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T A B L E D E S M A T I È R E S

Page

1 INTRODUCTION............................................................................................. 1

2 MÉTHODE DE L’ÉTUDE ................................................................................ 2 2.1 Travaux de chantier ............................................................................. 2 2.2 Travaux d’arpentage............................................................................ 2 2.3 Travaux de laboratoire......................................................................... 3

3 RÉSULTATS DE L’ÉTUDE ............................................................................. 4 3.1 Nature et propriétés des matériaux ..................................................... 4

3.1.1 Chaussée................................................................................ 4 3.1.2 Remblai................................................................................... 4 3.1.3 Béton de la fondation .............................................................. 5 3.1.4 Argile silteuse.......................................................................... 5 3.1.5 Till ........................................................................................... 6 3.1.6 Roc.......................................................................................... 7

3.1.6.1 Description structurale du roc................................... 7 3.2 Eau souterraine ................................................................................... 9

4 COMMENTAIRES ET RECOMMANDATIONS ............................................. 10 4.1 Remarques générales ....................................................................... 10 4.2 Travaux préparatoires ....................................................................... 10 4.3 Excavations temporaires ................................................................... 11

4.3.1 Assèchement des excavations.............................................. 11 4.3.2 Pentes des excavations temporaires .................................... 11

4.4 Protection contre le gel ...................................................................... 13 4.5 Fondations......................................................................................... 13

4.5.1 Culées................................................................................... 13 4.5.1.1 Généralités ............................................................. 13 4.5.1.2 Pieux en acier profilés en «H»................................ 14 4.5.1.3 Pieux tubulaires en acier remplis de béton............. 14 4.5.1.4 Capacité portante d’un pieu isolé ........................... 14 4.5.1.5 Capacité portante d’un groupe de pieux................. 15 4.5.1.6 Détermination du critère de refus du battage ......... 15 4.5.1.7 Conditions de battage et protection de la tête

des pieux................................................................ 16 4.5.1.8 Essais de chargement des pieux en

compression........................................................... 16 4.5.2 Pilier central .......................................................................... 16

4.5.2.1 Fondations sur pieux .............................................. 17 4.5.2.2 Fondations sur caissons forés dans le roc ............. 19

4.6 Aspect sismique ................................................................................ 25 4.7 Remblai d’approche........................................................................... 25

4.7.1 Tassements de consolidation................................................ 25 4.7.2 Frottement négatif ................................................................. 25 4.7.3 Stabilité du remblai derrière les culées ................................. 26

4.8 Poussée des terres l’arrière des murs des culées ............................. 27 4.8.1 Nature des matériaux de remblai derrière les murs des

culées.................................................................................... 27 4.8.2 Poussée horizontale sur les murs des culées due à l’effet

de compactage ..................................................................... 28

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T A B L E D E S M A T I È R E S (suite)

LISTE DES ANNEXES Nombre

de pages

ANNEXE 1 - Portée du rapport............................................................................... 2 ANNEXE 2 - Rapports de forage .......................................................................... 16 ANNEXE 3 - Résultats des essais de laboratoire ................................................... 4 ANNEXE 4 - Ancrages dans le roc ......................................................................... 8 ANNEXE 5 - Méthode de calcul de la résistance latérale d’un pieu dans l’argile ... 8 ANNEXE 6 - Méthode de calcul de la résistance latérale d’un pieu dans le sable . 8 ANNEXE 5 - Dessin - Localisation des forages et rapports des forages F-1 et F-2 - Rapport des forages F-3 et F-4 et F-5 - Rapport du forage F-6 et essais de laboratoire .................. 4 (Ce rapport est composé de 93 pages incluant les annexes et ne peut être reproduit en partie sans l’autorisation de Groupe Qualitas inc.)

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1 INTRODUCTION

Les services du Groupe Qualitas inc. (Qualitas) ont été retenus par la Direction Laurentides-Lanaudière du ministère des Transports du Québec (MTQ) pour effectuer une étude géotechnique dans le cadre du projet de la reconstruction du pont d’étagement P-09739 de la rue de Martigny au dessus de l’autoroute 15, à Saint-Jérôme. Cette étude a été effectuée en accord avec les termes de la proposition de service n° PB1613S-15 de Qualitas du 15 septembre 2010. Les objectifs de l’étude étaient de déterminer la stratigraphie et les propriétés mécaniques des sols et du roc, ainsi que les conditions de l’eau souterraine prévalant au site du pont, de façon à orienter, dans une perspective géotechnique, les concepteurs pour la préparation des plans et devis du projet. Le présent rapport comprend une brève description de la méthode utilisée pour la reconnaissance géotechnique et une description détaillée des résultats obtenus. Finalement, une section du rapport est consacrée à la discussion des résultats et aux recommandations géotechniques relatives à la conception du projet. Ce rapport a été préparé spécifiquement et seulement pour le MTQ et les consultants collaborant au projet. Toute modification au projet doit être signalée à Qualitas, afin que soient réexaminées la portée et la pertinence de la reconnaissance des sols et des recommandations contenues dans ce rapport. La portée du rapport est présentée à l’annexe 1.

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2 MÉTHODE DE L’ÉTUDE

2.1 TRAVAUX DE CHANTIER

Les travaux de reconnaissance sur le terrain ont été effectués du 22 au 30 septembre 2010. Ils ont consisté en l’exécution de 6 forages avec échantillonnage, numérotés F-1 à F-6, sous la surveillance constante d’un technicien expérimenté en géotechnique de Qualitas. Les forages ont été exécutés à l’aide d’une foreuse hydraulique de marque Brainard-Kilmandrill, modèle BK-51, montée sur une remorque. Dans les sols, les forages ont été avancés par rotation simultanée de tubes de calibre NW et d’un carottier de calibre NQ. L’échantillonnage des sols a été effectué à l’aide d’un carottier fendu normalisé de 51 mm de diamètre extérieur et de 610 mm de longueur, conformément aux exigences de la norme NQ 2501-140 décrivant l’essai de pénétration standard (SPT). Cette procédure permet de déterminer l’indice de pénétration « N » qui indique l’état de compacité des sols pulvérulents. Dans les 6 forages, des mesures de la résistance au cisaillement ont été effectuées dans l’argile, à des intervalles de 0,5 m, à l’aide d’un scissomètre à déformation contrôlée de marque Nilcon. Le roc a été échantillonné dans les 6 forages à l’aide d’un carottier de calibre NQ qui a permis de déterminer l’indice de qualité du roc (R.Q.D.) sur des carottes de 48 mm de diamètre, selon les exigences de la norme ASTM D 6032-02. Les forages ont atteint des profondeurs totales comprises entre 12,60 m et 17,32 m. Des tubes d’observation, perforés à leur extrémité inférieure, ont été installés dans les trous des 6 forages avant le retrait du tubage, afin de permettre des observations ultérieures du niveau de l’eau souterraine. Les rapports individuels de forage sont présentés à l’annexe 2.

2.2 TRAVAUX D’ARPENTAGE

L’implantation des forages sur le terrain a été effectuée par le personnel de Qualitas, en référence aux culées et aux piliers du pont existant, et aux endroits indiqués par le MTQ sur un croquis daté du 26 août 2010. Le niveau du sol à l’emplacement des forages a été déterminé par le personnel de Qualitas, à partir des repères de nivellement indiqués au tableau 1.

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TABLEAU 1 REPÈRES DE NIVELLEMENT

DESCRIPTION NIVEAU GÉODÉSIQUE FORAGE

Médaillon ancré sur le trottoir nord du pont d’étagement (71K5954) 110,28 m F-1, F-2, F-5, F-6

Médaillon ancré sur la face du mur de la culée est du pont d’étagement (94KST43)

104,79 m F-3 et F-4

L’emplacement des forages est indiqué sur le dessin joint à l’annexe 7.

2.3 TRAVAUX DE LABORATOIRE

Tous les échantillons récupérés dans les forages ont été apportés au laboratoire de géotechnique de Qualitas. Certains échantillons de sols et de roc, jugés représentatifs, ont été soumis aux essais de laboratoire indiqués au tableau 2.

TABLEAU 2 ESSAIS EN LABORATOIRE

ESSAI NOMBRE

Analyse granulométrique par tamisage et lavage au tamis de 80 μm 7

Teneur en eau 5

Limites d’Atterberg 5

Résistance à la compression du roc 4

Poids volumique du roc 4 Les résultats des analyses granulométriques sont présentés sous forme graphique sur les figures 1 et 2 de l’annexe 3. Les résultats des déterminations de la teneur en eau et des limites d’Atterberg sont présentés dans la colonne appropriée des rapports individuels de forage de l’annexe 2, ainsi que sur l’abaque de plasticité de la figure 3 de l’annexe 3. Enfin, les résultats des déterminations de la résistance à la compression et du poids volumique du roc sont présentés dans la colonne appropriée des rapports de forage de l’annexe 2. Les échantillons prélevés dans les forages et n’ayant pas servi aux essais en laboratoire seront conservés jusqu’au mois de mars 2011, après quoi, ils seront éliminés à moins d’un avis contraire spécifique du MTQ.

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3 RÉSULTATS DE L’ÉTUDE

3.1 NATURE ET PROPRIÉTÉS DES MATÉRIAUX

La description détaillée des sols et du roc rencontrés à l’endroit des 6 forages est indiquée sur les rapports individuels joints à l’annexe 2. Une description générale des différents horizons de sol rencontrés est présentée dans les paragraphes qui suivent. La stratigraphie rencontrée dans les 6 forages est résumée au tableau 3.

TABLEAU 3 RÉSUMÉ DE LA STRATIGRAPHIE

NIVEAUX SUPÉRIEURS ET ÉPAISSEURS (m) Chaussée / Remblai Argile silteuse Till Roc

FOR

AG

E N

°

Niveau sup. (m)

Épaisseur (m)

Niveau sup.(m)

Épaisseur (m)

Niveau sup.(m)

Épaisseur (m)

Profondeur(m)

Niveau sup.(m)

Culée ouest

F-1 109,13 6,40(1) 101,71 3,40 98,31 3,41 14,23 94,90

F-2 109,03 6,40(1) 101,71 2,74 98,97 4,27 14,33 94,70

Pilier central

F-3 103,14 1,37 101,77 3,20 98,57 4,57 9,14 94,00

F-4 103,18 0,76 102,42 4,57 97,85 3,51 7,62 95,56

Culée est

F-5 109,00 7,50 101,50 1,20 100,30 3,95 12,65 96,35

F-6 109,02 6,70 102,32 2,50 99,82 3,60 12,80 96,22

Note 1 : Les forages F-1 et F-2 ont traversé le béton de la fondation de la culée ouest existante.

3.1.1 Chaussée

Les forages F-1, F-2, F-5 et F-6 ont été implantés à l’arrière des culées du pont d’étagement existant. Ils ont traversé le revêtement constitué de 100 à 150 mm d’enrobé bitumineux. Ce revêtement repose probablement sur une fondation granulaire dont la composition et l’épaisseur n’ont pas pu être déterminées en raison de la nature similaire de ces matériaux avec ceux du remblai d’approche sous-jacent.

3.1.2 Remblai

Les 6 forages ont traversé des matériaux granulaires de remblai. Dans le cas des forages F-1, F-2, F-5 et F-6, il s’agit du remblai d’approche à l’arrière des culées, alors que pour les forages F-3 et F-4, il s’agit des matériaux du terre-plein central de l’autoroute.

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L’épaisseur des remblais est indiquée au tableau 4, où elle a toutefois été cumulée à la faible épaisseur du revêtement dans le cas des forages F-1, F-2, F-5 et F-6. Des analyses granulométriques ont été effectuées sur 4 échantillons représentatifs provenant des remblais d’approche. Les courbes granulométriques sont présentées sur la figure 1 de l’annexe 3. Sur la base de ces analyses, la nature du remblai varie entre celle d’un sable silteux avec des traces de gravier (SM), à celle d’un sable silteux et graveleux (SM). La présence de matières organiques et de débris de béton de ciment a été observée respectivement dans les forages F-3 et F-4. Des cailloux ont aussi été notés dans le remblai au forage F-5. L’indice de pénétration « N » a été mesuré à 23 occasions dans les remblais. Les valeurs obtenues ont varié globalement entre 4 et 42, ce qui correspond à une compacité lâche à dense.

3.1.3 Béton de la fondation

Les forages F-1 et F-2 ont traversé, à partir d’une profondeur de 6,40 m, la fondation en béton de la culée ouest. L’épaisseur du béton était respectivement de 1,02 m et 0,92 m à ces 2 endroits.

3.1.4 Argile silteuse

Un dépôt naturel d’argile silteuse a été rencontré dans les 6 forages à partir des profondeurs et niveaux indiqués au tableau 4. L’épaisseur du dépôt a varié entre un minimum de 1,20 m (F-5) et un maximum de 4,57 m (F-4). Les propriétés du dépôt d’argile silteuse ont été mesurées tant en chantier qu’en laboratoire. Les résultats des essais de laboratoire effectués sur 4 échantillons représentatifs provenant de ce dépôt sont indiqués au tableau 4.

