'ensemble de la galerie, bétonnage de Jademi-voûte supérieure.Phase 3Ouverture du stross.Phase 4Excavation et coulage concomitant des piédroits parplots de 5 mètres alternés.Coffrage métallique „.Cintre réticule'glissant- - - - •Ceree en Iisupérieure1/2 section supérieure0 /balletteen betonpour guidage descoffrages ofmantsCoffrage métalliquedemi-circulaire de5m de longueurphase 2 phases 3 et 4Fig. 1 - Phases successives d'exécution des travaux en galerie.187

Déroulement du chantierPercement de la galerie nordLa phase 1 des travaux s'est déroulée normalemententre le 17 février et le 20 septembre 1968, en septmois.Les terrains rencontrés étaient constitués de flyschs,c'est-à-dire d'une alternance très nette de bancs degrès gris friables et de marnes. Les pendages deces couches étaient très proches de la verticale etsouvent parallèles à l'axe du tunnel, ce qui se traduisit,en cours de chantier, par des hors profils assezimportants. Des suintements furent signalés çà etlà en cours de travaux, sur les fronts d'attaquessuccessifs (fig. 2).— le pendage des couches était subvertical (75" à85°), la direction de la stratification étant sensiblementcelle de la galerie. Ce qui fait que cette sucàla tête ouest de la galerie. Il avait construit enconséquence les deux banquettes de guidage de cecoffrage, afin de commencer la phase 2 des travaux.C'est alors que le 5 octobre 1968, 44 mètres degalerie environ furent ensevelies dans un éboulement.Heureusement, sur le chantier on fut alertédans la matinée par des craquements très caractéristiqueset des flambements anormaux des cintresréticulaires.Le soutènement de cette nature de terrain fut exécutéà l'aide de cintres réticulaires métalliques de360 et 550 kg, espacés en moyenne de 0,80 à 1,20mètre d'axe en axe.Les hors profils anormaux, ou cloches ponctuellesqui se produisirent en clef de voûte en cours dechantier furent coffrés et bourrés jusqu'à refus, àl'aide d'un béton dosé à 200 kg mis en œuvre aumoyen d'un placy traditionnel.Ces petits incidents, courants en travaux souterrains,s'étaient déjà produits pour des galeries voisines,et rien ne laissait présager un effondrement sur cetouvrage particulier.L'entrepreneur s'apprêtait donc à disposer, à la finde la phase 1, le coffrage métallique demi-circulaireFig. 2 - Coupe géologique type du terrain dans la zone del'éboulement.Genèse del'incident1-Situation du chantier le 6 octobre au matin(fig. 3 et 4)Le maître d'œuvre se trouvait donc en présenced'une galerie obstruée dans sa demi-section supérieuresur 44 mètres environ (fig. 5). La galerieintéressée s'était éboulée dans une section où lacouverture était assez faible et comprise entre 10et 28 mètres.2-Explication du phénomèneLe phénomène difficile à prévoir pouvait s'expliquerde la façon suivante :^~ le terrain naturel au droit de l'éboulement étaitconstitué, nous l'avons dit, d'un flysch oligocène seprésentant sous la forme d'un millefeuille de couchesde grès et de marnes alternées ;Flg. 3 - Profil en long du terrain aprèsl'éboulement.188

1Fig. 4Vue en plande la zone effondrée.NICEcession de plis verticaux pouvait être comparée,d'une façon schématique, aux feuilles d'un livre serréesl'une contre l'autre et dont la stabilité n'étaitassurée que par le phénomène de cohésion et decompression dû à l'effet de voûte de l'ensemble dela couverture.Deux paramètres défavorables ont joué dans le mêmesens :— des précipitations atmosphériques exceptionnellesqui s'infiltrèrent le long des marnes d'autant plus facilementque la couverture était faible et du fait dela perméabilité des terrains adjacents (grès friables) ;— les ébranlements de l'ensemble du massif, occasionnéspar l'excavation du stross du tube sud voisin,distant de la galerie intéressée d'une vingtainede mètres environ.Sous ces effets défavorables, il était logique qu'unetranche de terrain limitée par deux plans parallèlesverticaux de marnes noires formant glissoires ait eutendance à se désolidariser par gravité* et occasionnâtle phénomène observé (fig. 6).Fig. 5 - L'éboulement vu de l'ouest.Fig. 6 - Vue de la surface d'une couche de marnes ayantformé surface de glissement.189

SolutionsenvisagéesUne galerie éboulée, un chemin départemental situéau-dessus du tunnel en bordure de l'effondrement,vital pour le village de Sainte-Agnès et interdit à lacirculation, un dimanche matin, que fallait-il faire ?L'ouverture de la chaussée sud de l'autoroute à lacirculation présentant une priorité absolue dans ledéroulement des travaux, il fut décidé, d'un communaccord avec l'entreprise O.F.E.E. intéressée, de surseoirprovisoirement à la reprise de cette zone éboulée,de manière à porter tous les efforts de l'entreprisesur la chaussée sud d'une part, et afin demieux étudier les différentes techniques possiblesque l'on pouvait envisager d'appliquer dans cettezone, d'autre part.Cependant, des mesures provisoires de premièresurgences furent adoptées :1 - Elargissement du chemin départemental au droitde la zone intéressée, de manière à court-circuiter laportion de chaussée lézardée au cours de l'incident,et déviation de la circulation. Cette opération futmenée à bonne fin dans les 48 heures.2 - Remplissage immédiat des vides résiduels : cavernes,cloches existant dans la zone intéressée.A cet effet, il fut convenu :a) de construire deux masques d'arrêt à chaque extrémitéde la zone éboulée, de manière à rendre étanchela zone considérée ;b) d'injecter du sable sous pression à l'aide d'unjohnny dans les vides accessibles qui se trouvaientdans le gabarit de la galerie, au moyen de tubagesmétalliques glissés horizontalement à travers lesmasques d'arrêt ;c) de bétonner au placy dans la galerie le volumemaximal possible du vide résiduel correspondant àla cloche surplombant le cône d'éboulement ;d) de bétonner, par gravité et à l'air libre, toutes lesfissures et effondrements superficiels observés surle talus de la route de Sainte-Agnès.Coupe tn long1. La demi-voûte supérieure estbétonnée jusqu'au masque d'arrêt.2. On excave le stross sur unedemi-chaussée 1 et on bétonne lepiédroit correspondant 2 de 2,50 mde longueur. L'accès au front del'éboulement se faisant par l'autredemi-chaussée/rampe 3.4. Sur l'autre demi-chaussée, onexcave le stross 5 et on bétonnele piédroit correspondant 6.3. On rétablit la rampe 3' au droitde 2 et on bétonne l'anneau supérieursuivant 4 de 5 m de longueur.5. Sur la demi-chaussée initiale, onexcave également en parallèle lestross 5' et on bétonne le piédroit6'.Il y a ainsi toujours un décalaged'un anneau de 5 m de long entrele front d'attaque et le chantier destross et les piédroits.Fig. 7 - Reprise des travaux dans l'éboulement.190

