BLPC Sp Hydraulique Des Sols

C

Réduction du temps de réponse des appareils de mesure

c

paramètres c' et $' sont donc surestimés.

Les paramètres de cisaillement c et $ d'une part, et c' et $' d'autre part, obtenus au cours de l'étude expérimentale sont reportés dans le tableau II. ou

des appareils de mesure et le temps d'uniformisation de la pression interstitielle dans l'éprouvette.

c u

Le temps de réponse des appareils de mesure est lié, comme on l'a vu précédemment, à la perméabilité du sol, à l'efficacité du drain latéral, ainsi qu'à la déformabilité du circuit de mesure et à la sensibilité de l'indicateur de zéro. Les méthodes suivantes, permettant d'agir sur ces différents facteurs, ont été préconisées : APPLICATION D'UNE FORTE

TABLEAU

Argile verte

Série


>

(bar)

*„

II

u m e s u r é à la base de l'éprouvette

Celle-ci a pour objet de saturer entièrement le sol et par là même d'augmenter sa perméabilité. Une contre-pression élevée élimine également les bulles d'air emprisonnées entre l'éprouvette et la membrane et améliore l'efficacité du filtre latéral.

(degrés)

*'

c' (bar)

(degrés)

c' (bar)

(degrés)

0,14 0,15 0,15

19 19 21

1 2 3

0,16 0,18 0,24

14,5 15,2 15,2

0,15 0,15

23 21

4 5 6

0 0,06 0,17 0,16

16 15 12 14

0 0,09 0,16 0,06

33 32 25 32

7

u mesuré au centre de l'éprouvette

CONTRE-PRESSION

Dans le cas des vases, les variations des caractéristiques c' et $' sont liées aux variations de <.„ et de c „. Ces dernières semblent résulter de l'hétérogénéité du sol. c

Dans le cas des argiles vertes, les caractéristiques Cou et sont relativement groupées et le sens des variations de c' et $' est bien conforme à ce que l'on pouvait attendre. En particulier, les paramètres c' et $' obtenus pour la série 2, cisaillée à faible vitesse, sont plus faibles que ceux obtenus pour la série 2, cisaillée à une vitesse dix fois plus élevée. Cependant les écarts sur c' et $' sont très faibles. Il semble donc que, pour les sols étudiés et pour la gamme de vitesses considérée, les caractéristiques c' et O' soient peu affectées par la vitesse d'essai.

MÉTHODES P E R M E T T A N T D'AMÉLIORER LES MESURES D E PRESSION INTERSTITIELLE De nombreux chercheurs se sont attachés à mettre au point des méthodes permettant d'améliorer les mesures, c'est-à-dire de réduire le temps de réponse

UTILISATION D ' U NINDICATEUR D E ZÉRO VISSÉ S U R L A B A S E D E L A C E L L U L E

L'emploi d'un tel indicateur mis au point par Bishop [1] permet d'éliminer le flexible, qui dans l'appareillage classique relie l'éprouvette à l'indicateur de zéro. On obtient ainsi un circuit d'une grande rigidité et le temps de réponse ne dépend plus que de la sensibilité de l'indicateur de zéro. UTILISATION D EC A P T E U R S D E PRESSION

[3]

Le capteur . remplace l'appareil classique de mesure. La déformation de la membrane sensible est faible et correspond à une variation de volume de l'ordre du 1/10 de mm par bar. Le capteur étant par ailleurs vissé sur la base de la cellule, la déformation du circuit est pratiquement négligeable. 3

RÉALISATION D'ESSAIS A PRESSION

03 V A R I A B L E [ 4 ]

L'essai consiste à stabiliser l'index de mercure de l'indicateur de zéro en faisant varier la pression 03 dans la cellule. De cette façon, la pression dans le circuit de mesure reste constante (la pression y est égale à la pression atmosphérique ou à une contre-pression de valeur constante) et celui-ci ne subit aucune déformation. Réduction du temps d'uniformisation Le temps d'uniformisation dépend non seulement de la perméabilité du sol et de l'efficacité du drain latéral, mais aussi de la distribution des contraintes dans l'éprouvette. L'hétérogénéité du champ des contraintes étant due principalement au frettage aux extrémités de l'éprouvette, les techniques suivantes ont été mises en œuvre pour en réduire les effets : 91

PRISE E N C O M P T E D E L A P A R T I E C E N T R A L E D E L ' É P R O U V E T T E [6]

La partie centrale de l'éprouvette est séparée des parties extrêmes par des membranes souples et étanches enveloppant celles-ci (fig. 13). La pression interstitielle peut être mesurée à la base de la partie centrale par l'intermédiaire d'une couche drainante reliée à l'extérieur, ou au centre de l'éprouvette, au moyen d'une aiguille.

Fig. 12 - Eprouvette montée avec embases lubrifiées.

L U B R I F I C A T I O N D E S E M B A S E S [3] et [5]

Le contact de l'éprouvette avec les embases supérieure et inférieure se fait par l'intermédiaire d'une membrane souple lubrifiée avec de la graisse (fig.

12).

La pression interstitielle est mesurée à la base au moyen d'un élément poreux de petit diamètre ou au cœur de l'éprouvette au moyen d'une aiguille *. Le drainage est assuré pendant la consolidation par des bandes de papier filtre entourant l'éprouvette et raccordées à un élément drainant extérieur à celle-ci.

Fig. 13 - Eprouvette découpée en trois parties séparées par une membrane souple et une mince couche de sable fin.

La couche de sable placée à la base de la partie centrale joue le rôle de drain pendant- la consolidation. Au cours de l'essai, la mesure des pressions interstitielles et des variations de volume n'intéresse que la partie centrale de l'éprouvette. L'élimination partielle du frettage par ces deux procédés a permis de réduire considérablement le temps d'uniformisation de la pression interstitielle. D'après Barden et Mac Dermott [5], le temps d'uniformisation obtenu en employant des embases lubrifiées serait de l'ordre de 2 0 % de celui calculé par la méthode de Gibson.

* L'élément poreux (ou aiguille) est relié à un capteur de pression dont la déformation est quasi nulle. Dans ces conditions les essais peuvent être effectués à vitesse élevée.

92

MESURE D E L A PRESSION INTERSTITIELLE DANS LES SOLS E N P L A C E L / Î S mesures de pression interstitielle dans les sols en place sont le plus souvent effectuées au moyen du piézomètre classique. Celui-ci est constitué d'un tube métallique ou en matière plastique, de plusieurs centimètres de diamètre, crépine à sa base. Ce tube est mis en place dans un forage et l'espace compris entre la paroi du forage et la partie crépinée est rempli par un matériau perméable jouant le rôle de filtre. Un bouchon d'argile plastique compacté depuis la surface supprime toute communication entre le filtre et la partie supérieure du forage. Le niveau de l'eau dans le tube piézométrique est relevé au moyen d'un flotteur ou d'une sonde électrique (fig. 14). La pression interstitielle au voisinage du filtre est, dans ces conditions, u = y H . w

w

trique, si bien que l'appareil peut n'indiquer la pression interstitielle réelle qu'au bout d'un temps considérable. De ce fait, on est amené dans de nombreux cas à utiliser des appareils plus perfectionnés, caractérisés par un temps de réponse plus faible.

ÉTUDE DU TEMPS DE RÉPONSE D'UN PIÉZOMÈTRE Le temps de réponse d'un piézomètre peut être défini comme le temps qui s'écoule entre l'instant où une variation rapide de pression interstitielle se produit dans le sol et l'instant où l'appareil indique la totalité de cette variation. Le temps de réponse d'un piézomètre posé dans un massif infini de sol saturé, homogène, isotrope, caractérisé par un coefficient de perméabilité k. a été calculé par Hvorslev et Gibson. C a l c u l de H v o r s l e v •

Il est basé sur les hypothèses suivantes : — le sol est incompressible; dV —• le coefficient volumétrique Â. =

de l'appado

reil (reliant le volume d'eau pénétrant dans le piézomètre à la pression a indiquée par celui-ci) est constant; — le filtre du piézomètre peut être assimilé à une cavité drainante sphérique de rayon r . Le rayon équivalent d'un filtre cylindrique de diamètre D et de hauteur L a pour expression : s

4 6is

'

Fig. 14 - Schéma du piézomètre classique.

I

•\

1

• !, ' I

Lorsque la pression interstitielle dans le sol varie très rapidement pour prendre la valeur u , la pression a indiquée par le piézomètre n'est pas égale à u , du moins jusqu'à ce qu'un temps plus ou moins long se soit écoulé. De ce fait une circulation s'établit entre le sol et le piézomètre et le débit instantané pénétrant dans le filtre a pour expression : 0

0

Cet appareil simpie permet de déterminer rapidement le toit de la nappe ou d'étudier correctement les écoulements dans les sols ayant une perméabilité d'ensemble élevée; mais il est totalement inadapté aux mesures dans les sols de faible perméabilité. En effet, pour que l'appareil indique une variation de pression, il est nécessaire qu'une certaine quantité d'eau pénètre dans le tube. Or, dans un sol de faible perméabilité, le débit qui s'écoule à travers la crépine est faible par rapport au volume du tube piézomé-

q = 4 jt r„ — k

avec p = uo — a

Le volume d'eau pénétrant dans le filtre du piézomètre pendant le temps dt est donc : dV = 4

%

r

kdt

s

Yw * Cité par Périmait [7].

93

il peut é g a l e m e n t s'exprimer à partir d u coefficient volumétrique :

L e s conditions aux limites sont les suivantes : u = u

0

au temps t = 0 p o u r r > r

u = u

0

pour r =

s

_ dV _ _ dV do

dp

quel que soit t

x

DuN d ' o ù l ' é q u a t i o n : — X dp = 4 JT r k —

4*r? — I

dt

s

O n obtient en i n t é g r a n t : 4

7c

X

— dr/

dt

la d e r n i è r e c o n d i t i o n e x p r i m a n t que le d é b i t instant a n é p é n é t r a n t dans le filtre est égal au d é b i t inst a n t a n é e x p u l s é d u massif.

r kt s

— P - l

Po temps compté à partir de la variation de pression interstitielle différence u„ - a entre la pression dans le sol et la pression indiquée par le piézomètre au temps t = 0 différence u„ - a entre ces deux pressions au temps t a

L e s r é s u l t a t s d u c a l c u l de G i b s o n sont r e p o r t é s sur les abaques r e p r é s e n t é s figure 16. Ceux-ci permettent d'obtenir, p o u r différentes valeurs du 4 re r -, l a valeur du rapport 1 — p a r a m è t r e u. = Po XE c t 4 K r.kt en fonction de (x T = u. o u en fontion de u*T. r„ Xy g

v

Cette formule montre que l a q u a n t i t é 1 — — n'est

Po é g a l e à l ' u n i t é que p o u r une valeur infinie de t. E n pratique, o n définit le temps de r é p o n s e c o m m e le temps t correspondant à une valeur de 1 — — v o i -

p sine de 1 (1

P° = 0,95 par exemple).

Po

z

w

L a courbe u. = 0 correspond au c a l c u l de H v o r s l e v . Il r é s u l t e des é t u d e s p r é c é d e n t e s q u ' u n p i é z o m è t r e p o s é dans un sol de p e r m é a b i l i t é d o n n é e r é p o n d d'autant plus rapidement que le r a y o n d u filtre é q u i valent est plus grand et que son coefficient v o l u m é t r i q u e est plus faible.

Calcul de Gibson G i b s o n a g é n é r a l i s é le c a l c u l p r é c é d e n t au cas d ' u n sol compressible o u gonflant, c a r a c t é r i s é par un m o d u l e de d é f o r m a t i o n v o l u m i q u e sous pression hydrostatique E . L ' é c o u l e m e n t de l'eau vers le filtre d u p i é z o m è t r e est alors régi par l ' é q u a t i o n de l a consolidation : 2

/ D u c

2 +

v

\ 3r

2

r

Du\ 3u )= — Dr / Dt

avec r > r et c = s

v

kE — y w

les notations é t a n t celles de l a figure

15.

PIÉZOMÈTRES A F A I B L E TEMPS D E RÉPONSE Il n'est pas possible d'augmenter les dimensions du filtre a u - d e l à de certaines limites. E n effet, le d i a m è t r e d u filtre est l i m i t é par le d i a m è t r e d u forage et on est a m e n é , le plus souvent, à adopter une hauteur suffisamment faible p o u r que l a mesure de pression interstitielle puisse ê t r e c o n s i d é r é e c o m m e ponctuelle. P o u r ces raisons, les constructeurs ont surtout c h e r c h é à r é d u i r e au m a x i m u m le coefficient v o l u m é t r i q u e des appareils. L e p r i n c i p e des diverses solutions retenues par les laboratoires f r a n ç a i s et é t r a n g e r s est r a p p e l é ci-dessous.

Piézomètre type « Casagrande »

u(r)

Fig. 15 - Distribution de la pression interstitielle le long d'un rayon vecteur à un instant donné.

94

II est b a s é sur le m ê m e p r i n c i p e que le p i é z o m è t r e traditionnel : l a partie c r é p i n é e est r e m p l a c é e par un filtre solide en m a t é r i a u p o r e u x ( c é r a m i q u e , bronze fritte, etc.) mais l a c a r a c t é r i s t i q u e essentielle de l'appareil est le petit d i a m è t r e d u tube p i é z o m é trique (7 à 15 m m ) . D e ce fait, le temps de r é p o n s e de ce p i é z o m è t r e est beaucoup plus faible que celui des p i é z o m è t r e s classiques (le coefficient v o l u m é t r i q u e d ' u n p i é z o m è t r e à lecture directe de niveau é t a n t proportionnel

Fig. 16 - Abaques permettant de calculer le temps de réponse d'un piézomètre.

95

à la section du tube piézométriqué). Il reste cependant élevé dans le cas des sols très peu perméables car son coefficient volumétrique ne peut être réduit au-delà d'une certaine valeur : on ne peut en effet adopter pour le tube piézométrique un diamètre inférieur à 7 mm car il ne serait plus possible d'y descendre la sonde utilisée pour les mesures de niveau.

La pression interstitielle au niveau du filtre est, dans ces conditions :

Considérons un piézomètre type « Casagrande », équipé d'un tube piézométrique de diamètre 7 mm, posé dans un sol pratiquement incompressible ayant un coefficient de perméabilité k = 10 cm/s. Les dimensions du filtre en sable fin entourant la pointe poreuse sont L = 50 cm et D = 10 cm.

Les piézomètres hydrauliques sont généralement des piézomètres type « Casagrande » à la partie supérieure desquels on a adapté un manomètre (fig. 17). Cependant, de tels systèmes présentent l'inconvénient d'être difficiles à purger et il est préférable d'utiliser des appareils à double tubulure tels que l'appareil type « Impérial Collège » schématisé

8

Le rayon équivalent du filtre est :

u = H y +p m

Y : poids spécifique du liquide transmission p : pression lue sur le cadran du manomètre Hm : distance verticale du filtre au manomètre

sur la figure

11 cm

Les variations de volume intervenant au cours de la mesure sont dues aux déformations des tubulures et à l'air contenu dans la spirale du manomètre. Le coefficient volumétrique, qui est fonction de la longueur et des caractéristiques des tubes en matière plastique utilisés, varie généralement de 5 X Î O à Î O cm /dyne (5 cm /bar à 0,1 cm /bar) si le circuit a été soigneusement purgé (dans le cas contraire les valeurs du coefficient volumétrique sont beaucoup plus élevées). Ces chiffres correspondent, pour un piézomètre posé dans un sol peu compressible de perméabilité 10 cm/s et dont la pointe est entourée d'un filtre de 10 cm de diamètre et de 50 cm de hauteur, à des temps de réponse à 95 % compris entre 4 et 180 mn. En règle générale, ces temps de réponse sont suffisamment faibles pour les besoins pratiques. 8

et le coefficient volumétrique : S TC x Ô~7 X = — = - — ¿ 5 - = 3.85 x 10- cmVdyne Yw 4 x 10 2

4

3

Le temps de réponse à 95 % (correspondant à 1

— = 0,95) satisfait à l'équation : 4

r k t» s

Xy

5

_

w

d'où : 3 Xy

3

w

x

3,85

x 10-4

x

iQ3

=

4 7ir k s

4 x 3,14 x H x 10"

8

= 8,3 x 10° s = 10 jours. Dans de nombreux cas pratiques on ne peut admettre des temps de réponse aussi importants; aussi est-il nécessaire de recourir à des appareils travaillant à volume pratiquement constant. Piézomètre hydraulique Dans ce type de piézomètre, la pression de l'eau au point de mesure est transmise à un manomètre à cadran, se trouvant à la surface du sol, par l'intermédiaire d'un liquide incompressible qui est le plus souvent l'eau (les Suédois ont également utilisé l'huile). 96

7

5

3

3

8

3

(la valeur 3 étant lue sur la courbe u. = 0 de l'abaque de la figure 16)

Î95 =

18.

Ces piézomètres ne peuvent, par contre, être employés lorsque le toit de la nappe se trouve à une profondeur supérieure à 7 m environ. Le piézomètre conçu par le Département des sols du Laboratoire central [8] se arttache à la catégorie des piézomètres hydrauliques et est caractérisé par des coefficients volumétriques du même ordre sinon plus faibles. En effet, en raison de la méthode de mesure adoptée (emploi d'un tableau analogue dans son principe à celui utilisé pour la mesure de la pression interstitielle en laboratoire), les variations, de volume de l'air contenu dans le manomètre n'augmente pas le coefficient volumétrique de l'appareil.

Piézomètres à système de mesure électrique ou acoustique Ces appareils sont basés sur le principe suivant : l'eau interstitielle pénètre dans le piézomètre à travers le filtre en matière poreuse et vient au contact d'une membrane mince en acier qui se déforme sous

Vers

manomètre

Double t u b u l u r e

Cera mique

1 element

d u t r a i n de t i g e

T u b e p I ez c m e t r i q u e

Fig. 18 - Piézomètre type « Impérial College : à double tubulure.

Fig. 17 - Piézomètre type « Casagrande » équipé en piézomètre hydraulique.

l'action de la pression. La déformation de la membrane est mesurée par des méthodes électriques ou acoustiques : on mesure par exemple la variation de résistance électrique de jauges de contraintes collées sur la membrane, ou bien la fréquence d'une corde vibrante dont la tension est fonction de la déformation de la membrane. La pression interstitielle se déduit de ces mesures, l'appareil ayant été étalonné avant sa mise en service. Ces piézomètres présentent l'avantage de travailler à volume à peu près rigoureusement constant (la déformation maximale de la membrane étant de l'ordre du dixième de millimètre) et ils sont caractérisés par des coefficients volumétriques extrêmement faibles qui peuvent atteindre 10 à 10 cm /dyne (10 à 10 cm /bar). Leur réponse est donc quasiinstantanée, même dans les sols de très faible perméabilité. 8

2

3

3

9

5

F u t re

Fig. 19 - Piézomètre Geonor conçu pour être enfoncé par pression ou par abattage.

Autres causes d'erreur dans les mesures piézométriques L'erreur le plus souvent commise au cours des mesures de pression interstitielle, consiste à employer des piézomètres ayant un temps de réponse trop élevé. Cependant, et même si l'on utilise des appareillages adaptés, les mesures effectuées dans des sols peu perméables peuvent être sérieusement perturbées dans les deux cas suivants : • Lorsque le filtre est mal isolé de la partie supé-

rieure du forage, c'est-à-dire lorsque la confection du bouchon d'argile a été défectueuse. Le filtre peut alors se trouver en communication avec des zones où la pression interstitielle est fondamentalement différente de celle existant autour du point de mesure. 97

P o u r pallier cet i n c o n v é n i e n t (et aussi pour éviter l ' e x é c u t i o n d ' u n forage) de n o m b r e u x p i é z o m è t r e s ( p i é z o m è t r e G e o n o r r e p r é s e n t é figure 19, p i é z o m è t r e L . P . C . , etc.) sont é q u i p é s d'une pointe m é t a l lique et sont m i s en place p a r enfoncement statique ou p a r battage. L e sol est alors c o m p r i m é contre le train de tige ( q u i transmet les efforts d'enfoncement et p r o t è g e le tube p i é z o m é t r i q u e ) et un isolement satisfaisant de l a zone de mesure est ainsi obtenu. L o r s q u e le p i é z o m è t r e est m i s en place p a r enfoncement statique o u p a r battage, l a pointe ne peut ê t r e e n t o u r é e d ' u n filtre en sable et le temps de r é p o n s e est s u p é r i e u r à celui d ' u n appareil identique p o s é dans u n forage, le rayon r de l a c a v i t é d r a i nante é q u i v a l e n t e é t a n t plus faible dans le premier cas. s

• Lorsqu'un temps trop court s'est écoulé entre la pose du piézomètre et le début des mesures. E n effet, la pression interstitielle, au voisinage d u point de mesure, est p e r t u r b é e pendant la mise en place du piézomètre.

interstitielle peuvent ê t r e c o n s i d é r a b l e s . A titre d'exemple, l a variation de contrainte totale p r o v o q u é e par l'enfoncement statique d'un p i é z o m è t r e dans une argile de c o h é s i o n non d r a i n é e C„ = 0,5 bar est A n = N,. C„ = 0,5 x 10 = 5 bars. L e s variations correspondantes de pression interstitielle peuvent être du m ê m e ordre. Les pressions interstitielles ayant pris naissance au cours de la mise en place se dissipent a u bout d'un temps q u i peut ê t r e t r è s différent d u temps de r é p o n s e de l'appareil. D a n s le cas d ' u n p i é z o m è t r e à volume constant, p a r exemple, le temps de r é p o n s e est n é g l i g e a b l e p a r rapport au temps de consolidation de l a zone affectée par l a mise en place de l'appareil (on notera que, dans ce cas, l ' é c o u l e m e n t de l'eau lié à la consolidation ne se fait pas vers le filtre du p i é z o m è t r e mais vers l ' e x t é r i e u r d u massif). Kallstenius et W a l l g r e e n [9] ont m e s u r é des temps de stabilisation a p r è s mise en place, de l'ordre de dix jours dans le cas de p i é z o m è t r e s hydrauliques p o s é s dans des forages, le coefficient de p e r m é a b i l i t é du sol é t a n t k = 10 c m / s . s

Si le p i é z o m è t r e est p o s é facteurs modifient l a pression la pression de l'eau de forage sur le s o l , p r o v o q u a n t , des interstitielle.

dans un forage, deux de l'eau dans le sol : et l'action d u carottier variations de pression

Si le p i é z o m è t r e est m i s en place p a r enfoncement statique o u p a r battage, les variations de pression

L a d u r é e de l a p é r i o d e de stabilisation de la pression interstitielle a p r è s mise en place est, au plus, de l'ordre de quelques semaines. A u s s i les erreurs dues à la perturbation d u c h a m p de pression interstitielle peuvent-elles ê t r e facilement é v i t é e s en proc é d a n t à la pose des p i é z o m è t r e s suffisamment longtemps avant le commencement de l ' é t u d e .

BIBLIOGRAPHIE [1] A.-W. BISHOP et D.-J. H E N K E L , The measurement of soils properties in the triaxial test, T ed. Edward Arnold (London. 1962). 227 p. [2] R . - E . GIBSON, An analysis of system flexibility and its effect on time lag in pore water presure measurement, 13 (1963), 1-11.

Ceotechnique

[31 P . - W . R O W E et L . BARDEN, Importance of free ends in triaxial testing, Journal of Soil Mechanics and Foundations Division. Vol. 90 SMI (Janvier 1964), 1-27. [4] BRINCH HANSEN, The Danish Geotechnical Institute, Publication n" 4 (1959). [5] L. BARDEN et R.-J.-W. M A C DERMOTT,

Use of free ends ,in triaxial testing of clays, A.S.C.E. Journal of Soil Mechanics

and Foundations Division, Vol. 91 S M 6 (Novembre 19,65), 1-23. [6] G.-E. BLIGHT, Shear stress and pore pressure in triaxial testing, A.S.C.E. Journal of Soil Mechanics and Foundations Division. Vol. 91 S M 6 (Novembre 1965), 25-39. [7] A . - D . - M . PENMAN, A study of the response time of various types of piezometer. Proc. Conj. Pore Pressure and Suction in Soils, Butterworth (London, 1960), 53-58. [8] H . JOSSEAUME, Un appareil de mesure de la pression interstitielle dans les sols en place. Bull, de Liaison des Labo Routiers P. et C. 24 (1967), 1-13. [9] T. K A L L S T E N I U S et A . W A L L G R E E N . Mesures de pression interstitielle in-situ (Pore-water pressure measurement investigations. Publication n" 13 du Swedish Geotechnical Institute), Traduction L.C.P.C. 68 (49) T. 16.

98

in field

discussion Les recherches et résultats e x p o s é s d é c o u l e n t de l'option prise par les laboratoires des Ponts et C h a u s s é e s en matière d'essai triaxial : détermination des p a r a m è t r e s de cisaillement intergranulaire c' et ' par l'intermédiaire de l'essai consolidé non drainé, avec mesure de la pression interstitielle au niveau de la pierre poreuse inférieure. Cette option a appelé, lors de la discussion, les questions et r é p o n s e s principales suivantes : Question Les d'essais

valeurs

de

consolidés

c' et

drainés

Q>' ainsi

obtenues

sont-elles

les

mêmes

que

celles

que

l'on

obtiendrait

à

partir

?

Réponse

Aucune comparaison s y s t é m a t i q u e des résultats des essais consolidés non drainés, avec mesure de la pression interstitielle, et des essais consolidés drainés n'a é t é faite dans les laboratoires des Ponts et C h a u s s é e s . On admet avec Bishop et Bjerrum que les deux types d'essai conduisent à des résultats pratiquement identiques, pourvu que les vitesses de déformation soient comparables. Question Valeurs comparées

des mesures

de pression interstitielle

effectuées

à la base et au centre

de l'éprouvette

?

Réponse

La pression interstitielle qui se développe pendant un essai non drainé peut être m e s u r é e : — soit au niveau de la pierre poreuse inférieure (la vitesse de déformation que la pression interstitielle soit uniforme dans l'éprouvette),

doit être suffisamment

faible pour

— soit au centre de l'éprouvette, c'est-à-dire au voisinage du plan de rupture, au moyen d'une aiguille doit alors être reliée à un appareil de mesure très sensible).

(l'aiguille

Pour M . Florentin, cette dernière m é t h o d e est la seule correcte, elle permet en outre de séparer c o m p l è t e m e n t le circuit du drainage et le circuit de mesure de la pression interstitielle. Au contraire, par la première m é t h o d e , des bulles d'air expulsées de l'éprouvette pendant la consolidation peuvent rester dans le circuit et perturber la mesure, à moins de réaliser l'essai sous une contre-pression élevée (4 à 5 bars). Elle a cependant é t é a d o p t é e dans les laboratoires des Ponts et C h a u s s é e s pour des raisons essentiellement pratiques : simplicité de la préparation de l'essai, possibilité d'utiliser les appareils de mesure classiques relativement peu sensibles, etc. Question Lorsqu'un pression

sol surconsolidé

interstitielle,

mesurée

est cisaillé

à une

vitesse

à la base de l'éprouvette,

du sol. Cette erreur se répercute-t-elle

de déformation

conduit

trop élevée,

à surestimer

à la fois sur c' et (S)' ou, au contraire,

la prise en compte

la résistance

de la

au cisaillement

sur un seul de

ces paramètres

drainé ?

Réponse

Dans le cas présent, les résultats obtenus sur l'argile verte ne permettent pas de conclure, les gradients de pression interstitielle, qui ont é t é m e s u r é s , incluant les gradients réels et les gradients apparents (dus à la différence des temps de réponse dans les mesures au centre et à la base de l'éprouvette).

99

Bishop et Henkel [1] présentent les résultats d'un essai e f f e c t u é à vitesse de d é f o r m a t i o n élevée sur une argile c o m p a c t é e : la valeur de c' varie dans de larges limites suivant que l'on prend en compte la pression interstitielle m e s u r é e à la base ou la pression interstitielle m e s u r é e au centre ; par contre, reste i n c h a n g é .

a, 4

1

1 - t— x — x

/

Les recherches sur les pressions interstitielles, actuellement en cours au Laboratoire central, devraient apporter prochainement des indications chiffrées quant à l'incidence des gradients de pression interstitielle sur c' et d>'. Dans le cadre de ces recherches, un appareillage très sensible, destiné à la mesure de la pression interstitielle au c œ u r de l'éprouvette, a é t é mis au point au Laboratoire central : l'aiguille hypodermique a é t é remp l a c é e par une aiguille dont la partie drainante est constituée d'un cylindre poreux de 3 mm de d i a m è t r e et de 6 mm de long, la mesure proprement dite est faite au moyen d'un capteur de pression très peu d é f o r m a b l e (la variation de volume correspondant à la d é f o r m a t i o n de la membrane est d'environ 0,04 mm par bar m e s u r é ) .

X

<

/

x

& u m e s u r e a u c e n t re

/

-o

//, \fi

x

o u m e s u r e a la base

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X 1—< I

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1

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0

Base c

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Centre &

û

1

1

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1

1I & ]

0

1

2

3

4

5

Deformation

6 axiale

7 en mm

Au

<

t

1

B i se

—1

3

1 1

Un tel s y s t è m e permet d'obtenir des temps de réponse compatibles avec les plus grandes vitesses de d é f o r m a t i o n mises en jeu. Des essais effectués sur l'argile verte ont c o n f i r m é l'existence de gradients de pression interstitielle très élevés pour une vitesse de d é f o r m a t i o n de 0,02 mm/mm (figure ci-contre).

° 1 -

—~ ;

1 1 1 1

Centre

1 0

1

2

3

4

5

Déformation

Courbes

6 axiale

7 en

caractéristiques obtenues au cours du cisaillement éprouvette d'argile verte consolidée sous o' = 4 bars.

mm

d'une

3

Question

Peut-on s'affranchir des problèmes posés par la mesure de la pression interstitielle en obtenant les paramètres c' et 0' au moyen de l'essai consolidé non drainé à pression interstitielle nulle ? Dans quelle mesure un tel essai permet-il d'obtenir un champ de pression uniforme dans l'éprouvette, même pour des vitesses de déformation élevées ? Réponse

Les gradients de pression interstitielle qui se d é v e l o p p e n t dans l'essai classique sont dus, pour une grande part, au frettage de l'éprouvette à ses extrémités. L'essai à pression interstitielle nulle (qui consiste à faire varier la pression o dans la cellule de f a ç o n telle que la pression interstitielle soit constamment nulle à la base de l'éprouvette) n'éliminant pas ce frettage, il n'y a aucune raison pour que le champ de pression interstitielle soit uniforme dans l'éprouvette. 3

L'expérience confirme ce raisonnement : une é t u d e faite en 1968, au Laboratoire central, et utilisant l'appareillage de mesure m e n t i o n n é p r é c é d e m m e n t , a m o n t r é que l'on obtient dans l'essai à pression interstitielle nulle des gradients de pression interstitielle du m ê m e ordre que dans l'essai classique. Les deux types d'essais présentent donc la m ê m e sujétion pour ce qui concerne la vitesse de d é f o r m a t i o n . L'étude a par ailleurs mis en évidence l'identité des deux essais ; tout au plus l'essai à pression interstitielle nulle permet-il de réduire le temps de réponse de l'appareil de mesure.

I00

Mesure de la pression interstitielle au centre des éprouvettes. On remarque, émergeant des éprouvettes représentées au premier plan, les tubulures en saran reliant les aiguilles en bronze fritte à la base des cellules. Le capteur de pression utilisé pour les mesures apparaît en avant et à droite de la cellule montée sur la presse.

Question

Comment interpréter certains essais triaxiaux sur les sols surconsolidés pour lesquels la pression interstitielle chute bien avant que la rupture (définie par le déviateur maximal) soit atteinte ?

Réponse Les sols s u r c o n s o l i d é s ayant tendance à augmenter de volume pendant le cisaillement, il est normal que la pression interstitielle diminue. A partir du moment o ù elle commence à d é c r o î t r e , le sol passe par une succession d ' é t a t s de contraintes t r è s voisins de la rupture ; le d é v i a t e u r pression interstitielle provoque une augmentation de Dans ces conditions, on peut c o n s i d é r e r

continue à c r o î t r e

parce que

la diminution

de

la

o'

r

que le cercle des contraintes effectives c a r a c t é r i s a n t

ces é t a t s

de

contraintes est tangent à la droite i n t r i n s è q u e . On trace g é n é r a l e m e n t le cercle pour lequel le rapport des contraintes effectives —

est maximal.

On peut donc d é t e r m i n e r

les p a r a m è t r e s

d é v i a t e u r maximal n'est pas atteint. Le c r i t è r e de rupture / —

\

c' et d>' d'un sol s u r c o n s o l i d é ,

même

si

le

conduit toutefois à des valeurs de la r é s i s t a n c e au

^Vmax cisaillement d r a i n é ( r e f l é t é e s par les p a r a m è t r e s (o

x

-

a ) 3

m a x

c' et

<£') l é g è r e m e n t

plus fortes que celles obtenues par le c r i t è r e

. 101

Le p i é z o m è t r e LG P.C. Essais et performances M. PEICNAUD I n g é n i e u r E.T.P. Chef de la Section " M é c a n i q u e des Sols et Fondations" Laboratoire r é g i o n a l d'Angers

Une note d'information de H. Josseaume parue dans le Bulletin de Liaison n° 24 de mars-avril 1967, annonçait la réalisation d'un piézomètre adapté aux mesures de pression interstitielle dans les sols peu perméables. Depuis longtemps, la nécessité se faisait sentir de disposer d'un équipement piézométrique robuste, peu coûteux et assez précis, permettant de couvrir les besoins courants. La prolifération d'appareillages divers a incité deux groupes d'étude, le GERSC et le GET*, à demander la mise au point d'un matériel standard convenant, en particulier, aux mesures dans les sols de faible perméabilité.

PRINCIPE D E F O N C T I O N N E M E N T L'appareil, conçu pour travailler soit en piézomètre ouvert classique (lecture directe du niveau de l'eau dans un tube piézométrique) soit en piézomètre à volume constant, comprend deux éléments distincts : la sonde piézométrique et le tableau de mesure (fig. 1).

T a b l e a u de

Dans cette optique, la Section de mécanique des sols du laboratoire central a établi, en 1966, un projet de piézomètre adapté aux besoins des laboratoires des Ponts et Chaussées. Après étude, l'atelier de prototypes d'Angers réalisait le premier appareillage complet en juin 1967. Ce prototype devait être aussitôt essayé par le laboratoire régional d'Angers. GERSC : Groupe d'étude des remblais sur sols compressibles, GET : Groupe d'étude des talus.

Vue des constituants du piézomètre L.P.C.

102

Tube en R i l s a n

7/10

min

Fig. 1 - Schéma de principe du piézomètre L.P.C.

mesure

La sonde piézométrique (fig. 2)

Le tableau de mesure

La sonde piézométrique est placée dans la couche au sein de laquelle on veut étudier la pression interstitielle.

Le tableau de mesure amovible est relié à la sonde immédiatement avant chaque mesure par l'intermédiaire d'une tubulure en Rilsan. Il est analogue dans son principe à celui utilisé pour les mesures de pression interstitielle dans l'essai triaxial. Il comporte un indicateur de zéro, un vérin de contre-pression, un manomètre et un réservoir d'eau. La pression de l'eau dans les tubulures est équilibrée au moyen du vérin, de façon que l'index de mercure de l'indicateur de zéro reste stable.

Elle se compose d'un corps cylindrique en bronze portant une bague filtrante de 5 mm d'épaisseur en bronze fritte dont la perméabilité est de l'ordre de IQr cm/s. Son extrémité est munie d'une pointe conique en bronze facilitant les opérations de mise en place. La sonde a un diamètre de 42 mm pour une longueur totale de 310 mm (longueur de la bague poreuse : 224 mm). Elle est vissée à l'extrémité du train de tiges par l'intermédiaire d'unfiletage33/42 (pas du gaz). Elle est raccordée à sa partie supérieure à deux tubulures en Rilsan : 2

— l'une de 4 mm de diamètre intérieur assurant la transmission de la pression,

La pression interstitielle u au niveau de la sonde est (fig. 3) : u= p+ H

m

F

w

p : lecture au manomètre, H™ : dénivellation entre la sonde et le manomètre, y : poids spécifique de l'eau. w

— l'autre de 7 mm de diamètre intérieur permettant le fonctionnement en piézomètre ouvert et facilitant la purge du circuit.

P. P r e s s i o n lue au

manomètre

Dans les calculs de temps de réponse, la bague poreuse peut être assimilée à une cavité sphérique drainante de rayon r = 5 cm s

Tubs tn R i l s a n 7/10

mm

Fig. 3 - Mesure de la pression interstitielle au moyen du piézomètre L.P.C.

ÉTUDE

EXPÉRIMENTALE

Détermination du coefficient volumétrique La formule de Hvorslev* qui permet de calculer le temps de réponse t ** d'un piézomètre placé dans un milieu indéformable de perméabilité k : 1

1

P

4

= 1 - e-

n I

* i

k t

Vv

Po met en évidence le rôle très important joué par le * Cité par Penman [ 1 ]. ** Le temps de réponse d'un piézomètre est théoriquement infini, aussi définit-on le temps de réponse comme le temps t correspondant à un taux d'égalisation 1 — — voisin de 1, par Po

exemple 0,95 (cf. article « Étude des facteurs intervenant dans les mesures de pression interstitielle » de H . Josseaume). 103

coefficient volumétrique A du circuit de mesure dont la définition est rappelée ci-après. Un volume d'eau dV devant pénétrer dans l'appareil pour que la pression indiquée par celui-ci augmente de la quantité drj, le coefficient volumétrique a pour expression :

Le coefficient volumétrique d'un circuit est donc la somme des coefficients volumétriques de ses composants. Dans le piézomètre étudié, on peut considérer deux circuits : — l'ensemble des éléments, en aval de l'indicateur de zéro (sonde + tubulure),

La sonde étant reliée normalement à deux tubulures en Rilsan de 4/6 et 7/10, on a été amené à étudier leurs coefficients volumétriques respectifs en mesurant leurs variations de volume pour des variations de pression connues. On a utilisé, à cet effet, le montage représenté par la figure 4. Une lunette cathétomètre, équipée d'un vernier au 1/50 mm, a permis de suivre le déplacement du ménisque d'eau dans un tube rigide de section calibrée, raccordé au tube déformable. Dans le cas des tubes semi-rigides en Rilsan couramment utilisés, on a trouvé, pour une longueur de un mètre : — tubulure de 4/6

: A = 0,025 cm /bar, 3

- tubulure de 7/10 : A = 0,045 cmVbar. Il faut noter que la variation de volume est rigoureusement linéaire, entre 0 et 4 bars, comme le montre la figure 5.

— l'ensemble des éléments du tableau, en amont de l'indicateur de zéro. Le vérin de contre-pression ne permet de compenser que les variations de volume de la partie située en amont de l'indicateur de zéro. Le coefficient volumétrique du piézomètre-est donc déterminé par celui des tubulures de raccordement. La définition du coefficient volumétrique montre que celui-ci est proportionnel à la longueur des tubulures.

m

S u

10m t u b e R i l s a n

1,6

>

<

4/6mm

10m tube R i l s a n 7 / 1 0 m m

1 4 1 2

10

08

Cathetometre

06 Tube p l e x i

rigide

04 02 0 2

4

5 AP (bar)

Fig. 5

Pour les essais en place, dont il est rendu compte ci-après, le circuit comprenait 4 m de tube de 4/6 et 16 m de tube de 7/10, soit A = 0,8 cm /bar. 3

Il est à noter qu'un coefficient volumétrique de 0,3 à 1 cm /bar est jugé économique et normal dans des sols de faible perméabilité [2]. 3

Essais en place

Fig. 4 - Mesure du coefficient volumétrique - montage.

104

Le programme d'essais était volontairement limité afin de prendre une décision rapide pour la mise en fabrication d'une première série d'appareils.

Les essais devaient permettre d'étudier plus particulièrement : — les problèmes de mise en place des sondes, — le comportement du matériel (étanchéité, résistance), — les problèmes de raccordement, remplissage et purge des circuits, — la technique de mesure. Deux sites ont été choisis comportant des épaisseurs assez importantes et homogènes d'argile très plastique : les prairies de la zone Malakoff à Nantes et les prairies de la Baumette à Angers. Terrain

Le vérinage et le battage sont des procédés beaucoup plus rapides et économiques. Le battage a provoqué des ruptures de sondes et il s'est avéré que la surpression interstitielle créée par ce mode de mise en place était plus importante que celle résultant du vérinage statique, Ce dernier procédé ne présente aucune difficulté dans les couches plastiques, il paraît donc être le mieux adapté aux mesures courantes.

de Nantes

Sable argileux (SA)

nappe •

Argile très plastique bleuâtre (At)

82 / 88 > le

w L

: 0,13

45

In =

Mise en œuvre de l'équipement piézométrique 3

V

1,46 t/m 0,3 bar

k

2 à 3 x lfr cm/s

Une fois la sonde mise en place, on adapte un robinet RIO à l'extrémité de la tubulure de 7/10 et un té de raccordement muni de trois robinets (R7, R8, R9) à l'extrémité de la tubulure de 4/6. Le problème est alors d'obtenir rapidement un circuit sans bulle d'air. Il faut noter que cette difficulté ne se présente le plus souvent qu'à la mise en place de la sonde, le té de raccordement étant fixé une fois pour toutes à l'extrémité de la tubulure de 4/6.

