Amélioration des sols

Cours « Techniques d’Amélioration des Sols » Pré chargement & Drains Verticaux __________________________________________________________________________________________

du niveau de contrainte à transmettre par l’ouvrage. Mais on doit toujours garder à l’esprit que le choix d’un type de drains reste dicté par le matériel qu’on peut acquérir pour l’exécution. Cependant, dans le cas d’une couche très épaisse, on optimisera la longueur des drains en fonction des tassements estimés pour les différentes couches (ou sous-couches) du sol. En quelque sorte la longueur est fixée de façon à ce que le tassement des couches sous-jacentes (non améliorées) demeure acceptable après l’accélération de la consolidation dans les couches traversées par les drains. Efficacité des drains verticaux : Elle dépend de la méthode d’exécution retenue et du type de sol où le drain sera mis en place. Dans tous les cas de traitement, les spécialistes sont unanimes sur le fait que le sol environnant subit une perturbation suite à l’exécution du drain. Selon le cas, cette perturbation peut avoir une influence sur le coefficient de consolidation et par suite l’efficacité du rôle du drain peut être mise en cause. Deux facteurs permettent de qualifier l’efficacité d’un système drainant : - l’efficacité est d’autant plus grande que le rapport de la charge atteinte par addition de la surcharge à la pression de pré consolidation est plus é levé. L’efficacité est d’autant meilleure que le rapport du tassement de consolidation primaire au tassement total est proche de 1. 3.1 Méthodes de calcul La consolidation verticale est négligée par la théorie de Barron (1947). En (1948) Barron a présenté la solution du problème de la consolidation radiale seule dans une cellule élémentaire de forme cylindrique sous un chargement instantané. Tous les paramètres physiques du sol sont supposés constants et la consolidation verticale du sol est négligée. En pratique, le dimensionnement des réseaux de drains verticaux est généralement effectué à l’aide des abaques de Barron (Fig. A1.1). Des théories plus récentes Chaput et col (1975), Hansbo (1979), permettent de prendre en compte: un chargement linéaire en fonction du temps Chaput et Thomann (1975), l’effet du remaniement périphérique autour de drain, etc . Toutes ces méthodes de dimensionnement utilisent le coefficient de consolidation radiale, noté C r , qui régit l’écoulement radial dans le volume d’efficacité du drain. La mesure de C r, soit en laboratoire soit in situ est très importante, car elle conditionne très largement les résultats de calculs.

3.1.1 Calcul du degré de consolidation : Pour les DVP, Hansbo (1979a & b) a proposé pour le calcul du degré de consolidation radiale l’expression suivante :

 −8T r    F 

U r = 1 − exp 

(1)

T r = C r t 2 De

(2)

Tr désigne le facteur temps :

Avec : n=

De d w

(3)

De et d w sont les diamètres équivalents respectivement de la cellule élémentaire et du drain.

Dans l’équation (1) le facteur F comporte, en général, trois termes définis comme suit ;

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F = F (n) + F s

+

(4)

F r

Avec : F ( n) est le facteur correspondant à la théorie de Barron, il s’exprime; n2

3n 2

−

1

(5) 4n n −1 F s est un facteur qui tient compte du remaniement du sol initial lors de la mise en place du F (n) =

2

ln( n) −

2

drain qui a pour conséquence la réduction de la perméabilité horizontale; F r est le facteur qui tient compte de la réduction de la capacité de décharge du drain en profondeur ; ce facteur s’exprime (Bergado et al, 1996): Fr

=

π z ( L − z )

k h qw

(6)

La distance L est considérée de la façon suivante : - drainage à une seule extrémité du drain : L est le double de la longueur du drain - drainage aux deux extrémités du drain : L est égale à la longueur du drain. z désigne la distance à partir de l’extrémité de fin de drainage. qw est la capacité de décharge du drain qui correspond à un gradient hydraulique unitaire. Carillo (1942) a montré que le degré de consolidation tridimensionnelle (Fig. A1.3) noté U , s’obtient facilement à partir des solutions de Terzaghi (1935) et celle de Barron (1947) ou Hansbo (1979), comme suit: 1−U

=

[1 − U r ][1 − U z ]

(7)

4. Etude d’un projet de drains verticaux en Tunisie : Echangeur de La Charguia L’ouvrage est situé sur la voie express « Tunis-Bizerte », il assure la liaison entre la cité olympique et celle de la charguia. Une vue en plan de l’échangeur est présentée sur la figure 1.8. Les remblais d’accès ont une épaisseur H r variable entre 3,5 et 7,5 m. Ils sont à édifier sur une succession de couches de sable fin à moyen (faiblement à moyennement compressibles) alternées avec des couches de vase et d’argile très compressibles. L’exécution de ce projet s’est déroulée entre 1996 et 1999. Le problème posé : Les tassements estimés par les méthodes pressiométrique et oedométrique pour les deux culées sont inadmissibles. Les temps nécessaires pour atteindre 50% et 90% de consolidation des couches compressibles sont respectivement de 200 ans et 750 ans environ, Hamdi et Hedhli (2002). Le profil géotechnique pour les calculs montre six couches d’épaisseurs variables et un niveau de nappe situé à 2 m de la surface du terrain naturel. La solution « drains verticaux de sable » a été retenue pour accélérer la consolidation des couches compressibles. Le sable constitutif des drains est en provenance de la carrière de Borj Hfaiedh dont la courbe granulométrique s’insère bien dans le fuseau des matériaux filtrants (Fig. 1.9). Les paramètres du sable en question sont les suivants : D15 = 0,22mm ; D40

=

0,4mm ; D60

=

0,48mm ; D85

=

0,06mm .

Equivalent de sable : 50% ; Angle de frottement interne : 38° à partir de l’essai à la boite de cisaillement et 36° à partir de l’essai triaxial.