XLes opérations c) et d) précitées se soldèrent parla mise en œuvre respective de 123,200 et 77,500 m 3de béton.Par crainte de voir se généraliser le phénomène surles sections voisines jouxtant l'éboulement, il fut demandéà l'entreprise de monter de toute urgence,deux coffrages métalliques demi-circulaires au droitde chacun des deux masques, afin de bétonner leplus vite possible la voûte définitive de part et d'autrede cette zone sensible.Les deux premiers anneaux, au droit des masques,durent être montés au milieu des étais, butons, appuisdivers qui soutenaient artificiellement les cintresmétalliques voisins. Nous devons reconnaître à cetteoccasion que le personnel de l'entreprise fit preuved'un esprit d'initiative et de dévouement fort louableen pareille circonstance. Le bétonnage complet de lademi-voûte supérieure fut terminé sur la totalité dela galerie, de part et d'autre de la zone éboulée entrele 9 octobre et le 27 novembre 1968.A cette époque, la technique de reprise de l'avancementdans cette zone n'ayant pas été décidée et, afinde ne pas perdre de temps, il fut demandé à l'entreprisede construire également la totalité des piédroitsdans la galerie intéressée. A cet effet, il fautsignaler que l'ouverture du stross correspondant sefit avec de nombreuses précautions, par avancementssuccessifs du front, par éléments de 5 mètres et pardemi-chaussée, l'accès au front de taille de l'éboulementse faisant par l'autre demi-chaussée (fig. 7).Ces opérations de construction des piédroits furentmenées parallèlement, en même temps que la reprisede l'éboulement, au moyen de deux chantiers indépendants.Reprise de l'avancementdans la zoneéboulée1-Vides résiduels restant en place dans lesterrains éboulés après les opérations c et dprécitéesDiverses considérations ont permis d'estimer le volumede ces vides à 840 m 3 .2-Consultations de divers spécialistesLa reprise de l'avancement dans cette zone ébouléeprésentait, pour le maître d'œuvre, une difficulté certaineà cause de son originalité.Il fallait donc s'entourer de toutes les précautionsnécessaires, en demandant l'avis de personnes faisantautorité en pareille matière, afin de ne pascommettre d'impairs.Laboratoire central des Ponts etet MécasolChausséesDeux réunions d'information se tinrent respectivementle 3 décembre 1968 sur le chantier à Mentonet le 5 janvier 1969 à Paris au L.C.P.C. en présencede :M. Florentin, ingénieur en chef de Mécasol ;M. Legrand, ingénieur en chef des Ponts et Chausséesau L.C.P.C. ; M. Panet, ingénieur civil desMines au L.C.P.C. ; M. Marec, ingénieur des Pontset Chaussées, directeur des travaux de l'autorouteA 8.Au cours de ces réunions, certains principes furentproposés :a) Remplacer les masques en bois existants par desmasques en maçonnerie dans lesquels seraient aménagésdes trous circulaires destinés à laisser passerdes forages horizontaux.b) Creuser des forages horizontaux de 25 mètres delongueur de part et d'autre de l'éboulement, en remarquantqu'il y aurait recouvrement des extrémitésde ces forages (2 x 25 m > 44 m). Ces forages horizontauxpermettraient le remplissage des vides résiduels,dans le gabarit de l'ouvrage, à l'aide d'un mortiercomposé de ciment, de sable et de bentonite. Lacomposition détaillée de ces mortiers devant êtreprécisée par M. Florentin. Les derniers forages enclef de voûte seraient légèrement inclinés vers lehaut, de façon à intéresser la partie des vides jouxtantl'extrados de la voûte.c) Traiter le terrain en parapluie par injections ausilicate tous les 4 mètres de galerie. Il était entenduque si une injection donnée au silicate s'avérait tropabondante, on repasserait au remplissage au mortierde bentonite préalable avant de terminer l'injectioncorrespondante au silicate.d) Avancer par enfilage, ou bien, plus simplement,par pose des cintres HN directement dans la massesuivant le cas, par anneaux successifs de 3,75 mètresde long.e) Bétonner la voûte définitive par éléments successifsde 3,75 mètres de long.f) Lorsque l'anneau de 44 mètres aurait été bétonné,certains souhaitaient que l'on entreprît des injectionssystématiques derrière la voûte au moyen d'un coulisde ciment traditionnel.g) Déblayer et débroussailler le talus de la routeintéressée par l'éboulement.h) Remplir par gravité à l'air libre les cloches visiblesavec du sable ou du gravillon.Avis du professeur Mastropietro,italien en travaux souterrainsspécialisteLe professeur Mastropietro a visité le chantier le5 décembre 1968. Au cours de la consultation etaprès examen des plans et profils qui lui furent communiqués,il préconisa la technique suivante :1. Débroussaillage, élagage complet du talus de laroute de Sainte-Agnès où l'éboulement était visiblesuperficiellement de façon à mettre à nu latotalité des parties éboulées.191

2. Aménagement d'une piste d'accès vers la partieinférieure du chantier où nous avions noté unecouverture de l'ordre de 10 mètres au-dessus dela zone éboulée.3. Transport d'une sondeuse à pied d'oeuvre.4. Lancement d'une campagne de forages verticauxen utilisant une technique spéciale qui a fait l'objetd'un brevet Solétanche : les sondages avec« tubes à manchettes ».La figure 8 explicite cette technique ; les coulissuccessifs à employer devaient être à richesseprogressive en ciment :a) un coulis de trois parties de sable (0/1) pour unepartie de ciment (en poids),b) un coulis de deux parties de sable (0/1) pour unepartie de ciment,c) puis un coulis plus fin où les sables 0/1 étaientremplacés par le sable très fin de la Roya (0/0,4 mm),d) un coulis au ciment pur,e) si nécessaire, on terminait par une injection auxsilicates et acétates d'éthyle.D'après le professeur Mastropietro, il n'était pas indispensablede traiter la totalité des terrains recouvrantle gabarit de l'ouvrage ; on pouvait se limitereffectivement à une épaisseur totale de 6,50 mètres :6 mètres au-dessus du gabarit (D/2 x 6 m), 0,50mètres à l'intérieur du gabarit.Les forages devaient traiter également le terrain latéralementau gabarit (points F et G de la figure 9).Après la fin de l'injection dans un forage donné, letubage devait être laissé en place de façon à pouvoirrevenir ultérieurement pour une injection de finitionau moment de la reprise de l'excavation au droitde la section considérée. La densité des forages enplan a été reportée sur la figure 10. Ces injectionsse faisaient de bas en haut.5. La campagne d'injections étant terminée jusqu'à« refus », reprise de l'excavation côté Italie partranches successives de 3,75 mètres de longueur.Dès que l'excavation était terminée sur 3,75 mètres,on avançait le coffrage glissant et on bétonnaitun anneau de 3 mètres, etc.6. D'après le spécialiste, si la campagne d'injectionsétait effectuée dans de bonnes conditions techniques,on devait « passer » sans enfilages àl'abri de cette dalle de 6,50 mètres d'épaisseur.Cependant, il fallait prévoir néanmoins quelquescintres HN en cas de passages difficiles.7. Au cours de l'avancement de l'excavation, si onrencontrait un terrain anormal, il faudrait, avantd'utiliser les cintres HN, effectuer de nouvellesinjections afin de traiter une nouvelle fois les terrainsvoisins ; c'est dans ce but que les tubagesde la campagne initiale devaient être laissés enplace.Avis de l'entrepreneurL'entreprise proposait, quant à elle, une solutionmixte qui consistait à retenir l'essentiel des deuxméthodes précitées, à savoir :— colmatage « à refus » des vides résiduels à l'aided'injections gravitaires par le haut,— traitement préalable du terrain en place en galeriedans toute la couronne périphérique du frontd'attaque, à l'aide d'une auréole traditionnelle enparapluie,— enfilages à l'aide de cintres HN.Arrivée du coulisd'injectionFig. 8 et 9 - Solution du Professeur Mastropietro.192