8

(mesuré à l'œdomètre) 13

Terrain

d'Angers

Limon peu plastique (Lp) -

nappe — ^

essais

1,10

2

-

La mise en place dans un forage a été essayée à Angers dans un trou réalisé à l'aide d'une tarière de 100 mm de diamètre. La sonde était entourée de sable fin et il a fallu réaliser, au-dessus, un bouchon d'argile. Cette dernière opération est en fait très délicate. On a dû abandonner les mesures, le bouchon n'étant pas étanche. Nous pensons que ce procédé demande beaucoup d'expérience et que les moyens à mettre en œuvre sont trop importants pour qu'il puisse être couramment utilisé (pour pouvoir compacter le bouchon d'argile, il faut réaliser un forage de plus grand diamètre et très souvent le tuber).

5

Argile très plastique grise (At)

W

L

7 0 h e _ = 38

h

V c

u

k

W

\

L -

w

_ 0,6

h> 3

= 1,77 t/m = 0,75 bar = 4 x 10~ cm/s 8

(mesuré à l'œdomètre)

10

Mise en place des sondes piézométriques Les procédés de mise en place suivants ont été essayés : — mise en place dans un forage, — vérinage direct des sondes (enfoncement statique) à l'aide du bâti de carottier à piston stationnaire ou du pénétromètre statique, — battage à l'aide d'un mouton Delmag H2.

La saturation du circuit après la mise en place était initialement prévue à partir du réservoir et du vérin du tableau, mais l'air qui se trouve comprimé entre l'eau venant de la nappe et l'eau venant du tableau ne peut être éliminé que si l'on dispose d'un débit important, c'est-à-dire si l'on applique une pression non négligeable au moyen du vérin. L'opération de purge sous pression risquant d'amener des « décollements » autour de la sonde, il a été jugé préférable d'utiliser un réservoir auxiliaire raccordé directement à l'une des tubulures. L'écoulement gravitaire assure une élimination correcte des bulles d'air. Une fois la purge terminée tous les robinets sont fermés. L'eau contenue dans la sonde et les tubulures se met en équilibre de pression avec l'eau contenue dans le sol. En règle générale, le tableau est raccordé à la sonde immédiatement avant une mesure et de façon à ne pas perturber cet équilibre. En particulier, le robinet R9 105

reste fermé lors du branchement du tableau et pendant la purge de la portion de circuit comprise entre R6 et R8 ; il n'est ensuite ouvert que lorsque le robinet R8 a été fermé. Cette manipulation est simple mais doit être effectuée avec soin. En effet, la mise à l'atmosphère intempestive de la sonde équivaudrait à lui appliquer une surpression (dans le cas d'un relevé de nappe, cette surpression correspond à la dénivellation entre le manomètre et la surface piézométrique de la nappe) ou une dépression qui ne se dissiperait qu'au bout d'un temps égal au temps de réponse de l'appareil. Toute mesure suivant cette fausse manœuvre serait donc entachée d'erreur. Les mesures Il n'est pas possible de développer « à la demande » des pressions interstitielles dans un sol en place, à moins de disposer de moyens considérables ou d'opérer en laboratoire dans les cellules du type triaxial de grandes dimensions. Nous avons donc utilisé deux techniques assez simples : — mesure de la surpression due à la mise en place (vérinage ou ba'tage), — étude de la dissipation de surpressions déterminées, créées dans le roi à partir de la sonde (piézomètre inversé). Surpression

due à la mise en place

La mise en place d'un piézomètre, dans un sol plastique saturé, provoque une surpression interstitielle qui s'annule au bout d'un temps plus ou moins long. On entend ici par « surpression », la surpression par rapport à la pression initiale u due à la nappe. La pression interstitielle autour de la sonde étant : 0

u = p + rL,i>

figure 6a). On remarque que les courbes présentent un maximum dans les dix premières minutes. Au bout de 20 minutes, on a rejoint la courbe de dissipation et au bout de 5 à 6 heures, la surpression s'est pratiquement annulée. La valeur maximale lue est de l'ordre de 0,4 bar au vérinage, alors qu'au battage, elle est de 0,6 bar. On note que les essais refaits à 5 jours d'intervalle conduisent à une courbe de dissipation presque identique. La figure 6b) représente la courbe de dissipation de la surpression due à un vérinage sur le chantier d'Angers. La valeur maximale lue est de 1,2 bar. Des mesures « courantes » ont été effectuées à 6 heures et à 6 jours (points 2 et 3), en se plaçant dans les conditions d'un essai habituel, c'est-à-dire en débranchant le tableau de mesure puis en le remettant en station. L'examen de ces résultats appelle la remarque suivante : les surpressions interstitielles mesurées au cours des premières minutes suivant la mise en place n'ont rien de commun avec les surpressions réelles qui sont sans doute beaucoup plus élevées. Ceci est dû au fait que le coefficient volumétrique de l'appareil est trop élevé pour que ce dernier puisse rendre compte des variations rapides de pression interstitielle. De même, les maximums obtenus pour les quatre courbes ne reflètent que le manque de sensibilité de l'appareil aux sollicitations rapides. Dissipation

contrôlées

A l'aide du vérin de contre-pression, on a appliqué très rapidement dans le sol une surpression connue et la dissipation a été suivie en fonction du temps. Des surpressions de valeurs croissantes ont été appliquées. Les relevés obtenus pour des surpressions allant de 0,4 bar à 1,1 bar sont donnés par la figure 7a).

w

Ces résultats sont repris sous une autre forme sur la

la surpression est : Au = u - u = p + H p - H p = p + ( H - H ) y 0

de surpressions

m

w

w

w

m

w

w

(figure 7b) : les variations du rapport 1 — = 1 —— Au p sont représentées en fonction du logarithme du temps, Au étant la surpression au temps t = 0. 0

H

w

: distance verticale de la sonde à la surface piézométrique.

0

0

Pour essayer d'obtenir un relevé complet de la dissipation de pression interstitielle, on a saturé tout le circuit, la sonde étant à environ 0,70 m au-dessus de la cote à atteindre (— 5 mètres). Les mesures ont pu ainsi être commencées dès l'arrivée à la cote définitive. La vitesse de vérinage était assez grande (1 cm/s environ), eu égard aux vitesses utilisées couramment en mécanique des sols. Les résultats des essais exécutés sur le chantier de la pénétrante Est de Nantes sont reportés sur la 106

On remarque l'analogie de ces courbes avec les courbes de Gibson*. On constate d'autre part que, pour le sol considéré (k = 4 x lCr cm/s) le temps de réponse à 95 % (tel que p 1 = 0,95) du piézomètre L.P.C. est d'une heure Po en moyenne. 8

* (Cf. p. 95,flg.M).

Z

0 60

- 1-Surpression

d u e au ve'rinag e à - 5 m

2 - S u r p r e s s i o n due au v é n n a g e

V

à - 5m

le

16/6/67

le

21/6/67

3 - M i s e en p l a c e p a r b a t t a g e

-S) - s Nappe

(a)

10

\0'

10'

10"

t Inni

a) résultats obtenus dans l'argile de Nantes (zone Malakofï)

1 - Courbe de

Mesures

réponse

courantes

V

3>

'Manomètre

( b)

\

\ 10

10

10

J

b) résultats obtenus dans l'argile d'Angers (prairies de la Baumette)

10" t ( m ni

Fig. 6 - Dissipation de la surpression interstitielle due à la mise en place.

107

<

1,10

A4 -

1

« _

2 1.0 0

0,60

3

4

\

0,40

.

'

o go

0

Au (bar) 0

<

v 0.90

4

\

A

1,10

\\

s.

\

\ 3

0,70

\

\

0,60

\

pJ

\

\

\ \

\

1 1

2m

S.

?

\

Nappe

0,40

m

>

\

>

y

s S \

•

H

s

1

0.30

omt tre war

ó \

0,2 0

-~.

(a) 0,1 0

0,1

0,2

0,3 0,4 0,5

2

3

4

5

20

30

90

60 4-

I

70

3—

60 /

lV

50

0 < SJT.s sSA

40

30

(b)

20

Ys? l n

r

40 SO

s. t

10

!

IO' t ( mn)

& • C o u r b e ir o y e n ne

•>

1 0

0 0,1

0,2

0,3

0,4 0,5

2

3

4

5

10

20

30

40 50

10

a

t (mn|

Fig. 7 - Dissipation d'une surpression provoquée. 108

CONCLUSIONS

D'une façon générale, le matériel a donné satisfaction. Les premiers essais ont montré que le piézomètre L.P.C. était robuste et facile à mettre en œuvre. En particulier, les purges des circuits sont réalisées sans difficultés, ce qui est très important pour la qualité des essais.

Ces premiers essais ont montré que le système de mesure proposé était fidèle puisque dans un sol homogène, à plusieurs jours d'intervalle, on a retrouvé des courbes de dissipation à peu près identiques. L'équipement courant, comportant 15 à 20 mètres de tube en Rilsan 4/6 ou 7/10 mm, a un coefficient volumétrique de l'ordre de un cm /bar, ce qui peut être considéré comme suffisant pour les mesures classiques sous les remblais mais ne permet pas de mesures en régime dynamique. Dans un sol de perméabilité k = 4 x 10" cm/s, on a vu que le temps de réponse était voisin d'une heure. La formule de Hvorslev montre qu'une mesure à une heure, avec les caractéristiques indiquées cidessus, entraînerait une erreur relative d'environ 1 %. Les quelques résultats obtenus ont mis en évidence les difficultés rencontrées pour tester valablement un système de mesure de pressions interstitielles en place. Pour procéder à une expérimentation rigoureuse, il faudrait disposer, comme pour les capteurs de pressions totales, d'une enceinte de grande dimension permettant de maîtriser l'application des pressions interstitielles. 3

8

La mise en place d'une sonde par vérinage dans une argile très plastique, entre — 5 et — 10 mètres, demande toutes opérations comprises, environ 3 heures (équipe de deux agents). Une mesure courante demande une demi-heure. Les lectures sont faites avec une précision absolue de l'ordre de 0,02 bar, ce qui représente, pour les mesures courantes, une erreur relative de l'ordre de 2 %. La sensibilité est plus difficile à chiffrer car elle dépend du coefficient volumétrique de l'ensemble du circuit.

BIBLIOGRAPHIE [ 1 ] A . - D . - M . PENMAN, A study of the response time of various types of various types of piezometer, Proc. Conf. Pore Pressure and Suction in Soils, Butterworth (London, 1960), 53-58. [21 T . KALLSTENIUS et A . W A L L G R E N , Mesures de pressions interstitielles in-situ (Pore-water pressure measurement in field investagations, Publication n° 13 du Swedish Geotechnical Institute), Traduction L.C.P.C. 68 (49) T.16.

109

discussion Les principaux points a b o r d é s au cours de la discussion ont é t é les suivants : D o m a i n e s d'utilisation d u p i é z o m è t r e

L.P.C.

Les essais p r é c é d e m m e n t décrits ont m o n t r é que le temps de réponse du piézomètre L.P.C. est de quelques heures dans une argile de perméabilité k = 10~ cm/s. Il s'ensuit que l'appareil rend compte, sans retard a p p r é ciable, des variations continues de pression interstitielle qui se développent dans de tels sols pourvu qu'elles n'excèdent pas quelques dixièmes de bar par 2 4 heures. 8

L'appareil permet donc de suivre les variations de la pression interstitielle dans le sol pendant et après la construction de remblais, pendant l'ouverture de déblais, etc. En revanche, il n'est pas a d a p t é aux mesures dynamiques. I n t é r ê t d e la p u r g e p é r i o d i q u e d e s p i é z o m è t r e s e n s e r v i c e

D'une façon générale, il est souhaitable de purger régulièrement les p i é z o m è t r e s fermés en service pendant une longue période. On note, en effet, souvent la p r é s e n c e de bulles gazeuses dans des p i é z o m è t r e s mis en place depuis un certains temps, m ê m e s'ils ont fait l'objet d'une purge très s o i g n é e lors de leur mise en service. La p r é s e n c e de ces gaz peut avoir plusieurs causes : — le gaz existe à l'état dissout dans l'eau ; lorsque la pression dans le circuit diminue (du fait de la consolidation du sol), il y a libération des bulles gazeuses, — certaines m a t i è r e s plastiques e m p l o y é e s pour la construction des tubulures ne sont pas i m p e r m é a b l e s à l'air. En fin de consolidation, le circuit est en dépression et l'air extérieur peut y pénétrer à travers la paroi de la tubulure, — lorsque l'appareil comporte des pièces métalliques de nature différente (par exemple bague filtrante en bronze et train de tiges en acier), un courant électrique s'établit entre celles-ci (effet de pile). Lorsque l'eau est c h a r g é e en sels, il peut y avoir électrolyse et, par c o n s é q u e n t , d é g a g e m e n t gazeux. Outre le fait qu'ils diminuent le temps de réponse du piézomètre, ces gaz peuvent perturber gravement les mesures, ainsi que l'indiquent les observations faites au remblai expérimental de Cran (Morbihan)* : des p i é z o m è t r e s fermés, à tubulure unique, placés sous le remblai indiquaient une augmentation de la pression interstitielle, alors que le sol de fondation se consolidait. Des piézomètres ouverts placés, à titre de contrôle, au voisinage des piézomètres fermés, ont indiqué des valeurs inférieures et d é c r o i s s a n t e s . Cette divergence était due à la p r é s e n c e d'un volume important de gaz dans la tubulure des piézomètres fermés : la pression interstitielle au niveau de la sonde étant calculée en supposant le circuit e n t i è r e m e n t s a t u r é (au moyen de la formule u = p + H ^ ) , il s'ensuivait une erreur par e x c è s . m

M i s e e n p l a c e d e la s o n d e

w

piézomètrique

Dans les cas courants, la mise en place du piézomètre L.P.C. dans les argiles de consistance faible à moyenne ne pose aucun problème, le vérinage donnant alors toute satisfaction. Cependant, lorsque l'on envisage d'utiliser l'appareil pour des mesures de perméabilité en place ou lorsque les mesures de pression interstitielle intéressent un sol très consistant, il est nécessaire de poser l'appareil dans un forage. La partie poreuse du piézomètre est alors e n t o u r é e d'un filtre en matériau p e r m é a b l e isolé de la partie supérieure du forage par un bouchon é t a n c h e . L'exécution de ce bouchon est relativement délicate. On utilise couramment un m é l a n g e de bentonite et de ciment. Le m é l a n g e est préparé par malaxage comme un coulis d'injection et il est intéressant de le mettre en place au moyen d'une lance, sous une faible pression, ce qui évite le d é l a v a g e et permet d'obtenir une bonne imprégnation du terrain. Pour être certain de l'efficacité d'un tel bouchon, il faut lui donner une longueur suffisante (1 à 2 m). Il faut, d'autre part, noter que dans les terrains argileux, l'étanchéité d'un tel bouchon ne devient correcte qu'au bout d'une semaine. *

Cf. article « Étude d ' u n remblai s u r s o l c o m p r e s s i b l e avec utilisation de drains de sable et constatations - remblai expérimental de Cran » par J . - L . Paute, B u l l , de Liaison d e s Labo. Routiers des P. et C , 2 5 ( M a i - J u i n 1 9 6 7 ) , 1, 1 - 3 2 .

I 10

le ttement

Etude t h é o r i q u e M.

L ' e x é c u t i o n des fouilles dans les terrains a q u i f è r e s . la tenue correcte des talus n é c e s s i t e n t le rabattement de la nappe. L e choix entre les différentes m é t h o d e s ne p o u r r a ê t r e fait q u ' a p r è s une é t u d e d é t a i l l é e des conditions g é o l o g i q u e s et h y d r o g é o l o g i q u e s d u site. U n e t h é o r i e t r è s p r é c i s e des différents r é s e a u x de drainage est rarement possible et justifiée à cause de l ' i m p r é c i s i o n des d o n n é e s : valeur de la p e r m é a bilité et h o m o g é n é i t é du sol p a r exemple. Cependant, il est n é c e s s a i r e de bien c o n n a î t r e le fonctionnement des t r a n c h é e s drainantes et des puits car les s y s t è m e s drainants se r a m è n e n t à l ' u n de ces deux é l é m e n t s . A p r è s leur é t u d e d é t a i l l é e , leur application aux p r o b l è m e s de l ' a s s è c h e m e n t des fouilles et de l ' é c o u l e ment de l'eau dans les talus sera a b o r d é e . O n supposera que le sol est h o m o g è n e et isotrope et que les nappes sont l i m i t é e s vers le bas par un mur horizontal. Q u a n d l'inclinaison du m u r est faible, elle correspond g é n é r a l e m e n t à l ' é c o u l e m e n t de l a nappe. O n en tiendra compte, d'une m a n i è r e a p p r o c h é e , en superposant les différents é c o u l e m e n t s (nappe et rabattement).

LES T R A N C H E E S

- la composante horizontale de l a vitesse est la m ê m e en tout point d'une verticale, - l a composante verticale de l a vitesse est négligeable p a r rapport à l a composante horizontale. Dans ces conditions, le d é b i t Q est : Q = k

H

2

2R et l ' é q u a t i o n de l a courbe de d é p r e s s i o n : h

2

2

_ ¿ = ( H - hg) h

R (Parabole de D u p u i t ) En fait, la formule qui donne le débit est exacte, même si les hypothèses 3 et 4 ne sont pas respectées.

DRAINANTES

L ' o r i g i n e O est prise à l'intersection d u m u r de la nappe (axe O x ) avec la t r a n c h é e drainante (axe O y ) . U n point de la surface p i é z o m é t r i q u e a p o u r c o o r d o n n é e s x, h . O n c o n s i d è r e le d é b i t Q par u n i t é de longueur de t r a n c h é e , l'alimentation ne se faisant que par un seul c ô t é .

Tranchée complète dans une nappe libre (fig. 1) O n appellera t r a n c h é e c o m p l è t e (ou parfaite) une t r a n c h é e dont le fond repose sur le m u r i m p e r m é a b l e . E l l e intercepte donc toute l a nappe. O n supposera que l a nappe est r é a l i m e n t é e par une d e u x i è m e tranc h é e , p a r a l l è l e à l a p r e m i è r e à une distance R . D u p u i t a établi les formules donnant le d é b i t et l a position de l a nappe, en faisant les h y p o t h è s e s suivantes : 1 - la l o i de D a r c y

RAT

est applicable,

2 - le milieu est h o m o g è n e et isotrope,

Fig. 1 - Tranchée complète dans une nappe libre. Par contre, la surface libre de l a nappe est située au-dessus de la parabole de D u p u i t , car en n é g l i g e a n t les vitesses verticales, o n ne tient pas compte de l a surface de suintement. P o u r les p r o b l è m e s de drainage, l a position de la nappe libre est importante. O n l'obtiendra à l'aide des é l é m e n t s suivants : —

à partir d'une certaine distance de l a t r a n c h é e , l a parabole de D u p u i t est une excellente a p p r o x i mation,

—

des abaques donnent l a hauteur de l a zone de suintement : par exemple ceux de de C a z e nove [1] q u i tiennent compte de l'anisotropie du terrain (fig. 2),

—

l a courbe a une tangente verticale au n i v e a u de la t r a n c h é e .

113

x

La figure 4 représente

la surface libre d'une

nappe

dans différents

cas. On constate

l'importance

dérable

faible

( — = 9 est

d'une

anisotropie

quent dans la nature).

consifré-

^'

Pour calculer le débit, la formule de Dupuit est exacte, à condition de prendre k comme coefficient de perméabilité. h

1

2

3

<

"

5

Fig. 2 - Calcul de la hauteur de suintement (d'après de Cazenove).

La figure

3 montre une ligne d'eau importante :

celle d'une nappe de débit -5- = 1 totalement rabattue par une tranchée drainante.

-

—p ara

) o l e de

• u p u it

Fig. 4 - Effet de l'anisotropie sur la position de la surface libre. Ecoulement à travers une digue perméable.

) x

10

5

0

Fig. 3 - Si le débit de la nappe est multiplié par a, on obtient la surface libre en transformant la courbe donnée par une affinité de rapport a. En particulier, la hauteur de suintement h, est égale à 0,74

Tranchée incomplète dans une nappe libre (fig. 5) Le problème est beaucoup plus difficile. A partir d'expériences sur modèle, Chapmann * donne les formules suivantes pour une tranchée de faible largeur :

k (d'après Polubarinova Kochina [2]).

Q =

(0,73

+ 0,27

H

~ H

h

o

) — (H- - h ) / 2R 2

0

et Remarque

: (H - h ) + 1 0

La position de la surface libre dépend tropie des terrains. Les deux cas extrêmes k k

v

v

I 14

= 0 = oo

la surface la surface

de l'anisosont :

libre est horizontale, libre est la parabole de

Dupuit.

h

rt

étant la charge maximale à l'aval. * Cité par Leonards [3].

J.

Surface piezome t nque

/ / ? ///>' '/ / / / y //'/"//

l'?'/?'/"/

Y7.

a) Tranchée complète.

Fig. 5 - Tranchée incomplète dans une nappe libre

Tranchée dans une nappe captive Pour une tranchée complète (fig. 6 a), les formules de Dupuit sont rigoureuses. Le débit est : Q = ke

H - h

0

R et l'équation de la surface piézométrique : h - h = (H - h ) 0

x

0

b) Tranchée incomplète.

R

Fig. 6 - Tranchées dans une nappe captive.

Pour une tranchée incomplète de faible largeur (fig. 6 b), on pourra appliquer les formules approchées suivantes : H - h

Q = ke

0

R + / h =

/ (H - ho)

+ h

d

0

R +/ / est déterminé à l'aide de la figure 7. Tranchée complète en régime transitoire (fig. 8) Considérons une nappe libre infinie, initialement au repos, le niveau piézométrique étant H . A l'instant O, le niveau est rabattu à une hauteur h dans une tranchée drainante. Il existe une solution exacte au problème (courbe 1). Avec les hypothèses de Dupuit, une solution approchée est : 0

2

2

2

e-x dX

2

H - h = (H -hg) 7

V 7t

2

y

J

(courbe 2)

o

Fig. 7 - Calcul de 1 (d'après Leonards).

M.o J

/

7

s

Tt

s

h : Hauteur moyenne de la nappe; on prend généralement h = H, S : Porosité efficace du milieu, T = kh : transmissivité.

Le débit Q par unité de longueur et pour un côté de la tranchée est :

/ /

0,5

s

y

S——*

-

3

, 1 . Cour be ex a etc

Y 0

2.Courbe

don lee

3 _ Cour be don

1 0,5

10

par

approxi mation

h

par

approx'i m a t i o n

h

2

1 1,5

fê

x

2,0

2fTt

Q =

(H2

47tht

Fig. 8 - Rabattement d'une nappe libre par une tranchée. Evolution de la ligne d'eau.

115

Si le rabattement est faible par rapport à l'épaisseur de la nappe ou si la nappe est captive, on utilise les formules suivantes : 2

H - h

'Y

—J= i e-> dX (courbe 3) V * •' o

= ( H - h o ) (1

71

2

Q = (H

Fig. 9 - Puits dans une nappe libre.

est petit (t grand), la première Lorsque — « 2 \ Tt formule devient :

pour des distances au puits supérieures à H , les deux surfaces coïncident. Il existe pour déterminer la hauteur de suintement h de nombreuses formules, d'origine expérimentale. La figure 10 donne une courbe permettant de calculer h = h + h . s

H

2

- h

2

2

= (H -h£)

S

1

'Y ^ T t /

Par analogie avec la formule de Dupuit en régime permanent : H

2

- h

2

z

= (H -hg)

( 1-

R

p

s

0

Les considérations générales sur l'anisotropie, qui ont été développées à propos des tranchées, restent valables. En particulier, c'est le coefficient de perméabilité horizontale qui intervient dans la formule du débit.

Le rayon d'action R est défini par : R =

» 'ulî „

1,78

\

v

II

On verra par la suite que le rayon d'action d'un puits, dans lequel on pompe à débit Q constant, est : R .

ï

1 ,v

Le rayon d'action d'une tranchée correspond donc à celui d'un puits : on pourra extrapoler les résultats d'un essai de pompage à une tranchée drainante. Mais comme le rayon d'action du puits iépend du rabattement, l'essai de pompage devra être fait en obtenant la stabilisation au niveau futur de la tranchée.

32

0 4 06 08 1

2

t

6

8 10

20

40

«¡0 80 10 0

Fig. 10 - Calcul de la hauteur de suintement (d'après Schneebeli).

LES PUITS

2 00

rJ-10

3

—— T t k

Puits complet dans une nappe libre (fig. 9) On appellera puits complet (ou parfait), un puits dont le fond repose sur le mur imperméable. Si l'alimentation de la nappe se fait à charge constante à travers un cylindre concentrique au puits, le débit est donné exactement par la formule de Dupuit : 2

H -tf ln R Par contre, la surface libre de la nappe est située au-dessus de la surface que les hypothèses de Dupuit permettent de calculer. On admet généralement que I 16

Puits incomplet dans une nappe libre (fig. 9) Il n'existe pas de formules rigoureuses pour calculer le débit et pour obtenir la position de la surface libre. Le débit est compris entre celui d'un puits complet dans cette nappe et celui d'un puits dans une nappe dont le mur imperméable passerait par la base du puits : TT k ( H - h

i

) ln

2

- ( h

0

- h

i

)

2

2

<

Q

<

T

C

k

H -hg

R ln

R

Puits complet dans une nappe captive (fig. 11) Les formules de D u p u i t sont valables : Q = 2 Ttke

H-h

U n cas f r é q u e n t est celui de l'alimentation par une rivière. P o u r u n puits complet, dans une nappe libre, le d é b i t Q est :

0

H

O - ^ k

2

R ln

L ' é q u a t i o n de l a surface libre est, avec les h y p o t h è s e s de D u p u i t :

L e niveau p i é z o m é t r i q u e est R

ln

H-h

= (H-ho)

[////////////////////A

.l n —

V7777777777777Z777777\

. P u i t s complet

; - f p ^ ;_±,

2

H

R

' hu 11 s i n c o m p l e t

ln r

L

y///////////////////,

3

h

- » 2d

- h

2

r

2

=(H -h ) u

2d

ln

d : distance du puits à la rivière, r' : distance d'un point au symétrique du puits par rapport à la rivière. O n peut aussi r é s o u d r e , p a r l a t h é o r i e des images, le p r o b l è m e d u puits a l i m e n t é à travers u n c y l i n d r e non concentrique a u puits [4]. U n autre r é s u l t a t i n t é r e s s a n t est celui d u puits situé a u centre d'une ellipse d ' e x c e n t r i c i t é quelconque : à 4 % p r è s , le d é b i t est celui qu'aurait u n puits a l i m e n t é à travers le petit cercle de l'ellipse. O n voit ainsi l'influence faible de l a forme exacte de l a ligne d'alimentation.

Fig. 11 - Puits dans une nappe captive.

Puits en régime transitoire Rayon d'action N o u s rappelons les formules suivantes * :

Puits incomplet dans une nappe captive (fig. 11) H - h =

O n utilisera l a formule a p p r o c h é e suivante : Q _ 2TC ke ( H — h ) 0

G

1„I

W (u) = avec •

r„

avec

G «

r„

2

4Tt

Tiw

cos — >.w 2e

1+ 7

r°°

e-" — dx ,' u x

r S u =

w — I

W (u) 4n T

et

Q

H - h

]

n

2,25 T t

4TTT

Sr

2

L a charge a u niveau d u toit (formules a p p r o c h é e s ) P o u r une nappe libre, les approximations suivantes sont meilleures p o u r les forts rabattements :

est h (r) = h +

Q

0

2n k w

l n — p o u r r < 2e r

H

p

2

W (u)

2

- h = 2n k

h (r) = H 2TT ke

l n — p o u r r ^ 2e R

et

H - h 2

2

=

^ m 2rck

Différents types d'alimentation D a n s les paragraphes p r é c é d e n t s , nous avons s u p p o s é que l a nappe é t a i t a l i m e n t é e à travers u n cylindre de r a y o n R , concentrique a u puits.

2

'

2

5

T

Sr

t 2

A partir de ces formules, nous pouvons p r é c i s e r l a notion de r a y o n d'action. * Cf. article « Essai de pompage » de H . Josseaume. I 17

3h En effet, la vitesse de rabattement de la nappe — est :

La relation (2) devient :

3 t

r'S 2

3h

_

Q

e~4Tt

4TTT

t

ln

z

(H -h' )

R'

9L

0

2

~ït

(H -hg

A u voisinage du puits et au bout d'un certain temps (hypothèse de l'approximation logarithmique), l'exponentielle est égale à 1 :

Q

ln

r„

ou ln x + ln

2

2

( H - h' )

R

0

ln

R

2

( H - hg) dh _

Q

1 (1)

La résolution de cette équation donne le résultat.

Cette vitesse est indépendante de la distance au

le rayon du puits devient r' , le rabattement restant le même.

3t ~ 4 T C T

t •

puits; elle décroît comme — . Il arrivera donc un t moment où elle sera inférieure à une vitesse très faible aonnée v. On dira alors que le régime est permanent.

Calcul

du débit

2

2 5

T

Avec les mêmes notations, il faudra résoudre l'équation :

ln x + 2 ln

En comparant cette formule avec celle de Dupuit : 2

(2)

p

on obtient : Tt

R = 1,5

"S"

(3)

A partir de ces résultats, on peut résoudre les problèmes que posent les rayons d'action. En effet, un essai de pompage fournit les valeurs suivantes : Q, (H — h ), r , R et t temps de stabilisation. Il permet donc d'obtenir la valeur minimale v de la vitesse de rabattement, caractéristique du terrain. p

0

En modifiant l'une des caractéristiques (ou plusieurs), on peut calculer les autres à partir des formules 1, 2, 3. Voici deux exemples : •

Calcul

du débit

Q' et du rayon d'action

= 2 ln

R

Groupes de puits Toute la théorie des groupes de puits est basée sur le principe de superposition des écoulements. Elle ne sera développée que pour des puits parfaits, mais, à partir des formules données pour les puits imparfaits, on pouirait faire les mêmes calculs. D'autre part, on considère pour des raisons pratiques une nappe captive. On obtiendra les formules pour les nappes libres en remplaçant e (H — h) par la . , H —h quantité . 2

0

R

Ce" cas se présentera lorsqu'il faudra calculer le débit d'une fouille circulaire et que l'on disposera des résultats d'un essai de pompage.

t

H — hg = —^- ln — 7u k r

R', quand

p

Le rabattement dans le puits est donc : HS-h^-5-ln ' 2-K k Sri

Q' et du rayon d'action

2

L'étude pourrait aussi être faite en régime transitoire. On appellera : r r r Q (

Sj Pi

t

: : : :

distance d'un point au puits Pi, distance entre les puits P et Pj, rayon du puits P débit pompé dans le puits P*. s

1(

R', quand

le rabattement devient (H — h^), le rayon du puits n'étant pas modifié.

Groupe

quelconque

de

puits

Le rabattement autour d'un puits est : Soit x le rapport-^-, d'après les relations (1) et (3) on a : R' Q 118

t

R

2

2

= x

0 R A = H — h = — - i — ln — 2TI ke r A = 0 pour r ^ R

pour r ^ r < R p

Des solutions de ce type seront donc superposées.

Cette méthode n'est pas satisfaisante, car on fait l'hypothèse de la superposition des rayons d'action. Si l'on suppose maintenant que les distances r^ entre les puits sont négligeables vis-à-vis du rayon d'action de chacun des puits, on peut considérer que l'alimentation se fait à travers un cercle de rayon R.

!

£0

1

60

1

1

40 20

\

V

Pour chaque puits, on a :

20

Ai =

ln 2TZ

+ Ci

f i

40

ke

60

Soit un rabattement global : t

1

A = 2 A, =

80

2 Qi ln n + C

2TC ke

En écrivant que le rabattement est nul sur le cercle de rayon R, on obtient : A = — — 2 Qi ln — 2TT ke r ;

a 2

0

a * 2

0

0.2

0 4

0,6

0 8

1.0

1 2

JL,JL

a

a

Hg. 12 - Ligne de puits parallèle à deux lignes de source (d'après Schneebeli).

Dans le cas d'une ligne de puits parallèle à une source linéaire 'à une distance d (fig. 13), on a les formules :

Le rabattement dans le puits P est : t

ln

A= A: = — — Qi l n ^

2TI r

2TX d \

. . . ) au voisinage du puits,

27t ke

+ 2 Qj ln —

2-rcke

En général, le débit est le même dans tous les puits. On trouve dans les ouvrages spécialisés (Muskat, Léonards) les formules correspondant à certaines implantations.

-Q A = -r

y

KC

Si

supérieure a -Q ke

A = Ligne

de puits

Pour le cas d'une ligne de puits parallèle à deux sources linéaires et située au milieu (fig. 12), si a désigne l'espacement des puits et Q le débit pompé dans chacun des puits, on démontre les formules suivantes : h =

Q 2n ke

, 7i r ln —

pour y < d et une distance au puits

d a

pour y > d et une distance au puits

supérieure a

au voisinage du puits,

Q / y ln2\ h = —— f — - a — 2ke \ a 7T /

a pour y > — 2

Tout se passe comme si la ligne de puits était remplacée par une tranchée complète, la charge dans la tranchée étant : ln2

hj = — 2TT

ke

On a donc 0

ln

h —h = T

p

27T

hp : charge dans le puits.

ke

0,2

0,4

0,6

0,8

1,0

1,2

1,4

1,6

1,8

2,0 a

2TC

r„

a

Fig. 13 - Ligne de puits parallèle à une ligne de source (d'après Schneebeli). 119

O n retrouve l ' é q u i v a l e n c e avec une t r a n c h é e drainante q u i rabattrait la nappe de

ke

a

. Ces formules

servent à calculer les s y s t è m e s de pointes

Pour une fouille de forme quelconque, mais suffisamment r é g u l i è r e , on p r e n d r a si P est le p é r i m è t r e de la fouille :

filtrantes.

P 2ir/

y. est un coefficient, qui d é p e n d du rapport de la largeur à la longueur de la fouille. 11 est g é n é r a l e m e n t voisin de 1 (fig. 14).

ÉPUISEMENT D'UNE F O U I L L E Calcul du

débit

A v a n t de choisir une m é t h o d e de rabattement, i l est n é c e s s a i r e de c o n n a î t r e le d é b i t qu'il faudra pomper. L e s m é t h o d e s d o n n é e s ci-dessous sont a p p r o c h é e s , mais l'erreur ainsi c o m m i s e est i n f é r i e u r e à celles dues à l ' h é t é r o g é n é i t é des terrains.

Fouille traversant toute la couche perméable L a m é t h o d e l a plus simple consiste à se ramener à une fouille de forme circulaire, à laquelle on applique l a formule des puits :

0 =

TTk

(H In

2

-

h¡)

R

L e rayon d'action sera c a l c u l é par décrite p r é c é d e m m e n t .

la

méthode

A d é f a u t , on ajoutera au rayon d'action d'un puits de faible d i a m è t r e le r a y o n de l a fouille. Pour

une

fouille

elliptique,

le

rayon

du

puits Fig.

é q u i v a l e n t est

a

+

^ (a et b : demi-axes de

Dispositif de pompage. Autoroute A 6. Bois de Laives (S.-et-L.).

120

l'ellipse).

14 - V a l e u r du coefficient x en fonction du rapport l a r g e u r / l o n g u e u r de la fouille ( d ' a p r è s Schneebeli).

Débit d'exhaure.

F o u i l l e de l ' é c l u s e de D u n k e r q u e ( l ' a s s è c h e m e n t de la fouille a é t é obtenu par une centaine de puits profonds).

La méthode la plus précise consistera à tracer le réseau d'écoulement, mais il faut connaître correctement les conditions aux limites (alimentation par une rivière par exemple). Fouille très

à la surface d'une couche

perméable

épaisse

On assimile la fouille à une demi-sphère de rayon r . Autour d'une sphère, la charge est de la forme : s

h = — + r

Rabattement de la nappe Fossé

en fond de fouille

(fig.

15)

L'eau est recueillie en fond de fouille par un fossé et est évacuée par pompage. Cette solution présente des inconvénients : — pour assurer la stabilité des parois de la fouille, il faudra adopter des pentes faibles, — si le débit est élevé, une protection des talus sera nécessaire pour éviter l'érosion, — le terrassement de la fouille dépendra de la vitesse de rabattement de la nappe.

B

Si le rabattement est A , le débit qu'il faut pomper est : Q = 2xt k A r

S u r f a c e de la n a p p g

Fig.

15

s

Si l'on fait intervenir la surface mouillée S, cette formule devient : Q =

y/ï^

kA

y/T

On emploiera cette formule lorsqu'il sera difficile d'assimiler la fouille à une demi-sphère. 121

Puits

profonds

Pour les forts rabattements, on utilise des pompes immergées dans des puits crépines de 20 à 50 cm de diamètre. Leur espacement varie de 10 à 60 mètres. Après avoir évalué le débit total par les méthodes exposées ci-dessus, on choisit le nombre de puits nécessaires et ainsi le débit par puits. Si on a tracé le réseau d'écoulement, les puits seront espacés proportionnellement aux lignes de courant (fig. 16), pour obtenir ainsi un rabattement plus homogène. On appliquera alors les formules données sur les groupes ou les lignes de puits, pour vérifier que le projet est correct. Ligne de c o u r a n t

Système de poirrtes-filtrantes.

Fig. 16 - Implantation des puits.

Stabilité du fond de fouille Pointes

filtrantes

Ce sont des tubes de faible diamètre (5 à 8 cm), crépines à leur base sur une hauteur de un mètre environ. Ils sont mis en place par Iançage et reliés à une pompe à vide par l'intermédiaire d'un collecteur. Le rabattement maximal que l'on peut obtenir est de l'ordre de 6 mètres. Pour les fouilles profondes, plusieurs niveaux de pointes filtrantes seront donc nécessaires. Le calcul d'un tel système est basé sur l'équivalence entre une rangée de puits et une tranchée drainante [3]. On mentionnera aussi l'emploi de l'électro-osmose ou de l'électro-consolidation pour les milieux très peu perméables. Ces méthodes demandent des études particulières très poussées. 122

Avant d'ouvrir une fouille, il faut s'assurer qu'il n'existe pas en profondeur une nappe captive, qui pourrait provoquer un soulèvement du fond de la fouille. Car il faudrait, le cas échéant, prévoir son rabattement, généralement par puits profonds. Exécution des terrassements dans la nappe Le rendement et l'efficacité des engins de terrassement sont fonction de l'état des sols. D'autre part, le réemploi de certains matériaux dépend de leur teneur en eau. On sera donc conduit à rabattre la nappe, préalablement aux travaux. Le rabattement est obtenu par des tranchées longitudinales, car les méthodes décrites pour les fouilles (par pompage) sont généralement plus coûteuses. De plus, il faut prévoir un drainage permanent pour assurer la stabilité des talus.

On notera cependant que le rabattement obtenu par des tranchées longitudinales est superficiel (fig. 17).

1m Fig.

17 - T r a n c h é e s longitudinales.

On a vu que le rayon d'action d'une tranchée est : TckHt

D

=

V ~

Il sera faible pour les milieux peu perméables. Ainsi pour un limon de perméabilité 10" m/s, le rayon d'action pour une nappe de 3 mètres de hauteur est : 7

R =

v/T

t étant exprimé en jours. La construction d'une tranchée supplémentaire (ou d'un fossé) sera alors nécessaire. On remarque aussi l'influence du facteur temps. Si la hauteur à terrasser sous la nappe est importante (supérieure à 4 mètres), il sera plus économique de réaliser des tranchées successives, la construction de tranchées de grande hauteur étant très délicate (soutènement).

2

1

Fig.

3

i

5

m= c o t g 6

18 - L o n g u e u r de la zone de suintement.

Ces courbes ne tiennent pas compte de l'anisotropie des terrains. Le débit — sera évalué à partir de la k

STABILITÉ DES PENTES, D R A I N A G E La zone de suintement

Lorsqu'une nappe est rabattue par un talus, l'eau s'écoule à travers la surface de suintement. Si un système de drainage n'est pas nécessaire pour stabiliser la pente, il faut envisager sa protection pour éviter les dégradations dues à l'érosion, au gel. Pour estimer la longueur de la zone de suintement, on utilisera le graphique de la figure 18 qui donne, en fonction de la pente du talus m = cotg 0, la valeur k/o sin 6 T_' ii entation est à l'infini. La Q courbe 1 donne la longueur de suintement lorsque le mur imperméable recoupe le talus, la courbe 2 lorsque le niveau perméable est infini vers le bas. de

a

m

carte piézométriqué, avant rabattement par les talus. ^

, ,

k/ sin G

.