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Figure 1.8 : Vue en plan de l’échangeur de La Charguia

Figure 1.9 Fuseau granulométrique des matériaux filtrants où s’insère la courbe du sable de la carrière Borj Hhaiedh

Le module de Young (estimé à partir des courbes « effort-déformation » des essais triaxiaux est de 30000 kPa. Les paramètres du sable retenu vérifient les conditions d’adaptation au terrain à améliorer, des points de vue perméabilité et granulométrie. Les drains ont un diamètre de 30 cm, ils sont répartis selon un maillage triangulaire et un espacement de 3m. La longueur des drains est de 32 m qui correspond à la profondeur suivant laquelle se produirait environ 70% du tassement total, la plateforme supérieure du remblai a une largeur de 24 m. Une couche de 50 cm d’épaisseur constituée par le sable des drains a été exécutée pour jouer le rôle de tapis drainant. Ces données ont permis de vérifier que le taux de

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substitution surfacique est environ de 2,6% ce qui indique que la priorité des drains de sable est l’accélération de drainage. Alors que pour le sol initial un coefficient de consolidation verticale équivalent cve = 2,810 6 m 2 / s a été retenu, et le coefficient de consolidation −

horizontale a été estimé à : ch = 5cve = 1, 410 7 m 2 / s . La méthode d’exécution des drains est du type « forage rotatif par circulation directe d’eau pour évacuation des débris ». Les phases d’exécution sont représentées sur la figure 1.10. −

Figure 1.10 Phases d’exécution des drains de sable lors du projet de l’échangeur La Charguia (Tunisie).

Dans le tableau 1.1 on présente, pour les deux rampes d’accès de l’échangeur La Charguia, les données relatives au projet d’amélioration du sol par drains verticaux de sable. Les objectifs atteints étaient une réduction faible du tassement, mais qui n’a pas été ciblée au départ, et une accélération significative du temps de consolidation : on a enregistré 80% de consolidation primaire au bout de huit mois. Les tassements de consolidation primaire (sol non amélioré) ont été estimés dans l’axe d’un remblai de 5,5 m de hauteur.

Rampe d’accès

Superficie traitée (m2)

Nombre de drains verticaux

Coté cité olympique Coté charguia

1779572

82

Tassement du Tassement du sol non amélioré sol amélioré (cm) (cm) 42,6 22

1490804

91

49

25,6

Tableau 1.1 Données du projet « échangeur de la Charguia (Tunis) ».

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L’instrumentation de l’ouvrage par l’emplacement des tassomètres sous les deux culées, sur une année environ, a permis de vérifier que les tassements résiduels en cours d’exploitation étaient admissibles pour cet ouvrage. Sur la vue d’ensemble de la rampe d’accès située du coté de la cité olympique (Fig. 1.11) on note l’exécution d’un maillage triangulaire pour les drains de sable.

Figure 1.11 : Disposition des drains sous la rampe d’accès de l’Echangeur de la cité olympique

En Tunisie, depuis l’année 2000, le recours aux géodrains est devenu de plus en plus courant notamment lors de divers projets réalisés autour des lacs nord et sud de la ville de Tunis. A titre d’illustration détaillée on peut avoir une de plus amples informations dans Bouassida et Hazzar (2008).

5. Contrôle et suivi des projets de drains verticaux Le projet d’amélioration d’un sol nécessite, généralement, la mise en place d’appareils de mesure (piézomètres, plaques de tassement, et des inclinomètres) dont la mise en place doit être bien étudiée au préalable. En cours de réalisation du réseau drainant, il faut s’assurer que le maillage est bien respecté et de noter la longueur de chaque drain. Dans le cas de drains foncés, en terrains hétérogènes, il arrive que le refus de fonçage se produise avant le niveau d’arrêt théorique. Pour les drains de sable, le diamètre de quelques forages peut être vérifié à l’aide d’une « tropille » calibrée, ainsi que la profondeur, pour s’assurer qu’il ne s’est pas produit de rupture. La vérification doit également porter sur le volume du matériau drainant incorporé. Pour juger l’amélioration apportée par le traitement, il est toujours nécessaire de prévoir un programme de mesures en place des paramètres suivants : - les tassements de surfaces et des couches les plus compressibles, - les pressions interstitielles,

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-

la résistance au cisaillement non drainée, en vue d’un calcul de stabilité complémentaire. Ces constatations peuvent amener à compléter le système de drainage par adjonction de drains verticaux intercalés dans le maillage initial. Illustration des avantages de l’amélioration par drains verticaux L’illustration ci-après est relative à un projet exécuté aux USA. Sur la figure 1.12 on présente l’évolution de la construction d’un remblai en fonction du temps, les courbes donnant les évolutions du tassement, de la surpression interstitielle et le déplacement latéral (valeurs estimées et observées). L’amélioration avec drains verticaux de sable précédée d’un chargement, outre l’accélération de la consolidation du sol traité, conduit à l’augmentation de sa résistance à la compression simple ( qu ) et de sa résistance à la pénétration dynamique (SPT, N ), [5]. La résistance au

cisaillement augmente de deux à cinq fois ce qui permet de construire le remblai de pré chargement en une seule étape. Cependant on a noté, en plus, une diminution de la teneur en eau (Fig. 1.13).

Figure 1.12 : Comparaison entre les prédictions et les mesures in situ dans la zone pré chargée

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Figure 1.13 : Les paramètres du sol avant et après son amélioration par drains de sable.

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6. Annexes. Abaques de dimensionnement pour les drains verticaux.

A1.1 : Abaque de consolidation radiale, Barron (1947).

A1.2 : Abaque de consolidation verticale, Terzaghi (1935).

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Fi ure A1.3 : De ré de consolidation tridimensionnelle Carillo 1942 .

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Figure A1.4 : Abaque de dimensionnement des drains verticaux, Barron (1947).