NICE• En résumé, tous les avis convergeaient sur lanécessité préalable de colmater au maximumles vides résiduels, puis de traiter le terrain enplace à l'aide de coulis d'injections de plusen plus riches, et enfin de tenter l'excavation àl'aide de cintres HN lourds, en vue de s'assurerd'un coefficient de sécurité confortable.-• Enfin, l'unanimité se faisait pour coiffer l'ensemblepar une dernière campagne d'injectionsde collage en vue de solidariser définitivementle béton de voûte au terrain naturel remanié.Le seul point de divergence des spécialistes consistaitdans la façon de traiter ces terrains. Les uns, ycompris l'entreprise, préconisaient des injections gravitairessous pression relativement réduite (3 barsmaximum) effectuées par le haut à l'aide de forationsverticales, les autres préconisaient un traitementdu terrain éboulé en place par l'intérieur dela galerie à l'aide d'injections en parapluie tout autourde la couronne.3-Choix du maître d'oeuvre. Solution adoptée- 12mII T ALI EFig. 10 - Solution adoptée : disposition en plan des pointsd'injection dans le gabarit de la galerie (Cf. fig. 11).Le maître d'oeuvre, responsable de l'ouvrage se trouvaitdevant un dilemme :— Reprendre au plus vite l'exécution des travauxaprès avoir établi un choix parmi les différentes techniquesproposées.— Essayer de minimiser la dépense correspondantequi était imprévue dans ses prévisions budgétaires.— Ne pas prendre de risques inutiles qui pouvaients'avérer catastrophiques par la suite.— Mais tout de même il fallait «oser» en prenantun risque réfléchi qui pouvait être abandonné surl'heure si les événements « tournaient mal ».Pour des raisons évidentes d'économie, on devaitessayer d'éviter à tout prix d'une part le traitementsystématique de la couronne périphérique du gabarità l'aide d'une auréole d'injections au silicate effectuéesen parapluie, à l'avancement du front d'attaqueet les enfilages systématiques, d'autre part.C'est en fonction de l'ensemble de ces considérationsque la- solution définitive, exposée ci-après, futadoptée.PremièreopérationIl fallait, dans un premier temps, comme l'avait prévule Professeur Mastropietro, commencer le traitementdu terrain par le haut et par gravité, en prenant lerisque d'installer une sondeuse au droit des terrainséboulés plus ou moins stabilisés.IFig. 11 - Solution adoptée : disposition des sondages encoupe (Cf. fig. 10). Les points A,, B, et C, matérialisent lesprofondeurs limites respectives des forages 2, 1 et 3 audessousdesquelles il ne fallait pas descendre afin de ne pasrisquer de trouver du coulis d'injection dans le gabarit même.C'était peut-être un pari ; mais dans la mesure oùl'entreprise titulaire du marché, était disposée à tenter« le coup » et à prendre un risque, il fallait essayer.Par ailleurs, on était tenté de le faire, comptetenu des facilités relatives d'accès sur la partie supérieuredu terrain éboulé à partir de la route deSainte-Agnès.Cependant, il ne fallait pas traiter le terrain dans legabarit de l'ouvrage, mais se limiter à sa périphérie(fig. 11). En effet, on risquait de devoir repiquerle coulis d'injection si l'on descendait trop bas.193

A cet effet, le choix du coulis d'injection présentaitune très grande importance pour la suite des opérations(Cf. § « Choix du coulis d'injections »).DeuxièmeopérationLe colmatage des vides étant ainsi assuré au maximum,et le terrain en place plus ou moins traité complètementà l'aide du coulis d'injection, il fallait, toujourspar mesure d'économie, essayer de reprendrel'avancement à l'aide des cintres métalliques triangules« type lourds » de 550 kg, quitte à les rapprocheret à remplir systématiquement ces cintres debéton projeté de manière à obtenir une véritablepoutre armée.Il était entendu qu'en cas de passage très difficile,on pouvait toujours faire appel au traitement localisédes terrains à l'aide d'injections en parapluie et auxcintres HN lourds suivis d'enfilages.L'intérêt de cette technique consistait donc à essayerau maximum une méthode connue avec prix unitairesexistant au bordereau de prix du marché (cintres réticulaireset béton projeté) et de garder en réserve laméthode onéreuse dont l'application nécessitait aupréalable la mise au point d'un bordereau de prixsupplémentaires avec tous les aléas que cela comporte.TroisièmeopérationIl était entendu avec l'entreprise que la voûte définitivesur la demi-section supérieure serait bétonnéeégalement à l'avancement par plots successifs de3 mètres dès que le front d'attaque aurait avancé de3,75 m et cela dans un souci évident de stabiliseret consolider l'ouverture du front au plus près.QuatrièmeopérationEnfin, il était convenu que, comme l'avaient préconiséles différents spécialistes, le bétonnage de lademi-voûte supérieure serait suivi d'une campagned'injections de collage effectuées depuis l'intérieur dela galerie à l'aide d'une pompe à béton à 3 bars depression.Déroulement des différentes opérationsQuantités mises en œuvre1-Première opérationChoix du coulis d'injectionsCe choix présentait une très grande importance pourle déroulement des opérations ultérieures. En effet,11 fallait colmater les vides au maximum, traiter leterrain, afin d'augmenter sa cohésion, mais obtenirun coulis, qui, une fois la prise faite, ne devait pasêtre trop résistant au brise-béton en cas de couléesaccidentelles dans le gabarit de l'ouvrage.Après différents tâtonnements sur le chantier, c'estla composition suivante qui fut adoptée pour unegâchée de 250 litres : ciment : 50 kg ; fillers calcaires: 50 kg ; sable 0/1 : 150 kg ; bentonite : 6 kg ;silicates : 1,5 l soit 2,1 kg ; eau : 110 litres, soit unpoids total de 368 kg, 1 kg par gâchée de 250 litres.La campagne de traitement du terrain par injectionsgravitaires s'effectua sans incident du 31 janvier au12 mai 1969. Vingt-quatre forages verticaux furentpratiqués comme l'indique la figure 11 ; les longueursdes forages variant de 8 à 27 mètres.Ainsi, il fut mis en œuvre les quantités suivantes :cimentfillers calcairessable 0/1bentonitesilicate160,950 tonnes157,680 t454,580 t18,862 t6,834 ttotal798,906 tonnessoit un volume en place de l'ordre de 472 m .2Les résistances à la compression obtenues sur deséprouvettes taillées dans le coulis prélevé en placepar le laboratoire des Ponts et Chaussées de Niceont été de l'ordre de 40 bars (à 6 mois), ce qui esttrès largement suffisant pour le rôle de liaisonrecherché.Résultats obtenus dans le traitementdes terrainsLe volume total des vides résiduels, tels qu'ils apparaissaientau début de l'opération, avait été estimé à840 m" (cf. § « Vides résiduels restant en place dansles terrains éboulés après les opérations »). Commenous venons de l'exposer, le remplissage de cesvides fut obtenu par plusieurs opérations successives:— bétonnage au placy directement surle cône d'éboulement au travers desmasques en galerie123,200 m'— bourrage par gravité et à l'air librede toutes les fissures et effondrementssuperficiels observés sur le talus— traitement systématique du terrain77,500 m apar injections gravitaires 472 m'total 672,700 m"(soit 673 m 3 )194

