Guide BP en site Aquatique

centre d’Etudes techniques maritimes et fluviales

les outils

Utilisation du béton précontraint en site aquatique

Eléments de réflexion

Notice PMVN 05.01 Septembre 2005

Ont participé à la rédaction de ce document : Manuel Le Moine (CETMEF) Bernard Tonnoir (CETE Nord Picardie) Marc Michel (CETE Nord Picardie) Gérard Kittel (CETE Nord Picardie) Eric Delahaye (CETE Nord Picardie) Laurent Labourie (CETE Nord Picardie) … Ont participé à sa relecture : Jean-Michel Lacombe (SETRA) Brigitte Mahut (LCPC) Abasse Abdallah (CETMEF Aldéric Hauchecorne (CETMEF) Jean-Jacques Trichet (CETMEF) Les photos et les illustrations ont été fournies par les Ports Autonomes du Havre, de Marseille, les Services Maritimes (…), le SETRA et le LRPC de Lille.

Utilisation du béton précontraint en site aquatique - Eléments de réflexion – Septembre 2005 – page 1

CETMEF - CETE NORD PICARDIE

Utilisation du béton précontraint en site aquatique Eléments de réflexion

Sommaire

Introduction .........................................................................................5

1 Introduction et généralités ............................................................6

1.1 Introduction .............................................................................................................. 6

1.2 Historique du béton précontraint ........................................................................... 7 1.2.1 L’invention, le développement........................................................................... 7 1.2.2 La réglementation............................................................................................... 8

1.3 Typologie des ouvrages en béton précontraint en site maritime ......................... 9 1.3.1 Analyse de la population des ouvrages .............................................................. 9 1.3.2 Répartition suivant le mode de précontrainte................................................... 10 1.3.3 Répartition suivant le type de précontrainte..................................................... 10 1.3.4 Répartition suivant les années de construction ................................................ 11 1.3.5 Répartition suivant les sites d’exposition......................................................... 11 1.3.6 Conclusions ...................................................................................................... 11

2 Fonctionnement des ouvrages en Béton Précontraint ...............13

2.1 Fonctionnement d’une section en béton précontraint ........................................ 13 2.1.1 Introduction ...................................................................................................... 13 2.1.2 Principe de fonctionnement : le tirant. ............................................................. 13 2.1.3 Fonctionnement en flexion : poutre sur appuis simples................................... 15 2.1.4 Fonctionnement vis à vis de l’effort tranchant................................................. 16 2.1.5 Le dimensionnement complet d’une structure en béton précontraint .............. 16 2.1.6 Sensibilité d’une réduction de précontrainte sur la sécurité d’une section en béton précontraint............................................................................................................. 16 2.1.7 Aspects réglementaires..................................................................................... 17 2.1.8 Application des Eurocodes............................................................................... 17

2.2 Le recalcul des ouvrages anciens .......................................................................... 18 2.2.1 Introduction ...................................................................................................... 18 2.2.2 Réglementation applicable aux ouvrages anciens............................................ 18 2.2.3 Modélisation des structures.............................................................................. 19 2.2.4 Définition des sections ..................................................................................... 19 2.2.5 Evaluation de la précontrainte.......................................................................... 19 2.2.6 Justification vis à vis des contraintes normales................................................ 20 2.2.7 Justification à l’état limite ultime..................................................................... 20 2.2.8 Justification vis à vis des sollicitations tangentes ............................................ 21 2.2.9 Justifications complémentaires ........................................................................ 21

2.3 Pathologies potentielles du béton précontraint ................................................... 21 2.3.1 Conséquences mécaniques d’une insuffisance d’armatures passives .............. 21 2.3.2 Insuffisance en flexion ..................................................................................... 24 2.3.3 Causes affectant le niveau de la contrainte de traction dans les armatures de précontrainte..................................................................................................................... 24 2.3.4 Corrosion des armatures de précontrainte........................................................ 25 2.3.5 Manifestations des pathologies de la précontrainte.......................................... 27

Les spécificités du béton précontraint en site aquatique – Septembre 2005 – page 2

2.4 Cas particulier : les tirants d’ancrage précontraints.......................................... 28 2.4.1 Généralités........................................................................................................ 28 2.4.2 Mode de fonctionnement des tirants ................................................................ 29 2.4.3 Constitution des tirants..................................................................................... 30 2.4.4 Pathologies potentielles des tirants d’ancrage.................................................. 33

3 Spécificités du milieu aquatique .................................................35

3.1 Le milieu : les agressions sur le béton .................................................................. 35 3.1.1 Les agressions mécaniques............................................................................... 35 3.1.2 Les agressions physico-chimiques ................................................................... 35 3.1.3 Les agressions chimiques ................................................................................. 35

3.2 Le choix du matériau béton................................................................................... 36 3.2.1 Les normes et règlements................................................................................. 36 3.2.2 Exemple de béton utilisable pour des ouvrages précontraints en site aquatique 41

3.3 Les efforts agissant sur les ouvrages..................................................................... 43 3.3.1 Les différentes sollicitations............................................................................. 43 3.3.2 Fatigue, sollicitations alternées ........................................................................ 43

3.4 Problèmes posés par la gestion.............................................................................. 44 3.4.1 La connaissance du patrimoine ........................................................................ 44 3.4.2 La technicité ..................................................................................................... 45

4 Stratégie d’emploi du béton précontraint en site aquatique ......46

4.1 Intérêt du béton précontraint................................................................................ 46 4.1.1 Généralités........................................................................................................ 46 4.1.2 Critères de choix............................................................................................... 46

4.2 Éléments de conception spécifiques aux ouvrages en site aquatique................. 47 4.2.1 Contenu des études à mener ............................................................................. 47 4.2.2 Choix technologiques....................................................................................... 48

4.3 La précontrainte utilisée en réparation................................................................ 52 4.3.1 Champ d’application ........................................................................................ 52 4.3.2 Analyse des problèmes et spécificités.............................................................. 53

4.4 Rédaction du DCE et suivi des travaux................................................................ 54 4.4.1 Introduction ...................................................................................................... 54 4.4.2 Points faisant l’objet de développements au CCTP ......................................... 54 4.4.3 Choix des entreprises ....................................................................................... 55 4.4.4 Précisions à apporter au CCTP, aux études d’exécution, points de contrôle ... 55 4.4.5 Conclusions sur l’organisation de la maîtrise d’œuvre .................................... 57

5 Gestion des ouvrages en BP en site aquatique ...........................58

5.1 Modalités de gestion............................................................................................... 58 5.1.1 Le constat ......................................................................................................... 58 5.1.2 Principes généraux ........................................................................................... 58 5.1.3 Le dossier d’ouvrage ........................................................................................ 59 5.1.4 Constitution d’un guide de visite ..................................................................... 59 5.1.5 Périodicité des visites ....................................................................................... 60

5.2 Inspection détaillée des structures en BP en site aquatique ............................... 60 5.2.1 Introduction ...................................................................................................... 60 5.2.2 Contenu de l’inspection détaillée ..................................................................... 61


5.2.3 Les investigations spécialisées ......................................................................... 63 5.2.4 Conclusions ...................................................................................................... 65

Annexes..............................................................................................67

Annexe 1 Actions sur les ouvrages................................................................................... 68

Annexe 2 Glossaire ........................................................................................................... 74

Annexe 3 Sigles ................................................................................................................. 77

Bibliographie .....................................................................................79


Introduction Inventé en 1928 par Eugène Freyssinet, le béton précontraint (BP) est un matériau de construction performant mais dont l’utilisation en milieu aquatique a souvent été une source d’interrogation pour les maîtres d’ouvrage comme pour les maîtres d’œuvre à la suite de désordres sur des ouvrages dont la conception ou la réalisation n’avaient pas suffisamment pris en compte les contraintes spécifiques à cet emploi. De fait, le nombre relativement modeste d’ouvrages à la mer réalisés ces dernières décennies en BP ne permet pas de dégager une véritable typologie à partir de laquelle pourrait être définie une doctrine d’emploi de ce matériau en milieu aquatique. C’est la raison pour laquelle ce document se propose de mettre en relief les éléments de réflexion qu’il y a lieu d’avoir à l’esprit lorsqu’il s’agit de concevoir, réaliser et gérer des ouvrages en BP en site aquatique. Après une présentation sommaire des caractéristiques du BP, le lecteur trouvera dans les deux premières parties de ce document, respectivement, des notions sur le fonctionnement des ouvrages en BP ainsi qu’un rappel des principales spécificités du milieu aquatique. A la lumière de ces premiers développements, vient ensuite une troisième partie consacrée à la stratégie d’emploi du BP en site aquatique (passant par la rédaction des DCE). Enfin, une dernière partie traite de la gestion des ouvrages en BP en site aquatique. S’adressant aussi bien aux maîtres d’ouvrage en leur donnant des éléments de réflexion pour la conception et la surveillance de leurs ouvrages, qu’aux maîtres d’œuvre en leur prodiguant les conseils nécessaires à la conduite de leur projet, ce document a été élaboré par le Cete Nord-Picardie sous la houlette de Laurent Labourie, responsable du Groupe Ouvrages d’Art du Cete. Il a bénéficié de la relecture de Brigitte Mahut de la Direction Technique Ouvrages d'Art du LCPC, de Jean-Michel Lacombe de la division des Grands Ouvrages du SETRA,de Abasse Abdallah, Aldéric Hauchecorne et Jean-Jacques Trichet de la division Ouvrages Portuaires et Maritimes du Cetmef.

Le directeur adjoint du Cetmef

Olivier Piet


1 Introduction et généralités

1.1 Introduction

Le béton armé et le béton précontraint associent deux matériaux, le béton et l’acier, de façon très différente. En béton armé, les deux matériaux se complètent parfaitement l’un l’autre : l’acier réduit et répartit les fissures du béton et renforce la section en reprenant une partie des efforts ; le béton assure la protection de l’acier vis à vis de la corrosion grâce aux caractéristiques physico-chimiques relatives des deux matériaux. Le fonctionnement du béton précontraint est très différent : l’armature de précontrainte modifie le chargement de la section sans reprendre directement les efforts qui lui sont appliqués1. Le rôle de protection du béton armé existe bien en précontrainte par pré-tension alors que, en précontrainte par post-tension, le béton n’a aucun rôle de protection chimique directe de l’acier et l’armature de précontrainte doit être protégée à l’intérieur d’une gaine de différentes façons. Enfin, quels que soient les procédés, les câbles de précontraintes, constitués d’aciers durs, sont très sensibles à une corrosion même faible. Il en découle les difficultés suivantes :

- la protection de l’armature de précontrainte relève d’une problématique très différente de celle du béton armé car les conséquences d’une défaillance de la protection sont potentiellement très graves,

- en post-tension, procédé le plus utilisé sur les grands ouvrages de génie civil, la

protection intime de l’armature dans sa gaine et la protection du câble dépendent des qualités de la section et des accessoires de précontrainte : étanchéité de l’ouvrage, intégrité physique et chimique des bétons, qualité des ancrages, dispositions constructives, etc.

- la permanence de l’effort de précontrainte dans le temps est une condition nécessaire à

l’intégrité de la section. La protection du câble (et donc de la section) ne relève pas d’un processus naturel et il faut s’en préoccuper à l’aide de bonnes dispositions et s’en occuper par une surveillance efficace et régulière ! Enfin, la section en béton précontraint est également une section en béton armé à gérer en tant que telle sans pour autant méconnaître les spécificités du béton précontraint. Dans ces conditions, il est bien évident que le milieu aquatique est assez peu favorable au béton précontraint, d’une part parce qu’il accroît le risque d’agression par le milieu et d’autre part parce qu’il rend difficile la surveillance et l’entretien. Les risques associés doivent toutefois être nuancés selon la zone concernée (proximité eau salée ou non, ouvrage immergé dans eau salée ou non, zone de marnage…). La décision de construire en béton précontraint en milieu aquatique doit donc être prise en connaissance de cause ; s’il s’avère que la précontrainte est techniquement la solution de loin la plus adaptée, ou la seule adaptée, son

1 Cette affirmation est simplificatrice. Comme indiqué ci-après dans le guide, certains modes de fonctionnement prennent en compte la surtension dans les armatures.


utilisation est envisageable en milieu aquatique même si la surveillance et l’entretien sont difficiles ou impossibles, moyennant la prise en compte de précautions particulières, notamment au niveau des dispositions constructives (enrobage important, capots d’ancrage définitifs, gaines plastiques, etc…). Le béton précontraint pose donc un grand nombre de problèmes spécifiques et souvent délicats à traiter du fait de la complexité et de la variété des procédés ; une bonne connaissance de l’histoire de la technologie est également utile pour comprendre ou décider les investigations à entreprendre. Nous nous en tiendrons dans ce document, essentiellement aux aspects pratiques qui relèvent de la surveillance, de l’entretien ou de la bonne conception.

1.2 Historique du béton précontraint

1.2.1 L’invention, le développement

Le « matériau béton précontraint » est d’invention relativement récente même si des essais, sans application, ont bien été réalisés au XIXème siècle sur des aciers doux. Eugène Freyssinet est ainsi bien connu pour avoir donné l’impulsion en fabriquant en 1928 des pièces en béton précontraint par fils adhérents (des poteaux pour lignes électriques) puis en appliquant le procédé sur des grands ouvrages ; c’est ainsi qu’il consolide les fondations de la gare maritime du Havre en 1933 à l’aide de vérins plats puis qu’il utilise le même procédé pour précontraindre des éléments de barrage (1936) et des caissons de fondation pour des quais maritimes (Brest, 1935). Durant la seconde guerre mondiale, un industriel allemand Hoyer, reprenant les brevets de Freyssinet a développé le procédé pour fabriquer en série des produits en béton précontraint tels que poutres, dalles, pontons, péniches, éléments de baraques destinés à la construction des fortifications côtières… Ainsi, l’utilisation du béton précontraint en site aquatique remonte aux balbutiements du procédé ! Ceci n’est pas seulement anecdotique mais illustre l’intérêt technique de la précontrainte pour réduire la massivité des pièces utilisées dans ce domaine du génie civil et compenser aisément les efforts considérables qui y siègent ; l’utilisation en « consolidation » est d’ailleurs particulièrement intéressante comme on le verra dans ce document. Les ponts ont bien entendu largement contribué au développement des procédés : un des premiers ouvrages est un petit pont dalle sur l’Andelle en Seine Maritime (15m de portée, 1942) puis vient ensuite la reconstruction du pont de Luzancy sur la Marne (55m de portée, 1945). Mais c’est surtout lors de la « reconstruction » que le procédé s’est véritablement développé grâce à la mise au point des technologies associées, en particulier : cônes d’ancrages, vérins plats, câbles constitués de fils parallèles, gaines, protection… Les applications à cette époque ont d’ailleurs été d’emblée assez larges : le phare de Berck construit en 1950 constitue ainsi une des premières applications de la précontrainte « extérieure » sur des anneaux minces empilés et peu armés ; cet ouvrage marque ainsi la tendance des années 1960 à 1975 quant à la réduction des sections de béton ou d’armatures passives et à la généralisation de la précontrainte pour toutes sortes de constructions.


Phare de Berck

1.2.2 La réglementation

Après ces années glorieuses de développement du béton précontraint (1960 à 1975 environ), différents problèmes sont mis en évidence sur des ouvrages en service, notamment :

- l’insuffisance de la protection des câbles, de l’étanchéité des zones d’ancrage, - les pertes de précontraintes dans le temps plus élevées que prévues, notamment par

fluage du béton et relaxation des armatures, - la redistribution des efforts par fluage dans les structures construites par phases

successives ou à l’aide de pièces préfabriquées clavées entre-elles, - la sous-estimation des gradients thermiques sur des structures de plus en plus

importantes et audacieuses.

Différents ouvrages ont du alors être réparés par précontrainte additionnelle ce qui, aussi, montre la souplesse du procédé ; il faut aussi reconnaître que si la plupart des ouvrages ont pu être sauvés c’est grâce aux soins apportées à leur réalisation par leurs constructeurs qui ont compris très vite que le béton précontraint ne s’accommodait pas d’approximation dans la qualité des matériaux. Mais il était temps aussi de revoir la réglementation : l’instruction provisoire n° 1 de 1965 (IP1) est complétée par diverses circulaires et notes d’information. Mais c’est l’Instruction Provisoire n°2 qui apporte dans les années 1973 une amélioration sensible des méthodes de dimensionnement à tous les niveaux : calcul des pertes, diffusion de la précontrainte, prise en compte du fluage « scientifique », calcul aux états limites...


L’IP2 ne sera jamais vraiment appliqué mais permet la mise au point du premier règlement moderne de calcul du béton précontraint aux états limites (BPEL) en 1983. Parallèlement, les procédés s’améliorent et leur constituants (câbles constitués de torons, gaines, accessoires, produits d’injection…) subissent des contrôles de plus en plus rigoureux ; leur emploi est également sérieusement réglementé par les avis de la Commission Interministérielle de la Précontrainte (création de l’équivalent de la CIP dès 1965 en même temps que la publication de l’IP1). Aujourd’hui, grâce aux efforts consentis en recherche et aux retours d’expérience, le fonctionnement du béton précontraint est mieux cerné. Est il totalement connu ? Il serait prétentieux de l’affirmer d’autant que ce matériau véritablement « vivant » représente un défi et une responsabilité particulière pour les constructeurs et les gestionnaires.

1.3 Typologie des ouvrages en béton précontraint en site maritime

L’analyse ci-après exploite une enquête effectuée auprès des ports maritimes et ne concerne donc que les ouvrages en site maritime. Elle ne prétend pas être exhaustive car l’enquête a révélé en premier lieu que les gestionnaires avaient des difficultés ou des doutes pour estimer la présence de précontrainte dans leurs ouvrages…

1.3.1 Analyse de la population des ouvrages

Au cours de l’année 2001, le CETMEF et le CETE Nord Picardie ont réalisé une enquête auprès des services maritimes en France métropolitaine et DOM - TOM (Ports et littoral), pour recenser les ouvrages construits en béton précontraint. Les gestionnaires contactés ont été : les services maritimes, les ports autonomes, les ports militaires et certains conseils généraux en charge de la gestion de ports départementaux, soit un total de 65 organismes. A défaut de constituer un recensement exhaustif, le tableau ci-dessous donne une idée de la nature des ouvrages :

Type Nature Nombre total

1 Quai 3 2 Pont, passerelle et dalle 9 3 Écluse 2 4 Forme de radoub 1 5 Bateau porte 3 6 Appontement 12 7 Caisson de fondation 1 8 Tirant et ancrage 2 9 Sémaphore 0 10 Phare 1 11 Eolienne 0 12 Mât support de feux 0 13 Docks flottants 1 14 Hangars 10


D’autres questions plus précises ont été posées et les réponses sont synthétisées par les graphiques ci-après :

1.3.2 Répartition suivant le mode de précontrainte

Les ouvrages précontraints sont réalisés suivant deux techniques différentes :

- en pré-tension, les câbles sont tendus avant le coulage du béton et adhèrent à celui-ci après sa prise. C’est le mode le plus fréquent pour les petites pièces fabriquées en usine.

- en post-tension, les câbles sont tendus à l’intérieurs de gaines prédisposées avant

coulage du béton ; la mise en tension intervient lorsque le béton a atteint une résistance suffisante. La post-tension est bien adaptée aux grosses pièces et aux travaux sur site.

Les ouvrages en site aquatique étant plutôt de gros ouvrages, le mode de précontrainte dominant est la « post-tension ». Cependant, la « pré-tension » représente une part proche de 20%, liée le plus souvent à l’utilisation d’éléments préfabriqués sur appontements par exemple...

Répartition selon le mode de Précontrainte

19%

81%

PrétensionPostension

1.3.3 Répartition suivant le type de précontrainte

La répartition selon le type de précontrainte s’établit sensiblement de façon égale entre :

- les câbles constitués de fils parallèles (54 %), dont la technologie est celle des débuts de la précontrainte jusqu’aux années 1965-70,

- l’ensemble des autres types avec une part prépondérante des câbles constitués de torons (25 %),

- les autres unités utilisés en pré-tension (fils et torons, unitaires et parallèles) et quelques particularismes tels que : barres, vérins plats…qui restent anecdotiques mais ont un intérêt historique.

Répartition selon le type de Précontrainte

25%

6%

12%2%2%

53%

Câble de fils paraléllesCâble de toronsTorons paraléllesFils paraléllesBarresvérins plats


1.3.4 Répartition suivant les années de construction

La répartition suivant les années de construction est une indication importante car elle permet de cibler les conceptions ou technologies à risques.

ne analyse plus approfondie des structures réalisées suivant l’année de construction de 1946

- une première époque de 1946 à 1980 voit le développement du procédé sur un

- rincipalement des structures

1.3.5 Répartition suivant les sites d’exposition

En excluant les constructions dites «

1.3.6 Conclusions

Ce recensement ne peut être considéré comme exhaustif ; en outre il ne porte pas sur les ouvrages hydrauliques des voies navigables sans doute moins nombreux. Mais ce

Répartition des constructions de 1946 à 2000

0

5

10

15

20

25

1946/1950 1951/1960 1961/1970 1971/1980 1981/1990 1991/2000

Périodes de construction

Fréq

uenc

es e

n %

Uà 2000 permet de « typer » les ouvrages suivant leur époque de construction :

grand nombre de types d’ouvrages différents et importants jusqu’à son apogée dans les années 1970 puis l’utilisation se ralentit, lors de la seconde époque (1980 à 2000) ce sont pde types ponts, passerelles, dalles ainsi que des ouvrages spécifiques tels que tirants, ancrages, barres de renforcement… qui ont été réalisés et pratiquement aucune structure importante de type jetée ou appontement…

littorales » dont la population est constituée d’un phare et de 10 hangars et bien que la population globale soit restreinte, on constate que c’est en côte Atlantique que se trouve le plus grand nombre de structures (30%). Viennent ensuite la mer Méditerranée puis enfin la mer du Nord avec moins de 10 % des ouvrages. En exposition « eau saumâtre », on rencontre également quelques ouvrages, essentiellement des ponts et passerelles.