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Compactage - Densification

Chapitre 2. Compactage – Densification 1. Introduction 2. Le compactage des sols 3. Le compactage dynamique 3.1 Exécution 3.2 Spécifications pour le contrôle des travaux 3.3 Illustrations de l’amélioration du sol 4. Le vibro-compactage

1. Introduction L’amélioration des sols peut être assurée à l’aide d’un traitement mécanique en place. Tel que illustré sur le diagramme représenté sur le figure 0.1 plusieurs techniques d’amélioration sont envisageables en fonction de la granulométrie du sol, Gambin (1999-2000). On constate que la technique de pré-chargement avec (ou sans) drains verticaux, présentée dans le chapitre 1, est beaucoup plus adaptée pour les limons et argiles. Pourtant cette catégorie de sols peut faire l’objet d’autres techniques qui seront développées dans les chapitres suivants (colonnes ballastées, traitement aux liants, etc..). Cependant, à partir de la figure 2.1 on remarque que d’autres techniques sont réservées aux sols pulvérulents à l’instar du compactage (ou consolidation) dynamique et du vibro-compactage. Ces deux techniques feront successivement l’objet du développement du présent chapitre que nous abordons par un rappel succinct sur le compactage des sols en général.

2. Le compactage des sols Il peut être assuré par trois voies : (Bergado et col, 1996) - une pression exercée par un rouleau compacteur ; - une masse qui chute sur une hauteur donnée ; - une vibration transmise par un moteur à pulsation hydraulique monté sur un compacteur (ou grue). Les facteurs qui caractérisent le compactage sont en général : le poids volumique du sol sec γ d et sa teneur en eau ω à partir desquels on détermine le poids volumique total (ou humide) du sol γ par la relation : γ = γ d (1 + ω )

(1)

Le compactage est une opération qui s’accompagne d’une réduction du volume des vides dans un sol. La compacité maximale d’un sol est atteinte lorsque son indice des vides est au minimum, cet état est atteint pour une teneur en eau du sol est dite optimale dont la détermination est faite en laboratoire (Fig. 2.1) lors d’un essai Proctor (Bouassida & Boussetta, 2007). On remarque que la densité sèche maximale peut augmenter en fonction de l’énergie de compactage (figure 2.1). Par ailleurs, une même densité sèche peut correspondre à deux teneurs en eau différentes : la faible teneur en ea u (côté sec) correspond à une structure plutôt dispersée des particules, alors que pour la teneur en eau élevée (côté mouillé) la structure des particules est orientée. Le compactage est généralement fait par ajout d’une quantité d’eau. A l’état de compacité maximale correspond une teneur en eau optimale dont la valeur est présupposée en fonction de la catégorie du sol dans une marge indiquée dans le tableau 2.1.

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Figure 2.1 Effets du compactage, en fonction de l’énergie de compactage, sur la structure du sol (Bergado et al, 1996).

Type de sol

Valeur probable de ω opt (%) : essai Proctor modifié

Sables 6 à 10 Mélange « sable-limon » 8 à 12 Limons 11 à 15 Argiles 13 à 20 Tableau 2.1 Marges approximatives de la teneur en eau optimale en fonction du type de sol

La teneur en eau optimale d’un sol varie dans une marge qui dépend du type de sol (tableau 2.1). La teneur en eau optimale est d’autant plus élevée lorsque la granulométrie du sol devient davantage fine (Bergado et al, 1996).

2.1 Le compactage des sols pulvérulents Le paramètre physique indiquant l’état dans lequel se trouve un sol pulvérulent vis-à-vis de la proportion des vides y existant est l’indice de densité relative, noté I D (ou D R ), qui est défini par : e −e (2) I D = max x100% emax − emin Où e , emax et emin désignent respectivement l’indice des vides du sol à l’état naturel, à l’état le plus relâche et à l’état de compacité maximale. Les valeurs de emax et emin des sols pulvérulents sont présentées dans le tableau 2.2. En fonction de l’état du sol l’indice de densité relative se situe dans les marges indiquées dans le ta bleau 2.3.

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Types de sols

Indice des vides

Sphères de même diamètre Sable propre uniforme Limon non organique uniforme Sable limoneux Sable fin à grossier Sable micacé Sable et gravier limoneux

emax 0,92 1,00 1,10 0,90 0,95 1,20 0,85

emin 0,35 0,40 0,40 0,30 0,20 0,40 0,14

Tableau 2.2. Valeurs extrêmes de l’indice des vides de sols pulvérulents

Indice de densité relative (%) 15-35 35-65 65-85 85-100

Etat (description) Lâche Moyennement compact Compact Très compact (dense)

Tableau 2.3. Valeurs de l’indice de densité relative en fonction de l’état du sol.

Le compactage n’est pas uniquement réservé aux sols pulvérulents. En effet, la construction des bassins de décharge, prévue pour le dépôt d’ordures, constitue une application fort intéressante. Les couches d’imperméabilisation de ces systèmes exigent une très faible perméabilité caractéristique des sols fins (par exemple les argiles). Chose qui ne peut être exécutée qu’après un compactage (statique) à forte énergie mais à une teneur en eau du coté mouillé (figure 2.1). Le compactage statique des sols fins est évoqué lors de la construction de barrages en terre et de digues à noyau constitué d’un matériau quasiment imperméable. On s’intéressera dans la suite aux améliorations qui découlent d’un compactage dynamique et d’un vibro compactage, on notera bien qu’elles dépendent, en particulier, du type de sol.

3. Le compactage dynamique Il est recommandé pour stabiliser et densifier les sols pulvérulents situés aussi bien hors nappe que sous la nappe phréatique. Les principaux avantages du compactage dynamique sont : L’augmentation de la capacité portante, la réduction du tassement et du potentiel de liquéfaction. Cette technique a été pratiquée en premier lieu par Ménard au début des années 70 (Gambin et col, 1981). Le procédé consiste à faire chuter une très grande masse (10-20 tonnes jusqu’à 150 tonnes) sur le sol à compacter. La hauteur de chute varie de 10-20 à 40m, Bergado et col (1996). Le compactage dynamique est de même recommandé pour la densification des sols affaissables à structure macroporeuse tels que les loess en ex-URSS (Liausu et col, ?). 3.1. Exécution : Le compactage peut être réalisé en deux (voire trois) passes : ère 1 passe : Les points de compactage sont répartis en un maillage primaire (4mx4m par exemple) où l’énergie fournie est de 60tm/coup à raison de 12 coups par point. A la fin de cette étape on procède à un nivelage de la surface traitée. Un exemple d’illustration, à l’issue d’une première passe de compactage est fourni sur la figure 2.2. ème 2 passe : Les points de compactage sont répartis en un maillage secondaire plus serré que le précédent (2mx2m par exemple), on fournit la même énergie de compactage mais le nombre

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de points est moindre. Ensuite on procède au nivelage final de la surface améliorée généralement à l’aide de compacteurs vibrants, de capacité 10 tonnes. On peut prévoir une surépaisseur de 10 à 20 cm de la surface traitée qui peut être recouverte d’une couche en gravier concassé.