TABLEAU 4 CARACTÉRISTIQUES PHYSIQUES DE L’ARGILE SILTEUSE

LIMITES D’ATTERBERG PROFONDEUR

(m) Teneuren eau

Limite de liquidité

Limite de plasticité

Indice de plasticité

Indice de liquidité FO

RA

GE

N°

ÉCH

AN

TILL

ON

N

°

de à w (%) wL (%) wp (%) Ip (%) IL CLA

SSIF

ICA

TIO

N

AST

M D

248

7

F-1 CF-8 9,14 9,75 61 55 20 35 1,2 CH

F-2 CF-9 8,53 9,14 55 61 22 39 0,8 CH

F-2 CF-4 3,05 3,66 58 50 19 32 1,2 CH

F-6 CF-8 7,62 8,23 54 68 24 45 0,7 CH

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Les données du tableau 4 indiquent notamment que l’argile est de plasticité élevée (CH). Des profils de résistance au cisaillement du dépôt argileux ont été déterminés dans les 6 forages, à l’aide d’un scissomètre de chantier de marque Nilcon. La résistance au cisaillement de l’argile dans son état intact a été mesurée à 27 occasions et des valeurs globalement comprises entre 20 kPa et 93 kPa ont été enregistrées. Toutefois, dans la majorité des cas, soit 18 sur 27, les valeurs de la résistance au cisaillement sont inférieures à 50 kPa et sont indicatives d’une argile de consistance molle à ferme. En se basant sur la relation proposée par Leroueil et al1, la pression de consolidation (σ'p) peut être estimée en fonction de la résistance au cisaillement (cu) et de l’indice de plasticité (Ip). À partir des résultats obtenus dans les 4 forages F-1,

F-2, F-5 et F-6, il ressort que l’écart de préconsolidation (σ’p -σ’vo) sous les remblais d’approche serait pratiquement nul et que l’argile serait donc normalement consolidée. Par ailleurs, aux forages F-3 et F-4 effectués dans le terre-plein de l’autoroute 15, l’écart de préconsolidation serait de l’ordre de 50 kPa.

3.1.5 Till

Un dépôt de till a été rencontré dans tous les forages à partir des niveaux indiqués au tableau 4. L’épaisseur du dépôt a varié entre un minimum de 3,41 m (F-1) et un maximum de 4,57 m (F-3). Des analyses granulométriques ont été effectuées sur 3 échantillons représentatifs de la matrice (particules < 35 mm) du dépôt. Les courbes granulométriques sont présentées sur la figure 2 de l’annexe 3. La composition de la matrice du dépôt varie entre celle d’un sable graveleux et silteux avec des traces d’argile, du côté fin et celle d’un gravier sableux avec un peu de silt et des traces d’argile, du côté grossier. Selon le Système unifié de classification des sols, il s’agit d’un SM. L’indice de pénétration « N » n’a été mesuré qu’à 11 occasions dans le dépôt, car des refus à l’enfoncement du carottier fendu ont le plus souvent été obtenus. Des valeurs comprises globalement entre 20 et 150 ont été mesurées, ce qui indique une compacité moyenne à très dense. Des cailloux et des blocs ont été rencontrés dans les forages F-2 et F-4. Compte tenu de l’origine glaciaire du dépôt, il est probable que des cailloux et des blocs soient également présents ailleurs dans le dépôt même si aucun élément de cette nature n’a été rencontré dans les 4 autres forages.

1 Leroueil, S., Tavenas, F., Le Bihan, J.-P. « Propriétés caractéristiques des argiles de l’est du

Canada », Revue canadienne de géotechnique, vol. 20, n° 4, novembre 1983, p. 681 à 705.

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3.1.6 Roc

Le roc a été rencontré à partir des profondeurs et niveaux indiqués au tableau 4, soit entre les niveaux 94,00 m et 96,35 m. Il consiste en un gneiss charnockitique, à grain fin à moyen et avec une faible foliation inclinée de 40o à 70o. La caractérisation du roc a été effectuée de plusieurs façons, soit : • une description structurale détaillée du roc; • des mesures de l’indice de qualité du roc (RQD); • des essais pour la détermination des caractéristiques mécaniques du roc. Ces caractéristiques permettent de déterminer plusieurs paramètres, dont : • le « RMR » (Rock Mass Rating) nécessaire à la classification géomécanique du

massif rocheux; • le module de déformation du massif rocheux « Em » utile à la détermination du

coefficient de réaction latéral du roc.

3.1.6.1 Description structurale du roc

Les carottes de roc prélevées dans les 6 forages ont été soumises à une inspection et description détaillée de la part d’un géologue expérimenté de Qualitas.

3.1.6.1.1 Indice de la qualité du roc L'indice de qualité du roc (R.Q.D.) est une appréciation indirecte du nombre de fractures et du degré d'altération du roc. Le R.Q.D. a été déterminé à 22 occasions sur les carottes de roc de calibre NQ de 48 mm de diamètre. Au droit des culées et du pilier central, les indices R.Q.D. ont varié globalement entre 0 % et 100 %. Toutefois, les valeurs les plus faibles (0 % < RQD < 63 %) ont généralement été mesurées entre la surface du roc et 1,0 à 1,5 m en dessous de celle-ci. La récupération du roc dans les carottes s’est généralement avérée supérieure à 86 %. Exceptionnellement, des récupérations plus faibles et comprises entre 65 et 79 % ont été mesurées aux forages F-3 et F-4, mais entre la surface du roc et 1,5 m sous celle-ci. Ainsi, sous des profondeurs de 1,0 à 1,5 m sous la surface du roc, il ressort que la qualité du roc peut être globalement qualifiée de moyenne à excellente.

3.1.6.1.2 Caractéristiques physiques et mécaniques du roc Au total, 4 éprouvettes de roc ont été soumises à la détermination de la résistance à la compression simple uniaxiale et du poids volumique. Les résultats des essais sont présentés au tableau 5.

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TABLEAU 5 CARACTÉRISTIQUES MÉCANIQUES DU ROC

FORAGE ET ÉCHANTILLON

N° PROFONDEUR

(m) NIVEAU

(m) RÉSISTANCE

À LA COMPRESSION (σc) (MPa)

POIDS VOLUMIQUE (PV) (kN/m3)

F-3, CR-13 10,32 92,82 262 25,8

F-3, CR-14 11,79 91,35 217 26,0

F-4 CR-11 8,62 94,56 120 26,3

F-4, CR-12 10,69 92,49 118 26,0

Les valeurs des caractéristiques du roc retenues pour les calculs sont présentées ci-après : • le poids volumique du roc « PV » moyen est de 26 kN/m3;

• la résistance à la compression simple « σc » de la roche intacte retenue dans le présent projet est de 179 MPa. Cette valeur est la moyenne des résultats des essais en laboratoire. Selon les indications du tableau 3.5 du Canadian Foundation Engineering Manual, 4th Edition (CFEM), cette valeur permet de qualifier le roc comme étant de la classe R5, soit avec une résistance très forte;

Enfin, les valeurs du module d’élasticité de la roche à l’état intact (Ei), ou module d’Young et du coefficient de Poisson « ν » ont été tirées d’études effectuées dans le passé par Qualitas dans la région de Saint-Jérôme. Des valeurs respectives de 100 GPa et de 0,29 ont été retenues. Des pertes totales ou partielles de l’eau utilisée pour le forage ont été observées dans les forages F-4 et F-6 lors des opérations de carottage du roc, à partir des profondeurs indiquées sur les rapports individuels de forage.

3.1.6.1.3 Classification géomécanique du massif rocheux

La valeur « RMR » du massif de roc (Rock Mass Rating) tel que proposée par Bieniawski, 19842 a été estimée à 68. Cette valeur « RMR » est obtenue en tenant compte de plusieurs paramètres dont la résistance à la compression simple, la valeur RQD, la qualité et l’espacement des joints, et contacts lithologiques, la profondeur de la nappe ainsi que le pendage des joints et contacts lithologiques. Selon la valeur « RMR » estimée, le massif de roc est de classe II et de qualité bonne.

2 Bieniawski, Z. T. Rock Mechanics Design in Mining and Tunneling, Balkema Publishers,

Rotterdam, 1984, 272 p.

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3.1.6.1.4 Module de déformation du massif rocheux

La valeur du module de déformation du massif de roc « Em » à utiliser dans le présent projet a été estimée à 18 GPa. Cette valeur a été obtenue de la relation proposée par Liang et Yang et présentée dans le NCHRP 3.

3.2 EAU SOUTERRAINE

Des mesures du niveau de l'eau souterraine ont été effectuées le 29 septembre et le 13 octobre 2010 dans les tubes d’observation installés dans les forages F-1 à F-6. Ces mesures sont indiquées dans le tableau 6.

TABLEAU 6 NIVEAU DE L’EAU SOUTERRAINE

2010-09-29 2010-10-13 FORAGE N° Profondeur

(m) Niveau

(m) Profondeur

(m) Niveau

(m)

Culée ouest

F-1 − − 6,40 102,73

F-2 6,42 102,71 6,40 102,63

Pilier central

F-3 − − 0,46 102,68

F-4 0,75 102,43 0,68 102,50

Culée ouest

F-5 6,20 102,80 6,20 102,80

F-6 6,35 102,67 6,20 102,82 Il est important de souligner que le niveau de l'eau souterraine peut fluctuer et se situer à des profondeurs différentes selon les années, les saisons et les conditions climatiques (pluies abondantes, fonte des neiges, période de sécheresse, etc.).

3 NCHRP, Synthesis 360, Rock-Socketed Shafts for Highway Structure Foundations, 2006, p. 28.

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4 COMMENTAIRES ET RECOMMANDATIONS

4.1 REMARQUES GÉNÉRALES

Selon les renseignements fournis par le MTQ, le pont d’étagement existant sera complètement démoli. La nouvelle structure aura 2 travées reposant sur 2 culées et un pilier central. Il est également prévu que le profil de la rue de Martigny soit rehaussé d’environ 1,0 à 1,5 m aux approches du pont. À partir des informations tirées des 6 forages effectués au droit de la structure, le profil stratigraphique consiste en des remblais d’approche aux culées constituées de matériaux granulaires reposant sur un dépôt naturel d’argile silteuse, d’épaisseur variable et de consistance molle à raide, qui repose à son tour sur un dépôt de till de compacité généralement très dense. Le roc, qui a été rencontré par tous les forages, se situe à des niveaux compris entre un minimum de 94,00 m au forage F-3 et un maximum de 96,35 m au forage F-5. Enfin, le niveau de l’eau souterraine observé dans les forages se situait approximativement entre les niveaux 102,5 m et 102,8 m. Les photographies ci-dessous illustrent les culées du pont au moment des travaux d’investigation.

Photo no 1 : Culée ouest. Photo no 2 : Culée est.

4.2 TRAVAUX PRÉPARATOIRES

Selon les données tirées du plan préparé par Bourgeois & Martineau, ingénieurs-conseils, la culée est ainsi que les 2 piliers seraient supportés par des pieux. Par contre, la culée ouest reposerait plutôt sur un radier. D’ailleurs, les forages F-1 et F-2 ont traversé, à la même profondeur, environ 1 m de béton. La géométrie précise du pont projeté n’est pas encore connue au moment de la rédaction de ce rapport. Cependant, 2 options sont envisageables en ce qui a trait à la construction des culées.

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La première option consiste à la reconstruire les culées au même emplacement que celui des culées existantes, suite à l’arrachement des pieux (culée est) et à la démolition du radier (culée ouest). Une deuxième option consiste à construire la culée est en retrait par rapport à l’emplacement de la culée existante. Dans ce cas, les anciens chevêtres devront probablement être enlevés et les pieux arasés pour ne pas venir en conflit avec la nouvelle structure. Également, le radier de la culée ouest devra être complètement démoli et enlevé.

4.3 EXCAVATIONS TEMPORAIRES

4.3.1 Assèchement des excavations

Compte tenu du fait que le niveau de l’eau souterraine se situe généralement près du niveau 102,5 m, il sera rencontré au-dessus du niveau du fond des excavations requises pour atteindre le niveau d’implantation des fondations des culées et du pilier central. Tel que discuté à la section 4.5 du rapport, les fondations des culées et du pilier central devront consister en des pieux, dont le dessous des têtes devra être implanté à une profondeur de 1,8 m, pour assurer une protection contre les effets néfastes du gel. Dans le dépôt naturel d’argile, les infiltrations de l’eau souterraine seront limitées, en raison de la faible perméabilité de ce dépôt. L’entrepreneur devra néanmoins prévoir la mise en œuvre d’un système d’assèchement adéquat et adapté aux conditions prévalant au moment des travaux pour éliminer les eaux de ruissellement et, le cas échéant, les eaux d’infiltration pouvant s’accumuler au fond des excavations et provenant des remblais de surface.

4.3.2 Pentes des excavations temporaires

Il est recommandé que les pentes des excavations temporaires requises pour les travaux de construction respectent les exigences du Code de sécurité pour les travaux de construction (2001, S-21, r.6) de la CSST. En effet, compte tenu que la méthode de travail qui sera utilisée est présentement inconnue et puisqu’il s’agit de pentes d’excavation temporaires, leur stabilité ainsi que la sécurité des travailleurs, des ouvrages à construire et des structures existantes sont sous la responsabilité de l’entrepreneur. Les excavations temporaires seront effectuées dans les matériaux granulaires des remblais d’approche et dans le dépôt naturel d’argile silteuse sous-jacent. Des analyses de stabilité en contraintes totales et effectives ont été effectuées pour des excavations de 9 m de hauteur à l’aide du logiciel Slope/W commercialisé par la

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firme Geo Slope International et par la méthode simplifiée de Bishop. Dans le cas des analyses en contraintes totales, la résistance au cisaillement non drainé (cu) a été corrigée par le facteur « μ » en fonction de l’indice de plasticité (Ip) de l’argile. Compte tenu que la durée requise des travaux avant que le remblayage de l’excavation derrière le mur des culées puisse être effectué sera d’au moins quelques mois, des analyses en contraintes effectives ont aussi été effectuées. Ces analyses ont été effectuées en utilisant les paramètres indiqués au tableau 7.