Répartition des constructions selon les sites d'expositions

0

10

20

30

40

Sites d'expositions

Fréq

uenc

es e

n % Mer du Nord

AtlantiqueMéditerranéeLittoralEau saumâtre


recensemen structures le plus « typées » du milieu maritime sont également les plus anciennes, soit des ouvrages de la période 1946 à 1970, faisant appel à des

t montre bien que les

technologies parfois insuffisamment maîtrisées et à des mises en œuvre « hardies » qui poseront à terme ou qui posent dès maintenant, les problèmes de surveillance et de gestion les plus délicats à résoudre. Enfin on retiendra que les gestionnaires ont des difficultés pour estimer la présence de précontrainte dans leurs ouvrages ; nous ne pouvons que les inciter à approfondir cette question.

Viaduc d'accès aux plates-forme d'exploitation pour les postes pétroliers d'Antifer (Le Havre).

Poutres précontraintes par pré-tension

Travées du type "Costamagna" en béton post-contraint en usine au port de plaisance de Marseille.


2 Fonctionnement des ouvrages en Béton Précontraint

2.1 Fonctionnement d’une section en béton précontraint

2.1.1 Introduction

L’invention du béton précontraint suit de près les premières réalisations en béton armé. Dès 1928 Eugène Freyssinet met au point ce procédé qui permet une utilisation optimale du matériau béton et réalise les premiers ouvrages. Fondamentalement, le béton précontraint se distingue du béton armé en ce sens que toute la section de béton est utile à la résistance. En effet, les armatures de béton armé se substituent au béton tendu alors que les armatures de précontrainte modifient l’équilibre de la section de telle sorte que celle-ci puisse participer à la reprise des efforts extérieurs. Une erreur couramment commise par les débutants est de penser que les armatures de précontrainte participent à la reprise des efforts : on le verra par la suite, et au moins pour les états limites de service (ELS) que cette appréciation est erronée2 ; en flexion au moins, le béton précontraint est pratiquement un « nouveau matériau » transformé par l’application d’une précontrainte et non l’association de deux matériaux qui se complètent par leurs propriétés respectives. Toutefois on verra que la plage de fonctionnement du matériau BP est limitée et qu’en deçà (en dessous ou au dessus) de certains niveaux de sollicitations, le béton précontraint perd ses caractéristiques et la structure n’est plus en sécurité…

2.1.2 Principe de fonctionnement : le tirant.

Comme on le sait, le béton seul n’a qu’une résistance limitée en traction : un principe applicable est donc qu’aucune partie du béton ne soit utilisée au delà de la résistance en traction du béton en appliquant un effort permanent dit « effort de précontrainte ». Nous prendrons ci-après l’exemple du tirant en béton précontraint en section non fissurée à l’état limite de service pour ses vertus pédagogiques étant précisé que le calcul réel fait appel à la résistance en traction du béton, à des considérations de fonctionnement de la section plus complexes (en particulier aux ELUs) et que le calcul d’une section fléchie est plus difficile à appréhender de façon intuitive. Afin de ne présenter que des calculs simples, imaginons un parallélépipède en béton de section B que l’on se propose d’utiliser en tirant. Si ft est la résistance en traction du béton, au delà d’un effort F = ft * B, la section est irrémédiablement rompue. Par prudence, comme la résistance en traction est assez aléatoire et que des fissurations peuvent se produire avant F, on prendra une résistance en traction nulle ; le béton est bien inadapté à un tel usage… Appliquons maintenant un effort de précontrainte P à la pièce. Au repos, la contrainte dans le béton est une compression et vaut P/B. Mais ce qui est remarquable est que tant que l’effort appliqué reste dans la plage 0 – P, la section du tirant reste comprimée et son béton participe pleinement à la résistance : on peut dire en quelque sorte que « le tirant est comprimé » ! 2 Il s’agit d’une simplification pour la clarté de l’exposé valide au moins pour les classes I et II du BPEL et en service. On verra ci-après que la classe III admet effectivement une fissuration du béton et la prise en compte de la surtension des armatures si elle est limitée ; ce mode de fonctionnement est toutefois inadapté au milieu aquatique…


Il est intéressant de calculer la déformation de la section sous l’effort F : l’allongement est alors F/(B*Eb) ou Eb est le module du béton ; cette déformation entraîne une surtension dans l’armature de précontrainte de valeur [F/(B*Eb)]*(A*Ea). Comme A*Ea s’avère très petit devant B*Eb, la surtension est quasi négligeable et en réalité pour toute la plage de fonctionnement 0-P du tirant, la tension dans la précontrainte est constante : c’est bien le béton qui travaille à la reprise des efforts et c’est pourquoi il n’est pas inexact de dire que l’on a crée un nouveau matériau intègre pour une plage de fonctionnement déterminée.

• Application numérique : Soit un tirant de 0,25 m X 0,25 m en béton de module Eb = 40000 MPa précontraint par un câble de force P=0,15 MN, de module Ea = 200 000 MPa et de section A=139 mm². On vérifie que la contrainte dans le béton est au maximum de F/B = 0,15/0,25/0,25 = 2,4 MPa sous l’effet de la précontrainte soit largement admissible pour un béton courant. De même le câble est tendu à F/A = 0,15/139.10-6 = 1079 MPa qui est une valeur courante de précontrainte. La déformation relative du tirant en béton sous l’effort extérieur F compris entre 0 et 0.15 MN est de l’ordre de 0,15/0,25/0,25/40000 = 0,06.10-3. La surtension dans les armatures vaut alors 0,06 10-3 * 139.10-6 * 200 000 = 0,001668 MN soit tout à fait négligeable devant F. Examinons maintenant ce qui se passe si l’effort appliqué dépasse P : le béton est en traction se fissure ; seul le câble participe encore à la reprise des efforts extérieurs. L’effort F et toute variation d’effort extérieur se reportent donc intégralement sur le câble dont la contrainte croît rapidement jusqu’à la rupture. Comme généralement la valeur de la précontrainte est déjà élevée par rapport aux caractéristiques du câble, cette rupture intervient très rapidement au delà de F.

0

0.5

1

1.5

2

2.5

3

0 0.05 0.1 0.15 0.2 0.250

500

1000

1500

2000

2500

3000

σaσb

F

Variations relatives de la contrainte béton et de la contrainte dans l’armature suivant F. La résistance du béton en traction n’est pas prise en compte

Cet exemple permet de rendre compte des limites assez strictes de fonctionnement d’une section en béton précontraint ; il est à noter toutefois que les règlements modernes (IP2 depuis 1973 puis BPEL) imposent un pourcentage d’acier passifs suffisant pour éliminer le risque de rupture brutale, donnant ainsi une certaine « ductilité » au matériau « béton précontraint » mais ces dispositions constructives n’ont souvent pas été appliquées à des ouvrages plus anciens.


2.1.3 Fonctionnement en flexion : poutre sur appuis simples

Réalisons maintenant une poutre en béton sur un cintre. Après coulage, elle ne subit aucune contrainte tant que les coffrages sont maintenus. Appliquons une précontrainte P excentrée de e0 (vers le bas) par rapport au centre de gravité. La poutre est alors soumise à une flexion composée : effort de compression P et Moment M=P*e0. Si le moment de précontrainte est supérieur au moment de poids propre, la poutre se cambre vers le haut et se libère de ses coffrages :

Lors de la mise en tension, la poutre décolle du coffrage

Dans la mesure où l’on néglige la résistance en traction de la poutre, la contrainte en fibre supérieure (la moins tendue sous ce cas de charge) doit rester une compression pour garantir l’intégrité de la poutre. Ceci conduit à des conditions sur la valeur de la précontrainte et son point d’application mais également sur les conditions du chargement à vide : le moment de précontrainte ne doit pas être excessif pour ne pas provoquer une traction de la fibre supérieure à vide et les efforts à vide doivent être suffisants pour ne pas risquer une décompression. Le coffrage étant devenu inutile, on peut le retirer et appliquer des charges extérieures sur la poutre ; a priori, tant que le niveau de la fibre inférieure ne revient pas au niveau initial des coffrages, la fibre inférieure reste comprimée. En exprimant cette condition autrement, le moment de précontrainte doit être suffisant pour compenser le moment des surcharges et de poids propre. Indépendamment des calculs qui pourraient être présentés, cet exemple illustre que les conditions de chargement d’une poutre en béton précontraint sont critiques tant en terme de charge minimale, qu’en charge maximale bien sûr. Lors de l’exécution de travaux par exemple, le déchargement d’un ouvrage en BP est une condition souvent oubliée mais qui peut conduire à des désordres aussi graves qu’une charge excessive. Que se passe-t-il lorsque la fibre inférieure devient tendue au-delà de la résistance à la traction du béton : dans ce cas une fissure apparaît et peut être visible. Le comportement de la structure est plus difficile à prédire que dans le cas du tirant ; en effet, des sections de la poutre peuvent rester comprimées et en fonction de la forme de l’ouvrage, des conditions d’appuis, etc… certains reports d’efforts peuvent s’opérer et assurer l’équilibre par adaptation. En tout état de cause, on sort du domaine de fonctionnement prévu de la structure3 et c’est un signe d’alerte sérieux.

3 Notamment en classes I et II du BPEL.


Il est à noter également que les règlements actuels (après 1980) permettent d’étendre la plage de fonctionnement et d’améliorer la ductilité d’une section en béton précontraint par ajout d’armatures passives. Ces conditions favorables à la sécurité ne se retrouvent pas pour les ouvrages plus anciens dont la plage d’utilisation est plus stricte.

2.1.4 Fonctionnement vis à vis de l’effort tranchant

Le fonctionnement d’une section de béton précontraint à l’effort tranchant ne peut pas être appréhendé de façon intuitive et l’intuition peut se révéler vite dangereuse… Mais le fonctionnement d’une section en BP vis à vis de l’effort tranchant est finalement assez proche d’une section de béton armé à l’effort de précontrainte près qui peut être considéré comme un effort extérieur.

- en effet, vu comme un effort extérieur et à l’instar du tirant, l’effort de précontrainte s’il présente l’orientation adéquate, réduit directement les contraintes de cisaillement ; on dit aussi qu’il « réduit » l’effort tranchant,

- enfin, en augmentant les contraintes normales du béton, la précontrainte améliore la résistance intrinsèque du béton en cisaillement.

La précontrainte se révèle ainsi également très efficace vis à vis de l’effort tranchant. Mais comme pour le tirant, la structure ne peut s’adapter à une sortie de la plage de fonctionnement ou à une diminution de la précontrainte ; aussi, une fissuration d’effort tranchant est relativement plus dangereuse qu’une fissure de flexion.

2.1.5 Le dimensionnement complet d’une structure en béton précontraint

En fonction des efforts appliqués à une structure réelle, il est possible de faire varier la quantité de précontrainte pour compenser les efforts extérieurs et le poids propre par le truchement de divers paramètres tels que :

- tracé des câbles (reprise des moments), - inclinaison des tracés aux abouts (reprise des efforts tranchants), - nombre de câbles variable (ou « arrêts » de câbles), etc…

Enfin le dimensionnement doit considérer non seulement l’équilibre de la structure dans son ensemble (les surcharges, les effets thermiques) mais aussi le comportement du matériau béton dans le temps, notamment sa déformation différée sous effort constant (le fluage) qui diminue les effets de la précontrainte ou modifie les conditions de fonctionnement de la structure et donc ses plages de fonctionnement. On verra comment, cet effet dont la connaissance n’a été que très progressive, peut conduire à des désordres des structures en béton précontraint.

2.1.6 Sensibilité d’une réduction de précontrainte sur la sécurité d’une section en béton précontraint

Les exemples ci-dessus font faire apparaître le béton précontraint comme un nouveau matériau disposant d’une plage de fonctionnement stricte ; en cas de défaillance de la précontrainte, la plage de fonctionnement est décalée, c’est à dire qu’il n’existe aucune relation de proportionnalité entre la précontrainte résiduelle et la sécurité de la structure…


Il est donc important d’insister sur le fait qu’aucune information rassurante ne peut être extraite facilement du degré de dégradation d’un câble de précontrainte…

2.1.7 Aspects réglementaires

Depuis l’introduction du béton précontraint, la réglementation n’a pas cessé d’évoluer. Les étapes clés sont importantes à connaître car elles permettent de distinguer les ouvrages par leur conception :

- avant 1953, date d’émission de la première circulaire relative au béton précontraint, les ouvrages ne relevaient d’aucune réglementation spécifique,

- en 1965, le premier règlement est introduit sous forme de l’instruction Provisoire n° 1 (IP1),

- l’IP1 a été complétée successivement en 1974, 1975 puis 1979 ! - entre-temps, une instruction plus moderne (IP2) et conforme aux calculs aux états

limites est publiée en 1973 mais n’a jamais réellement été mise en application, - finalement le calcul des ouvrages en Béton Précontraint aux Etats Limites fait l’objet

d’un nouveau règlement dit BPEL publié en 1983. Le BPEL a été successivement révisé en 1992 et 1999.

2.1.8 Application des Eurocodes

L’Eurocode 2 remplacera prochainement le BPEL et le BAEL. Bien que différent dans l’application, l’Eurocode 2 n’apporte pas de différence significative de conception par rapport aux règlements français aux états limites. En pratique, les différences les plus notables sont au niveau :

- de la détermination des enrobages pour les aciers passifs qui intègre davantage de critères et notamment la « classe environnementale » telle que définie par la norme béton NF-EN 206-1. Les enrobages ainsi calculés sont notablement supérieurs à ceux qui résultent de l’application stricte du BAEL,

- de l’absence de la vérification de l’intégrité du béton sous sollicitations tangentes sous

EC2 qui peut conduire à concevoir des sections d’épaisseur plus faible que celle résultant de l’application de l’article 7.2.2 du BPEL 99,

- des vérifications des armatures actives et passives à la fatigue ; ces vérifications sont

prévues par l’EC2 mais ne sont pas prévues par le BPEL ou le BAEL ; à la date de rédaction de ce document il n’est pas possible d’indiquer si ces vérifications auront une répercussion sur le dimensionnement des ouvrages et en particulier des ouvrages en site aquatique. A priori, les répercussions devraient être faibles ou nulles pour des ouvrages non sollicités par des charges cycliques répétées plusieurs fois par jour,

- des vérifications des sections en « rupture fragile » : ces justifications sont totalement

nouvelles et sont censées améliorer la ductilité des pièces au delà de la simple condition de non fragilité. L’EC2 prévoit en effet la rupture progressive de câbles jusqu’à apparition de la fissuration sous charges fréquentes ; la section doit alors être vérifiée suivant un fonctionnement de type ELU accidentel mais ne prenant en compte que les charges « fréquentes ». Les conséquences, sont un accroissement de la section d’armatures passives variable suivant la position de la précontrainte, la proportion de charges permanentes ou la forme de la section.


- d’une façon générale, des principes de calcul assez différents de ceux des BA/BPEL actuels (diffusion, limitation de la fissuration, etc…) mais, sauf cas particuliers, sans grandes conséquences sur le dimensionnement final.

Enfin il est important de noter les que Eurocodes ne concerneront que les constructions neuves entièrement conçues avec l’ensemble des nouvelles normes. Les ouvrages anciens, et en particulier ceux conçus avec les règlements aux états limites (BAEL et BPEL) seront donc toujours vérifiés à l’aide de ces mêmes règlements.

2.2 Le recalcul des ouvrages anciens

2.2.1 Introduction

Hormis les actions auxquelles ils sont soumis, les ouvrages en béton précontraint en site aquatique ne relèvent pas de normes ou de règlements de calcul différents de ceux des ouvrages en site terrestre. Le choix du ou des règlements à appliquer est souvent une difficulté pour les ingénieurs chargés d’évaluer la sécurité des ouvrages anciens ou d’élaborer un projet de réparation. Mais il ne saurait être question lorsque l’on doit expertiser un ouvrage ancien, de se référer à un règlement dépassé et ainsi ignorer les découvertes scientifiques de même qu’il n’est pas question d’appliquer sans discernement un règlement moderne à une structure existante qui n’a pas été conçue en respectant des dispositions constructives compatibles. C’est une difficulté importante pour l’ingénieur car un ouvrage ancien étant un tout, il ne peut donc jamais être totalement justifié sans quelques compromis.

2.2.2 Réglementation applicable aux ouvrages anciens

Les différences entre l’IP1 et le BPEL sont considérables car ces documents suivent l’évolution de l’état de l’art durant près de trente ans. Les pathologies rencontrées aujourd’hui sont d’ailleurs bien souvent le fait de l’insuffisance de l’IP1 notamment pour ce qui concerne :

- le calcul des pertes de précontrainte par relaxation et fluage notamment, - l’incidence de la redistribution des efforts dans les structures hyperstatiques dont la

construction a été phasée, - la prise en compte des effets thermiques, - la justification vis à vis des contraintes tangentes et la détermination des aciers

d’effort tranchant, - l’absence de justification aux états limites ultimes, - l’absence de justification en fragilité (insuffisance des armatures passives), - dans une moindre mesure : la justification des zones d’introduction des efforts de

précontrainte (diffusion de la précontrainte) Il s’ajoute à ces insuffisances réglementaires des débuts du béton précontraint, les défauts de connaissance de la rhéologie du matériau béton, les défauts de protection des armatures de précontrainte et surtout l’absence de certification des procédés de précontrainte. Sur tous ces points la réglementation moderne est désormais bien fournie. S’il est encore raisonnable de consulter le CCBA 68 pour des ouvrages en béton armé ancien construits avec ce règlement, le BPEL 99 est le seul applicable compte tenu des avancées scientifiques qu’il permet de prendre en compte. Quelques adaptations sont nécessaires et sont explicitées ci-après pour le cas du recalcul d’un ouvrage initialement conçu avec l’IP1.


Les indications qui suivent ne s’appliquent pas à un ouvrage récent calculé avec le BPEL ou avec les Eurocodes. Il n’est pas prévu d’appliquer les Eurocodes aux vérifications d’ouvrages anciens.

2.2.3 Modélisation des structures

Si nécessaire, la modélisation peut se faire à l’aide de barres (théorie des poutres). Les éléments finis ne donnent pas de résultats facilement interprétables du fait que la direction mécanique principale des efforts peut être différente de la direction des contraintes normales (c.f articles 9.3, 9.4,2, 9.5 et annexe 12A du BPEL) ; les éléments finis sont donc plutôt réservés à des recalculs d’expertises, bien maîtrisées et pour des pièces relativement localisées. En ce qui concerne les effets thermiques, les règlements ne sont pas suffisants ou trop défavorables suivant le cas ; il est tout à fait pertinent et en particulier dans le cas de structures en milieu aquatique, de déterminer ou de vérifier les dilatations et les effets des gradients thermiques in-situ, directement à cœur des structures si cela est possible. S’il y a recalcul, il doit aussi être conduit de façon rigoureuse vis à vis du phasage de construction ; ceci impose de rechercher les carnets de bétonnage ou le journal de chantier de façon à déterminer au jour près le phasage de construction afin que les efforts de fluage soient évalués avec précision.

2.2.4 Définition des sections

Le calcul du béton précontraint fait la distinction entre :

- les sections brutes issues du plan de coffrage, - les sections nettes calculées à partir des sections brutes en déduisant les ouvertures

nécessaires au passage des câbles, - les sections homogénéisées déduites des sections nettes en ajoutant les sections d‘acier

équivalentes (dans le rapport des modules d’Young). Dans le cas d’un recalcul d’ouvrage ancien, les sections peuvent être considérées homogénéisées pour la plupart des calculs ; en effet, les considérations de sections nettes, brutes, etc… utiles en phase de construction ou au jeune âge du béton n’apportent pas ici de précisions significatives. En revanche, il sera utile de déduire les surfaces éventuellement accidentées ou dégradées.

2.2.5 Evaluation de la précontrainte

L’évaluation de l’effort de précontrainte (calcul des pertes) est conduite par application stricte du BPEL. La connaissance du type des procédés employés, grâce à l’avis d’un laboratoire spécialisé, permet d’affiner certaines constantes telles que le recul à l’ancrage et surtout l’importance de la relaxation des aciers. Pour l’ensemble des justifications (ELS ou ELU) il est toutefois loisible de considérer la précontrainte en valeur moyenne (voir également 4.10,1 du BPEL). Le cas échéant, des mesures directes de la valeur de l’effort de précontrainte4 ( peuvent être conduites et directement introduites dans les calculs.

4 en particulier, par arbalète suivant la méthode développée par le réseau des LPC


2.2.6 Justification vis à vis des contraintes normales

Le règlement BPEL (chapitre 6) distingue trois classes de vérification des ouvrages en béton précontraint :

- Classe I : aucune traction n’est admise sur l’ensemble de la section en situation d’exploitation,

- Classe II : une traction de ftj est admise sous l’effet des combinaisons rares dans la section d’enrobage et de 1,5 ftj ailleurs,

- Classe III : les contraintes normales sont calculées en section fissurée. Le règlement BPEL ne précise pas suivant quelle classe les ouvrages en milieu aquatique doivent être vérifiés. De toute évidence la classe III, outre le fait qu’elle est d’utilisation exceptionnelle en France, ne correspond pas du tout à des ouvrages aussi exposés5. Par ailleurs, le choix de la Classe I plutôt que celui de la Classe II est un « luxe » que généralement l’ingénieur ne peut pas s’offrir. En fait, il est préférable de définir les contraintes admissibles en fonction de l’exposition de l’ouvrage vis à vis du milieu aquatique et de sa conception générale :

- l’ouvrage comporte des armatures passives suffisantes pour équilibrer la condition de non-fragilité (règles de ferraillage minimal suivant 6.1,32 du BPEL) et il n’est pas particulièrement exposé : le seuil de traction admissible se situe entre 1,5 MPa et 2,0 Mpa suivant la qualité du béton mais un seuil de 1,0 MPa devra être recherché en cas de réparation,

- l’ouvrage ne comporte pas d’armatures passives en quantité suffisante ou est

particulièrement exposé : dans ce cas, toute traction est dangereuse pour sa pérennité. Ce cas est le plus fréquent.