Figure 2.2 Effet d’une première passe de compactage dynamique, (Bergado et al, 1996).

3.2 Spécifications pour le contrôle des travaux : Une pénétration minimale est exigée à la fin de chaque étape de traitement. La pénétration correspond à la profondeur du cratère résultant du nombre de coups réalisé en chaque point de traitement. La figure 2.3 illustre que lors du dernier coup de compactage la pénétration devient quasiment nulle. Cet indice montre que le traitement par compactage est achevé : c’est le même principe que celui des pieux battus où le refus est atteint lorsque l’enfoncement du pieu par battage n’est plus possible (inférieur à un enfoncement fixé).

Figure 2.3 Pénétration ..

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La conséquence évidente de la consolidation dynamique est l’augmentation du module d’élasticité, et par suite le module de réaction du sol amélioré. Tel que illustré sur la figure 2.4 cette augmentation est environ de quatre fois à cinq fois, on a : E na

=

25 MPa , E am

= 100 MPa

;

K na

=

70 MPa , E am

=

350 MPa .

3.3 Illustrations de l’amélioration du sol par compactage dynamique Un sol traité par compactage dynamique est le siège d’une amélioration de ses caractéristiques mécaniques et de nouvelles performances en résultent. Nous illustrons ces faits sur deux exemples où le contrôle du sol amélioré s’est fait avec deux méthodes différentes.

Figure 2.4 Les résultats de l’essai de plaque.

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3.3.1 Cas d’un projet de raffinerie de pétrole, Bjolgerud et col (1983). 2 Estimation du module d’élasticité du sol compacté noté E stat (kN/m ): Elle se fait à partir de

l’essai de plaque, de diamètre D, lors de la 1 l’expression : E stat ∆ p = p 2 − p1 ∆s =

s2

−

;

p 2

=

=

3 4

D . .

ère

ème

phase et 2

phase de chargement à partir de

∆ p

(3)

∆s

0,7 p max ;

p1

=

0,3 p max .

s1 est la différence entre les tassements correspondant respectivement à p 2 et p1 3

Le module de réaction exprimé en kN/m du sol est déterminé par: K =

∆ p

(4)

∆s

Estimations de la capacité portante et du tassement : Les dimensions de la fondation sont déterminées avec la vérification (Etat Limite Ultime) en utilisant les facteurs: Γ f = 1,2 pour les charges permanentes et Γ f = 1,6

pour la combinaison des charges de service la plus défavorable.

a) Capacité portante : Il a été retenu la valeur 600kN / m 2 pour les charges statiques, alors que pour les charges dynamiques on recommande la valeur: 300kN / m 2 . Les caractéristiques de résistance au cisaillement retenues sont: C = 0 et ϕ = 40° . b) Tassement : Il est calculé à l’ELS (états limites de service) avec un coefficient de pondération égal à 1,0 en utilisant la méthode de Janbu (1969). On y fait intervenir un module de déformation M 2 (kN/m ) déterminé par l’expression :

M = m p. p a

(5)

p est la contrainte verticale en place, p a est une contrainte de référence égale à 100 kPa, m est un coefficient empirique qui dépend du type de sol, par exemple pour un limon consistant on a : m = 250 . Pour un remblai en tout-venant compacté on propose: m = 500 . Le tassement total des couches d’épaisseur H i est calculé à partir de l’expression:

s

=

2  p1

 H m  i

 p a

−

p 0 



p a 

(6)

Le compactage dynamique est compétitif, par rapport à d’autres techniques d’amélioration, même pour des projets où la surface à traiter est petite. 3.3.2 Terminal pétrolier de Malongo (Cabinda):

Ce projet consiste à construire des réservoirs pétroliers de 91,44 m de diamètre. M. Bouassida (2008)


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2

Paramètres du compactage : Surface totale 27000m ; Grue sur chenilles avec une énergie unitaire de 200 tonnes.mètre (masse de 12 tonnes sur une hauteur de chute de 18m). Tassement moyen induit par le pilonnage: 75 cm environ (15% de l’épaisseur traitée). Essais pressiométriques de contrôle : L’analyse des courbes du module pressiométrique et de la pression limite avec la profondeur E M = f ( z ) et pl = f ( z ) avant et après compactage permet de remarquer (figure 2.5):

Figure 2.5 Amélioration des caractéristiques pressiométriques après le traitement par compactage dynamique (Liausu et col, 199 )

Avant traitement : Les caractéristiques augmentent en continu avec la profondeur, ce qui marque l’influence croissante de la contrainte verticale effective en profondeur. Après traitement : Une amélioration limitée des caractéristiques pressiométriques en profondeur, qui indique une influence limitée du traitement qui se fai t depuis la surface. Remarque : Pour les sols situés sous le niveau de la nappe phréatique et ayant teneur en eau faible le compactage dynamique, qui peut être qualifié de consolidation dynamique, est également recommandé.

4. Le vibrocompactage C’est le procédé qui permet d’exécuter le compactage en profondeur du sol en place, à l’aide d’une aiguille vibrante, par ajout (ou non) d’un matériau pulvérulent. Sous l’effet simultané des vibrations et de saturation, les grains des sables lâches sont réarrangés à un état compact duquel résulte une augmentation de la contrainte latérale. Le procédé de vibro-compactage a été inventé en 1934 en Allemagne par Steuermann et Degen (Debats, 2003). Le vibrocompactage est très recommandé pour les sables moyens à gros dont la granulométrie montre un pourcentage en poids de tamisât (à travers le tamis d’ouverture 0,0074 mm) en limon inférieur à 12% et un pourcentage en poids d’argile inférieur à 2% (Fig. 2.6)

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Figure 2.6. Fuseaux granulométriquex des sols où le vibrocompatage est recommandé, document Vibro Systems Inc.