0

On a généralement m = 2 ;

est donc Q compris entre 2,55 et 2,85, soit (pour une formation isotrope) : 5,70

< k < 6,30

k

-5. k

Les tranchées drainantes

On ne reviendra sur cette méthode de drainage que pour indiquer l'intérêt qu'il y a à enterrer le drain de plateforme le plus profondément possible afin de rabattre la nappe et limiter la zone de suintement à la base du talus. 123

Les drains subhorizontaux Ce sont des tubes crépines, placés à l'intérieur de forage horizontaux. Ils servent à drainer le talus dans sa masse, puisque leur longueur peut' atteindre et même dépasser 100 mètres. On connaît encore très mal la forme de la nappe rabattue et, par conséquent, leur efficacité. La notion de rayon d'action doit aussi exister. On pourrait, pour la préciser, appliquer la théorie développée pour les puits. Dans les milieux fissurés, les drains subhorizontaux recoupent un grand nombre de fissures et donnent ainsi de très bons résultats. Ils conviennent aussi très bien pour vider de leur eau les poches de sable. Une étude géologique est nécessaire pour les implanter. Les drains devront traverser la surface sur laquelle le coefficient de sécurité est minimal. Leur inclinaison est au moins égale à 3 % (pour évacuer les sédiments pendant la réalisation et pour éviter la formation de cuvette). Pour augmenter leur efficacité, ils devront traverser toute l'épaisseur de la couche aquifère, puisque la perméabilité parallèlement à la stratification est beaucoup plus grande que perpendiculairement. Pour ce type de drainage, il n'y a pas de filtre artificiel. Les terrains devront le réaliser. Ainsi, il peut arriver que les drains se colmatent. Leur décolmatage est possible par lavage.

Les éperons drainants (fig. 19) Tranchée drainante : blindage glissant provisoire.

».4

i*-

S'

AD

Tranchée drainante longitudinale

124

Ce sont des murs drainants, verticaux et perpendiculaires à l'axe de la tranchée. Le calcul de la position de la nappe rabattue est impossible. Mais on peut faire une étude approchée, à l'aide des hypothèses de Dupuit, en supposant les talus verticaux. Cette étude montre que leur profondeur doit être égale à la moitié de leur espacement pour que les lignes de courant soient notablement déviées (fig. 20). Pour le choix de l'espacement, il faut aussi introduire la notion de rayon d'action : on pourra se référer à celui des tranchées drainantes. Il diminue avec la perméabilité.

Fig. 19 - Eperons drainants

F i g . 20 - Etude t h é o r i q u e des é p e r o n s drainants à l'aide des h y p o t h è s e s de D u p u i t .

R é a l i s a t i o n de drains subhorizontaux.

Leur réalisation sera très délicate; elle dépendra surtout de la tenue verticale des terrains. Cela limite beaucoup leur emploi : il semble que cette technique convienne surtout pour des talus de faible hauteur (5-6 mètres). Les puits perdus S'il existe en profondeur une couche poreuse, perméable, aquifère ou non, on peut, dans certaines conditions, rabattre la nappe en la déversant dans la couche inférieure par l'intermédiaire de puits. Un essai sera nécessaire pour dimensionner un tel système. Puits et drains subhorizontaux Pour stabiliser une pente très faible, on ne peut guère employer les drains subhorizontaux, car leur longueur serait trop grande. On peut alors réaliser des puits verticaux d'au moins un mètre de diamètre et forer, à partir de leur fond, des drains en éventail.

Talus d r a i n é

p a r une s é r i e

de drains s u b h o r i z o n t a u x .

125

L'eau sera é v a c u é e par un exutoire foré en m ê m e temps que les drains. O n peut m ê m e employer cette m é t h o d e pour rabattre la nappe avant les terrassements d'une tranchée de grande hauteur. Pendant les travaux, l'eau sera é v a c u é e par pompage dans les puits. A p r è s , on réalisera l'exutoire vers la plateforme (fig. 21). Terrain n a t u r e l

Fig.

21 - Puits et drains subhorizontaux.

Conclusion

Puits drainant dans un massif calcaire très fissuré rabattanl la nappe en amont d'une pente. Autoroute A 6, tranchée de Lasalle (S.-et-L.).

L a stabilité des talus ne sera assurée que si les s y s t è m e s de drainage remplissent correctement leur rôle. Il importe donc que leur réalisation soit très soignée : en particulier, on portera son attention sur les filtres. O n surveillera le niveau p i é z o m é t r i q u e de la nappe et le débit des drains, pour vérifier leur bon fonctionnement.

BIBLIOGRAPHIE [1] DE C A Z E N O V E , Rabattement d'une nappe à surface libre exploitée par puits ou tranchées, La houille blanche, 3 (1961). 252-265. [2] P . - Y A . POLUBARINOVA-KOCHINA, Theory of ground water mouvement. University Press (Princeton. New-Jersey, 1962), 613 p. [3| G . A . LEONARDS, Les fondations, Dunod (Paris, 1968), 1106 p. [4] G . SCHNEEBELI, Vhydraulique souterraine, Eyrolles (Paris, 1966), 362 p. Par ailleurs, l'auteur de cet article s'est inspiré des ouvrages : V.-I. A R A V I N et S . - N . N U M E R O V , Theory of fluid flow in undeformable porous media, Israel Program for Scientific Translations (Jerusalem, 1965), 510 p. G . CASTANY, Traité pratique des eaux souterraines, Dunod (Paris, 1963), 657 p. H. -R. CEDERGREEN, Seepage, drainage and flow nets, John Wiley and Sons (New York, Londres, Sidney, 1967), 489 p. A. H O U P E U R T , Eléments de mécanique des fluides dans les milieux poreux (extrait de la Revue de l'Institut Français du Pétrole et Annales.des Combustibles Liquides) Sté des Editions Technip. (Paris, 1957), 231 p. M . M U S K A T , The flow of homogeneous fluids through porous media, J.-W. Edwards (Ann Arbor, Michigan, 1946), 763 p. H. SCHOELLER, Les eaux souterraines, Masson (Paris. 1962). 642 p. 126

discussion

Lors de la discussion, les é c h a n g e s de vue ont p o r t é sur les points suivants :

Notion de rayon d'action Cette notion de rayon d'action est difficile à p r é c i s e r .

Classiquement, il s'agit de la limite du c ô n e de

tement, limite d é f i n i e comme é t a n t la ligne à partir de laquelle les rabattements on doit la d é f i n i r en c o n s i d é r a n t

l'équilibre

tation, de la p l u v i o m é t r i e et de

l'infiltration.

alimentation-débit

Par exemple, a p r è s la r é a l i s a t i o n d'une a u t o r o u t i è r e importante, dans la v a l l é e

du

évacué.

rabat-

ne sont plus mesurables. En fait,

Il faut donc tenir compte du bassin d'alimen-

tranchée Rhône,

d é b i t des sources s i t u é e s à 1 km a d i m i n u é

le

considé-

rablement. Cette baisse est-elle due aux travaux? Pour le savoir, le Burgeap*, c h a r g é

de l ' é t u d e ,

a tracé

la

carte p i é z o m é t r i q u e de la nappe, afin de d é t e r m i n e r les zones d'alimentation des sources (figure ci-contre).

La

baisse du d é b i t n ' é t a i t pas imputable aux travaux mais à la s é c h e r e s s e de la saison. La poursuite des observations devait confirmer ces r é s u l t a t s . Cette notion est p r é c i s é e , par M . cas

gradient Par

Rat, dans le

simple d'une nappe cylindrique d ' é p a i s s e u r uniforme i (substratum

u n i t é de longueur, le d é b i t Q=

légèrement de cette

à

nappe est :

kHi

Si une t r a n c h é e drainante intercepte la

H

incliné).

nappe, son d é b i t sera Q et la formule

totalement de

Dupuit

s'écrit :

2 R et en rapprochant ces deux formules, on obtient le rayon d'action :

Rayon d'action : Le tracé de la carte piézométrique démontre que la construction de la tranchée n'a pas influencé le débit de la source.

Réalimentation de nappes On

rencontre ces p r o b l è m e s de r é a l i m e n t a t i o n , en particulier, quand on veut é v a c u e r

pluviales qui ruissellent vers les points bas des t r a c é s . p o s é s par le rabattement

mais leur é t u d e

d'extrapoler les r é s u l t a t s ) .

Du

point

de

vue

théorique,

vers la nappe les eaux

ils sont analogues à

ne peut se faire qu'avec des essais en vraie grandeur (il est

ceux

difficile

—

On attire surtout l'attention sur le colmatage biologique qui se produit g é n é r a l e m e n t

(cas, par exemple, de la

r é a l i m e n t a t i o n de la nappe de la craie, à l'Ouest de Paris, o ù , m a l g r é la p u r e t é des eaux i n j e c t é e s ,

il faut

décol-

mater le fond des bassins tous les ans).

*

Bureau d ' é t u d e s de g é o l o g i e a p p l i q u é e et d ' h y d r o g é o l o g i e souterraine.

I27

P o m p a g e d i r e c t d a n s la f o u i l l e o u d a n s d e s p u i t s ?

Les débits é t a n t les m ê m e s , la solution puits est préférable car elle permet d'avoir un fond de fouille sec et évite les effets nocifs de l'eau sur les talus. D e u x e x e m p l e s d ' e x p l o i t a t i o n d e m a t é r i a u x s o u s la n a p p e

• Une exploitation avait é t é e n v i s a g é e à la dragline jusqu'à 11 m è t r e s de profondeur, mais les difficultés d'essorage du m a t é r i a u , r e m a n i é par l'extraction, ont conduit à pratiquer un rabattement de nappe et une exploitation au scraper. Le rabattement a é t é fait par pompage dans des cuvettes ceinturant le gisement. A la fin de l'exploitation, il était de 7 à 8 m è t r e s et les débits atteignaient 3.000 mVh pour 4 hectares. Ces débits ont conduit à une interaction avec une station de pompage située à 500 m è t r e s . • Pour une autre exploitation, on a c o m m e n c é pour partie à la dragline, pour partie après rabattement. Mais elle se poursuivra p e u t - ê t r e par extraction c o m p l è t e , après rabattement, afin d'éliminer certaines lentilles d'argile intercalées dans les graves.

Exploitation d'un gisement de matériaux pour remblai par rabattement de nappe (vue générale) - Autoroute A 6, Bois de Laives, S.-et-L.

Exploitation d'un gisement par dragline, sous la nappe Autoroute A6, Saint-Oyen, S.-et-L.

M a t é r i a u x filtres

A l'expérience, le Laboratoire régional de Nancy constate qu'avec un m a t é r i a u 0/100 ou 40/60, il y a colmatage et que, par contre, l'emploi des règles de Terzaghi ou de Kerisel conduit à un m a t é r i a u trop peu p e r m é a b l e . Aussi, recommande-t-il maintenant l'emploi d'un 0/40, reconstitué avec 30 % de 0/5 (coefficient d'uniformité é l e v é , anticontaminant).

128

rticuliers

Nappe en charge dans le sol de fondation d'un ouvrage d'art

H. JOSSEAUME J.-J. SEVESTRE I n g é n i e u r E.N.S.M. Chef de la Section " M é c a n i q u e des Sols et Fondations" J.-F. MAILLARD Assistant Section " G é o l o g i e " J.-P, DUPARCQ Technicien S u p é r i e u r Section " G é o l o g i e " A. VECCHI Technicien S u p é r i e u r Section " M é c a n i q u e des Sols et Fondations" Laboratoire Régional du Bouget

Le Laboratoire central des Ponts et Chaussées et le Laboratoire régional du Bourget ont été chargés par le Service des Ponts et Chaussées de la Seine de l'étude des problèmes de mécanique des sols posés par la construction de la voie de desserte de Fontenaysous-Bois.

Cette voie de desserte (fig. 1) est une autoroute urbaine reliant les autoroutes A.3 (antenne de Bagnolet) et A.86. Elle se détache de l'antenne de Bagnolet au viaduc courbe de Romainville, traverse le plateau de Romainville vers le sud-est puis oblique vers l'est à Montreuil-sous-Bois. Elle descend ensuite sur le flanc

Fig. 1 - Tracé de la voie de desserte de Fontenay-sous-Bois.

131

est du plateau jusqu'au C D . 43 suivant une ligne de plus grande pente.

dans la masse (dalles et gros blocs). Son épaisseur atteint, par endroit, 5 mètres ;

Une étude générale, faite en 1965, a permis de définir les conditions de fondation des ouvrages d'art. Cependant, il s'est avéré nécessaire de procéder à une étude spéciale des fondations de l'ouvrage de franchissement de la R.N. 302, à Montreuil-sous-Bois, le sous-sol présentant un certain nombre d'anomalies locales :

Glaises vertes et marnes à cyrènes :

— profil des couches très irrégulier, — existence d'une nappe en charge à faible profondeur, — existence de cavités dans les couches profondes.

Géologiquement, l'horizon des glaises vertes se présente sous forme d'argiles vertes compactes et relativement homogènes de 6 mètres environ d'épaisseur. A leur partie supérieure, on trouve plusieurs cordons de nodules calcaires (bandes blanches) qui sont le siège de circulations d'eau. Le contact avec le calcaire de Brie sus-jacent est altéré localement. Les marnes à cyrènes leur font suite et sont constituées de feuillets argileux séparés par de minces lits silteux. Leur épaisseur est d'environ 1,50 mètre.

POSITION DU PROBLÈME Ces deux niveaux sont homogènes latéralement ; Plusieurs campagnes de sondages successives ont été exécutées de 1964 à 1967 (sondages profonds carottés et sondages superficiels à la tarière Highway). Les sondages les plus profonds ont recoupé la série géologique du Sannoisien au Bartonien et la succession suivante a été ainsi mise en évidence, de haut en bas (fig- 2) :

Terrains superficiels et remblais ; Calcaire de Brie (ou travertin) : Cet horizon qui couronne la plus grande partie du plateau de Malassis est constitué d'une marne blanchâtre calcaire, emballant par endroits des blocs siliceux dont la taille va de quelques dm à plus de 1 m et qui sont distribués soit en cordons à la partie supérieure de la couche (petits blocs), soit irrégulièrement 3

Marnes supragypseuses : L'assise des marnes supragypseuses comprend deux niveaux, au sommet, les marnes de Pantin, à la base, les marnes d'Argenteuil. Les marnes de Pantin sont des marnes calcaires blanches, fissurées, dont l'épaisseur moyenne est légèrement inférieure à 5 mètres. Elles recèlent une nappe aquifère, localement en charge. Les marnes d'Argenteuil sont constituées par une alternance de marnes bleues et rousses assez compactes, renfermant plusieurs bancs de gypses. Leur épaisseur est de l'ordre de 10 mètres ;

3

Masses et marnes du gypse : Elles totalisent une épaisseur de 20 mètres environ.

L'ouvrage franchissant la R.N. 302 : en béton précontraint, à trois travées continues et comportant deux tabliers indépendants.

Au point de vue géotechnique, les couches superficielles (à l'exception des remblais, du calcaire de Brie et de la partie supérieure de l'argile verte) sont suffisamment résistantes et peu compressibles pour que les ouvrages d'art puissent être fondés sur des semelles ancrées de 1,50 mètre dans l'argile verte et exerçant sur le sol une pression de l'ordre de 2,5 bars. Le tracé de la voie de desserte de Fontenay se trouve sur le flanc sud d'un bombement anticlinal d'axe sensiblement ouest-est qui affecte le plateau de Romainville. Les pendages d'ensemble, orientés nord-sud, sont de l'ordre de un pour cent. D s'y ajoute des phénomènes de fauchage de couches en bordure de plateau, particulièrement dans les thalwegs. Au point de franchissement de la R.N. 302 qui emprunte un de ces thalwegs, l'étude a, en outre, mis en évidence un effondrement local affectant l'ensemble des couches qui surmontent la deuxième masse du gypse. Le phénomène a été provoqué par l'effondrement de cavités de dissolution situées dans cet horizon (soit entre 25 et 35 mètres de profondeur) et les sondages

profonds ont montré qu'il subsiste encore de telles cavités dont la hauteur sous voûte reconnue atteint 5 mètres. Cet affaissement a porté localement à environ 10 mètres la surcharge de la nappe des marnes de Pantin. En effet, au droit de la R.N. 302, le toit des marnes de Pantin descend jusqu'à la cote 84, tandis que le niveau statique de la nappe ressort à la cote 94,50. La voie de desserte devait franchir la R.N. 302 sur un ouvrage en béton précontraint à trois travées continues comportant deux tabliers indépendants. Les perturbations du sous-sol mentionnées ci-dessus posaient deux problèmes : • celui de la stabilité de l'ouvrage au cas où les cavités dans le gypse s'étendraient et provoqueraient un effondrement local des couches superficielles (fontis). Pour parer à cette éventualité il a été décidé, d'une part, de réaliser des fondations et des appuis continus sur toute la largeur de l'ouvrage (des fondations indépendantes avaient tout d'abord été prévues pour chaque tablier), d'autre part, de dimensionner et d'armer les semelles de fondation de façon à ce qu'elles puissent résister à l'ouverture d'un fontis de 6 mètres de diamètre, immédiatement sous la fondation. Par ailleurs, des appareils (tassomètres et capteurs de pression totale) mis en place

133

sous les semelles, devaient en outre permettre de déceler l'extension des cavités ; • celui du niveau de fondation de l'ouvrage. Si l'on conservait la solution adoptée pour les autres ouvrages, c'est-à-dire si l'on se fondait sur l'argile verte, de graves ennuis pouvaient survenir pendant les terrassements : si la surpression de la nappe des marnes de Pantin n'était plus équilibrée par la pression des terres susjacentes il y aurait rupture du fond de fouille par soulèvement (renard). L'adoption d'un niveau de fondation plus élevé éliminait ces risques mais était encore plus aléatoire, compte tenu des caractéristiques médiocres des couches superficielles (risques de tassements différentiels importants). Il a donc été décidé de fonder l'ouvrage sur l'argile verte. Il devenait alors nécessaire d'entreprendre une étude détaillée de la stabilité des fouilles de fondation et de définir les mesures propres à éviter la formation de renards.

PARTICULARITÉS D E L A C O U P E D U S O L Une campagne de reconnaissance très détaillée, comportant des sondages carottés et des sondages à la tarière implantés suivant une maille très serrée (5 à 10 mètres), a permis de déterminer avec précision la topographie du sol au droit de l'ouvrage. Les coupes du sol de fondation dans l'axe des appuis sont représentées sur lafigure3.

ÉTUDE D E S N A P P E S Surfaces p i é z o m é t r i q u e s

Des piézomètres intéressant les marnes de Pantin, l'argile verte et les marnes à cyrènes ont été posés dans des sondages carottés de 116 mm de diamètre. Les piézomètres mis en place dans les marnes de Pantin étaient des tubes en matière plastique de 44 mm de diamètre intérieur, crépines à leur partie inférieure.

Argile verte Argile

verte

Marnes a cyrenes 94,50 ¿Nanpej 9 5yy/yyyyy^yyyy'yyy/y/yA'yy/y^/yy?y^?^y^. Ari:!

100

D:4 2 9 085" Marne

Marne d A r g e n t e u i l

a) suivant l'axe longitudinal de la culée

d'Argenteuil

b) suivant l'axe longitudinal de la pile Côté Romainville

100959085-

Limon des plateaux T r a v e r t i n de Brie - ÛH=5 Argile ver te

--lïi.'SÔ

Mappe

-f~ - v

Limon des plateaux .— Travertin de B r i e

9 0-

D= S 85-

1

Argii c verte

"J_"JJ_Í4.50 Nappe A H =

'
D

_

Marnes a cyrenes—

Marnes a cyrenes 80-

Marne de P a n t i n F= 0 , 9 5 x - = 0,76

a) suivant l'axe longitudinal de la pile

b) suivant l'axe longitudinal de la culée Côté Rosny

Fig. 3 - Coupe du sol de fondation de l'ouvrage de franchissement de la R.N. 302.

134

, - •

5 v

•

Chacun d'eux était entouré d'un filtre en gravier 0/5 sur toute la hauteur des marnes de Pantin. Lefiltreétait isolé de la partie supérieure du sondage par un bouchon étanche en argile-ciment. Dans l'argile verte et les marnes à cyrènes, bien moins perméables, des piézomètres type «Casagrande», ayant un temps de réponse beaucoup plus faible que les piézomètres classiques, ont été utilisés. Es sont constitués d'une capsule cylindrique poreuse (longueur 254 mm, diamètre 50,8 mm) prolongée par un tube de 12,7 mm de diamètre intérieur. La capsule poreuse était entourée d'un filtre en sable de Fontainebleau d'environ 50 cm de hauteur, limité à sa partie supérieure par un bouchon d'argile-ciment.

l'éviter, de se fonder à environ 1,50 mètre au-dessous du toit de l'argile verte. On a donc adopté les cotes suivantes pour les différents niveaux de fondation

(fig.

3) :

— culée côté Romainville : 94,5, — pile côté Romainville : 93,5, — pile côté Rosny : 89,5 (côté province), 92 (côté Paris), — culée côté Rosny: 89,5 (côté province), 91 (côté Paris).

E

Le relevé de l'ensemble des piézomètres, effectué après stabilisation, montre que les niveaux piézométriques sont sensiblement les mêmes pour les trois couches. Leur surface piézométrique est sensiblement horizontale et se situe aux environs de la cote 94,50. Essais de perméabilité dans les piézomètres Afin d'apprécier la perméabilité des différentes couches, certains piézomètres ont été partiellement vidés par soufflage à l'air comprimé et la remontée de l'eau dans ces piézomètres a été suivie en fonction du temps. Ces essais, interprétés en essais Lefranc à charge variable (fig. 4 et 5) ont donné les résultats représentés par le tableau I.

0

100

200

300 t e m p s en

secondes

Fig. 4 - Essai de perméabilité effectué dans un piézomètre les marnes de Pantin (piézomètre n° I).

posé dans

TABLEAU I

Coefficient Couches

Piézomètres

de

perméabilité en

Marnes de

Argile

Pantin

verte

1

1,3

1A

(1

er

essai)

5

I A

(2

e

essai)

8

IB cyrènes

x 10"«

x10x

(1

I B (2

1 0

10-

1,1 x irr

II A

Marnes à

m/s

1 0

10

er

essai)

1.2

x 10-»

e

essai)

5,4

x 10-'°

6.3

x

II B

10-'

FONDATIONS DE L'OUVRAGE L'étude géotechnique de 1965 avait mis en évidence, à la partie supérieure de l'argile verte, une zone altérée plus compressible et moins résistante, de plus d'un mètre d'épaisseur. On retrouva cette zone de moindre résistance à l'emplacement de l'ouvrage et il fut nécessaire, pour

T e m p s en

secondes

Fig. 5 - Essai de perméabilité effectué dans un piézomètre posé dans l'argile verte (piézomètre n° IA - 2 essai). e

135

Les appuis, côté Rosny, sont fondés à deux niveaux différents afin d'entailler le moins possible la couche d'argile verte et, par conséquent, de réduire au maximum les risques de rupture du fond de fouille par renard. Pour réaliser une semelle continue sous ces appuis on a été conduit à adopter les dispositions schématisées

On obtient la même expression pour le coefficient de sécurité à long terme. Un écoulement permanent s'établit alors entre la couche perméable et le fond de fouille. Le toit de la couche et le fond de fouille sont les deux équipotentielles extrêmes de cet écoulement dont la perte de charge est : h

sur lafigure6.

- h = AH

M

N

En effet : H et Semelle continue en beton a r m e

h o. : „ ° -. »:

.O . . . . • » • • «

D

ZK

Dans la partie centrale de la fouille, les lignes de courant sont verticales et le gradient hydraulique prend la valeur :

Ar g 11 e v e r t e ^ G r a v e ou beton

+

N

maigre

Fig. 6 - Disposition adoptée pour les appuis, côté Rosny, fondés deux niveaux.

.

à

h - h M

N

AH D

MN

Un volume de sol a, b, c, d de largeur unité est soumis à une force d'écoulement verticale d'intensité :

ETUDE DU RISQUE DE RENARD E = iy

w

Étude générale de la stabilité d'une fouille (fig. 7). Considérons une couche d'argile homogène saturée, de poids spécifique apparent y, surmontant une couche perméable dont la nappe est en charge. La surface piézométrique de cette nappe se situe à la cote z = H au-dessus du toit de la couche perméable. Une fouille ouverte dans la couche superficielle ne sera stable à court terme que si la pression de l'eau au niveau du toit de la couche perméable est équilibrée par la pression de l'argile constituant le fond de fouille, c'est-à-dire si :

D = AH

V v i

qui tend à le soulever et à son poids déjaugé tend à le stabiliser. U sera stable si : y'D

V'D qui

> AH y

v

d'où : y'D AH

F w

Surface, Piezometnque

yD > y H w

(y +

J

V

D > y„ (D + AH) j/D > ; ; A H

Argile

B

W

and

Si l'on définit le coefficient de sécurité F comme le rapport des forces stabilisatrices aux forces tendant à provoquer la rupture, on a : v -

? y AH

/D

w

136

Couche p e r m e a u i e

Fig. 7 - Schéma d'une fouille ouverte dans une couche constituant le toit d'une nappe en charge.

L

Remarque : On n'obtient la même expression pour le coefficient de sécurité à court terme et pour le coefficient de sécurité à long terme qu'en négligeant les forces de résistance au cisaillement qui s'opposent au soulèvement du fond de fouille. Cette approximation est légitime si la largeur B de la fouille est grande par rapport à l'épaisseur D de l'argile en fond de fouille. Lorsque les forces hydrauliques ne sont plus équilibrées par les forces de pesanteur, l'argile constituant le fond de fouille se comporte comme une dalle encastrée, chargée à sa partie inférieure, et subit des efforts de traction incompatibles avec sa résistance (la résistance à la traction d'une argile, faible à court terme, est pratiquement nulle à long terme). Lafissurationqui en résulte ne permet pas de tenir compte des forces de résistance au cisaillement. Lorsque B et D sont du même ordre, l'expression du coefficient de sécurité indiquée ci-dessus conduit à des valeurs pessimistes.

Application à l'ouvrage étudié Le poids spécifique apparent de l'argile verte étant y = 1,95 t/m , le coefficient de sécurité prend la valeur : 3

y

w

AH

l'extrémité, côté Paris, de la culée où l'épaisseur de l'argile verte était de l'ordre de 1,3 mètre), la stabilité des fouilles de fondation des appuis ne pouvait être assurée qu'en diminuant localement la pression de l'eau dans les marnes de Pantin pendant les terrassements. Pour obtenir le coefficient de sécurité minimal F = 1,25, il était nécessaire d'abaisser la surface piézométrique de 3 mètres dans la zone la plus critique et de 2 mètres par ailleurs. D a donc été décidé de rabattre la nappe des marnes de Pantin au moyen de puits profonds équipés de pompes immergées. On a procédé à un essai de pompage pour déterminer les caractéristiques de ces puits.

ESSAI D E P O M P A G E Conditions et réalisation de l'essai L'essai de pompage a été réalisé dans un puits de 200 mm de diamètre, foré jusqu'au toit des marnes d'Argenteuil qui constituent un substratum imperméable. Le puits était équipé d'un tubage métallique de 150 mm de diamètre, crépine sur toute la hauteur des marnes de Pantin. L'espace annulaire compris entre la paroi du forage et la crépine était rempli d'un gravier 0/5 jouant le rôle de filtre. Le puits était équipé d'une pompe électrique immergée, le débit pompé étant mesuré au moyen d'un compteur totalisateur monté sur la conduite de refoulement.

AH

AH gardant une valeur constante pour un niveau de fondation déterminé, le plus faible coefficient de sécurité est obtenu pour la valeur minimale de D. Les valeurs du coefficient de perméabilité mesurées dans les marnes à cyrènes étant pour certains essais supérieures à celles mesurées dans l'argile verte, il a semblé prudent de faire l'hypothèse que les forces hydrauliques s'exerçaient uniquement sur la couche d'argile verte, ce qui revenait à prendre pour D l'épaisseur de cette couche seule. Les valeurs de F calculées pour chaque appui sont reportées sur lafigure3.

Les fluctuations de la surface piézométrique au voisinage du puits ont été suivies au moyen des piézométres posés dans les marnes de Pantin lors de l'étude de la nappe. La position de ces piézomètres par rapport au puits est représentée sur la figure 8. On a également tenu compte des indications d'un piézomètre (S^ mis en place au cours d'une précédente campagne de sondages et situé à 45 mètres du puits. L'essai a comporté plusieurs phases : 3

— un pompage d'essai à débit constant (Q = 0,96 m /h) interrompu au bout de 4 heures, — un pompage de longue durée à débit constant (Q = 0,63 m /h). La surface piézométrique s'est stabilisée au bout d'environ 24 heures, 3

Côté Romainville, la fondation de la culée ne descendant pas au-dessous de la surface de la nappe et, d'autre part, le coefficient de sécurité pour la pile étant de 4, l'exécution des fondations de ces appuis ne posait pas de problème.

— un pompage utilisant toute la puissance de la pompe. Le débit qui était initialement de 2,7 m /h s'est stabilisé rapidement à 0,9 m /h. Le régime permanent a également été obtenu en 24 heures.

Par contre, côté Rosny, le coefficient de sécurité étant rarement supérieur à l'unité le long de chacun des deux appuis (il atteignait sa valeur minimale F = 0,35 à

Deux pompages successifs étaient séparés par un intervalle de temps suffisamment long pour que la nappe reprenne sa position d'équilibre.

3

3

137

Le tableau III donne les valeurs du rabattement de la surface piézométrique dans les puits et les piézomètres à la fin du dernier pompage.

3.50m P u i t 5

JL-»

/B

' in (9

A

Ces résultats montraient que le risque de rupture des fouilles par renard pouvait être totalement éliminé en rabattant la nappe au moyen d'un seul puits foré dans la zone où le coefficient de sécurité est minimal, c'est-à-dire au voisinage de l'extrémité, côté Paris, de la culée côté Rosny.

• A

Piézomètre d.

6

d a n s U s marnes

RABATTEMENT D E L A NAPPE PENDANT L'EXECUTION DES FONDATIONS

p,„«,n

o '

O A

P i e z o m e t r e dans l a r g i i ?

verte

A la demande du maître d'oeuvre et pour des raisons de sécurité, les dispositions suivantes ont été prises :

\ \

Piezometre a

c y r

"

d a n s 1er m a r n e s

Î S

i

F

9

'g-

8

— deux puits distants de 5 mètres et dont la situation par rapport à l'ouvrage est indiquée par lafigure9, ont été forés jusqu'à la base des marnes de Pantin. Chacun d'eux était équipé d'une pompe électrique immergée fonctionnant sur le secteur. Cependant un groupe électrogène de secours était constamment

~

Implantation du puits d'essai

\

..

...

,

,

disponible sur le chantier ;

et des piézomètres.

Les variations du niveau de l'eau dans le puits et dans les piézomètres ont été suivies, en fonction du temps, pendant les pompages et les remontées de la nappe.

RCMAINVILLE

Résultats de l'essai Les mesures effectuées pendant les deux premières phases de l'essai ont été interprétées par la méthode de Theis applicable en régime transitoire. Les valeurs obtenues* pour le coefficient de perméabilité sont reprises au tableau II. TABLEAU

II

Coefficient d e perméabilité

k en 1 0 "

Puits

6

m/s

Piézomètre III Piézomètre V Piézomètre I Piézomètre VII

1™ Phase Pompage

2

1,6

2

Remontée

2,1

1,6

1,7

Pompage

1,5

1,3

1,4

4,3

Remontée

2,3

1,9

2

4,7

6

2 phase e

5,6

* Les résultats les plus caractéristiques de cet essai de pompage sont cités à titre d'exemple dans l'article de H . Josseaume « Essai de pompage ».

I38

ROSNY

Fig. 9 - Implantation des puits de rabattements et des piézomètres de contrôle pendant les travaux.

T A B L E A U III

Rabattement (en mètres)

Puits

Piézomètre III

Piézomètre V

Piézomètre I

Piézomètre VII

Piézomètre S 6

10,34

8,5

8,4

4

2,5

2,5

7

15

27

45

Distance au puits (en mètres)

. 3,5

— quatre piézomètres encadrant les appuis côté Rosny ont été mis en place dans les marnes de Pantin afin de contrôler l'amplitude du rabattement ; — la surveillance des pompes et des niveaux piézométriques a été assurée jour et nuit. Au début des travaux, les deux puits ont été mis en service simultanément jusqu'à ce que le régime permanent soit établi. Par la suite, chaque puits était mis en service un jour sur deux. Pendant toute la durée du rabattement (de janvier à avril 1968) le débit a varié entre 0,9 m /h et 1,2 m /h (débit moyen 1 m /h), le rabattement mesuré dans les différents piézomètres était compris entre 6,20 et 6,80 mètres de telle sorte que la surface piézométrique de la nappe se trouvait toujours en dessous du fond de fouille. 3

3

3

Dans ces conditions la stabilité du fond de fouille était parfaitement assurée et les travaux se sont déroulés sans incident.

Vue d'une des pompes immergées utilisées pendant les travaux,

Exécution d'un des puits permettant de rabattre la nappe pendant les travaux.

Vue partielle du chantier. On remarque la crépine et la pompe destinées à équiper un des puits.

139

discussion La discussion a surtout porté sur l'aspect économique de l'intervention du laboratoire. L'ampleur des études entreprises et les précautions prises pendant la construction de l'ouvrage étaient-elles en rapport avec l'importance de celui-ci ? Le coût des études effectuées en 1967 (sondages, essai de pompage, étude des sols) s'élevait à environ 1 7 0 . 0 0 0 francs et celui du rabattement de la nappe, pendant l'exécution des fouilles, était de 8 0 . 0 0 0 francs soit, pour ces deux postes, 5 % du prix de l'ouvrage (environ 5 . 0 0 0 . 0 0 0 francs). Ces dépenses paraissent largement justifiées eu égard aux risques encourus. Si la nappe n'avait pas été rabattue pendant les travaux de terrassement, une rupture du fond de fouille se serait à peu près sûrement produite à l'extrémité de la culée côté Rosny, là où le coefficient de sécurité n'était que de 0 , 3 5 (des ruptures ne se seraient pas nécessairement produites en d'autres points de la fouille, du moins à court terme ; de même pour la fouille de fondation de la pile côté Rosny). Dans ces conditions, l'eau aurait rempli la fouille jusqu'à la cote 9 4 , 5 et aurait provoqué un gonflement de l'argile verte (préconsolidée sous 2 bars) constituant le fond et les parois de la fouille. Au minimum, il aurait été indispendable d'approfondir la fouille jusqu'au toit des marnes de Pantin et de substituer à l'argile ainsi éliminée une grave soigneusement compactée ou un béton maigre. Pendant ces travaux, il aurait évidemment fallu rabattre la nappe à une cote inférieure à celle du toit des marnes de Pantin. Il est difficile d'évaluer les conséquences financières d'une rupture de fond de fouille qui se serait produite au cours de ce chantier. Il est probable que le coût d'une telle rupture aurait dépassé nettement celui des études de mécanique des sols et du pompage réalisé pendant les travaux.

140

Tassements dus aux rabattements de nappes H.

La réalisation de nombreux travaux de génie civil nécessite l'exécution de terrassements sous la nappe. Si la perméabilité du sol est élevée ou si les travaux intéressent une couche de terrain formant le toit d'une nappe en charge, il peut être nécessaire de rabattre la nappe par pompage pendant la durée du chantier. Dans le premier cas il s'agit le plus souvent d'assécher un volume de sol suffisant pour que les travaux puissent être exécutés à sec. Dans le second cas, le rabattement a pour but de réduire la pression de l'eau dans la nappe en charge et d'éviter ainsi la rupture du fond de fouille par soulèvement (renard). Suivant la profondeur de la nappe et l'amplitude du rabattement, celui-ci peut être réalisé au moyen de pointes filtrantes (tubes crépines mis en place dans le sol par lançage et reliés à un tube collecteur dans lequel on fait le vide) ou au moyen d'un groupe de puits équipés de pompes immergées.

TASSEMENTS

JOSSEAUME

Ces procédés assurent habituellement une protection efficace du chantier, mais ils sont, par contre, susceptibles de provoquer des tassements dans la zone d'influence du pompage et, de ce fait, d'endommager les constructions qui y sont implantées (le rayon d'action d'un rabattement peut atteindre plusieurs centaines de mètres). Les tassements qui se produisent dans la zone intéressée par le rabattement sont dus : — à l'augmentation des contraintes effectives dans le sol, — à l'entraînement des éléments fins du sol vers les puits (érosion interne). L'érosion interne peut généralement être évitée en entourant les puits d'un matériau jouant le rôle de filtre par rapport au sol en place. Aussi, seul sera traité le problème des tassements dus à l'augmentation des contraintes effectives.

DUS A L'AUGMENTATION DES CONTRAINTES

Tassement dû à un abaissement uniforme de la nappe Soit un massif de sol partiellement baigné par une nappe libre dont le toit se. trouve à la profondeur z comptée à partir de la surface.

0

La contrainte verticale effective exercée par le sol en place est représentée en fonction de la profondeur z par la courbe 1 de la figure la). Lorsque la nappe subit un abaissement uniforme d'amplitude z — z , la poussée d'Archimède n'agit plus sur le sol compris Y

0

EFFECTIVES

entre les cotes z et z, et la courbe des contraintes effectives devient la courbe 2. L'augmentation de la contrainte effective en fonction de la profondeur est égale à y (z, — z ) lorsque z est supérieur à z (fig. lb). 0

w

0

l

Dans le cas d'une nappe en charge dont le toit est constitué par une couche superficielle A peu perméable (fig. 2), un abaissement Zj — z de la surface piézométrique se traduit également par un accroissement y (z — z,) de la contrainte verticale effective en tout point de la couche B. 0

w

0

141

a) Diagramme des contraintes effectives avant et après rabattement.

b) Variation des contraintes verticales effectives due à un rabattement.

Fig. 1 - Influence de l'abaissement d'une nappe libre sur les contraintes verticales effectives dans un massif de sol.

M a i s i l faut aussi tenir compte de l'accroissement des contraintes effectives dans l a couche A . S i , par exemple, les infiltrations de surface sont négligeables, il existe dans cette couche une nappe alimentée par celle de l a couche B et dont le niveau p i é z o m é t r i q u e se situe initialement à l a profondeur z . L'abaissement du niveau p i é z o m é t r i q u e e n t r a î n e donc une diminution de l a pression de l'eau dans l a couche A (plus lente que dans l a couche B en raison de l a différence des perméabilités) et, à l'équilibre, l'augmentation de l a contrainte verticale effective est r e p r é s e n t é e par Je diagramme de l afigure2 de m ê m e allure que celui de l a 0

figure lb.

Si le sol est suffisamment compressible, l'augmentation de l a contrainte effective se traduit p a r des tassements : 1. tassement d u sol compris entre les niveaux z et z somme des tassements des couches élémentaires d ' é p a i s seur d z situées à l a profondeur z et supportant l a surcharge uniforme y„ (z — z ) ;

v

0

x

;

0

2. tassement d u sol situé au-dessous d u niveau z prov o q u é p a r l a surcharge uniforme y (z — z ) s u p p o s é e a p p l i q u é e a u niveau z S i le sol compressible a une certaine extension en profondeur, le tassement d u sol situé sous l a nappe peut être important, l a surcharge due à l'abaissement de l a nappe é t a n t transmise intégralement aux couches les plus profondes. t

w

l

0

v

Variation de La c o n t r a i n t e verticale effective

Lorsque l'amplitude d u rabattement est faible par rapport à l'épaisseur des couches compressibles, o n peut négliger le tassement d u sol compris entre z et z 0

v

L e tassement A H d'une couche de sol fin argileux d'épaisseur H , située e n t i è r e m e n t au-dessous du niveau final de l a nappe, a pour expression :

A

Az: z — z t

c

0

142

=

H - ^ l g ^ l i ^

0

C : indice de compression du sol, e : indice des vides initial, & : contrainte verticale effective initiale appliquée dans le plan moyen de la couche, & : pression de préconsolidation du sol. 0

Fig. 2 - Nappe captive. Variation des contraintes verticales effectives due à un rabattement de nappe.

H

Q

Si le sol ne supporte aucune construction, a' est égal à la pression effective des terres o' 0

0l

Au contraire, si le sol supporte un ouvrage, a' est la somme de la pression effective des terres a' et de la pression verticale effective a' transmise par l'ouvrage. 0

0l

02

Il s'ensuit que le tassement A H , d'un sol non chargé et le tassement A H d'un ouvrage fondé sur ce même sol ne sont pas identiques. Il est intéressant de les comparer dans le cas des sols normalement consolidés et surconsolidés. 2

Sol normalement consolidé Les valeurs de A H , et A H sont respectivement (fig. 3a) :

ig cr

2

a) cas d'un sol normalement consolidé

Ae, C i v Az\ AH, = H î - = H — — lg 1 + — — 1+ e 1+ e \ o-'oi c

w

1

0

AH =

0

H ^ - = - ^ l g ( l ^ ^ - ) 1+ e 1+ e \ a' + a' '

2

+

0

ox

0

02

Le tassement du sol non chargé est donc supérieur au tassement de l'ouvrage. En particulier, un ouvrage dont la fondation couvre une grande surface (remblai, bâtiment sur radier) tasse moins que le sol environnant. En effet, les contraintes transmises par l'ouvrage au sol de fondation s'atténuent peu avec la profondeur et intéressent l'ensemble des couches compressibles ; il s'ensuit donc que a' prend des valeurs nettements différentes sous l'ouvrage et à l'extérieur de l'ouvrage. De plus, le tassement de l'ouvrage est d'autant plus faible que a' est plus élevé, c'est-à-dire que la pression exercée sur le sol est plus grande.