2.2.7 Justification à l’état limite ultime

La justification vis à vis des états limites ultimes est particulièrement importante pour la sécurité des ouvrages mais pose problème pour les ouvrages comportant peu ou pas d’armatures passives. Un ouvrage ne pouvant pas être justifié à l’ELU devra souvent faire l’objet de mesures conservatoires, de restrictions d’exploitation et d’un projet de réparation. En premier lieu il est loisible de déterminer, avec grande prudence tout de même, l’état limite ultime de façon plus fine qu’il n'est possible en situation de projet :

- le poids propre est évalué avec précision d’après relevés ou pesage et le coefficient partiel de sécurité peut alors être réduit sans être pris inférieur à 1,20 ;

- le coefficient partiel de sécurité du matériau béton peut être réduit à 1,35 pour la vérification de la contrainte maximale en compression (art 6.1,21 du BPEL) si la qualité du béton peut être confirmée ; en fait cet artifice se révèle utile pour la justification des renforcements dans le cas où la section de béton est insuffisante pour recevoir une quantité supplémentaire de précontrainte.

5 Le fonctionnement de la classe III n’est pas détaillé dans le présent guide. Dans le cas général, nous nous plaçons effectivement dans l’hypothèse ou les ouvrages relèvent des classes I et II.


Mais a contrario, la capacité de déformation des matériaux (diagramme contrainte-déformation) ne doit pas se déduire du règlement mais d’essais ou d’avis d’un laboratoire compétent au vu du procédé et des matériaux employés ; par exemple, l’allongement conventionnel à la rupture de 10/1000 des armatures actives n’est pas forcément pertinent et une valeur (beaucoup) plus défavorable peut être proposée ; ceci pour tenir compte de la relative incompatibilité du BPEL avec les procédés anciens.

2.2.8 Justification vis à vis des sollicitations tangentes

Les structures ne sont guère tolérantes de ce côté… Hormis un ajustement de l’état limite ultime évoqué ci-dessus et/ou des mesures précises de réactions d’appuis, cette justification conduite suivant le BPEL révèle souvent les limites de conceptions anciennes et motive des réparations importantes.

2.2.9 Justifications complémentaires

Différentes justifications sont conduites aux abouts et dans les zones d’introduction des efforts de précontrainte :

- justification de la bielle d’about (art 7.5,1 et 7.5,2 du BPEL), - équilibre du coin (art 7.5,3 du BPEL) - diffusion de la précontrainte (chapitre 8 du BPEL)

Ces justifications peuvent faire défaut dans le cas d’ouvrages anciens ; leur incidence est à évaluer en regard de leurs effets notamment vis à vis de la protection des armatures mais également du comportement global de la structure dans le cas où celle-ci se trouverait découpée par un plan de fissuration malencontreusement créé. Ainsi les effets peuvent être qualifiés de bénins (le plus souvent) à très graves… et le conseil d’un expert confirmé est nécessaire pour qualifier les conséquences du défaut.

2.3 Pathologies potentielles du béton précontraint

Les pathologies pouvant affecter les structures en béton précontraint sont assez nombreuses ; elles sont fréquemment associées à des défauts de conception mais peuvent aussi être le fait d’une mise en œuvre déficiente ou d’un vieillissement. Le fonctionnement d’une section en béton précontraint étant hybride, nous tentons de distinguer ci-après les causes suivant le mode de fonctionnement de la section.

2.3.1 Conséquences mécaniques d’une insuffisance d’armatures passives

Une structure en béton précontraint fonctionne suivant plusieurs « modes » ; si la précontrainte agit plutôt en compensation des contraintes de flexion longitudinale et de cisaillement, suivant la conception, le plus souvent, elle n’a pas d’effet dans le sens perpendiculaire (flexion transversale) dont les efforts sont repris par des armatures passives ; en outre des armatures passives sont requises pour équilibrer les efforts de diffusion et assurer la ductilité de la section. C’est à dire qu’une structure en béton précontraint peut présenter des pathologies de « béton armé » dont la gravité est variable.

• Désordres à proximité des ancrages de la précontrainte Les fissures de diffusion et d’entraînement sont liées à la régularisation dans la section de béton des efforts de précontrainte, à l’origine concentrés sur les plaques d’ancrage. Elles sont


normalement maîtrisées par un ferraillage passif adapté et suffisamment dimensionné. Les sollicitations locales du béton dues à cette régularisation sont d’autant plus intenses que les unités de précontrainte sont fortes, et que le rayon moyen des pièces précontraintes est faible. C’est pourquoi, on trouvera rarement ces fissures sur les ouvrages anciens, dans lesquels les plus fortes unités utilisées étaient des « 12 Ø8 » ( 70 tonnes). Les caissons modernes, précontraints par des câbles 19 T15 (plus de 400 tonnes), et aux épaisseurs de béton relative-ment réduites sont davantage sujets à ce type de désordre. Les fissures sont locales. Si elles restent limitées en nombre et dimensions, elles n’engagent pas a priori la capacité portante de l’ouvrage. En cas d’évolution défavorable, il convient toutefois de craindre qu’une autre cause –à rechercher- se superpose aux efforts de régularisation qui ont initié ces fissures.

Fissures de diffusion Ce sont des fissures qui divergent de l’ancrage, sur quelques mètres en avant de celui-ci. Dans les caissons, au-delà du blochet, elles peuvent prendre la forme caractéristique dite « en arête de poisson ». Ces fissures traduisent un cisaillement du béton excessif, et si leur ouverture n’est pas maîtrisée, une insuffisance des aciers passifs supposés reprendre les efforts d’éclatement qui résultent de l’épanouissement de la force de précontrainte. Ce type de désordre, aux conditions qu’il n’évolue pas et qu’il soit préservé de l’eau peut être considéré comme sans gravité.

Fissures de diffusion à proximité des zones d’ancrages dans un pont dalle

Fissures d’entraînement On les trouve en arrière des ancrages, et elles sont donc plus ou moins verticales si on s’intéresse à la précontrainte longitudinale. Les fissures témoignent de la déformation différentielle du béton qui, sur peu de distance de part et d’autre de l’ancrage, peut être soumis à des contraintes très différentes.

Lorsque très ouvertes, elles indiquent une relative faiblesse des aciers passifs longitudinaux complémentaires censés assurer une transition progressive des contraintes. Si ces fissures évoluent en dimension ou respirent sous la circulation, on peut craindre qu’elles n’indiquent également un problème d’insuffisance en flexion longitudinale : leurs positions et directions sont aussi celles de véritables « fissures de flexion ». Par ailleurs suivant la disposition du câblage et notamment en cas de recouvrement insuffisant entre deux câbles ancrés dans des sections voisines, ces fissures peuvent être extrêmement graves car elles traduisent alors l’absence de précontrainte effective entre les deux sections.


Fissures d’entraînement dans le hourdis et les âmes d’un pont caisson

• Désordres le long du tracé des câbles Dans un ouvrage, la précontrainte est le plus souvent unidirectionnelle ; ainsi dans les poutres où la seule précontrainte longitudinale contribue exclusivement à la flexion. On trouve parfois (comme dans les ponts-dalles), une précontrainte dans une autre direction, mais celle-ci est souvent très secondaire, et développe des efforts de compression beaucoup plus faibles que la précontrainte principale. Or, le béton est le siège de contraintes de traction à proximité de ses parements, dues pour l’essentiel au retrait hydrique différentiel entre la peau et le cœur des pièces (un gonflement pathologique du cœur par rapport à la peau produit le même effet, qui s’ajoute au précédent). Les contraintes de traction qui en résultent ne sont pas couvertes par la précontrainte dans la direction perpendiculaire et doivent être cousues par des aciers passifs. A défaut de leur présence, ou d’une section suffisante, ces aciers ne peuvent s’opposer à un désordre « classique » du béton précontraint : la fissuration le long du tracé des câbles. Il n’y a pas d’incidence directe sur le fonctionnement mécanique, mais risque potentiel d’ouvrir aux agents agressifs un chemin d’accès aux armatures de précontrainte.

• Désordres d’effort tranchant L’apparition de fissures inclinées à environ 45° dans l’âme d’une poutre en béton précontraint témoigne de la rupture du béton par cisaillement. Ce désordre, de « pur effort tranchant » est cependant exceptionnel : les ruptures constatées sur les ouvrages affectent le plus souvent la forme du second type décrite ci-après.

Fissures d’efforts tranchant dans un pont caisson

La cause essentielle de ces ruptures est une perte significative de précontrainte au voisinage d’un appui, due à la défaillance d’un ancrage, et/ou à une progression dévastatrice de la corrosion à partir de celui-ci. L’insuffisance d’armatures passives n’est donc pas la cause première de ce désordre majeur, mais elle peut en rendre ses conséquences catastrophiques.


De fait, lorsque le béton s’est rompu en biellettes inclinées, la stabilité de la section repose sur la capacité de résistance en traction des armatures actives et passives locales. Si celle-ci est insuffisante, on dit alors que la section est « fragile » et c’est la rupture « à l’état limite ultime ». De telles fissures sont gravissimes car il n’existe aucune possibilité de redistribution des efforts. Lorsqu’elles sont reconnues, il est donc indispensable de vérifier la non-fragilité de la section. Les ouvrages précontraints de première génération, construits avec très peu d’armatures passives, sont les premiers visés par les conséquences de cette pathologie.

2.3.2 Insuffisance en flexion

Il s’agit ici des insuffisances en flexion dans le sens actif de la précontrainte.

• Insuffisance en flexion dans les zones de moments extrêmes L’insuffisance de résistance en flexion dans les zones de moments extrêmes et qui se manifeste par l’ouverture de fissures au voisinage des points bas ou des points hauts des tracés des câbles (suivant le sens de la flexion) est un désordre sérieux et constitue une alerte quant au fonctionnement anormal de la structure : la structure ne fonctionne pas ou plus dans sa plage « normale ». Lorsque des câbles de précontrainte traversent la fissure, la gravité des désordres augmente du fait des risques de rupture des câbles par fatigue. Bien qu’il s’agisse quasiment toujours d’une insuffisance de la précontrainte (voir section ci-après), la responsabilité peut incomber à une défaillance de la précontrainte proprement dite mais aussi, surtout pour les ouvrages conçus avant la parution des réglements IP2 ou BPEL, à la non prise en compte des effets hyperstatiques de fluage ou de gradient thermique.

• Cas particulier : insuffisance en flexion à peu de distance d’un appui L’endommagement se traduit alors, non par une fissuration de type effort tranchant, mais par une fissuration de type flexion, plus verticale. Dans le cas d’une insuffisance chronique (erreur de conception) elle se manifeste de part et d’autre des appuis. Dans le cas de rupture d’un câble, elle se manifeste à une distance intermédiaire - plutôt l/6 - là où la précontrainte est encore très déficiente (parce que non réancrée par frottement) et où les moments fléchis-sants de poids propre commencent à devenir sensibles. Même si l’apparence des désordres en est différente, ce cas est tout aussi grave que le précédent et nécessite les mêmes vérifications relatives à la fragilité.

2.3.3 Causes affectant le niveau de la contrainte de traction dans les armatures de précontrainte

• Défaut de tension initial Un déficit de tension important à l’ancrage est très improbable. D’une part, les efforts de traction appliqués ne dépendent que des caractéristiques des vérins (section, frottements) et de la pression exercée, mesurée par un manomètre : ces matériels sont bien connus, et relativement fiables. D’autre part, il est d’usage, et ce depuis les débuts de la précontrainte, de vérifier indirectement les efforts installés en mesurant les allongements des câbles. On est ainsi alerté de toute erreur grossière (soit un déficit initial supérieur à 5 %).

• Pertes plus importantes que prévues Pour les ouvrages de première génération (par exemple, les VIPP des années 50), les différen-tes causes des pertes de précontrainte n’étaient, ni toutes identifiées, ni a fortiori bien


distinguées comme elles le sont maintenant. Ainsi, faute de retour d’expérience, les bureaux d’études de l’époque vérifiaient-ils les ouvrages en supposant qu’un câble 12Ø5 tendu à « 115kg/mm² » (1130 MPa) à l’ancrage, ne pouvait en une section quelconque descendre sous une contrainte de « 85kg/mm² » (830 MPa). Les mesures à l’arbalète ont montré que cette estimation minimale pouvait être en certains cas un peu optimiste. Dans ces vieux ouvrages, les pertes initiales (non-simultanéité des mises en tension, frottements dans les conduits) ne constituent souvent qu’une faible part des pertes totales. La part principale des pertes est « différée ». Elle provient de la relaxation des armatures, et du fluage du béton. De fait, on avait à l’époque coutume de tendre « très fort » des aciers dont les caractéristiques de relaxation étaient ordinaires (probablement pire que celles de la classe de Relaxation Normale – ou RN – qui allait, avec les classes BR et TBR, être définies par la suite). Le béton était même parfois utilisé au maximum de ses possibilités dans des éléments minces, avec des contraintes de compression élevées6 ; ce qu’il supportait sans problème, mais au prix d’un fluage important. Pour les ouvrages en béton précontraint de première génération l’effet des pertes différées par relaxation et fluage pouvait parfois atteindre respectivement 15 et 10 % à t infini.

• Défaillance des ancrages Tous les procédés de précontrainte actuels assurent, par l’usage de clavettes, l’ancrage individuel des armatures –fils ou torons- constituant les unités de précontrainte. Dans les premiers temps de la précontrainte, où les unités étaient constituées de câbles de fils parallèles, chaque procédé avait son propre dispositif d’ancrage. Ainsi le procédé CIPEC faisait usage de fils boutonnés (plutôt sécurisant) ; le procédé STUP utilisait son système « cône mâle – cône femelle » qui prétendait pouvoir ancrer 12 fils de précontrainte à l’aide de ces seules deux pièces. Ce dernier dispositif, hautement « hyperstatique », ne s’est pas montré très fiable : il ne pouvait parfois s’opposer à un glisse-ment légèrement différé (avant l’injection) d’un ou de plusieurs fils du câble. De fait, lors d’investigations sur ouvrages, il a pu être souvent constaté la présence d’un fil du paquet à l’évidence totalement détendu à quelque distance de son ancrage. Le défaut est malheureusement purement aléatoire, et il ne saurait faire l’objet d’évaluations statistiques. Il ne concerne a priori que le voisinage des appuis : les fenêtres ouvertes à l/2 des poutres en BP n’ont jamais montré de tels fils détendus.

2.3.4 Corrosion des armatures de précontrainte

Les armatures de précontrainte sont, depuis l’origine, constituées de fils d’acier dur, et sont donc, comme tout alliage ferreux, très sensibles à la corrosion. On peut schématiquement distinguer deux grands types de corrosion de ces aciers un peu « spéciaux » :

• Corrosion par dissolution La corrosion par dissolution est la forme la plus courante de la corrosion des aciers : il y a perte continue et plus ou moins uniforme de matière, donc de section utile des armatures et, proportionnellement, diminution de l’effort de précontrainte local. La vitesse de dissolution 6 Ceci rend en outre toute réparation par précontrainte additionnelle relativement difficile !…


est augmentée par la présence d’une contrainte de traction permanente dans le métal et, de ce fait, les aciers de précontrainte sont les plus vulnérables à la corrosion. C’est la présence d’eau dans le milieu environnant le métal qui est le premier facteur de la corrosion des aciers. Si l’on réussit à interdire tout contact entre l’eau (en phase liquide ou gazeuse) et l’armature, on peut affirmer que la corrosion restera très superficielle et qu’elle ne progressera pas jusqu’à réduire la section utile de manière significative : pas d’eau, pas de corrosion. Dans l’évaluation des risques d’atteinte d’un système de précontrainte par la corrosion, il y a donc lieu d’envisager et de rechercher toutes les voies que l’eau pourrait avoir empruntées pour accéder aux aciers. Pour un pont, ce peut être : une chape d’étanchéité défectueuse, une gaine de précontrainte non injectée mais aussi, et de façon plus insidieuse, un joint, une fissure ou même une zone de béton poreux dans laquelle l’eau peut s’infilter goutte à goutte. Pour les quais et autres ouvrages directement au contact de l’eau, il est impossible de préserver les câbles de l’humidité ambiante. Le seul rempart efficace contre la corrosion est le coulis d’injection des conduits, qui doit être présent, compact et sans lacune. La protection de l’acier est assurée du fait du PH très basique du coulis de ciment : c’est le phénomène de passivation par film d’oxyde.

• Corrosion fissurante Deux modèles ont été proposés pour la corrosion fissurante sous contrainte :

- le premier considère que la fissuration est due à un processus de dissolution très localisée,

- le second modèle considère que l’hydrogène produit par une réaction cathodique est

susceptible de pénétrer dans l’acier et favorise ainsi la propagation de fissures : c’est la « fragilisation par l’hydrogène ».

Pour s’initier, une corrosion fissurante a également besoin d’eau, car la réaction cathodique qui produit l’hydrogène ne peut se déclencher sans électrolyte. Les besoins en eau et le temps nécessaires sont cependant moindres que pour la dissolution, car arrivée à la taille critique, l’amorce de fissure se propage instantanément jusqu’à la rupture totale de l’armature : des ruptures de type « fragile » sont généralement constatées sur des armatures dont la section courante ne présente aucun signe de sensible dissolution.

Initiation de la corrosion fissurante sur un défaut (lunule)

L’hydrogène nocif pourrait également être le produit d’une électrolyse due à la proximité de deux métaux (électrochimiquement) différents. C’est le cas des ouvrages dont les conduits de précontrainte étaient constitués d’un feuillard de plomb : de tels ouvrages sont éminemment suspects et il convient de faire l’expertise de leur système de précontrainte.


2.3.5 Manifestations des pathologies de la précontrainte

• Signes de corrosion Les traces de rouille visibles sur les parements d’un ouvrage en béton proviennent bien évidemment de la corrosion d’un acier, mais qui n’est pas nécessairement un acier de précontrainte. La rouille peut également provenir d’un acier passif proche du parement, ou du feuillard d’un conduit de précontrainte. On sera cependant très circonspect si la rouille accompagne le tracé des câbles, ou semble provenir d’un ancrage de précontrainte. On pourra être sérieusement inquiet si on a, de plus, des indices certains de circulation d’eau dans les mêmes endroits. L’espace séparant le garde-grève de l’about d’un tablier où sont ancrés de nombreux câbles est situé sous le joint de chaussée. C’est, de ce point de vue, une zone à haut risque de pénétration de la corrosion. Il en est de même des zones d’ancrage des câbles relevés en extrados d’un tablier en BP. Dans tous les cas où la rouille transparaît du béton, il conviendra d’en rechercher l’origine en pratiquant un sondage jusqu’à atteindre le câble de précontrainte le plus proche (voir ci-après). Il faut enfin souligner que l’absence de toute trace extérieure de corrosion ne donne, en revanche, aucune garantie sur le bon état de conservation d’un système de précontrainte …

• Fissures En béton précontraint, les fissures les plus apparentes correspondent souvent aux pathologies les moins graves. Il en est ainsi des fissures liées à la diffusion de la précontrainte, ou soulignant le tracé des câbles : elles ne sont pas fonctionnelles et sauf caractères aggravants comme la présence de rouille ou le passage d’eau, elles ne mettent donc pas l’ouvrage en péril. Un endommagement significatif de la précontrainte ne se traduit que très rarement par l’apparition d’une véritable « fissure de flexion » :

- pour les ouvrages hyperstatiques, une fissure locale de décompression peut trouver des explications moins alarmantes qu’une décroissance importante des efforts de précontrainte, et ce n’est donc pas un indice gravissime. Mais ce n’est pas une raison pour s’en désintéresser et ne pas en établir la cause exacte !

- pour les ouvrages isostatiques comme les ponts de type VIPP, il faut atteindre un

affaiblissement très important de la précontrainte pour que les effets en soient visibles sur le parement : une fissuration qui affecte la hauteur totale du talon d’une poutre – et donc très fortement l’inertie de sa section – peut n’apparaître en fibre inférieure que sous l’aspect de quelques traces filiformes et n’être pas repérée. Pour ces ouvrages, dès l’instant que l’on peut constater une fissure mécanique franche, c’est qu’il est probablement déjà trop tard pour les sauver. Il convient donc, avant ce stade ultime, de trouver d’autres indices permettant d’évaluer la précontrainte résiduelle,

• Autres indices et moyens de diagnostic Les pathologies spécifiques des ouvrages en béton précontraint se résument, pour l’essentiel, à celles de la précontrainte, et plus particulièrement à la corrosion des câbles. On ne peut, de l’extérieur, évaluer de façon satisfaisante leur niveau d’endommagement par corrosion, aussi, en cas de doute, il convient d’y aller voir de plus près. Ainsi, la méthodologie d’expertise d’un système de précontrainte, telle que préconisée par le « Guide pour la Surveillance des VIPP » est la suivante :


- Classement des différents câbles de précontrainte en familles homogènes, en

distinguant : les câbles relevés sur le tablier, les câbles ancrés aux abouts des poutres, les câbles traversant des joints, les câbles dans les poutres sous caniveau, les câbles traversant des zones singulières (fissuration, signes extérieurs de corrosion ou d’humidité) ...

- Percement de fenêtres, aux endroits les plus « stratégiques » jusqu’à accéder à un

échantillon de chaque famille de câbles,

- Examen attentif des câbles découverts et de leur environnement (présence et état du coulis, humidité, état de corrosion du conduit et des armatures…).

Pour les ouvrages les plus anciens (des décennies 40 à 60) il est intéressant de pratiquer quelques mesures de tension à l’arbalète, sachant que celle-ci peut être réalisée si la fenêtre permet de dégager les armatures sur une longueur minimale de 40 centimètres. La précontrainte résiduelle peut alors être évaluée à partir des mesures de l’arbalète (pratiquées généralement sur des armatures encore saines), qu’il convient de pondérer en tenant compte de l’état de corrosion, et des réductions de section « moyennes » constatées par les fenêtres, en se référant à des mesures faites en laboratoire.