A partir de la figure 2.6 on distingue les fuseaux suivants; * Fuseau A : Les sols de ce fuseau se prêtent bien au vibrocompactage. La courbe limite inférieure, déterminée empiriquement, délimite les matériaux où l’aiguille vibrante ne peut pas atteindre la profondeur de compactage, ce dernier étant e mpêché. * Fuseau B : De même que pour les sols fuseau A, au cours du compactage les grains du sol en place se déplacent vers l’aiguille vibrante de sorte qu’il n’est pas nécessaire de procurer un matériau d’apport à partir de la surface. Il en résulte un tassement (affaissement) admissible du massif à traiter. En fonction de l’indice de densité initial et celui exigé après le traitement le tassement du massif dû au vibro-compactage varie en général de 2% à 10% de l’épaisseur de la couche à traiter. * Fuseau C : Les sols en question se prêtent également au vibro-compactage, cependant le temps d’exécution augmente beaucoup par rapport à celui des sols du fuseau B. Ceci est dû au surplus d’eau qui ne s’évacue pas rapidement du sol compacté. Le compactage est possible à condition d’ajouter un matériau d’apport approprié (depuis la surface) car les particules du sol en question ne dirigent pas vers l’aiguille lors des vibrations. Fuseau D : Dans ce fuseau les sols sont incompatibles avec le vibro-compactage. Le renforcement par colonnes (exposé au chapitre suivant) est une alternative possible pour les améliorer. L’outil assurant le vibro-compactage est un vibreur (ou ai guille vibrante) dont un exemple : le V23 est présenté sur la figure 2.7. Il existe différents types de vibreurs dont la conception répond au procédé d’exécution souhaité, par exemple: V10 : appareil spécial pour les pieux vibrés; V23 : appareil à tout usage, vibro-compactage et colonnes ballastées; V32 : vibro-compactage des sables lâches; V48 : appareil spécial pour les remblais très lâches.

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Figure 2.7. Le vibreur V23

L’outil vibreur V23 assurant le vibrocompactage des sols possède les caractéristiques technologiques suivantes: diamètre : 350 mm longueur : 3,5 m poids : 21 kN force du moteur : 130 kw amplitude de max : 23 mm Force excentrique : 300 kN Révolutions par minute (RPM) : 1800 à 60 Hz. Le vibro-compactage est exécuté sur une profondeur variant de 3m à 56m, selon des mailles où la distance entre les points de traitement varie de 1m à 5m. La performance du vibrocompactage est d’atteindre généralement une densité relative du sol amélioré qui varie de 75% à 100% selon le projet. L’exécution du vibro-compactage : elle se fait en trois étapes qui sont successivement (Fig. 2.8): 1) La pénétration (ou fonçage) de l’aiguille vibrante à la profondeur exigée sous l’effet des vibrations et un lançage à l’eau ou à l’air. 2) L’aiguille vibrante est remontée de la profondeur maximale par passes de 0,5 m. Le sol en place (sable ou gravier) s’achemine vers la pointe de l’aiguille vibrante. 3) Le compactage est effectué avec un remblaiement depuis la surface (apport d’un matériau stocké), soit avec le sol en place dont la surface subit un affaissement. Dans ce cas un important cratère d’affaissement se forme autour du point de compactage.

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Figure 2.8. Phases d’exécution du vibro-compactage

Le temps d’exécution d’un point de traitement par vibro-compactage dépend de l’appareil utilisé et de la profondeur à atteindre. A titre d’exemple, lors de la réalisation du barrage Hidden (USA) le record du monde en profondeur avec le V23 a été de 56m, le temps nécessaire pour l’enfoncement de l’outil était de deux (2) minutes. Nouvelles orientations : Le vibro-compactage en site marin. Deux projets à grande envergure ont fait l’objet d’un tel traitement. L’extension du Port de Monaco (France) et celui de Patras (Grèce). 1. Contrôle de la qualité du vibro-compactage Les paramètres de contrôle, en fonction de la profondeur, sont : - l’ampérage en fonction du temps qui donne une idée sur la qualité du compactage. - Le diamètre de la colonne (si un matériau d’apport a lieu) en fonction de la profondeur, ce paramètre étant déduit à partir de la quantité du matériau incorporé. La vibroflotation est un procédé, synonyme d’une entreprise, équivalent au vibrocompactage. La vibroflotation traduit le fait que le matériau (ou sol) granulaire est sujet à un mouvement à l’état flottant (pulvérisé) avant d’être mis en place par vibration à l’état densifié. 2. Importance du délai de repos avant les essais de contrôle . Ce point est décrit en détail par Debats et Gambin (2000) à partir d’un projet réel.

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Application à une fondation de barrage: Cas du projet Sidi El Barrak (Tunisie) Le sol de fondation étant un sable lâche saturé sur 10 à 12 m de profondeur (où sont intercalées de minces couches d’argile) ne présentait pas un problème particulier aussi bien pour la capacité portante que pour le tassement, et ce pour tous les ouvrages du barrage. Cependant, l’emplacement du barrage dans la région nord-ouest de la Tunisie indiquait que le risque sismique est relativement potentiel. Pour cette raison, et afin de procurer une plus grande sécurité à l’ouvrage, on a procédé au vibro-compactage du sable lâche dans le but d’augmenter sa densité relative initiale (estimée à 40% environ) à 70% ou plus. Cet tra itement avait été exécuté avec l’apport du matériau du site même. C’était l’entreprise Keller « Fondations Spéciales » qui avait exécuté ce lot. Lors de ce projet il y avait à calibrer les constantes C0, C1 et C2 qui apparaissaient dans la corrélation de Schmertmann (1978) qui s’écrit:  D  ' C 1 (7) qc = C 0 (σ v ) exp C 2 r  100  