En résumé, on peut avancer que la technique retenueavait permis de colmater 80 % des vides résiduelsqui restaient dans le terrain foisonné.Il faut signaler à ce sujet que les coulis intéressésfurent rencontrés dans le gabarit de la galerie aucours de l'excavation de la demi-voûte supérieure,ce qui prouve bien l'efficacité de la méthode employée.2-DeuxièmeopérationLa reprise de l'avancement du front d'attaque nécessitaiten particulier une excavation systématique aumarteau-piqueur, l'emploi de l'explosif étant prohibé,dans un terrain enchevêtré de cintres métalliquestordus, de béton gunité éclaté et de tronçon debois en grumes qui avaient servi à soutenir lescintres intéressés avant l'incident.Dans un pareil cas, un règlement des travaux endépenses contrôlées aurait pu sembler s'imposer.Cependant, après discussion avec l'entreprise, unaccord intervint sur un prix unitaire forfaitaire de100 francs par mètre cube, qui comprenait enparticulier :— la suppression des deux masques d'arrêt construitsaux extrémités de la zone éboulée,— l'enlèvement et le découpage au chalumeau descintres anciens,— l'enlèvement des étais anciens, grumes, etc.3-TroisièmeopérationLe bétonnage de la demi-voûte supérieure suivitcomme convenu, à l'avancement par plots successifsde 5 mètres, l'expérience sur le tas ayant prouvé quel'on pouvait ne pas se limiter à 3 mètres commeil avait été prévu initialement. Ce bétonnage prit finle 22 décembre 1969 soit 4 jours après la pose dudernier cintre.4-QuatrièmeopérationLes injections de remplissage et de collage furentexécutées en même temps que l'opération précédente,suivant la disposition schématique de lafigure 12, les deux chantiers étant décalés de 10mètres environ à l'avancement ce qui correspondaità deux anneaux.Entre le 26 novembre 1969 et le 19 janvier 1970, ilfut mis en œuvre 560 tonnes de matières sèchesinjectées, la composition du coulis étant celle quiavait été adoptée sur l'ensemble du chantier, àsavoir : 1 000 kg de ciment, 500 kg de sable fin siliceux0,4/0,8 mm de la Roya, 600 litres d'eau, ce quireprésente environ un volume de 298 m en place.sIl faut signaler à ce sujet que le prix unitaire correspondantau plus mauvais terrain prévu au marchéétait de 77,30 francs le mètre cube.En ce qui concerne la gunite, le marché prévoyaitune épaisseur maximale de 20 cm qui était régléeforfaltairement au mètre carré.Compte tenu des surépaisseurs prévisibles, dans lebourrage des cintres notamment, il fut décidé derégler à l'entreprise les quantités réellement misesen œuvre en se fixant une limite supérieure de100 000 F. Cela équivalait pour le maître d'oeuvre àprendre à son compte une épaisseur maximalemoyenne de 50 cm. Toutes les quantités supplémentaireséventuelles restaient à la charge de l'entreprise.Ces travaux reprirent donc le 5 septembre 1969 etse poursuivirent sans incident notable, jusqu'au18 décembre 1969, date du percement.Le pari avait dont été tenu, on avait réussi à traverserla zone dangereuse, moyennant deux précautions:a) resserrement des cintres réticulaires lourds de550 kg. Il en fut posé 103 sur une longueur de 44mètres, ce qui équivaut à un soutènement provisoirede 1 285 kg par mètre ;b) renforcement systématique des cintres à l'aidede surépaisseurs de béton projeté. L'épaisseurmoyenne mise en œuvre est de l'ordre de 35 cm.Il faut signaler, toutefois, que l'excavation, dans unpareil terrain foisonné, s'est traduite par des clocheset hors profils anormaux contre lesquels II était difficilede se prémunir. Ces hors profils en moyenneétaient de l'ordre de 1,30 mètre.Fig. 12 - Injections de remplissage et de collage.195

Montant définitif de la dépenseBilan del'opérationengagéeAu mois de juin 1969, avant de lancer l'opérationde reprise de l'éboulement, nous avions chiffré ainsila solution cintres HN plus enfilages, avec traitementdu terrain en place par injections gravitaires :1. Forages + injections : 350 000 F2. Cintres HN 200 fourniture 115 200 F3. Enfilages (fers en U 140 x 60 x 7).Fourniture276 480 F4. Main-d'œuvre pour excavation, posedes cintres et enfilages 440 640 F5. Masques successifs 60 000 F6. Matériel de pose (traxcavator D 4compresseur), camions, etc135 000 F7. Excavation du stross et des piédroits64,40 x 2 200 m 2 141 680 F8. Injections de remplissage et de décollageSomme à valoirtotal84 000 F47 000 F1 650 000 FNous pensons à ce sujet que les injections systématiquesen parapluie du front d'attaque auraient coûtéplus cher que les 350 000 F annoncés ci-dessus.En réalité, le bilan financier définitif de l'opérationpeut se présenter ainsi avec la solution adoptée :1. Forages et injections 350 000 F2. Cintres métalliques réticulaires lourds(550 kg) fourniture et mise en œuvre 283 000 F3. Béton projeté + hors profils (bourragesdes cloches)4. Excavation de la demi-section supérieure140 000 F265 000 F5. Béton projeté sur le front d'attaque 76 000 F6. Excavation stross et piédroits .... 192 000 F7. Injections de remplissage et de collage_ 84 000 FTotal1 390 000 F(soit 1 400 000 F)ConclusionLa reprise de l'éboulement survenu dans la galerienord du tunnel du Sanatorium constitue un exempletype des difficultés inhérentes à la nature auxquellesest souvent confronté l'ingénieur maître d'œuvre.Lorsque l'incident se produit, en général, et c'était lecas, l'effet de surprise joue. Le phénomène paraîtinsurmontable, le problème difficile à résoudre.C'est en faisant preuve d'un esprit d'équipe que lemaître d'œuvre, les spécialistes, géologues, géotechniciens,professeurs attachés aux différents laboratoireset, en fin de compte, l'entrepreneur arriventpar attouchements successifs de plus en plus précisà serrer la vérité de près.A la lumière de toutes les expériences, de tous lesavis, il appartient ensuite au maître d'œuvre qui estcomptable de son budget devant le maître d'ouvrage,de décider et de trancher, et nous pensons que c'està ce stade de la réflexion que son rôle est le plusingrat mais aussi le plus passionnant.196

LATOPOGRAPHIE

Viaduc du Pescalre et tunnel du Sanatorium.