2.4 Cas particulier : les tirants d’ancrage précontraints

2.4.1 Généralités

Les tirants d’ancrage précontraints, utilisés pour la réalisation d’ouvrages de soutènement, relèvent d’une utilisation particulière, mais courante, des armatures de précontrainte. Celles-ci sont noyées dans le sol, voire dans l’eau contenue dans celui-ci, ce qui rend leur sensibilité vis-à-vis des phénomènes de corrosion encore plus accrue, et nécessite de prévoir des dispositifs de protection efficaces et pérennes, ainsi qu’une surveillance adaptée et périodique, au risque de provoquer leur rupture brutale. Les tirants d’ancrage précontraints sont utilisés en site aquatique principalement pour la réalisation de murs de quai, protections de berge, bajoyers d’écluse, …, où ils sont associés le plus souvent à un écran de soutènement constitué par un rideau de palplanches métalliques, une paroi moulée ou préfabriquée, voire à un mur poids dans le cas particulier de réparations. Les tirants d’ancrage sont disposés selon un ou plusieurs lits, dont l’espacement est le plus souvent compris entre 3 et 6 mètres. Leur utilisation s’impose lorsque les efforts de poussée des terres qui sollicitent l’ouvrage sont importants et qu’il est impératif d’en limiter les déplacements. Dans le cas d’un écran ancré par un seul lit de tirants, la stabilité de l’ouvrage est assurée à la fois par mobilisation de la butée des terres dans la partie en fiche, et par une réaction d’ancrage au droit du lit de tirants. D’une manière schématique, les tirants d’ancrage précontraints sont constitués d’une armature de précontrainte (barres, câbles, fils, torons, …) introduite dans un forage et scellée au terrain dans sa partie inférieure par injection d’un coulis de ciment ou d’un mortier, formant un bulbe de scellement, puis mise en tension et bloquée contre l’écran de soutènement par l’intermédiaire d’une tête d’ancrage.


Les tirants d’ancrage sont noyés dans un terrain, plus ou moins corrosif, exposés au niveau de la tête d’ancrage à un environnement généralement très agressif en site aquatique : environnement salin, eau de mer ou saumâtre à niveau fluctuant, …, et soumis à des contraintes permanentes élevées. Dans ces conditions, les armatures de précontrainte sont très fortement exposées aux risques de corrosion fissurante sous tension. Pour rappel, cette pathologie, qui peut conduire à la rupture fragile du tirant, concernent les aciers à haute limite élastique (supérieure à 900 MPa), et ce même sous faibles contraintes de travail. Les seuls dispositifs de protection efficaces, qui permettent de s’affranchir de cette forme d’altération, consistent à empêcher tout contact entre l’acier et l’électrolyte. Depuis 1972, des recommandations nationales sur les tirants d’ancrage : TA 72, TA 77, TA 86 et TA 95 définissent pour chaque partie d’un tirant d’ancrage (partie libre, partie scellée et tête d’ancrage) les différents types de protection contre la corrosion à mettre en oeuvre, ainsi que leur niveau d’efficacité réparti selon trois classes de protection croissantes : P0, P1 et P2. Le choix de la protection dépend notamment de la durée de service de l’ouvrage et de l’agressivité du milieu. A noter que la classe P2 (protection par gaine) est exigée pour les tirants d’ancrage définitifs depuis 1986, et donc que des tirants d’ouvrages plus anciens peuvent présenter une protection moins efficace que celle qui serait exigée aujourd’hui.

2.4.2 Mode de fonctionnement des tirants

Le tirant présente une longueur de scellement en fond du forage, prolongée par une longueur libre jusque sous la tête d’ancrage. La longueur de scellement permet de transmettre au terrain les efforts de traction qui sollicitent l’armature. Dans sa partie libre, l’armature est protégée par une gaine ou par un tube, à l’intérieur duquel elle peut coulisser et se déformer librement, sans transmettre d’effort au terrain environnant. Le choix de la longueur et de l’inclinaison des tirants dépend de nombreux facteurs, notamment de la stabilité d’ensemble du massif de sol compris entre l’écran et les systèmes d’ancrage et de la profondeur des couches de sol résistantes dans lesquelles le bulbe de scellement doit mobiliser une adhérence suffisante pour la reprise des efforts. L’armature du tirant peut être directement scellée au terrain ; dans ce cas, la longueur libre et la longueur de scellement de l’armature sont confondues avec celles du tirant. Pour certains types de tirants, l’armature est scellée dans un tube qui est lui-même scellé au terrain, de telle sorte qu’armature et tube présentent chacun une longueur libre et une longueur de scellement qui ne se confondent pas nécessairement.


Longueur libre et longueur scellée :

(a) armature directement scellée au terrain (b) armature scellée dans un tube lui-même scellé au terrain

2.4.3 Constitution des tirants

Il existe une très grande variété de tirants d’ancrage précontraints, qui peuvent présenter entre eux des différences plus ou moins importantes, par exemple dans leur constitution, dans leur mise en œuvre ou encore dans leur technologie. Ils font l’objet de brevets : pour l’Europe seulement, une quarantaine de brevets ont été déposés entre 1950 et 1970 ! On se reportera utilement à la partie 3 du guide SETRA/LCPC « Recommandations pour l’inspection détaillée, le suivi et le diagnostic des poutres et voiles ancrés par tirants d’ancrage précontraints » pour la constitution, l’exécution et les technologies des différents types de tirants d’ancrage précontraints utilisés en France. En référence à ce guide, les caractéristiques principales des différents organes constitutifs des tirants d’ancrage précontraints sont les suivantes :

• Partie libre Dans la partie libre, l’armature est protégée par une gaine métallique ou plastique, à l’intérieur de laquelle elle peut se déplacer librement lors de sa mise en tension. L’espace entre l’armature et la gaine est rempli d’un produit de protection qui peut être rigide (coulis de ciment), souple ou liquide (cire pétrolière, bitume, graisse ou résine souple). Certains tirants d’ancrage peuvent présenter une « double protection » (deux gaines) où l’armature est protégée par une première gaine métallique ou plastique dont l’espace entre l’armature et cette gaine est rempli d’un produit souple de protection lors de la fabrication en usine (cas des torons gainés graissés). L’espace entre les deux gaines est soit libre, soit rempli d’un produit de protection, le plus souvent rigide, mis en œuvre avant ou après mise en tension de l’armature. La continuité de la protection de l’armature entre la partie libre et la tête d’ancrage est assurée, pour les classes P1 et P2, par un tube « trompette », généralement métallique et soudé à la plaque d’appui, qui recouvre partiellement la gaine de protection.


Différents systèmes de protection du tirant sur sa partie libre

• Partie scellée Concernant le scellement, on distingue deux types de tirants :

- les tirants à armature directement scellée au terrain, - les tirants à armature protégée par une gaine ou un tube scellé au terrain.

Tirants à armature directement scellée au terrain L’armature est scellée nue au terrain. Le coulis de ciment constitue la seule protection contre la corrosion. Depuis 1986, ce type de protection n’est admis que pour les tirants d’ancrage provisoires de classe P1. On peut en effet soupçonner pour ce type de protection un défaut local d’enrobage de l’armature, notamment dans la partie du bulbe de scellement la plus sollicitée, située juste après la partie libre. Cette méthode ayant été longtemps utilisée pour des tirants d’ancrage permanents réalisés avant 1986, ceux-ci peuvent donc présenter une plus grande sensibilité vis-à-vis des phénomènes de corrosion et doivent faire l’objet d’une surveillance particulière.

Tirants à armature protégée par une gaine ou un tube scellé au terrain L’armature est protégée sur la longueur totale du tirant (y compris longueur de scellement) par une gaine (tube mince plastique ou métallique) de forme ondulée ou crénelée ou par un tube métallique épais à adhérence renforcée. Cette protection est obligatoire depuis 1986 pour les tirants d’ancrage permanents (classe P2).

• Têtes d’ancrage Les têtes des tirants d’ancrage précontraints sont soit disposées à l’extérieur de la structure, soit à l’intérieur lorsqu’elles sont noyées dans le béton (parois moulées ou préfabriquées). Elles sont constituées des éléments suivants :


- la tête d’ancrage proprement dite dans laquelle sont bloqués les fils, torons, câbles ou barres qui constituent l’armature,

- la plaque d’appui, qui transmet la réaction d’ancrage à la structure, et sur laquelle est

généralement soudée le tube « trompette », - un capot ou une coiffe, pour les têtes de tirant extérieures, fixé de manière étanche sur

la plaque d’appui, et généralement rempli d’un produit de protection qui peut être rigide (mélange bentonite-ciment ; dans ce cas le tirant ne peut être remis en tension), souple ou liquide (cire pétrolière, graisse ou résine souple). A noter dans ce dernier cas, la présence de dispositifs d’injection et de ré-injection tels que bouchons et évents,

- éventuellement des dispositifs de mesure de la tension dans les tirants.

Tête d’ancrage avec capot de protection dépassant du parement

Les moyens usuels pour contrôler la tension sont essentiellement : La mise en place dès l’exécution du tirant d’une cale dynamométrique de mesure

permanente de la tension. Ces cales dynamométriques peuvent être à lecture directe (cadran gradué) ou indirecte par connexion à une centrale de mesure (système hydraulique).

La mise en place d’une tête d’ancrage filetée permettant le pesage ultérieur du tirant

(mesure de la tension existante par mise en légère surtension par rapport à la tension effective).

Pour les barres, la réservation d’une longueur suffisante au-delà de la tête d’ancrage

permettant la détermination de l’effort d’ancrage par mise en tension au vérin annulaire.

Les Recommandations TA 95 préconisent de contrôler périodiquement la tension d’une partie des tirants définitifs d’un ouvrage (de l’ordre de 10 %) et de prévoir des dispositifs permettant la remise en tension (têtes filetées par exemple) de tous les tirants contrôlés ainsi que de ceux qui les encadrent.


2.4.4 Pathologies potentielles des tirants d’ancrage

Les pathologies potentielles des tirants d’ancrage précontraints proviennent soit d’une insuffisance de résistance des éléments qui les constituent (instabilité interne) : armatures, têtes d’ancrage et scellements, soit d’une insuffisance de résistance du sol qu’ils mobilisent (instabilité externe) : rupture du massif de sol due à une longueur insuffisante des tirants, défaillance des scellements par fluage ou défaut de frottement. Le risque majeur réside dans la rupture fragile de l’armature par corrosion fissurante sous tension. Les tirants définitifs réalisés après 1986 doivent en principe disposer d’une protection sur toute leur longueur conformément aux recommandations TA. Pour autant, il subsiste toujours le risque d’un défaut de protection lié à l’exécution délicate des tirants d’ancrage précontraints (défaut d’injection de la gaine et de la tête d’ancrage, de continuité du raccordement entre la gaine et la tête d’ancrage), dans des conditions de chantier souvent difficiles (saleté, environnement agressif en site maritime) et peu propices à l’exécution de certaines opérations très spécialisées : mise en tension et blocage des armatures. Les têtes d’ancrage, ainsi que la partie de l’armature directement située sous la plaque d’appui, sont ainsi des zones particulièrement exposées aux risques de corrosion. Les tirants d’ancrage précontraints de conception ancienne (avant 1986), susceptibles d’être moins bien protégés (dans leur partie scellée notamment), sont plus exposés encore à ces risques. D’une manière plus exhaustive, les principales causes des défauts et désordres qui peuvent affecter les tirants d’ancrage précontraints sont les suivantes : Mauvaise conception et sous-dimensionnement des tirants :

- défaut de conception : protection inadaptée, - sous-dimensionnement : longueur ou capacité des tirants insuffisante, longueur

de scellement insuffisante, … - sous-estimation des efforts sollicitant l’ouvrage : mauvaise estimation des

niveaux d’eau derrière l’ouvrage, … Mauvaise exécution :

- scellements : défauts d’injection, - protection des tirants : défauts d’injection de la gaine ou du capot,

raccordement défectueux entre gaine et tête d’ancrage, - tête d’ancrage : défaut de blocage des armatures, …

Conditions particulières d’exploitation et d’environnement :

- augmentation des efforts sollicitant les tirants : modification des niveaux d’eau, application de nouvelles surcharges, de nouveaux efforts d’amarrage, dragage en pied d’ouvrage, …

- chocs accidentels endommageant les têtes de tirants, - protection des tirants inadaptée à l’agressivité du milieu : extérieur pour les

têtes d’ancrage et intérieur pour les armatures des tirants, … Défaut d’entretien des ouvrages :

- défaut d’étanchéité des têtes d’ancrage : pas de réinjection des capots, défaut d’injection après visites périodiques,

- défaillance de l’entretien des systèmes de drainage provoquant une plus forte sollicitation des tirants, …


- d’une manière générale, conséquences d’une surveillance insuffisante des ouvrages, d’un oubli de visites périodiques, d’un espacement trop important entre deux visites, …


3 Spécificités du milieu aquatique

3.1 Le milieu : les agressions sur le béton

L’environnement des ouvrages en milieu aquatique constitue une spécificité évidente. Les ouvrages sont alors soumis à différentes agressions classées principalement en trois types :

- les agressions mécaniques - les agressions physico-chimiques - les agressions chimiques

3.1.1 Les agressions mécaniques

En site maritime, les vagues ont une agressivité mécanique renforcée par les matières propulsées telles que sable, galets, débris en tous genres. En site portuaire ou fluvial, l’érosion par les sillages et les chocs de bateau sont à redouter.

3.1.2 Les agressions physico-chimiques

L’alternance humidification – séchage dans les zones qui ne sont pas constamment immergées peut provoquer des migrations de sels vers l’intérieur du béton et des cristallisations en parement. Selon la nature et la quantité de sels déplacés, le problème peut être d’ordre esthétique ou compromettre la durabilité de l’ouvrage.

3.1.3 Les agressions chimiques

Dans les fleuves et rivières, les agents agressifs peuvent être multiples et variés, d’origine chimique et biologique.

• Les dégradations par l’eau de mer Pour simplifier l’écriture, les cimentiers emploient les notations C pour la chaux CaO, A pour l’alumine Al2O3, et F pour l’oxyde de fer Fe2O3. La silice SiO2 est notée S, l’eau H. Les composants principaux du ciment anhydre sont, avec ces notations, C2S silicate bicalcique et C3S, silicate tricalcique. Leur hydratation donne des C-S-H, silicates de calcium hydratés qui confèrent sa résistance au ciment durci. Elle donne également de la chaux Ca(OH)2 dénommée « Portlandite », dont la carbonatation est source de problèmes comme nous le verrons plus loin. Les dégradations du béton par l’eau de mer sont dues essentiellement aux actions combinées des ions sulfate SO4 - - et magnésium Mg++ . Les sulfates réagissent avec l’aluminate tricalcique 3CaO Al2O3 (C3A) et l’alumino-ferrite tétracalcique 4CaO Al2O3 Fe2O3 (C4AF) du ciment. Les composés formés sont du gypse CaSO4 2H2O et de l’ettringite dont la cristallisation provoque un gonflement et la fissuration du béton. Dans la littérature spécialisée on trouve aussi l’ettringite 3CaO Al2O3 3CaSO4 31 H2O sous le nom de « sel de Candlot », son découvreur. La présence de chlorures réduit l’action des sulfates sur le béton lui-même mais agit défavorablement sur la corrosion des armatures qu’elles soient passives ou actives.


Chlorure et sulfate de magnésium provoquent une réaction d’échange d’ions Mg++ avec les constituants calciques Ca++ du ciment. Il y a dissolution partielle des constituants calciques et formation d’hydroxyde de magnésium Mg (OH)2.

• La carbonatation Le gaz carbonique (CO2) contenu dans l’air transforme la chaux du ciment Ca(OH)2 en carbonate de calcium CaCO3. Du point de vue du béton, cette réaction est plutôt bénéfique car les produits formés ont tendance à diminuer légèrement la porosité du béton. Du point de vue des armatures, la réaction est par contre nocive. En effet, le pH du béton non carbonaté est de l’ordre de 13 grâce principalement à la portlandite, La transformation de la portlandite en carbonate de calcium abaisse le pH. En dessous d’un pH 9, les aciers ne sont plus passivés et la corrosion peut s’installer en présence d’oxygène et d’eau. La carbonatation est plus rapide pour des humidités relatives comprises entre 40 et 80 %. Les zones où alternent humidification et séchage sont donc parmi les plus concernées.

• L’alcali-réaction Cette réaction n’est pas spécifique aux ouvrages en milieu aquatique et n’est pas une agression extérieure mais la présence d’eau favorise le développement de la réaction. L’alcali-réaction est un phénomène de gonflement dû à la formation d’un gel à partir de granulats contenant des formes de silice réactive d’une part, d’alcalins, principalement sodium (Na) et potassium (K) d’autre part, en présence d’eau. Les alcalins provenant principalement du ciment, il convient d’être vigilant pour le béton précontraint généralement fortement dosé en ciment. Les « Recommandations pour la prévention des désordres dus à l’alcali-réaction » du ministère de l’Equipement indiquent selon le niveau de risque acceptable, différentes possibilités pour éviter la réaction.

3.2 Le choix du matériau béton

Plusieurs textes à caractère réglementaire ou normatif permettent de traiter du béton en environnement aquatique7 :

3.2.1 Les normes et règlements

• Le fascicule de documentation AFNOR P 18-011 : Bétons – Classification des environnements agressifs

Le tableau 6 traite de l’eau de mer en distinguant immersion totale d’une part, zone de marnage ou zone aspergée d’autre part. Les prescriptions portent sur le choix du ciment :

- Immersion totale : ciment CEM I (ex CPA) avec C3A < 10%, ou CEM II (ex CPJ) avec C3A < 10% pour le clinker, ou CEM III (ex CHF, CLK), CEM V (ex CLC) ou ciment alumineux

- Marnage : CEM I avec C3A < 5%, CEM III, CEM V, ciment alumineux. 7 A la date de septembre 2005


Pour ce qui concerne l’eau douce, ce sont paradoxalement les eaux pures ou très peu chargées qui sont nuisibles. Elles peuvent dissoudre les constituants calciques du béton, en particulier la portlandite.

• La norme NF P 15-317 : Liants hydrauliques - Ciments pour travaux à la mer. Elle fixe les critères de composition chimique à respecter par un ciment destiné à un béton en environnement maritime. Les critères sont une limitation de l’alumine (Al2O3), de la magnésie (MgO) et des sulfures. Ces ciments sont notés PM « prise mer ».

• La norme XP P 15-319 : Liants hydrauliques - Ciments pour travaux en eau à haute teneur en sulfates

Les ciments ES (eaux séléniteuses) conformes à cette norme sont encore plus sûrs pour un usage maritime car également PM. Toute médaille ayant son revers, les ciments PM et PM ES sont moins « nerveux » c’est à dire que leur prise et leur durcissement sont moins rapides que ceux des ciments ordinaires. Lorsqu’une mise en tension doit intervenir rapidement, cette relative lenteur peut être pénalisante.

• La norme NF P 15-318 : Ciments à teneur en sulfure limitée Cette norme est d’application pour le béton précontraint pour éviter la corrosion des armatures. Les ciments conformes portent la mention CP1 (sulfures < 0,7 %) ou CP2 ( < 0,2 %). Un ciment CEM I PM est « naturellement » CP2 puisque le critère sur les sulfures de la norme NF P 15-317 est identique (moins de 0,2 %). Ce n’est pas forcément le cas d’un ciment CEM II PM (moins de 0,5 % de sulfures). Les ciments CP1 sont admis pour le béton précontraint par post-tension. Pour le béton précontraint par pré-tension ou pour le coulis en contact avec les câbles dans le cas du béton précontraint par post-tension, la classe CP2 s’impose.

• La norme XP P 18-305 : Béton prêt à l’emploi Elle distingue des classes d’environnement du béton, le cas courant est l’environnement 2b1 dont la définition des parties d’ouvrage est :

- Parties extérieures exposées au gel modéré - Parties en contact avec un sol non agressif et/ou de l’eau et exposées au gel modéré - Parties intérieures où l’humidité est élevée et exposées au gel modéré

C’est donc le deuxième point ci-dessus qui concerne l’eau douce. Dans le cas où le gel est sévère, la classe d’environnement est 2b2. La classe 3 (gel et produits dégivrants) peut concerner certains sites aquatiques comme des quais recevant la circulation de véhicules. Si l’eau est polluée par des agents agressifs, la classe d’environnement sera 5a, 5b, ou 5c par ordre croissant d’agressivité. Dans le cas 5a, le ciment doit être prise mer (PM). Il doit être résistant aux sulfates (ES) dans les environnements 5b et 5c. Les prescriptions minimales et maximales seront :

Environnement selon XP P 18-305 2b1 (mini) 5c (maxi) Résistance caractéristique à 28 jours > 30 MPa > 40 MPa Dosage minimal en ciment 300 kg/m3 385 kg/m3

Eau/Ciment 0,55 0,45 Les environnements marins constituent la classe 4 :

- 4a1 : marin immergé sans gel ou avec gel faible, - 4a2 : marin marnage sans gel ou avec gel faible,


- 4b : marin marnage avec gel modéré ou sévère. Un ciment prise mer (PM) est obligatoire. Environnement selon XP P 18-305 4a1 4a2 4b Résistance caractéristique à 28 jours > 32 MPa > 35 MPa > 35 MPa Dosage minimal en ciment 330 kg/m3 350 kg/m3 350 kg/m3

Eau/Ciment 0,55 0,50 0,50

• La norme NF EN 206-1 Béton – Spécification, performances, production et conformité

Cette norme de février 2002 devrait être applicable en France en 2004 en remplacement de la norme XP P 18-305. Pour ce qui concerne l’eau douce, les prescriptions visent la carbonatation. Deux des quatre classes prévues concernent les sites aquatiques :

- XC1 : Béton submergé en permanence dans l’eau - XC4 : Alternance d’humidité et de séchage, cas pouvant être rencontré dans une

écluse par exemple.

Environnement selon NF EN 206-1 XC1 XC4 Résistance caractéristique à 28 jours > 20 MPa > 30 MPa Dosage minimal en ciment 260 kg/m3 300 kg/m3 Eau/Ciment 0,65 0,50

Nota : Le choix de la classe XC1 n’est pas envisageable pour le béton précontraint. Les classes d’environnement marin sont :

- XS1 : béton exposé à l’air véhiculant du sel marin, mais pas en contact direct avec

l’eau de mer, - XS2 : béton immergé en permanence, - XS3 : zones de marnage, zones soumises à des projections ou à des embruns.

Environnement selon NF EN 206-1 XS1 XS2 XS3 Résistance caractéristique à 28 jours > 30 MPa > 35 MPa > 35 MPa Dosage minimal en ciment 300 kg/m3 320 kg/m3 340 kg/m3

Eau/Ciment 0,50 0,45 0,45 Nota : Ces prescriptions visent à éviter la corrosion induite par les chlorures présents dans l’eau de mer.