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Le renforcement par colonnes

Chapitre 3. Le renforcement par col onnes

1. Introduction 2. Les colonnes ballastées 3. Les colonnes en sol traité aux liants : chaux, ciment et chaux-ciment 4. Dimensionnement d’une fondation sur sol renforcé par colonnes 4.1 Calculs de la capacité portante 4.2 Estimations du tassement 4.3 Accélération de la consolidation 4.4 Vérification du potentiel de liquéfaction 5. Exemple de dimensionnement

1. Introduction Le renforcement par colonnes (RpC) est l’une des méthodes d’amélioration d’un sol, dit initial, dont les caractéristiques mécaniques (cohésion et angle de frottement, soit pression limite ou résistance de pointe) et de déformabilité (module de Young, module pressiométrique) sont faibles. En d’autre terme, le sol initial ne peut pas constituer l’assise d’une fondation à cause d’une capacité portante insuffisante et (souvent) en raison d’un tassement excessif (inadmissible). A titre d’exemples pratiques les sols faisant souvent l’objet d’un RpC sont intermédiaires à deux catégories de sols qualifiés de problématiques: - Les argiles molles caractérisées par une cohésion non drainée modérée à très faible (inférieure à 30 kPa) et un module de Young souvent inférieure à 3 MPa. - Les sables lâches (en particulier saturés) dont l’angle de frottement est inférieur à 29° et un module de Young variant de 8 à 15 MPa. La situation la plus courante d’un RpC, telle que illustrée sur la figure 3.1, est réalisée sous forme d’inclusions verticales (à section supposée circulaire) par un matériau ayant des caractéristiques mécaniques beaucoup meilleures que celles du sol initial. Comme matériau constitutif des colonnes on peut citer: - Les matériaux grenus (ou pulvérulents) ayant un angle de frottement supérieur à 38° (la cohésion peut être négligée). Cette situation correspond à la technique des « colonnes ballastées » qui peut être exécutée avec différents procédés. - Le sol mou en place est traité avec un liant (chaux ou ciment) dont l’ajout est de l’ordre de 8 à 12% en poids du sol à améliorer. Ce qui correspond à la technique du « Deep mixing » ou traitement en profondeur. Dans ce cas la résistance mécanique est régie par une très forte cohésion (pouvant atteindre cent fois celle du sol initial) et un angle de frottement plutôt modéré (voie négligeable).

Figure 3.1 Configuration courante de renforcement par colonnes du type reposant sur substratum rigide

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Par conséquent, les deux premiers buts essentiellement visés suite à un renforcement par colonnes sont l’augmentation de la capacité portante et la réduction du tassement dues aux caractéristiques du matériau constitutif des colonnes. Le diamètre des colonnes, qu’on suppose dans les calculs comme étant à section circulaire mais parfois elle de forme est différente selon le procédé ‘exécution, varie souvent entre 0,8 et 1,2 m. La longueur des colonnes dépend, en premier lieu, de la présence ou non d’un substratum rigide qui en pratique s’identifie à une couche très résistante (argile raide, sable dense). La présence d’un substratum rigide est une situation idéale pour garantir davantage la réduction du tassement. Lorsque le niveau d’un substratum rigide ne peut pas être atteint la solution « colonnes flottantes » reste envisageable, quoique demeurant relativement peu pratiquée, en particulier pour les structures sensibles au tassement (figure 3.2).

Figure 3.2. Configuration de colonnes du type « flottant »

En pratique, le renforcement par colonnes est recommandé pour des ouvrages à grande surface d’appui (construction sur radiers, réservoirs, remblais, …) transmettant une contrainte verticale relativement modérée (inférieure ou égale à 120 kPa). Ce qui permet d’avoir un tassement quasiment uniforme et admissible. Dans ces conditions le renforcement par colonnes constitue une alternative très compétitive par rapport à celle d’une fondation sur pieux qui est souvent très coûteuse et nécessitant un temps d’exécution plus long. Le renforcement des sols par colonnes est une technique qui peut être réalisée avec plusieurs procédés, vibratoires ou autres, en fonction de la nature du sol à améliorer (notamment sa courbe granulométrique) et de(s) l’objectif(s) fixé(s) de l’opération : augmentation de la capacité portante, réduction et (ou) accélération du tassement, élimination du risque de liquéfaction. Dans ce chapitre on focalise sur les techniques des colonnes ballastées et les colonnes en sol traité au(x) liant(s) en raison de leur usage devenu très fréquent à l’échelle internationale. Ensuite, on expose les étapes relatives au dimensionnement d’une fondation sur sol renforcé par colonnes. A partir de projets réels quelques illustrations seront faites. Généralement deux types de sol font souvent l’objet d’un renforcement par colonnes : les sols fins et les sols grenus.

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Les sols fins mous (argile, limon fin à sableux) ont souvent une résistance au poinçonnement faible ; ils sont en plus très compressibles et nécessitent un temps de consolidation très grand en raison de leur perméabilité très faible. Pour de tels sols les colonnes ballastées ou « pieux de sable » sont les deux variantes de renforcement d’usage très répandu à l’échelle internationale depuis les années cinquante. Le matériau d’apport constitutif des colonnes est en général drainant et possède un angle de frottement élevé (supérieur ou égal à 38°). Bien qu’à partir des années soixante dix le procédé de traitement des sols mous à la chaux (ou la chaux-ciment) est apparu notamment dans les pays scandinaves. Ce nouveau procédé, qui connaît jusqu’à nos jours un essor important, permet de réaliser des performances comparables (ou parfois meilleures) à celles acquises par les colonnes ballastées ou pieux de sable. Les sols grenus (sable) lâches sont caractérisés par un indice de densité (ou densité relative) inférieure à 50 %, par conséquent, leur résistance au cisaillement est faible. Le procédé de vibro compactage permet d’augmenter leur densité relative suite à un réarrangement des grains par diminution des vides. Ce procédé peut être exécuté avec un matériau d’apport, en général grenu, différent du sol à traiter. Pour les sols grenus (non cohérents) la densification par le vibrocompactage est appelée : « Sand Compaction Method » ou également « Sand Compaction Pile ». Dans la littérature anglo-saxonne la technique des colonnes ballastées est appelée « stone columns ». L’exécution des colonnes ballastées peut être réalisée par voie sèche et par voie humide. Les deux procédés d’exécution ainsi que les performances technologiques qu’ils procurent sont données dans vibroflotation [2]. A titre de rappel, c’est en fonction de la granulométrie du sol à améliorer que l’on optera ou bien pour les colonnes ballastées ou pour le vibrocompactage (figure 0.1).