TABLEAU 7 PARAMÈTRES GÉOTECHNIQUES UTILISÉS DANS LES ANALYSES DE

STABILITÉ EN CONTRAINTES EFFECTIVES

PARAMÈTRE REMBLAI ARGILE SILTEUSE

Poids volumiques total (γ) 21,0 kN/m3 16 kN/m3

Poids volumique déjaugé (γ’) 11 kN/m3 6 kN/m3

Angle de frottement interne (φ’) 30o 28o

Cohésion (c’) 0 kPa 7,5 kPa

Les valeurs de l’angle de frottement interne (φ’) et de la cohésion (c’) de l’argile ont été établies en se référent aux relations proposées par Lefebvre4. Les résultats de ces analyses indiquent que les pentes d’excavations temporaires pourraient être profilées avec une inclinaison de 1 V : 2,5 H dans les matériaux de remblai et dans le dépôt d’argile. Il est important de souligner que les inclinaisons mentionnées précédemment sont destinées uniquement au concepteur pour permettre les calculs de volume à des fins d’estimation des coûts de construction. D’autre part, les parois des excavations doivent être vérifiées régulièrement afin de déceler tout élément susceptible de s’en détacher et constituer un danger pour les travailleurs. De plus, la circulation des véhicules et équipements ainsi que la mise en tas de matériaux doivent être évitées sur une distance en crête des talus au moins égale à la profondeur des excavations.

4 Lefebvre, G. « Fourth Canadian Geotechnical Colloquium: Strength and slope stability in Canadian

Soft Clay Deposits » Canadian Geotechnical Journal, vol. 18, pp. 420-442 (1981).

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4.4 PROTECTION CONTRE LE GEL

Tous les éléments de fondation, soit les têtes de pieux, devront être implantés à une profondeur minimale de 1,8 m sous le niveau final du terrain, afin que ceux-ci soient protégés des effets néfastes du gel rigoureux dans les sols.

4.5 FONDATIONS

Les 6 forages ont révélé la présence d’un dépôt d’argile silteuse dont la surface se situe approximativement entre les niveaux 101,5 et 102,5 m. Son épaisseur est comprise entre 1,2 et 4,6 m.

Dans ces conditions, l’utilisation de fondations superficielles prenant appui sur le dépôt d’argile n’est pas envisageable, la contrainte pouvant être appliquée au dépôt d’argile étant pratiquement nulle.

Par conséquent, les culées et le pilier doivent être supportés par des fondations profondes prenant leur appui sur un substratum rigide tel que le till ou le roc, tel que discuté aux sections 4.5.1 et 4.5.2.

4.5.1 Culées

4.5.1.1 Généralités

Les pieux battus peuvent développer leur capacité portante dans les sols par la combinaison de la résistance mobilisée par frottement le long du fût et la résistance en pointe. Les pieux peuvent également développer leur résistance uniquement en pointe lorsque celle-ci est appuyée sur un substratum rigide comme le roc ou une couche de compacité dense à très dense. Dans ce dernier cas, la capacité géotechnique des pieux est égale à leur capacité structurale qui correspond aux propriétés des matériaux qui les composent.

Les pieux battus les plus fréquemment utilisés au Québec sont les pieux d’acier en « H », ou les pieux tubulaires en acier remplis de béton. Pour le cas du pont d’étagement de la rue de Martigny, il semble que la solution la plus appropriée consistera en des pieux développant leur résistance principalement en pointe sur un substratum rigide, soit probablement dans le dépôt de till ou à la surface du roc.

Enfin, à cause de la présence probable de cailloux ou de blocs dans le dépôt de till, l’extrémité des pieux battus devra être renforcée au préalable pour éviter qu’elle ne soit endommagée lors du battage.

La capacité structurale de pieux doit être déterminée en fonction des exigences de la norme CAN/CSA-S6-06, Code canadien sur le calcul des ponts routiers (Code des ponts).

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4.5.1.2 Pieux en acier profilés en «H»

Le principal désavantage des pieux en acier profilés en « H » est qu’ils s’endommagent facilement lors d’un surbattage. De plus, contrairement à un pieu tubulaire en acier, ils ne peuvent être inspectés facilement.

4.5.1.3 Pieux tubulaires en acier remplis de béton

Les pieux tubulaires appuyés sur un substratum rigide développent leur capacité structurale dans la section d’acier et de béton du pieu. La charge structurale axiale totale admissible sur chaque pieu doit être déterminée selon l’article 10.22 du Code des ponts. Pour les pieux tubulaires mixtes en acier et en béton, le dimensionnement doit tenir compte des exigences de l’article 10.22.4 du Code des ponts qui fait référence aux exigences de l’article 10.9.5 du même Code des ponts intitulé : « Poteaux mixtes ». L’évaluation de la résistance pondérée à la compression du pieu doit se faire en fonction des équations de l’article 10.9.5.4 qui se réfère aux articles 10.9.3.1 « flambement en flexion » et 10.5.7 où le coefficient de tenue pour le cas de la compression est Φs = 0,90.

Pour ce qui est du béton à incorporer dans les pieux, certaines précautions doivent être prises pour assurer sa qualité et, par le fait même, sa contribution structurale :

• l’intérieur du pieu doit être vide et bien nettoyé;

• l’affaissement du béton frais doit être de 150 mm ou plus;

• le béton doit être mis en place lentement, mais en continu, sans interrompre la coulée;

• le béton doit être versé en chute libre, sans nécessité d’avoir recours à un vibrateur pour sa consolidation.

La déformation structurale d’un pieu développant sa résistance en pointe sur un substratum rigide est régie par la compression élastique de ce même pieu. La capacité structurale des pieux fabriqués de matériaux mixtes, comme des pieux tubulaires d’acier remplis de béton, doit tenir compte des propriétés élastiques des 2 matériaux, soit le béton et l’acier.

Il convient de mentionner qu’on doit tenir compte, dans l’évaluation des charges transitoires, les charges du vent et de la glace sur la structure, ainsi que de toutes charges dynamiques provenant de la circulation et des séismes. Certains pieux peuvent, au choix de l’ingénieur concepteur, être inclinés afin de reprendre une partie des charges latérales.

4.5.1.4 Capacité portante d’un pieu isolé

Pour des pieux battus au refus dans le till très dense ou à la surface du roc, la capacité des pieux se développera dans leur section structurale. À ce titre, la capacité portante géotechnique sera alors égale à la capacité portante structurale.

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La résistance géotechnique pondérée à l’état limite ultime (ÉLUL) sera alors égale à la capacité portante structurale multipliée par un coefficient de tenue (Φ). Suivant les indications du tableau 6.1 du Code des ponts, le coefficient de tenue pour le cas d’un pieu en compression est de 0,4. Pour ce qui est de la capacité portante à l’état limite d’utilisation (ÉLUT), elle est entièrement basée sur la déformation que peut subir le pieu. Pour le cas présent, la déformation du pieu sera équivalente à sa compression élastique.

4.5.1.5 Capacité portante d’un groupe de pieux

Pour le cas présent, puisque les pieux développeront essentiellement leur capacité portante en pointe dans le dépôt de till ou à la surface du roc, il est recommandé d’utiliser la somme des capacités portantes individuelles de chaque pieu pour obtenir la capacité portante du groupe.

4.5.1.6 Détermination du critère de refus du battage

Il est important que le battage et l’enfoncement des pieux soient simulés théoriquement. Il est recommandé qu’une telle analyse soit faite à l’aide de l’équation de l’onde (Wave Equation Analysis) et à partir des données de l’étude géotechnique et de l’équipement utilisé en chantier. C’est à l’entrepreneur de procéder à une telle simulation. L’utilisation de formules de battage comme celle de Hiley s’est avérée aléatoire et est à proscrire dans la pratique. Il est recommandé de se fier uniquement à la simulation de l’analyse par l’équation de l’onde. L’entrepreneur doit faire appel à un expert en analyse par l’équation d’onde pour établir le critère de refus. Le critère de refus doit toujours être confirmé par des analyses dynamiques. Un suivi du battage des pieux doit être effectué au chantier. On doit, dans le cadre de ce suivi, enregistrer les données de battage (type et poids du marteau, hauteur de chute, nombre de coups, etc.) et vérifier que le critère de refus a été atteint. Tout comportement particulier tel le rebondissement des pieux ou le soulèvement de pieux adjacents doit être noté et signalé de façon à ce que des mesures correctives appropriées soient mises en œuvre. L’ensemble des observations de chantier doit être consigné en rapport et constituer le « carnet de battage ». Environ 10 % des pieux devraient être rebattus de façon à vérifier qu’il n’y a pas de phénomène de relaxation. Si certains pieux ne satisfont pas au critère de refus lors du rebattage, il faut augmenter le nombre de pieux à rebattre de façon à cerner la zone qui présente ce problème ou établir si c’est un phénomène qui affecte l’ensemble du chantier. Les pieux soumis aux analyses dynamiques doivent être choisis parmi les pieux rebattus.

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4.5.1.7 Conditions de battage et protection de la tête des pieux

L’enfoncement des pieux s’effectuera dans le dépôt d’argile et finalement dans le dépôt de till de compacité généralement très dense contenant selon toute probabilité des cailloux et des blocs. Les pieux doivent donc être protégés à leur extrémité. La protection dépend des conditions spécifiques de battage et des dimensions des pieux. À titre d’exemple, le MTQ prévoit des protections spécifiques sauf que ces dernières sont surtout applicables pour des pieux tubulaires en acier dont le diamètre varie de 300 à 350 mm. Si le diamètre est supérieur à 350 mm, il faut avoir recours à un type de protection particulier. Une plaque soudée à la pointe serait suffisante dans le cas présent, cependant son épaisseur doit être déterminée en fonction des efforts que subiront les pieux au moment du battage. De plus, il faut s’assurer que la soudure puisse résister aux sollicitations élevées qui peuvent être engendrées au moment du battage. Ainsi, la conception de la protection de la pointe doit faire l’objet d’une attention particulière de la part de l’ingénieur en structure. Il est recommandé qu’un ingénieur géotechnicien soit consulté à cet effet.

4.5.1.8 Essais de chargement des pieux en compression

La capacité géotechnique des pieux devra être confirmée à l’aide d’essais de chargement dynamique avec un analyseur du battage de pieux. Généralement, un coefficient de tenue (Φ) de 0,5 du rapport de la charge de service sur la charge à l’essai est requis. Il est important que les résultats des essais dynamiques soient évalués par du personnel compétent et d’expérience afin de ne pas pénaliser inutilement les résultats. Il y aura donc lieu de procéder aux essais une fois que les pressions interstitielles auront été dissipées, c’est-à-dire suite à un délai d’au moins 2 semaines après la mise en place des pieux. Contrairement aux exigences de l’article 15.3.3 du CCDG, il est recommandé que, au moment de l’exécution d’essais dynamiques, les pieux aient une longueur hors-sol au moins égale à 5 fois leur diamètre, mais avec un minimum de 1,5 m, afin de permettre l’installation des jauges pour l’exécution des analyses dynamique de battage des pieux.

4.5.2 Pilier central

Compte tenu du profil stratigraphique et des conditions géotechniques et géologiques identifiées par les forages F-3 et F-4, 2 solutions peuvent être envisagées pour la conception des fondations du pilier central, soit :

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• fondation supportée par des pieux battus au refus. Dans ce cas, la résistance au renversement et à la traction pourra être obtenue à l’aide d’ancrages au roc;

• fondation supportée par des caissons avec emboîture forée dans le roc. Chacune de ces solutions est discutée dans les sections suivantes.

4.5.2.1 Fondations sur pieux

Les recommandations de la section 4.5.1 s’appliquent intégralement.

4.5.2.1.1 Ancrages au roc Les moments de renversement et l’arrachement peuvent être repris par l’entremise d’ancrages forés dans le roc à partir de l’extrémité inférieure des pieux ou de la tête des pieux. Des ancrages scellés et injectés dans le roc ou encore des ancrages mécaniques à expansion pourront être utilisés.

4.5.2.1.1.1 Ancrages scellés et injectés Pour déterminer le dimensionnement et le choix des ancrages scellés et injectés dans le roc, les 4 modes de rupture suivants doivent être étudiés : • rupture de la tige d'acier; • rupture de l’adhérence tige d’acier – coulis; • rupture de l’adhérence roc – coulis; • rupture de la masse rocheuse. La méthode de dimensionnement des ancrages dans le roc est donnée à l’annexe 5. Les paramètres géotechniques à utiliser dans cette méthode sont indiqués au tableau 8.

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TABLEAU 8 PARAMÈTRES GÉOTECHNIQUES

POUR LE CALCUL DES ANCRAGES

PARAMÈTRES MODE DE RUPTURE Symbole Description Valeur

Rupture tige d’acier σy

Contrainte admissible en tension de l’acier Voir fabricant

Rupture tige d’acier-coulis f’c

Résistance à la compression simple du coulis

≥ 30 MPa (valeur spécifiée)

f’c Résistance à la compression simple du coulis

≥ 30 MPa (valeur spécifiée)

qu Résistance à la compression simple du roc 120 MPa

Longueur minimale de scellement 3 m

Rupture roc-coulis

LS2 Longueur minimale de scellement compte tenu de la qualité du roc

30 fois le diamètre du trou (m)

β Demi-angle au sommet du cône de roc selon la qualité du roc 45° Rupture

de la masse rocheuse γ Poids volumique effectif du roc 26 kN/m3

Des essais de mise en charge devront être effectués sur un minimum de 2 ancrages. La charge d’épreuve devra être au moins égale à 1,33 fois la charge admissible. La procédure recommandée est celle indiquée à l’article 26.12.4.8 du CFEM.