• Le fascicule 65 A « Exécution des ouvrages de génie civil en béton armé ou précontraint » du Cahier des Prescriptions Techniques Générales

Par rapport à la version de 1992, celle d’août 2000 introduit la notion de classes d’environnement, dans l’esprit des normes XP P 18-305 et NF EN 206-1. Le milieu marin relève de la classe EC avec les déclinaisons suivantes :

- EC1 : milieux marins sans gel ou avec gel faible en distinguant :

o EC11 : élément complètement immergé ou exposé à un air saturé en sel, o EC12 : élément partiellement immergé ou soumis à des éclaboussures

(embruns).


- EC2 : milieux marins, élément partiellement immergé, ou soumis à des éclaboussures, ou exposé à un air saturé en sel avec gel modéré ou gel sévère.

Environnement selon fascicule 65A EC11 EC12 EC2 Dosage minimal en ciment 385 kg/m3 385 kg/m3 385 kg/m3

Eau/Ciment 0,50 0,45 0,45

Nota : Le ciment doit être CP et PM ou ES Pour ce qui concerne l’eau douce, le choix entre les classes dépendra de son agressivité, de EA1 : milieu non agressif, humide, sans gel ou avec gel faible à modéré, à ED2 : milieu moyennement à fortement agressif, humide, avec gel sévère, ou milieu non agressif ou faiblement à fortement agressif, humide, avec gel modéré et fondants plus de 30 jours par an, ou avec gel sévère et fondants.

Les prescriptions minimales et maximales seront :

Environnement selon fascicule 65A EA1 (mini) ED2 (maxi) Dosage minimal en ciment 385 kg/m3 385 kg/m3

Eau/Ciment 0,55 0,45 Nota : On remarquera que le dosage minimal en ciment du béton précontraint est de 385 kg/m3 dans tous les cas, alors qu’il varie de 300 (EA1) à 385 kg/m3 (EC2 ED2) pour le béton armé.

• La norme XP P 18-540 Granulats – Définitions, conformité, spécifications Cette norme traite de diverses utilisations des granulats : ballast de voies ferrées, chaussées béton… faisant chacune l’objet d’un chapitre.

• La norme européenne EN 12620 (indice de classement P 18-601) Ce projet n’est pas applicable à la date de rédaction du présent document


La norme fixe des classes pour chacune des caractéristiques suivantes :

Caractéristique Norme d’essai Catégories ou critère Granularité NF EN 933-1 GD80 à GD90 – GT15 à GT17,5Coefficient d’aplatissement NF EN 933-3 Fl15 à Fl50 ,ou FlNREléments coquilliers des gravillons NF EN 933-7 < 10 % en masse Teneur en fines NF EN 933-7 f1,5 à f22, ou f NRMasse volumique réelle NF EN1097-6 Résultats communiqués sur

demande Absorption d’eau NF EN1097-6 Résultats communiqués sur

demande Masse volumique en vrac NF EN 1097-3 Résultats communiqués sur

demande Résistance à la fragmentation NF EN 1097-2 (Los Angeles) LA15 à LA50, LANRRésistance au polissage NF EN 1097-8 PSV68 à PSV44, ouPSVNRRésistance à l’abrasion NF EN 1097-8 NF EN 1097-9 AAV10 à AAV20, ou AAVNRRésistance à l’usure NF EN 1097-1 (Micro Deval) MDE10 à MDE35, ou MDENRRésistance au gel-dégel NF EN 1367-1 NF EN 1367-2 F1 à F4, ou FNRRetrait au séchage NF EN 1367-4 < 0,075 % Teneur en chlorures NF EN 1744-1 < 0,03 % pour BP, < 0,06 % pour

BA Teneur en sulfates NF EN 1744-1 AS0,2 à AS1,0

Teneur en soufre total NF EN 1744-1 < 1%

Teneur en constituant ayant un effet sur la prise ou le fini de surface

NF EN 1744-1 Accroissement temps de prise < 120 min / témoin

Nota : L’indice NR signifie : aucune exigence La norme ne donne aucune indication sur les valeurs à exiger compte tenu de la destination du béton, sauf pour ce qui concerne la résistance au gel (annexe G). Les valeurs devront donc être spécifiées au niveau du CCTP. Les spécifications relatives aux ouvrages d’art s’appliqueront sans changement pour le BP en site aquatique.

• Les « Recommandations pour la prévention des désordres dus à l’alcali-réaction »

Ces recommandations établies par le Ministère de l’Equipement indiquent la démarche à suivre en fonction du niveau de prévention souhaité :

- Niveau A ouvrages provisoires, pas de précaution particulière. - Niveau B, cas de la plupart des ouvrages d’art, six voies de prévention, utilisation de

granulats potentiellement réactifs (PR) possible moyennant certaines précautions comme la limitation des alcalins actifs dans le béton.

- Niveau C, ouvrages exceptionnels, seuls les granulats non réactifs (NR) sont admis. Les granulats potentiellement réactifs à effet de pessimum (PRP) peuvent être autorisés sous certaines conditions.

• La norme NF EN 197-1 concernant les ciments Elle définit les critères garantis par le marquage CE : type, classe de résistance…


Une fois certifié CE, un ciment peut prétendre au droit d’usage de la marque NF-Liants hydrauliques qui garantit des spécifications plus élevées que la norme européenne NF EN 197-1 :

- Résistance au jeune âge - Indication du pourcentage de composants autres que le clinker…

La marque NF garantit également les caractères :

- CP ciment pour béton précontraint - PM ciment pour travaux à la mer - ES ciment pour travaux en eau à haute teneur en sulfates

Exemple de désignation d’un ciment pour béton précontraint en milieu marin : CEM I 52,5 R CE CP2 PM ES NF

- CEM I ciment (ex CPA) contenant au moins 97 % de clinker (si non PM : 95 %) - 52,5 MPa de résistance moyenne en compression à 28 jours sur mortier - suivant la norme NF EN 196-1 - R : rapide : résistance à deux jours garantie (sinon N pour normal) - CE : certification européenne - CP2 : ciment à teneur en sulfure limitée pour béton précontraint - PM : prise mer, ciment pour travaux à la mer - ES : eaux séléniteuses, ciment résistant aux sulfates - NF : marque NF-Liants hydrauliques

• Autres normes

Les fumées de silice conformes à la norme NF P 18-502 sont parfois utilisées dans les bétons à haute résistance. Leur très grande finesse (100 000 à 350 000 cm²/g contre 4 à 5000 cm²/g pour le ciment) en fait un complément du squelette granulaire bénéfique à la durabilité. Par effet pouzzolanique elles réagissent avec la chaux libérée lors de l’hydratation du ciment pour former un liant stable. Cependant il convient de rester prudent quant à l’emploi des fumées de silice en milieu maritime : en consommant de la chaux, elles diminuent la basicité du béton donc la passivation des armatures qui risquent de se corroder. Les adjuvants font l’objet d’une marque NF de conformité à la norme NF EN 934-2 délivrée par AFNOR CERTIFICATION. Les plastifiants réducteurs d’eau (P/Re) et les superplastifiants hauts réducteurs d’eau (F/HR) permettent de confectionner des bétons d’une grande compacité, et d’une bonne aptitude à la mise en place. Ces deux points sont gage de durabilité. Les adjuvants n’excluent pas la nécessité d’une étude de formulation sérieuse afin d’optimiser le squelette granulaire du béton. L’eau de gâchage doit être conforme à la norme XP P18-303 de 1999 (et non à l’ancienne NF P18-303 de 1941 !). Même avec un ciment PM ES, le gâchage à l’eau de mer est interdit.

3.2.2 Exemple de béton utilisable pour des ouvrages précontraints

en site aquatique

1) Un béton satisfaisant les prescriptions du fascicule 65A du CCTG et commandé selon la norme XP P 18-305 pourrait être :


BCN : CEM I 52,5 N CE CP2 PM ES NF – P – B 40 – 0/20 – E : 4a2 – BP – P/Re – dosage minimal en ciment 385 kg/m3 – XP P 18-305 – Marque NF BCN : béton à caractères normalisés. Le producteur s’engage sur une résistance contrairement aux BCS, bétons à caractères spécifiés où le producteur ne s’engage qu’au respect de la composition, sans garantie de résistance.

- CEM I 52,5 N CE CP2 PM ES NF : ciment voir explications au paragraphe NF EN 197-1.

- P : consistance plastique, affaissement au cône 5 à 9 cm - B 40 : résistance caractéristique en compression à 28 jours 40 MPa, à fixer par

le bureau d’études, 35 MPa étant le minimum. - 0/20 : taille des granulats (granularité) de 0 à 20 mm. A choisir en fonction des

difficultés de bétonnage, zones frettées par exemple. - E : 4a2 : classe d’environnement marin, marnage, sans gel ou avec gel faible. - BP : destiné à du béton précontraint. - P/Re : utilisation obligatoire d’un plastifiant réducteur d’eau. - dosage minimal en ciment 385 kg/m3 : caractère complémentaire, la norme

XP P18-305 fixe le dosage minimal à 350 kg/m3 pour cette classe d’environnement. C’est le fascicule 65A qui est déterminant.

- XP P 18-305 : conformité à la norme béton prêt à l’emploi (BPE) - Marque NF : béton provenant d’une centrale titulaire du droit d’usage de la

marque NF-BPE, le béton doit en outre figurer dans le catalogue des bétons certifiés NF de la centrale.

2) Un béton satisfaisant les prescriptions du fascicule 65A du CCTG et commandé selon la norme NF EN 206-1 pourrait être : BPS – EN 206-1 – XS3– S2 – C40/50– 20 – Cl 0,10 - CEM I 52,5 R CE CP2 PM ES NF dosage minimum 385 kg

- BPS : Béton à propriétés spécifiées - EN 206-1 : Référence à la norme béton - C40/50 : Résistance caractéristique à 28 jours 40 MPa sur cylindres 16 x 32,

50 MPa sur cubes - XS3 : Classe d’environnement : zones de marnage, zones soumises à des

projections ou à des embruns - 20 : Diamètre du plus gros granulat 20 mm - Cl 0,10 : Classe de teneur en chlorures : teneur en chlorures inférieure à 0,10

% de la masse de ciment - S2 : Classe de consistance : affaissement au cône de 50 à 90 mm - CEM I 52,5 N CE CP2 PM ES NF : ciment voir explications au paragraphe

NF EN 197-1. - dosage minimum 385 kg : dosage minimum en ciment 385 kg/m3 pour

respecter le fascicule 65 A (la norme EN 206-1 n’impose que 340 kg/m3) Nota : Il ne suffit pas de vérifier que la désignation du béton est conforme au fascicule 65A et à la norme NF EN 206-1, il faut aussi vérifier la qualité des granulats qui n’apparaît pas dans la désignation du béton. Le producteur de béton prêt à l’emploi doit disposer des fiches techniques produits (FTP) de chaque fraction granulaire utilisée. C’est une exigence du règlement de la marque NF-BPE. Il doit donc être en mesure de les fournir au donneur d’ordre.


Nous vérifierons également la qualification du béton du point de vue alcali-réaction. Compte tenu du risque de corrosion des armatures par pénétration d’agents agressifs au travers des fissures qui auraient été amorcées par l’alcali-réaction, le choix du niveau C de prévention sera judicieux.

3.3 Les efforts agissant sur les ouvrages

3.3.1 Les différentes sollicitations.

Par rapport aux ouvrages terrestres, les ouvrages en milieu aquatique sont soumis à des charges très diverses dont la détermination est complexe ou dépend des conditions particulières d’utilisation ou de site. Les Recommandations pour le calcul aux états limites des Ouvrages en Site Aquatique (ROSA 2000 ) [1] élaborés par le CETMEF donnent les éléments nécessaires destinés à guider le projeteur dans l’application concrète des méthodes de justifications aux états limites aux projets d’ouvrages neufs en site aquatique avec un usage généralisé des coefficients partiels (γ). Ces règles de justifications sont cohérentes avec les Eurocodes tout spécialement l’EN 1990 « bases de calcul » et en France avec les Directives Communes de 1979 sur les calculs des constructions. Le projeteur y trouvera l’ensemble des actions à prendre en compte pour la réalisation d’un ouvrage neuf en site aquatique. Ces actions détaillées dans les fascicules (ROSA 2000) et en annexes 1 et 2 sont les suivantes :

- poids propre (*) - actions climatiques : vent, température, neige, givre, glace 8 - action quasi-statique de l’eau - courant - houle - écoulement de l’eau - actions dues au terrain - accostage - amarrage - charges d’exploitation - efforts de manœuvre - actions et configurations accidentelles

A cette liste s’ajoutent les efforts induits par les déformations différées gênées telles que le retrait et le fluage qui, dans le cas des ouvrages de très grandes dimensions peuvent être largement prépondérants.

3.3.2 Fatigue, sollicitations alternées

• Définitions Le phénomène de fatigue concerne l’endommagement des matériaux constitutifs d’une structure sous l’effet de variations répétitives de contraintes que lui imposent les actions variables. Le phénomène de fatigue est donc lié au cycle de contrainte, que l’on peut définir comme la plus petite partie de la fonction contrainte-temps qui se répète périodiquement.

8 actions non spécifiques au domaine aquatique traité en annexe 1 du guide


• Prise en compte de la fatigue pour tout ouvrage en béton précontraint A priori et suivant la classe de fonctionnement des ouvrages en béton précontraint, les câbles de précontrainte ne subissent pas ou peu d’effets de fatigue. Toutefois, si la section est dégradée, les câbles peuvent être alors soumis à des effets de fatigue très dangereux pour l’intégrité de la structure. Sauf en cas de surtension des câbles autorisée lors de la conception ou de dégradation, la justification concerne principalement les aciers passifs de la section de béton armé. Le principe de justification consiste à montrer que le nombre de cycles susceptibles d’être appliqués à une section au cours de la durée de vie escomptée de l’ouvrage reste bien inférieur au nombre maximal de cycles de sollicitations que le matériau est capable de supporter sans se rompre. Ces phénomènes sont de prise en compte récente et ne font pas l’objet de développements réglementaires spécifiques pour les ouvrages en béton précontraint en site aquatique. Une vérification à la fatigue d’un ouvrage en site aquatique nécessiterait, en toute rigueur, une étude théorique particulière afin de déterminer les actions cycliques de fatigue puis une justification à la fatigue des aciers de précontrainte et du béton en compression en s’inspirant des méthodes développées par l’Eurocode 2 pour les ponts (EC2-2 partie 2).

• Spécificités des ouvrages en site aquatique vis-à-vis de la fatigue L’environnement peut, en induisant certaines formes d’altération, accentuer le phénomène de fatigue. On parle alors de « fatigue-corrosion » des armatures. Il appartient au projeteur d’apprécier les risques correspondants et de prendre toutes les précautions nécessaires afin de les minimiser. La fatigue concerne également les réactions des sols de fondation notamment du fait de grandes variations de pressions hydrostatiques ; ce sujet sort bien évidemment du cadre de ce document. Compte-tenu du caractère cyclique de certaines sollicitations (action de la houle, des outillages, des manœuvres ou sassées …), la notion de fatigue doit être systématiquement examinée pour les ouvrages en site maritime ou fluvial. Il est important de rappeler que les phénomènes de fatigue sont particulièrement dangereux pour les ouvrages soumis à des sollicitations alternées et dont les câbles sont dégradés par corrosion fissurante. Dans ce cas, aucune justification théorique ne peut être conduite et il est impératif de prendre des mesures de sauvegarde de l’ouvrage et de protection du personnel.

3.4 Problèmes posés par la gestion

3.4.1 La connaissance du patrimoine

Il n’est pas inutile de rappeler l’importance du recensement du patrimoine et de l’identification des ouvrages les plus sensibles, de leur époque de construction et de la localisation des archives. Ces principes sont particulièrement sensibles dans le cas d’ouvrages en béton précontraint pour différentes raisons :

- l’interprétation des désordres est spécifique et leur évolution peut être plus brutale que pour un ouvrage en béton armé,

- les possibilités de réparation sont dépendantes de l’état des parties saines ; une généralisation des désordres complique grandement l’approche théorique et la réalisation des travaux,


- un grand nombre de pathologies développées par les ouvrages en béton précontraint ou leurs accessoires (câbles, ancrages, protection) sont notoirement connues des spécialistes ; elles sont souvent liées à des erreurs historiques de conception et de réalisation, à l’utilisation de matériaux de caractéristiques médiocres, à des accessoires défectueux, à des efforts sous estimés… Ainsi, la connaissance de données techniques et la comparaison de procédés peut suffire à alerter, expliquer ou rassurer, engager une surveillance systématique…

- dans le cas où des travaux d’aménagement sont nécessaires (réalisation d’ancrage, adjonction de structures, aménagement de réservations, etc.…), le fait que la section soit précontrainte doit être connu ; la consultation d’un spécialiste est alors indispensable avant d’engager quoi que ce soit.

3.4.2 La technicité

Il est clair que les ouvrages en béton précontraint relèvent d’une technicité pointue et diversifiée tant dans le domaine de la résistance des matériaux que des aspects physico- chimiques ou mécaniques des différents éléments ou accessoires constitutifs : câbles, ancrages, béton, injection… Il est tout aussi certain que cette technicité ne peut être exigée des gestionnaires et des personnels du terrain ; pour autant, ces derniers ne doivent en rien se démobiliser et doivent être informés de l’étendue du domaine couvert afin d’être mieux à même de faire intervenir des spécialistes, de programmer les actes de gestion et de rendre des comptes au maître d’ouvrage. En outre, une fois l’ouvrage et ses particularités connus, le gestionnaire est à même d’effectuer lui-même des observations essentielles. Finalement, si en pratique et rapportés à leur coût de construction, les ouvrages en béton précontraint en milieu aquatique ne nécessitent pas nécessairement des moyens financiers plus importants que les autres ouvrages, ils mobilisent des ressources nettement plus rares (compétences humaines, moyens matériels…), ce qui doit être pris en compte dans la programmation. Les questions relatives à la périodicité des visites et leur contenu font l’objet de plus amples développements au chapitre 5 du présent document.


4 Stratégie d’emploi du béton précontraint en site aquatique

4.1 Intérêt du béton précontraint

4.1.1 Généralités

Le béton précontraint est un des matériaux les plus efficaces disponibles pour le constructeur du fait que le béton par lui-même est un matériau bon marché, qu’il est ici utilisé avec le maximum d’efficacité et que les pièces en béton sont plutôt faciles à réaliser sur le chantier. De fait, le béton précontraint est très souvent économique. Mais la question de l’intérêt technique du béton précontraint s’évalue différemment, et de façon presque opposée, suivant que l’on compare son intérêt avec celui du béton armé ou de charpentes métalliques :

- Par rapport au béton armé, le béton précontraint est particulièrement recommandé lorsque des pièces élancées et légères sont requises,

- Par rapport à une charpente métallique, le béton précontraint est de réalisation parfois plus aisée sur le chantier, plus économique et peu susceptible de déformations importantes ou d’effets du second ordre.

Outre les insuffisances de la technologie dans les années 1950 à 1970, il est probable qu’une des erreurs commises à cette époque était de penser que l’on pouvait substituer le béton précontraint aux autres modes de construction dès que cela était techniquement possible et économiquement intéressant ; ceci est peut être défendable dans le domaine des ponts qui assurent tous une fonction identique mais reste à examiner au cas par cas pour les ouvrages en site aquatique. Mais cette façon d’approcher la conception des ouvrages perdure malheureusement : les approches techniques ou parfois esthétiques priment trop souvent par rapport aux aspects stratégiques, notamment : possibilité d’entretien, pérennité et sécurité à long terme. Entre autres raisons, le « programme » établi par le maître d’ouvrage est souvent insuffisant, trop peu technique, voire inexistant… En site aquatique, les typologies d’ouvrages sont très différentes, voire nouvelles pour chaque opération. Comme il n’est pas possible de donner des indications générales applicables dans tous les cas de figure, et pour parer à des défauts de conception majeurs, il est capital que les choix structuraux fondamentaux soient faits aux stades les plus « amont » possibles : étude de faisabilité ou études préliminaires. Les études de projets ultérieures vont permettre d’affiner et d’optimiser les techniques retenues et non de « varianter » à l’infini les choix structuraux dont les implications sont ici beaucoup trop stratégiques.

4.1.2 Critères de choix

Pour faciliter l’analyse initiale et, le cas échéant, enrichir le programme du maître d’ouvrage, les questions à se poser nous paraissent être les suivantes :

- Quelle est la déformabilité admissible de l’ouvrage ? (en incluant, le cas échéant, l’incidence des effets des interactions sols-structures). Par exemple, l’élancement et la légèreté ne sont pas des atouts lorsqu’il s’agit de soutenir


des terres, de résister à des chocs ou de supporter des mécanismes de précision (ouvrages mobiles).

- Quels sont les cycles de fonctionnement de l’ouvrage ? Bien que les critères de fatigue soient encore peu examinés sur les ouvrages en béton, le problème se pose réellement tant en ce qui concerne les sections résistantes elles-mêmes que leurs appuis sur le sol de fondation.

- Comment les visites et inspections d’ouvrages pourront-elles être assurées ?

- Quel est le poids stratégique de l’ouvrage par rapport à ses diverses utilisations ? Pour un même ouvrage, cela peut couvrir aussi bien les fonctions d’exploitation (permanence de l’exploitation d’un quai, de l’accès au port…) que les fonctions de protection (cas d’un barrage, d’une digue…).

- Dans le même esprit, quelles sont les conséquences d’un défaut ou d’un accident ?

- L’ouvrage est il exposé au feu ? Ce sera le cas de portiques au dessus d’écluses ou même de bajoyers recevant des navires de transport de matières dangereuses.

- L’ouvrage est il exposé à l’érosion ou à l’abrasion ? - Quelle est la conséquence (sur l’utilisation au sens large) d’une opération

d’entretien ? - Le remplacement des câbles est il possible ? - Quel est le coût de l’entretien préventif ?