P GUATELLIChef de section des T.P.E.Direction départementalede l'Equipementdes Alpes-MaritimesJ. RAYGéomètre - ExpertMembre de l'OrdreNiceEtudeset travaux topographiquesLE profil en long de l'autoroute A 8 montre lesdifficultés de son parcours, sa sinuosité, ainsique le nombre, la nature et l'importance desouvrages nécessaires à la construction del'autoroute, mais il n'est qu'en partie caractéristiquedes travaux topométriques pour l'ensemble de cetteréalisation.Il fait apparaître que pour les 10,450 km de long, et,outre des terrassements importants, il a été indispensablede construire neuf viaducs d'une longueurtotale de 2,342 km et atteignant 80 mètres de haut,et sept galeries d'une longueur totale de 2,336 km,soit 4,678 km d'ouvrages spéciaux à implanter ouà piloter.Mais ce que ce profil en long axial ne montre pas,c'est que les terrassements, les déblais et les remblaisont atteint 65 mètres de hauteur cumulée etque les galeries et les viaducs étaient doubles etindépendants les uns des autres en général. Cesdivers ouvrages, à 95 % en courbe, ont dû êtrepilotés ou implantés séparément. Donc, en réalité,les pilotages et les implantations ont porté sur9,356 km d'ouvrages spéciaux pour un parcours axialde 10,450 km, les nombreux ouvrages courantsn'étant pas décomptés. Ne sont pas comprises, dansles descriptions ci-dessus, les implantations relativesà l'important et complexe échangeur et poste frontalierde Menton, et du demi-échangeur du Vistaero.Nous allons exposer séparément les études, puisles travaux topographiques, rendus nécessaires parla construction de l'autoroute.199

Restitution de plan par photogrammétrie. On remarque la précision du tracé des courbes de niveau qui rendde plate-forme. Cette méthode n'a été possible que lorsque les terrains furent déboisés.200

Etudestopographiques1-Plan au 1/2 000 et triangulationa) PlanA l'origine des études, plusieurs tracés, dont laposition différait notablement dans la zone au nordde Menton, ont été envisagés pour l'autoroute. Dufait de leur direction générale commune, imposéepar leur raccordement en souterrain avec l'autorouteitalienne dite l'autoroute des fleurs, ces tracésdevaient tous couper, plus ou moins perpendiculairement,de nombreuses lignes de crêtes accentuéesainsi que de multiples et larges thalwegs.Les cartes d'état-major au 1/20 000 de la régionétaient les seuls documents topographiques. Levées« à la planchette » entre 1885 et 1888 avec desobjectifs avant tout militaires, bien que mises àjour « partiellement » en 1938 et 1947, elles nedonnaient, du fait de leur Imprécision relative, quedes éléments approximatifs du relief tourmenté duterrain. D'autre part, ces cartes n'étaient pas à jouren ce qui concernait les voies de communications,les bâtiments et leur accès. En conséquence, elless'avéraient inadaptées à des études suffisammentprécises relatives aux divers tracés envisagés. Aussi,fut-il décidé d'établir un plan topographique régulier,portant sur la zone concernée par ces études,dressé à plus grande échelle, soit au 1/2 000. Lelevé relatif à l'établissement de ce plan topographique,d'une surface de 550 ha environ a étéeffectué par procédé terrestre (méthode tachéométrique),car la végétation abondante qui recouvraitla presque totalité du terrain, ne permettait pasl'emploi de la stéréophotogrammétrie.b) Triangulation et aperçu des sujétions apportéesaux travaux effectués en altitude par l'emploi(légal) de la projection LambertPour assurer la précision de ce plan au 1/2 000, ilétait obligatoire (arrêté interministériel du 20 mai1948), de lui donner une ossature constituée par unensemble de points triangules, rattachés aux pointsgéodésiques déterminés par l'Institut GéographiqueNational (I.G.N.). Ces points I.G.N. ont une précisiondécroissante, allant du premier au cinquième, suivantl'ordre dans lequel ils sont classés. Par exemple :1. Si des points de triangulation complémentairesitués à l'altitude 0 sont rattachés avec une précisionparfaite à deux points I.G.N. de premier ordre,distants de 20 km, et dont la précision en positionest de ± 0,10 m, l'erreur d'étalonnage kilométriquedu réseau, complémentaire triangulé pourra être aumaximum de 0,20/20 = 0,01 m.2. Si ces points complémentaires sont rattachésavec une précision aussi parfaite à deux pointsI.G.N. de quatrième ordre, dont la précision enposition est de 0,20 m, et l'éloignement égal à±3 km, l'erreur d'étalonnage kilométrique du réseautriangulé pourra être de 0,40/3 = 0,13 m.De plus, en altitude, appajaît un défaut d'étalonnagekilométrique systématique de —0,01 m pour 63,66 md'élévation, dû à la rotondité de la terre.Toutes ces particularités font que, même répondantaux normes légales auxquelles ils sont assujettis,les points triangules complémentaires, s'ils ont danstous les cas une précision suffisante pour assurerla bonne tenue des plans topographiques classiques,peuvent être inadaptés à des implantations précisesd'ouvrages dont les dimensions projetées doiventêtre respectées pour leur exécution.En ce qui concerne l'autoroute A 8, il est apparuopportun, en raison de la construction de nombreuxouvrages d'art importants, d'apporter à la déterminationdes points triangules complémentaires, ossaturedu plan au 1/2 000, une précision maximalecompatible avec la projection Lambert, ces pointspouvant alors être employés soit directement auximplantations des parties courantes de l'autoroute,si le tracé autoroutier choisi passait à proximité,soit, dans le cas contraire, utilisés à déterminer,avec une précision égale, des points triangulescomplémentaires.Une autre raison de donner la plus grande précisionà certains points triangules complémentaires, provenaitdu problème tout à fait exceptionnel qui seposait, celui du raccordement de l'autoroute françaiseavec l'autoroute italienne. Il était indispensableque les triangulations respectives de ces deux autoroutessoient liées dans la zone frontalière.Or, pour éviter les inconvénients analogues à ceuxcités à propos du rattachement légal de nos travauxà la projection Lambert, la triangulation italiennen'avait pas été rattachée au réseau géodésique nationalitalien. Destinée à être utilisée à des travauxcomparables à ceux de l'autoroute A 8, cette triangulationavait été étalonnée à l'aide de la mesureprécise d'une base de 13 km, la tolérance en plan,admise pour les distances entre ses sommets, ayantété de ± 2 cm.De ce seul fait, nous nous devions d'obtenir aumoins la même précision pour la détermination denos points triangules, afin de pouvoir lier les deuxtriangulations, ce qui impliquait que soient englobésdans nos réseaux et déterminés dans notre système,les points frontaliers de la triangulation italienne.Tenus par le rattachement légal de nos travaux detriangulation aux déterminations I.G.N., nous avonsété dans l'obligation, pour leur conférer la précisionexceptionnelle exigée, de nous rattacher à despoints I.G.N. d'ordre supérieur (les plus précis) trèséloignés de la zone propre à nos travaux.Aussi, pour l'ensemble du chantier, compte tenudel'éloignement qui a nécessité un enchaînementimportant de triangles pour arriver à la zone utilede la topographie du terrain (crêtes et thalwegs),de son boisement, des points spéciaux destinés àassurer la liaison avec la triangulation italienne, dela détermination dans notre système de sept pointsde cette triangulation, l'ensemble de notre réseautriangulé a comporté 68 sommets, dont 4 I.G.N. derattachement.Les résultats de ces travaux de triangulation ontfait apparaître une précision de 1,5 cm dans nos±201