4.5.2.1.2 Ancrages mécaniques à expansion Les ancrages mécaniques à expansion peuvent être utilisés au lieu des ancrages scellés et injectés. Ces ancrages sont munis à leur extrémité d’un cône et d’une coquille mécanique qui peut prendre de l'expansion, s'appuyant ainsi contre les parois du trou foré dans le roc. La surface des coquilles possède des rainures et des arêtes qui doivent être adaptées à la nature et à la qualité du roc. Le choix du type de coquilles est laissé au spécialiste en ancrages. La conception géotechnique des ancrages repose essentiellement sur la formation d’un cône d’arrachement causant une rupture dans la masse rocheuse. Ce mode de rupture correspond au quatrième mode décrit à la section 4.5.2.4.1 pour les ancrages injectés et scellés. Suite à leur mise en place, les ancrages mécaniques à expansion doivent être mis à l’épreuve à l’aide d’une clé dynamométrique qui mesure le couple de serrage auquel correspond une charge d’arrachement. Pour fins d’installation et de vérification, la clé dynamométrique doit faire l’objet d’un calibrage entre l’effort d’arrachement et le couple de serrage. Ce calibrage est en fonction du type de coquille utilisé.

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Après l'installation et la vérification de l’ancrage, celui-ci doit être scellé à l’aide d’un coulis de ciment expansif dont la résistance à la compression doit être d’au moins 30 MPa. L’ancrage doit donc être muni d'un tube d’injection qui assurera le scellement de la coquille et de toute la tige.

4.5.2.2 Fondations sur caissons forés dans le roc

4.5.2.2.1 Capacité axiale des caissons forés 4.5.2.2.1.1 Généralités La capacité portante axiale des caissons forés dans le roc peut être déterminée sur la base de plusieurs hypothèses. À cet effet, à la section 18.6.2 du CFEM, il est indiqué ce qui suit : • la capacité portante provient uniquement de la résistance à la base du caisson

foré;

• la capacité portante provient uniquement de l’adhérence béton-roc à la surface latérale de l’emboîture;

• la capacité portante provient en partie de la résistance à la base du caisson et en partie de l’adhérence autour de l’emboîture.

L’estimation de la capacité portante axiale des caissons est présentée dans les sections qui suivent. Il s’agit de la capacité portante provenant de la résistance à la base du caisson et de celle de l’adhérence béton-roc autour de l’emboîture. Le Code des ponts indique qu’un coefficient de tenue (Φ) de 0,4 doit être appliqué à la valeur de la capacité géotechnique à l’ÉLUL du caisson en compression axiale pour obtenir la résistance géotechnique pondérée à l’ÉLUL du caisson. Suivant les indications de la section 18.6.2 du CFEM intitulée Drilled Piers or Caissons – Design Assumptions, la profondeur de l’emboiture dans le roc doit être typiquement égale à une valeur de 1 à 3 fois le diamètre du caisson. Dans le cas présent, compte tenu de la qualité du roc, il est recommandé que la profondeur de l’emboiture dans le roc soit d’au moins 1 fois le diamètre du caisson. Tel que suggéré par le U.S. Department of Transportation5, il est recommandé de ne pas prévoir la mise en place de caissons inclinés dans le roc en raison des difficultés inhérentes au forage de tels caissons. De plus, tel que mentionné à la section 3.1.6.1.2 du rapport, des pertes de l’eau utilisée pour les opérations de forage ont été observées dans les forages F-3 et F-4. Compte tenu de ces observations, il est possible que des venues d’eau 5 U.S. Department of Transportation, May 2010 – « Drilled Shafts : Construction Procedures and

LRFD Design Methods » = NHI Course No. 132014 – Publication No. FHWA-NHI-10-016-FHWA GEC 010.

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substantielles puissent se produire dans l’emboiture des caissons une fois que ceux-ci auront pénétré le roc. Or, cet aspect, ainsi que la résistance très forte du roc ne devront pas être sous-estimés dans l’évaluation des difficultés à anticiper pour le forage et la mise en place des caissons.

4.5.2.2.1.2 Capacité portante à l’ÉLUL développée à la base du caisson (qult.b) La capacité portante à l’ÉLUL « qult.b » peut être obtenue par la relation proposée par Carter et Kulhawy, 19886. La valeur de « qult.b » obtenue est de 70 MPa, laquelle a été estimée en utilisant les valeurs des paramètres « RMR » et « σc » déterminées dans ce projet.

4.5.2.2.1.3 Capacité portante à l’ÉLUL développée le long de la paroi du caisson au contact du roc (qult.s)

La valeur de la capacité portante à l’ÉLUL « qult.s » se développe le long de la paroi du caisson et la rupture peut survenir au contact roc-béton ou dans le roc, selon les caractéristiques du roc et du béton. La capacité portante à l’ÉLUL « qult.s » peut être déterminée selon les indications de la section 18.6.4.2 du CFEM. La valeur de « qult.s » à retenir pour la conception est la plus faible des 2 valeurs correspondant à des ruptures potentielles dans le massif rocheux ou au contact roc-béton. Il résulte des calculs effectués que pour une rupture potentielle au contact roc-béton, la valeur de la capacité portante à l’ÉLUL « qult.s » à utiliser est de 4 500 kPa pour un béton ayant une résistance à la compression simple de 30 MPa.

4.5.2.2.1.4 Répartition des charges transmises par le caisson Selon les indications de la section 18.6.5 du CFEM, la charge transmise par le caisson (Q) se répartie entre la base de celui-ci et le long de l’emboîture au contact roc-béton. Cette répartition de la charge dépend des dimensions de l’emboîture dans le roc mais aussi des modules de déformation du massif de roc et du béton utilisé pour la construction du caisson. Les proportions des charges transmises peuvent être déduites comme suit de la section 18.6.5 du CFEM : • proportion de la charge (Q) transmise à la base du caisson : n x Q • proportion de la charge (Q) transmise aux parois du caisson, au contact

roc-béton : (1 – n) x Q

6 Carter, J.P. et Kulhawy, F.H. (1988) « Analysis and Design of Drilled Shaft Foundations Socketed

into Rock », Final Report, Project 1493-4, EPRI EL-5918, Cornell University, Ithaca, N.Y.

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où : Q : charge appliquée par le caisson;

n : coefficient de répartition de la charge « Q » variant de 0 à 1, déterminé en fonction des modules de déformation du massif de roc (Em) et du béton (Ec) utilisé pour la construction du caisson. La figure 1 ci-après permet de déterminer le coefficient « n » (CFEM, section 18.6.5). Dans cette figure, la valeur « L » est la longueur de l’emboîture du caisson dans le roc et « r » le rayon du caisson.

Tel que mentionné à la section 3.1.6.1.4 du rapport, la valeur du module de déformation du roc « Em » à utiliser pour ce projet est de 18 GPa. Pour un béton de résistance à la compression de 30 MPa, le module de déformation du béton « Ec » est d’environ 27 GPa.

FIGURE 1 COEFFICIENT « n » DE RÉPARTITION DES CHARGES

Note : le module Er de la figure 1 correspond au module Em .

Il résulte de ce qui précède que des vérifications doivent être effectuées afin de s’assurer que les résistances géotechniques à la base et le long des parois de caisson sont suffisantes, en tenant compte des dimensions de l’emboîture et des charges transmises. a) Vérification de la résistance géotechnique à la base du caisson Les indications des sections 18.6.3 et 18.6.5 du CFEM permettent de déduire que la vérification de la résistance géotechnique à la base du caisson doit être effectuée en utilisant l’inéquation suivante :

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Qxn4Bxxqx4,0

2s

b.ult ≥π

où :

0,4 : coefficient de tenue (Φ);

b.ultq : capacité portante à l’ÉLUL développée à la base du caisson (kN/m2);

Bs : diamètre du caisson (m).

b) Vérification de la résistance géotechnique sur les parois du caisson Les indications des sections 18.6.4 et 18.6.5 du CFEM permettent de déduire que la vérification de la résistance géotechnique le long des parois du caisson, au contact roc-béton, doit être effectuée en utilisant l’inéquation suivante :

Qx)n1(LxBxxqx4,0 ssb.ult −≥π

où : Ls : longueur de l’emboîture (m).

4.5.2.2.1.5 Capacité portante à l’ÉLUT Afin d’assurer la performance de l’ouvrage, la capacité portante des caissons à l’ÉLUT doit être déterminée. La capacité portante à l’ÉLUT est reliée aux déformations engendrées par l’ouvrage. Le tassement engendré par les charges sur un caisson peut être estimé par la méthode résumée à la section 18.7.4.4 du CFEM. Au moment d’écrire le présent rapport, les données nécessaires à la détermination de la capacité portante à l’ÉLUT ne sont pas disponibles. Il s’agit, entre autres, du diamètre du caisson, de la longueur de l’emboîture, de la méthode de mise en place, des caractéristiques des matériaux composant le caisson, etc. De façon générale, le tassement devrait être négligeable. La capacité portante aux ÉLUT est alors du même ordre de grandeur que celle aux ÉLUL.

4.5.2.2.1.6 Résistance à l’arrachement des caissons forés La résistance à l’arrachement à l’ÉLUL (

TÉLULQ ) est obtenue par la combinaison du

frottement se développant le long du fût et par le poids du caisson lui-même en utilisant l’équation suivante :

TÉLULQ = (C x L x σ’vo x β) + W

où W = poids du caisson

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Un coefficient de tenue (Φ) de 0,3 doit être appliqué à la partie de l’équation précédente pour le calcul du frottement et non au poids du caisson.

4.5.2.2.2 Capacité et déformation latérale des caissons forés Les charges latérales sur un caisson foré peuvent être engendrées par diverses sollicitations telles le vent, les efforts sismiques, les forces de freinage des véhicules, etc. La capacité du caisson à résister aux charges latérales dépend de plusieurs paramètres dont la rigidité du caisson, ainsi que l’épaisseur et les caractéristiques de déformation du sol et du roc entourant le caisson. L’expérience a montré que la déflexion latérale pour un caisson foré muni d’une emboîture dans le roc est beaucoup plus faible que celle d’un pieu prenant appui sur le roc. Les coefficients de réaction horizontale dans les différents matériaux rencontrés sur le site et qui pourraient être nécessaire pour la conception sont présentés ci-après.

4.5.2.2.2.1 Coefficient de réaction horizontale dans l’argile Le coefficient de réaction horizontale (Kha) dans le dépôt d’argile peut être déterminé en s’inspirant des relations proposées par Broms 19647 et Davisson 19708 et formulées comme suit :

Kha = FA x (67 x cu) / Bs. où : Kha : coefficient de réaction horizontale dans le dépôt d’argile (kN/m3) ; FA : facteur d’ajustement déterminé au point 3 de l’annexe 5, soit 0,38; cu : résistance au cisaillement non drainé (kPa); Bs : diamètre du caisson (m). La valeur de la résistance au cisaillement non drainé de l’argile « cu » à utiliser est de 20 kPa pour le dépôt d’argile de consistance molle. Les différentes étapes de calcul de la réaction horizontale dans un sol cohérent (argile) sont présentées à l’annexe 5 de ce rapport.

7 Broms, B.B. « Lateral Resistance of Piles in Cohesive Soils » Journal of the Soil Mechanics and

Foundation Division, ASCE, vol. 90, n° SM2, March 1964, pp. 27-63. 8 Davisson, M.T. « Lateral Load Capacity of Piles » Highway Research Board, Washington, D.C.,

Highway Research Record, no. 33, 1970, pp. 104-112.

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4.5.2.2.2.2 Coefficient de réaction horizontale dans un sol pulvérulent (till) Le coefficient de réaction horizontale dans un sol pulvérulent (Khs) dans un état dense, comme le dépôt de till, peut être déterminé par la relation empirique proposée par Broms, B.B., 19649 et qui est la suivante :

Khs = FA x (nh x z ) / Bs. où : Khs : coefficient de réaction horizontale dans un sol pulvérulent (kN/m3) ; FA : facteur d’ajustement déterminé au point 3 de l’annexe 6; nh : coefficient de réaction déterminé en fonction de la profondeur de la nappe

et de l’état de compacité du sol; z : profondeur (m); Bs : diamètre du caisson (m). Les différentes étapes de calcul de la réaction horizontale dans un sol pulvérulent sont présentées à l’annexe 6 de ce rapport.

4.5.2.2.2.3 Coefficient de réaction horizontale dans le roc Les caractéristiques physiques et géomécaniques du roc rencontré sur le site ont été déterminées dans cette étude et sont présentées à la section 3 de ce rapport. Tenant compte de ces caractéristiques, la valeur du coefficient de réaction horizontale du roc « Kr » a été estimée à partir de la relation proposée par Johnston et Lam, 198910. Le tableau 9 ci-après présente les valeurs de « Kr » pour différents diamètres de caissons.

TABLEAU 9 COEFFICIENT DE RÉACTION HORIZONTALE DANS LE ROC « Kr »

DIAMÈTRE DU CAISSON (Bs)

COEFFICIENT DE RÉACTION HORIZONTALE

(Kr)

1,0 m 27 GN/m3

1,5 m 19 GN/m3

2,0 m 14 GN/m3

2,5 m 11 GN/m3

3,0 m 9 GN/m3

3,5 m 8 GN/m3

9 Broms, B.B. « Lateral Resistance of Piles in Cohesionless Soils » Journal of the Soil Mechanics

and Foundation Division, ASCE, vol. 90, n° SM3, May 1964, pp. 123-156. 10 Johnston, I.W. et T.S.K. Lam « Shear Behavior of Regular Triangular Concrete / Rock Joints -

Analysis » Journal of Geotechnical Engineering, vol. 115, n° 5, 1989, pp. 711-727.