La grille d’analyse sera utilement enrichie en associant le maître d’ouvrage à la définition des critères, en particulier en ce qui concerne l’utilisation ou la gestion. Ces questions ne sont d’ailleurs pas spécifiques aux ouvrages à concevoir en béton précontraint. Il doit donc en résulter le programme du maître d’ouvrage qui deviendra opposable au concepteur et à toute « dérive » ultérieure. Une telle analyse est tout à fait fondamentale car nous rappelons que, dans le domaine aquatique, les choix de structures et des modes de construction sont éminemment stratégiques. Bien entendu, une fois la question tranchée, il faudra rester ferme lors de l’examen de variantes éventuelles…

4.2 Éléments de conception spécifiques aux ouvrages en site aquatique

4.2.1 Contenu des études à mener

Le choix d’un ouvrage en béton précontraint étant dûment justifié par une étude préliminaire, il reste à concevoir l’ouvrage dans les détails. Le programme des études à mener doit se dérouler suivant un processus que nous rappelons ci-après :

• Efforts, actions, modélisations et hypothèses réglementaires On se reportera aux différentes sections du présent document traitant des Aspects réglementaires et Efforts agissant sur les ouvrages. Il convient toutefois d’insister sur le soin à apporter à la détermination du coefficient de modèle (ROSA 2000). Ce coefficient est particulièrement important dans le cas d’ouvrages en béton précontraint dont la plage de fonctionnement est bornée par des limites basses et hautes.


• Incidences de la géométrie Les ouvrages en site aquatique sont assez massifs et « trapus » ce qui peut avoir une incidence sur :

- la répartition des contraintes qui ne suit pas forcement les hypothèses de Navier ; pour des ouvrages très massifs, une étude de la répartition des contraintes aux éléments finis peut alors être menée en suivant impérativement, pour la conclusion, les principes explicités à l’annexe 12A du BPEL.

- l’intensité et les variations au sein de la section des effets thermiques : gradient

de température et dilatation. L’étude à mener considère aussi bien les intensités des actions, que la répartition des gradients ou des effets thermiques au sein de la structure et de son environnement ; ce sont des hypothèses fondamentales mais réellement très difficiles à caler en raison du peu d’expérience que l’on peut avoir sur les différentes sections ou formes d’ouvrages. La détermination des effets thermiques peut être considérée comme une étude « à part » à mener en parallèle et par des spécialistes.

- le phasage de bétonnage ; outre l’incidence sur le dimensionnement à court

terme et à long terme, on n’oubliera pas d’examiner les risques de réactions sulfatiques susceptibles de se produire pour des pièces très massives bétonnées sans précaution.

• Incidences des déformations L’incidence des déformations ou déplacements est trop souvent négligée lors de la conception de gros ouvrages de génie civil. Or le calage des déformations et déplacements admissibles n’est pas un résultat en soi : c’est une donnée de base du programme à évaluer au regard de l’utilisation. A titre indicatif, les déformations et déplacements admissibles sont sensiblement :

- « centimétriques » pour des ouvrages adjacents simplement accolés - « millimétriques » (ou moins) pour des ouvrages mobiles, de mécanismes ou

d’ouvrages appuyés (cas de surfaces d’appuis).

4.2.2 Choix technologiques

La pérennité des ouvrages est souvent le paramètre principal à considérer pour les divers choix technologiques à opérer ; dans ces conditions, le coût de construction est plutôt un résultat en soi et non une finalité… Le cas échéant, pour effectuer un choix entre différentes techniques de construction, il faudrait pouvoir intégrer le coût des opérations de surveillance et de maintien en état sur une longue période ainsi que les conséquences éventuelles de pertes d’exploitations.

• Matériau béton Le présent document donne l’ensemble des paramètres à considérer pour le choix du béton ainsi que quelques formules types applicables couramment. Une résistance caractéristique en compression à 28 jours (fc28) de 40 MPa est suffisante dans la plupart des cas. Le recours à des bétons spéciaux type Béton à Hautes Performances (BHP) doit être exceptionnel et n’a pas encore été expérimenté sur des ouvrages en site aquatique à la date de


sortie de ce document. Toutefois, s’il s’agit d’améliorer la pérennité d’ouvrages particulièrement sensibles, ces matériaux, du fait de leur compacité accrue, méritent d’être considéré. La limitation des retraits est également un aspect à considérer mais principalement pour les bétons de clavage (voir préfabrication).

• Type de précontrainte Actuellement, pour les ouvrages réalisés en place, le concepteur a la possibilité d’utiliser une précontrainte intérieure au béton ou une précontrainte extérieure au béton. Les deux procédés sont intéressants et sont de plus en plus souvent utilisés conjointement. Toutefois, compte tenu des spécificités des ouvrages en site aquatique, la précontrainte extérieure n’est pas à recommander si l’ouvrage est immergé ou soumis à des chocs ; le béton constitue ici une protection supplémentaire appréciable. Les avantages et inconvénients des deux types de précontrainte peuvent être résumés ainsi :

Précontrainte intérieure au béton

Avantages Inconvénients Bien adaptée aux sections pleines Facile à réaliser Bien adaptée aux petits ouvrages Bonne protection apportée par le béton pour les sections immergées

Non démontable Non visitable

Précontrainte extérieure au béton Avantages Inconvénients

Démontable et visitable (*) Souplesse du tracé Adaptée pour les sections creuses Utilisable en réparation

Plus coûteuse Pièces de renfort requises : déviateurs… Sensible aux chocs Risque de vandalisme Inadaptée en section immergée Sensibilité aux déformations du second ordre (éventuelle)

(*) si les recommandations qui suivent sont respectées.

• Protection de la précontrainte intérieure La protection contre la corrosion des armatures de précontrainte est le plus souvent assurée par une gaine métallique et une injection au coulis de ciment. Pour les unités les plus faibles (mono torons), une protection par gaine PEHD et injection à la graisse est fréquente mais nous n’avons pas d’expérience d’utilisation de mono torons gainés graissés en section immergée.

• Protection de la précontrainte extérieure Jusqu’à présent, la protection contre la corrosion des armatures de précontrainte était le plus souvent assurée par une gaine en PEHD et un coulis de ciment. Mais depuis de récents incidents survenus sur des ouvrages en béton précontraint munis de précontrainte extérieure longue et pour lesquels un démontage était nécessaire, il s’est avéré que l’injection au coulis de ciment rendait plus dangereuse l’opération de démontage (rupture brutale d’un câble sur une grande longueur). La démontabilité de la précontrainte étant une caractéristique


désormais retenue comme importante, il est recommandé par la CIP de recourir aux procédés suivants pour faciliter la dé-tension :

- injection par un produit souple (graisse ou cire) à l’intérieur d’une gaine unique en PEHD,

- même protection (gaine PEHD et produit souple) mais disposée à l’intérieur d’une gaine métallique injectée au coulis de ciment soit un « double gainage »,

- éventuellement de répartir la précontrainte par petits tronçons, entre chaque déviateur.

Il est à noter que le double-gainage est une excellente solution car le câble est bien protégé de l’abrasion éventuelle sur sa gaine ; une telle abrasion est à craindre au droit de chaque déviation de câble et même si le câble est rectiligne, au droit de chaque dispositif support.

• Dispositifs anti-vibrations De tels dispositifs sont à prévoir pour maintenir les longs câbles extérieurs rectilignes et prévenir leur mise en vibration. La densité peut faire l’objet d’une étude, probablement complexe à mener, mais un espacement d’une vingtaine de mètres est courant.

Dispositif anti-vibratoire

• Dispositions pour précontrainte additionnelle Il est tout à fait recommandé de prévoir dans une proportion raisonnable (peut être 15 à 20%) des dispositions pour permettre l’ajout de précontrainte additionnelle (par exemple des réservations adéquates dans les déviateurs de précontrainte extérieure). Dans tous les cas, on veillera à ce que les ouvrages soient convenablement dimensionnés vis à vis des efforts locaux correspondants : efforts de diffusion, poussées au vide… et à garantir pour le personnel et les matériaux et matériels l’accessibilité aux zones de mise en précontrainte. Dans le même esprit et dans le cas d’ouvrages particulièrement critiques : bajoyers d’écluses, barrages… on peut parfaitement aller jusqu’à prévoir un remplacement total de la précontrainte, par exemple par « tiers » ; les dispositions à prendre en terme de démontabilité et d’accessibilité sont celles exposées ci-dessus. Le dimensionnement doit alors considérer les états de la structure correspondants.


• Remplacement de la précontrainte Pour certains ouvrages très critiques : par exemple des bajoyers d’écluses, il peut être préconisé un remplacement systématique de la précontrainte à intervalles réguliers (30 ans, 50 ans…). Le remplacement doit être physiquement possible, en toute sécurité, et les dispositions techniques à adopter s’inspirent de celles à retenir pour la précontrainte additionnelle. La périodicité du remplacement doit faire l’objet d’études et de propositions de la part du concepteur assorties des conséquences financières (coût des opérations et pertes d’exploitations éventuelles).

• Dispositif d’ancrages La totalité des dispositifs d’ancrages sont brevetés et particuliers à chaque procédé. Le projeteur n’a pas vraiment de choix à faire ; il cherchera par contre à concevoir les zones d’ancrage des ouvrages de telle sorte que les ruissellements ou les entrées d’eau soient improbables. Si c’est impossible, dans le cas de sorties de câbles en surface ou exposées aux embruns ou projections d’eau, les cachetages devront être recouverts d’un dispositif d’étanchéité : par exemple, une étanchéité en résine polyuréthane est ici particulièrement intéressante car elle permet de bien recouvrir toutes sortes de surfaces quelle que soit leur géométrie.

Double protection d’un capot en terrasse (phare de Berck)

Feuille préfabriquée + étanchéité polyuréthane On évitera évidemment de disposer des blocs d’ancrages dans des zones inaccessibles et/ou immergées, etc… Par exemple, pour une précontrainte disposée verticalement, une solution élégante est de « boucler » le câble de telle sorte que deux ancrages soient disposés en partie supérieure et parfaitement protégés, et accessibles :

Exemple de disposition facilitant l’entretien


• Préfabrication Le recours à la préfabrication en usine est envisageable pour des structures répétitives telles que des dalles, des éléments d’appontement, des poutres de pont, des couvertures de bâtiment, etc… Il s’agit alors quasiment exclusivement de précontrainte par pré-tension. Les caractéristiques de tels ouvrages ne sont pas très spécifiques mais on cherchera alors à travailler sur :

- l’étanchéité à appliquer ; ici aussi, les étanchéités à base de résine polyuréthane, si elles ne sont pas circulées, sont particulièrement efficaces

- les « clavages » qui seront répartis judicieusement de façon à éviter de

tronçonner la structure dans toutes les directions ; ils seront réalisés avec des bétons à retrait limité.

Hormis le cas de grands ouvrages réalisés suivant des processus industriels, le recours à la précontrainte par post-tension sur des pièces préfabriquées est plutôt exceptionnel ; la préfabrication peut toutefois être envisagée pour des pièces particulièrement délicates à réaliser en place tels que des blocs d’about.

4.3 La précontrainte utilisée en réparation

4.3.1 Champ d’application

La précontrainte est très utile en réparation ; s’il est logique d’utiliser une précontrainte additionnelle pour réparer des ouvrages précontraints, il est également possible de recourir à la précontrainte pour réparer ou renforcer des ouvrages en béton armé. La précontrainte peut alors servir soit à renforcer les pièces vis à vis d’efforts globaux pour compenser des contraintes normales ou des cisaillements soit pour permettre l’ajout ou la connexion d’éléments de renforcement ; par exemple, une semelle additionnelle pour assurer un renforcement en sous-œuvre ou encore la connexion d’un bloc d’ancrage de précontrainte additionnelle lui-même précontraint par « barres » sur la structure.

Renforcement par précontrainte additionnelle (PAH)


4.3.2 Analyse des problèmes et spécificités

• Analyse du fonctionnement des structures En réparation, le principe de base est la recherche de la cause des désordres avant tout autre démarche. Supposant cette étape fondamentale résolue, il faut maintenant évaluer le gain que peut apporter une précontrainte additionnelle ou une précontrainte tout court s’il s’agit d’un ouvrage non précontraint. Si la précontrainte est réellement une « addition », l’évaluation de son efficacité globale est relativement aisée à conduire et le document donne des indications sur les adaptations réglementaires éventuelles à considérer ; les problèmes à résoudre sont alors plutôt relatifs au mode d’application de la précontrainte si aucune disposition n’est prévue ; le cas le plus fréquent malheureusement… Des connexions de blocs d’ancrage à l’aide de barres de précontrainte sont nécessaires de même que des vérifications des efforts de diffusion et nous en revenons au cas de l’application de précontrainte sur des sections en béton armé !

• Application des efforts Les efforts concentrés peuvent être efficacement répartis sur les structures par des blocs d’ancrage de dimensions confortables ; c’est essentiellement une question de place disponible. Il faut également considérer les conditions d’accès c’est à dire la possibilité d’amener le lourd et encombrant matériel destiné à la mise en précontrainte.

Mise en précontrainte en terrasse

• Problèmes posés par les ancrages des barres de précontrainte Les barres de précontrainte peuvent être traversantes ou bien ancrées par adhérence dans le béton. Dans ce denier cas, outre le dimensionnement de la barre proprement dite, les justifications portent également sur :

- la détermination de la longueur de la barre en conduisant des vérifications très sécuritaires de l’adhérence,


- la vérification (malheureusement souvent oubliée) de la structure sous l’effet des efforts concentrés d’arrachement.

Enfin, à propos des pertes, leur estimation pour les barres courtes ancrées par adhérence ou traversante est trop souvent sous estimée… ou alors, les conditions de mise en précontrainte ne sont pas adéquates : en effet, la mise en précontrainte à la valeur de calcul optimale d’une barre très courte nécessite (en tenant compte des pertes par retrait, fluage et relaxation) deux à trois reprises. Pour une barre mise en tension en une seule fois sur un bloc de moins d’un mètre d’épaisseur, on peut estimer qu’il reste au mieux 20 à 25% de la précontrainte initiale !

• Cas particulier des ouvrages en béton armé L’application d’effort de précontrainte à des ouvrages en béton armé est un peu particulière mais c’est une solution élégante. La précontrainte est alors de préférence « centrée » et la section est vérifiée en flexion composée de béton armé. Enfin, suivant le système d’appui, on s’attachera à vérifier que l’effort de précontrainte est effectivement transmis à la structure et qu’il n’est pas « bloqué » … par exemple, par des liaisons parasites de la structure sur ses fondations.

4.4 Rédaction du DCE et suivi des travaux

4.4.1 Introduction

Le choix de réaliser un ouvrage précontraint en milieu aquatique est un choix fondamental et stratégique puisqu’il engage la surveillance et la gestion de l’ouvrage à long terme : c’est un choix de maître d’ouvrage. Les principes de dimensionnement qui en découlent, notamment ceux liés à la gestion doivent donc être largement développés au CCTP. Enfin, les travaux de précontrainte nécessitent des contrôles extérieurs qui sortent de la compétence d’une maîtrise d’œuvre générale ; il sera donc capital de s’assurer le concours d’un organisme de contrôle compétent et de discuter avec l’équipe chargée des contrôles extérieurs de la nature et de la pertinence des contrôles à effectuer, de leur fréquence et des dispositions pratiques (conditions d’accès, points d’arrêt à prévoir…) qui en découlent pour l’organisation du chantier.

4.4.2 Points faisant l’objet de développements au CCTP

La rédaction du CCTP pour un ouvrage précontraint en milieu aquatique peut, pour ce qui concerne les aspects propres au BP, s’inspirer assez largement des considérations développées pour les ponts routes (selon CAPT-OA9 par exemple) en tenant compte des spécificités développées dans le présent document, à savoir :

- la conception générale en particulier le caractère démontable et/ou remplaçable

de la précontrainte, - les dispositions spécifiques prises pour assurer la durabilité de la précontrainte

compte tenu du milieu, - les efforts agissant sur les ouvrages,

9 Conception automatisée des pièces techniques (SETRA)


- la formulation des bétons.

Par ailleurs le fascicule 65A du CTTG est pleinement applicable aux ouvrages en BP en milieu aquatique. Il ne reste alors que quelques points devant faire l’objet de précisions au DCE soit :

- le principe de fonctionnement de l’ouvrage en général - la classe de vérification du BP (selon BPEL) - le type de précontrainte (par exemple extérieure, remplaçable, etc…) - la section des câbles et leurs caractéristiques - le type de gaine de protection - le type d’injection (coulis, cire) - les exigences concernant la formulation des bétons

4.4.3 Choix des entreprises

Le plus souvent les travaux sont dévolus à une entreprise générale et celle-ci doit bien intégrer les spécificités du BP pour l’organisation de son chantier et de son assurance qualité. On exigera donc des références récentes (trois à cinq ans) pour l’exécution de travaux de précontrainte même si, comme c’est le cas le plus fréquent, les travaux de mise en œuvre de la précontrainte proprement dite sont confiés à un sous-traitant spécialisé (dit « entreprise distributrice spécialisée de précontrainte » ou « EDS »).

4.4.4 Précisions à apporter au CCTP, aux études d’exécution, points de contrôle

Les points devant faire l’objet d’une attention particulière soit lors de la mise au point du marché (précisions à apporter au CCTP) ou lors de l’exécution (PAQ, Etudes d’exécution) sont les suivants :

• Choix des dispositifs de précontrainte Les procédés de précontrainte comprenant les gaines, les dispositifs d’ancrages aux abouts, les câbles ou barres doivent être autorisés par l’ASQPE (Association pour la Qualification de la Précontrainte et des Équipements de génie civil). Il en est de même pour les produits d’injection. On notera que ces autorisation sont accordés pour une durée limitée et qu’il faut en vérifier la validité. Il est préférable de se faire assister par un organisme compétent pour valider les procédés et produits de précontrainte.

• Caractéristiques du béton à la mise en tension La mise en tension de la précontrainte est généralement effectuée au jeune âge du béton (typiquement 7 à 10 jours) afin de réduire l’immobilisation du chantier. Des essais dit « d’information » doivent donc impérativement être réalisés, à charge de l’entreprise, afin de vérifier la résistance caractéristique (fcj) au jour de la mise en tension. Les conditions d’établissement de la résistance caractéristique sont définies par le fascicule 65A du CCTG.

• Ordre de mise en tension, allongements à la mise en tension Les câbles sont mis en tension suivant l’ordre défini par le bureau d’études chargé des études d’exécution. Mais la procédure peut éventuellement prévoir plusieurs phases : par exemple


une série suffisante de câbles est tendue à la tension théorique pour permettre le décintrement et la poursuite du chantier. Les câbles restant à mettre en tension le sont après décintrement et/ou application de charges permanentes supplémentaires. Le phasage peut alors être très complexe suivant la conception de l’ouvrage. En général, le BET définit dans le même temps l’allongement à obtenir lors de la mise en tension en tenant compte des caractéristiques des câbles, des pertes instantanées théoriques… On se reportera au fascicule 65A pour l’interprétation des différentes fourchettes d’allongement et la conduite à tenir en cas d’anomalie au moment de la mise en tension.

• Mesure préalable des coefficients de transmission La mesure des coefficients de transmission des efforts de précontrainte permet une estimation in situ des pertes ; le principe est de tirer d’un côté du câble avec un vérin et de mesurer la tension à l’autre extrémité afin d’en déduire le coefficient de transmission. Aujourd’hui cette mesure (préalable) n’est plus systématique mais elle est recommandée pour les câbles fortement déviés. Elle est également intéressante en cas d’anomalie lors de la mise en tension quoique la résolution des dites anomalies est souvent assez triviale (en particulier, les BET ont plutôt tendance à sur-estimer les pertes de précontrainte). Enfin, les matériels modernes de contrôle des mises en tension fournissent le coefficient de transmission de façon automatique.

• Mise en tension des barres courtes La mise en tension des barres courtes est un cas tout à fait particulier ; en effet, les déformations instantanées du béton (par raccourcissement élastique), par recul d’ancrage mais aussi par retrait ont une incidence très forte sur la tension d’une barre courte : par exemple, pour une barre de 2 m de longueur la tension effective après une seule phase de mise en tension pourrait ne pas dépasser 30 à 40% de la tension théorique !… On pallie cette difficulté en effectuant plusieurs reprises successives de la mise en tension. Le nombre de reprises (au moins deux et souvent trois) est alors déterminé par l’étude d’exécution en tenant compte des pertes instantanées. Cette procédure de reprise doit être strictement contrôlée.

• Convenance des coulis d’injection, contrôle de l’injection La convenance de « formulation » des coulis d’injection est systématique. On vérifiera :

- les lots de ciment - la fluidité du coulis - l’optimisation de la formule

En revanche les convenances de « mise en œuvre » sur « tubes inclinés » sont plutôt rares, délicates à réaliser et généralement réservées pour les très gros chantiers. Le contrôle des opérations d’injection est du ressort d’un organisme spécialisé.

• Contrôle des mises en tension Le contrôle des mises en tension comprend :

- le suivi de la mise en tension en vérifiant la linéarité de l'ensemble de la

caractéristique effort / déformation, la conformité des allongements mesurés en continu et finale et la valeur de la pression en continu et finale,

- la mesure des coefficients de transmission des efforts de précontrainte, - l'édition d'un procès verbal.

Le contrôle des opérations de mise en tension est du ressort d’un organisme spécialisé.


Principe de contrôle des mises en tension (source LCPC)

4.4.5 Conclusions sur l’organisation de la maîtrise d’œuvre

Les opérations relatives à la précontrainte sont finalement assez réduites en durée sur un chantier d’ouvrage en BP ; elles comprennent :

- la réception des câbles et accessoires de précontrainte, - la convenance des coulis d’injection, - le contrôle de la pose puis de l’enfilage des câbles, - le contrôles de la mise en tension - le contrôle de l’injection

En revanche, ces opérations nécessitent une forte spécialisation et des personnels hautement qualifiés ; il y aura donc intérêt à planifier à l’avance ces interventions afin de s’assurer de la disponibilité des organismes de contrôle.


5 Gestion des ouvrages en BP en site aquatique

5.1 Modalités de gestion

5.1.1 Le constat

A l’heure actuelle, il n’y a pas au sein des services, de politique commune d’entretien et de gestion des ouvrages en site aquatique et il n’existe pas de texte de référence réglementaire applicable aux ports maritimes, aux voies navigables et, d’une façon générale aux sites aquatiques pour ce qui concerne les structures en béton précontraint ; par défaut, il est souvent fait référence à l’Instruction Technique de 1979 de la Direction des Routes pour ce qui concerne certains aspects techniques ou de vocabulaire (interprétation et éventuellement visites) mais il convient de mettre en garde le gestionnaire sur le fait que l’Instruction Technique est orientée « Pont » et ne prend pas en compte le milieu parfois très défavorable rencontré en site aquatique ainsi que la nature extrêmement variable de la conception et de l’usage des ouvrages. Malgré cela les services, Services Maritimes ou de Navigation, gestionnaires de ce type d’ouvrages, doivent gérer leurs patrimoines et en avoir une connaissance la plus juste possible afin de pouvoir programmer financièrement et matériellement des interventions souvent délicates et de haute technicité. Il est à noter que le présent document n’aborde pas les aspects « stratégiques » de la gestion et se limite aux aspects strictement techniques propres aux ouvrages en béton précontraint.