déterminations de chaque point, ce, nous le répétons,dans le cadre de l'échelle Lambert. Ces résultatsont été acquis grâce à des observations faitesau triangulateur de premier ordre DKM 3 et aussi,par l'emploi de signaux métalliques précis, comportantun dispositif spécial pour assurer leur verticalitéet leur coïncidence parfaite avec le point matérialiséau sol.2 - Plan au 1/500Le tracé définitif de l'autoroute A 8 ayant été retenud'après les études comparatives faites sur le planau 1/2 000, nous avons levé par procédé terrestre(pour les mêmes raisons qu'indiquées pour celui au1/2 000), un plan à l'échelle du 1/500 sur une bandede terrain de 80 mètres de largeur moyenne depart et d'autre de l'axe fixé dans ses grandes lignessur le plan au 1/2 000, à l'exclusion de la zonecouverte par les tunnels de la Coupière (809 mètres)et du Castellar (570 mètres).Ce plan, rattaché à la triangulation précitée, a étéutilisé à préciser le projet et à rédiger les différentespièces de son dossier d'exécution : plangénéral, profil en long, profils en travers, plansspéciaux aux ouvrages parcellaires, etc. ainsi qu'aucalcul électronique des éléments numériques despoints particuliers dudit projet.3 - Liaison des altimétries françaiseet italienneLa concordance des altimétries française et italiennen'étant pas certaine, il y avait lieu de la vérifier.A cet effet, un nivellement de haute précision a étéeffectué (emploi de niveau à micromètre et miresinvar sur crapaudines) dans lequel ont été incorporésplusieurs repères de premier ordre du « Nivellementgénéral de la France (N.G.F.) », situés enbordure de la voie ferrée vers l'Italie, ainsi que desrepères similaires du « Nivellement fondamental italien(N.F.I.) ».Les altitudes N.G.F. que nous avons déterminéespour les repères italiens, comparées à celles duN.F.I., nous ont permis de constater que ces dernièresdifféraient de —0,032 de celles du N.G.F.D'un commun accord avec les responsables italiensde l'autoroute des Fleurs, nous avons, chacun denotre côté, déterminé par un nivellement de hauteGéodimètre AGA modèle 4 en station dans le tunnel de laCoupière.précision, l'altitude d'un repère commun matérialisésur la frontière même, à la cime de la Giraude, etavons confronté nos résultats qui ont corroborél'écart précité entre nos deux altimétries, soit :altitude française de ce repère : 325,939 ; altitudeitalienne : 325,907.4 - Procès-verbaux internationauxDes procès-verbaux internationaux détailllés, relatifsaux rattachements des triangulations et des altitudesfrançaises et italiennes, mentionnant les correctifsdivers pour transposer dans la zone frontalière lesdonnées numériques de chaque projet dans le systèmevoisin, et permettant d'en étudier et préciser leraccordement, ont été dressés en commun et signéspar les représentants des deux parties.5 - Plans au 1/200 et 1/100Pour certaines études de détail, il a été levé desplans au 1/200 et 1/100 portant sur des surfacesminimes.Travauxtopgraphiques1 - Repères de niveauSoixante-et-un repères de niveau, sur buses ou surconsoles, ont été implantés hors des emprises destravaux et au plus près des ouvrages importants :têtes des souterrains, culées des viaducs et aussidans les thalwegs à proximité des piles.L'altitude de ces repères, déterminée au millimètreprès, l'a été grâce aux procédés indiqués au débutdu paragraphe 3, ci-dessus.L'altitude maximale a été de 350 mètres, mais leprofil en long en dents de scie du terrain a conduità une dénivelée cumulée de 600 mètres environ et202

des points à implanter et des possibilités de vues(précisons que ces possibilités variaient de 30 à50 mètres en fonction de la topographie et desobstacles constitués par la végétation) d'où le nomde microtriangulation donné à cette opération, destinéeà l'application des méthodes d'implantationpréconisées par la méthode du tracé électroniqueen géométrie imposée (T.E.G.I. 3 bis).Nous signalons que certains des sommets de cettemicrotriangulation n'ayant pu être placés hors desemprises de l'autoroute, parce qu'ils n'auraient paseu les vues nécessaires aux implantations premières,ont été détruits par les travaux ; d'autres l'ont étépar l'aménagement des voies d'accès au chantier,les installations diverses, les glissements de terrain,et aussi par des causes accidentelles. Ils ont été,ensuite, replacés hors des emprises après dégagementdes obstacles naturels par l'avancement destravaux de terrassements.4 - Implantations des terrassementsElles ont été réalisées par intersection à partir detrois pôles (T.E.G.I. n" 1).5 - Travaux spéciauxBalise de 6,50 ayant servi au pilotage du viaduc du Pescaïre.a exigé 2 008 points de passages pour un parcoursmesuré sur l'axe de l'autoroute égal à 10,450 km.Outre leur destination normale qui était d'assureren altimétrie la conduite des travaux, ces repèresétaient destinés à contribuer à l'étude des mouvementsrelatifs éventuels de terrain.2 - Polygonales mesurées au géodimètreCertains sommets des polygonales de plans au1/500 étant appelés à disparaître par suite des travauxde terrassements, il y avait lieu de les compléterpar des points complémentaires situés entre eux,la position de ces derniers points étant sur la successiondes crêtes coupées par le projet, et endehors des emprises. Ces points complémentairesont été déterminés par des polygonales tendues delongueurs mesurées au géodimètre. Mais les sommetsde ces polygonales étant encore insuffisantspour implanter le tracé clothoïdé dans les partiescourantes, il y avait donc lieu de compléter ceréseau primaire par un réseau secondaire de densitésuffisante. Ce problème a été résolu par microtriangulation.3 - MicrotriangulationEntre chaque point de la triangulation primitive oucomplémentaire, ont été insérés des points secondairesdéterminés par le calcul d'une chaîne simplede triangles que ces derniers constituaient. La positionde ces points a été fixée en fonction de cellePilotage desgaleriesLes entrées des galeries ont été implantées à partirdes sommets de la microtriangulation (implantationsdes terrassements contiguës), puis ont été reliéespar une triangulation spéciale étalonnée en vraiegrandeur grâce à des mesures de bases effectuéesau géodimètre, et calculées dans le système généraldes gisements.Implantation des culéeset piles de pontEn ce qui concerne les culées et les plies (avecfruits), la tolérance en X — Y des Implantations étaitégale à ± 1 cm. Bien qu'établie avec soin, la microtriangulationportant sur un terrain He très fortesdifférences de niveau atteignant 80 mètres, risquaitde ne pas correspondre à cette tolérance, ce d'autantplus qu'elle était étalonnée en échelle Lambert(Cf. § 1. b) 2, p. 201). Aussi, il a été employé uneméthode analogue à celle décrite au sujet desgaleries, et les implantations des culées et des pilesont été faites par intersection à trois visées (pourcontrôle) à partir des points triangules spécialementdéterminés à cet effet. Le nombre total des pileset des culées distinctes a été de 128.Dans certains cas où les galeries et viaducs sesuccédaient d'une manière parfaitement contigue, lestriangulations spéciales y ayant trait ont été calculéesen bloc, assurant ainsi un raccordement parfaitdes divers ouvrages.Mouvementsde terrainEn dehors des repères de niveau dont il a étéquestion, certaines zones où des mouvements d'ensemblede terrain étalent susceptibles de se produireont été balisées et la position de ces balises203