Ae

2

0

02

Inversement, le tassement d'une construction légère fondée sur une semelle étroite est du même ordre que celui du sol non chargé, la contrainte a' transmise au sol compressible étant généralement faible.

tg or b) cas d'un sol légèrement surconsolide Fig. 3 - Variations de l'indice des vides dues à un rabattement de nappe.

02

Sol surconsolidé

On retrouve la même expression que pour un sol normalement consolidé. Par ailleurs, suivant que a' + y^Az est supérieur ou inférieur à a' le sol non chargé tasse ou ne tasse pas. w

On s'est placé dans le cas d'un sol « légèrement » surconsolidé, c'est-à-dire tel que les contraintes verticales effectives qui lui sont appliquées, avant l'abaissement de la nappe, soient supérieures à sa pression de préconsolidation :

c

Dans le premier cas : Ae, C oL + y Az !—= H — l g -2ï 1 2 — 1+ e 1+ e a' 0

Dans ces conditions, le tassement de l'ouvrage s'écrit (fig. 3b) : Ae, C / p áz \ ^ - = H — — lg (1 + — — ) 1+ e 1+ e \
AH = H 2

w

y

0

0

0

02

w

c

AH, = AU

0

c

Il en résulte que le tassement d'un ouvrage fondé sur un sol légèrement surconsolidé n'est pas systématiquement inférieur à celui du sol non chargé. Par contre, l'ouvrage tasse d'autant moins que ses fondations sont plus étendues et qu'il exerce sur le sol une pression plus élevée. 143

Tassement dû à un abaissement non uniforme de la nappe Le rabattement d'une nappe provoqué par un pompage n'est pas uniforme. Son amplitude est d'autant plus grande que l'on est plus proche du groupe de puits ou de pointes filtrantes mis en service. Les équipotentielles de l'écoulement vers ces puits peuvent généralement être assimilées à des surfaces cylindriques à génératrices verticales dans la majeure partie de la zone intéressée par le rabattement. Dans ces conditions, l'augmentation des contraintes effectives en un point M (fig. 4) est : Ao'

= -Au

= y

w

(z, - z ) = 0

y Az w

Fig. 4 - Rabattement autour d'un puits.

On peut alors évaluer le tassement au point M à partir des formules établies aux paragraphes précédents. Az étant variable, le tassement n'est pas uniforme et un ouvrage situé dans la zone d'influence du pompage subit des tassements différentiels, ceux-ci sont d'autant plus importants que l'ouvrage est plus étendu.

// résulte de ce qui précède qu'un rabattement de nappe risque d'endommager principalement les constructions légères de grande superficie, fondées sur semelles étroites et s'appuyant sur un sol normalement consolidé ou légèrement surconsolidé.

PRÉVISION DES TASSEMENTS DUS A U X RABATTEMENTS D E NAPPE ET D E LEURS EFFETS

L'étude préalable des effets d'un rabattement de nappe sur les constructions situées dans la zone d'influence d'un pompage nécessite, en principe, la connaissance des données suivantes : — coupe du sol et caractéristiques de compressibilité des différentes couches, — caractéristiques de la nappe : surface piézométriqué, mode d'alimentation, ordre de grandeur du coefficient de perméabilité des sols. Connaissant l'amplitude du rabattement que l'on souhaite obtenir dans une zone déterminée, il est alors possible de déterminer la position approximative de la surface piézométrique, une fois le régime permanent obtenu (formules de Dupuit, analogie électrique), — caractéristiques des fondations des constructions : mode et niveau de fondation, taux de travail, distance au groupe de puits ou de pointes filtrantes. Cependant, même lorsqu'on dispose de l'ensemble de ces renseignements (ce qui est rarement Je cas), la pré144

vision des tassements dus aux rabattements de nappe et surtout de leurs effets sur les constructions est généralement délicate. En effet, l'amplitude d'un rabattement est souvent assez faible dans une grande partie de la zone intéressée par le pompage et les tassements correspondants sont relativement peu importants sauf si le sol est très compressible. Le calcul ne donnant qu'un ordre de grandeur des tassements, il est, dans ces conditions, difficile de déterminer si le pompage provoquera ou non des mouvements du sol. De plus, les tassements différentiels que les constructions peuvent supporter sans dommage ne sont, en règle générale, pas connus. Dans de nombreux cas, le problème se trouve compliqué par le fait que les caractéristiques du sol et même parfois sa nature ne sont pas suffisamment connues, aucune reconnaissance géotechnique sérieuse n'ayant été faite au préalable. L'étude dont nous allons maintenant exposer les grandes lignes a été effectuée dans de telles conditions.

Vue partielle du chantier en zone non urbanisée.

U N

E X E M P L E

D'ÉTUDE

D E S EFFETS

Position du p r o b l è m e

La construction d'un collecteur d'égoût, long de 3,5 km, entre deux communes de la banlieue parisienne, a nécessité l'ouverture d'une tranchée de 1,30 mètre de largeur et de 2,50 à 4,50 mètres de profondeur dans les alluvions de la Marne. Le sol, constitué de sables plus ou moins pollués, de limons, d'argiles tourbeuses et de tourbes, est situé en majeure partie sous la nappe phréatique, alimentée par la Marne, que l'on rencontre à faible profondeur. La tranchée construite à l'avancement était maintenue hors d'eau par une ligne de pointes filtrantes (procédé Vacuum Concrete) d'environ 150 mètres de longueur assurant le rabattement de la nappe (fig. 5).

D ' U N R A B A T T E M E N T

D E

NAPPE

Tube c o l l e c t e u r

Tranchée

ÎKT Niveau initial de la nappe

Ligne de pointes filtrantes-

Fig. 5 - Assèchement de la tranchée par une ligne de pointes filtrantes.

145

Cet incicent a conduit le maître d'œuvre et l'entreprise à redouter que les constructions situées au voisinage de la partie urbaine du tracé, longue de un kilomètre, ne soient endommagées lors de l'exécution des travaux. Le Laboratoire central a alors été chargé d'étudier les risques de désordres en zone urbaine et de définir, si nécessaire, les mesures propres à les éviter. Une réponse rapide était demandée au laboratoire afin de ne pas interrompre les travaux. Données initiales Cinq sondages de reconnaissance avaient été effectués le long du tracé du collecteur plusieurs années avant l'exécution des travaux. Bien que ces sondages aient atteint une profondeur de 10 mètres, ils n'ont apporté que peu de renseignements sur la nature du sol et sur ses caractéristiques géotechniques. Les indications portées sur les coupes de sondages, telles que « terre grasse », « terre en boue », « sable gras mouvant », mettaient bien en évidence le caractère compressible du sol, mais aucun essai n'ayant, apparemment, été effectué sur les échantillons prélevés, il n'a pas été possible d'apprécier, même sommairement, leur compressiblité.

Boisage ae ia iranciiee.

Par contre, les coupes de sondage montraient bien l'hétérogénéité du sol confirmée d'ailleurs par une campagne de sondages plus récente à la tarière Highway. Ces deux campagnes de sondages ont permis de déterminer des niveaux d'eau situés entre un et deux mètres de profondeur. • Ces relevés étaient cependant peu précis, aucun piézomètre n'ayant été mis en place dans les sondages. Il nous a, par ailleurs, été indiqué que la nappe, alimentée par la Marne, subissait des fluctuations de l'ordre du mètre. Étude d'ensemble de la zone urbaine

Les travaux se sont déroulés de façon satisfaisante dans les zones peu construites, mais, alors que la ligne de pointesfiltrantesse trouvait à une trentaine de mètres d'une usine, l'abaissement de la nappe a provoqué des tassements de quelques centimètres. Le bâtiment principal de l'usine, fondé sur pieux, n'a pas souffert mais un bâtiment secondaire, fondé superficiellement, s'est fissuré à sa jonction avec le bâtiment principal. 146

Compte tenu du délai très court imparti pour l'étude, il n'était pas possible d'envisager une campagne complémentaire de sondages suivie d'une étude approfondie des sols en laboratoire. D'ailleurs, en raison de leur hétérogénéité, une telle étude dépassant le stade d'une identification soigneuse eût, sans doute, été illusoire. Aussi a-t-il été décidé d'apprécier les risques de tassement dans la partie urbaine en se basant sur les critères suivants : hauteur maximale de rabattement (différence entre la cote de la nappe et la cote du fond de fouille), nature du sol, mode et niveau de fondation, taux de travail ou à défaut nombre d'étages des constructions voisines, distances des constructions à la tranchée.

Mise en place d'une pointe filtrante par lançage. On remarque, sur la photo de droite, les sédiments refoulés en surface au cours du lançage.

Pour obtenir la position du toit de la nappe et déterminer approximativement la nature du sol, on a procédé de la façon suivante :

L'examen des sols refoulés en surface au cours du lançage a montré qu'il s'agissait surtout de matériaux sableux :

— d'une part, onze pointes filtrantes (PI à P l i ) ont été implantées tous les 100 mètres en moyenne le long du tracé du collecteur. Elles ont été mises en place par lançage à une profondeur de 6 mètres. Après dissipation de la pression de lançage (20 bars), chaque pointe filtrante, dont la partie supérieure a été laissée à l'air libre, a pu être utilisée en piézomètre,

— entre PI et P5 : prédominance de sable propre avec passages graveleux, — entre P5 et P9 : prédominance de sable plus ou moins argileux, — entre P9 et P11 : sable argileux comportant des couches ou des lentilles d'argile. Les sondages effectués avant les travaux avaient mis en évidence des passages tourbeux dans cette zone.

— d'autre part, au cours du lançage, le sol a été refoulé en surface, ce qui a permis de l'identifier sommairement. On a pu ainsi obtenir très rapidement (en trois jours) des renseignements concernant la nappe et la nature du sol. Les relevés piézométriques effectués à deux jours d'intervalle ont été reportés sur le profil en long de la tranchée (fig. 6). En se basant sur le dernier relevé, les valeurs maximales du rabattement à prévoir dans la zone étudiée étaient : — entre PI et P5 : de 0 à 0,5 mètre, — entre P5 et P8 : de 0,5 à 1 mètre, — entre P8 et P10 : de 1 à 1,5 mètre, — entre P10 et P l i : pas de rabattement.

t

On a pu conclure de ces observations que la compressibilité du sol augmentait de PI vers P U . Ceci a été confirmé par la remarque suivante : le niveau de l'eau dans le piézomètre P10 s'est abaissé d'environ 0,75 mètre entre les deux relevés alors que les indications des autres piézomètres n'ont pas évolué de façon sensible. Cette baisse de niveau au P10 a d'ailleurs eu pour effet de rendre la surface piézométrique sensiblement rectiligne. On en a déduit que cette variation ne correspondait pas à un abaissement de la nappe mais à la dissipation de la pression de lançage. Le sol étant sableux, donc relativement perméable, en dehors de la section P9 - P l i le niveau de l'eau s'est stabilisé rapidement dans les piézomètres. Au contraire, le sol 147

comportant des couches argileuses et, de ce fait, moins perméables au voisinage du P10, la pression de lançage s'est dissipée plus lentement.

— compte tenu de la nature du sol (sable) et de la faible amplitude du rabattement dans la section PI - P5, aucun désordre ne semblait à redouter,

L'enquête concernant les constructions a montré que la quasi totalité des bâtiments importants étaient fondés sur pieux et que le chantier devrait passer à proximité de nombreux pavillons et petits immeubles fondés superficiellement (section P3 - P10) et de bâtiments scolaires de grande longueur (section P9 - P10).

— les bâtiments fondés sur semelles dans la section P5 - P10 risquaient d'autant moins d'être endommagés qu'ils sont plus éloignés du point P10.

L'ensemble de ces données a permis de dégager les conclusions suivantes : la réalisation de la section P10 aucun rabattement,

sabla argileux

P l i ne nécessitait

Dans ce dernier cas, les risques semblaient dans l'ensemble limités, l'amplitude du rabattement à réaliser étant relativement faible. Il a cependant semblé plus sûr de réaliser un essai en vraie grandeur afin de déterminer la zone d'influence du pompage et d'obtenir des éléments permettant de prévoir l'ordre de grandeur des tassements éventuels

avec

p a s s a g e s d ' a r g i l e et de t o u r b e

Fig. 6 - Profil en long du collecteur et r e l e v é s p i é z o m é t r i q u e s .

Essai en vraie grandeur

L'essai a été réalisé dans un terrain vague situé en bordure de la section P9 - P10 c'est-à-dire de la section la plus critique. Ce terrain, sensiblement triangulaire (fig. 7), était limité par un grand immeuble, un garage (tous deux fondés sur pieux) ainsi que par une route nationale passant en remblai à environ 1,50 mètre audessus du terrain naturel. De l'autre côté de la route nationale, les bâtiments scolaires mentionnés précédemment étaient susceptibles de tasser lors du rabattement. Préparation du chantier expérimental (fig. 7)

Vue

d'une ligne de pointes filtrantes u t i l i s é e s au cours de l'essai en vraie grandeur.

148

Une ligne de 26 pointesfiltrantesa été mise en place sur l'accotement de la route nationale sur une longueur de 50 mètres environ (ligne 1), 29 piézomètres (pointes filtrantes travaillant en piézomètres) ont été posés suivants les lignes A , B, C, D, E et F et 3 autres piézomètres G l , G2 et G3 à proximité du bâtiment scolaire le plus proche.

L

Fig. 7 - Chantier expérimental et implantation des piézomètres.

A un mètre de chaque piézomètre, des bornes en béton jouant le rôle de repères de tassement ont été scellées dans le sol (la distance d'un mètre a été choisie afin que les mouvements du sol, susceptibles de se produire au voisinage immédiat des piézomètres à la suite du lançage ne perturbent pas les mesures de tassement). Avant le début du pompage, on a relevé l'ensemble des piézomètres et nivelé les repères de tassement ainsi qu'un repère R (non représenté sur la figure 7) situé de l'autre côté de l'école par rapport à la route nationale. Pour éviter tout risque defissurationdes bâtiments scolaires, il avait été prévu d'arrêter le pompage si les tassements différentiels entre les repères G l , G2 ou G3 et le repère R dépassaient un centimètre. Ces tassements différentiels ne devaient toutefois être contrôlés que si le tassement de l'un des repères G l , G2 et G3 était supérieur à 2 centimètres.

diminution de la dépression et par conséquent un rabattement insuffisant. A la suite de cette constatation, la première ligne de pointesfiltrantesfut mise hors service (20 octobre) et remplacée par une nouvelle ligne (ligne 2) fonctionnant deux jours plus tard. D'autres pointesfiltrantes(ligne 3) ont été lancées entre le 22 et le 27 octobre et mises en service immédiatement. Pendant le mois qui a suivi le début du pompage, le tassement des repères et les niveaux piézométriques ont été observés. La fréquence des mesures, élevée au début de l'essai (4 nivellements et 4 relevés piézométriques par jour), a été fortement réduite par la suite (1 ou 2 relevés piézométriques par jour et 1 nivellement par semaine), les rabattements n'ayant pas augmenté une fois la ligne 3 mise en service. Résultats et interprétation des mesures

Déroulement de l'essai Le pompage a commencé un 12 octobre. Huit jours après, le rabattement maximal ne dépassait pas 1,30 mètre au droit de la ligne des piézomètres E et n'atteignait que 0,50 mètre à l'extrémité de la ligne de pompage la plus proche du garage, alors qu'il eût dû être d'environ 2 mètres. Ceci provenait de la longueur insuffisante de plusieurs pointes filtrantes ; la partie supérieure de leurs crépines se trouvant hors d'eau, l'air pénétrait dans le circuit d'aspiration d'où une

Les résultats les plus caractéristiques de l'étude piézométrique sont représentés sur les figures 8 et 9. Les courbes d'égal rabattement obtenues respectivement les 19 et 29 octobre — à 175 heures et à 409 heures — (fig. 8) ont montré que l'influence du rabattement s'est fait sentir à une distance importante de la ligne de pompage. A 409 heures (c'est-à-dire lorsque la surface de la nappe était à peu près stabilisée), le rabattement atteignait par endroits 0,75 mètre, à 50 mètres de la ligne de pompage. 149

y

ROUTE

• A3

A2 .

.

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y

NATIONALE

. A

Bl*.

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.Cl

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B3 :

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B2« \

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^0,75

\\

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/

/ 1

I I

I

I I I

/

^-0,50 m

y

^—0,3 5m

y

.

/ y

\ /

y a) après 175 heures de pompage (19 octobre)

\

y

/ .03

ROUTE

A3

A2

NATIONALE

Al A Bl. B2.

— .El

.Cl

YB3.

—

/

125 m

—

—

/ / , ' / /

5 m

^ s

-1,00m ^ ' • " 0

0,7 5 m

y

20 n

6) après 409 heures de pompage (29 octobre) Fig. 8 - Lignes d'égal rabattement.

150

—

_L2

\ ^ . E 3

10

—

~ "

0

^

^

/

I

/ /

> y s/ yy y y

S y

7

a) ligne des piézomètres C

Ligne de p o m p a g e

b) ligne des piézomètres D

des piézomètres E

Fig. 9 - Évolution de l a nappe le long des lignes de piézomètres.

Cependant, on remarque (fig. 9) que dans une direction perpendiculaire au tracé, la pente de la nappe était très faible lorsqu'on s'éloignait de plus d'une vingtaine de mètres de la ligne de pompage. Il s'ensuivait qu'à moins d'une variation brusque de la compressibilité du sol, les constructions situées au-delà de cette distance ne devaient pas subir de tassements différentiels sous l'effet du rabattement. Bien que le pompage ait duré un mois, les mesures de tassement n'ont mis en évidence aucun mouvement mesurable du sol dans la zone intéressée par le rabattement.

des terres. Faute de connaître les conditions de fondation des constructions légères sises à proximité du tracé, on a étudié les risques de tassement d'un bâtimenttype fondé sur semelles de largeur 0,5 mètre chargées à 2 bars, la profondeur de fondation étant de 0,50 mètre. La contrainte a' transmise à une telle fondation à une profondeur de 2,50 mètres est d'environ 0,3 bar. Cette profondeur de 2,50 mètres correspond sensiblement à la surface de la nappe après rabattement : en effet sous les constructions intéressées, le niveau initial de la nappe était au moins à 1,50 mètre de profondeur et le rabattement devait être d'environ 1 m - 1,20 m ( i ' A z < 0,1 à 0,12 bar). Dans ces conditions, la contrainte effective maximale appliquée à une profondeur de 2,50 mètres était au plus égale à : 02

w

Plusieurs hypothèses concernant l'état de consolidation du sol ont alors été envisagées. Si le sol était normalement consolidé, les constructions ne devaient subir aucun tassement, le tassement du sol non chargé étant, alors, supérieur au tassement du sol supportant un ouvrage. Compte tenu des fluctuations de la nappe, il était cependant peu vraisemblable que le sol soit normalement consolidé. Si le sol était surconsolidé, le fait que le remblai de 1,50 mètre n'ait pas tassé impliquait que l'une des deux conditions suivantes soit satisfaite :

+ o2 + Fw^z = a'0l + 0,3 + 0,12 = a'0l + 0,42 (7

L'essai ayant d'autre part montré que : a' + 0,45 < a' 0l

on avait nécessairement : °~'oi +

a

° o i + 'oi

+

Vv/Az = a'

01

+ 0,3 bar + 0,15 bar < a'

c

(la contrainte effective a' exercée rjar le remblai est de l'ordre de 0,3 bar et le rabattement maximal sous le remblai était supérieur à 1,50 mètre). Q2

Dans le premier cas, aucun tassement n'était à redouter. Dans le second cas, la pression de consolidation du sol était supérieure d'au moins 0,45 bar à la pression

152

e

+ V Az < a' w

c

Cette condition vérifiée à une profondeur de 2,50 mètres, l'était à plus forte raison aux niveaux inférieurs. Quelle que soit l'hypothèse envisagée, l'interprétation des mesures au cours de l'essai en vraie grandeur conduisait donc à prévoir que les tassements absolus dus au rabattement seraient insignifiants. L'exécution du collecteur s'est effectivement déroulée sans incident et aucun désordre n'a été constaté dans la partie urbaine.

Consolidation d'un sol fin argileux par application du vide J.-L. PAUTE I n g é n i e u r E.N.S.M. Croupe " M é c a n i q u e des Sols'' Laboratoire Régional de Saint-Brieuc

Un remblai hydraulique construit en bord de mer en 1964, et constitué en grande partie par un dépôt de 7 à 8 mètres de sol fin (silt argileux très plastique), était en 1966 sous-consolidé et caractérisé par une portance très faible. Pour améliorer rapidement ses propriétés mécaniques, différentes solutions ont été envisagées. Suivant les conseils de M . Kérisel, une expérience d'augmentation de la vitesse de consolidation par application du vide a été effectuée dans ce but en octobre 1966. L'application du vide a été faite à l'aide de la méthode des pointesfiltrantes,couramment utilisée pour les rabattements de nappes. Cette méthode permet de réaliser des puits ponctuels (fig. 1) dans lesquels une dépression est appliquée à la partie inférieure par l'intermédiaire d'une pointe filtrante.

Deux planches d'essais ont été réalisées : — la planche I : constituée par une ligne de puits de sable de 1,20 mètre de diamètre et distants entr'axes de 11 mètres dans lesquels on a simplement mis en place, par lançage, une ou deux pointes filtrantes, — la planche II : constituée par deux lignes de puits ponctuels d'environ 0,30 mètre de diamètre réalisés dans la vase conformément aux dispositions de la figure I. Les deux lignes de puits ponctuels étaient espacées de 3,30 mètres et sur chacune d'elles, la distance entre chaque puits ponctuel était de 1,50 mètre. Sur les deux planches d'essais, les pointes filtrantes étaient placées à 5 mètres de profondeur.

Vanne E X A M E N

T H É O R I Q U E

D U

P R O C É D É

Le phénomène a été décrit par Terzaghi [1] : « Antérieurement à l'application du vide, la surface de la couche à éléments fins et le sol entourant le filtre sont tous deux soumis à la pression atmosphérique p , sensiblement voisine de un bar. Après l'établissement du vide, la pression qui s'exerce sur le sol entourant le filtre est pratiquement nulle, alors que celle qui s'exerce à la surface de la couche reste égale à p . Par suite l'eau se trouve progressivement expulsée du sol et acheminée vers les filtres jusqu'à ce que la pression effective s'exerçant dans le sol au voisinage de la rangée de puits ponctuels ait augmenté d'une valeur égale à la pression atmosphérique. » a

a

30 cm

Fig. 1 Schéma et principe de fonctionnement d'un puits ponctuel.

Dans la pratique, où la transmission du vide peut ne pas être complète, on pourra analyser plus clairement les contraintes agissant dans le sol en fonction de la pression absolue, au lieu de la pression prise par rapport à la pression atmosphérique, comme on le fait habituellement en mécanique des sols. 153

O n supposera que le s o l environnant les puits ponctuels est normalement c o n s o l i d é , que le niveau de la nappe est à l a surface d u s o l et qu'aucune charge n'est a p p l i q u é e sur le sol. Si l ' o n envisage un drain de sable vertical (fig. 2), mis en place dans u n sol n o n c h a r g é , à l a profondeur z , l a pression absolue de l'eau dans le drain et dans le sol est :

p é t a n t l a pression absolue dans le collecteur et en supposant d'autre part que le sable du puits ponctuel reste s a t u r é (p < p j . L a pression totale absolue au point B est : <7 B(abs) = Pa +

1

Y

A v a n t application d u vide l a pression interstitielle absolue était au point B : u

u

O(abs) = Pa + Fw

p y

a

w

B(abs) = Pa + F w

Z

z

L a contrainte effective était alors :

: pression atmosphérique, : poids spécifique de l'eau,

o-'x = z (y - y ) v

L a pression absolue totale dans le sol est : 2

<7(abs) = Pa + V y

: poids spécifique du sol saturé. L a pression effective dans le sol est :

o'

= z

(y

L a comparaison de l a pression interstitielle dans le sol avant application d u vide et de l a pression interstitielle dans le drain met en évidence u n gradient provoquant l'écoulement de l'eau d u sol vers le drain. Si le vide est maintenu suffisamment longtemps, l a pression interstitielle et l a pression effective au point B tendront respectivement vers les valeurs :

- JA»)

U

B(abs) = P + F w

Z

et O'B =

( p - p) + z a

(y - y ) w

L a surcharge a p p l i q u é e au squelette solide devient : Ao-' = p

a

- p

Puits ponctuel non colmaté en surface (fig. 3b)

Pressio n a b s o l u e t r a n s m i s e par l'air a I eau du d r a i n

L a d é p r e s s i o n a p p l i q u é e a u puits ponctuel n'est plus constante. Elle est égale à p — p à l a base d u puits ponctuel et elle est nulle à l a surface d u sol. a

L'analyse est identique à celle d u cas p r é c é d e n t , mais p varie avec l a profondeur z . Fig. 2 - Drain vertical classique.

Tassement et durée de la consolidation Par contre, dans le cas de puits ponctuel avec application d u vide, l a pression absolue de l'eau est r éd u i t e mais i l convient d'examiner l'influence d u colmatage de l'orifice d u puits ponctuel :

Les théories de l a consolidation permettent d'évaluer : — le tassement r é s u l t a n t de l'application d u vide, en supposant que le sol est soumis à une surcharge Aa = p — p i n d é p e n d a n t e de l a profondeur avec u n a

Puits ponctuel colmaté en surface (fig. 3a) L a d é p r e s s i o n a p p l i q u é e a u puits ponctuel est indépendante de l a profondeur. A l a profondeur z-, en A , l a pression absolue de l'eau dans le sable d u puits ponctuel est : U

A(abs) = P + F w

154

Z

puits ponctuel c o l m a t é o u fonction de l a profondeur lorsque le puits ponctuel n'est pas c o l m a t é en surface, — le temps de tassement en se r é f é r a n t dans ce cas particulier à l a t h é o r i e des drains de sable. O n remarquera que l'efficacité d u p r o c é d é , pour une d u r é e d'application d o n n é e , est liée au coefficient de consolidation d u sol.

Pression a b s o l u e

Pression

transmise

transmise

p a r l'air

a l ' e a u du d r a i n

a

DESCRIPTION

D U

SITE

Les remblais hydrauliques effectués avec les produits de dragage obtenus lors de l'aménagement d'un port de commerce avaient été réalisés dans une anse fermée par un cordon d'enrochements. Lorsque l'expérience de consolidation par application du vide a été réalisée, le profil du sol existant était celui indiqué dans le tableau ci-dessous.

p a r l'air

l'eau d u d r a i n

b) puits ponctuel sans bouchon de scellement

a) puits ponctuel avec bouchon de scellement Fig. 3 - Pression absolue résiduelle transmise à l'<

absolue

du drain par le dispositif d'application du vide.

tique. La teneur en eau variait entre 60 % dans les couches sableuses et 110% dans les couches argileuses. Dans les mêmes conditions, la limite de liquidité w variait de 50 à 105 et l'indice de plasticité I de 17 à 50. La cohésion non drainée C était très faible en 1965 et comprise entre 0,0 et 0,1 bar, L

P

u

— Couche B : vase argileuse constituant le fond naturel de l'anse où le remblai hydraulique a été réalisé. Sa cohésion non drainée C variait entre 0,2 et 0,5 bar. u

profondeur (en m è t r e s )

numéro de la couche

nature du sol

observations

A

silt argileux t r è s plastique

remblai hydraulique

INSTALLATION 0,0 à

6,0 à

6,0

8,0

B

vase argileuse

dépôts naturels

8,0 à

9,0

au-dessous de 9,0

C

sables et graviers

D

schiste

substratum

Les caractéristiques principales des couches compressibles étaient les suivantes : — Couche A : réalisée par remblai hydraulique en 1964, cette couche montrait des alternances de minces couches de sable et de silt argileux très plas-

DISPOSITIF D E

D E

D E C H A N T I E R

E T

C O N T R Ô L E

L'EXPÉRIENCE

Avant toute description, il convient de rappeler qu'il s'agissait d'une expérience faite «sur le vif» pour apprécier rapidement les possibilités d'une méthode de chantier et comparer son prix de revient à d'autres méthodes plus courantes. Les plateformes d'essai étaient situées à proximité d'un remblai mis en place à l'avancement dans le dépôt hydraulique et qui avait été, de ce fait, entièrement déplacé. Lafigure4 représente l'ensemble des installations de drainage et de mesures mises en place. 155

(Remblai

hydraulique)

( Remblai

d'accès)

Pompes

G6

' C6

(Remblai

aspirantes

- r T T T - T T T T T T T Gil * ,

hydraulique)

&

)

- r T T T T - T T T T T T T T T " 'C 11

2

G i î . Echelle 0

5

10

i

PLANCHE

I • P u i t s de sao i e

+ puits ponctuels £> puits de sable 0 1,20 m avec pointes filtrantes • cellule de tassomètre (C) • cellule de t a s s e m e n t t é m o i n (CT)

PLANCHE

M

Puits p o n c t ' j e i s

-—collecteur • piézomètres à 2 , 7 0 m de profondeur sauf pour : P4 à 2 , 5 0 m G4 à 4,10 m S4 à 5 m

Fig. 4 - Schéma de l'installation de drainage et du dispositif de constatations.

Installation de chantier

Les deux types d'expériences ont été effectués sur une ligne parallèle au remblai d'accès et distante d'environ 15 mètres du talus de celui-ci. Les différents travaux d'installation : mise en place d'une banquette de sable de 0,30 mètre d'épaisseur, forage des puits, installation du matériel d'épuisement ont eu lieu en septembre, alors que l'essai proprement dit a été effectué en octobre. Puits de sable 6 puits distants entr'axes de 11 mètres ont été creusés dans la vase avec une benne hamergrab sans blindage ( 0 1,20 m environ - profondeur 6 m) et immédiatement remplis de sable. 156

Une ou deux pointes filtrantes ont été placées dans chaque puits à 5 mètres de profondeur. Puits ponctuels 52 puits ponctuels ont été disposés suivant 2 lignes parallèles distantes de 3,30 mètres, l'espacement entre chaque puits ponctuel étant de 1,50 mètre sur chaque ligne. Les pointesfiltrantes(fig. 5) ont été mises en place par lançage à 5 mètres de profondeur en injectant de l'eau sous pression dans le tube d'aspiration. On obtenait ainsi un forage d'environ 30 centimètres de diamètre. Lorsque la pointefiltranteétait à la profondeur désirée, on arrêtait l'injection d'eau et l'on déversait du sable dans l'espace annulaire.

Eau

d

injection

Des manœuvres de louvoiement du tube d'aspiration permettaient la mise en place gravitaire du sable.

Vide t

Le tube d'aspiration était ensuite relié au collecteur général, lui-même relié aux pompes aspirantes (fig. 6), celles-ci permettant, en particulier, de créer une dépression en conduite normale de l'ordre de 0,7 à 0,800 bar.

r

i

i

roi \/

/s

a) fonçage par lançage

,;

'

h) application du vide

ÊSfm

lili

Principe de fonctionnement.

Fig. 6 - Pompes aspirantes.

Le sable utilisé, pour le remplissage des puits de 0 1,20 mètre et des puits ponctuels, était un gros sable 0-2 mm caractérisé par la courbe granulométrique de lafigure7. Il est à noter que les orifices des puits de sable et des puits ponctuels n'ont pas été colmatés à l'aide d'un bouchon d'argile. CAILLOUX

GRAVIERS

GROS SABLE

SABLE FIN

"> 50

g

3 0

LU

a

Qmm

20

200

100

50

20

10

5

2

1

0,5

02

0,1

50>J

20JJ

Diamètres équivalentsijj)

Fig. 5 - Pointe filtrante.

Fig. 7

157

Dispositif de constatation Les appareils de constatation n'ont pu être mis en place qu'après la réalisation des gros puits et des puits ponctuels. Les premières mesures coïncident donc avec le début de l'application du vide. On n'a pu de ce fait mesurer les pressions interstitielles initiales.

Pour avoir une idée approximative du temps de réponse des piézomètres ouverts, on a utilisé la formule de Hvorslev [4]. Dans le cas le plus défavorable (couche de vase argileuse) et en se basant sur les résultats' d'essais œdométriques, on peut estimer le coefficient de perméabilité à 10 cm/s. Le temps de réponse à 50% est alors d'environ un jour et le temps de réponse à 90 % de trois jours. Etant donnée la présence de nombreuses couches minces de sable fin dans le remblai hydraulique, il s'agit, en fait, de valeurs maximales du temps de réponse. -6

Mesure des tassements Les mesures de tassement ont été effectuées à l'aide du tassomètre mis au point au Laboratoire régional d'Angers [2-3]. Le principe de cet appareil est représenté sur la figure 8. Les cellules de tassement ont été placées à environ 0,30 mètre de profondeur. Les mesures de tassements ont été faites par comparaison à des cellules témoins placées dans le remblai d'accès dont la fondation pouvait être considérée comme incompressible. Mesure des pressions interstitielles Elles ont été faites à l'aide de piézomètres Géonor fonctionnant pour la plupart en piézomètres ouverts, sauf ceux situés à proximité des puits de sable et des puits ponctuels qui étaient équipés en piézomètres à volume constant (fig. 9). Les bagues poreuses des piézomètres placés dans la vase étaient situées à 2,70 mètres de profondeur. Les orifices des tubages ont été nivelés à différentes périodes du chantier.

co

2

M T

réservoir

de gaz

manomètre

à

carbonique sous

l'orifice

La mise en service des pointesfiltrantessur les deux plateformes d'essai (puits de gros diamètre et puits ponctuels) a été faite progressivement entre le 29 septembre et le 4 octobre. Les pompes d'aspiration fonctionnèrent en continu jour et nuit jusqu'au 30 octobre, avec cependant deux arrêts des pompes la nuit du 20 au 21 octobre et celle du 21 au 22. Les débits globaux de l'eau rejetée par les pompes d'aspiration et provenant des deux planches d'essais étaient de 2 000 à 3 000 litres/heure.

pression

mercure

tube transparent mis à à

DEROULEMENT D E L'ESSAI CONSTATATIONS

l'atmosphère

supérieur

Cellule

1

w Fig. 8 - Schéma d'un tassomètre, pour la mesure des tassements W.

158

Puits de sable (fig. 10) Les tassements et les pressions interstitielles ont été mesurés suivant la ligne des puits et suivant un profil perpendiculaire à celle-ci et passant par l'axe d'un puits

(fig- 4). Les tassements en fin d'expérience ont été ici relativement réduits : 12 centimètres sur le puits, 8 centimètres à mi-distance entre deux puits et 3 centimètres à une distance équivalente suivant le profil perpendiculaire. La pression interstitielle initiale à 2,70 métrés de profondeur n'était pas uniforme sur l'ensemble du site : vraisemblablement de l'ordre de 0,37 à 0,40 bar, le long de la ligne des puits et un peu plus faible vers le sud. On peut cependant constater que le sol était sousconsolidé (excès de pression interstitielle de l'ordre de 0,1 bar), et que d'autre part l'écoulement de l'eau était bien dirigé vers les puits. Cependant avec une telle maille, l'efficacité était relativement réduite.

Piezometre

ouvert

Piezometre a volume

Principe de fonctionnement.

constant

Des piézomètres ont été placés dans un puits à différentes profondeurs afin d'apprécier la valeur de la dépression créée par la pointefiltrante(fig. 11). Si l'on considère la nappe au niveau du sol, sans application du vide, la pression interstitielle à chaque niveau aurait été représentée par la ligne u = ^ z. 0

w

Les relevés effectués montrent que la dépression était à son maximum à 5 mètres de profondeur, c'est-à-dire au niveau de la pointe filtrante et de l'ordre de 0,2 bar au début de l'expérience, puis de 0,45 bar par la suite. Cette dépression était, par contre, nulle à 2,50 mètres de profondeur. On peut donc penser que l'action des puits s'est traduite par un drainage normal entre 0 et 2,50 mètres et par un drainage sous vide entre 2,50 mètres et 5 mètres de profondeur. Le matériau de remplissage des puits étant perméable, il ne peut offrir lui-même une résistance suffisante et il aurait été, ce ce fait, nécessaire de colmater son orifice.

Puits ponctuels (fig. 12) Les tassements et les pressions interstitielles n'ont été mesurés que suivant un profil en travers (fig. 4).

Fig. 9 - Piezometre Géonor.

Le procédé a été dans ce cas beaucoup plus efficace. En fin d'expérience le tassement au milieu des deux rangées de puits ponctuels était de 42 centimètres et de 19 centimètres à 6 métrés. 159

Pression de l eau 0,3

0 4

(bar) 0.5

jy

X

\

ligne U = y

!

0

w

»

Comme le montre la figure 12, la diminution de la pression interstitielle entre le 4 et le 29 octobre a été de 0,225 bar au milieu des deux rangées de puits ponctuels, de 0,100 bar à 6 mètres et de l'ordre de 0,030 bar à 9,25 mètres.

\

'A y

Bien que les orifices des puits ponctuels n'aient pas été colmatés, il semble que la perte d'efficacité par communication avec l'atmosphère soit plus réduite.

o ?

/s / A /

Dépression •

«pression

Fig. 11 - Répartition de la pression de l'eau dans un puits de sable de 1,20 mètre de diamètre.

160

On considérera que l'isochrone correspondant au 4 octobre représente la pression interstitielle initiale, dans la vase à 2,70 mètres de profondeur. On note également ici la perturbation apportée par la mise en place du remblai d'accès, puisque l'excès de pression interstitielle Au est de 0,140 bar au milieu des deux rangées de puits ponctuels et de l'ordre de 0,080 bar à 9 mètres.

La dépression doit vraisemblablement varier à peu près linéairement entre 0 à la surface et 0,7 à 0,8 bar à 5 mètres de profondeur. On notera que lorsque les pompes d'aspiration ont été arrêtées entre le 19 et le 22 octobre, la pression

en eau w, par une augmentation du poids spécifique y , de la cohésion C et de la pression de consolidation a' . d

u

C - c e l l u l e de tassement

&_ piezometre

PP_ puits ponctuels RP

GIO

RP G M

G13

OU

c

Les prélèvements d'échantillons intacts ayant été effectués après application du vide on constate, par comparaison avec les essais au scissomètre de chantier, qu'en dessous de 5 métrés de profondeur (position des pointes filtrantes) il y a eu modification de certaines caractéristiques du sol. On peut penser que la transmission du vide s'est effectuée assez loin des sondes par l'intermédiaire des minces couches perméables horizontales. Cet effet a dû, en particulier, être ressenti sur les couches de vase naturelles, entre 5 et 7 mètres de profondeur. Évaluation du tassement des couches très molles Sur les cinq premiers mètres, l'indice de compression moyen C du sol est ici voisin de 0,45. Le coefficient de consolidation avec drainage radial C est très affecté lors des essais de compressibilité à Pœdomètre par la présence des couches sableuses. Dans les couches argileuses, on peut admettre pour C la valeur 6 x 10" cm /s. D'autre part l'indice des vides e est voisin de 2. c

r

3

2

r

0

-4

0

5

10 Distance ( rn )

Fig. 12 - Pressions interstitielles à 2,70 mètres de profondeur et tassements. Méthode des puits ponctuels, en deux rangées, distants de 3,30 mètres (profils en travers).

interstitielle a fortement 21 octobre).

remonté

(isochrone

du

Évolution des caractéristiques du sol Pour apprécier l'évolution des propriétés du sol lors de l'essai, des sondages au scissomètre de chantier ont été effectués avant et après l'application du vide. Deux sondages avec prélèvements d'échantillons intacts ont également été réalisés après l'application du vide. Le sondage SI, effectué à une quinzaine de mètres vers le sud, au-delà des puits ponctuels, donne des indications sur les caractéristiques de la vase non soumise à la consolidation par le vide. Le sondage S2, réalisé entre les deux lignes de puits ponctuels, donne des indications sur les caractéristiques de la vase soumise à la consolidation par le vide. On constate (fig. 13) que l'application du vide s'est traduite, pour le sol, par une diminution de la teneur

— Tassement à long terme : En raisonnant sur les cinq premiers mètres, si l'on suppose que la dépression varie ici linéairement entre 0 à la surface et 0,80 bar à 5 mètres de profondeur, la surcharge moyenne entre 0 et 2,5 mètres de profondeur serait de 0,2 bar et entre 2,5 et 5 mètres de 0,6 bar. Les pressions de consolidation a' déduites d'autres sondages effectués sur le site avant l'essai d'application du vide sont de l'ordre de 0,080 bar entre 0 à 2,5 mètres et 0,150 bar entre 2,5 et 5 mètres. z

Le tassement final déduit de ces valeurs serait de 46 centimètres. — Temps de tassement : Il a été évalué à partir de la théorie de Barron* : les deux rangées de puits ponctuels peuvent être assimilées à un réseau de drains verticaux dont la maille équivalente serait : D = ^3,3 x 1,5 = 2,20 m 3

2

En tenant compte de la valeur C = 6x 10~ cm /s, on obtient un degré de consolidation de 50 % au bout de 10 jours et de 80 % au bout de 25 jours. Ces chiffres concordent approximativement avec les tassements observés sur la plate-forme traitée avec les puits ponctuels. r

* Cité par Leonards [51.