5.1.2 Principes généraux

Il existe différentes méthodes de gestion des ouvrages de type ponts ; certaines ont été adaptées au milieu aquatique. Inspirées de l’Instruction Technique de 1979, ces méthodes retiennent généralement différents niveaux de surveillance présentés comme suit :

- une surveillance continue qui vise à caler l’entretien courant quasi-journalier de l’ouvrage et à détecter des anomalies flagrantes. En cas de doute, un niveau de surveillance supérieur est mis en oeuvre. Cette surveillance est effectuée par les agents chargés de l’exploitation ou des patrouilles… qui connaissent bien leurs ouvrages.

- une surveillance périodique systématique à courte période de retour qui vise à

vérifier la pertinence de l’entretien courant, à caler le gros entretien non exceptionnel et à détecter les anomalies visibles. L’état global de l’ouvrage est évalué par des agents spécialement formés à l’aide, par exemple, d’indicateurs pertinents. Cette surveillance permet, en cas de doute ou si une anomalie est détectée, de déclencher une inspection détaillée ou des investigations particulières voire une action d’urgence. Les visites annuelles visées par l’Instruction Technique de 1979 entrent dans ce cadre,

- une surveillance spécialisée systématique ou conditionnelle à moyenne ou

longue période de retour (par exemple, trois, six ou neufs ans suivant le type d’ouvrage…) : il s’agit de visites approfondies effectuées par des spécialistes du domaine, permettant d’établir un état complet de la structure à un moment


donné. Les inspections détaillées visées par l’Instruction Technique de 1979 entrent dans ce cadre.

Les méthodes de gestion des ouvrages diffèrent, en particulier, par la nature ou la portée de la surveillance périodique à courte période de retour (qui comprend, par exemple, les visites annuelles), les qualifications requises pour réaliser les visites, les indicateurs et le mode de présentation et d’exploitation des résultats. Il faut toutefois mettre en garde le gestionnaire sur le fait que les visites correspondantes n’étant pas nécessairement exhaustives, leur pertinence n’est assurée que par une préparation approfondie du cadre des visites, voire la réalisation d’un véritable guide de visite et une formation adéquate des agents chargés de les réaliser. En tout état de cause on distinguera la surveillance qui a un caractère systématique des investigations spécialisées voire dans certains cas, des inspections détaillées qui ont un caractère conditionnel. De même on distinguera l’entretien courant systématique de l’ouvrage du gros entretien ou des réparations qui sont le plus souvent, mais pas exclusivement, conditionnés par le résultat des visites périodiques, des inspections détaillées ou des investigations particulières.

5.1.3 Le dossier d’ouvrage

Avant d’entreprendre quoi que ce soit en matière de gestion et de surveillance, il est indispensable de disposer :

- du recensement des ouvrages au sens large, - de toutes les archives disponibles.

En ce qui concerne plus particulièrement la consultation des archives, on s’attachera à disposer de plans de câblages de précontrainte, des phasages de construction et des caractéristiques détaillées des matériaux : câbles, matériaux d’injection, bétons, accessoires de précontrainte, etc... Les notes de calculs sont également très intéressantes car elles permettent de remonter aux hypothèses, aux règlements utilisés et modes de fonctionnement. En effet, l’enquête "sur dossier" se révèle particulièrement importante dans les cas des ouvrages en BP compte tenu de la variété des conceptions et des modes constructifs, des principes de calcul, des matériaux et accessoires utilisés pouvant développer chacun et avec une forte probabilité, une pathologie déjà recensée ! Après cette première opération suit un découpage pertinent pour la gestion. Dès lors que les différents ouvrages en béton précontraint auront été identifiés et repérés, il devient possible d’entreprendre leur surveillance et la gestion du parc.

5.1.4 Constitution d’un guide de visite

Il est toujours possible de procéder d’emblée à une inspection détaillée exhaustive dite « point zéro » si un tel relevé n’existe pas. Pour autant, compte tenu de la variété et complexité du fonctionnement des ouvrages en BP en milieu aquatique, une telle pratique peut se révéler assez vaine et même dangereuse ; en effet, s’agissant ici de structures extrêmement variées à tous points de vue, il est délicat voire illusoire, de décider, une fois sur place, où regarder et porter son attention… Aussi, quelle que soit la nature des visites, il est indispensable de préparer le travail d’investigation de façon méthodique.


En conséquence, toutes les visites des ouvrages en béton précontraint, quelle que soit leur périodicité, doivent faire l’objet d’une préparation minutieuse. Cette préparation engage la crédibilité des actions de surveillance et ne doit pas être confiée au seul prestataire chargé des visites à un instant donné de la vie de l’ouvrage. Elle doit se faire en équipe, sous le pilotage du gestionnaire et en associant :

- des spécialistes des structures en béton précontraint, - les personnels chargés de l’entretien ou de la gestion, - le représentant du maître d’ouvrage.

Au cours de cette préparation, le fonctionnement de la structure est alors soigneusement analysé ainsi que les hypothèses principales de dimensionnement, la nature des matériaux et accessoires constitutifs. Les « risques » présentés par l’ouvrage sont alors plus facilement identifiés et permettent d’orienter et d’optimiser les visites. La consultation des prestataires est en outre facilitée et plus équitable ; ce principe n’empêche nullement de leur laisser une marge d’initiative par rapport au déroulement de leur travail. Il est possible d’aller plus loin et de rédiger, par ouvrage ou pour différents ouvrages du même type, un véritable guide de visite avec une cotation des modes de fonctionnement à risques et une liste d’actions concomitantes à entreprendre. Un tel guide se révèlera utile pour tous les niveaux de surveillance. Ce n’est que lorsque ce travail préparatoire aura été effectué qu’il sera alors raisonnable d’effectuer les premières visites soit, suivant la méthode adoptée, des inspections détaillées ou des visites rapprochées.

5.1.5 Périodicité des visites

Compte tenu de l’évolutivité plutôt rapide de certains désordres (ou de leur apparition) affectant les ouvrages en béton précontraint, aggravée par le milieu aquatique et les conditions parfois extrêmement sévères de leur exploitation, une périodicité rapprochée des visites périodiques à courte période de retour est conseillée soit un à deux ans maximum. La périodicité des visites spécialisées (inspections détaillées), généralement plus coûteuses et pouvant générer des pertes d’exploitation, doit être appréciée au regard du type d’ouvrage, de son âge et de sa conception, notamment vis à vis de pathologies potentielles recensées : l’avis d’un spécialiste est recommandé mais un caractère systématique de ces visites et une périodicité de cinq ans sont raisonnables.

5.2 Inspection détaillée des structures en BP en site aquatique

5.2.1 Introduction

Au vu de ce qui précède, ne sont abordées ci-après que les considérations générales d’inspection des ouvrages en béton précontraint principalement pour ce qui concerne les matériaux et organes de précontrainte. On rappelle en effet que pour ce qui concerne les aspects « structuraux », une analyse préalable est indispensable.


Nous nous intéresserons plus particulièrement aux inspections détaillées et aux investigations particulières.

5.2.2 Contenu de l’inspection détaillée

Une inspection détaillée se veut exhaustive et nécessite obligatoirement la mise en œuvre de tous les moyens d’accès appropriés pour les milieux difficiles (et notamment subaquatiques).

L’inspection détaillée devra être réalisée conformément aux prescriptions de l’Instruction Technique de 1979 relative à la surveillance et à l’entretien des ouvrages d’art et notamment aux fascicules 10 à 12, 21 et 22 – 32.1 de la deuxième partie.

• portée de l’inspection détaillée L’inspection détaillée doit s’attacher à dépister les symptômes de déficits inquiétants de précontrainte ou de risques de corrosion des armatures actives ; elle doit aussi s’attacher à décrire l’état des différents composants de l’ouvrage ; par exemple, l’état d’une protection particulière (de type imperméabilisation, gainage, recouvrement, peinture, anodes sacrificielles…), sa configuration aux endroits moins accessibles visuellement voire inaccessibles en raison des dispositions constructives (radier immergé précontraint, tirants enterrés, ancrages au sein des massifs...). Le cas échéant, l’inspection détaillée décrit les évolutions des charges réellement appliquées et des modes d’exploitation ainsi que les évolutions de l’environnement de l’ouvrage. Les constatations relevées sur le terrain doivent être consignées par écrit et à l’aide de dessins lisibles et à une échelle appropriée afin de pouvoir s’y référer ultérieurement. Des services spécialisés, possédant une solide expérience dans le domaine des structures en béton précontraint peuvent fournir des renseignements précieux sur la disposition des câbles, le détail des ancrages et les procédé de mise en précontrainte employés à l’époque de la construction si ces renseignements ne peuvent être extraits du dossier d’ouvrage.

• Mise en évidence de la corrosion des armatures En première intention, l’examen de la structure relativement à la corrosion des armatures reste visuel et est donc réalisable au niveau de toute visite.


La corrosion des unités de précontrainte et le temps écoulé avant leur rupture dans les structures précontraintes par post tension varient grandement d’un ouvrage à l’autre, ainsi qu’au sein d’un même ouvrage. Ainsi, des ruptures généralisées se sont manifestées dans certaines structures mal protégées de l’humidité dans les sept années suivant leur construction, tandis que dans d’autres, les ruptures n’ont débuté qu’après 25 années de service.

Corrosion d’unités de précontrainte

Les facteurs les plus importants pouvant influer sur le potentiel de corrosion et la rupture éventuelle des unités de précontrainte sont les suivants :

- la quantité et l’étendue de la pénétration de l’humidité, - la présence de contaminant dans la gaine et / ou dans le milieu environnant

(sol, béton, maçonneries, eau,….) - la susceptibilité des armatures à la fissuration par corrosion sous tension.

Environnement défavorable d’unités de tirants


Enrobages déficients

En premier lieu, l’inspecteur s’attachera à confirmer les écarts évidents par rapport à la conception d’origine, de même que les conditions de protection vis à vis de l’humidité, des infiltrations et de l’environnement. Toute zone affichant des signes visibles de désordre demandera une investigation particulière. Les photographies prises durant la construction peuvent fournir des détails des ancrages, de la séquence de construction, des mesures de protection contre les intempéries et d’autres éléments susceptibles d’influer sur la pénétration de l’humidité durant et après la construction.

• Reconnaissance de désordres structuraux Les désordres structuraux des ouvrages en béton précontraint sont toujours graves si ils affectent effectivement la section précontrainte. La difficulté est en effet, que le fonctionnement des ouvrages en BP est quasiment toujours « hybride » et comprend pour une large part des sections fonctionnant en béton armé fissurées (par obligation), associées, dans la direction de la précontrainte, avec des sections non fissurées (par conception). C’est ici que le l’analyse préalable que nous avons développée ci-dessus révèle toute son intérêt afin de détecter les fonctionnements à risques.

5.2.3 Les investigations spécialisées

Au-delà de l’examen visuel, d’une inspection annuelle ou détaillée, même effectués par un spécialiste, des investigations spécialisées sont requises dès lors qu’il est nécessaire de quantifier finement des dégradations et d’évaluer avec précision l’état d’un ouvrage (par exemple en vue d’un recalcul). En tout état de cause, il faut procéder à un examen général de la conception structurale et des technologies employées avant de définir la portée des investigations spécialisées. Cet examen devra révéler la résistance globale de l’ouvrage, ses points sensibles ou de fragilité ainsi que les éléments particuliers et les problèmes pouvant être repérés sur le terrain. Cette étape initiale nécessite d’étudier toute la documentation disponible. Les objectifs du gestionnaire ou du maître d’ouvrage seront également pris en compte pour déterminer la portée des investigations à mener :

- s’il s’agit évaluer les capacités d’un ouvrage sur le long terme, il faut procéder à une évaluation globale de la structure plutôt qu’à des examens ponctuels d’aires représentatives. L’évaluation globale limite la possibilité d’occulter l’aire la plus détériorée.


- s’il s’agit de programmer des travaux d’entretien (par exemple, des travaux d’étanchéité…) ou dans le cadre d’une inspection détaillée classique, des analyses ponctuelles peuvent convenir.

Il est à noter que les investigations décrites ci-après nécessitent des interventions ou travaux préalables ou sont destructives et n’entrent donc pas nécessairement dans le cadre des inspections détaillées. Elles sont décidées au cas par cas.

• Inspection des unités de précontrainte ou des tirants par des ouvertures de visite. Le programme d’examen préliminaire consiste habituellement à analyser une petite portion de ces unités (400 mm à 1 ou 2 m dans le cas de tirants) que l’on aura exposée en retirant le béton et / ou en l’isolant du milieu environnant à un certain nombre d’endroits représentatifs. Une inspection visuelle doit être effectuée aussitôt que les éléments ont été exposés, car toute humidité qui se trouve dans la gaine ou à proximité pourrait s’évaporer ou disparaître dès l’exposition. Il faut effectuer des prélèvements d’échantillon pour analyser la graisse ou la cire et déceler la présence d’eau. On pourra profiter des ouvertures pour procéder à une estimation de la tension résiduelle dans les câbles de précontrainte.

• Mesure de la tension résiduelle La mesure de la tension résiduelle dans les câbles est une information extrêmement utile pour les recalculs ; en effet, l’estimation précise de la tension n’est pas toujours possible à partir des documents d’exécution et la mesure directe permet de réduire les incertitudes attachées à la valeur de la précontrainte à prendre en compte.

Mesure de tension à l’arbalète de 40cm (LR Lille)

• Retrait des unités de précontrainte ou des tirants et inspection. La dépose et l’inspection d’un nombre restreint de ces éléments peuvent procurer des renseignements supplémentaires relatifs à la quantité d’humidité présente et au degré de corrosion. Toutefois, la dépose d’unité n’est possible que dans le cadre de travaux de remplacement dûment programmés mais permettra, le cas échéant, de caler l’étendue des travaux.


• Analyses métallurgiques et essais sur les unités de précontrainte ou les tirants On effectue souvent des essais additionnels afin de déterminer le mécanisme de détérioration et ainsi prédire la vitesse de détérioration de l’élément corrodé.

• Mesure de l’humidité dans les gaines des unités de précontrainte. Des essais de diffusion d’air peuvent être réalisés sur les gaines de type à insertion ou scellées à chaud afin d’y déceler le potentiel de corrosion du toron (les torons qui remplissent la gaine et les gaines extrudées comblées de graisse restreignent la diffusion de l’air, ce qui écarte ce genre d’essais).

• Analyse des contaminations dans les gaines et / ou les milieux environnants. L’eau pure peut amorcer la corrosion des unités de précontrainte ou des tirants. En plus de l’eau pure, différents contaminants peuvent accélérer le processus de corrosion des unités de précontrainte ou des tirants. C’est en particulier le cas des chlorures ou des sulfates qui pourraient avoir pénétré dans les gaines ou imbibé totalement le milieu ( cas des ouvrages à la mer). Enfin, la graisse ou la cire dans les gaines peut être contaminée de nitrates, de radicaux libres de soufre, de moisissures ou d’activités biologiques produisant de l’hydrogène sulfuré.

5.2.4 Conclusions

Les ouvrages précontraints diffèrent des ouvrages classiques en béton armé. L’évaluation de leur état requiert une capacité d’expertise spécifique car les dommages ne sont pas facilement visibles de l’extérieur, même en cas de rupture de quelques unités de précontrainte ou de tirants. En outre, les conditions propres à chaque ouvrage peuvent varier fortement selon l’agressivité de leur environnement. L’évaluation métallurgique des unités de précontrainte ou des tirants et les mécanismes de corrosion sont des domaines d’études qui restent encore relativement nouveaux en ce qui concerne les ouvrages en sites aquatique et marin et on dispose à l’heure actuelle de très peu d’information sur les facteurs particuliers qui influent sur leur durée de vie utile. Il faut donc en définitive un jugement autorisé et éclairé pour interpréter les résultats obtenus au terme des inspections et des examens issus des ouvertures de fenêtre, puisqu’ils ne correspondent pas nécessairement à l’état global de l’ouvrage. Au stade de la conception des ouvrages neufs mais également de réparations, une très bonne connaissance du fonctionnement des ouvrages et des technologies du béton précontraint est requise afin de ne retenir que les dispositions constructives les plus conservatrices compte tenu du milieu ambiant et d’être en mesure d’évaluer convenablement les répercussions de désordres sur la résistance de la structure.

____________________________


Annexes


Annexe 1

Actions sur les ouvrages

• L’action quasi-statique de l’eau En site aquatique, il est fondamental d’apprécier à sa plus juste valeur les niveaux d’eau à prendre en compte, tant en ce qui concerne l’eau dans le bassin que l’eau dans le sol. En effet, le niveau de l’eau (dans le bassin aussi bien que dans le terre-plein) détermine directement l’action subie par une structure. Bien que le niveau de l’eau soit susceptible de varier (phénomène astronomique de marée, surcote/décote, seiches…), l’action quasi-statique de l’eau est généralement considérée comme permanente (le niveau est fixé a priori pour chaque situation de projet). L’eau agit par pression hydrostatique (horizontale et verticale) et par déjaugeage (réduction de la masse volumique des zones immergées).

• Le courant Il existe différentes formes de courants : courant de marée (généré par le caractère alternatif et cyclique de la marée), courant fluvial (lié au débit du fleuve et à la géométrie du lit), courant de jet (produit par les hélices des navires), courant de seiche, courant de batillage (dû au déplacement des navires), courant de dérive (couches superficielles de l’eau entraînées par le vent)… L’action du courant a un effet direct sur les ouvrages (pressions frontale et tangentielle) mais également un effet indirect (actions d’amarrage et d’accostage). Le courant est une action variable par nature, mais persistante. Le coefficient partiel γq appliqué à la valeur caractéristique pour obtenir la valeur de calcul est égal à 1,20, à moins que la valeur de calcul ne soit directement déterminée par le projeteur.

• La houle La houle est une onde de gravité hydraulique produite par l’action du vent à la surface de l’eau. Lorsqu’elle s’approche des côtes, la houle au large se transforme en houle incidente externe puis en agitation dans le bassin. Il convient alors d’estimer l’action de cette agitation sur l’ouvrage. Du point de vue du concepteur, les paramètres importants permettant d’évaluer l’action de la houle sur un ouvrage sont sa hauteur H, sa période T et sa direction. Toutefois, ces paramètres ne sont constants ni dans le temps, ni dans l’espace. Leur détermination passe donc nécessairement par une analyse statistique des enregistrements du niveau de la mer pendant des durées suffisamment importantes. Il existe différentes amplitudes permettant de caractériser la houle (Hmax, H1/10, H1/3, H …). Pour les ouvrages en béton précontraint, il convient de retenir la valeur maximale Hmax , pour une période de retour qui dépend de la combinaison d’actions considérée.


• L’écoulement des eaux Les ouvrages fluviaux doivent faire face à l’écoulement des eaux dans la mesure où ce phénomène peut générer des affouillements au pied des ouvrages, exercer des efforts hydrodynamiques considérables (portes d’écluses, vannes mobiles des barrages…) et avoir des incidences sur l’usure des bétons (cavitation). La valeur de calcul est obtenue par application à la valeur caractéristique d’un coefficient partiel égal à 1,20.

• Les actions dues au terrain Le terrain est constitué de sol et d’eau. L’action du terrain sur un ouvrage est donc générée par ces deux éléments, dont il convient de différencier les effets (horizontaux et verticaux). Les actions verticales du terrain sont liées aux poids propres de l’eau et du sol, actions évoquées plus haut. Le phénomène appelé « frottement négatif » peut également être considéré comme une action verticale du terrain. Pour déterminer les actions horizontales du terrain, il est nécessaire de distinguer d’une part la nature de l’action (pression au repos, poussée ou butée) et d’autre part sa durée (courte ou longue). Selon le type de comportement étudié (à court ou à long terme), on pourra être amené à séparer l’action du squelette granulaire de celle de l’eau, ou au contraire à les considérer dans leur ensemble, comme une seule et même phase. Cette distinction est liée au phénomène de dissipation des pressions hydrauliques dans un sol, régi par sa perméabilité et sa vitesse de consolidation. L’action de l’eau dans le terrain est dynamique, dans le sens où il se produit un écoulement, d’autant plus intense que la dénivellation d’eau de part et d’autre de l’ouvrage est importante.

• L’accostage L’action d’accostage est caractérisée par une énergie délicate à estimer. L’énergie d’accostage E peut être donnée par la formule (où elle est exprimée en t.m) :

gvDCCCCE csem 2

2

=

où Cm est le coefficient de masse ajoutée, Ce le coefficient d’excentricité, Cs le coefficient d’affaissement, Cc le coefficient d’appontement (ou de laminage), D le déplacement du navire (exprimé en t), v sa vitesse au moment de l’accostage (en m/s) et g = 9,81 m/s2. L’incertitude sur la valeur de la vitesse d’accostage est très importante et, dans la mesure où elle intervient au carré dans l’expression de l’énergie d’accostage, on conçoit la difficulté rencontrée par le projeteur pour évaluer avec précision l’action d’accostage. Cette énergie est absorbée par l’ouvrage d’accostage ; généralement, celui-ci est composé d’une défense dont le rôle consiste à abaisser (intégralement si la structure est rigide, partiellement si la structure est souple et reprend elle-même une partie de l’énergie) une force à la structure. Cette force, ou « réaction », d’accostage est celle que le projeteur applique à l’ouvrage afin de le dimensionner. L’accostage est une action variable et de courte durée d’application.


Le cas de l’accostage accidentel est traité au paragraphe « Les actions et les configurations accidentelles » que l’on trouvera un peu plus loin dans le texte.