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4.6 ASPECT SISMIQUE

Les forces attribuables aux mouvements de terrain horizontaux provoqués par les séismes peuvent être estimées à partir de la méthode définie dans le Code canadien sur le calcul des ponts routiers. Il s’agit d’utiliser le coefficient de réponse sismique élastique Csm et le poids effectif du pont. Le coefficient Csm inclut plusieurs facteurs, dont le coefficient de site S. Dans le cas du présent projet, le site est de type « III » et la valeur S à utiliser est de 1,5.

4.7 REMBLAI D’APPROCHE

4.7.1 Tassements de consolidation

Le profil de la rue de Martigny doit être rehaussé d’environ 1,0 à 1,5 m au droit des culées. Ceci implique qu’une contrainte d’environ 20 à 30 kPa sera ajoutée aux sols en place. Tel que mentionné à la section 3.1.5, le dépôt d’argile à l’emplacement des culées est dans un état normalement consolidé et toute surcharge appliquée à l’argile occasionnera des tassements de consolidation à long terme. À titre d’exemple, un rehaussement du site de l’ordre de 1,5 m entraînerait des tassements de l’ordre de 30 à 60 mm. À leur tour, ces tassements engendreraient du frottement négatif sur les pieux supportant les culées. Ainsi, s’il est requis de rehausser le profil de la rue de Martigny, il est suggéré que le remblai de rehaussement consiste en un remblai léger constitué de polystyrène. Dans l’éventualité où le remblai allégé est mis en place, les panneaux de polystyrène doivent être mis en place jusqu’à une distance de 5 m à l’arrière de la culée.

4.7.2 Frottement négatif

Dans le cas où la suggestion de mettre en place un remblai léger constitué de polystyrène n’est pas retenue, les pieux aux 2 culées devront être conçus en tenant compte d’une composante de frottement négatif. Le frottement négatif peut être estimé à partir de l’équation suivante :

Qn = β (Δσ + σ’Vmoy) As

où Qn = charge additionnelle engendrée par le frottement négatif (kN) β = coefficient de frottement = 0,25

Δσ = γrH = pression provenant d’un remblai ajouté (kPa) σ’

Vmoy = pression effective des terres moyenne le long du pieu (kPa) As = surface extérieure du pieu (m2)

- 26 - 1713S-B17 (G10232-D-rap-1)

Il est à noter que le frottement négatif sur le pieu ne s’additionne pas avec la charge vive et que 2 cas de chargements différents doivent alors être analysés, soit d’une part, la charge permanente et le frottement négatif, sans la charge vive, et d’autre part, la charge permanente et la charge vive, sans le frottement négatif. Diverses options existent pour réduire le frottement négatif sur les pieux : • appliquer un enduit bitumineux sur le pieu. L’application sur le fût du pieu d’un

enduit bitumineux permettra de réduire l’adhérence entre le sol et le pieu et ainsi le frottement négatif. Le choix du type de bitume et la méthode de fonçage des pieux sont des éléments critiques de la méthode. Il faut en effet protéger l’enduit durant l’entreposage, la manutention et le fonçage des pieux. Les cas d’études publiées dans la littérature ont montré des réductions du frottement négatif pouvant varier de 50 à 90 %. Avec de telles variations, il devient nécessaire de vérifier l’efficacité de l’enduit après le fonçage, ce qui engendre des coûts et des délais additionnels lors de la construction;

• adapter la conception structurale des pieux. Il s’agira de sélectionner des pieux de plus grande capacité structurale pour reprendre les charges dues au frottement négatif. Dans le cas des pieux tubulaires en acier remplis de béton, la méthode simple consiste à augmenter l’épaisseur de la paroi du pieu tout en conservant un petit diamètre extérieur. Il s’avère en effet que la capacité structurale est fonction de la section d’acier du pieu tandis que le frottement négatif est fonction de la surface latérale du pieu.

4.7.3 Stabilité du remblai derrière les culées

L’analyse de stabilité du remblai derrière les culées dans l’axe de la rue de Martigny a été effectuée en contraintes totales et en contraintes effectives en utilisant des surfaces de rupture potentielles circulaires. La méthode des tranches de Bishop modifié a été utilisée et plusieurs centaines de surfaces de ruptures potentielles ont été traitées au moyen du logiciel Slope/W commercialisé par la firme Geo-Slope International. Dans des conditions de charges statiques, le coefficient de sécurité « FS » minimum requis est de 1,5 contre une rupture par cisaillement du remblai et du dépôt d’argile sous-jacent. La vérification de la stabilité générale du remblai routier existant contre une rupture par cisaillement des remblais et du sol de fondation a été analysée dans la présente étude, en tenant compte des caractéristiques des sols en place et en posant l’hypothèse d’un rehaussement du profil de la rue Martigny de 1,5 m, soit jusqu’au niveau 111,0 m. Dans le secteur de la culée ouest, jugé le plus critique, un coefficient de sécurité (FS) supérieur à 1,5 a été obtenu pour le remblai mis en place derrière la culée.

- 27 - 1713S-B17 (G10232-D-rap-1)

4.8 POUSSÉE DES TERRES L’ARRIÈRE DES MURS DES CULÉES

Les poussées horizontales qui sont engendrées derrière un mur de culée sont essentiellement reliées à 4 facteurs, soit : • la nature des matériaux de remblai; • la rigidité structurale du mur; • l’effet du compactage du matériau de remblai derrière le mur; • les sollicitations provenant de séismes. La présente section traite exclusivement des 3 premiers facteurs. Pour tout ce qui se rapporte aux sollicitations sismiques, elles sont directement reliées à l’intensité de l’accélération engendrée par la secousse. Le niveau d’accélération est déjà déterminé et répertorié pour les différentes régions du Québec dans le Code.

4.8.1 Nature des matériaux de remblai derrière les murs des

culées

Les exigences relatives à la nature et la mise en place des matériaux de remblai derrière le mur de culée sont clairement spécifiées à l’article 15.2.5.5 du CCDG, édition 2010. En résumé, les matériaux de remblai doivent consister en un sol granulaire, mis en place par couches de 300 mm d’épaisseur maximum, densifié au moins à 90 % de la masse volumique maximale du matériau, telle que déterminée à l’essai Proctor modifié. Les matériaux des derniers 150 mm sous la ligne d’infrastructure doivent être densifiés au moins à 95 % de cette valeur de référence. En regard de la nature des matériaux exigés par le CCDG, le MTQ11, dans ses normes sur la conception des ouvrages d’art, recommande d’utiliser les paramètres suivants afin d’obtenir le diagramme triangulaire de la poussée : Angle de frottement interne (φ) : 33° Poids volumique (γ) : 22 kN/m3 Coefficient de pression des terres au repos (Ko) : 0,46 Coefficient de poussée active (Ka) : 0,29 Coefficient de butée (KP) : 3,4 Il convient de noter que le MTQ recommande d’utiliser le coefficient de poussée active (Ka) pour le calcul des structures non retenues au sommet, telles que les culées, et le coefficient de poussée au repos (K0) pour les structures retenues, tels les portiques.

11 Ministère des Transports du Québec : « Ouvrages d’art – Normes d’ouvrages routiers, chapitre 2 –

Conception des ouvrages d’art » – Les publications du Québec, révision 2010.

- 28 - 1713S-B17 (G10232-D-rap-1)

4.8.2 Poussée horizontale sur les murs des culées due à l’effet de

compactage

Le compactage du matériau de remblai derrière le mur d’une culée a pour effet d’induire une poussée horizontale qui s’additionne à la poussée déterminée en 4.8.1. L’effort de compactage doit donc être réduit derrière le mur. À cet effet, l’article 15.2.5.5 du CCDG recommande ce qui suit :

« Les matériaux granulaires doivent être mis en place par couches d’une épaisseur maximale de 300 mm. Le compactage des matériaux, y compris le degré de compacité des matériaux, doit être réalisé selon les exigences relatives au compactage des matériaux de la section « Terrassement ». Dans la zone adjacente à la paroi, sur 1 500 mm de largeur, le compactage doit être fait avec des compacteurs dynamiques de plaques ou des rouleaux vibrants dont la masse par mètre de rouleau est inférieure à 800 kg. ».

La poussée horizontale engendrée par un tel compactage est à toute fin pratique négligeable.

1713S-B17 (G10232-D-rap-1)

A N N E X E 1

PORTÉE DU RAPPORT

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PORTÉE DU RAPPORT

1. UTILISATION DU RAPPORT A. Modifications au projet : les données factuelles, les interprétations et les recommandations contenues dans ce rapport ont trait au projet spécifique tel que décrit dans le rapport et ne s'appliquent à aucun autre projet ni autre site. Si le projet est modifié du point de vue conception, dimensionnement, emplacement ou niveau, Groupe Qualitas inc. devra être consultée de façon à confirmer que les recommandations déjà données demeurent valides et applicables. B. Nombre de sondages : les recommandations données dans ce rapport n'ont pour but que de servir de guide à l'ingénieur en conception. Le nombre de sondages pour déterminer toutes les conditions souterraines qui peuvent affecter les travaux de construction (coûts, techniques, matériel, échéancier), devrait normalement être plus élevé que celui pour les besoins du dimensionnement. Les entrepreneurs qui soumissionnent ou qui sous-traitent le travail, devraient compter sur leurs propres études ainsi que sur leurs propres interprétations des résultats factuels des sondages, pour apprécier de quelle façon les conditions souterraines peuvent affecter leur travail. 2. RAPPORTS DE SONDAGE ET INTERPRÉTATION DES CONDITIONS SOUTERRAINES A. Description des sols et du roc : les descriptions des sols et du roc données dans ce rapport proviennent de méthodes de classification et d'identification communément acceptées et utilisées dans la pratique de la géotechnique. La classification et l'identification du sol et du roc font appel à un jugement. Groupe Qualitas inc. ne garantit pas que les descriptions seront identiques en tout point à celles faites par un autre géotechnicien possédant les mêmes connaissances des règles de l'art en géotechnique, mais assure une exactitude seulement à ce qui est communément utilisé dans la pratique géotechnique. B. Conditions des sols et du roc à l'emplacement des sondages : les rapports de sondage ne fournissent que des conditions du sous-sol à l'emplacement des sondages seulement. Les limites entre les différentes couches sur les rapports de sondage sont souvent approximatives, correspondant plutôt à des zones de transition, et ont donc fait l'objet d'une interprétation. La précision avec laquelle les conditions souterraines sont indiquées, dépend de la méthode de sondage, de la fréquence et de la méthode d'échantillonnage ainsi que de l'uniformité du terrain rencontré. L'espacement entre les sondages, la fréquence d'échantillonnage et le type de sondage sont également le reflet de considérations budgétaires et de délais d'exécution qui sont hors du contrôle de Groupe Qualitas inc. C. Conditions des sols et du roc entre les sondages : les formations de sol et de roc sont variables sur une plus ou moins grande étendue. Les conditions souterraines entre les sondages sont interpolées et peuvent varier de façon significative des conditions rencontrées à l'endroit des sondages. Groupe Qualitas inc. ne peut en effet garantir les résultats qu’à l’endroit des sondages effectués. Toute interprétation des conditions présentées entre les sondages comporte des risques. Ces interprétations peuvent conduire à la découverte de conditions différentes de celles qui étaient prévues. Groupe Qualitas inc. ne peut être tenu responsable de la découverte de conditions de sol et de roc différentes de celles décrites ailleurs qu’à l’endroit des sondages effectués. D. Niveaux de l'eau souterraine : les niveaux de l'eau souterraine donnés dans ce rapport correspondent seulement à ceux observés à l'endroit et à la date indiqués dans le rapport. Ces conditions peuvent varier de façon saisonnière ou suite à des travaux de construction sur le site ou sur des sites adjacents. Ces variations sont hors du contrôle de Groupe Qualitas inc. 3. SUIVI DE L'ÉTUDE ET DES TRAVAUX A. Vérification en phase finale : tous les détails de conception et de construction ne sont pas connus au moment de l'émission du rapport. Il est donc recommandé que les services de Groupe Qualitas inc. soient retenus pour apporter toute la lumière sur les conséquences que pourraient avoir les travaux de construction sur l'ouvrage final. B. Inspection durant l’exécution: il est recommandé que les services de Groupe Qualitas inc. soient retenus pendant la construction, pour vérifier et confirmer d'une part que les conditions souterraines sur toute l'étendue du site ne diffèrent pas de celles données dans le rapport et d'autre part, que les travaux de construction n'auront pas un effet défavorable sur les conditions du site. 4. CHANGEMENT DES CONDITIONS : les conditions de sol décrites dans ce rapport sont celles observées au moment de l'étude. À moins d'indication contraire, ces conditions forment la base des recommandations du rapport. Les conditions de sol peuvent être modifiées de façon significative par les travaux de construction (trafic, excavation, etc.) sur le site ou sur les sites adjacents. Une excavation peut exposer les sols à des changements dus à l'humidité, au séchage ou au gel. Sauf indication contraire, le sol doit être protégé de ces changements ou remaniements pendant la construction. Lorsque les conditions rencontrées sur le site diffèrent de façon significative de celles prévues dans ce rapport, dues à la nature hétérogène du sous-sol ou encore à des travaux de construction, il est du ressort du client et de l'utilisateur de ce rapport de prévenir Groupe Qualitas inc. des changements et de fournir à Groupe Qualitas inc. l'opportunité de réviser les recommandations de ce rapport. Reconnaître un changement des conditions de sol demande une certaine expérience. Il est donc recommandé qu'un ingénieur géotechnicien expérimenté soit dépêché sur le site afin de vérifier si les conditions ont changé de façon significative. 5. DRAINAGE : le drainage de l'eau souterraine est souvent requis aussi bien pour des installations temporaires que permanentes du projet. Une conception ou exécution impropre du drainage peut avoir de sérieuses conséquences. Groupe Qualitas inc. ne peut en aucun cas prendre la responsabilité des effets du drainage à moins que Groupe Qualitas inc. ne soit spécifiquement impliqué dans la conception détaillée et le suivi des travaux de construction du système de drainage. 6. CONDITIONS ENVIRONNEMENTALES : dans certains cas, les terrains sur lesquels Groupe Qualitas inc. effectue des reconnaissances peuvent avoir subi des déversements de contaminants ou encore la nappe phréatique peut contenir des polluants provenant d'un site à l'extérieur des terrains à étudier. De telles conditions requièrent une étude de caractérisation environnementale. La présente étude géotechnique n'a pas été effectuée en fonction d'une telle étude. Il convient de souligner que les lois et les règlements relatifs à l'environnement peuvent avoir des effets importants sur la viabilité, l'orientation et les coûts d'un projet. Ces lois et règlements sont susceptibles d'amendement et devront être vérifiés et pris en compte au moment de la conception et la préparation du projet.