3. Les colonnes en sol traité aux liants : chaux, ciment et chaux-ciment Les sols mous constituent le champ d’exécution propice à ce type d’amélioration. L’adjonction d’un liant à savoir la chaux, le ciment (ou la chaux et le ciment), en faible pourcentage en poids, permet de stabiliser le sol mou grâce à des réactions pouzzolaniques dont les détails sont décrits par Broms (2000), Bergado et al (1996). L’usage d’un tel procédé remonte, en réalité, à l’antiquité. Cependant, lors des années soixante dix il a été intensivement exécuté en Suède et au Japon pour plusieurs catégories d’ouvrages. Les applications du traitement des sols mous aux liants sont diversifiées. Elles relèvent aussi bien des constructions en génie civil, hydraulique et maritime et environnemental. Le choix du liant : il se fait évidemment d’un point de vue économique. Cependant le climat de la région où s’exécute le procédé de traitement peut être prépondérant pour faire le choix convenable. C’est le cas du sud est asiatique où l’usage du ciment est préférable à celui de la chaux pour les raisons suivantes (Broms, 1982) : - Le ciment revient moins cher que la chaux, - La difficulté de stocker la chaux éteinte dans un climat cha ux et humide, - Une résistance mécanique nettement supérieure à celle e nregistrée avec la chaux. En outre, le gain de résistance, fixé par le traitement, joue un rôle important dans le choix du liant. En effet, si l’usage de la chaux ne garantit pas le seuil de résistance mécanique du sol t raité, il est alors nécessaire de recourir au ciment, ou éventuellement à un mélange chaux-ciment. La figure 3.3 montre le type de liant à pourvoir en fonction du sol à traiter et de sa granulométrie. Le temps de prise : La résistance au cisaillement du sol traité augmente progressivement avec le temps grâce à des réactions pouzzolaniques se produisant entre la chaux et les silicates et aluminates existant dans l’argile (Broms, 1982). Même dans le cas d’une argile sensible sa résistance au cisaillement augmente une à deux heures après le traitement à la chaux.

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Figure 3.3 Fuseaux granulométriques selon la praticabilité du traitement au(x liant(s)

Cette augmentation, en terme du rapport de la cohésion du sol traitée à la cohésion non drainée avant traitement, est illustrée sur la figure 3.4 ( p 246, Bergado et al, 1996 ) pour différentes types d’argiles en fonction du temps de cure (durée après le traitement à la chaux).

Figure 3.4 Estimation de la cohésion non drainée du sol traité en fonction du sol mou et du temps de cure. Le pourcentage optimum du liant : Hilt & Davidson (1960) avait proposé une corrélation pour déterminer le pourcentage optimum de la chaux qui dépend du type d’argile et du pourcentage de ses particules (dimension des particules inférieures à 2 microns), la corrélation a pour expression :

Pourcentage optimum de chaux =

% arg ile 35

+ 1,25

(1)

Les performances du sol traité. Les caractéristiques mécaniques sont souvent élevées, elles dépendent du temps de prise. Concernant la capacité portante, l’efficacité du renforcement dans le d’une colonne isolée a été vérifiée à partir d’essais de chargement. Une colonne en sol traité à la chaux a une capacité

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portante qui varie généralement entre 50 kN et 500 kN selon le pourcentage de liant incorporé, Broms (1982). Accélération de la consolidation : Cet avantage est naturellement assuré lorsque le matériau constitutif des colonnes est un liant (chaux et ou ciment) et selon le type du sol mou, la perméabilité est augmentée de cent à mille fois ; ce qui permet de réduire le temps de consolidation. D’après Broms (1982), une colonne de sol mou traité à la chaux de diamètre 0.5 m est équivalente à : - deux à trois géodrains de 10 cm de diamètre ; - trois drains de sable de 0,5 m de diamètre. En outre, le risque de colmatage qui peut avoir lieu dans le cas des drains de sable, ne se pose pas pour les colonnes traitées par un liant [ Vibroflotation]. Les procédés d’exécution : Porabaha et ? (1998) DMM (Deep Mixing Method) : à l’origine ce procédé a été investigué pour le renforcement des argiles molles jouant le rôle de fondation des constructions portuaires. Mais, ce procédé a été ensuite étendu pour la construction de remblais et l’exécution d’excavations dans les argiles molles. Les domaines d’application des colonnes en sol traité au ciment sont détaillés dans (Bergado et al, 1996).

4. Dimensionnement d’une fondation sur sol renforcé par colonnes A l’instar de tout type de fondation (superficielle, profonde, ou autre) la méthode de dimensionnement appropriée devra comporter, en premier lieu, la vérification de la capacité portante admissible du SR et, en second lieu, la vérification du tassement admissible. Cependant, lorsque les colonnes jouent le rôle de drains verticaux, s’ajoute une vérification vis-à-vis du temps de consolidation. Enfin, lorsque la justification du renforcement par colonnes vise également la réduction du risque de liquéfaction, une vérification s’ajoute aux précédentes. D’après les figures 3.1 et 3.2, les vérifications de la capacité portante et du tassement font intervenir notamment un paramètre essentiel qu’est le taux (ou facteur) de substitution, il est défini comme étant le rapport entre la section totale des colonnes situées sous la fondation et la surface de la fondation même, soit : η =

Sc

(2)