déterminées périodiquement par triangulation à partirde sommets situés dans des zones stables, pourconnaître si ces mouvements se produisaient effectivementet dans ce cas en suivre l'évolution.Egalement, lorsque cela a paru nécessaire au maîtred'oeuvre, des plans stéréophotogrammétriques àgrande échelle (1/200) ont été dressés périodiquementpour suivre l'évolution des mouvements deterrain intervenus au cours des travaux, cette méthodeétait possible, les terrains étant à ce momentdéboisés.Surveillance des revêtements des galeriesDe même dans certains parcours en galeries, desmouvements étaient à craindre, pouvant correspondreà des déformations de voûtes. Ceux-ci ont étésurveillés par des relevés photogrammétriques terrestres,restitués à l'aide du photothéodolite Wild A 7.Cubature des terrassementsAu cours des travaux, alors que le terrain étaitvierge de toute végétation, des calculs et contrôlesde cubatures ont été faits à partir de plans stéréophotogrammétriques(restitution au Wild A 7, etcalcul électronique) chaque fois que cela étaitnécessaire, et particulièrement lors des changementsde nature de terrain rencontré auxquels correspondaientdes prix différents, les photographies constituantun document irréfutable au cas éventuel decontestations.ConclusionLes quelques chiffres suivants indiquent l'importancedes travaux topographiques effectués ; le coût de cestravaux par rapport à celui de l'ouvrage étant de 1,5 %.Plan au 1/2 000, pour étudespréliminairesSommets de la triangulationprécise générale et de jonctionavec celle de la partie italiennePlan au 1/500 pour étude définitivedu tracé retenu et seséchangeursLongueur de l'autorouteParcours en terrassementsOuvrages spéciaux distincts(14 galeries et 18 tabliers)Longueur cumulée des viaducset tunnels doubles550 ha68170 ha10,450 km5,792 km324,678 kmLongueur effective des implantationsrelatives aux viaducs ettunnelsOuvrages annexes (murs - ouvrageshydrauliques)Bases mesurées au géodimètrepour polygonales ou mise àl'échelle vraie des triangulationsspéciales aux ouvragesSommets des dites triangulationsspécialesPoints implantés par intersection,à partir des trois pôles(méthode T.E.G.I.)a) Pour terrassementsb) Pour les 128 piles ou culéesdistinctes des viaducs(axes et déports)Pilotage et vérification en coursd'exécution des galeries9,356 km38341108972224,672 km204

RésuméLe numéro spécial « L'autoroute de Menton » du Bulletin de liaison des laboratoires des Ponts etChaussées est consacré à l'ensemble des études et des travaux du tronçon de Roquebrune à la frontièreitalienne de l'autoroute A8-06-f.Ce tronçon de 10,500 km de long se situe dans un site particulièrement difficile, aux flancs de montagnesplongeant vers la mer et séparées par des vallées profondes.Ces conditions topographiques ont conduit à prévoir la plus grande partie du tracé en viaducs eten tunnels. Elles ont conduit également à un volume de terrassement très important, à des talus dedéblai et de remblai de très grande hauteur qui ont posé de difficiles problèmes de stabilité.Pour les remblais, l'utilisation de la terre armée, qui faisait pour la première fois l'objet d'une utilisationà grande échelle, a permis d'apporter en de nombreux endroits une solution très intéressante.Après avoir situé le site traversé du point de vue géologique et géotechnique, le numéro spécialpasse en revue les différentes natures de travaux : terrassements, murs en terre armée, viaducs (dupoint de vue des fondations et de la superstructure) tunnels, travaux topographiques.Pour chacun des sujets, tous les aspects sont abordés, depuis l'étude de laboratoire jusqu'aux travauxet au contrôle d'exécution, grâce à la participation à la rédaction des laboratoires chargés del'étude et du contrôle et des maîtres d'œuvre chargés de l'exécution.Quelques informations sur le coût des études, des travaux et des contrôles sont donnés.Les auteurs ont particulièrement développé tout ce qu'ils pensaient être utile pour les ingénieursqui auront dans l'avenir des travaux analogues à réaliser, y compris la description des incidentssurvenus en cours de chantier (effondrement d'un tunnel, glissements de talus).MOTS-CLÉS : S.2.O. - S.4.O. - S.5.O. — Autoroute — Viaduc — Pont — Tunnel — Terrassement —Talus — Déblai — Remblai — Hauteur — Mur de soutènement — Laboratoire — Contrôle — Glissement— Accident — Sol — Roche — Compactage — Stabilité — Résistance — Séisme — Fondation— Topographie — Organisation — Coût — Déviation A8-06-f — Prédécoupage — Terre armée —Revêtement de tunnel — Béton projeté — Menton — Esterel.AbstractThis special "Menton Autoroute" issue of the Bulletin de Liaison des Laboratoires des Ponts et Chausseesdeals with the design and construction of the section of Autoroute A8-06-f between Roquebruneand the Italian frontier.The section is 10.5 kilometres long, and is located in a particularly difficult site on mountain-sideswhich slope steeply down to the sea and are separated by deep valleys.Because of the topographical conditions, most of the section consists of viaducts and tunnels. Theseconditions also necessitated a very large volume of earthworks and to very high embankmentsand deep cuttings which posed difficult problems of stability.Reinforced earth was used for the fills; this was the first time it had been used on such a large scale,and at numerous points it provided a very advantageous solution.After giving geological and geotechnical details of the site, this issue reviews the different types ofwork involved: earthworks, reinforced earth walls, viaducts (from the point of view of foundationsand superstructures), tunnels, and landscaping.All the aspects of each of these subjects is covered, from laboratory studies to the actual executionand control of the work. The laboratories responsible for studies and control, and the contractorsin charge of the work, have participated in these descriptions.Some information as to the costs of planning, execution and control is also given.Particularly thorough treatment has been given to everything which the authors consider may beuseful to engineers who may have similar projects to handle in the future, including descriptions ofincidents which occurred during the work (collapse of a tunnel, slipping of an embankment).205