• L’amarrage Les éléments naturels tels que le courant, la houle et le vent engendrent des efforts sur les amarres d’un navire (qui entrent en tension). La connaissance de ces efforts permet de déterminer les organes de liaison (bollard, croc, organeau…) fixés sur le quai dont le rôle est de reprendre les efforts d’amarrage et de les transmettre au quai. L’action d’amarrage est donnée par la résistance de ces organes. Dans le domaine maritime, on recommande l’utilisation de bollards-fusibles dont la rupture survient pour une force de traction connue précisément à l’avance, ce qui limite les incertitudes et préserve le quai. L’amarrage est une action variable et de longue durée d’application. Le coefficient partiel pour l’action d’amarrage est compris entre 1,10 et 2,00 selon le type d’organe de liaison (bollard fusible, croc à largage rapide, bollard courant…).

• Les charges d’exploitation Il convient de distinguer :

- les charges routières (*) - les charges ferroviaires (*) - les charges de stockage sur les terre-pleins ; - les charges provenant de l’outillage fixe ou sur rails ; - les charges roulantes portuaires ; - les efforts transmis par les passerelles pour navires transbordeurs ; - les charges appliquées sur une plate-forme de lamanage ; - les charges liées aux engins d’exploitation de l’ouvrage ; - les charges de foule ; - les charges des panneaux de cale des navires.

(*) Actions non spécifiques du domaine aquatique sont traitées en annexe 1. Les charges d’exploitation sont, en général, des actions variables. Il est à noter qu’il peut y avoir à traiter d’une concomitance entre les charges d’exploitation et le vent appliqué sur ces charges. Les charges de stockage sur les terre-pleins : Elles dépendent, entre autres, de la nature du terminal. Par exemple, pour un trafic de conteneurs, la valeur caractéristique des charges de stockage peut être comprise entre 15 kPa et 60 kPa. Pour un trafic de minerai, elle peut aller jusqu’à 300 kPa. Le coefficient partiel appliqué à la valeur caractéristique doit être compris entre 1,20 et 1,50 en fonction de l’incertitude sur la charge de stockage appliquée, sur son évolution au cours de la vie de l’ouvrage, et sur le respect des consignes d’exploitation. Les charges provenant de l’outillage fixe ou sur rails : Il est nécessaire de décomposer les descentes de charges en actions élémentaires : poids propre, charge variable d’exploitation et effets du vent. Elles sont représentées par des efforts ponctuels ou bien linéiques. On divise généralement la descente de charge verticale sur un appui par la distance entre les axes des galets extrêmes du même appui, augmentée d’une longueur égale à un diamètre de galet. On obtient ainsi un effort linéique moyen sous l’appui que l’on diffuse jusqu’à l’axe neutre de l’élément de fondation (longrine de voie de grue, etc.). Une méthode simplifiée consiste à


retenir une charge linéique continue, égale à la plus forte valeur mise en évidence dans toutes les positions possibles de l’outillage. Selon que les descentes de charges ont été calculées par une méthode précise ou qu’elles ont été estimées par une méthode simplifiée, les coefficients partiels γq peuvent évoluer entre 1,00 et 1,50. Les charges roulantes portuaires : Les descentes de charges sont décomposées entre le poids propre, la charge variable d’exploitation et les effets du vent. Les valeurs caractéristiques des descentes de charges d’un certain nombre d’outillages sont indiquées dans le fascicule Catalogue des descentes de charge des outillages portuaires de ROSA 2000 [1]. Les valeurs de calcul sont obtenues en appliquant aux valeurs caractéristiques un coefficient partiel de 1,20 (voire 1,35 si une méthode simplifiée a été utilisée). Les efforts transmis par les passerelles pour navires transbordeurs : Les valeurs représentatives des descentes de charges à considérer sont fournies par le constructeur de la passerelle supposé distinguer les différents efforts (poids propre, trafic, effets du vent…) aussi bien que les situations (en service, hors service…). On considérera un coefficient partiel de 1,10 pour les valeurs de calcul. Les charges appliquées sur une plate-forme de lamanage : Le CETMEF [1] préconise une valeur caractéristique comprise entre 1,5 kPa et 2,5 kPa. Les charges liées aux engins d’exploitation de l’ouvrage : Ces charges, dont les propriétés (valeurs représentatives, géométrie…) sont fournies par le constructeur de l’engin considéré, sont propres à chaque ouvrage. Les charges de foule : Cette action n’est pas spécifique au domaine aquatique. A défaut d’un programme de chargement spécifique, on pourra utiliser les charges définies pour les passerelles piétons par le fascicule 61 Titre II du CPC ou par l’Eurocode 1 (EC1-2). Les charges des panneaux de cale des navires : Les propriétés des panneaux de cale des navires sont propres à chacun. Elles évoluent généralement dans les fourchettes suivantes :

- Masse d’un panneau : 100 kN à 400 kN - Dimensions : 5 à 15 m de largeur ; 10 à 20 m de longueur - Charge : 1,5 kPa à 3,0 kPa par panneau

Il convient de préciser que cette pression n’est pas représentative des effets de poinçonnement localisé au droit des appuis sur le quai. On pourra prendre comme coefficient partiel GammaQ = 1,50.

• Les efforts de manœuvre Les ouvrages mobiles en site aquatique (vannes de barrage, portes d’écluse…) subissent des efforts de manœuvre résultant des actions exercées sur la structure en vue d’assurer son fonctionnement (ouverture, fermeture, levage…). Ces efforts doivent vaincre diverses résistances (frottement d’appui, d’articulation, des joints d’étanchéité, efforts de traînée hydrodynamique, de poussée hydrostatique différentielle, d’inertie…). Les efforts de manœuvre sont des actions variables. Le coefficient partiel pour les efforts de manœuvre peut varier entre 1,10 et 1,25 selon qu’il existe des incertitudes sur le calcul des résistances en mouvement, sur le respect de la pression de tarage, sur la fiabilité du système limiteur…


• Les actions et les configurations accidentelles En site aquatique, il convient d’examiner les actions et configurations accidentelles suivantes :

- séisme (*) - tsunami ; - niveaux d’eau accidentels ; - cyclone ; - neige accidentelle (*) - chocs de bateaux ; - accostage accidentel ; - efforts de manœuvre accidentels ; - affouillement ou surdragage accidentel ; - rupture de tirants (*)

(*) Cette action n’étant pas spécifique au domaine aquatique, elle est traitée en annexe 1. Le tsunami (ou raz-de-marée) : Il s’agit d’une onde de gravité se propageant dans l’eau, généralement due à un séisme ou à un glissement de terrain sous-marin. Lorsqu’un séisme se produit en mer, le volume d’eau situé au-dessus de la faille subit un déplacement vertical. Cette perturbation produit une onde longue dont la hauteur au large est de l’ordre de quelques dizaines de centimètres pour une longueur d’onde de plusieurs centaines de kilomètres (la période est souvent comprise entre quinze minutes et une heure). Bien qu’intéressant un volume d’eau important, le tsunami n’est pas observable au large. A l’approche des côtes, la célérité diminue de sorte que la partie avant des vagues ralentit fortement, tandis que la partie arrière continue à se propager à plusieurs centaines de kilomètres par heure. L’amplitude des vagues s’en trouve fortement augmentée. On trouvera plus de détails relatifs aux effets du tsunami sur les ouvrages dans le rapport STC ER-QG 95.03 du CETMEF [20]. Les niveaux d’eau accidentels : Différents phénomènes peuvent être à l’origine de niveaux d’eau accidentels. On peut en lister ici au moins trois. Tout d’abord, tout bassin (ou bief) à niveau constant peut faire face à une vidange accidentelle (en cas de rupture d’une porte d’écluse ou d’une digue par exemple). Cette vidange brutale se traduit par une baisse rapide du niveau d’eau dans le bassin et d’une dénivelée quasi-statique très importante chargeant l’ouvrage de soutènement. Une vidange accidentelle ne doit pas être confondue avec une vidange programmée pour la mise en chômage du bief ou du barrage-réservoir (à des fins d’auscultation, de réparation…). Ensuite, le niveau d’eau en arrière d’un écran de soutènement peut remonter suite à des événements météorologiques défavorables, la déficience du système de drainage… Enfin, le niveau d’eau en avant d’un ouvrage peut être différent de celui initialement prévu (phénomène de décote atmosphérique qui peut dépasser le mètre de hauteur). Le cyclone : Cette action n’est pas spécifique au domaine aquatique. Il convient toutefois de préciser qu’outre les effets dus au vent, l’action du cyclone s’accompagne généralement de niveaux d’eau accidentels (voir le paragraphe ci-avant). Les chocs de bateaux : Il s’agit de la collision accidentelle d’un navire contre un obstacle à la navigation (pile de pont…), à ne pas confondre avec le choc d’un navire sur un quai (voir ci-après). Le BAEL 91 révisé 99 [8] donne des valeurs d’efforts quasi-statiques équivalant à


des chocs de navires fluviaux sur une pile de pont en rivière. La partie 1-7 de l’Eurocode 1 [21] donne des valeurs d’efforts quasi-statiques équivalant à des collisions de navires maritimes et fluviaux sur un obstacle. L’accostage accidentel : Il s’agit du choc d’un navire sur un quai. La considération d’un tel événement témoigne de la volonté du maître d’ouvrage de s’en prémunir spécifiquement. Les causes d’un accostage accidentel (abordage du quai par un navire désemparé…) sont clairement différentes des conditions d’accostage extrême. Les efforts de manœuvre accidentels : Ces efforts sont liés à une situation de fonctionnement accidentel de l’installation au-delà des conditions maximales de service (par exemple, capteur de fin de course ou d’effort hors service). Il convient d’examiner si l’on ne risque pas de dépasser les efforts maximaux susceptibles de s’exercer sur l’ouvrage dans un environnement dégradé (pression de tarage du groupe énergétique, couple maximum du moteur électrique). Les affouillements ou surdragages accidentels : Les cotes en pied d’ouvrage sont entachées d’incertitude. Les causes sont nombreuses (navires en déplacement ou amarrés, courant, seiches, agitation de houle, propulseurs de navires, évolutions ultérieures, surdragages…) et imposent au projeteur d’envisager une épaisseur forfaitaire destinée à considérer une cote de fond de souille dans les calculs inférieure à la cote réelle, de telle sorte que cela puisse être vérifié à n’importe quel instant de la vie de l’ouvrage. On prend usuellement une marge comprise entre 0,5 m et 1,0 m. A noter que l’approfondissement est généralement synonyme d’une évolution défavorable vis-à-vis de la stabilité d’un ouvrage, mais une remontée du fond de la souille peut également être, dans certains cas particuliers, défavorable (par exemple, pour la vérification de certains états-limites des ducs d’Albe).


Annexe 2

Glossaire

Action permanente : action (notée G) qui a une forte probabilité d’être appliquée pendant l’intervalle de temps considéré ou au cours de la durée d’utilisation de l’ouvrage ou au cours de la situation de projet considérée, et dont la variation dans le temps de l’intensité autour d’une valeur moyenne est négligeable ou dont la variation de l’intensité se fait toujours dans le même sens (évolution monotone) jusqu’à ce que l’intensité atteigne une valeur limite. Action variable : action (notée Q) qui a une certaine probabilité d’être appliquée pendant l’intervalle de temps considéré ou au cours de la durée d’utilisation de l’ouvrage ou au cours de la situation de projet considérée, et dont la variation dans le temps de l’intensité autour d’une valeur moyenne n’est ni négligeable ni monotone. Une action variable est appliquée de façon intermittente sur la durée de la situation de projet, ou elle varie en intensité dans le temps. Cavitation : lorsque la pression dans un écoulement décroît jusqu’à la pression de vapeur saturante, des bulles de vapeur se forment dans l’eau et l’écoulement devient biphasique : ce phénomène est appelé cavitation. Dès que les bulles de vapeur sont transportées dans l’écoulement dans des zones de pression croissante, elles implosent en un temps extrêmement court. Dans la dernière phase de l’implosion, les bulles sont fortement déformées et leurs parois s’entrechoquent. L’onde de compression libère des quantités importantes d’énergie et peut entraîner une érosion de la surface rigide si l’endroit où se produit la cavitation se situe assez près des parois limitant l’écoulement. Coefficient de modèle : coefficient partiel prenant en compte les incertitudes relatives à l’adéquation entre un modèle et sa réalité. Spécifique à chaque état-limite, il est appliqué à une quantité « en sortie » du modèle de calcul. Il est noté γd. Coefficient de valeur : coefficient partiel censé prendre en compte les incertitudes relatives à la valeur d’un paramètre donné. Il est aussi appelé « coefficient à la source » car on l’applique aux paramètres avant l’exécution des calculs. Spécifique à chaque paramètre, il est appliqué à la valeur caractéristique de ce dernier. Il est noté γg quand le paramètre est une action permanente, γq pour une action variable, γM pour une propriété de matériau ou un paramètre d’interaction sol/structure, γR pour une résistance. Coefficient partiel : coefficient de sécurité censé prendre en compte une incertitude bien identifiée, ressortissant en général soit à la valeur d’un paramètre ou d’une expression du calcul (coefficient à la source ou de valeur), soit à un modèle de calcul (coefficient de modèle). Combinaison type d’actions : sélection prédéfinie de valeurs représentatives des actions figurant dans le cas de charge considéré, correspondant théoriquement à une probabilité donnée d’occurrence pendant un intervalle de temps considéré ou au cours de la durée d’utilisation de l’ouvrage ou pendant la situation de projet considérée. Il existe les combinaisons quasi-permanente, fréquente, rare, fondamentale et accidentelle.


Condition de calcul : expression de la condition d’état-limite dans laquelle on prend en compte, au niveau de sécurité requis, les incertitudes sur la valeur des paramètres et les incertitudes sur les modèles. Condition d’état-limite : condition entre des paramètres afférents à l’ouvrage et à son environnement, qui doit être nécessairement remplie pour que l’état-limite en cause ne soit ni atteint ni dépassé. Les conditions d’état-limite se mettent généralement sous une forme canonique dont la plus répandue est : Élément moteur ≤ Élément résistant Décote : baisse du plan d’eau provoquée par le passage de forts gradients atmosphériques sur la zone. Ce phénomène peut se traduire par une baisse du niveau de l’eau de l’ordre de plusieurs dizaines de centimètres. L’amplitude de la décote est proportionnelle à l’élévation de la pression atmosphérique. État-limite : phénomène préjudiciable contre l’apparition duquel on veut prémunir un ouvrage ou une partie d’ouvrage pendant une situation de projet donnée. Un état-limite est l’état d’un ouvrage dans lequel une condition requise est strictement satisfaite et cesserait de l’être en cas de modification défavorable d’une action ou d’un autre paramètre. Facteur de dimensionnement : nombre sans dimension, exprimé pour chaque vérification d’un état-limite comme le rapport de l’élément résistant à l’élément moteur, tels qu’ils apparaissent dans la condition de calcul. La non-apparition de l’état-limite correspondant est vérifiée si et seulement si le facteur de dimensionnement est supérieur ou égal à 1,00. Période de retour : si l’on considère un processus aléatoire X, la période de retour T de la valeur x est l’espérance mathématique de la variable aléatoire définie comme la durée séparant deux dépassements successifs (vers les valeurs supérieures) de cette valeur. En d’autres termes, elle correspond à la durée moyenne séparant deux occurrences successives de l’événement X ≥ x. La période de retour est une durée moyenne. Il est donc possible d’observer plusieurs fois de suite des valeurs à période de retour élevée, bien que la probabilité en soit faible. Température moyenne quotidienne Tm : en première approximation, la moyenne des températures quotidiennes minimales et maximales. Seiche : mouvement oscillatoire des étendues d’eau (onde de gravité) dont la période est supérieure à celle des vagues les plus longues (environ 30 secondes) et inférieure à celle des marées (environ 12 heures). La longueur d’onde d’une seiche est de plusieurs centaines de mètres, mais son amplitude ne dépasse pas quelques décimètres. Une seiche peut pénétrer profondément à l’intérieur des bassins et compromettre la tenue des navires à quai dans la mesure où elles soumettent les navires à des efforts alternatifs importants. Situation de projet : étape de la vie de l’ouvrage déterminée par l’ensemble des conditions du projet régnant pendant un certain intervalle de temps durant lequel les distributions ou processus de toutes les données de la sécurité de l’ouvrage peuvent être considérés comme constants. Une situation de projet tient compte de la géométrie du site et de l’ouvrage, des actions appliquées à l’ouvrage, des propriétés des sols et des matériaux constitutifs de l’ouvrage, des conditions hydrauliques, de l’environnement de l’ouvrage en général. Surcote : levée du plan d’eau provoquée par le passage de forts gradients atmosphériques sur la zone. Lors de tempêtes (synonymes de dépressions) importantes, ce phénomène peut se traduire par une levée du niveau de l’eau de l’ordre de plusieurs dizaines de centimètres (on


peut même dépasser le mètre). L’amplitude de la surcote est proportionnelle à la diminution de la pression atmosphérique. Valeur caractéristique : valeur représentative de faible probabilité de dépassement. Lorsqu’une méthode statistique est utilisée et sous réserve de dispositions spécifiques, la valeur caractéristique varie entre le fractile à 5% de la distribution statistique supposée du paramètre et la valeur moyenne ; pour une action variable, la période de retour de la valeur caractéristique varie usuellement entre 50 et 200 ans. La valeur caractéristique est utilisée pour la vérification de plusieurs combinaisons d’actions. Valeur de calcul : valeur représentative de très faible probabilité de dépassement. Lorsqu’une méthode statistique est utilisée et sous réserve de dispositions spécifiques, la valeur de calcul est de l’ordre du fractile à 10-3 de la distribution statistique supposée du paramètre et la valeur moyenne ; pour une action variable, la période de retour de la valeur de calcul est généralement supérieure à 1000 ans. La valeur de calcul est principalement utilisée pour la vérification de la combinaison type fondamentale. Valeur représentative : valeur d’un paramètre qui intervient dans une condition de calcul. Les diverses valeurs représentatives se distinguent par leurs probabilités respectives d’occurrence ou de dépassement, ou par leurs périodes de retour dans le cas des actions variables.


Annexe 3

Sigles

AFNOR Association Française de NORmalisation CETE Centre d’Études Techniques de l’Équipement CETMEF Centre d’Études Techniques Maritimes Et Fluviales FEM Fédération Européenne de la Manutention ROSA Recommandations pour le calcul aux états-limites des Ouvrages en Site

Aquatique SETRA Service d’Études Techniques des Routes et Autoroutes CIP Commission Interministérielle de la Précontrainte


Bibliographie

1) CETMEF, ROSA 2000 : Recommandations pour le calcul aux états-limites des ouvrages en site aquatique, cédérom (avec moteur de recherche par mots-clés et navigation hypertexte), juin 2001, environ 2000 pages.

2) Règles Neige et Vent 65 modifiées 99 et Neige 84 modifiées 95, Règles définissant les effets de la neige et du vent sur les constructions et annexes, mai 2000, Eyrolles, 387 pages.

3) FEM, Recommandations pour le calcul des charges dues au vent sur les structures des appareils de levage.

4) Fascicule 61, Titre II, Programmes de charges et épreuves des ponts-routes 5) Fascicule 62, Titre I, Section I, BAEL 91 révisé 99, Règles techniques de

conception et de calcul des ouvrages et constructions en béton armé suivant la méthode des états-limites, Direction des Journaux Officiels

6) Fascicule 62, Titre I, Section II, BPEL 91, Règles techniques de conception et de calcul des ouvrages et constructions en béton précontraint suivant la méthode des états-limites, Direction des Journaux Officiels

7) Eurocodes 1 à 8 (EN 1990 à EN 1999) 8) Fascicule 62, Titre V, Règles techniques de conception et de calcul des fondations

des ouvrages de génie civil, Direction des Journaux Officiels, 1993 9) Caquot, Kérisel et Absi, Tables de butée et de poussée, Gauthier-Villars Éditeur,

1973 10) SNCF, Cahier des Prescriptions Communes, Livret 2.01, Chapitre 1. 11) Règles PS 92, Règles de construction parasismique – Règles PS applicables aux

bâtiments, décembre 1995. 12) CETMEF, Rapport STC ER-QG 94.02, Risques dynamiques pour les ouvrages

maritimes et fluviaux – Fascicule n°1 – Prise en compte du séisme dans la conception et la justification des ouvrages portuaires intérieurs neufs, juin 1994.

13) CETMEF, Rapport STC ER-QG 95.03, Risques dynamiques pour les ouvrages maritimes et fluviaux – Fascicule n°2 – Prise en compte du tsunami dans la conception des ouvrages portuaires intérieurs neufs, mars 1995.

14) Tirants précontraints : Recommandations pour l’inspection détaillée, le suivi et le diagnostic des poutres et voiles ancrés par tirants d’ancrage précontraints, SETRA/LCPC, à paraître en 2003.

15) Les tirants d’ancrage injectés précontraints, LCPC, Note technique (M. BUSTAMANTE).

16) Les ouvrages de soutènement – Guide de conception générale, SETRA 17) Fascicules ITSEOA : Instruction Technique pour la Surveillance et l’Entretien des

Ouvrages d’Art (1979, révisé en 1995), notamment fascicules généraux et fascicule n° 32 (Ponts en béton précontraint)

18) Norme NF E 52-110, Engins et équipements de levage – Règles pour le calcul des appareils de levage mus mécaniquement – Charpentes métalliques, décembre 1980

19) Norme NF EN 206-1 : Béton – Spécification, performances, production et conformité 20) Norme NF E 52-700, Outillage portuaire – Engins de levage et de manutention

portuaires sur rails ou fixes. Spécifications techniques, avril 1993 21) Norme NF A 05-250 Évaluation de la corrosion – canalisations enterrées en

matériaux ferreux non ou peu alliés, AFNOR, mars 1990 22) Norme NF A 05-251 Corrosion par les sols - Évaluation de la corrosivité - Ouvrages

en acier enterrés (palplanches et palpieux).


23) Norme NF A 05-252 Corrosion par les sols – aciers galvanisés ou non mis en contact de matériaux naturels en remblai (sols), AFNOR, juillet 1990.

24) Norme NF EN 1537 (P 94-321) Exécution de travaux géotechniques spéciaux - Tirants d’ancrage, AFNOR, avril 2000.

25) Norme NF P 94-153 Sols – Reconnaissance et essais – Essai statique de tirant d’ancrage, AFNOR, 1993.


centre d’Etudes techniques maritimes et fluviales

2, boulevard Gambetta B.P 60039 60321 COMPIEGNE cedex

N° ISBN : 2-11-096165-1

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