161

Fig. 13 - Principales caractéristiques du sol soumis ou non à l'application du vide. sondage SI, à 15 mètres en dehors de la zone d'essai, sondage S2, entre les deux lignes de puits ponctuels, après application du vide

CONCLUSIONS Cet essai, certes imparfait (mais il s'agissait surtout de tester rapidement un procédé peu employé dans ce domaine), montre cependant que certains terrains très mous peuvent être consolidés, par application du vide, sans qu'il soit nécessaire de les surcharger par un remblai, si le dispositif de chantier est bien adapté.

montre que le coefficient de consolidation avec écoulement horizontal C doit être supérieur à 10~ cm /s. 3

2

r

D'autre part, pour donner au procédé le maximum d'efficacité, il est indispensable de colmater l'orifice des puits ponctuels dans lesquels le vide est appliqué.

Les installations devant fonctionner en permanence, on ne peut envisager des durées d'application du vide excédant^ à 3 mois, ceci pour des raisons économiques.

Enfin l'épaisseur de sol traitée par ce procédé ne peut excéder 5 à 7 mètres.

Les conditions optimales d'application du procédé semblent donc réalisées lorsque le sol est relativement perméable ou tout au moins stratifié. En particulier, le calcul du temps de tassement effectué précédemment

Pour des profondeurs plus importantes, on peut utiliser des dispositifs plus adaptés comme ceux employés, par exemple, pour l'extension d'une piste de l'Aéroport de Philadelphie [5].

BIBLIOGRAPHIE [ 1 ] K . TERZAGHI et R. PECK, Mécanique des sols appliquée aux travaux publics et au bâtiment, Dunod (Paris, 1957), 344 p. [2]

M . PEIGNAUD, Mesure du tassement des ouvrages, Bull, de Liaison des Labo. RoutiersP. et G , 11 (1965), 4-1.

[3]

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M.-J. HVORSLEV, Time lag and soil permeability in ground water observations, Bulletin n° 36 U.S. Waterway Experimental Station Vicksburg (1951).

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G . - A . LEONARDS, Les fondations, Dunod (Paris, 1968), 1 106 p.

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G . - R . HALTON, R.-W. LONGHNEY et E. WINTER, Vacuum stabilization of subsoil beneath Runway Extension a Philadelphie International Airport, C.R. du 6 Congrès International de Mécanique des Sols et des Travaux de Fondations (Montréal), Vol. 2 (1965), 61-65 e

162

Stabilité des talus routiers G. PILOT I n g é n i e u r T.P.E. Chef de Section adjoint à la Section " M é c a n i q u e des Sols" D é p a r t e m e n t des Sols Laboratoire Central

GÉNÉRALITÉS Au cours de 1967, le Groupe d'études des talus (G.E.T.) a effectué une étude sur les glissements de talus routiers qui ont pu être observés de 1963 à 1967*. Dans ce domaine, sur 165 talus examinés, plus de 120 étaient, le siège de circulations d'eau : c'est dire à quel point le rôle de l'eau est important ; encore, faut-il préciser que dans ces 120 cas il se manifestait une action visible : écoulements d'eau ou suintements à la surface du talus. Dans les 45 autres cas, l'eau est parfois intervenue sous une forme qui n'était pas visible directement. C'est notamment le cas des ruptures de remblais sur sols mous : les glissement ont eu lieu à cause d'une insuffisance de la résistance au cisaillement provenant des fortes surpressions dans l'eau interstitielle. Finalement, on s'aperçoit que la majorité des désordres sont en relation avec un problème d'ordre hydraulique, soit par l'existence de nappes dans les talus de déblais ou les pentes naturelles, soit par apparition de forts excès de pression interstitielle. Parfois, ce sont des phénomènes d'érosion superficielle qui se produisent et le rôle de l'eau se traduit alors par un entraînement mécanique de particules.

Amorce de glissement (déviation de Sannois).

Ainsi, par simple observation, on voit déjà apparaître les deux aspects principaux des phénomènes hydrauliques qui conduisent aux deux types classiques de condition de stabilité des talus : stabilité à court terme, stabilité

à long terme.

Dans le premier cas, la très faible perméabilité des sols fins (argiles et limons) ne permet pas aux excès de pression interstitielle, nés du nouveau champ de contraintes résultant des travaux, de s'annuler rapidement. * Cf. « Les glissements de talus routiers » par le Groupe d'étude des talus des laboratoires des Ponts et Chaussées (1968).

Érosion de talus de déblai (autoroute urbaine de Marseille). 163

Dans le second cas, un régime permanent s'établit et la pression de l'eau en un point ne dépend plus que de la géométrie du talus et des conditions aux limites. Dans tous les cas, le résultat essentiel pour les études de stabilité est de pouvoir évaluer la valeur de la pression interstitielle u qui intervient dans la détermination de la résistance au cisaillement maximale : T max = c' + (a — u) tgyy. A court terme, u est la somme de deux termes u + Au, u étant la valeur initiale de la pression interstitielle avant les travaux et Au l'excès de pression interstitielle né de la variation des contraintes. Le calcul de Au est, théoriquement, possible à partir de la relation de Skempton [1]. Cependant, les coefficients de cette relation ne sont pas constants, ce qui rend difficiles les calculs de stabilité à court terme en contraintes effectives à partir des contraintes calculées. Pour cette raison, on lui préfère, la plupart du temps, l'étude en contraintes totales où le comportement au cisaillement des sols fins se traduit brutalement par T = C ; cette valeur, déduite d'essais en laboratoire ou en place, intègre le rôle des grains et celui de l'eau. 0

0

u

donné, sont à court terme ou à long terme. C'est dans ce contexte que s'est produit un glissement de la fouille de la centrale nucléaire de Bradwell en Grande-Bretagne où l'étude à court terme ne laissait pas prévoir une rupture très rapide. D'après l'expérience que l'on a des talus routiers dans les sols argileux, on peut cependant dire que bien des glissements se sont produits entre un et trois ans après les terrassements ; il en a été ainsi sur la R.N. 186 au Petit-Clamart (en 1966), sur l'autoroute du Sud, dans la glaise verte (presque tous les ans), et sur l'autoroute du Nord (en 1968). Parfois il suffit de quelques mois, notamment pour l'autoroute A.6 près de Pouilly-enAuxois et près de Mâcon (en 1968). Dans certains autres cas, c'est au bout de six et dix ans que les glissements se sont produits (déviation de Sarcelles en 1968, déviation d'Arpajon en 1967 et en 1969). Il est donc essentiel de noter que le constat de stabilité d'un talus argileux pendant six mois, par exemple, n'est pas un gage de sécurité pour l'avenir et cela n'autorise pas à différer la mise en place de systèmes de drainages.

En fait, il y a une évolution continue à partir des conditions à court terme jusqu'aux conditions à long terme ; les pressions interstitielles à court terme représentent les conditions initiales d'un écoulement transitoire qui aboutit à un écoulement permanent représentant les conditions à long terme. Une question intéresse directement le maître d'œuvre : étant acquis que l'on sait calculer la stabilité d'un talus à court puis à long terme, sait-on préciser le temps qui va séparer ces deux états ? Actuellement, on ne peut y répondre d'une façon précise. Cela dépend évidemment de la perméabilité du matériau : plus le matériau est perméable, plus l'écoulement s'adaptera rapidement aux conditions aux limites ; cette observation n'est cependant qu'à demi satisfaisante car elle fait intervenir la « perméabilité » du matériau (il s'agit naturellement de la perméabilité en place, c'est-à-dire d'un paramètre fort complexe): En effet, si l'on considère le cas important et fréquent des argiles fissurées on se représente bien une « perméabilité de fissures » permettant une évolution assez rapide de la nappe. Mais, à l'intérieur des nodules limités par les fissures, il s'agit de la perméabilité propre du matériau, qui est dix, cent ou mille fois plus faible que la perméarbilité defissures.H en résulte que les pressions peuvent être fort différentes dans lesfissuresou dans les nodules et on ne sait plus très bien si les conditions, à un instant

164

Amorce d'un glissement dû au suintement de la nappe au contact de deux formations de perméabilités différentes - Autoroute A.7, section Vienne-Valence.

Les forces dues à l'écoulement permanent de l'eau sont toujours importantes. Il est bon de rappeler l'exemple repris sur la figure 1 car il montre que l'action de ces forces, dans le sens d'un glissement, peut être de l'ordre de grandeur des forces de pesanteur qui constituent la cause naturelle des ruptures.

Il y a d'abord les difficultés inhérentes aux sites : la reconnaissance géologique doit être suffisamment précise pour permettre la mise au point du programme de mesures ; il faut pouvoir poser des piézomètres et surtout s'assurer de ce que représentent leurs indications. Ensuite, il manque généralement une donnée fondamentale pour prévoir la forme de l'écoulement à long terme : la condition limite en amont du talus. En effet, lorsqu'on se pose ce problème pour étudier un barrage en terre, le niveau de l'eau dans le réservoir, parfaitement connu, fixe la condition hydraulique amont. Dans le cas des talus routiers, cette donnée n'existe généralement pas, sauf pour des conditions géologiques tout à fait particulières ; il faudrait donc évaluer les alimentations provenant du bassin versant, les capacités de rétention des formations supérieures, etc.

o

De toutes façons, l'étude hydraulique d'un talus débouche généralement sur une étude hydrogéologique dont le domaine d'investigation s'étend bien au-delà du talus lui-même. Fig. 1 - Influence d'un écoulement d'eau : zlMg : moment moteur dû à la force d'écoulement, 4 M : moment moteur dû au poids de l'élément p

_ .IMç

j>

~ AM

y

P

w

Sin a Sin (6* + a) cos

e

pour 0 = 6 0 ° et a = 30° on a r = 1.

On constate que l'élément de volume A V est soumis à une force d'écoulement dont la participation au moment moteur est égale à celle de son poids ; au passif de l'intervention de l'eau, il faut aussi ajouter, tout le long de la ligne de rupture, la diminution de résistance au cisaillement provoquée par les pressions interstitielles. On conçoit donc que l'une des opérations d'intérêt majeur, au titre des mesures d'accroissement de la stabilité, soit d'annuler (ou de minimiser) l'incidence de la présence de l'eau. C'est le rôle des drainages que l'on décrira ultérieurement.

* **

E X A M E N THÉORIQUE D U PROBLÈME Les méthodes d'étude des talus étant limitées à deux dimensions, on ne s'intéressera donc qu'aux écoulements bidimensionnels. Les calculs de stabilité consistent généralement, à étudier les conditions d'équilibre d'une masse de sol limitée par une surface choisie comme surface de glissement possible. En effectuant le bilan des forces, il apparaît une force df agissant sur ds, due à la pression de l'eau (fig. 2). Pour écrire les équations d'équilibre il faut donc : — connaître le volume de sol soumis à l'écoulement, c'est-à-dire déterminer la surface libre de l'écoulement, — connaître en tout point de ce volume la valeur de la pression interstitielle.

Il résulte de tout ceci que l'une des phases les plus importantes des études de stabilité consiste à déterminer le régime hydraulique initial, c'est-à-dire avant les travaux, et de prévoir son évolution. En particulier, on cherchera à connaître l'allure de l'écoulement permanent qui s'établira, par exemple, après l'exécution d'une tranchée de déblai. Au paragraphe suivant, on examinera la position théorique du problème mais, dès maintenant, il faut insister sur les difficultés de ces études.

Fig. 2 - Action de l'eau dans un calcul de stabilité.

165

Le problème réside dans la détermination de ces deux éléments, en tenant compte de ce que sur la surface libre la pression interstitielle u = 0.

Ceci conduit à Ah = 0 ; la charge hydraulique est donc une fonction harmonique. La résolution de cette équation est possible, dans des conditions et par des moyens que nous préciserons ultérieurement.

La pression u et la charge hydraulique h sont liées en un point quelconque par h = z H — — cote du point considéré.

^

où z est la w

Par ailleurs, dans un sol homogène et isotrope, l'écoulement permanent est régi par : — la loi de Darcy v = — k grad h (k = coefficient de perméabilité)

— l'équation de continuité en milieu incompressible —•

div v = 0.

On doit faire deux remarques importantes : — le calcul de la répartition des pressions interstitielles u passe par la résolution de cette équation, compte tenu des conditions aux limites du problème. — la charge h ainsi que la pression interstitielle u ne dépendent pas de la perméabilité du milieu ; c'est-àdire que si les conditions aux limites étaient identiques, deux massifs, l'un en sable, l'autre en argile, connaîtraient la même répartition de pressions ; il en serait tout autrement des débits qui seraient, eux, dans le rapport des coefficients de perméabilité.

// faut donc bien séparer la notion de pression de l notion de débit et donc ne pas juger l'efficacité d'un drainage sur la quantité d'eau éliminée.

* ** Le champ des charges hydrauliques comporte certaines lignes remarquables (fig. 3) : te

— les lignes équipotentielles h = C ; — la surface libre u = 0,

h = z,

Oh

3n

0;

— les lignes de courant, orthogonales aux lignes équipotentielles (— = fj) ; ah — les lignes de suintement u = 0, h = z mais — j= 0 ; Zone de suintement sur un talus au contact des éboulis et des calcaires.

dn — les lignes imperméables qui sont des lignes de courant

— les lignes de drainage qui sont des lignes équipotentielles.

L i g n e de c o u r a n t

^ c ' « \

\

L i g n e e'q u t p o t e n t i e l l e h = c ' ^

Mise en évidence par le gel des venues d'eau dans un talus.

166

\

Surface

impermeable oh 3n

Fig. 3 - Lignes remarquables d'un réseau d'écoulement.

=0

L a résolution de A h = 0 se fait donc dans u n domaine limité par certaines de ces lignes o ù les conditions aux limites sont connues. D a n s le cas des talus routiers, o n c o n n a î t souvent, outre l a géométrie de l'ouvrage, une couche i m p e r m é a b l e sous le pied d u talus ainsi qu'une-condition limite en aval (par exemple le drainage de l a chaussée). P a r contre, comme o n l ' a déjà signalé, o n ne c o n n a î t g é n é r a l e m e n t pas le niveau amont ce qui ne permet pas de d é t e r m i n e r le champ de h . O n est donc conduit à des h y p o t h è s e s liées à l a nature des couches de sol situées en amont d u talus. L afigure4 p r é s e n t e deux types de r é s e a u x d ' é c o u l e m e n t dans les talus en sol h o m o g è n e et isotrope, l ' u n sans surface de suintement, l'autre avec surface de suintement.

Surface

A partir d u r é s e a u d ' é c o u l e m e n t , i l est très facile de calculer l a pression interstitielle en u n point quelconque M (fig. 5) ; i l suffit de c o n n a î t r e Péquipotentielle passant par M . E n effet : K

soit :

=

"M

—

+

Z M

+ z

A

MN

L a figure 6 m o n t r e l a r é p a r t i t i o n des p r e s s i o n s interstitielles agissant sur u n cercle de glissement dans les talus soumis aux é c o u l e m e n t s respectifs de l afigure4

libre

70

60

50

4,0

3,0

20

10

a) sans ligne de suintement

E c h e l l e HS.V 0

Surface

5 m

libre

\

Echelle H * V

Pente

—

0

60 55

50

45

: n

40

35

30

5 m

V///////////////////////////////////////////////////////,

a) sans ligne de suintement

25 2,0 15 1,0 0,5

b) avec ligne de suintement Fig. 4 - Réseau d'écoulement.

Surface

libre

b) avec ligne de suintement

Fig. 5 - Calcul de la pression interstitielle.

Fig. 6 - Répartition des pressions interstitielles sur un cercle de glissement. 167

Le mode de formation d'un massif argileux supposé homogène (sédimentation) conduit à une anisotropic naturelle. Cette anisotropic initiale peut être accentuée par le dépôt d'autres sédiments, par la consolidation ou par l'érosion des couches supérieures ; de telles conditions entraînent, entre autres, une anisotropic de la perméabilité qui se traduit généralement par un coefficient de perméabilité horizontal k supérieur au coefficient de perméabilité vertical k .

Surface

libre

h

v

Dans ce cas, la loi de Darcy et l'équation de la continuité s'écrivent respectivement : 0 — k grad h,

k = 7,0

6.0

50

4.0

3,0

20

1,0

0

Fig. 8 - Réseau d'écoulement obtenu sur le modèle affine

div v = 0

et :

pour k = 16 k soit h

, k

D'où

2

v

2

3h , 3h . -r-r + k ^-r = 0 dx dy

h

v

2

2

S u r f a c e libre

k

ou :

ah

ah

dx

dy

2

h

2

2

2

= 0 c he lie H & V

Avec le changement de variable X vient : ah 3X 2

2

ah dy 2

+

0

2

On peut donc étudier l'écoulement dans un talus en sol anisotrope par résolution d'une équation de Laplace, à condition de faire l'étude du type précédent (milieu isotrope) sur un modèle affine du talus réel dans le (fig. 7, 8

rapport k Surface

et 9).

La figure 10 présente les résultats de calculs de stabilité avec trois types defiltrationdifférents : écoulement en sol isotrope, en sol anisotrope (k = 16 k ) et écoulement horizontal. h

h

libre

v

Lorsque les sols sont hétérogènes, ce qui est le cas général, la résolution théorique devient quasi-impossible ; l'essentiel est alors de sefixerun schéma simple qui permette d'avoir une idée valable, semi-quantitative du réseau d'écoulement.

7,0

6,0

5,0

4,0

3,0

2,0

Fig. 7 - Réseau d'écoulement en milieu isotrope.

168

Fig. 9 - Réseau d'écoulement du talus réel. On note que la surface libre est moins incurvée vers le bas et qu'une surface de suintement est apparue sur le parement du talus.

1 0

Dans la mesure actuelle de nos connaissances et de nos possibilités, il faudrait engager des études très poussées et onéreuses pour un gain d'information dont l'intérêt ne serait sans doute pas en rapport avec le coût, ni avec le «risque» que représente un talus routier.

2 068

1.874 1.78 3

D est évident que la position est toute différente lorsqu'il s'agit d'un barrage en terre dont la ruine peut conduire à des catastrophes.

1858

1.934 /j.770 17861 2,049 j 1,808* 1,715*| 1,898 ) ? ? \ \ 1696 J.740 2,0,20

VJ40

1

On n'a envisagé, ci-dessus, qu'une forme d'intervention de l'eau dans la stabilité des talus, celle qui consiste à évaluer les pressions interstitielles le long des surfaces de glissement et à introduire la force résultante dans les équations d'équilibre.

1.6511 I . 1,896

1,842 J ,1.633 j.1.713 J1694

1607 J ^1.943

833,to£tS9o/.1,770 2,082 *j 1.685

1,624/

2

,087

.^96\^ Vl605/,1,885 .2,427

\ ^1,772-^1^78/

D est parfois avantageux d'envisager une autre forme d'intervention en introduisant la force de percolation, ou poussée d'écoulement. Afin de bien examiner l'équivalence des deux points de vue, on considère un élément de volume AN, choisi dans un écoulement linéaire, à direction constante (fig. 11) : cet élément est limité par deux lignes de courant et deux équipotentielles. Indépendamment des réactions intergranulaires, il est soumis à

a) en sol isotrope

son poids W et aux pressions interstitielles dont la résul—• —• tante est U ; ces deux forces ont une résultante R. En explicitant son intensité et en la projetant sur deux axes respectivement vertical et parallèle à la direction de l'écoulement, on trouve que les deux nouvelles composantes sont égales :

y

1.594 20 /l2

^Jl.545

13

^ >'

— dans le sens vertical, au poids déjaugé, 10 / v

—

— dans le sens de l'écoulement, à une force de volume E dirigée selon l'écoulement, dont l'intensité est i ^ , i étant le gradient hydraulique.

\

!*•» Pente 2 / 1

\

w

\

Dans le cas plus général d'un écoulement quelconque dans un talus de déblai étudié en rupture circulaire, on a ainsi équivalence entre les deux systèmes de forces représentés (fig. 12 et 13).

0

b) en sol anisotrope

Dans certains cas géométriques simples, celui des 1,574, 1.455

,• 7 *

.1.652/, 1,4 64 ,1,40 3 791 / 1,504

t . f ï 2 11,!

pentes naturelles, par exemple, où le calcul de E est immédiat, cette seconde forme est plus commode.

,'1.608/U 90,^1,380 J49/* /u3*6 ,1,338 jN 533 ,1.568. 1,325 J 1.374 1.740 /l.374,y-.l,29o/ (1,5 64 1.8001 ^1.361 .1.289 .1,715 \.\l573 , \ 2n/J\ 53 5 1956\\w2T 1^398 1,976

Pente 2/1

A titre d'illustration du rôle de l'eau, on peut examiner comment la pression interstitielle intervient explicitement dans des formules de calcul : • calculs de talus en rupture circulaire par la méthode des tranches (fig. 14). A long terme, en admettant que les forces sont égales de part et d'autre des tranches, le coefficient de sécurité s'écrit :

18 20

cl) + (Wcos a - ub) tg<5' 2

F = c) en sol isotrope avec nappe horizontale Fig. 10 - Calcul de la stabilité des talus.

1 cosa

E W sin a

(méthode des tranches suédoise) 169

Fig. 12 - Forces dans un talus en considérant les pressions interstitielles.

Fig. 14 - Calcul de stabilité par la méthode des tranches.

La pression interstitiellefigureaù numérateur où le terme ub vient en déduction du terme Wcos ^, fonction du poids de la tranche ; le terme c'b étant toujours faible, on voit que ub a un rôle important. 2

Fig. 13 - Forces dans un talus en considérant les forces d'écoulement.

170

• calcul des pentes naturelles en rupture plane (fig. 15). Le coefficient de sécurité vis-à-vis d'une rupture plane, parallèle au terrain naturel, à la profondeur z et lorsque

l'écoulement est également parallèle au terrain naturel, s'écrit : 2

/ y\ + (1- m ) yz \ p ' c'

F = sin 2 /}

w

tg(P' tg /5

Lorsque la nappe est au niveau du sol (m = 1), et que c' est négligeable :

stade, admettons que l'on connaisse ou que l'on ait fait des hypothèses raisonnables sur les conditions aux limites ; il reste à déterminer le champ des charges hydrauliques h en régime permanent dont on déduira le champ des pressions interstitielles u introduit dans les calculs de stabilité à long terme. Trois méthodes peuvent être utilisées :

t g < P

1. Tracé graphique direct des lignes équipotentielles et des lignes de courant ;

On en déduit que, à l'équilibre limite, la pente limite n'est que la moitié de ce qu'elle serait sans écoulement hydraulique.

2. Reproduction de l'écoulement, en étudiant un autre phénomène régi lui aussi par la loi de Laplace ;

F

=

/1 _ \

p /

' „ j _ ^fl' tg jS ~ 2 tg/3

3. Résolution mathématique de Ah = 0. La première de ces méthodes est difficile à utiliser dans le cas des études de talus, puisque la surface libre est, a priori, inconnue. On manque donc d'éléments de départ pour constituer des « carrés curvilignes » limités par des éléments de lignes de courant et de lignes équipotentielles. La troisième méthode (calcul de relaxation par exemple) se heurte aussi à cette difficulté indépendamment de la complexité des calculs (dans ce domaine toutefois, les gros ordinateurs ne doivent pas y trouver d'obstacle majeur). Il reste la seconde méthode, basée sur les analogies, qui a connu beaucoup d'extension.

MOYENS

D'ÉTUDE

L'étude du rôle de l'eau dans la stabilité des talus routiers connaît, en principe, trois phases : a) Étude hydrogéologique de la nappe, avant les travaux, b) Étude, en laboratoire, du ou des régimes hydrodynamiques dans le talus et calcul du coefficient de sécurité, c) Étude, en cours d'exécution et après les travaux, de l'évolution de la nappe et des pressions interstitielles. Nous n'examinerons ici que la phase b)*. A ce * Les phases a) et c) sont traitées aux articles « Rappel des notions fondamentales » de M . Rat et H . Josseaume et « Drainage et rabattement de nappes » de M . Rat.

Un type d'analogie est celui de l'écoulement visqueux d'unfluideentre deux plaques parallèles en verre, proches l'une de l'autre ; on se limite aux problèmes à deux dimensions, en sol homogène et isotrope. Par contre, on peut étudier des régimes transitoires en plaçant dans le fluide des particules métalliques dont on filme ou photographie le mouvement. Le type d'analogie, de très loin le plus utilisé, est l'analogie électrique. Suivant la complexité du problème, on dispose de trois types d'appareillages : — Écoulements permanents bidimensionnels en milieux homogènes isotropes ou non (extension possible aux milieux hétérogènes simples). On utilise la méthode dite du papier conducteur, qui consiste à découper dans un papier conducteur la forme du talus et à appliquer, aux limites, des potentiels électriques analogues aux charges hydrauliques. La surface libre et la surface de suintement sont déterminées par approximations successives ; ensuite, les lignes équipotentielles électriques sont tracées directement sur le modèle à l'aide d'une sonde reliée 171

à un pont de type Wheatstone. La figure 16 montre un modèle en cours d'étude. La méthode est simple et assez rapide, le matériel est bon marché; par contre on est assez limité dans la complexité des problèmes à traiter, en particulier, il est difficile d'obtenir des papiers conducteurs dont les conductibilités soient dans le rapport des perméabilités de divers sols. Ce procédé a été développé surtout depuis 1949 à l'Institut Biaise Pascal du C.N.R.S.

est difficile à manipuler, compte tenu, surtout, des conditions aux limites à respecter. Lorsque le réseau d'écoulement est obtenu, il est facile d'en déduire le champ des pressions interstitielles à introduire dans le calcul de stabilité. Dans certains cas de talus et d'écoulements, le calcul de stabilité a été présenté sous forme d'abaques. Citons les suivants : — calcul de talus en sols homogènes soumis à un écoulement quelconque (nécessite le calcul d'un paramètre hydraulique intermédiaire) ; BISHOP A.-W. et MORGENSTERN N . , Stability coefficients for

earth slopes, Geotechnique, X , 2 (déc. 1960), pp. 129-150. »

— calcul de talus en sols homogènes soumis à un écoulement parallèle de direction quelconque ; KERISEL J., Glissements de terrains, Dunod (Paris, 1966).

— calcul des talus naturels et des remblais sur sols inclinés. M E

PILOT G . et K A C M A Z S. ( M ) , Abaque de calcul de stabilité

d'ensemble des remblais sur sols inclinés, Bull. Liaison Labo. Routiers P. et C , 32 (1968). Fig. 16 - Profil en cours d'étude.

— Écoulements permanents bi ou tridimensionnels en milieux homogènes ou hétérogènes, isotropes ou non. La forme, plus complexe, des conditions géométriques est reproduite en creux dans un moule empli d'un électrolyte qui constitue le milieu conducteur : c'est la cuve rhéoélectrique. Les potentiels électriques, analogues aux charges hydrauliques, sont mesurés dans le liquide par une sonde mobile. De grandes difficultés technologiques se posent pour matérialiser la surface libre, indépendamment des problèmes d'étanchéité, de polarisation, etc. Des modèles en plâtre ont également été exécutés. — Écoulements bidimensionnels permanents ou transitoires, en milieu quelconque. Dans ce cas général, l'écoulement n'est plus régi par la loi de Laplace mais par une autre équation aux dérivées partielles; la méthode de résolution passe par les différences finies; le calcul peut être traité par des méthodes de relaxation citées ci-dessus. Au niveau des équations aux différences finies, on peut réaliser une analogie électrique en constituant un modèle électrique qui « discrétise » le talus réel et le remplace par un réseau électrique dont les branches portent des résistances et des condensateurs. C'est la méthode des réseaux électriques*. Elle est très puissante, mais elle * Elle s'étend également aux modèles tridimensionnels.

172

LES

DRAINAGES

On n'examinera ci-après que les drainages qui s'utilisent dans la construction des talus**. D'abord, il faut insister sur ce que l'on attend d'un drainage : on en attend, si on veut agir sur la stabilité, une diminution des pressions interstitielles et non un débit. Il est bien certain que dans le cas où une tranchée devrait être ouverte dans du sable fin, siège d'une nappe, le drainage aurait pour but d'éliminer l'eau dans la zone des terrassements. Mais dans le cas des sols fins, le drainage ne dùriinuera pratiquement pas la teneur en eau, tout en annulant ou en abaissant les pressions. Il en résulte trois remarques importantes : • avant de retenir le principe d'un système de drainage et de le construire, il faut savoir ce que l'on en attend, ce que doivent être ses effets : ceci suppose une étude préalable de la nappe. Sans cette étude, on risque de mal évaluer le type d'écoulement, de construire un système insuffisant ou inadapté ; ou alors, on accepte l'éventualité, en plaçant un dispositif sûr, de le surdimentionner ; ** Une vue d'ensemble des drainages, de leur conception et de leur calcul fait l'objet de l'article de M . Rat « Drainage et rabattement ».

• on ne jugera pas l'efficacité du système de drainage au seul débit qu'il évacue : ce sont les piézomètres qui indiqueront si la nappe baisse et si les pressions diminuent ; • il est prudent de contrôler la pérennité des drainages : ce sont également des piézomètres qui donneront des renseignements. La pérennité des drainages est évidemment liée à la nature des matériaux drainants. Pour avoir vu, parfois, de l'eau ruisseler à la surface de tranchées drainantes, nous pensons qu'on n'accorde pas assez d'attention aux conditions de filtres et que quelques types de règles sont à rappeler : — A propos des barrages en terre, l'avis de Terzaghi était que : • un matériau cohérent comprenant au moins 15 % d'argile (< 2 fi) ne colmate pas un filtre dont D x 1/10 mm ; 1 5

• en milieu pulvérulent : filtre

(D15)

(dg ) 5

_

de drainage, et aussi, en fonction d'impératifs liés aux conditions du chantier : — éloignement des matériaux drainants adéquats, — temps d'action envisagé pour le drainage, — période des travaux, — accessibilité, — engins disponibles sur le chantier. En fait, on peut toujours proposer des solutions de drainages mais, en plus de l'efficacité, il faut qu'elles soient exécutables et si possible non ruineuses. A ce propos, on doit noter que les drainages sont toujours des ouvrages chers, la stabilité des talus étant bien souvent à ce prix. Il n'y a pas de solution purement « intellectuelle » et le meilleur mécanicien de sol peut seulement assurer, qu'à dépense donnée, il propose les meilleures conditions possibles. Il faut donc généralement faire un calcul économique pour choisir entre plusieurs solutions possibles.

g

sol

M. Kerisel propose de retenir cette règle en la complétant par une condition sur la forme de la courbe granulométrique : si D est la dimension des plus gros grains du filtre, les grains de diamètre D / D U sont en pourcentage ( — — 1 3 1 0 0

^îoo — Le « U.S. Bureau of Réclamation » recommande pour les filtres à granularité uniforme des barrages en terre :

vd ) s»

Un des types de drainage des talus les plus fréquemment employés est le masque drainant sur les talus de déblai. Son rôle est analogue à celui de la recharge aval d'un barrage en terre à noyau ; du fait de sa forte perméabilité, la nappe est rejetée à l'intérieur du talus définitif. C'est une solution sûre. On peut, théoriquement, en calculer les dimensions, par une étude de stabilité classique, pour qu'il conduise à un coefficient de sécurité acceptable (fig. 17).

1

5u

— Lackner conseille, pour les filtres à granularité uniforme derrière les murs de quai : (D o) 5

(d ) 5u

filtre

=

3

à

4

sol

— Des relations plus complètes et un peu moins simples concernant les filtres à granularité uniforme, ont été données par Zweck et Davidenkoff, en tenant compte de la grosseur des grains et de la direction du courant.

* ** Les méthodes de drainage des talus constituent une « panoplie » dans laquelle on choisit suivant le type et la dimension de l'ouvrage à protéger, la profondeur

En fait, ses dimensions dépendent du mode d'exécution et des engins de chantier. Pour un talus d'une quinzaine de mètres de hauteur, dont on ne veut pas laisser longtemps le parement sans protection, la largeur à la base peut être de 6 à 8 mètres, cette largeur pouvant diminuer vers la tête, ce qui conduit à tailler le terrain naturel à une pente supérieure au talus définitif 173

(souvent exécuté à 2/1, parfois à 3/2). On doit donc se préoccuper aussi de la stabilité à court terme de ce talus. Pour assurer le succès de cette construction, l'entreprise doit prendre ses dispositions pour exécuter rapidement le chantier de drainage. Les tranchées de déblai peuvent être équipées de tranchées drainantes longitudinales. Cette méthode est limitée par la profondeur que peuvent atteindre les tranchées; actuellement, elles ne sont guère envisageables au-delà de 3 à 4 mètres, sinon, il faut boiser. Par contre, on peut en disposer plusieurs étages sur le parement du talus (ftg. 18).

Enfin, les talus de déblai peuvent être équipés de drains subhorizontaux. On se heurte toujours, dans ce cas, au problème de la densité des drains. Sans méthode sûre de détermination, un drain au moins tous les dix mètres de longueur du talus paraît nécessaire en une ou plusieurs nappes suivant la hauteur. Leur efficacité est meilleure en les forant inclinés par rapport au talus car ils recoupent ainsi plus de lignes de courant.

Vue d'un faisceau de drains subhorizontaux.

Fig. 18 - Schéma de tranchées drainantes longitudinales.

On notera que le drainage sera d'autant plus efficace qu'il aura été exécuté longtemps avant les terrassements afin de permettre à la nappe de s'abaisser au niveau de la tranchée. On construit parfois des tranchées transversales, ou éperons drainants (fig. 19), surtout utilisés dans des traitements locaux pour des talus de hauteur moyenne (jusqu'à 6 à 8 mètres).

L'autre type d'ouvrage qui recquiert souvent des drainages est le remblai sur pentes argileuses où les tranchées drainantes sous remblai, transversales ou légèrement inclinées, donnent les meilleurs résultats. Outre le rabattement de la nappe du terrain naturel, elles évitent que le niveau de cette nappe ne remonte en amont du remblai, puisque la surcharge apportée diiminue la perméabilité du sol sous-jacent ; plus elles sont profondes et plus elles sont efficaces. Là encore, la limite est fixée par la stabilité des parois de la tranchée : il y a intérêt à opérer par petites sections de façon à la laisser ouverte le moins longtemps possible. On a rarement eu l'occasion de faire des constatations sur l'efficacité du rabattement, sur l'axe du remblai mais il semble qu'une distance d'une vingtaine de mètres, entre tranchées, soit convenable. Dans le cas où cette dernière technique est retenue, il faut également qu'elle soit appliquée avant la construction des remblais, c'est-à-dire que les tranchées soient exécutées environ un an avant. Cette liste n'est pas limitative ; d'autres systèmes de drainages, plus complexes, par exemple par puits et drains subhorizontaux peuvent être utilisés*.

Fig. 19 - Schéma d'éperons drainants.

174

* Un exemple de ce système est décrit dans l'article « Passage de l'autoroute Nancy-Metz, au lieu-dit « Le Château-sous-Clévant ».

BIBLIOGRAPHIE

111

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Une bibliographie abondante traite de ce problème, soit théoriquement, soit sous forme de description de travaux. Indépendamment des ouvrages classiques d'hydraulique et de mécanique des sols (E. H A R R , P . Y . A . POLOBORINOVA-KOCHINA, G . SCHNEEBELI, K . TERZAGHI, G.-A. LEONARDS, J . KERISEL, D.-W. TAYLOR...) on peut citer les publications suivantes : e

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175

discussion

La discussion qui a suivi l'exposé a permis d'insister sur quelques points, de préciser certains autres et a entendre un compte rendu de M . Menneroud * sur les travaux de drainage d'un talus en pente instable. Étude hydrogéologique

préalable

Pour calculer correctement la stabilité d'un talus, il est nécessaire de la faire d'une façon très p o u s s é e . Elle ne doit g é n é r a l e m e n t pas être limitée au voisinage immédiat de l'axe car, pour prévoir correctement l'évolution de la nappe, il faut connaître son alimentation. Elle sera longue (deux ans) car il faut connaître la position la plus haute de la surface piézométrique. E f f i c a c i t é du drainage

Le drainage a pour but de diminuer les pressions interstitielles à l'intérieur du talus. L'efficacité d'un s y s t è m e drainant ne peut être contrôlée que par des p i é z o m è t r e s . Les débits é v a c u é s étant surtout fonction de la p e r m é a bilité du milieu. Lorsque les coefficients de perméabilité sont très faibles, les débits le sont aussi et le temps nécessaire au rabattement augmente. Le rayon d'action des drains est alors petit et il est n é c e s s a i r e d'implanter un réseau très dense de drains. Il existe quelques formules pour calculer l'écartement des drains (formule de Guyon, de Vibert). Elles ne sont pas exactement a d a p t é e s à nos problèmes. Un drainage demande une réalisation très s o i g n é e (filtre anticontaminant) et un entretien sérieux, sinon son efficacité diminue rapidement par suite du colmatage. T r a n c h é e s et é p e r o n s drainants

Leur réalisation est délicate et doit être profondeur, il faut prévoir un s o u t è n e m e n t .

rapide pour éviter les é b o u l e m e n t s . Au-delà

de trois m è t r e s de

Dans tous les cas, on les équipera d'un drain poreux ou d'un tube plastique crépine. Il est difficile de trouver un filtre convenable pour les matériaux fins. Pour qu'un éperon soit efficace, il faut qu'il p é n è t r e p r o f o n d é m e n t dans le talus. Talus de remblais

Lorsque l'on construit un remblai sur une pente instable, il existe deux m é t h o d e s pour assurer la stabilité de l'ensemble : la b u t é e de pied ou le drainage. Les talus de remblais sont sujets à des ruptures superficielles, dues g é n é r a l e m e n t au mauvais compactage des bords. Elles peuvent entraîner des ruptures plus graves, par régression. Mais il peut y avoir aussi contamination du remblai par l'eau qui s'infiltre par le terre-plein central ou le long des glissières de sécurité. Les talus sont souvent le siège de d é s o r d r e s superficiels qui demandent un entretien important. On ne doit pas négliger l'influence de la végétation qui régularise la teneur en eau et e m p ê c h e partiellement l'altération superficielle.

* G é o l o g u e au Laboratoire d é p a r t e m e n t a l de Nice.

176

Site d'implantation du viaduc du Carei.

S t a b i l i s a t i o n d ' u n e p e n t e i n s t a b l e par d r a i n s s u b h o r i z o n t a u x Les travaux de drainage r é a l i s é s sur l'autoroute A 53, ont m o n t r é leur e f f i c a c i t é . Trois viaducs importants

(Pescaire,

Pala, Carei) s'appuient sur du flysch o l i g o c è n e .

Ce

matériau,

constitué

d'alternance de marnes et g r è s plus ou moins c o n s o l i d é s , est t r è s sensible aux glissements. Pour é v i t e r que des d é s o r d r e s n'affectent les fondations, deux mesures ont é t é prises : fondations profondes et drainage des versants.

177

178

En ce qui concerne le deuxième point, un drainage expérimental a tout d'abord é t é mis en place sur la rive droite du Carei (figure ci-contre) qui réunissait les conditions les plus défavorables, à savoir : — p r é s e n c e du contact marnes bleues-flysch en amont de la pile 2, — pente très prononcée, — p r é s e n c e d'un glissement fossile au droit de la pile 3. Deux piézomètres S 2 3 DA et S 2 3 D B , ce dernier équipé d'un limnigraphe, ont é t é forés avant l'exécution du drain S 2 3 DC. Lors de l'exécution du S 2 3 DB, des essais de perméabilité (essais Lefranc à niveau variable) ont é t é réalisés. Ils ont m o n t r é : 1 - que la perméabilité du flysch était essentiellement une perméabilité de fissure (lors des essais, seules les zones fissurées absorbaient des débits notables) ; 2 - l'existence dans la masse du flysch d'un réseau de fissures broyées au-dessous de 22 m è t r e s au S 2 3 D A et 16,50 m è t r e s au S 2 3 DB ; 3 - que ces fissures étaient en connection et en charge (la hauteur piézométrique était voisine de 15,50 m è t r e s ) ; 4 - les perméabilités t r o u v é e s lors des essais étaient toujours pris avec circonspection compte tenu d'une perméabilité de fissure ;

de l'ordre de

10

- 6

m/s,

résultats

devant

être

5 - l'existence de petites nappes suspendues à 16,70 m è t r e s au S 23 DA et 8,40 m è t r e s au S 23 DB (nappes drainées ensuite par les piézomètres). Lors du forage du drain S 23 DC, des venues d'eau ont é t é c o n s t a t é e s à 34, 4 2 , 4 7 et 54 mètres. La nappe a é t é rabattue de 10 m è t r e s au S 2 3 D B . Les débits initiaux étaient de 12 l/mn puis se sont stabilisés à 3 l/mn pendant une vingtaine de jours et sont ensuite p a s s é s à 1,8 l/mn sans que la nappe remonte dans les piézomètres. L'évaluation de la perméabilité a permis de calculer un rayon théorique d'influence (25 m è t r e s dans ce cas). Ceci a permis de fixer un é c a r t e m e n t inter-drain pour la réalisation de la deuxième phase du drainage expérimental. Pratiquement cet é c a r t e m e n t a é t é fixé entre 1 5 et 2 0 m è t r e s . Mais, auparavant, ont é t é forés trois piézomètres provisoires (a, b, c) et deux définitifs ( V 3 - V 5) sur lesquels des essais de perméabilité ont été de nouveau effectués. Les perméabilités trouvées étaient de l'ordre de 10 m/s jusqu'à 15 m è t r e s de profondeur et de 10"* au-delà. 5

Le drain H 3 a alors é t é f o r é ; on a c o n s t a t é une influence sur les p i é z o m è t r e s a, b et c. Puis le drain H 2 avec une influence sur a et b et sur le débit de H 3. Enfin H 1 et H 4. Ensuite ont é t é e x é c u t é s les piézomètres V 1 et V 2 , destinés à remplacer les piézomètres provisoires a, b, c, détruits par la construction de la pile 3. La surveillance du réseau de piézomètres et du débit des drains montre que le s y s t è m e fonctionne bien à l'heure actuelle et que, lors de fortes pluies prolongées, on n'observe pas de r e m o n t é e importante.