ZusammenfassungDie Sondernummer « Die Autobahn von Menton » des Bulletin de Liaison der französischen StrassenundBrückenbaulaboratorien beschreibt die Studien und Arbeiten, die am Teilstück RoquebrunitalienischeGrenze der Autobahn A8-06-f vorgenommen wurden.Dieses 10,5 km lange Teilstück ist geländemässig besonders schwierig, da es an den in das Meerabfallenden Bergrücken und über tiefe Täler gebaut werden musste.Aufgrund dieser Geländebedingungen musste ein Grossteil der Trasse in Brücken- oder Tunnelbauweisehergestellt werden. Ausserdem waren ausserordentlich umfangreiche Erdarbeiten notwendigmit sehr hohen Dämmen und Einschnitten, die schwierige Stabilitätsprobleme stellten.Für die Dämme wurden zum ersten Mal bewehrte Erdmaterialien in grossen Mengen verwendet,womit an zahlreichen Stellen optimale Lösungen erreicht wurden.Die vorliegende Sondernummer beschreibt zuerst die geologischen und geotechnischen Verhältnisseder Trasse und gibt dann die verschiedenen Arten der durchgeführten Arbeiten an : Erdarbeiten,Mauern aus bewehrtem Erdmaterial, Brücken (Gründung und Überbau), Tunnel, topographischeArbeiten.Für jedes dieser Themen wird versucht, alle Aspekte — angefangen mit den Laboruntersuchungenbis zu den eigentlichen Arbeiten und der Herstellungskontrolle — zu erörtern ; an der Redaktiondieser Sondernummer haben daher sowohl die Laboratorien, die mit den Untersuchungen undKontrollprüfungen befasst waren, als auch die mit den Bauarbeiten betrauten verantwortlichenIngenieure des Auftraggebers teilgenommen.Ausserdem wurde versucht, einige Kostendaten bezüglich der Arbeiten und Kontrollprüfungenanzugeben.Besonderes Augenmerk wurde auf alles das gerichtet, was den Verfassern als nützlich erschien fürdie Ingenieure, die in Zukunft mit ähnlichen Arbeiten betraut werden, einschliesslich der Beschreibungder während der Bauarbeiten aufgetretenen Unfälle (Tunneleinsturz, Böschungsrutschungen).ResumenEl número especial «la autopista de Menton » del Boletín de Enlace de los laboratorios de Caminosestá consagrado al conjunto de estudios y obras del tramo de Roquebrune hasta la frontera italianade la autopista A8-06-Í.Dicho tramo de 10,500 km se sitúa en un sitio particularmente difícil, en vertientes de montañaque descienden hacia el mar y separadas por valles profundos.Estas condiciones topográficas han hecho que se prevea la mayor parte del trazado en viaductos ytúneles. Han acarreado también un volumen de explanaciones muy importante, y taludes de desmontey de terraplenes de gran altura que han planteado difíciles problemas de estabilidad.En los terraplenes, el empleo de tierra armada, que hacia el objeto por primera vez de una utilizaciónen gran escala, ha permitido aportar una solución muy interesante en numerosos sitios.Tras haber situado, el lugar atravesado, bajo el punto de vista geológico y geotécnico, el númeroespecial dá un repaso a las diferentes naturalezas de las obras : explanaciones, muros con tierraarmada, viaductos (bajo el punto de vista de las cimentaciones y de la superestructura) túneles,obras topográficas.Para cada uno de los temas se ha esforzado en abordar todos los aspectos, desde el estudio de laboratoriohasta las obras y el control de la ejecución, gracias a la participación en la redacción de loslaboratorios encargados del estudio y del control y de los contratistas de obras encargados de laejecución.Se ha tratado igualmente de dar algunos informes acerca del coste de los estudios de las obras y delos controles. Se ha desarrollado, en particular, todo lo que los autores juzgaban que sería útil paralos ingenieros que tendrán que realizar en el futuro obras análogas, incluyendo la descripción delos incidentes ocurridos en plenas obras (derrumbamiento de un túnel, deslizamientos de taludes).206

1Pe3K)MeCneitfiaJihHMÌi BtinycK EiojijieTeHH CBH3H jiaôopaTopuii BenoMCTBa A B T O M O Ô H J I B H H X M O C T O B H ,U,opor« AßTOMarHCTpajib r. MemOHa » nocBfmjeH HccJie,noBaHHHM H npoH3BOncTBy paöoT no cTpoHTejibCTByyiacTKa MarncTpajibHoii aopora A8-06-Í 9T r. Pone6pioH HO HTaJibHHCKOH rpaHHUbi.9TOT yuacTOK npoTHweHHOCTbio B 10,5 K M npoxojniT Mepe3 cHJibHo nepece^eHHyio MecraocTb no KOCOropaM,cnycKaiomHMCHK Mopro, pa3jiejieHHbiM rjiyôoKHMH jiomiraaiviH.B CBH3H c TaKHMH ycjioBHHMH pejibed)a ÔojibinaH MacTb Tpaccw öbijia 3anpoeKTnpoBana B BHjie BuanyKOBH TOHHejieft. 9TO TamKe npHBejio K o i ieHb ôojibniHM oô-seMaM 3eMJiHHux paôOT, K yc/rpoftcTBy oneHbrnyöoKHX BbieMOK H B H C O K H X Hacbinefi H K H C O B X O H H M O C T H peinaTb cnowHbie npoßneMbi Y C T O H ^ H B O C T H .npH B03BejieHHH Hacbinen TexHOJiornH apMiipoBaHHoro rpyrna, KOTopaH npH 3TOM ôwjia BnepBbiencnojib30BaHa B ßojibuioivi MacuiTaôe, no3BOJinjia BO MHornx cjiy^ianx Han oneHb HHTepecHbie peiueHHH.TJocjie onncaHHH nepeceHëHHoft MecTHOCTii c T O H K H 3penHH reojioran H iiHweHepHoft reojioriiH B cneiinajibHOMBbinycKe paccMOTpeHbi pa3jiHHHbie BHJJ,H npoBeneHHbix paöoT : 3eMJiHHbie paßoTbi, ereHbi H3apMHpoBaHHoro rpyma, ñyTenpoBO«bi (c TOHKII 3peHHH nx ocHOBaHHË, iJiyHnaMeHTOB H BepxueroCTpoeHHH), TOHHejiH, reone3imecKiie paôoTbi.BJiaro«apH ynacTino B penanTHpoBamm jiaôopaTopiiii, KOTopuM OHJIH nopyTOHbi nccJieHOBaTejibCKiieH KOHTpojibHbie paôoTbi, rJjiarojiapH HHHîeHepaM xo3neBaM CTpoHTejibCTBa, BejmiHM paôoTbi, Ka»taoMyBonpocy nocTapaJiHCb ji,aTb BcecTopoHHee ocBemeHHe, Ha i iHHan c jiaßopaTopHbix HccnenoBaHHii,KOHHaH np0H3B0HCTB0M paÔOT H KOHTpOJieM HXHCnOJlHeHHH.nocTapaJiHCb TaKîKe jjaTb HeKOTopue CBeneHHH o C T O H M O C T H noncKOBbix H npoeKTHbix paßoT, o C T O H -MOCTH CaMOrO CTpOHTejIbCTBa H KOHTpOJIbHhlX paßoT.Ocoßoe BHHMaHHe ynejieHO Bceiviy TOMy, HTO, no MHCHHIO aBTopoB, Monter öbiTb nojie3Ho HHHîeHepaM,KOTopbiM npnnëTCH B ôyjrymeM Becra noROÔHbie paôoTbi; 3TO BKJiioHaeT H onncaHHe npoHcmecTBHñ,KOTopbie cjiyiHJiHCb BO BpeMH CTpoHTejibCTBa (oöpyuieHHe TOHHCJIH, onoji3HeBbie npoiieccbi).207