S

Dans le cas d’un maillage régulier de colonnes sous la fondation le facteur de substitution défini dans (2) correspond également à la section d’une colonne rapportée à la surface du domaine géométrique l’incluant ainsi que la surface du sol initial l’entourant, c’est le modèle répétitif qu’on appelle la cellule élémentaire ou composite. D’après les normes en vigueur (NFP 11-212) par exemple, les vérifications de la capacité portante et du tassement, pour les colonnes ballastées, sont détaillées dans l’article RFG, et Bouassida (2007a). Cependant des méthodes récentes de dimensionnement, incorporant de nouveaux développements sur la base des résultats obtenus par la modélisation « groupe de colonnes », sont également utilisées, (Bouassida, 2007b) et Bouassida et al (2008). L’exemple de dimensionnement exposé au paragraphe 5 permettra d’éclairer sur la démarche. 4.1 Calcul de la capacité portante Pour la capacité portante on considère le modèle de la col onne isolée avec différents mécanismes de rupture dépendant essentiellement de la longueur de la colonne. M. Bouassida (2008)


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4.2 Estimations du tassement : Pour l’estimation du tassement on fait usage du modèle de la cellule composite en considérant que le sol entourant la colonne ne subit aucune déformation latérale. A partir du modèle de Priebe (1995) un programme de calcul baptisé DC-Vibro a été mis au point. Ce logiciel est téléchargeable (sans frais) à partir de l’adresse : www.dc-software.de. La version proposée a quelques limitations d’usage (profondeur de traitement, etc..). L’entreprise Vibrofloation Gmbh et DC-software se dégagent de toute responsabilité issue d’un usage qui peut causer des dommages à l’utilisateur de ce logiciel. 4.3 Accélération de la consolidation Elle est étudiée en assimilant la colonne, dont le matériau constitutif est supposé avoir une forte perméabilité comparable à celle d’un sable, à un drain vertical de section circulaire. Ainsi, les abaques de Barron présentés au chapitre 1 sont utilisés pour estimer l’accélération de la consolidation du sol renforcé par colonnes. 4.4 Vérification du potentiel de liquéfaction L’usage des logiciels Peu développé, mais en cours de progression. « Columns » prêt pour la commercialisation.

Remarque : Le renforcement par colonnes est, de même, très utile dans l’étude de stabilité des pentes surtout lorsque le matériau de renforcement est très perméable pour jouer le rôle de drain. La stabilité de la pente du remblai : les excès de pression interstitielle engendrés par le remblai dans le sol mou diminuent la résistance du sol. La vitesse du tassement est très faible vis-à-vis des exigences de l’entreprise.

5. Exemple de dimensionnement Cet exemple est tiré du rapport de validation du logiciel « Columns », (Bouassida et Hazzar, 2007). L’ouvrage est un réservoir de stockage de brut au terminal pétrolier de Zarzis (Tunisie). Il a été réalisé sur un site gagné sur la mer par remblaiement hydraulique. La reconnaissance géotechnique du site a montré une stratigraphie du sol constitué : 3 d’une couche de sable silteux lâche, d’épaisseur 7m, de poids volumique γ = 17 kN/m , un module d’élasticité Es = 3600 kPa et une cohésion non drainée cu =25 kPa. une couche de calcarénite, assimilée à un substratum rigide indéformable. Le bac transmet au sol une contrainte quasi-uniforme estimée à 120 kPa, qui dépasse nettement la capacité portante admissible du sol initial. Afin d’augmenter la capacité portante et de réduire le tassement du réservoir à une valeur admissible (qui permet de garantir sa stabilité en cours de service), un renforcement par colonnes ballastées a été décidé. Le renforcement a été réalisé avec des colonnes de longueur égale à 7 m de diamètre nominal égal à 1,2 m disposées en maillage triangulaire (figure 3.5). Le sol a été traité sur une aire circulaire avec un débord de 4 m autour de la surface du réservoir avec un taux d’incorporation égal à 32%. Le matériau constitutif des colonnes est un ballast de cohésion négligée, de poids 3 volumique γ c = 18 kN/m ; son angle de frottement à l’état compacté est estimé à 43°. Le module d’élasticité du ballast Ec a été estimé à Ec = 10Es.

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Figure 3.5- Réservoir reposant sur un sable silteux traité par colonnes ballastées, (Bouassida et al, 2009). Vérification de la capacité portante Comme il s’agit d’un renforcement par colonnes ballastées, la comparaison de la capacité portante admissible se fera entre l’approche par l’intérieur du calcul à la rupture (borne inférieure), et les recommandations « NFP 11-212 » qui ne tiennent pas compte de la valeur du facteur de substitution. Avec un facteur de substitution η = 32%, on trouve les résultats présentés dans le tableau 3.1. Les nouvelles recommandations « NFP 11- 212 » qui utilisent le modèle de la colonne isolée surestiment énormément la capacité portante du sol renforcé.

Tableau 3.1- Capacités portantes admissibles du sol renforcé par différentes méthodes. Méthodes Facteur de sécurité qadm [kPa] C.R (pesanteur prise 1 153 en compte) C.R (pesanteur non 1 176 prise en compte) NFP 11 -212 2 364 Estimations du tassement du réservoir sur sol renforcé par colonnes Le tassement avant renforcement est de l’ordre de 23 cm au centre de réservoir. Alors que le tassement admissible est exigé à 6 cm. Le tassement du sol renforcé est calculé en négligeant le déplacement latéral du sol renforcé, notamment dans l’axe du réservoir, par rapport au tassement estimé. D’ailleurs la présence de la zone de débord en sol renforcé autour du réservoir contribue favorablement pour confirmer l’hypothèse de déplacement latéral nul. On suppose que le réservoir transmet une contrainte uniforme à la surface du sol renforcé. Pour ce type de chargement, il en résulte, à la surface du sol, un excès de la contrainte verticale noté ∆σ qui varie en fonction de la position du point considéré (sous le réservoir) par rapport à son axe où ∆σcentre = q, alors qu’au bord du réservoir on a : ∆σbord = 0,48q. Avec le logiciel «Colonnes », les estimations du tassement sont données au centre et au bord de réservoir (tableau 3.2).

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Amélioration des sols

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