179

Vue de l'ensemble du chantier de l'autoroute A.31 au lieu-dit «le Château-sous-Clévant», en mai 1969.

Passage de l'autoroute Nancy-Metz au lieu-dit "le Château-sous-Clévant" C. PILOT I n g é n i e u r T.P.E. Chef de Section adjoint à la Section " M é c a n i q u e des Sols"

Présentation H. SCHLUCK I n g é n i e u r des Ponts et Chaussées Arrondissement "Autoroutes" Direction d é p a r t e m e n t a l e de de Meurthe-et-Moselle

l'équipement

C'est en 1963 que, conscient de la difficulté majeure de faire passer l'autoroute A.31 sur un versant en forte pente dont l'instabilité s'était déjà manifestée par d'importants glissements, le Service de Meurthe-et-Moselle avait sollicité la constitution, sous les auspices du Laboratoire central et du Service spécial des autoroutes, du Groupe d'études du « Château-sous-Clévant ». La mission du service spécial des autoroutes*, essentiellement d'ordre géométrique, était d'étudier un tracé épousant au mieux le terrain naturel, condition impérative, a priori, de la stabilité de l'autoroute. Ce tracé fut rapidement défini par les moyens du calcul électronique et l'étude conduisit à adopter des chaussées à niveaux décalés présentant, en plan, une suite de courbes progressives de 700 à 1.000 mètres environ de rayon. Le Groupe d'études resta, en définitive, constitué par les ingénieurs du Département des sols du Laboratoire central, du Laboratoire régional de Nancy et de notre Service, auxquels furent associés deux spécialistes réputés de la mécanique des sols et de l'hydrogéologie : la Société Mécasol et le Bureau d'études de géologie appliquée et d'hydrologie souterraine (Burgeap). La Société Solétanche fut également appelée, en raison de son expérience, à collaborer aux travaux du groupe, en vue de faciliter l'exécution de décisions toujours urgentes en ce domaine où la durée des études et des périodes d'observation qui leur succèdent, est inévitablement longue. Les travaux du groupe, rapidement entrepris, furent poursuivis pendant plus de quatre années jalonnées réunions d'études, assorties de visites des lieux, au cours desquelles les échanges de vue des participants se révélèrent très positifs et fructueux.

de

Lorsque la première relation de cette opération de Clévant fut donnée, lors des journées d'hydraulique de novembre 1968, nous avions montré notre espoir de voir bientôt gagné ce très difficile passage « Sous-Clevant ». C'est, à présent, une certitude puisque la plate-forme de l'autoroute est en cours d'achèvement sans que des désordres quelconques aient été constatés sur les talus ou le terrain environnant, malgré des conditions d'exécution très défavorables au cours de l'automne 1968-69. Il est néanmoins nécessaire d'assurer une surveillance vigilante du bon fonctionnement des ouvrages de drainage et de l'évolution concomitante des niveaux piézométriques ; aussi aurons-nous encore besoin des conseils du groupe à ce sujet. Sa constitution et les résultats positifs de ses travaux sont, avant la lettre, et c'est collectivement que nous remercierons des Laboratoires central et régional et de notre Service, ainsi que qui furent chargés, à l'origine, de susciter sa formation et l'aidèrent

pour nous, un très bel exemple de participation les ingénieurs et techniciens des Sociétés associées, les ingénieurs du Service spécial des autoroutes à définir ses objectifs. Septembre 1969

* Actuellement Service d'études techniques des routes et autoroutes (S.E.T.R.A.).

181

L'autoroute A.31, entre Nancy et Metz, se situe sur plusieurs kilomètres, au-delà de Nancy, dans la vallée de la Meurthe. Le fond de cette vallée n'est pas très large et il est pratiquement tout occupé par la Meurthe elle-même et le canal, la voie ferrée, la route nationale, des maisons et des usines. Le tracé de l'autoroute a donc dû être placé à flanc de coteau, au-delà de Champigneules, après le viaduc de Frouard, en rive droite de la Meurthe (fig. 1, p.\S4). Les sols qui tapissent ces flancs sont essentiellement des éboulis dont les éléments appartiennent à divers étages du Jurassique et du Lias. Les matériaux dominants sont des argiles (Toarcien) dans lesquelles sont emballés des blocs de calcaire (Bajocien) de toutes tailles et du minerai de fer (Aalénien). Le calcaire bajocien qui constitue le sommet du plateau joue le rôle de réservoir et les sources qui en sont issues s'infiltrent dans ces versants où elles alimentent une nappe pelliculaire dans les formations d'éboulis à dominante argileuse. Ces conditions se traduisent par la formation de versants instables. L'aspect mamelonné des pentes naturelles révèle bien les glissements qui s'y produisent régulièrement.

originalité parmi les mesures généralement retenues dans la construction des autoroutes.

É T U D E D U SITE La figure la) représente, en plan, le passage de l'autoroute qui est à peu près partout en léger remblai ; localement, en quatre sections, le talus amont est en déblai, surtout au droit des buttes sud et nord où deux masses d'éboulis sont plus importantes (vers E et M). Le C.D.40, en amont de l'autoroute, montre à l'évidence l'instabilité du site : il a été à moitié emporté par un glissement, il y a une vingtaine d'années, à un endroit où la plateforme est en remblai de deux mètres seulement. En outre, la chaussée est assez déformée et de nombreusesfissuresparallèles à l'axe de la chaussée se situent sur la moitié ouest. Signalons aussi que plusieurs arbres qui le bordent sont sortis de l'alignement dans la zone du glissement, au droit d'une petite source. L'étude du site s'est faite par étapes, chaque campagne de sondage complétant la précédente et tentant de la préciser. Les reconnaissances se sont ainsi étalées de 1962 à 1966. É t u d e géologique

La construction d'une autoroute sur ces formations se heurte donc aux problèmes de stabilité : au lieu-dit « Le Château-sous-Clévant », près de Pompey, il s'agit d'assurer la stabilité de l'autoroute, en léger remblai, à la base d'un de ces versants naturellement instables. Le lieu de passage est impératif, les terrains disponibles dans la vallée étant destinés aux futures extensions des aciéries de Pompey.

En coupe, au droit du « Château-sous-Clévant », le site présente la succession de couches suivantes, de haut en bas (fig. 2) : — le calcaire (Bajocien), — le minerai de fer (Aalénien), — les grès supraliasiques, — les argiles (Toarcien),

Devant la difficulté qui se présentait, l'Ingénieur maître d'œuvre décida, en 1963, de confier les études à un groupe de travail comprenant le Bureau d'études de géologie appliquée et d'hydrologie souterraine (Burgeap), le Bureau Mécasol et les laboratoires des Ponts et Chaussées, auquel l'Entreprise Solétanche, chargée des sondages, était associée. Les tâches de ce groupe étaient : — d'organiser et d'exécuter les études d'hydrogéologie et de mécanique des sols, — d'élaborer un système expérimental de drainage et de contrôler son efficacité, — de faire le plan des drainages définitifs. Dans cette communication, on s'attachera surtout à décrire le système de drainage profond qui constitue une 182

— les schistes carton, — les grès médioliasiques, — les marnes à ovoïdes (Domérien). Le versant lui-même est tapissé d'éboulis de pente dont le pied recouvre localement des allusions de la Meurthe. La campagne de sondage de l'étude spécifique a permis de dresser le profil en long géologique dans l'axe de l'autoroute (fig. 1b). On y rencontre : • des alluvions récentes de la Meurthe au sondage c3 (2,4 m de vase ou argile molle) ; • des éboulis de pentes qui constituent la formation la plus importante, mais aussi la plus hétérogène ; leur épaisseur est, au maximum, de 15 m à la butte sud (sondage E) et 20 m à l a butte nord (sondage M).

1

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Calcai r e

1

I ! I : I

T TLI I I I I

Fig. 2 - Coupe géologique schématique du site. 1

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I

I Nappe Nappe

M i n e r a i de f e r

infrabajocienne

Gres s u p r a li a s l q u e s Nappe d eboul is

Eboulis

Argiles

argileux

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P a s s a g e de I a u t o r o u t e

Schistes Carton Grés medioliasiques

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— des argiles plastiques jaunes en surface, — des argiles et marnes plastiques noires provenant de l'altération des schistes carton, — des marnes altérées enrobant des blocs calcaires et d u minerai de fer ; au sud, des schistes carton, pyriteux, plus o u moins altérés ; •

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• les marnes à ovoïdes qui constituent u n substratum

Us comprennent :

•

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-II- •I-

en dessous, le banc de grés medioliasiques, é r o d é s à l a partie nord, dont le pendage est de 3 % vers le sud ;

t r è s dur. C e profil en long ne donne qu'une idée i n c o m p l è t e du site. L a figure 3 r e p r é s e n t e u n profil en travers au droit de l a ligne de sondages K et fait a p p a r a î t r e l a masse d'éboulis argileux sur laquelle est fondée l'autoroute ainsi que l a couche, l a m i n é e , de schistes carton qui ont été entraînés. L e grès médioliasique, dont le pendage transversal est é g a l e m e n t de l'ordre de 3 % , se termine en sifflet, sans l'affleurer; i l est recouvert par les éboulis ; cette position joue un rôle d é t e r m i n a n t dans l a stabilité de cette zone.

Fig. 3 - Coupe géologique au droit des sondages K .

183

184

185

Étude hydrogéologique

Étude de mécanique des sols

Tout en amont, le calcaire, le minerai de fer et le grès supraliasique constituent un ensemble susceptible d'accumuler de l'eau et de la redistribuer au versant : la nappe infrabajocienne sert de source d'alimentation continue des éboulis et y crée ainsi un niveau aquifère superficiel.

Les essais ont été effectués en laboratoire, sur échantillons intacts. Les matériaux étudiés sont : — les matériaux de surface (éboulis), — les schistes carton, — les grès médioliasiques, — les marnes à ovoïdes.

Dans le secteur sud (al, d2), le niveau hydrostatique correspond à celui de la nappe alluviale de la Meurthe dont les alluvions, perméables, favorisent le drainage naturel de la nappe superficielle. Par ailleurs, surtout au nord, cette nappe circule dans des éboulis à perméabilité variable mais toujours faible, en raison de la teneur en argile. Les grès médioliasiques, formation perméable, coincée « en sandwich » entre deux formations marneuses qu'elle draine, contiennent une nappe aquifère qui est plus ou moins bien drainée suivant la nature des matériaux auxquels ils sont abouchés : — vers le profil E , les grès entaillés par la rivière sont directement en contact avec les alluvions grossières de la Meurthe qui en assurent le drainage et l'on observe la concordance entre le niveau des deux nappes ;

LES MATÉRIAUX DE SURFACES

Ce sont des éboulis de pente hétérogènes, argileux ou marneux avec des passages limoneux et sableux, renfermant des rognons calcaires et gréseux et aussi, parfois, desfiletsgypseux provenant de l'oxydation des pyrites. Les valeurs des teneurs en eau sont assez dispersées (entre 14,5 et 39 %) ; la moyenne de 96 mesures est de 23,9 %. Les masses volumiques du sol sec connaissent la même dispersion ; la valeur moyenne est de 1,63 t/m (les sols sont pratiquement saturés) ; la moyenne des masses volumiques est de 2,02 t/m . 3

3

Les moyennes de 17 mesures des limites d'Atterberg donnent I = 29 et w = 50. Les pressions de préconsolidation s'étagent de 0,6 à 3,3 bar, et la moyenne des indices de compression C est de 0,12. P

— vers le sondage A , les grès sont recouverts par 15 mètres de schistes carton et ils sont isolés des alluvions. La nappe devient captive ; — entre H et J, les alluvions (présentes en I) assurent le drainage des grès ;

L

c

Les caractéristiques mécaniques à court terme ont été mesurées par compression simple et au scissomètre ; dans le premier cas, la moyenne est C = 0,7 bar (47 mesures), dans le second cas 0,8 bar (44 mesures) ; les paramètres de résistance au cisaillement intergranulaire, calculés par moyenne de 41 éprouvettes, ressortent à c' = 0,1 bar et d>' = 24°. u

— vers le nord (sondages K à O), les gres sont plus hauts, le pendage vers la Meurthe étant moins marqué. Ils se terminent par un biseau surmonté d'éboulis argileux: la nappe des grès, maintenue captive par les schistes carton, ne trouvant pas d'exutoire, contribue à alimenter la nappe superficielle des éboulis (fig. 3) et y maintient un niveau piézométrique élevé. Vis-à-vis de la stabilité, ces conditions d'écoulement sont particulièrement défavorables. Le niveau d'équilibre de la nappe profonde se trouvé élevé à tel point que, localement, les piézomètres étaient artésiens (légèrement en amont du remblai). Dans la zone K, zone des piézomètres artésiens, il a été noté que les piézomètres crépines dans les éboulis réagissaient avec un retard de deux mois par rapport à ceux des autres secteurs ; c'est l'observation de ce retard (qui tradujt l'incidence d'une alimentation plus lointaine que celle, directe, de la pluie) qui a permis d'orienter vers le biseau des grès les reconnaissances destinées à découvrir l'origine de ces glissements. 186

En ce qui concerne la stabilité de la pente naturelle au sondage K , si l'on examine une rupture plane, parallèle au terrain naturel, à 4 mètres de profondeur, pour un écoulement uniforme dont la surface libre serait au niveau du terrain naturel, on trouverait un coefficient de sécurité F » 3,2. Cette discordance avec l'instabilité manifeste de la pente (F < 1), provient de deux facteurs (fig. 4) :

— l'écoulement hydraulique réel est plus défavorable que l'écoulement uniforme ; — le comportement du sol, à long terme, correspond sans doute plus aux caractéristiques résiduelles qu'aux caractéristiques de pointe, soit c' = 0 et 4>' = 16°; avec ces valeurs on trouverait F « 1,30. La différence entre 1,30 et 1 proviendrait de l'imagé simplifiée de l'écoulement hydraulique. res

res

1

C'est un matériau peu compressible (C = 0,049) dont la pression de consolidation n'a pas pu être déterminée. c

LES GRÈS MÉDIOLIASIQUES

Fig. 4 - Schéma de calcul sommaire de stabilité (écoulement uniforme) dans la zone des sondages K .

La teneur en eau moyenne est de 9,1 % (11 mesures) et la masse volumique de 2,36 t/m .

LES SCHISTES CARTON

3

Ce sont des schistes bien stratifiés, bitumineux et très compacts; ils s'altèrent rapidement à l'air et donnent naissance à de nombreux feuillets d'aspect cartonneux. Leur teneur en eau moyenne est de 14,7 % et leur masse volumique de 1,95 t/m ; les limites d'Atterberg I = 26 et w = 52, sont proches de celles mesurées sur les éboulis. ?

P

Dans les échantillons, ils sont apparus sous forme de grès à grains fins assez tendres avec intercalations marneuses.

La moyenne de 11 compressions simples s'élève à 54,4 bars. Les essais triaxiaux n'ont pas pu être exécutés : compte tenu de la compacité du matériau, ses caractéristiques mécaniques n'ont rien à voir avec celles des éboulis qui conditionnent le projet.

L

Les valeurs de la résistance à la compression simple s'étendent de 0,38 (échantillon très fissuré) à 140 bars; le comportement des schistes est donc très hétérogène. Un essai triaxial consolidé drainé aboutit à c' = 0,25 bar et G)' = 25°, soit un peu plus que sur les éboulis.

Ces grès, probablement quasi-imperméables dans la masse, sont rendus aquifères par la présence d'un réseau de diaclases et defissuresplus ou moins ouvertes. Cette perméabilité « secondaire » d'origine tectonique, est un phénomène fréquent dans les formations dures et résistantes intercalées entre des couches marneuses ou argileuses tendres.

Fig. 5 - Tranchées drainantes et drains subhorizontaux expérimentaux dans la zone des sondages K .

187

Fig. 6 a)- Réseau d'écoulement naturel dans les éboulis de la zone des sondages K . Étude par analogie électrique (document Mécasol).

LES MARNES A OVOÏDES

Ce sont des marnes très compactes fossilifères et pyriteuses. La teneur en eau moyenne est de 9,4 % (19 mesures) et la masse volumique est de 2,34 t/m . 3

La moyenne de 14 essais de compression simple est de 24,5 bars ; une série d'essais triaxiaux consolidés drainés conduit à c' = 0,1 bar et O' = 50°. Le matériau est pratiquement incompressible. Cette étude confirme que la couche « sensible » est constituée par les éboulis et que l'écoulement, de l'eau y joue un rôle prédominant.

ÉTUDE DES DRAINAGES A la suite de ces études, il apparaît que c'est la zone des sondages K qui est soumise aux conditions hydrogéologiques les plus critiques. La nappe de surface étant alimentée par la nappe profonde des grès et l'écoulement localement ascendant, ces conditions sont très défavorables vis-à-vis de la stabilité. Cette constatation étant faite, il était évident que c'est cette zone qui devait servir de « test » pour le 188

système de drainage qui pourrait être étendu à toute la section d'autoroute. La première idée fut de construire un drainage de surface, dont la technique restait à définir : drains subhorizontaux suivant la ligne de plus grande pente ou tranchées drainantes suivant cette même direction. Afin de vérifier l'efficacité de ces deux systèmes, deux tranchées drainantes expérimentales, p l et p2, et deux drains subhorizontaux, dl et d2, ont été exécutés (fig. 5). Ces quatre drains sont situés dans les éboulis, à une profondeur moyenne de 2,50 mètres environ ; ils traversent donc des terrains de perméabilité médiocre : '-» Le débit de la tranchée pl est nul bien que l'extrémité de la tranchée ait atteint des blocs de grès ; ceux-ci proviennent certainement d'éboulis englobés dans une matrice argileuse imperméable et ne permettent pas de « décharger ». • La tranchée drainante p2 débite de façon irrégulière ; elle a certainement contribué au rabattement d'un mètre qui a été constaté au piézomètre K6, en moins d'une semaine. • Le drain subhorizontal d l , malgré un faible débit (0,004 1/s) a rabattu rapidement les niveaux des piézomètres du profil L : 2,3 m en L, 2 m en 12, 1 m en IL

Fig. 6 b) - Calcul sommaire de stabilité de la pente naturelle avant le drainage de la zone K.

189

215

F i g . 7 a) - R é s e a u d ' é c o u l e m e n t dans les é b o u l i s a p r è s drainage profond dans le g r è s de la zone K . É t u d e par analogie é l e c t r i q u e (document M é c a s o l ) .

• le drain subhorizontal d2, situé à proximité du profil K débite en moyenne 0,02 l/s, sans influencer les piézomètres voisins. Ce système de drainage n'a donc pas fourni les résultats espérés puisque, hormis sur la ligne L, les piézomètres n'ont pratiquement pas varié. Dès lors, il apparaissait nécessaire d'agir directement par un drainage profond sur les grès médioliasiques qui étaient apparus comme la principale source d'alimentation en eau des glissements. Pour se fixer une idée de l'efficacité que pourrait avoir un drainage à ce niveau, une étude d'écoulements hydrauliques, par analogie électrique sur papier conducteur, a été effectuée. Après exécution de plusieurs modèles destinés à bien ajuster conditions aux limites et zones de perméabilité avec les indications des piézomètres, on a obtenu le réseau d'écoulement représenté sur la figure 6a). Le niveau piézométrique dans les grès médioliasiques est déterminé en imposant la charge correspondant aux mesures sur le piézomètre k8 et en adaptant des zones perméables dans les éboulis afin que les potentiels mesurés s'accordeut aux niveaux 190

relevés dans les divers piézomètres. La principale observation concerne l'alimentation de la nappe superficielle par les grès ; on trouve, en particulier, qu'il existe toute une zone, partie en amont de l'autoroute mais sous le C D . 40, partie sous le remblai, où les lignes d'écoulement sont dirigées de bas en haut, ce qui délimite une « zone critique ». Si l'on effectue un calcul sommaire de stabilité, en glissement plan (fig. 6b), à partir de caractéristiques de résistance au cisaillement résiduelle (c; = 0 et d>; = 16°), il vient F x 1,14. Si l'on tient compte de ce qu'il existe sans doute des lignes de rupture plus défavorables que celle choisie, on voit que cet écoulement rend bien compte de l'instabilité naturelle de la pente. Un type de drainage profond a été simulé en faisant l'hypothèse de l'exécution d'une rangée de puits, au droit du sondage k8, dans laquelle la charge serait abaissée de 8,60 m; la figure 7a) montre le réseau d'écoulement qui en résulte : on note qu'il n'y a plus de lignes de courant ascendantes et que, dans la mesure où la surface du terrain naturel ruisselle en permanence, il n'y a plus de zone dangereuse. Le même calcul que les précédents (fig. 7b) conduit dans ces conditions, à un coefficient de sécurité de 1,78, ce qui assure la stabilité de la pente. es

es

191

192

1

C'est donc avec la conviction que le drainage profond permettrait de résoudre le problème de stabilité qu'une solution dans ce sens fut recherchée ; on a pensé à nouveau à la solution drains subhorizontaux forés depuis le pied des éboulis ; il s'est vite révélé que c'était techniquement impossible, la longueur et la pente exigées pour les drains les rendant inexécutables. On s'est donc orienté vers la solution, radicale, du drainage au sein même du grès par un puits complété par un éventail de drains subhorizontaux, forés à partir de la base de ce puits, dont on escomptait qu'il coupe les fissures du grès dans lesquelles doivent s'effectuer les circulations d'eau. C'est sur ces bases que fut conçu un système expérimental de drainage profond dans la zone des sondages K (fig. 8).

Ce système comprend : — un puits de 2 m de diamètre environ, de 20 m de profondeur, implanté en amont du C D . 40 ; il traverse les grès médioliasiques sur toute leur épaisseur, — un puits relais, de 4,50 m de diamètre et 7 m de profondeur, situé près du pied amont du talus de l'autoroute, — deux collecteurs, l'un de 67 m de longueur, reliant les deux puits, l'autre de 56 m, sous le remblai, du fond du puits relais à la surface du terrain naturel, — un faisceau de 4 drains subhorizontaux à partir du puits amont, — un faisceau de 2 drains subhorizontaux à partir du puits relais.

Puits relais implanté dans les éboulis : la déformation des cadres de rigidité met en évidence l'importance des forces de poussée (il a été nécessaire d'ajouter un deuxième cadre, et de modifier, en profondeur, le système d'étaiement).

193

Le programme de mise en service du système expérimental a été établi afin d'analyser l'efficacité respective de chacun des éléments drainants : puits relais seul, puits amont seul, puits amont et ses drains subhorizontaux, enfin, système complet. La mise en service s'est déroulée en quatre phases. Le tableau ci-contre présente parallèlement les opérations effectuées et leur influence sur la nappe des grès, dont l'évolution en trois points caractéristiques (piézométres k8 crépine dans les grès à l'amont du biseau, kl2 crépine dans les grès dans le biseau, k5 dans les éboulis, à l'aval du biseau) est reportée sur la figure 9. La figure 10 montre les rabattements de la nappe, résultant de la mise en service du système complet ; il en résulte trois observations fondamentales : 1° L'essentiel du rabattement provient du puits amont et de ses drains subhorizontaux ; la mise en service du puits amont avait tout de même rabattu la nappe des grès de 2,50 m juste à l'amont de la zone à assainir.

Puits k amont : fissuration des grès.

O C t 0 B R E 1966 5

10

15

20

N O V E M B R E 19 F 6 25

31

5

10

15

20

|

75

30

D E C E M B R E 1966 5

10

15

20

I 25

31

J A N V I E R 1967 5

10

15

I

D E R O U L E M E N Î Pompage DES

Perforation

puttsretais collecteur aval

Perforation collecteur entre puits

Forage drains puitsamont

Forage drains puitsrelais

TRAVAUX A r r i v é e d'eau dans le 16/11 ( à 35m du p u l l s r e l a i s

Phase 1

A r r ê t du drainage par le puits amont (fermeture

1 Phase 2

du c o l l e c t e u r )

Phase 3

203 202 201

VA RI A t I 0 N

200

DJES

199

NIVEAUX

198

PIEZOMETRiQUES

197 1 96 195 194 193 30 mm

HAUTEUR 20 mm DES 1 o mm PRECIPITATIONS 0 mm

Fig. 9 - Évolution des niveaux en k5, k8 et k l 2 au cours de la mise en service du système expérimental de drainage (document Burgeap).

20

25

31

Dispositif drainant mis en service

Influence sur la nappe

Phase 1

Puits relais seul.

Phase 2

Puits relais et puits amont subhorizontaux).

(avec drains

Rabattements très importants de la nappe des grès (4 à 6 m), a c c e n t u é s par le forage des drains subhorizontaux.

Phase 3

Puits relais et ses drains subhorizontaux isolés du puits amont (ses eaux ne s ' é c o u lent plus vers la Meurthe).

Baisse s u p p l é m e n t a i r e à p r o x i m i t é des drains subhorizontaux des puits (2 m en k12) r e m o n t é e des niveaux près du puits amont (2,50 m en k8).

Phase 4

Mise en service du dispositif complet.

Baisse des niveaux à p r o x i m i t é du puits amont. Pas de changement près du puits relais.

Rabattements faibles, sensibles à p r o x i m i t é puits relais (fig. 9).

immédiate

du

Fig. 10 - Rabattements observés depuis la mise en service du système expérimental de drainage, soit du 18 octobre 1966 au 9 mai 1967 (document Burgeap).

195

2° Le rabattement de la nappe des grès est très important et le secteur où la nappe est déprimée s'étend à grande distance du dispositif ; le rabattement dépasse 7 m sur tout le biseau de grès, jusqu'à une distance de plus de 100 m vers le sud et il atteint 5 m à 100 m du puits, en direction du nord. Cet abaissement de 7 m est à comparer avec celui de 8,50 m qui avait été imposé sur le modèle d'analogie électrique ; on doit donc attendre du drainage réel un effet semblable à celui qui a été indiqué par les calculs sommaires.

— la stabilité de la zone amont de l'autoroute ne peut être assurée que par un drainage profond au niveau des grès médioliasiques ;

3° On ne remarque, dans la période considérée, aucune influence du système de drainage profond sur les niveaux de la nappe des éboulis, en aval du biseau de grès médioliasiques. Cette nappe, à cet endroit est donc essentiellement alimentée par les écoulements superficiels et les précipitations ; ainsi, elle est remontée, tout au long de la période octobre-février, à la suite des précipitations d'automne et d'hiver.

— Au titre des drainages profonds : au droit des sondages I : un puits et cinq drains subhorizontaux,

En fonction des résultats de ce système expérimental, le drainage définitif a été conçu à partir des deux considérations suivantes :

— Au titre des drainages superficiels :

196

— ce système n'agissant pas sur la nappe des éboulis en aval des grès, il était nécessaire d'exécuter, en outre, un drainage superficiel composé de tranchées drainantes transversales. Ce drainage définitif (fig. 11) comprend donc, outre le système expérimental en K :

au droit du sondage L : un puits amont, un puits relais et six drains subhorizontaux, au droit du sondage M : un puits amont, un puits relais et six drains subhorizontaux.

le bétonnage des fossés du C D . 40 qui favorisaient les circulations d'eau,

la construction de tranchées drainantes transversales, de 2,50 m de profondeur, espacées de 40 m. La difficulté du problème qui se posait au « Châteausous-Clévant » résidait essentiellement dans le fait que l'origine des glissements observés dans les éboulis argileux était la nappe des grès médioliasiques qui, masquée par les éboulis, n'affleurait pas et n'avait pas été reconnue au cours de la première campagne de sondages préliminaires, limitée aux abords immédiats de l'autoroute. L'originalité de la solution adoptée en définitive provient de ce qu'il a fallu rechercher puis drainer cette nappe, largement en dehors de l'emprise de l'autoroute, au moyen d'un réseau de puits de grand diamètre permettant l'exécution de drains forés subhorizontaux, inexécutables depuis la surface du sol.

Puits M amont : vue sur l'éventail des drains (comme le montre notre document, l'eau de la nappe des grès contient beaucoup d'oxyde de fer qui se dépose à la sortie des drains).

L'importance des rabattements obtenus par ce système laisse bien augurer de l'efficacité de ce drainage pour stabiliser le glissement sur lequel sera placé l'autoroute.

'OMppy ì

pr.12,80 m

L E G E N D E

T r a n c h é e s

drainantes

0=100mm

0 = 300 m m

-

0 = 100

mm

Drains

profonds

9 = 42 m m

Fig. 11 - Plan des drainages définitifs. 197

c o m m e n t a i r e s

Situation du p r o b l è m e Ainsi qu'il a été dit, diverses raisons (toutes impérieuses) rendaient impossible l'hypothèse de tracés différents. Il fallait donc s'accommoder du site, ce qui entraînait la construction de l'autoroute sur le bord d'une ancienne loupe de glissement, d'où les travaux de drainage destinés à couper l'alimentation en eau. Le coefficient de sécurité, avant travaux, était évidemment inférieur à l'unité (des arbres situés au bord aval du C D . 4 0 avaient reculé de plusieurs mètres).

Résultats et c o û t des travaux L'ensemble du drainage réalisé - systèmes l - K - L - M (drainage profond), tranchées drainantes transversales - a permis d'obtenir un coefficient de sécurité supérieur à 1,50. Le coût du drainage, des travaux annexes et des études, a été de 1.900.000 francs qui se décomposent ainsi : — Études — Puits

2 9 0 . 0 0 0 francs 4 9 0 . 0 0 0 francs

(puits amont, 5 8 mètres à 3 . 8 0 0 francs = 2 2 4 . 0 0 0 francs puits relais, 4 2 mètres à 6 . 3 0 0 francs = 2 6 6 . 0 0 0 francs) — Drainage à partir du fond des puits — Tranchées drainantes (3.937 mètres à 142 francs) — Divers (bétonnage, passage sous le C D . 4 0 , etc.)

3 5 0 . 0 0 0 francs 5 5 9 . 0 0 0 francs 2 1 1 . 0 0 0 francs

Ce coût, apparemment élevé, ne correspond en fait qu'au prix d'un pont de 7 5 mètres ou d'une traversée de vergers (bien souvent, pour un simple franchissement de rivière, le kilomètre d'autoroute revient à 10 millions de francs).

Ensemble du drainage profond ( l - K - L - M ) Le nombre de systèmes a été fixé après l'examen des rabattements produits par le système K, le but recherché étant de rabattre presque totalement la nappe dans les grès. L'examen des rabattements produits par la mise en service de chacun des systèmes met en évidence leur influence caractéristique. O n peut aussi vérifier la perméabilité de fissures des grès (des rabattements ont lieu très loin du système dans une direction donnée). Était-il nécessaire de réaliser à la fois un puits amont et un puits relais ? Le problème est d'ordre économique : une option est prise au début, afin de réaliser les travaux en une seule phase (sinon, leur coût est nettement plus élevé), rechercher le système le plus efficace. On choisit ainsi, d'abord le puits amont (en fonction de la position du biseau des grès, des conditions d'accès), puis on décide si un puits est nécessaire ou pas (longueur de l'exutoire). Notons aussi qu'il a fallu se placer nettement au-dessus du biseau (supposé) des grès, celui-ci n'étant pas connu de façon assez précise. D'autre part, l'utilisation de puits avec pompes a été rejetée, en raison des difficultés ultérieures inhérentes, en particulier, aux problèmes d'entretien. Ce système a permis des rabattements importants en amont de l'autoroute mais a eu peu d'influence sous l'autoroute (rabattement d'un à deux mètres). Aussi, le système a-t-il été complété par des tranchées drainantes réalisées sous la future autoroute.

T r a n c h é e s drainantes Elles ont été réalisées tous les 2 0 mètres et des piézomètres (du type ouvert) ont été posés afin de mesurer leur influence. On a constaté que le rabattement était peu important. En fait, leur rôle est d'accélérer le drainage des éboulis, en évacuant les eaux de pluies abondantes.

I98

D i g u e s

e n

t e r r e

H. JOSSEAUME

L y construction des digues en terre pose un certain nombre de problèmes d'hydraulique des sols qu'il a paru souhaitable de ne pas laisser de côté au cours de ces journées. Ces problèmes se retrouvent d'ailleurs, dans une certaine mesure, lors de la construction de remblais routiers de hauteur importante que les laboratoires des Ponts et Chaussées ont l'occasion d'étudier dans le cadre du programme d'autoroutes.

{ a)

L'étude du comportement d'une digue en terre permet d'illustrer, par des exemples concrets, les principales notions développées dans les articles précédents : pressions interstitielles, forces d'écoulement, drainage, résistance au cisaillement, long terme, court terme, etc.

DIFFÉRENTS TYPES D'OUVRAGES Le coût d'une digue en terre est d'autant moins élevé que les sols utilisés pour sa construction proviennent de gisements plus proches. H s'ensuit que, dans la plupart des cas, on a intérêt à utiliser les matériaux disponibles au voisinage du chantier. Ceux-ci déterminent le type de l'ouvrage. Schématiquement, les sols employés pour la construction d'une digue en terre peuvent être classés en deux grandes catégories : — les matériaux perméables (sables, graves) caractérisés par une résistance au cisaillement élevée, — les matériaux peu perméables (argiles, limons argileux) caractérisés par une résistance au cisaillement plus faible. Si l'on dispose, à proximité du chantier, de quantités importantes de matériaux peu perméables et d'un faible volume de matériaux perméables, on est amené à construire un ouvrage homogène en matériaux peu perméables (fig. la). Au contraire, si la proportion des deux types de matériaux est inversée, on est conduit à adopter la

a) barrages homogènes en matériaux peu perméables équipés de différents systèmes de drainage, avec, de haut en bas : coin drainant aval, tapis drainant aval, tapis drainant prolongé par un drain dans le corps de digue b) barrage à noyau c) barrage zone Fig. 1 - Différents types de barrages en terre :

199

solution « ouvrage à noyau étanche », le noyau étant construit en matériaux peu perméables et les recharges en matériaux perméables (fig. lb). Par contre lorsque les recharges sont constituées de matériaux ayant des perméabilités nettement différentes, les matériaux occupent une position d'autant plus centrale dans le corps de digue que leur perméabilité est plus faible (barrages zones, fig. le). Dans le cas où, dans un même site, des matériaux perméables et des matériaux peu perméables sont disponibles en grande quantité, le choix du type d'ouvrage dépend généralement de son importance. Les pentes des talus d'un barrage homogène construit à partir d'un sol argileux sont relativement faibles alors que les pentes des talus d'un barrage à noyau sont généralement plus raides (la résistance au cisaillement du sol des recharges étant plus élevée). Il s'ensuit que le volume des matériaux mis en œuvre dans un barrage à noyau est moins important, toutes choses étant égales par ailleurs. Cependant, il est nécessaire d'interposer entre le noyau et les recharges, des filtres ayant pour but d'empêcher l'entraînement des éléments fins du sol. La construction de ces filtres est suffisamment onéreuse, pour que, dans le cas de certains petits ouvrages, la solution « digue homogène » soit plus économique.

DIFFÉRENTES PHASES DE L'ÉTUDE DE LA STABILITÉ D'UNE DIGUE E N TERRE L'étude de la stabilité d'un barrage en terre met en jeu les méthodes générales d'étude de la stabilité des talus. Parmi les plus utilisées, citons celle de Fellenius et surtout celle de Bishop. Le coefficient de sécurité d'un talus est fonction de sa géométrie, des paramètres de cisaillement intergranulaire c' et O' du sol et des pressions interstitielles qui s'y développent. Dans le cas d'un barrage en terre, les pressions interstitielles dans le corps de l'ouvrage et dans la fondation évoluent considérablement au cours de la vie de celui-ci. Les paramètres de cisaillement du corps de l'ouvrage (surtout c'). peuvent également subir des variations lors de la mise en eau. Aussi la stabilité d'une digue en terre doit-elle être vérifiée à différents stades de son histoire : — pendant sa construction et en fin de construction, — lorsque l'eau est à son niveau maximal dans la retenue et qu'un écoulement permanent s'est établi à travers l'ouvrage, c'est-à-dire dans les conditions normales d'exploitation, — lorsque l'on abaisse rapidement le niveau de l'eau dans la retenue (vidange rapide). 200

Les caractéristiques de l'ouvrage sont déterminées le plus souvent par son comportement au cours des deux dernières phases : le talus aval est alors dimensionné en tenant compte des conditions existant lorsque l'eau dans la retenue est à son niveau maximal et le talus amont en tenant compte des conditions créées par la vidange rapide. Cependant, dans certains cas, il s'avère nécessaire de modifier ces caractéristiques pour assurer la stabilité de l'ouvrage pendant la période de construction.

COMPORTEMENT DE L'OUVRAGE PENDANT SA CONSTRUCTION Facteurs susceptibles de provoquer la rupture Pendant la période de construction, la stabilité d'une digue en terre peut être compromise : 1. Lorsque la capacité portante du sol de fondation est insuffisante, c'est-à-dire lorsqu'il comporte une (ou plusieurs) couche argileuse peu ou moyennement consistante. Le temps de consolidation d'une telle couche sous le poids du corps de l'ouvrage est généralement très supérieur à la durée de la construction. On se trouve donc sensiblement dans les conditions d'un chargement non drainé et la résistance au cisaillement mobilisée dans l'argile est sa cohésion non drainée C . Si l'argile est peu consolidée, C ne peut équilibrer les efforts de cisaillement transmis par une digue de hauteur moyenne. Si la couche argileuse est peu épaisse et se situe à faible profondeur, on a souvent intérêt à l'enlever. Dans le cas contraire on est amené à prendre une ou plusieurs des mesures suivantes : u

u

— construction du corps de digue en plusieurs étapes, — accélération de la consolidation des sols argileux au moyen de drains de sable verticaux, — adoucissement des pentes des talus. 2. Lorsque des pressions interstitielles excessives se développent dans le corps de digue, c'est-à-dire lorsque celui-ci est constitué en grande partie de sols fins argileux de teneur en eau élevée ayant une perméabilité telle qu'ils ne se drainent que très lentement. Lorsqu'une couche de sol fin argileux vient d'être compactée (généralement à l'énergie « Proctor normal »), elle n'est pas saturée et contient un certain volume d'air. La pression interstitielle y est donc négative. Pendant la construction du corps de digue, le sol se comprime sous le poids des couches supérieures, son volume des vides décroît et l'air interstitiel se dissout dans l'eau : le degré de saturation augmente donc et peut, le cas

/ /

3

/

Caractéristiques

/

du s o l

/

/ >

L i m i t e de l i q u i d i t é

/

W|_ = 35

s

/

I n d i c e de p l a s t i c i t é lp = 18 Poids s p é c i f i q u e Teneur e n e a u W

sec

tfd

/

i n i t i a l = 1,74 t / m

= 16, 5 7 .

(su pé rieur

/

S

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3

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d ' e n v i r o n 2 points

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a la t e n e u r en eau o p t i m a l e )

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0 0

s

/

S' 1

2

3

4

Contrainte verticale


(bar)

Fig. 2 - Variations de la pression interstitielle en fonction de la contrainte verticale, pendant un essai triaxial non drainé effectué tend vers l'unité pour les valeurs élevées de <7,

à déformation latérale nulle (essai K ) . 0

a, échéant, devenir égal à l'unité. L a diminution du volume des vides se traduit par une augmentation de la pression interstitielle d'autant plus importante que la compressibilité du fluide interstitiel (eau + air) est plus faible par rapport à la compressibilité du squelette solide*. A

Lorsque le degré de saturation initial est suffisamment faible, c'est-à-dire lorsque la teneur en eau w du sol est inférieure de quelques points à la teneur en eau optimale de compactage, l'air interstitiel ne se dissout pas complètement dans l'eau interstitielle, m ê m e si la pression exercée par la partie supérieure du remblai est grande. Dans ces conditions, le fluide interstitiel reste suffisamment compressible pour que les pressions interstitielles qui se développent en cours de construction soient faibles.

sol est de l'ordre de la teneur en eau optimale ou lui est supérieure, la compressibilité du fluide interstitiel diminue très vite lorsque l'on charge le sol et la pression interstitielle augmente de plus en plus rapidement avec la surcharge jusqu'à ce que le sol soit saturé. Ce phénomène est illustré par la courbe de la figure 2 représentant les variations de la pression interstitielle dans

* Par exemple, la variation Au de pression interstitielle, consécutive à une variation Acr, de la contrainte totale verticale lorsque le sol ne subit aucune déformation latérale, a pour expression : Au =

l

—^-Aa

x

1 + n ^

m

v

C : compressibilité du fluide interstitiel, m : compressibilité du squelette solide à déformation radiale nulle, n : porosité du sol. w

v

Inversement, lorsque le degré de saturation est suffisamment élevé, c'est-à-dire lorsque la teneur en eau du

201

une éprouvette de sol compacté soumise à une pression verticale cr croissante à déformation latérale nulle. On

Il s'ensuit que la pression interstitielle se dissipe partiellement pendant la construction. Cependant, dans le cas d'un ouvrage d'une certaine hauteur construit à remarque, en particulier, que le rapport tend vers partir de matériaux argileux relativement humides, cette dissipation est généralement insuffisante pour assurer l'unité pour les valeurs élevées de a II en résulte que les pressions interstitielles qui se développent dans le sa stabilité. A moins d'adoucir fortement la pente des talus ou de diminuer la teneur en eau du matériau (ce corps de digue pendant sa construction compromettent qui n'est généralement pas possible en climat humide), d'autant plus sa stabilité que sa hauteur est plus on est alors amené à construire le corps de digue en grande. plusieurs étapes. La pression interstitielle pendant la Ceci peut également être mis en évidence en consiconstruction varie alors comme le montre lafigure4. dérant la résistance au cisaillement non drainé du corps de digue. Lafigure3 représente la courbe intrinsèque obtenue à partir d'un essai non consolidé non drainé effectué sur un sol argileux compacté à une teneur en eau assez élevée. La résistance au cisaillement du sol augmente avec la contrainte normale, mais de plus en plus lentement (ceci en raison de la dissolution progressive de l'air interstitiel dans l'eau interstitielle). Elle devient constante lorsque le sol est complètement saturé. La résistance au cisaillement mobilisée le long d'une surface potentielle de glissement est donc sensiblement Hauteur du r e m b l a i au-dessus du point c o n s i d e r é du même ordre dans le cas d'une digue de grande hauteur et dans le cas d'une digue de hauteur moyenne, Fig. 4 - Variations.de la pression interstitielle en un point d'une construites à partir d'un même sol de teneur en eau digue en terre pendant sa construction. Le fait de l'édifier en élevée. deux étapes, permet une dissipation substantielle de la pression l

v

interstitielle pendant l'arrêt du chantier et une augmentation plus lente de celle-ci lors de la reprise de construction.