1713S-B17 (G10232-D-rap-1)

A N N E X E 2

RAPPORTS DE FORAGE

NOTES EXPLICATIVES RAPPORT DE SONDAGE

(page 1 de 2)

Un rapport de sondage permet de résumer la stratigraphie des sols et du roc, leurs propriétés ainsi que les conditions d’eau souterraine. Cette note a pour but d’expliquer la terminologie, les symboles et abréviations utilisés.

G020-RÉV.9

1. PROFONDEUR – NIVEAU La profondeur et le niveau des différents contacts stratigraphiques sont donnés par rapport à la surface du terrain à l'endroit des sondages au moment de leur exécution. Les niveaux sont indiqués en fonction d'un système indiqué dans l'entête du rapport de sondage. 2. DESCRIPTION DES SOLS Les sols sont décrits selon leur nature et leurs propriétés géotechniques. Les dimensions des particules constituant un sol sont les suivantes :

NOM DIMENSION (mm)

Argile < 0,002 Silt 0,002 - 0,08 Sable 0,08 - 5 Gravier 5 - 80 Caillou 80 - 300 Bloc > 300

La proportion des divers éléments de sol, définis selon la dimension des particules, est donnée d’après la terminologie descriptive suivante :

TERMINOLOGIE DESCRIPTIVE PROPORTION DE PARTICULES (%)

Traces 1 - 10 Un peu 10 - 20 Adjectif (ex. : sableux, silteux) 20 - 35 Et (ex. : sable et gravier) > 35

2.1 COMPACITÉ DES SOLS PULVÉRULENTS La compacité des sols pulvérulents est évaluée à l’aide de l’indice de pénétration « N » obtenu par l’essai de pénétration standard :

COMPACITÉ INDICE DE PÉNÉTRATION « N » (coups / 300 mm)

Très lâche < 4 Lâche 4 - 10 Compacte ou moyenne 10 - 30 Dense 30 - 50 Très dense > 50

2.2 CONSISTANCE ET PLASTICITÉ DES SOLS

COHÉRENTS COUPE STRATIGRAPHIQUE La consistance des sols cohérents est évaluée à partir de la résistance au cisaillement. La résistance au cisaillement non drainé de l’argile intacte (cu) et de l’argile remaniée (cr) est mesurée en chantier ou en laboratoire. CONSISTANCE RÉSISTANCE AU CISAILLEMENT, cu (kPa)

Très molle Molle Ferme Raide Très raide Dure

12 25 50

100

< - - - - >

12 25 50 100 200 200

LIMITE DE LIQUIDITÉ, WL PLASTICITÉ %

Faible < 30 Moyenne 30 - 50 Élevée > 50

3. DESCRIPTION DU ROC

Le roc est décrit en fonction de sa nature géologique, de ses caractéristiques structurales et de ses propriétés mécaniques. L’indice de qualité du roc (RQD) est obtenu par la sommation des longueurs de carotte égales ou supérieures à 100 mm par rapport à la course du carottier de calibre NX ou NQ dans le roc. Le résultat s’exprime en pourcentage :

CLASSIFICATION

INDICE DE QUALITÉ RQD (%)

Très mauvaise qualité < 25 Mauvaise qualité 25 - 50 Qualité moyenne 50 - 75 Bonne qualité 75 - 90 Excellente qualité 90 - 100

ESPACEMENT MOYEN

(mm) JOINTS

Très rapprochés 0 - 60 Rapprochés 60 - 200 Moyennement espacés 200 - 600 Espacés 600 - 2000 Très espacés > 2000

RÉSISTANCE

RÉSISTANCE À LA COMPRESSION SIMPLE, qu (MPa)

Extrêmement faible < 1 Très faible 1 - 5 Faible 5 - 25 Moyennement forte 25 - 50 Forte 50 - 100 Très forte 100 - 250 Extrêmement forte > 250

G020-RÉV.9

NOTES EXPLICATIVES RAPPORT DE SONDAGE

(page 2 de 2)

La colonne « Niveau d'eau » indique le niveau de l’eau souterraine mesuré dans un tube d’observation, un piézomètre, un puits d’observation ou directement dans un sondage. La date du relevé est également indiquée dans cette colonne. Le croquis ci-contre illustre les différents symboles utilisés.

1. TYPE ET NUMÉRO La colonne « Type et numéro » correspond à la numérotation de l’échantillon. Il comprend deux lettres identifiant le type d’échantillonnage, suivi d’un chiffre séquentiel. Les types d’échantillonnage sont les suivants : CF : Carottier fendu EL : Lavage CG : Carottier grand diamètre ET : Tarière TM : Tube à paroi mince VR : Vrac (puits) CR : Carottier diamanté

2. ÉTAT La profondeur, la longueur et l’état de chaque échantillon sont indiqués dans cette colonne. Les symboles suivants illustrent l’état de l’échantillon : 3. RÉCUPÉRATION La récupération de l'échantillon correspond à la longueur récupérée de l'échantillon par rapport à la longueur de l’enfoncement de l’échantillonneur, exprimée en pourcentage. Les résultats des essais effectués en chantier et en laboratoire sont indiqués dans les colonnes « Essais in situ et en laboratoire » à la profondeur correspondante. La liste d’abréviations suivante sert à identifier ces essais.

ABRÉVIATIONS NIVEAU D’EAU A Absorption, L/min-m (essai d'eau sous pression)

AC Analyses chimiques

C Essai de consolidation

Cc Coefficient de courbure

CU Coefficient d’uniformité

cu Résistance au cisaillement à l’état intact, mesurée au scissomètre de chantier, kPa

cr Résistance au cisaillement à l’état remanié, mesurée au scissomètre de chantier, kPa

cus Résistance au cisaillement à l’état intact, mesurée au pénétromètre à cône (cône suédois), kPa

crs Résistance au cisaillement à l’état remanié, mesurée au pénétromètre à cône (cône suédois), kPa

cup Résistance au cisaillement à l’état intact, mesurée au scissomètre portatif, kPa

crp Résistance au cisaillement à l’état remanié, mesurée au scissomètre portatif, kPa

Dr Densité relative des particules solides

EM Module pressiométrique, kPa ou MPa

G Analyse granulométrique par tamisage et lavage

IL Indice de liquidité

Ip Indice de plasticité, %

kc Coefficient de perméabilité (conductivité hydraulique) mesuré en chantier, m/s

kL Coefficient de perméabilité (conductivité hydraulique) mesuré en laboratoire, m/s

Ndc Indice de pénétration (essai de pénétration dynamique au cône, DCPT)

N Indice de pénétration (essai de pénétration standard, SPT)

P80 Analyse granulométrique par lavage au tamis 80 μm

PL Pression limite de l’essai pressiométrique, kPa

Pr Essai Proctor

PV Poids volumique, kN/m3

PV’ Poids volumique déjaugé, kN/m3

qc Résistance de pointe, kPa (essai de pénétration statique portatif au cône, CPT)

qu Résistance à la compression simple de la roche, MPa

S Analyse granulométrique par sédimentométrie

St Sensibilité (cu/cr)

w Teneur en eau, %

wL Limite de liquidité, %

wp Limite de plasticité, %

Remblai

Tube

Bouchon Niveau d’eauSable

Piézomètre

ÉCHANTILLONS

Symbole utilisé pour

Remanié Perdu Intact l’échantillonnage avec un carottier diamanté

ESSAIS IN SITU ET EN LABORATOIRE

42

7

9

17

R

2

-

CF-1

CF-2

CF-3

CF-4

CF-5

CR-6

CF-7

CF-8

Enrobé bitumineuxRemblai : sable, un peu de gravier, unpeu de silt (SP-SM) devenant un sablesilteux et graveleux (SM).

Compacité lâche à dense.

Béton de la fondation de la culéeouest.

Argile silteuse.

Plasticité élevée (CH).

Consistance molle à raide.

0,13

6,40

7,42

6,40 102,73

38

50

42

42

50

5

29

100

109,00

102,73

101,71

R : refus à l'enfoncement du carottier fendu.

Rotation simultanée de tubes de calibre NW et d'un carottier NQ ou d'un trépan à molettes; carottier NQ dans le roc; scissomètre Nilcon.

CLIENT : Ministère des Transports du Québec

:

: Saint-Jérôme, Québec

DOSSIER

ESSAIS IN SITU ET EN LABORATOIREÉCHANTILLONS

NIV

EA

U (

m)

DESCRIPTION

NIV

EA

U D

'EA

U

ÉT

AT

N o

u R

QD

(%

)

AUTRES

ESSAIS

E: 264284,5

1

2

3

4

5

6

7

8

9

10

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PROJET

ENDROIT

1713S-B17 (G10232-D)

FORAGE :

109,13

2010

-10-

13

RÉ

CU

PÉ

RA

TIO

N (

%)

TENEUR EN EAUET LIMITES

D'ATTERBERG (%)

20 40 60 80

(kPa)

crs (kPa)

Ndc

REMARQUES :

MÉTHODE DE FORAGE :

TY

PE

ET

NU

MÉ

RO

wP wL

cu (kPa) cus

cr (kPa)

(coups/300 mm)

20 40 60 80

*QG-201-Rév.01 - 100 kPa

RAPPORT DE FORAGE

Reconstruction du pont d'étagement P-09739 de la rue de Martigny au dessus de l'autoroute 15

:

F-1

PR

OF

ON

DE

UR

(m

)

w

DATE : 2010-09-27 au 2010-09-29

COORDONNÉES : MTM Nad 83

N: 5071159,5

GÉ

OD

ÉS

IQU

E

27

31

20

37

20 55

61

24

R

R

62

0

42

94

CF-9

CF-10

CF-11

CR-12

CR-13

CR-14

CR-15

Argile silteuse.

Consistance raide.

Till : gravier sableux, un peu de silt,traces d'argile (SM).

Compacité moyenne à très dense.

Roc : gneiss charnockitique verdâtre, àgrain fin à moyen. Foliation inclinée à70°.

Joints quasi-horizontaux rapprochés.

Roc de qualité très mauvaise àmoyenne jusqu'à une profondeur de15,7 m, excellente par la suite.

Fin du forage.

10,82

14,23

17,32

75

0

91

100

100

88

100

98,31

94,90

91,81

R : refus à l'enfoncement du carottier fendu.

Rotation simultanée de tubes de calibre NW et d'un carottier NQ ou d'un trépan à molettes; carottier NQ dans le roc; scissomètre Nilcon.

CLIENT : Ministère des Transports du Québec

:

: Saint-Jérôme, Québec

DOSSIER

ESSAIS IN SITU ET EN LABORATOIREÉCHANTILLONS

NIV

EA

U (

m)

DESCRIPTION

NIV

EA

U D

'EA

U

ÉT

AT

N o

u R

QD

(%

)

AUTRES

ESSAIS

E: 264284,5

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ENDROIT

1713S-B17 (G10232-D)

FORAGE :

99,13

2010

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RÉ

CU

PÉ

RA

TIO

N (

%)

TENEUR EN EAUET LIMITES

D'ATTERBERG (%)

20 40 60 80

(kPa)

crs (kPa)

Ndc

REMARQUES :

MÉTHODE DE FORAGE :

TY

PE

ET

NU

MÉ

RO

wP wL

cu (kPa) cus

cr (kPa)

(coups/300 mm)

20 40 60 80

*QG-201-Rév.01 - 100 kPa

RAPPORT DE FORAGE

Reconstruction du pont d'étagement P-09739 de la rue de Martigny au dessus de l'autoroute 15

:

F-1

PR

OF

ON

DE

UR

(m

)

w

DATE : 2010-09-27 au 2010-09-29

COORDONNÉES : MTM Nad 83

N: 5071159,5

GÉ

OD

ÉS

IQU

E

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39

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R

2

2

<1

CF-1

CF-2

CF-3

CF-4

CF-5

CR-6

CF-7

CF-8

CF-9

Enrobé bitumineuxRemblai : sable, un peu de gravier, unpeu de silt (SP-SM) devenant un sablesilteux et graveleux (SM).

Compacité lâche à dense.

Béton de la fondation de la culéeouest.

Argile silteuse.

Plasticité élevée (CH).

Consistance raide.

0,11

6,40

7,32

6,40 102,63

50

38

38

50

50

92

67

83

88

108,92

102,63

101,71

G

G

R : refus à l'enfoncement du carottier fendu.

Rotation simultanée de tubes de calibre NW et d'un carottier NQ ou d'un trépan à molettes; carottier NQ dans le roc; scissomètre Nilcon.