>o

c

il £ a.

Dans certains cas, on cherche à accélérer la consolidation du sol en incorporant des tapis drainants légèrement inclinés sur l'horizontale à divers niveaux du corps de digue (fig. 5). Une étude récente de Gibson et Shefford [2] a cependant montré que ces tapis drainants ne sont efficaces que si leur perméabilité est considérablement plus forte (30 000 à 100 000 fois) que celle du sol argileux constituant le corps de digue. Si le rapport des perméabilités est seulement de 1 000, le tapis drainant sera vraisemblablement inefficace.

u

u m iti Ht

Contraintes normales

0"

Tapis drainants

Fig. 3 - Courbe intrinsèque, en contraintes totales, obtenue au cours d'un essai non consolidé non drainé effectué sur un sol argileux non saturé.

Bishop [1] a montré que, dans le cas des sols non saturés, même proches de la saturation, un drainage léger entraîne une diminution substantielle de la pression Fig. 5 - Barrage en argile équipé, de tapis drainants à différents interstitielle et que celle-ci croit plus lentement sousniveaux afin d'accélérer la dissipation de la pression interstitielle pendant la construction. l'action de charges appliquées ultérieurement (l'abaissement de la pression interstitielle au cours du drainage Remarque s'est traduit, d'une part par une augmentation de la compressibilité du fluide interstitiel, d'autre part par un On ne peut espérer diminuer sensiblement les prestassement du sol entraînant une diminution de sa sions interstitielles qui se développent dans le corps de compressibilité). digue en augmentant l'énergie de compactage. En effet, 202

on réduit ainsi la compressibilité du squelette solide mais on augmente le degré de saturation du sol, d'où une diminution de la compressibilité du fluide interstitiel [3].

Etude de la stabilité Pour déterminer le coefficient de sécurité par rapport au glissement, à un moment donné de la construction ou une fois la construction terminée, on calcule la résistance au cisaillement des sols à partir des données suivantes :

Paramètres de cisaillement

Sols p e r m é a b l e s uti-

Angle de frottement

lisés pour

interne '

la

cons-

Pression interstitielle

Nulle

truction du corps de

Couches peu perm é a b l e s du sol de fondation.

Angle de frottement interne d>'

D é t e r m i n é e par la hauteur p i é z o m é t r i q u e de la nappe.

Cohésion non d r a i n é e

Selon Bishop et Henkel [4] la valeur moyenne du rapport — des contraintes principales effectives est

a\ 1 — la valeur de — = — que l'on obtient lorsque le sol a\ K ne subit aucune déformation latérale (cas d'une digue à pentes extrêmement faibles), K étant le coefficient de poussée des terres au repos, a' — la valeur moyenne de — que l'on obtient le long de 0

0

C

u

L a résistance au cisaillement des sols peu perméables mis en œuvre dans le corps de digue peut être calculée de deux façons : • en utilisant les paramètres de cisaillement non drainé C ® u (étude en contraintes totales). Ceux-ci sont obtenus à partir d'essais non consolidés non drainés effectués sur des éprouvettes de sol c o m p a c t é dans les m ê m e s conditions que le corps de digue. On notera que la courbe intrinsèque d'un sol non saturé, tracée en fonction des contraintes totales, n'est pas une droite (fig. 3) et ne peut être définie par un m ê m e couple de paramètres C et <î> que dans un domaine limité de contraintes. Il y a lieu de tenir compte de ce fait lorsque la hauteur de l'ouvrage est importante. e t

u

u

L'intensité de la plus grande contrainte totale principale o j en un point du corps de digue est sensiblement égale à la pression verticale yh exercée par le sol situé au-dessus du point considéré (bien que la direction de la contrainte o, ne soit pas nécessairement verticale).

vraisemblablement comprise entre deux valeurs extrêmes :

digue.

Couches p e r m é a b l e s du sol de fondation.

On peut déterminer un ordre de grandeur des pressions interstitielles qui apparaissent pendant la construction à partir d'essais spéciaux effectués à l'appareil triaxial : on soumet l'éprouvette à un champ de contraintes analogue à celui qui se développera dans le corps de digue. Le problème est de déterminer le champ des contraintes, c'est-à-dire les contraintes totales principales extrêmes r/j et ffj en tout point du corps de digue.

la surface potentielle de glissement la plus défavorable, c'est-à-dire celle correspondant au coefficient de sécurité F choisi. Comme présenté sur la figure 6, le cercle de Mohr (C), représentatif des contraintes moyennes- le long de cette surface de glissement est tangent à la droite D de pente tg (D^ = -j; tg
F c' d'ordonnée à l'origine —

Fig. 6

Droite i n t r i n s è q u e

effective

u

D

f =arc

tglltg

m

• à partir des paramètres de cisaillement intergranulaire c' et ' peuvent être déterminés à partir d'essais triaxiaux non consolidés non drainés avec mesure de la pression interstitielle, d'essais consolidés non drainés avec mesure de la pression interstitielle, ou d'essais drainés, effectués sur ces éprouvettes de sol c o m p a c t é dans les m ê m e s conditions que le corps de digue.

\

l

F

I

C

•y-

a

Les états de contraintes définis par ces valeurs a extrêmes de — et les pressions interstitielles corresponds 1

203

dantes peuvent être obtenus en réalisant les essais suivants : — un essai K non drainé avec mesure de la pression interstitielle, 0

— un essai non drainé à coefficient de sécurité F constant, avec mesure de la pression interstitielle, au cours duquel on fait varier simultanément les contraintes 0"j et cr appliquées à l'éprouvette de façon à ce que les cercles des contraintes effectives restent tangents à la droite D (fig. 6).

applicable aux sols non saturés. Toutefois, Bishop et Bjerrum [6] ont montré que les erreurs ainsi commises ne sont importantes que lorsque la teneur en eau du sol est suffisamment faible pour que les pressions interstitielles qui se développent ne mettent pas en cause la stabilité de l'ouvrage. Coefficient de sécurité minimal :

3

Chacun de ces deux essais permet de tracer une courbe de variation de la pression interstitielle en fonction de la plus grande contrainte principale a La différence entre les pressions interstitielles correspondant à une même valeur de a est faible pour les valeurs usuelles de F. On ne commet donc pas une erreur importante en évaluant à partir de l'essai K les pressions interstitielles qui se développent en cours de construction. L'erreur commise est d'ailleurs généralement une erreur par excès. v

Un glissement du corps de digue pendant la construction ayant des conséquences moins graves que lorsque l'ouvrage est en eau, on peut adopter un coefficient de sécurité relativement faible. Terzaghi et Peck [7] recommandent cependant de ne pas descendre audessous de F = 1.30.

l

0

Fig.

La formule établie par le « U.S. Bureau of Réclamation » pour le calcul des pressions interstitielles qui se développent en cours de construction est d'ailleurs basée sur l'hypothèse que le sol ne subit aucune déformation latérale [5]. On suppose, en outre, que l'air et l'eau interstitiels sont à la même pression et que les variations de volume du fluide interstitiel sont dues uniquement à la compressibilité de l'air. L'application des lois de Mariotte et de Henry conduit à l'expression suivante, applicable à un volume unitaire de sol :

Volume d'air libre

É t a t initial V

É t a t final V

a

a

-

V

w

AV

Volume d'air dissous dans l'eau (voisin

de

2%

du

0,02

volume d'eau d ' a p r è s la loi

V

0,02

w

de Henry).

Pression absolue

(V

a

V + 0,02 V - AV a

7

w

+ 0,02

u

V ) u = (V w

0

a

- A V + 0,02

u„ + Au

o

V ) (u + Au) (Loi de Mariotte) w

0

Au = V

avec les notations de lafigure7a).

a

+

0,02

V

w

-

AV

a) demonstration de la formule du « U.S. Bureau of Reclamation ».

Le calcul de la pression interstitielle se fait généralement en supposant que u est égal à la pression atmosphérique d'où u = Au. La détermination de la courbe de variation de u, en fonction de a est schématisée figure 7b).

Contraintes

0

v

Cette méthode présente toutefois l'inconvénient de ne pas tenir compte de la valeur réelle de u qui est généralement inférieure à la pression atmosphérique. 0

Remarque : On a admis dans tout ce qui précède que les pressions de l'air et de l'eau interstitiels étaient égales, alors que la première est supérieure à la seconde et qu'en toute rigueur la loi de Terzaghi a' = a — u n'est pas 204

AV

b) détermination de la courbe u = f (oj dans l'hypothèse où u est égal à la pression atmosphérique.

0

Comparaison des calculs en contraintes totales et en contraintes effectifes On trouve des valeurs différentes pour le coefficient de sécurité suivant que l'on étudie la stabilité en contraintes totales ou en contraintes effectives. En effet, les pressions interstitielles que l'on prend implicitement en compte lorsque l'on utilise les paramètres C et d> sont les pressions interstitielles au moment de la rupture du sol, alors que les pressions interstitielles considérées dans une étude en contraintes effectives correspondent à un état du sol différent de l'état de rupture. Les premières sont généralement inférieures aux secondes surtout lorsque l'on a affaire à des sols dilatants. u

u

Le calcul en contraintes effectives semble devoir être préféré : — les pressions interstitielles prises en compte sont sans doute plus proches de la réalité que celles intervenant implicitement dans le calcul en contraintes totales, — il permet l'exploitation rationnelle des mesures de pressions interstitielles effectuées dans le corps de digue pendant sa construction. Les hypothèses de calcul peuvent alors être vérifiées à chaque instant, — dans le cas des ouvrages construits en plusieurs étapes, il permet de tenir compte de la dissipation de la pression interstitielle qui se produit pendant les arrêts du chantier et de l'augmentation plus lente de la pression interstitielle lors des reprises de la construction. Remarque : La résistance au cisaillement non drainé et les pressions interstitielles pendant la construction varient très rapidement avec la teneur en eau de compactage. Quelle que soit la méthode d'étude employée, les essais de sol doivent donc être effectués sur des éprouvettes compactées à une teneur en eau aussi proche que possible de la teneur en eau de construction. Celle-ci n'étant généralement pas connue à l'avance avec suffisamment de précision, on a intérêt à effectuer les essais à différentes teneurs en eau encadrant la teneur en eau de construction la plus probable. On peut ainsi apprécier l'influence de la teneur en eau de compactage sur le coefficient de sécurité.

d'exploitation qui déterminent pour une large part les caractéristiques de l'ouvragé. Celles-ci doivent être telles que non seulement la stabilité soit assurée avec un coefficient de sécurité minimal de 1,5, mais également que le débit de fuite reste inférieur à une valeur admissible. Lorsque le régime permanent s'est établi, les pressions interstitielles dans le corps de digue et sa fondation sont totalement indépendantes des contraintes existant dans Le sol. L'étude de la stabilité ne peut, dans ces conditions, être faite qu'à partir des contraintes effectives. Il est alors nécessaire de connaître les paramètres de cisaillement intergranulaire c' et ' est par contre peu sensible à une variation de la teneur en eau). Or, une erreur par excès commise sur la valeur de c' conduit à surestimer le coefficient de sécurité de l'ouvrage, l'écart avec le coefficient de sécurité réel pouvant être très élevé dans le cas d'une digue de faible hauteur. Pressions interstitielles Les pressions interstitielles dans l'ouvrage et dans le sol de fondation sont déterminées à partir des équipotentielles de l'écoulement permanent. Le réseau des équipotentielles est souvent étudié par analogie électrique, le modèle analogique employé servant également au calcul du débit de fuite. Dans ce'qui suit, nous examinerons les cas d'écoulement les plus typiques rencontrés dans la pratique : Ouvrage sur fondation peu perméable

COMPORTEMENT DE L'OUVRAGE E N SERVICE Lors du remplissage de la retenue, un écoulement permanent s'établit plus ou moins rapidement à travers l'ouvrage et sa fondation. Une fois le régime permanent établi, on se trouve dans les conditions normales

Très souvent la perméabilité de la couche de surface peut être négligée par rapport à la perméabilité du ou des sols constituant le corps de digue. Dans ces conditions, l'écoulement à travers le corps de digue peut être étudié indépendamment de l'écoulement à travers le sol de fondation. 205

Écoulement à travers un barrage homogène

Lorsque l'ouvrage ne comporte pas de drains, la zone d'écoulement recouvre la plus grande partie du talus aval (fig. 8a). Les pressions interstitielles y sont trop élevées pour que la stabilité soit assurée avec un coefficient de sécurité suffisant si l'on n'adopte pas une pente aval extrêmement faible.

que — est plus grand. K

Aussi, pour des raisons économiques, un barrage homogène doit-il être équipé d'un système de drainage ayant pour but de réduire les pressions interstitielles dans le talus aval. Une solution fréquemment adoptée consiste à construire sous le talus aval un tapis drainant qui réduit considérablement l'importance de la zone d'écoulement et des pressions interstitielles (fig. 8b). Sa longueur est limitée uniquement par des considérations de débit (plus la zone d'écoulement est grande, plus le débit de fuite est élevé).

Écoulement à travers un barrage à noyau

L'anisotropie du sol, caractérisée par le rapport — k de la perméabilité horizontale à la perméabilité verticale a une influence déterminante sur l'écoulement et il est nécessaire d'en tenir compte pour la détermination des pressions interstitielles et du débit de fuite. Les réseaux d'équipotentielles (fig. 9) montrent, en particulier, qu'un tapis drainant est d'autant moins efficace v

Lorsque le sol est très anisotrope, on peut annuler les pressions interstitielles dans le talus aval en prolongeant le tapis drainant par un drain vertical ou incliné pénétrant dans le corps de digue (fig. la).

La perméabilité du noyau est souvent très inférieure à celle des recharges (rapport des perméabilités de l'ordre de 1 000). On peut alors considérer que les pertes de charge sont concentrées dans le noyau, la recharge amont étant une zone équipotentielle (dans laquelle la pression interstitielle est déterminée uniquement par le niveau de l'eau dans la retenue) et la hauteur d'eau étant pratiquement nulle dans la recharge aval. Lorsque le rapport des perméabilités de la recharge aval et du noyau est nettement inférieur à 1 000, la hauteur d'eau dans la recharge aval n'est plus négligeable et la surface libre y est d'autant plus haute que ce rapport est plus faible [8]. Comme précédemment, on peut annuler la pression interstitielle dans la recharge aval en interposant un drain entre celle-ci et le noyau.

a) sans s y s t è m e de drainage

b) avec tapis drainant aval

F i g . 8 - R é s e a u x d ' é c o u l e m e n t dans deux barrages h o m o g è n e s s u p p o s é s isotropes.

206

—

L i g n e d« courant t ielle

Sol

de f o n d a t i o n

imperméable

(a )

Sol de f o n d a t i o n

imperméable

( b)

Fig. 9 - Influence de l'anisotropie sur le réseau des équipotentielles dans le cas d'un barrage homogène équipé d'un tapis drainant aval. a) pour -2- — 25 k„

Ecoulement à travers le sol de fondation Nous considérerons deux cas : • La couche imperméable constituant la fondation s'étend à une profondeur suffisante pour que l'on puisse la considérer comme infinie. L'écoulement dans la fondation satisfait alors aux conditions limites suivantes : — la surface du sol en amont de l'ouvrage est une équipotentielle (h = H), — la surface du sol en aval de l'ouvrage est également une équipotentielle (h = 0), — à l'emplacement de l'ouvrage, la distribution de la charge hydraulique à la surface du sol de fondation est identique à celle existant à la base du corps de digue.

b) pour -f- = 100 k,

7

Lafigure10 représente le réseau des équipotentielles correspondant. • La couche imperméable de surface est relativement peu épaisse et repose sur une couche perméable. La rupture d'un barrage fondé sur un tel sol a de fortes chances de se produire si aucune mesure n'est prise pour assurer la dissipation des pressions interstitielles qui se développent à l'aval de l'ouvrage dans la couche perméable. En effet, l'eau de la retenue s'écoule vers la couche perméable à travers la couche de surface. Même si cette dernière est continue, ce dont on n'est jamais certain, elle laisse passer des débits non négligeables (la section de l'écoulement, approximativement égale à la surface

207

de la retenue, est considérable et des gradients initialement très importants se développent dans la couche de surface). Souvent, la couche perméable ne peut évacuer ces débits et l'eau s'y met en charge, la hauteur piézométrique pouvant, à la limite, correspondre au niveau de l'eau dans la retenue. Lorsque la pression interstitielle au niveau du toit de la couche perméable à l'aval du barrage devient supérieure à la pression totale exercée par la couche de surface, il y a rupture du sol par soulèvement (renard). On élimine généralement le risque de rupture par soulèvement en forant au pied du talus aval une ligne de puits drainants pénétrant complètement ou partiellement dans la couche perméable (ftg. lia). Ces puits sont équipés de tubes crépines et entourés d'un filtre au niveau de la couche perméable. On admet dans les calculs, qu'à l'amont du corps de digue, la charge hydraulique dans la couche perméable est constante et correspond à la hauteur d'eau dans la retenue. Lorsque les puits atteignent la base de la couche perméable et sont suffisamment rapprochés pour que l'on puisse les assimiler à une tranchée drainante, l'écoulement sous l'ouvrage, dans la couche perméable, est

rectiligne et !a charge hydraulique varie linéairement le long d'une ligne de courant (fig. 11b). Le réseau des équipotentielles représenté par la figure 12 a été établi dans cette hypothèse. Lorsque la ligne de puits ne peut plus être assimilée à une tranchée, l'écoulement dans la couche perméable peut être étudié au moyen d'abaques (abaques de Muskat-Jervis, par exemple [9]). Ouvrages sur fondation perméable Il arrive fréquemment que l'on soit amené à construire un barrage sur un sol beaucoup plus perméable que les matériaux employés pour la construction du corps de digue. L'écoulement à travers le sol de fondation peut alors être étudié en supposant le corps de digue (ou seulement le noyau étanche dans le cas de recharges perméables)rigoureusementimperméable. Le réseau des équipotentielles dans le corps de digue est ensuite déterminé en tenant compte du fait que la distribution de la charge hydraulique à sa base est identique à celle existant à la partie supérieure du sol de fondation. Le réseau des équipotentielles représenté par la figure 13 a été construit de cette façon.

( b)

Fig. 11 - Barrage fondé sur une couche imperméable d'épaisseur relativement faible reposant sur une couche perméable. a) une ligne de puits, assimilable à une tranchée continue, est forée en aval jusqu'au substratum imperméable, b) conditions aux limites de l'écoulement dans la couche imperméable de surface.

208

Fig. 13 - Barrage fondé sur une couche perméable avec tapis drainant en aval. Réseau des équipotentielles.

Dans la plupart des cas, le débit de fuite à travers la fondation est prohibitif. Il est alors nécessaire d'interrompre la couche perméable par un écran étanche atteignant une couche de perméabilité suffisamment faible. Les solutions suivantes sont le plus souvent adoptées : — ouverture d'une tranchée jusqu'au substratum imperméable et remplissage en matériaux argileux, ce qui revient dans de nombreux cas à prolonger le noyau dans la fondation (fig. 14), — exécution d'un rideau d'injection dans les graves propres, dans les sables grossiers, dans les roches fissurées, — réalisation d'un voile en béton plastique moulé dans le sol. Lorsque l'on peut accepter un débit de fuite assez élevé et que l'on ne prend aucune des mesures ci-dessus, la rupture de l'ouvrage peut se produire : • Par soulèvement du sol en aval de l'ouvrage, surtout lorsque la perméabilité horizontale du sol de fondation est très supérieure à sa perméabilité verticale (cas des alluvions). Tout se passe comme si le sol était formé d'une alternance de petites couches imperméables et de petites couches perméables, ces dernières trans-

mettant, à l'aval de l'ouvrage, des surpressions élevées pouvant provoquer des ruptures par soulèvement. Le forage d'une ligne de puits drainants au pied du talus aval permet d'éliminer ces surpressions mais risque d'augmenter considérablement le débit de fuite. On peut aussi envisager de charger le sol à l'aval de l'ouvrage pour équilibrer les surpressions (celles-ci sont déterminées à partir d'un réseau d'équipotentielles). • Par érosion interne régressive. En milieu perméable, l'eau peut atteindre des vitesses d'écoulement assez élevées pour entraîner les particules les plusfinesdu sol. Considérons la ligne d'écoulement AB représentée figure 15a. Si le gradient hydraulique le long de AB est suffisamment grand, les fines situées au voisinage de B seront entraînées en premier, puis celles situées à une plus grande distance de B et ainsi de suite. L'élimination des fines du sol se traduit par une augmentation de la perméabilité et par conséquent de la vitesse d'écoulement. Des éléments plus gros sont alors entraînés et, petit à petit, le phénomène s'amplifiant, le sol de fondation se désorganise complètement. On peut combattre, avec succès, le phénomène d'érosion interne en construisant à l'aval de l'ouvrage, un filtre ayant pour but d'empêcher l'entraînement des fines. 209

Fig. 14 - Barrage à noyau fondé sur sol perméable, le noyau étant prolongé jusqu'au substratum très peu perméable. Réseau des équipotentielles.

Ce filtre (fig. 15b) devra être assez étendu pour intercepter les lignes de courant le long desquelles le gradient hydraulique moyen est suffisamment élevé pour être dangereux (on admet un gradient moyen limite de 1/8,5 pour les sables fins et les limons et un gradient moyen limite de 1/3 pour les graves propres). La solution « puits drainants » permet également d'éviter l'érosion interne (les crépines des puits étant entourées de filtres), mais, comme indiqué précédemment, on risque ainsi d'augmenter le débit de fuite de façon importante.

Remarque :

Si l'on considère l'ensemble des réseaux d'équipotentielles présentés au cours de cette étude, on remarque que les forces créées par l'écoulement de l'eau à travers l'ouvrage tendent à provoquer la rupture du talus aval, mais améliorent la stabilité du talus amont. Il s'ensuit que, s'il est exclu de procéder à la vidange de la retenue une fois le barrage mis en eau, on pourra adopter, pour le talus amont, une pente relativement forte.

a) danger d'une érosion régressive allant de B vers A

b) même barrage équipé d'un filtre aval, évitant l'amorce du processus d'érosion. Le gradient hydraulique moyen le long de la ligne de courant émergeant à l'extrémité du filtre doit être inférieur au gradient moyen limite Fig. 15 - Barrage fondé sur sol perméable.

210

COMPORTEMENT DE L'OUVRAGE PENDANT LA VIDANGE RAPIDE

On étudie généralement la stabilité du talus amont pendant la vidange rapide à partir des contraintes effec-

La perméabilité des sols constituant un barrage en terre est généralement trop faible pour que la surface de l'eau dans l'ouvrage s'abaisse de façon sensible lorsque l'on vide rapidement la retenue. La vidange

tives. Les paramètres de cisaillement pris en compte dans le calcul sont les paramètres de cisaillement intergranulaire du sol saturé. La distribution de la pression interstitielle dans le corps de digue dépend de la déformabilité des matériaux qui le constituent.

rapide peut alors être considérée comme instantanée et c'est dans cette hypothèse que l'on se place pour étudier la stabilité du talus amont.

M a t é r i a u peu déformable et p e r m é a b l e

Comme on l'a vu précédemment, lorsque la retenue est pleine, les forces d'écoulement à travers l'ouvrage tendent à stabiliser le talus amont. La vidange rapide, en inversant le sens de l'écoulement dans la partie amont de l'ouvrage, crée des forces hydrauliques dirigées vers l'intérieur de la retenue. Ces forces sont suffisamment intenses pour entraîner une réduction importante du coefficient de sécurité du talus amont. Inversement la vidange rapide améliore la stabilité du talus aval ou est sans effet sur elle.

Un écoulement s'amorce dans l'ouvrage dès que l'on abaisse le niveau de l'eau dans la retenue. Cet écoulement est transitoire et la position de la surface libre varie dans le temps. Les pressions interstitielles qui se développent pendant la première phase de cet écoulement correspondent au coefficient de sécurité minimal du talus amont. Leur distribution est identique à celle que l'on obtient pour un écoulement.permanent satisfaisant aux conditions aux limites représentées par la figure 16, dans les cas d'un barrage homogène et d'un

Niveau avant

(sable bien compacté)

la v i d a n g e Surface

Niveau a p r è s

libre de l e c o u U m a n t

lor que c

laretenue

la

V"""

Substratum

imp

a) barrage homogène fondé sur sol imperméable

Ligne

d

écoulement

b) barrage à noyau fondé sur un sol de même perméabilité que les recharges. Le noyau est constitué d'uti' argile relativement compressible et peu perméable. Fig. 16 - Conditions aux limites de l'écoulement créé par la vidange rapide.

211

Fig. 17 - Réseau des équipotentielles dans la recharge amont d'un barrage à noyau pendant une vidange rapide (la recharge amont est constituée d'un matériau perméable et peu déformable). Niveau a v a n t

u

* y

w

n

la v i d a n g e

f

Fig. 18 - Barrage constitué d'un matériau peu detormable. Détermination approximative des pressions interstitielles créées par par la vidange vi rapide. barrage à n o y a u . L e s r é s e a u x d'équipotentielles peuvent être d é t e r m i n é s p a r analogie électrique. O n a r e p r é s e n t é sur l a figure 17 le r é s e a u des équipotentielles dans l a recharge amont d ' u n barrage à n o y a u fondé sur une couche de m ê m e p e r m é a b i l i t é que les recharges et limitée à sa partie i n f é r i e u r e p a r une couche i m p e r méable. D a n s le cas fréquent d ' u n barrage s'appuyant directement sur une couche i m p e r m é a b l e et lorsque l a pente d u talus amont est i n f é r i e u r e à 2,5/1, T e r z a g h i et Peck [7] ont m o n t r é que les équipotentielles peuvent être assimilées à des droites verticales: l a pression i n terstitielle en u n point M est alors u = p h avec les notations de l a figure 18. M a i s o n surestime ainsi le coefficient de sécurité d u talus amont de 1 0 % à 15 % . w

— interposition d'un tapis drainant entre le talus amont et le sol de fondation. Les équipotentielles sont alors sensiblement horizontales dans le talus amont et dans ces conditions les pressions interstitielles sont pratiquement nulles (fig. 20).

f

O n est alors conduit à adopter des pentes très faibles pour le talus amont si l ' o n ne prend pas l'une des mesures suivantes : — r e v ê t e m e n t d u talus amont p a r une couche suffisamment é p a i s s e de m a t é r i a u x t r è s p e r m é a b l e s

212

(graves propres, enrochements) dans laquelle le niveau de l'eau pendant l a vidange rapide s'abaisse à l a m ê m e vitesse que le niveau de l'eàu dans l a retenue (fig. 19). O n peut alors considérer l a pression interstitielle comme nulle dans cette couche, d ' o ù une r é d u c t i o n substantielle de l a pression interstitielle moyenne dans le talus amont,

Matériau déformable et peu perméable (argile o u l i m o n argileux) L ' é c o u l e m e n t c o n s é c u t i f à l a vidange rapide ne s'établit dans l'ouvrage qu'au bout d'un temps a p p r é ciable. L e s variations de pression interstitielle qui se produisent pendant l'abaissement de l a surface de l'eau dans l a retenue résultent uniquement des variations des contraintes totales liées à celui-ci [10].

Les contraintes principales totales en un point M du talus amont subissent respectivement les variations ACT, et A C T . La variation Au de la pression interstitielle au point M peut alors s'exprimer en fonction des coefficients A et B de Skempton :

Au cours de la vidange h devient nul, h demeurant inchangé, d'où : w

3

Au = B

ACT

3

+

= - h y

w

w

et

Au = B ACT, = ACT, =

A (ACT, - Atr )

~Ky

vl

3

ou encore Au = B

ACT,

f

1 - < 1 - A)

ACT,

= B Aa

l

ACT,

Le sol étant saturé, on a B = 1. Par ailleurs le coefficient A est inférieur à l'unité pour les sols argileux compactés et la plus petite contrainte principale décroît davantage que la plus grande à la suite d'une vidange rapide*. Il s'ensuit que le coefficient B est supérieur à l'unité^t que l'on se place du côté de la sécurité en prenant B = 1 pour calculer la valeur de Au au point M . Avant la vidange, la plus grande contrainte principale en M est approximativement :

CT, = yh + {

avec les notations de lafigure21.

yh v

w

Les valeurs de la pression interstitielle pendant la vidange rapide peuvent donc être obtenues en ajoutant les quantités Au = — h y aux valeurs de la pression interstitielle existant dans l'ouvrage en service normal (retenue pleine, écoulement permanent). w

w

Avant la vidange la pression interstitielle en un point M du talus amont est : u = F» (h + hf - h') 0

w

Elle devient immédiatement après la vidange : u = u + Au = u - h y = y ( h - h') 0

0

w

w

w

f

La vidange rapide entraîne une augmentation des contraintes de cisaillement dans le sol, donc deCT,— a Acr et Aa, correspondant à une diminution des contraintes totales on a nécessairemen Aa > Aa y

3

l

v

Fig. 19 - Talus amont d'un barrage revêtu d'une couche en matériau très perméable.

Niveau a v a n t v i d a n g e

Ligne de courant Equipotentielle

Fig. 20 - Barrage à noyau équipé d'un tapis drainant amont. Réseau d'écoulement dans la recharge amont.

213

Lorsque l a retenue est pleine, l a charge hydraulique varie peu dans le talus amont, aussi l a valeur de h ' estelle négligeable. O n a dans ces conditions : u =

y„ h

f

L a distribution de l a pression interstitielle dans le talus amont est alors l a m ê m e que dans le cas d'un é c o u l e m e n t horizontal et l ' o n est r a m e n é à un cas p r é c é d e m m e n t étudié (digue en m a t é r i a u peu d é f o r m a b l e fondée sur une couche i m p e r m é a b l e ) . O n notera toutefois que si le r e v ê t e m e n t du talus amont par une couche en m a t é r i a u x de forte p e r m é a b i l i t é permet d'adopter une pente plus élevée, l a solution tapis drainant amont est totalement inefficace dans le cas p r é s e n t (puisqu'il n'y a pas é c o u l e m e n t de l'eau vers le drain i m m é d i a t e m e n t a p r è s l a vidange).

Remarques : • L a pression interstitielle dans les zones d é f o r m a b l e s et peu p e r m é a b l e s du corps de digue situées à droite du point N (fig. 21) ne subit p a s . d e variations sensibles pendant l a vidange rapide. C'est pour cette raison que, dans le cas des ouvrages à n o y a u central mince, o n peut parfois admettre que les pressions interstitielles dans le n o y a u ne varient pas au cours de l a vidange rapide.

Fig. 21 - Pression interstitielle dans le talus amont avant la vidange. • L a vidange c o m p l è t e de l a retenue ne crée pas nécessairement les conditions de stabilité les plus défavorables pour le talus amont. A u s s i doit-on vérifier également que le talus amont est stable pour différents niveaux d'eau dans l a retenue pendant l a vidange rapide.

Coefficient de sécurité minimal L a rupture de l'ouvrage au cours de l a vidange de l a retenue ayant des c o n s é q u e n c e s moins graves qu'une rupture lorsque l'ouvrage est en service, o n adopte fréquemment un coefficient de sécurité minimal inférieur à F = 1,5 (par exemple F = 1,3).

BIBLIOGRAPHIE

11] A . - W . BISHOP, Some factors controlling the pore pressures set up during the construction of earth dams, CR. du 4' Congrès Internqtional de Mécanique des Sols et des Travaux de Fondations (Londres), Vol. 2 (1957), 294-300. 12] R . - E . GIBSON et G . - C . SHEFFORD. The efficiency of horizontal drainage layers for accelerating consolidation of clay embankments, Géotechnique, 18 (1968), 327-335. 13] C.-Y. L i et F . ASCE, Construction pore pressures in three earth dams, A. S.C.E. Journal of Soil Mechanics and Foundations Division, SM 2 (mars 1967). e

[4| A . - W . BISHOP et D.-J. H E N K E L , The measurement of soil properties in the triaxial test, Edward Arnold, 2 éd. (London, 1962), 227 p. [5] J.-L. SHERARD. R.-J. WOODWARD, S.-F. GIZIENSKI et W . - A . CLEVENGER, Earth and Earth-rock dams, John Wiley and Sons (NewYork, Londres, Sydney, 1963), 725 p. [6] A.-W. BISHOP et L . BJERRUM, L'utilisation des essais triaxiaux pour la résolution des problèmes de stabilité (The relevance of the triaxial test to the solution of stability problems, Norges Geotekniske Institut, Norvège, 34.1960), Traduction L.C.P.C. 63.T.78. [7] K . TERZAGHI et R . - B . PECK, Mécanique des sols appliquée aux travaux publics et au bâtiment, Dunod (Paris, 1957), 567 p. [81 H . - R . CEDERGREEN, Seepage, drainage andflownet, John Wiley and Sons (New-York, Londres, Sydney, 1967), 489 p. [9) G. POST et P . LONDE, Les barrages en terre compactée, Gauthier-Villars (Paris, 1953), 185 p. [ 10] N . MORGENSTERN, Abaques de stabilité des pentes au cours de vidanges rapides (Stability charts for earth slopes during rapid drawndown, Géotechnique, R . U . Vol. 13, 2, 1963, p. 121-131), Traduction L.C.P.C. 65.T.7.

214

Liste des principaux symboles utilisés dans les différents articles de ce numéro

: Coefficient de consolidation verticale.

n

C

: Coefficient de forme d'une cavité,

n.

: Porosité efficace.

c'

: Cohésion drainée d'un sol.

Q

: Débit.

C„ : Cohésion non drainée d'un sol.

r„

: Rayon d'un puits.

C

: Indice de compression.

r

: Rayon d'une sphère.

e

: Epaisseur d'une couche contenant une nappe captive.

R

: Rayon d'action d'un puits ou d'une tranchée.

S

: Coefficient d'emmagasinement

f„.

: Force hydraulique par unité de volume,

c

v

c

: Porosité. (

s

= n : porosité efficace, pour une nappe libre, e

g

: Accélération de la pesanteur,

h

: Charge hydraulique = — + z,

= ey

w

(n |3 + a) pour une nappe captive. e

T = kh : Transmissivité. u

: Pression interstitielle.

v

: Vitesse apparente ou vitesse d'écoulement.

z

: Cote d'un point par rapport à un plan de référence horizontal, l'axe Oz étant dirigé vers le haut.

: Hauteur d'eau dans un puits ou une tranchée, au-dessus du substratum imperméable.

a

: Coefficient de compressibilité du sol.

: Hauteur de la zone de suintement.

P

: Coefficient de compressibilité de l'eau.

h = h + h.

$'

: Angle de frottement interne d'un sol.

H

Y

: Poids spécifique du sol.

y'

: Poids spécifique déjaugé du sol.

Epaisseur d'une nappe libre reposant sur un substratum imperméable horizontal (les deux definitions sont équivalentes, dans les hypothèses de Dupuit, si l'on prend comme plan de référence des cotes le substratum imperméable). h

h

0

s

p

0

s

: Niveau piézométrique initial d'une nappe, Niveau d'alimentation d'une nappe.

->

i

: Gradient hydraulique.

Yw : Poids spécifique déjaugé de l'eau.

k

: Coefficient de perméabilité de Darcy.

X

: Coefficient volumétrique d'un circuit de mesure de pression interstitielle.

0

: Contrainte normale totale.

o'

: Contrainte normale effective.

1

: Contrainte de cisaillement.

k k

: Coefficient de perméabilité horizontale.

h

: Coefficient de perméabilité verticale.

T

K

: Coefficient de perméabilité intrinsèque.

m

: Coefficient de compressibilité verticale du sol.

v

215

Conclusions J. LECRAMD I n g é n i e u r des Ponts et Chaussées Chef du D é p a r t e m e n t des Sols

Orientation des journées

Les Journées

d'hydraulique

des Laboratoires

des sols ont été organisées

des Ponts et Chaussées

de bien faire ressortir l'étendue actuelles

en vue de faire le point

dans ce domaine;

et les limites

les conclusions

de leurs connaissances

des

connaissances

à en retirer se doivent

et, par suite,

de leurs

donc

possibilités

d'intervention.

S'il en était journées

besoin,

ont souligné

travaux de génie

et nous aurions

tendance

civil, tant pour la stabilité

conditions pratiques

de réalisation.

que l'attention des maîtres

d'œuvre

Si nos connaissances

notamment

tournée

ce paramètre

n'a pas

primordiale

pour

été inutile,

les

de l'eau dans les que pour

tous les travaux de

vers ce problème

déterminant

et que nos

leurs

fondation, laboratoires

qu'est l'eau.

des sols sont dès maintenant

Il existe, comme

des recherches et des constatations

ce rappel

ou à long terme des ouvrages,

soit suffisamment

insuffisantes.

que

: l'importance

dans le domaine de l'hydraulique

dans l'ensemble

qui nécessitent

immédiate

Il est donc essentiel,

soient en mesure de les aider à maîtriser

elles demeurent

à penser

un fait bien connu des géotechniciens

nous /'allons

sur ouvrages

appréciables,

voir, des lacunes

sérieuses

réels.