CLIENT : Ministère des Transports du Québec

:

: Saint-Jérôme, Québec

DOSSIER

ESSAIS IN SITU ET EN LABORATOIREÉCHANTILLONS

NIV

EA

U (

m)

DESCRIPTION

NIV

EA

U D

'EA

U

ÉT

AT

N o

u R

QD

(%

)

AUTRES

ESSAIS

E: 264284,0

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PROJET

ENDROIT

1713S-B17 (G10232-D)

FORAGE :

109,03

2010

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13

RÉ

CU

PÉ

RA

TIO

N (

%)

TENEUR EN EAUET LIMITES

D'ATTERBERG (%)

20 40 60 80

(kPa)

crs (kPa)

Ndc

REMARQUES :

MÉTHODE DE FORAGE :

TY

PE

ET

NU

MÉ

RO

wP wL

cu (kPa) cus

cr (kPa)

(coups/300 mm)

20 40 60 80

*QG-201-Rév.01 - 100 kPa

RAPPORT DE FORAGE

Reconstruction du pont d'étagement P-09739 de la rue de Martigny au dessus de l'autoroute 15

:

F-2

PR

OF

ON

DE

UR

(m

)

w

DATE : 2010-09-22

COORDONNÉES : MTM Nad 83

N: 5071146,9

GÉ

OD

ÉS

IQU

E

57

22 61

55

30

R

R

150

R

R

-

0

69

93

CF-10

CF-11

CF-12

CF-13

CF-14

CF-15

CR-16

CR-16A

CR-17

CR-18

Till : gravier sableux, un peu de silt,traces d'argile (SM).

Compacité dense à très dense.

Présence de cailloux à partir d'uneprofondeur de 12,9 m.

Roc : gneiss charnockitiquegris-verdâtre, à grain fin à moyen.Foliation inclinée à 70°.

Joints verticaux à quasi-verticauxmoyennement espacés.

Roc de qualité très mauvaise àmoyenne jusqu'à une profondeur de15,7 m, excellente par la suite.

Fin du forage.

10,06

14,33

16,69

75

50

100

22

50

33

36

100

99

100

98,97

94,70

92,34

G

R : refus à l'enfoncement du carottier fendu.

Rotation simultanée de tubes de calibre NW et d'un carottier NQ ou d'un trépan à molettes; carottier NQ dans le roc; scissomètre Nilcon.

CLIENT : Ministère des Transports du Québec

:

: Saint-Jérôme, Québec

DOSSIER

ESSAIS IN SITU ET EN LABORATOIREÉCHANTILLONS

NIV

EA

U (

m)

DESCRIPTION

NIV

EA

U D

'EA

U

ÉT

AT

N o

u R

QD

(%

)

AUTRES

ESSAIS

E: 264284,0

11

12

13

14

15

16

17

18

19

20

Page 2 de 2

PROJET

ENDROIT

1713S-B17 (G10232-D)

FORAGE :

99,03

2010

-10-

13

RÉ

CU

PÉ

RA

TIO

N (

%)

TENEUR EN EAUET LIMITES

D'ATTERBERG (%)

20 40 60 80

(kPa)

crs (kPa)

Ndc

REMARQUES :

MÉTHODE DE FORAGE :

TY

PE

ET

NU

MÉ

RO

wP wL

cu (kPa) cus

cr (kPa)

(coups/300 mm)

20 40 60 80

*QG-201-Rév.01 - 100 kPa

RAPPORT DE FORAGE

Reconstruction du pont d'étagement P-09739 de la rue de Martigny au dessus de l'autoroute 15

:

F-2

PR

OF

ON

DE

UR

(m

)

w

DATE : 2010-09-22

COORDONNÉES : MTM Nad 83

N: 5071146,9

GÉ

OD

ÉS

IQU

E

22

6

-

-

20

R

96

92

R

R

R

0

CF-1

CF-2

CF-3

CF-4

CF-5

CF-6

CF-7

CF-8

CF-9

CF-10

CF-11

CR-12

Remblai : sable silteux (SM), traces dematières organiques.

Compacité lâche à moyenne.

Argile silteuse.

Plasticité élevée (CH).

Consistance molle à raide.

Till : sable graveleux, un peu de silt,traces d'argile (SM).

Compacité moyenne à très dense.

Roc : gneiss à biotite devenant vers laprofondeur de 10 m un gneisscharnockitique à grain fin à moyenblanchâtre. Foliation inclinée à 70°.

1,37

4,57

9,14

0,46 102,68

63

25

100

100

54

67

42

40

53

50

65

101,77

98,57

94,00

G

R : refus à l'enfoncement du carottier fendu.

Rotation simultanée de tubes de calibre NW et d'un carottier NQ ou d'un trépan à molettes; carottier NQ dans le roc; scissomètre Nilcon.

CLIENT : Ministère des Transports du Québec

:

: Saint-Jérôme, Québec

DOSSIER

ESSAIS IN SITU ET EN LABORATOIREÉCHANTILLONS

NIV

EA

U (

m)

DESCRIPTION

NIV

EA

U D

'EA

U

ÉT

AT

N o

u R

QD

(%

)

AUTRES

ESSAIS

E: 264322,2

1

2

3

4

5

6

7

8

9

10

Page 1 de 2

PROJET

ENDROIT

1713S-B17 (G10232-D)

FORAGE :

103,14

2010

-10-

13

RÉ

CU

PÉ

RA

TIO

N (

%)

TENEUR EN EAUET LIMITES

D'ATTERBERG (%)

20 40 60 80

(kPa)

crs (kPa)

Ndc

REMARQUES :

MÉTHODE DE FORAGE :

TY

PE

ET

NU

MÉ

RO

wP wL

cu (kPa) cus

cr (kPa)

(coups/300 mm)

20 40 60 80

*QG-201-Rév.01 - 100 kPa

RAPPORT DE FORAGE

Reconstruction du pont d'étagement P-09739 de la rue de Martigny au dessus de l'autoroute 15

:

F-3

PR

OF

ON

DE

UR

(m

)

w

DATE : 2010-09-29 au 2010-09-30

COORDONNÉES : MTM Nad 83

N: 5071163,6

GÉ

OD

ÉS

IQU

E

53

42

34

24

26

58

19 50

58

63

94

88

CR-13

CR-14

CR-15

Roc : gneiss à biotite devenant vers laprofondeur de 10 m un gneisscharnockitique à grain fin à moyenblanchâtre. Foliation inclinée à 70°.

Joints généralement inclinés à 60° à 80°rapprochés à moyennement espacés.Présence de 2 joints quasi-verticaux.

Roc de qualité très mauvaise àmoyenne jusqu'à une profondeur de11,2 m, bonne à excellente par la suite.

Fin du forage.14,27

98

99

96

88,87

qu=262 MPaPV=25,8 kN/m³

qu=217 MPaPV=26,0 kN/m³

R : refus à l'enfoncement du carottier fendu.

Rotation simultanée de tubes de calibre NW et d'un carottier NQ ou d'un trépan à molettes; carottier NQ dans le roc; scissomètre Nilcon.

CLIENT : Ministère des Transports du Québec

:

: Saint-Jérôme, Québec

DOSSIER

ESSAIS IN SITU ET EN LABORATOIREÉCHANTILLONS

NIV

EA

U (

m)

DESCRIPTION

NIV

EA

U D

'EA

U

ÉT

AT

N o

u R

QD

(%

)

AUTRES

ESSAIS

E: 264322,2

11

12

13

14

15

16

17

18

19

20

Page 2 de 2

PROJET

ENDROIT

1713S-B17 (G10232-D)

FORAGE :

93,14

2010

-10-

13

RÉ

CU

PÉ

RA

TIO

N (

%)

TENEUR EN EAUET LIMITES

D'ATTERBERG (%)

20 40 60 80

(kPa)

crs (kPa)

Ndc

REMARQUES :

MÉTHODE DE FORAGE :

TY

PE

ET

NU

MÉ

RO

wP wL

cu (kPa) cus

cr (kPa)

(coups/300 mm)

20 40 60 80

*QG-201-Rév.01 - 100 kPa

RAPPORT DE FORAGE

Reconstruction du pont d'étagement P-09739 de la rue de Martigny au dessus de l'autoroute 15

:

F-3

PR

OF

ON

DE

UR

(m

)

w

DATE : 2010-09-29 au 2010-09-30

COORDONNÉES : MTM Nad 83

N: 5071163,6

GÉ

OD

ÉS

IQU

E

14

3

-

10

64

67

R

49

55

CF-1

CF-2

CF-3

CF-4

CF-5

CF-6

CF-7

CF-8

CF-9

CR-10

CR-11

Remblai : sable silteux (SM).

Présence de débris de béton de ciment.

Argile silteuse.

Plasticité élevée (CH).

Consistance molle à raide.

Till : sable graveleux et silteux, tracesd'argile (SM).

Compacité très dense.

Présence de blocs.

Roc : gneiss charnockitiquegris-verdâtre, à grain fin à moyen. Faiblefoliation inclinée à 40°-45°.

Joints généralement quasi-horizontauxet 3 joints quasi-verticaux, rapprochés àmoyennement espacés.

0,76

5,33

7,62

0,68 102,50

63

33

100

100

38

50

35

0

0

79

73

102,42

97,85

95,56

G

qu=120 MPaPV=26,3 kN/m³

R : refus à l'enfoncement du carottier fendu.

Rotation simultanée de tubes de calibre NW et d'un carottier NQ ou d'un trépan à molettes; carottier NQ dans le roc; scissomètre Nilcon.

CLIENT : Ministère des Transports du Québec

:

: Saint-Jérôme, Québec

DOSSIER

ESSAIS IN SITU ET EN LABORATOIREÉCHANTILLONS

NIV

EA

U (

m)

DESCRIPTION

NIV

EA

U D

'EA

U

ÉT

AT

N o

u R

QD

(%

)

AUTRES

ESSAIS

E: 264314,6

1

2

3

4

5

6

7

8

9

10

Page 1 de 2

PROJET

ENDROIT

1713S-B17 (G10232-D)

FORAGE :

103,18

2010

-10-

13

RÉ

CU

PÉ

RA

TIO

N (

%)

TENEUR EN EAUET LIMITES

D'ATTERBERG (%)

20 40 60 80

(kPa)

crs (kPa)

Ndc

REMARQUES :

MÉTHODE DE FORAGE :

TY

PE

ET

NU

MÉ

RO

wP wL

cu (kPa) cus

cr (kPa)

(coups/300 mm)

20 40 60 80

*QG-201-Rév.01 - 100 kPa

RAPPORT DE FORAGE

Reconstruction du pont d'étagement P-09739 de la rue de Martigny au dessus de l'autoroute 15

:

F-4

PR

OF

ON

DE

UR

(m

)

w

DATE : 2010-09-28

COORDONNÉES : MTM Nad 83

N: 5071150,4

GÉ

OD

ÉS

IQU

E

93

33

29

25

21

41

52

96

49

CR-12

CR-13

Roc : gneiss charnockitique.

Roc de qualité mauvaise à excellente.

Perte partielle de l'eau utilisée pour leforage.

Fin du forage.12,60

100

95

90,58

qu=118 MPaPV=26,0 kN/m³

R : refus à l'enfoncement du carottier fendu.

Rotation simultanée de tubes de calibre NW et d'un carottier NQ ou d'un trépan à molettes; carottier NQ dans le roc; scissomètre Nilcon.

CLIENT : Ministère des Transports du Québec

:

: Saint-Jérôme, Québec

DOSSIER

ESSAIS IN SITU ET EN LABORATOIREÉCHANTILLONS

NIV

EA

U (

m)

DESCRIPTION

NIV

EA

U D

'EA

U

ÉT

AT

N o

u R

QD

(%

)

AUTRES

ESSAIS

E: 264314,6

11

12

13

14

15

16

17

18

19

20

Page 2 de 2

PROJET

ENDROIT

1713S-B17 (G10232-D)

FORAGE :

93,18

2010

-10-

13

RÉ

CU

PÉ

RA

TIO

N (

%)

TENEUR EN EAUET LIMITES

D'ATTERBERG (%)

20 40 60 80

(kPa)

crs (kPa)

Ndc

REMARQUES :

MÉTHODE DE FORAGE :

TY

PE

ET

NU

MÉ

RO

wP wL

cu (kPa) cus

cr (kPa)

(coups/300 mm)

20 40 60 80

*QG-201-Rév.01 - 100 kPa

RAPPORT DE FORAGE

Reconstruction du pont d'étagement P-09739 de la rue de Martigny au dessus de l'autoroute 15

:

F-4

PR

OF

ON

DE

UR

(m

)

w

DATE : 2010-09-28

COORDONNÉES : MTM Nad 83

N: 5071150,4

GÉ

OD

ÉS

IQU

E

39

14

12

18

28

4

4

82

CF-1

CF-2

CF-3

CF-4

CF-5

CF-6

CF-7

CF-8

Enrobé bitumineuxRemblai : sable, un peu de silt et degravier (SM) devenant, vers uneprofondeur de 6,5 m, un silt argileuxavec un peu de sable et de gravier.

Compacité lâche à dense.

Présence de cailloux.

Argile silteuse.

Plasticité élevée (CH).

Consistance ferme à raide.

Till : sable graveleux et silteux, tracesd'argile (SM).

Compacité très dense.

0,15

7,50

8,70

6,20 102,80

38

46

33

21

13

46

50

50

108,85

101,50

100,30

R : refus à l'enfoncement du carottier fendu.

Rotation simultanée de tubes de calibre NW et d'un carottier NQ ou d'un trépan à molettes; carottier NQ dans le roc; scissomètre Nilcon.

CLIENT : Ministère des Transports du Québec

:

: Saint-Jérôme, Québec

DOSSIER

ESSAIS IN SITU ET EN LABORATOIREÉCHANTILLONS

NIV

EA

U (

m)

DESCRIPTION

NIV

EA

U D

'EA

U

ÉT

AT

N o

u R

QD

(%

)

AUTRES

ESSAIS

E: 264358,5

1

2

3

4

5

6

7

8

9

10

Page 1 de 2

PROJET

ENDROIT

1713S-B17 (G10232-D)

FORAGE :

109,00

2010

-10-

13

RÉ

CU

PÉ

RA

TIO

N (

%)

TENEUR EN EAUET LIMITES

D'ATTERBERG (%)

20 40 60 80

(kPa)

crs (kPa)

Ndc

REMARQUES :

MÉTHODE DE FORAGE :

TY

PE

ET

NU

MÉ

RO

wP wL

cu (kPa) cus

cr (kPa)

(coups/300 mm)

20 40 60 80

*QG-201-Rév.01 - 100 kPa

RAPPORT DE FORAGE

Reconstruction du pont d'étagement P-09739 de la rue de Martigny au dessus de l'autoroute 15

:

F-5

PR

OF

ON

DE

UR

(m

)

w

DATE : 2010-09-24 au 2010-09-27

COORDONNÉES : MTM Nad 83

N: 5071167,7

GÉ

OD

ÉS

IQU

E

53

42

R

R

R

0

94

100

CF-9

CF-10

CF-11

CR-12

CR-12A

CR-13

CR-14

Till : sable graveleux et silteux, tracesd'argile (SM).

Compacité très dense.

Roc : gneiss charnockitiqueblanchâtre, à grain fin avec abondancede grenats.

Joints quasi-horizontaux généralementmoyennement espacés.

Roc de qualité très mauvaise jusqu'àune profondeur de 13,0 m, excellentepar la suite.

Fin du forage.

12,65

15,80

58

67

100

44

100

99

100

96,35

93,20

R : refus à l'enfoncement du carottier fendu.

Rotation simultanée de tubes de calibre NW et d'un carottier NQ ou d'un trépan à molettes; carottier NQ dans le roc; scissomètre Nilcon.

CLIENT : Ministère des Transports du Québec

:

: Saint-Jérôme, Québec

DOSSIER

ESSAIS IN SITU ET EN LABORATOIREÉCHANTILLONS

NIV

EA

U (

m)

DESCRIPTION

NIV

EA

U D

'EA

U

ÉT

AT

N o

u R

QD

(%

)

AUTRES

ESSAIS

E: 264358,5

11

12

13

14

15

16

17

18

19

20

Page 2 de 2

PROJET

ENDROIT

1713S-B17 (G10232-D)

FORAGE :

99,00

2010

-10-

13

RÉ

CU

PÉ

RA

TIO

N (

%)

TENEUR EN EAUET LIMITES

D'ATTERBERG (%)

20 40 60 80

(kPa)

crs (kPa)

Ndc

REMARQUES :

MÉTHODE DE FORAGE :

TY

PE

ET

NU

MÉ

RO

wP wL

cu (kPa) cus

cr (kPa)

(coups/300 mm)

20 40 60 80

*QG-201-Rév.01 - 100 kPa

RAPPORT DE FORAGE

Reconstruction du pont d'étagement P-09739 de la rue de Martigny au dessus de l'autoroute 15

:

F-5

PR

OF

ON

DE

UR

(m

)

w

DATE : 2010-09-24 au 2010-09-27

COORDONNÉES : MTM Nad 83

N: 5071167,7

GÉ

OD

ÉS

IQU

E

42

20

14

13

18

34

6

-

36

CF-1

CF-2

CF-3

CF-4

CF-5

CF-6

CF-7

CF-8

CF-9

Enrobé bitumineuxRemblai : sable, un peu de silt et degravier (SM) devenant un sable silteux,traces de gravier (SM).

Compacité moyenne à dense.

Argile silteuse.

Plasticité élevée (CH).

Consistance ferme.

Till : sable graveleux et silteux, tracesd'argile (SM).

Compacité très dense.

0,10

6,70

9,20

6,20 102,82

50

42

29

29

8

63

46

100

45

108,92

102,32

99,82

G

G

R : refus à l'enfoncement du carottier fendu.

Rotation simultanée de tubes de calibre NW et d'un carottier NQ ou d'un trépan à molettes; carottier NQ dans le roc; scissomètre Nilcon.

CLIENT : Ministère des Transports du Québec

:

: Saint-Jérôme, Québec

DOSSIER

ESSAIS IN SITU ET EN LABORATOIREÉCHANTILLONS

NIV

EA

U (

m)

DESCRIPTION

NIV

EA

U D

'EA

U

ÉT

AT

N o

u R

QD

(%

)

AUTRES

ESSAIS

E: 264359,5

1

2

3

4

5

6

7

8

9

10

Page 1 de 2

PROJET

ENDROIT

1713S-B17 (G10232-D)

FORAGE :

109,02

2010

-10-

13

RÉ

CU

PÉ

RA

TIO

N (

%)

TENEUR EN EAUET LIMITES

D'ATTERBERG (%)

20 40 60 80

(kPa)

crs (kPa)

Ndc

REMARQUES :

MÉTHODE DE FORAGE :

TY

PE

ET

NU

MÉ

RO

wP wL

cu (kPa) cus

cr (kPa)

(coups/300 mm)

20 40 60 80

*QG-201-Rév.01 - 100 kPa

RAPPORT DE FORAGE

Reconstruction du pont d'étagement P-09739 de la rue de Martigny au dessus de l'autoroute 15

:

F-6

PR

OF

ON

DE

UR

(m

)

w

DATE : 2010-09-23

COORDONNÉES : MTM Nad 83

N: 5071155,4

GÉ

OD

ÉS

IQU

E

30

30

43

24 68

54

86

100

R

100

44

50

62

CF-10

CF-11

CF-12

CF-13

CR-14CF-15

CR-16

CR-17

CR-18

Till : sable graveleux et silteux, tracesd'argile (SM).

Compacité très dense.

Roc : gneiss charnockitiqueblanchâtre, à grain moyen.

Joints généralement quasi-horizontauxet 5 joints quasi-verticaux, rapprochés àmoyennement espacés.

Roc de qualité mauvaise à moyenne.

Perte totale de l'eau utilisée lors duforage à partir d'une profondeur de13,6 m.

Fin du forage.

12,85

16,43

38

50

0

57

1000

92

86

100

96,17

92,59

R : refus à l'enfoncement du carottier fendu.

Rotation simultanée de tubes de calibre NW et d'un carottier NQ ou d'un trépan à molettes; carottier NQ dans le roc; scissomètre Nilcon.

CLIENT : Ministère des Transports du Québec

:

: Saint-Jérôme, Québec

DOSSIER

ESSAIS IN SITU ET EN LABORATOIREÉCHANTILLONS

NIV

EA

U (

m)

DESCRIPTION

NIV

EA

U D

'EA

U

ÉT

AT

N o

u R

QD

(%

)

AUTRES

ESSAIS

E: 264359,5

11

12

13

14

15

16

17

18

19

20

Page 2 de 2

PROJET

ENDROIT

1713S-B17 (G10232-D)

FORAGE :

99,02

2010

-10-

13

RÉ

CU

PÉ

RA

TIO

N (

%)

TENEUR EN EAUET LIMITES

D'ATTERBERG (%)

20 40 60 80

(kPa)

crs (kPa)

Ndc

REMARQUES :

MÉTHODE DE FORAGE :

TY

PE

ET

NU

MÉ

RO

wP wL

cu (kPa) cus

cr (kPa)

(coups/300 mm)

20 40 60 80

*QG-201-Rév.01 - 100 kPa

RAPPORT DE FORAGE

Reconstruction du pont d'étagement P-09739 de la rue de Martigny au dessus de l'autoroute 15

:

F-6

PR

OF

ON

DE

UR

(m

)

w

DATE : 2010-09-23

COORDONNÉES : MTM Nad 83

N: 5071155,4

GÉ

OD

ÉS

IQU

E

1713S-B17 (G10232-D-rap-1)

A N N E X E 3

RÉSULTATS DES ESSAIS DE LABORATOIRE

0

10

20

30

40

50

60

70

80

90

100

0,001 0,01 0,1 1 10 100 1 000

GRAVIER

MOYEN GROS. FIN GROSSIERCAILLOUX BLOCS

FIN

SABLE

Saint-Jérôme, Québec

ANALYSE GRANULOMÉTRIQUE

% R

ET

EN

U

2 5 30080200

10

60

50

100

90

(PARTICULES FINES)

80

70

20

40

30

% P

AS

SA

NT

Ministère des Transports du Québec

ENDROIT :

:

Reconstruction du pont d'étagement P-09739 de la rue de Martigny au dessus de l'autoroute 15

DOSSIER

DIMENSION DES PARTICULE (mm)

0,002 0,08 0,4

CLIENT

PROJET

:

:

1713S-B17 (G10232-D)

ARGILE ET SILT

REMARQUES :

DescriptionSondage Gravier

(%)Sable

(%)

F-2

F-2

F-6

F-6

72

35

71

75

Profondeur(m)

Silt et argile(%)

Remblai : sable, un peu de gravier et de silt (SP-SM).

Remblai : sable silteux et graveleux (SM).

Remblai : sable, un peu de silt et de gravier (SM).

Remblai : sable silteux, traces de gravier (SM).

17

31

14

4

11

35

15

21

de à

Éch.

*QG-301-Rév.01

CF-1

CF-4

CF-1

CF-2

0,13

4,57

0,10

1,52

0,74

5,18

0,71

2,13

Figure 1

0

10

20

30

40

50

60

70

80

90

100

0,001 0,01 0,1 1 10 100 1 000

GRAVIER

MOYEN GROS. FIN GROSSIERCAILLOUX BLOCS

FIN

SABLE

Saint-Jérôme, Québec

ANALYSE GRANULOMÉTRIQUE

% R

ET

EN

U

2 5 30080200

10

60

50

100

90

(PARTICULES FINES)

80

70

20

40

30

% P

AS

SA

NT

Ministère des Transports du Québec

ENDROIT :

:

Reconstruction du pont d'étagement P-09739 de la rue de Martigny au dessus de l'autoroute 15

DOSSIER

DIMENSION DES PARTICULE (mm)

0,002 0,08 0,4

CLIENT

PROJET

:

:

1713S-B17 (G10232-D)

ARGILE ET SILT

REMARQUES :

DescriptionSondage Gravier

(%)Sable

(%)

F-2

F-3

F-4

37

51

40

Profondeur(m)

Silt et argile(%)

Till : gravier sableux, un peu de silt, traces d'argile (SM).

Till : sable graveleux, un peu de silt, traces d'argile (SM).

Till : sable graveleux et silteux, traces d'argile (SM).

45

34

39

19

15

21

de à

Éch.

*QG-301-Rév.01

CF-12

CF-7

CF-6

11,42

6,10

5,33

11,79

6,71

5,94

Figure 2

0

10

20

30

40

50

60

70

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90 100

61

55

58

54

55

61

50

68

20

22

19

24

35

39

32

45

1,2

0,8

1,2

0,7

Argile silteuse de plasticité élevée (CH).

Argile silteuse de plasticité élevée (CH).

Argile silteuse de plasticité élevée (CH).

Argile silteuse de plasticité élevée (CH).

de

DOSSIER

:

:

:

Reconstruction du pont d'étagement P-09739 de la rue de Martigny au dessus de l'autoroute 15

à

ABAQUE DE PLASTICITÉ

CLIENT

ENDROIT

PROJET :

Ministère des Transports du Québec

Saint-Jérôme, Québec

1713S-B17 (G10232-D)

REMARQUES :

DESCRIPTION(%)(%)(%)(%)

Éch. Profondeur(m) ILw wL wP IPSondage

LIMITE DE LIQUIDITÉ (%)

IND

ICE

DE

PL

AS

TIC

ITÉ

(%

)

*QG-303-Rév.01

CF-8

CF-9

CF-4

CF-8

9,14

8,53

3,05

7,62

9,75

9,14

3,66

8,23

Figure 3

F-1

F-2

F-3

F-6

SILTS INORGANIQUES DECOMPRESSIBILITÉ MOYENNE

ET SILTS ORGANIQUES

ARGILES INORGANIQUES

ARGILES INORGANIQUES

DE PLASTICITÉ ÉLEVÉEARGILES INORGANIQUES

Référence: Canadian Foundation Engineering Manual (2006) Fig. 3.1

SILTS INORGANIQUES DECOMPRESSIBILITÉ ÉLEVÉEET ARGILES ORGANIQUES

LIGNE «A»

DE FAIBLE PLASTICITÉ

DE PLASTICITÉ MOYENNE

1713S-B17 (G10232-D-rap-1)

A N N E X E 4

ANCRAGES DANS LE ROC

1713S-B17 (G10232-D-rap-1)

A N N E X E 5

MÉTHODE DE CALCUL DE LA RÉSISTANCE LATÉRALE D’UN PIEU DANS L’ARGILE

1713S-B17 (G10232-D-rap-1)

A N N E X E 6

MÉTHODE DE CALCUL DE LA RÉSISTANCE LATÉRALE D’UN PIEU DANS LE SABLE

1713S-B17 (G10232-D-rap-1)

A N N E X E 7

DESSINS - LOCALISATION DES FORAGES - RAPPORTS DES FORAGES F-1 ET F-2

- RAPPORTS DES FORAGES F-3, F4 ET F-5 - RAPPORT DU FORAGE F-6 ET ESSAIS

DE LABORATOIRE