La collecte des données La solution subordonnée directement •

d'un problème

commandée

d'hydrogéologie

sur l'hydraulique,

dans les reconnaissances hydrogéologique

— étendue

— appuyée

n'aient été que peu abordés

c'est-à-dire pour

et leurs conditions

prélèvements

d'échantillons

de l'étude

domaines,

est

elle-même

au cours de ces journées

: toute étude

des études

précise

vaste, débordant bien

largement,

appréhender

orientées hydrogéologiques

d'hydraulique

dans la quasi totalité

la configuration

débute

par

une

générale

des cas, l'emprise des nappes

et

des

d'alimentation; soit naturels (affleurements

puits, sources, aspect de la végétation, et équipement

— poursuivie sur une durée

dans d'autres

:

sur de nombreux points d'observation,

des couches encaissantes,

comme

La qualité

des mesures qui permettent de les obtenir.

de sites ou de tracés

soignée,

dite de l'ouvrage,

écoulements

des sols est,

on ne saurait trop insister sur la nécessité

à une zone suffisamment

proprement

d'hydraulique

d'un certain nombre de données.

par celle des résultats

Bien que les problèmes principalement étude

concret

à la collecte préalable

en

des niveaux aqulfères

etc.), soit provoqués

(forages

et avec

piézomètres);

suffisante (au moins une année)

pour apprécier

les variations

saisonnières,

amplitude et vitesse; — mettant bien en évidence et murs des différentes A qu'à

constater

celui

conditions sérieux

dans les études

de l'avant-projet d'alimentation

auprès

de

maîtres

et le débit

la

d'œuvre

des travaux suivant l'importance

des ouvrages de génie

leur configuration,

l'insuffisance, description

du

ainsi que la géométrie

tant au

stade

contexte

hydrogéologique,

on doit recommander

de disposer d'un délai

Il leur faut également préjudiciable,

concrètes

détaillé,

des nappes,

des ingénieurs

et de la nécessité l'exécution

la ou les nappes,

des toits

nappes.

aux laboratoires

pour les convaincre de l'utilité

/'avant-projet

sommaire

notamment

d'entreprendre

des études

du

exercer leurs géologues

des

un effort

hydrogéologiques

suffisant pour les mener à bien (une ou plusieurs années

avant

problème). à « trouver l'eau », c'est-à-dire

n'est pas de ce point de vue le critère

civil.

de

significatif,

à reconnaître à la stabilité

sa et à

présence l'exécution

• Les mesures de la perméabilité en place sont nécessaires pour le calcul des débits d'exhaure des fouilles, des rabattements et des rayons d'action des pompages, des vitesses de rabattement, donc finalement pour dimensionner les réseaux de drainage : — dans les terrains perméables, les essais de pompage et les essais Lefranc à niveau constant donnent des résultats corrects. L'essai Lefranc est rapide, praticable dans un piézomètre, mais ponctuel. L'essai de pompage doit lui être préféré lorsqu'il est possible, car il intègre la valeur de la perméabilité sur un grand volume et permet également la détermination du rayon d'action. C'est, par contre, un essai long et coûteux, d'où l'intérêt de réfléchir à une version allégée de l'essai, effectuée par exemple dans un piézomètre, adaptée à nos problèmes pour lesquels le pompage n'est pas l'objectif mais le moyen; — dans les terrains peu perméables, les débits pompés ou injectés sont trop faibles pour réaliser les essais mentionnés ci-dessus, il faut alors s'orienter vers l'essai Lefranc à niveau variable, soit à la descente, soit à la remontée. La recherche en cours sur cette variante doit permettre, à brève échéance, de donner une méthode correcte d'interprétation; — dans les matériaux très peu perméables mais fissurés, l'essai Lugeon, effectué sous pression, permet d'apprécier le degré de fracturation. Un tel essai est intéressant dans l'étude des problèmes d'injection, mais appelle les plus larges réserves quant à la mesure proprement dite de la perméabilité. • Les mesures de pression interstitielle en place sont indispensables pour définir la configuration des nappes (surface piézométrique) et des écoulements ainsi que leurs variations (saisonnières ou consécutives à un drainage provoquant un rabattement local). Elles appellent plusieurs remarques : — il est indispensable d'adapter le type de piézomètre à la nature du niveau aquifère et au problème considéré. On a vu à ce sujet qu'il existe deux grands types d'appareils, ouverts et fermés, caractérisés par leurs temps de réponse. Ces piézomètres, notamment le piézomètre L.P.C., permettent, dès à présent, de résoudre les problèmes d'une manière satisfaisante. Toutefois pour ce dernier, le Laboratoire régional d'Angers étudiera le problème de l'enregistrement de la mesure et l'emploi d'un gaz comme fluide de contre-pression (évitant les problèmes toujours délicats de désaération des circuits). On réfléchira également à une méthode directe de mesure de la pression en tête du piézomètre. — la pose des piézomètres doit être très soignée; notamment lorsque l'on désirera séparer plusieurs niveaux aquifères par des piézomètres indépendants; on devra réaliser avec beaucoup de soin les bouchons étanches séparant les divers piézomètres. On doit, dans le même esprit, utiliser une méthode de forage ne perturbant pas la mesure ultérieure : proscrire, par exemple, le travail à la boue; — l'implantation des piézomètres doit être arrêtée en fonction de la nature du problème et réalisée de façon progressive; — enfin, une fois mis en place les piézomètres doivent être relevés régulièrement, à une fréquence adaptée au problème à résoudre. Pour faciliter la multiplication souhaitable des mesures piézométriques, le Laboratoire central s'efforcera de développer des méthodes de forages rapides peu coûteuses et adaptées au problème de la mesure de pression. Les interventions possibles des Laboratoires des Ponts et C h a u s s é e s Les Laboratoires des Ponts et Chaussées sont dès à présent, dans leur grande majorité, capables de procéder à la reconnaissance hydrogéologique détaillée et au collationnement des données qui leur sont indispensables pour entreprendre — avec l'appui dans les cas difficiles du Laboratoire central ou de bureaux privés compétents — les études intéressant les problèmes : — de rabattement de nappe (exécution d'un déblai sous la nappe par exemple); — d'épuisement et de stabilité des fouilles; — d'influence des rabattements sur les constructions voisines et sur les alimentations existantes; — de stabilité de pentes naturel/es et artificiel/es; — de digues et barrages en terre de faible hauteur ou d'ouvrages provisoires de retenue; et pour conseiller les maîtres d'oeuvre pour la réalisation pratique et le dimensionnement des réseaux de drainage, ainsi que sur la conduite des travaux. Il leur faut, par contre, demeurer très prudents à l'égard des études visant à l'exploitation des •nappes pour la satisfaction de besoins humains ou industriels.

Les

données

relatives aux nappes

trait aux caractéristiques pression

mécaniques

interstitielle,

Des améliorations

et aux écoulements

doivent

des sols; sous réserve

ces caractéristiques

seront apportées

peuvent

être

aux méthodes

pression à variation de volume négligeable

déterminées

actuelles

et par l'étude

être

complétées

de procéder

par

à une mesure

celles

ayant

valable

de la

non

drainé.

par un essai consolidé

de mesure

par l'utilisation

de l'enregistrement

de capteurs

de la pression

de

interstitielle

au cours du cisaillement. Pour orienter au mieux la reconnaissance pour tirer tous les enseignements

possibles

s'établir,

comme

dès le début

le géotechnicien.

de l'étude,

Des progrès

pour faciliter concrètement

et l'étude

des échantillons

de la campagne,

dans tout problème

importants

cette

hydrogéologique

des résultats

de reconnaissance,

sont à faire sur ce point

de sols,

une collaboration

entre le géologue

et rien ne devra

et

active doit et

être

négligé

d'un certain

nombre

collaboration.

Les recherches et les constatations Si les Laboratoires des Ponts et Chaussées de sujets, leurs connaissances mal résolus,

notamment

— l'anisotropie lements,

sont en mesure d'aborder

sont, par contre, beaucoup plus limitées

l'étude

sur d'autres

problèmes

encore

:

de perméabilité

des sols : importance,

fréquence

et répartition,

influence

sur les

écou-

en particulier sur la position de la surface libre des nappes;

— l'efficacité tranchées

réelle

des réseaux

et éperons

de drainage : action des différents

drainants, puits...,

critères

types de drains (drains

de choix et d'implantation),

rayon

subhorizontaux,

d'action

de

chaque

type de drain, filtres de drains; — la stabilité

:

« a court terme » des ouvrages, calculée pression interstitielle

(application

en contraintes effectives, à partir des mesures des valeurs de la

au cas des grands

remblais

dans lesquels

des pressions

interstitielles

peuvent prendre naissance pendant la construction); « à long terme » des remblais de grande hauteur compte tenu des conditions de mise en œuvre qui les constituent

et de l'évolution

de leur teneur en eau (étude

se rattachant

des sols

à celle des milieux non

saturés); — la mesure en place du coefficient de consolidation — l'application

aux problèmes

d'injection,

du sol cv;

des mesures de perméabilité

en place

(cf. essai Lugeon par

exemple); — sur un plan théorique, La plupart procédant

la validité

de la loi de Darcy pour de faibles

de ces recherches sortent

à des expérimentations

Ceci apparaît

de façon

lesquels les premières

du cadre du laboratoire.

sur ouvrages réels très

particulière

nette, par exemple,

devra donc être

Elles ne pourront

et en effectuant

d'efficacité

apportée

des réseaux difficilement

à l'occasion

hydraulique.

progresser

des constatations

pour l'efficacité

constatations montrent des différences

Une attention

valeurs du gradient

sur

qu'en

chantiers.

de drainage

pour

explicables.

de chantiers

importants

à ces

aspects de la recherche

* En

conclusion,

ces trois journées

et si, avec le support du présent d'études

•

auront atteint leur but si elles ont permis

Bulletin, elles permettent

aux ingénieurs

maîtres

aux divers

laboratoires

d'oeuvre et de bureaux

:

— de prendre la mesure exacte de la difficulté — de faire le point de leurs connaissances — de développer

Leur mérite

des problèmes

des problèmes

sera, nous l'espérons,

rencontrés,

par l'hydraulique des sols;

constructeurs et spécialistes,

grâce

à une

souvent complexes.

d'aider les laboratoires , a mieux cerner les progrès

et les recherches à entreprendre en vue de répondre d'œuvre.

posés

dans ce domaine;

la collaboration indispensable entre ingénieurs

meilleure appréhension

maîtres

•

encore mieux aux demandes concrètes

à

accomplir

des

Ingénieurs

résumés' français Essai de p o m p a g e

M. J O S S E A U M E

L'article traite de la r é a l i s a t i o n et de l ' i n t e r p r é t a t i o n des essais de pompage. On rappelle, tout d'abord, le m é c a n i s m e du rabattement d'une nappe autour d'un puits pendant un pompage ainsi que les formules classiques des puits : formules de Dupuit en r é g i m e permanent, formules de Theis en r é g i m e transitoire. On d é c r i t ensuite les d i f f é r e n t e s phases de la p r é p a r a t i o n de l'essai de pompage (forage et é q u i p e ment du puits, implantation des p i é z o m è t r e s , mesures p r é l i m i n a i r e s , choix des d é b i t s ) puis sa r é a l i s a t i o n (mesures en cours d'essai). Les principales m é t h o d e s pratiques d ' i n t e r p r é t a t i o n b a s é e s sur les t h é o r i e s de Dupuit et de Theis sont é g a l e m e n t é t u d i é e s . Les parties traitant de l ' i n t e r p r é t a t i o n des essais sont illustrées par des exemples. M O T S - C L É S : c o n f é r e n c e - m é c a n i q u e des sols - h y d r o g é o l o g i e - mesure - coefficient - p e r m é a b i lité - sol - in situ - essai - pompage - h o m o g é n é i t é - é c o u l e m e n t - eau - puits - rabattement d é b i t - p i é z o m è t r e - transitoire.

Essai Lefranc

M. RAT F. LAVIRON J C JOREZ

L'essai Lefranc est un essai simple qui permet de mesurer "in situ" le coefficient de p e r m é a b i l i t é des sols contenant une nappe. Il est g é n é r a l e m e n t e x é c u t é pendant le forage. Il n é c e s s i t e la r é a l i sation d'une c a v i t é de forme connue au fond du forage : les auteurs d é c r i v e n t d i f f é r e n t s p r o c é d é s . On distingue deux types d'essai : — l'essai à niveau constant : on injecte (ou l'on pompe) à d é b i t constant de l'eau dans la c a v i t é . A p r è s stabilisation du niveau, on note la surcharge. L ' i n t e r p r é t a t i o n est simple, les r é s u l t a t s obtenus sont bons; — l'essai à niveau variable : on verse (ou l'on pompe) pendant un temps très court un certain volume d'eau dans le forage, puis on suit le retour au niveau initial. De nombreuses e x p é r i e n c e s ont m o n t r é que l ' i n t e r p r é t a t i o n habituelle de l'essai n'était pas valable. Dans la discussion qui suit l ' e x p o s é , une i n t e r p r é t a t i o n plus valable est s u g g é r é e . Sur un site d o n n é , de nombreux essais sont n é c e s s a i r e s pour donner une valeur correcte du coefficient de p e r m é a b i l i t é car l'essai est ponctuel et les causes d'erreurs importantes (remaniement du terrain). M O T S - C L É S : c o n f é r e n c e - m é c a n i q u e des sols - h y d r o g é o l o g i e - essai - Lefranc - c a v i t é - m a t é riel - pompage - mesure - d é b i t - p r é c i s i o n - courbe - coefficient - p e r m é a b i l i t é - sol - sondage.

220

Essai Lugeon

A.

DE RAGUENEL

L'essai d'eau Lugeon mesure, de p r é f é r e n c e dans un massif rocheux, le d é b i t d'eau injectable dans une tranche de forage sous une charge hydrostatique constante. Ce d é b i t est lié directement au d e g r é de fissuration de la roche : l'essai traduit donc une certaine " d e n s i t é " de fissures. A p r è s un rappel des p r é c a u t i o n s à prendre pour réaliser et i n t e r p r ê t e r correctement cet essai, on donne les r é s u l t a t s obtenus sur le substratum crayeux constituant l'horizon des fondations de deux ouvrages importants, en Normandie. Les résultats des essais Lugeon et les résultats des essais p r e s s i o m é t r i q u e s montrent une similitude qualitative i n t é r e s s a n t e qui met bien en relief la g é o m é t r i e des fissures larges ou diffuses. Les champs d'application des deux m é t h o d e s s ' a v è r e n t cependant d i f f é r e n t s . M O T S - C L É S : c o n f é r e n c e - m é c a n i q u e des sols - h y d r o g é o l o g i e - essai - Lugeon - craie - mouvement - é c o u l e m e n t - eau - roche - fissuration - coefficient - p e r m é a b i l i t é - m é c a n i q u e des roches d é b i t - pression.

É t u d e des facteurs intervenant dans les mesures de pression interstitielle

H. J O S S E A U M E

L'article concerne les mesures de pression interstitielle dans les sols argileux. Dans la p r e m i è r e partie, on é t u d i e l'influence de la vitesse de d é f o r m a t i o n sur la pression interstitielle m e s u r é e au cours d'un essai triaxial non d r a i n é . On rappelle les travaux de Bishop et de Gibson concernant le temps de r é p o n s e de l'appareil de mesure ainsi que l ' é v o l u t i o n de la distribution de pression interstitielle dans l ' é p r o u v e t t e pendant la phase de cisaillement. O n ' p r é s e n t e les résultats d'une é t u d e e x p é r i m e n t a l e e f f e c t u é e sur une vase normalement c o n s o l i d é e et sur une argile s u r c o n s o l i d é e , dans le but d ' é t u d i e r la variation du gradient de pression interstitielle avec la vitesse de d é f o r m a t i o n . Le p r o b l è m e de la mesure de la pression interstitielle au moyen d'aiguilles est également abordé. La seconde partie traite des mesures p i é z o m é t r i q u e s dans les sols en place. A p r è s un rappel des facteurs dont d é p e n d le temps de r é p o n s e d'un p i é z o m è t r e , on d é c r i t succinctement les principaux appareils utilisés dans la pratique ( p i é z o m è t r e type Casagrande, p i é z o m è t r e hydraulique, p i é z o m è t r e à jauge é l e c t r i q u e ou à corde vibrante) et on é t u d i e leurs performances. M O T S - C L É S : mesure - pression interstitielle - sol - essai triaxial - non d r a i n é - p i é z o m è t r e é p r o u v e t t e - pression - vitesse - d é f o r m a t i o n - temps - r é p o n s e - distribution - p e r m é a b i l i t é c o m p r e s s i b i l i t é - module - coefficient - consolidation - c o n t r a i n t e - d é v i a t e u r - hydrostatique-filtreeau - é c o u l e m e n t - aiguille - pierre - p o r o s i t é - c o h é s i o n - angle - frottement interne - cisaillement intergranulaire - vase - argile - forage - battage - jauge - é l e c t r i c i t é - capteur - corde - vibration m é c a n i q u e des sols - rapport de recherche - L.C.P.C. - Casagrande - Bishop - Gibson.

Le p i é z o m è t r e L.P.C. — Essais et performances

M. PEIGNAUD

Le p i é z o m è t r e L.P.C. est un p i é z o m è t r e hydraulique c o n ç u principalement pour les mesures de pression interstitielle dans les sols de faible p e r m é a b i l i t é . Chaque sonde p i é z o m é t r i q u e est é q u i p é e d'une double tubulure facilitant les o p é r a t i o n s de purge et de remplissage du circuit de mesure. La pression interstitielle est m e s u r é e au moyen d'un tableau amovible.

221

Après avoir décrit l'appareil et indiqué ses principales caractéristiques, l'auteur rend compte des essais effectués sur le prototype, essais qui ont porté principalement sur les points suivants : — mesure du coefficient volumétrique, — mise en place de la sonde piézomètrique, — comportement du matériel en service, — technique de mesure, — temps de réponse du piézomètre dans des formations d'argile très plastique. Les essais ont, dans l'ensemble, donné satisfaction. En particulier, le temps de réponse de l'appareil est d'environ une heure dans une argile de perméabilité k : 1 0 " cm/s. MOTS-CLÉS : conférence - mécanique des sols - hydrogéologie - essai - piézomètre - mesure pression interstitielle - précision.

Drainage et rabattement

M . RAT

Dans de nombreux travaux, le rabattement de la nappe aquifère est nécessaire, soit pour permettre le travail à sec, soit pour assurer la stabilité d'une pente ou du fond d'une fouille. Dans une première partie, on étudie d'une manière détaillée les deux systèmes fondamentaux de drainage: les tranchées et les groupes de puits. On souligne l'influence de l'anisotropie des terrains sur la position de la surface de la nappe. Le facteur temps est envisagé en relation avec la notion de rayon d'action qui permet de dimensionner les réseaux drainants. On envisage ensuite les problèmes liés à l'assèchement d'une fouille : — évaluation du débit à pomper : on donne deux méthodes pratiques : assimilation de la fouille à un puits ; tracé du réseau d'écoulement par le calcul ou par analogie électrique ; — choix du système de pompage : fossé, puits profonds, pointes filtrantes. Le drainage des talus qui contiennent une nappe est généralement nécessaire pour assurer leur stabilité. On donne un graphique qui permet d'évaluer simplement la longueur de la zone de suintement. Puis, on décrit les différents types de drainage habituellement employés: tranchées drainantes, drains subhorizontaux et éperons drainants. MOTS-CLÉS : conférence - mécanique des sols - hydrogéologie - drainage - rabattement - nappe - puits - assèchement - fouille - écoulement - eau - talus - sol - homogène - isotrope - stabilité.

Nappe en charge dans le sol de fondation d'un ouvrage d'art

H. J O S S E A U M E J.-F. MAILLARD J . - J . SEVESTRE J.-P. D U P A R C Q A. VECCHI

222

L'étude générale du tracé d'une voie de desserte, dans la région parisienne, a mis en évidence plusieurs anomalies du sous-sol à l'emplacement de l'ouvrage d'art prévu : profil irrégulier des couches, présence d'une nappe en charge à faible profondeur, etc. De ce fait, il s'est avéré nécessaire de procéder à une étude approfondie des fondations de cet ouvrage et de leurs conditions d'exécution. L'étude a montré, en particulier, que là nappe en charge risquait de provoquer la rupture par soulèvement du sol de fondation pendant les terrassements (rupture par renard). Aussi, pour assurer la stabilité des fouilles de fondation, a-t-il été nécessaire de rabattre la nappe en charge au moyen de puits équipés de pompes immergées.

L'article rend compte des principales phases de l'étude, en insistant sur les points suivants : — étude des nappes et essais d'eau effectués (essais Lefranc et essai de pompage), — calcul de la stabilité d'une fouille ouverte dans une formation peu perméable constituant le toit d'une nappe en charge, — dispositions prises pendant le rabattement de la nappe effectué au cours des travaux. MOTS-CLÉS : conférence - hydrogéologie - nappe - charge - rabattement - sol de fondation ouvrage d'art - prospection - géologie - essai - perméabilité - piézomètre - marne - argile - pompage — renard - stabilité - fouille.

Tassements dus aux rabattements de nappes

H. J O S S E A U M E

Lors de l'exécution de travaux de terrassement, on est souvent amené à rabattre la nappe au moyen d'un groupe de pointes filtrantes ou de puits ponctuels. L'abaissement de la surface piézométrique de la nappe peut, dans certains cas, provoquer des tassements dans la zone d'influence du pompage et par suite endommager les constructions qui y ont été implantées. La première partie de l'article est consacrée à l'étude théorique de ce phénomène. Dans la seconde partie, l'auteur rend compte de l'étude d'un cas concret: la construction d'un collecteur d'égout nécessitait l'ouverture d'une tranchée de faible largeur et d'une profondeur maximale de 4,5 mètres dans des sols relativement compressibles recelant une nappe phréatique. Pendant les travaux, la nappe était rabattue par une ligne de pointes filtrantes. Le collecteur devant traverser une zone urbaine, le laboratoire central des Ponts et Chaussées a été chargé d'apprécier les risques de désordres liés au rabattement de la nappe. Une série de mesures et de constatations simples complétées par un essai en vraie grandeur ont permis de conclure que le rabattement de la nappe serait sans effet sur les bâtiments situés à proximité du tracé. MOTS-CLÉS : conférence - mécanique des sols - hydrogéologie - tassement - nappe - contrainte effective - sol - consolidation - drainage - prévision - pompage.

Consolidation d'un sol fin argileux par application du vide

J.-L. PAUTE

L'application du vide permet de consolider un sol mou sans qu'il soit nécessaire de le surcharger par un remblai. L'article relate une expérience de consolidation sous vide ayant pour but d'améliorer un remblai hydraulique constitué par un silt argileux. On a employé, à cet effet, le matériel utilisé habituellement pour effectuer des rabattements de nappe à partir de puits ponctuels. Cette expérience a été réalisée suivant deux méthodes : — à partir de puits de 1,20 m de diamètre, — à l'aide des puits ponctuels classiques. La description de l'expérience est précédée d'un rappel des éléments théoriques indiquant la façon dont se transmet la dépression à l'eau interstitielle et montrant que l'efficacité du procédé est liée au coefficient de consolidation du sol.

223

Les les des sol

constatations e f f e c t u é e s (mesure des tassements et des pressions interstitielles) confirment é v a l u a t i o n s faites à partir d'une é t u d e du sol, ainsi que la n é c e s s i t é du colmatage de l'orifice drains pour obtenir, avec un m a t é r i e l d o n n é , la d é p r e s s i o n maximum sur toute l'épaisseur de traitée.

M O T S - C L É S : c o n f é r e n c e - m é c a n i q u e des sols - h y d r o g é o l o g i e - essai - consolidation - sol fin - argile - vide - drain de sable - puits - p i é z o m è t r e - tassement - pression interstitielle - coefficient.

S t a b i l i t é des talus routiers

G.

PILOT

Dans cet article, on examine l'incidence de la p r é s e n c e d'eau dans les talus routiers ainsi que les moyens de drainage mis en place pour limiter les d é s o r d r e s . A p r è s que les notions de s t a b i l i t é à "court terme" et à "long terme" aient é t é e x p l i c i t é e s sur le plan pratique, on montre que les forces dues à l'eau ont une importance c o n s i d é r a b l e . Le p r o b l è m e de l ' é c o u l e m e n t de l'eau est e x a m i n é sur le plan t h é o r i q u e en se limitant au r é g i m e permanent à deux dimensions et en rappelant les p r o p r i é t é s essentielles des r é s e a u x d ' é c o u l e m e n t dont on é v o q u e les m é t h o d e s de d é t e r m i n a t i o n . Quelques calculs de s t a b i l i t é de talus illustrent le rôle de l'eau sur la valeur du coefficient de s é c u r i t é . On mentionne é g a l e m e n t les abaques permettant le calcul i m m é d i a t de la s t a b i l i t é . Pour terminer, on d é c r i t les principaux types d'ouvrages drainants (masques, t r a n c h é e s , puits, etc.). M O T S - C L É S : c o n f é r e n c e - m é c a n i q u e des sols - h y d r o g é o l o g i e - eau - é c o u l e m e n t - s t a b i l i t é talus - mouvement - glissement - pression interstitielle - laboratoire - hydrodynamique - coefficient de s é c u r i t é - analogie - é l e c t r i c i t é - m o d è l e - drainage - t r a n c h é e - bibliographie.

Passage de l'autoroute Nancy-Metz - Au lieu dit "Le C h â t e a u - s o u s - C l e v a n t " .

G R O U P E DE TRAVAIL DU "CHATEAU-SOUS-CLÉVANT"

Cet article d é c r i t les é t u d e s et les travaux de drainage e x é c u t é s pour assurer la s t a b i l i t é d'un remblai autoroutier construit sur un versant instable. Les é t u d e s ont c o n s i s t é en une investigation hydraulique approfondie et des é t u d e s de m é c a n i q u e des sols en laboratoire. Les sols c o n c e r n é s par le p r o b l è m e de s t a b i l i t é sont essentiellement des é b o u l i s dont la m a t i è r e argileuse provient de l'argile du Toarcien (Lias) et dont les é l é m e n t s grossiers sont c o n s t i t u é s par des blocs de calcaire et de minerai de fer. Les é b o u l i s recouvrent un banc de g r è s fissuré dont la nappe se trouve en charge : les é b o u l i s sont ainsi le s i è g e d'un é c o u l e m e n t p a r t i c u l i è r e m e n t d é f a v o r a b l e qui a pu être r e p r é s e n t é par une analogie é l e c t r i q u e sur papier conducteur. C'est donc vers le drainage que se sont o r i e n t é e s les é t u d e s de dispositifs accroissant la stabilité de la pente.

224

L'article d é c r i t les tentatives de drainage superficiel seul {drains subhorizontaux et t r a n c h é e s transversales) et le drainage profond e x p é r i m e n t a l dans les g r è s ; il p r é s e n t e ensuite le s y s t è m e a d o p t é et les résultats obtenus. M O T S - C L É S : c o n f é r e n c e - m é c a n i q u e des sols - h y d r o g é o l o g i e - autoroute - remblai - s t a b i l i t é - talus - drainage - puits - g é o l o g i e - p i é z o m è t r e - nappe - rabattement - schiste - g r è s - marne.

Digues en terre

H. J O S S E A U M E

L ' é t u d e traite des p r o b l è m e s p o s é s par l ' é t u d e des digues et barrages en terre et plus s p é c i a l e m e n t des ouvrages construits à partir de m a t é r i a u x fins. On é t u d i e le comportement des barrages en terre aux stades les plus critiques de leur histoire : —

pendant la construction ou en fin de construction,

—

lorsque l'eau dans la retenue est à son niveau maximum,

—

à la suite d'une vidange rapide de la retenue.

On insiste tout p a r t i c u l i è r e m e n t sur le rôle m é c a n i q u e de l'eau et sur la d é t e r m i n a t i o n du champ des pressions interstitielles dans l'ouvrage, dont la connaissance est n é c e s s a i r e aux calculs de s t a b i l i t é à partir des contraintes effectives. En particulier, on rappelle les m é t h o d e s de p r é v i s i o n des pressions interstitielles qui se d é v e l o p p e n t dans le corps de digue pendant sa construction. D'autre part, pour l ' é t u d e de la vidange rapide, on d i f f é r e n c i e le cas des sols i n d é f o r m a b l e s , o ù les pressions interstitielles peuvent ê t r e d é t e r m i n é e s par un r é s e a u d ' é c o u l e m e n t , de celui des sols d é f o r m a b l e s o ù l ' é c o u l e m e n t c r é é par la vidange de la retenue ne s'établit pas i n s t a n t a n é m e n t . L'article est en outre illustré des r é s e a u x d ' é c o u l e m e n t é t a b l i s pour divers types d'ouvrages et diverses conditions de fondations.

—

M O T S - C L É S : c o n f é r e n c e - m é c a n i q u e des sols - h y d r o g é o l o g i e - digue - barrage - sol - s t a b i l i t é — coefficient de s é c u r i t é - m a t é r i a u - p e r m é a b i l i t é - sable - grave =• argile - limon - pression interstitielle - drainage - glissement - r é s i s t a n c e - cisaillement - contrainte effective - é c o u l e m e n t - fuite h o m o g é n é i t é - noyau - sol de fondation - rapide.

225

english Pumping tests

M. J O S S E A U M E

This article deals with pumping tests and their interpretation. The author first recalls the mechanism by which a water table is lowered around a well during pumping, and the conventional types of well: the Dupuit types (permanent) and the Theis types (temporary). He then describes the different stages of preparation of the pumping test (boring the well, equipping it, installing piezometers, making preliminary measurements, choosing rates of flow), and the actual carrying out of the test (measurements made during the test). The principal methods of interpretation based on the Dupuit and Theis theories are also examined. The sections dealing with the interpretation of pumping tests are illustrated with examples.

The Lefranc test

M. RAT F. LAVIRON J C JOREZ

The Lefranc test is a simple test for measuring in situ the coefficient of permeability of soils containing a water table. It is generally carried out during boring. It necessitates making a cavity of a known shape at the bottom of the borehole. The authors describe different procedures. A distinction is made between two types of test: Constant level test, in which water is injected (or pumped at a constant rate) into the cavity. After the level has stabilized, the additional load is noted. The interpretation is simple, and the results obtained are satisfactory. Variable level test, in which a certain volume of water is poured (or pumped) into the borehole for a very short time, after which the return to the initial level is observed. Numerous experiments have shown that the usal interpretation of the test is not valid. In the discussion following the explanation, a more valid interpretation is suggested. On a given site, many tests are necessary to give a correct value of the coefficient of permeability, for it is a point test and there are considerable sources of error (disturbance of the soil).

The Lugeon test in chalk

A. DE R A G U E N E L

The Lugeon water test measures (preferably in a rock mass) the rate of flow of water injectable into a depth of borehole under constant hydrostatic charge_This flow rate is directly linked with the degree of fissuring of the rock. The test therefore reflects a certain "density" of fissures. After referring to the precautions to be taken in order to carry out and interpret this test properly, the author gives the results obtained on chalky substratum constituting the horizon of the foundations of two large-scale structures in Normandy. The results of the Lugeon test and of pressiometric tests show an interesting qualitative similarity which clearly highlights the geometry of wide or diffuse fissures. But the fields of application of the two methods are different.

226

1

A study of the f a c t o r s involved in m e a s u r e m e n t s of interstitial pressure

H. J O S S E A U M E

This article deals with the measurement of interstitial pressure in argilaceous soils. In the first section, the author examines the influence of the rate of deformation on the interstitial pressure measured during a driaxial undrained test. Reference is made to the work of Bishop and Gibson on the response time of the measuring apparatus and the evolution of interstitial pressure in the test sample during the shearing phase. The author gives the results of an experimental study carried out on a normally consolidated mud and on a superconsolidated clay, for the purpose of examining the variation of the interstitial pressure gradient with rate of deformation. The problem of measuring the interstitial pressure by means of needles is also touched upon. The second part deals with in situ piezometric measurements in soils. After a reference to the factors on which the response time of a piezometer depends, a brief description is given of the principal instruments used in practice (Casagrande type piezometer, hydraulic piezometer, electric gauge or vibrating cord piezometer) and their performances are examined.

T h e L . P . C . piezometer — Trials and performances

M. PEIGNAUD

The L.P.C. piezometer is a hydraulic piezometer designed mainly for measuring interstitial pressure in soils of low permeability. Each piezometric probe is fitted with a double tube, facilitating the operations of draining and filling the measuring circuit. The interstitial pressure is measured by means of a 'moveable table. After describing the apparatus and indicating its principal characteristics, the author gives an account of trials carried out with the prototype. These trials were mainly concerned with the following points: —

Measurement of volumetric coefficient.

—

Setting the piezometric probe in place.

—

Behaviour of the equipment in service.

— Technique of measuring. —

Response time of the piezometer in highly plastic clay formations.

On the whole, the trials proved satisfactory. In particular, the response time of the instrument is about one hour in clay of permeability k = 10~ cms/sec. 8

Drainage and g r o u n d - w a t e r lowering

M. RAT

In many construction projects it is necessary to lower the level of the water table, either to enable work to proceed under dry conditions, or to ensure the stability of a slope or the bottom of an excavation. In the first part of this article, the author examines in detail the two basic systems of dewatering : by means of trenches and by means of wellpoints. Emphasis is laid on the influence of the anisotropy of the terrain on the position of the surface of the water table. The time factor is considered in relation to the concept of the range of action which makes it possible to determine the size of the dewatering systems.

227

There follows an examination of the problems linked with dewatering an excavation : Evaluation of the rate of pumping. Two pratical methods are described: considering the excavation itself as a wellshaft, and designing the dewatering system by calculation or by electrical analogy. The choice of the system of pumping : ditch, deep wellshafts, or filter wells. Embankments which contain water tables usually have to be dewatered to ensure their stability. The author gives a graph which allows of a simple evaluation of the length of the zone of seeping. A description is then given of the various types of drainage commonly employed: drainage ditches, subhorizontal drains, and drainage spurs.

The presence of a water table in the foundation soil of a structure

H. J O S S E A U M E J.-F. MAILLARD J.-J. SEVESTRE J.-P. D U P A R C Q A. VECCHI

The general survey of the path of a road in the Paris area revealed a number of anomalies in the subsoil at the point where a structure was to be built: irregular profile of strata, presence of a water table at a shallow depth, etc. Consequently, it was necessary to make a thorough study of the foundations of this structure and the conditions under which they were to be executed. The study showed, in particular, that the water table risked causing a failure of the foundation soil through uplift during the earthworks (a failure due to subsurface erosion). So in order to ensure the stability of the foundation excavations, it was necessary to lower the water table by means of wells equipped with submerged pumps. This article gives an account of the principal stages of the study, with emphasis on the following points: Study of the water tables and water tests carried out (Lefranc test and pumping test). Calculation of the stability of an excavation made in a relatively impermeable formation constituting the roof of a water table. Arrangements made during the lowering of the water table in the course of foundation work.

Settlements due to water table lowering

H. JOSSEAUIVIE

When carrying out earthworks, it is often necessary to lower the water table by means of a series of filter wells or wellpoints. The lowering of the piezometric surface of the table can, in certain cases, cause settlements in the zone of influence of the pumping and subsequently cause damage to the structures built on the site. The first part of this article consists of a theoretical study of this phenomenon. In the second part, the author gives an account of a specific case: the construction of a sewer header necessitated digging a narrow trench of maximum depth 4.5 metres in the relatively compressible soils containing the water table. During the work, the table was lowered by means of a line of filter wells. Since the sewer had to traverse an urban zone, the L.C.P.C. was assigned the task of assessing the risk of disorders resulting from the lowering of the table. A series of simple observations and measurements, together with a full-scale test, led to the conclusion that the lowering of the water table would not affect the buildings situated in the proximity of the path of the sewer.

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An example of vacuum consolidation of a fine argillaceous soil

J . - L . PAUTE

The application of a vacuum makes it possible to consolidate a soft soil without loading it with a fill. This article gives an account of a case of vacuum consolidation whose purpose was to improve a hydraulic fill consisting of argillaceous silt. To this end, use was made of equipment normally employed to lower the water table by means of wellpoints. The task was performed by two methods: — With wells 1.20 metres in diameter. — With conventional wellpoints. The description of the experiment is preceded by a review of the theoretical considerations indicating how the pressure drop is transmitted to the interstitial water, and showing that the efficacity of the process is linked with the coefficient of consolidation of the soil.

.

Observations made (measurements of settlements and of interstitial pressures) confirm evaluations made from a study of the soil, and the necessity of blinding the orifice of the drains in order to achieve, with a given equipment, the maximum pressure drop through the entire thickness of the soil being treated.

The role of water in the stability of highway embankments

G. PILOT

This article examines the influence of the presence of water in highway embankments, and draining methods applied to reduce harmful effects. After clarifying the notions of "short term" and "long term" stability from both the theoretical and practical angles, the author shows that the forces exerted by water are considerable. The problem of water flow is examined from the theoretical angle; the author confines himself to the permanent two-dimensiorial system, and reviews the essential properties of flow systems with a reference to methods of determination. Some calculation of embankment stability illustrate the role of water in the value of the coefficient of safety. Mention is also made of charts which allow stability to be calculated immediately. In conclusion, the author describes the principal types of drainage systems (trenches, wells, curtains, etc.).

Passage of the Nancy-Metz motorway through the spot known as Le Chateau sous Clevant

G R O U P E DE TRAVAIL DU "CHATEAU-SOUS-CLEVANT"

This article describes the planning and executing of the drainage work designed to ensure the stability of a motorway embankment built on an unstable slope. Preliminary studies involved a thorough hydraulic investigation and laboratory soil mechanics studies. The soils to which the problem of stability applies are mainly debris whose argillaceous content derives from Toarcian (Lias) clay and whose coarse elements consist of blocks of limestone and iron ore.

229

The debris covers a bed of fissured sandstone whose water table is under pressure; the debris is thus the site of a particularly unfavourable seepage, which it has been possible to represent by electrical analogy on conducting paper. This being so, drainage was adopted as the method of increasing the stability of the slope. A description is given of attempts at superficial drainage alone (subhorizontal drains and transverse trenches), and experimental deep drainage in the sandstone. The system adopted, and the results obtained, are then described.

Earth dykes

H. J O S S E A U M E

This article deals with the problems which arise in designing earth dams and dykes, particularly structures built with fine materials. The author examines the behaviour of earth dams at the most critical stages of their existence: —

During and immediately after construction.

— When the pond level is at a maximum. — After a rapid emptying of the pond. Particular stress is laid on the mechanical role of water and on the determination of the field of interstitial pressures in the structure, a knowledge of which is necessary in calculating stability from effective stresses. The author refers methods of predicting interstitial pressures in the body of the dyke during its construction. In dealing with rapid emptying, a distinction is made between the case of non-deformable soils, in which interstitial pressures may be determined by a flow network, and deformable soils, in which the flow created by the emptying of the pond does not occur instantaneously. The article is illustrated with flow networks established for various types of structures and various conditions of foundations.

230

deutsch Pumpversuche

M. J O S S E A U M E

Der Beitrag behandelt die D u r c h f ü h r u n g und Auswertung von Pumpversuchen. Zuerst wird an den Verlauf der Grundwasserabsenkung mit Brunnen w ä h r e n d des Pumpens erinnert. Die klassischen Brunnengleichungen — die Dupuit'schen Formeln im Beharrungszustand und die Theis'schen Formeln im Ü b e r g a n g s z u s t a n d — werden wieder beschrieben. Danach werden die verschiedenen Vorarbeiten des Pumpversuches (Bohrung und A u s r ü s t u n g des Brunnens, Einbau von Piezzometern, Probemessungen, Bestimmung der F ö r d e r m e n g e ) und seine D u r c h f ü h r u n g (Messungen w ä h r e n d des Versuches) dargestellt. Die h a u p t s ä c h l i c h e n praktischen Auswertungsmethoden, die auf den Theorien von Dupuit und Theis basieren, werden untersucht und an Hand von Beispielen e r l ä u t e r t .

Der V e r s u c h v o n Lefranc

M. RAT F. LAVIRON J C JOREZ

v

Der Versuch von Lefranc gestattet "an Ort und Stelle" die einfache Messung der D u r c h l ä s s i g k e i t grundwasserhaltigen B ö d e n . Im allgemeinen wird er w ä h r e n d der Bohrung d u r c h g e f ü h r t . Dabei ist die Herstellung eines H o h l r ä u m e ^ , dessen Ausmasse bekannt sein m ü s s e n , am unteren Ende der Bohrung notwendig. Die Verfasser beschreiben die verschiedenen Verfahren. o

n

Man unterscheidet zwei verschiedene Versuchsarten : — den Versuch mit konstantem Niveau: hierbei wird Wasser mit konstantem Durchfluss in den Hohlraum injiziert (oder gepumpt). Nachdem sich der e n d g ü l t i g e Wasserspiegel eingespielt hat, wird der Ü b e r d r u c k abgelesen. Die Auswertung ist einfach, die erreichten Ergebnisse sind gut. — den Versuch mit V e r ä n d e r l i c h e m Niveau : w ä h r e n d einer sehr kurzen Zeit wird eine bestimmte Wassermenge in das Bohrloch b e f ö r d e r t (oder gepumpt). Dann wird das Einspiegeln auf das u r s p r ü n g l i c h e Niveau beobachtet. Zahlreiche Experimente haben gezeigt, dass die ü b l i c h e Auswertung des Versuches nicht brauchbar ist. In der folgenden Diskussion wird eine verbesserte Auswertung vorgeschlagen. Für ein gegebenes G e l ä n d e sind zahlreiche Versuche notwendig, um einen korrekten Wert f ü r die D u r c h l ä s s i g k e i t zu erhalten; denn der Versuch ist auf einen bestimmten Punkt begrenzt und die Fehlerquellen sind b e t r ä c h t l i c h (Form des G e l ä n d e s ) .

Der V e r s u c h von Lugeon im Kreidegestein

A.

DE RAGUENEL

Der Wasserversuch von Lugeon misst, insbesondere bei Felsgestein, diejenige Wassermenge, die unter konstanter hydrostatischer Belastung in einen Bohrabschnitt injizierbar ist. Diese Menge steht im direkten V e r h ä l t n i s zum Grad der Rissbildung im Felsen, der Versuch veranschaulicht also eine bestimmte "Rissdichte".

231

Es wird darauf hingewiesen, welche Vorsichtsmassnahmen bei der D u r c h f ü h r u n g dieses Versuches getroffen werden m ü s s e n und mit welcher Sorgfalt die korrekte Auswertung a u s g e f ü h r t werden muss. Danach werden die Versuchsergebnisse mit Kreidegestein angegeben, die an der G r ü n dungssohle von zwei bedeutenden Kunstbauwerken in der Normandie erreicht wurden. Die Ergebnisse des Versuches von Lugeon und die Ergebnisse mit Druckmessern zeigen eine interessante qualitative Ä h n l i c h k e i t , sodass die Ausbildung von starken oder diffusen Rissen deutlich unterschieden werden kann. Die unterschiedlichen A n w e n d u n g s m ö g l i c h k e i t e n der zwei Methoden werden jedoch b e s t ä t i g t .

S t u d i u m der in die M e s s u n g e n des Porendruckes eingreifenden faktoren

H. J O S S E A U M E

Der Artikel behandelt die Porendruckmessungen in Tonboden. Im ersten Teil wird der Einfluss der Verformungsgeschwindigkeit auf den im Verlaufe eines nichtd r ä n i e r t e n Triaxialversuches gemessenen Porendruck untersucht. Die Arbeiten von Bishop und Gibson ü b e r die Antwortezeit des Messapparates, sowie ü b e r die Entwicklung der Verteilung des Porendruckes im P r o b e k ö r p e r w ä h r e n d des Schervorganges, wurden in Erinnerung gerufen. Die Resultate von Experimentalviersuchen auf einem normal verdichteten Schlamm und einem ü b e r v e r d i c h t e t e n Ton, mit dem Zweck, die Schwankung des Porendruckgradienten mit der Verformungsgeswindigkeit zu untersuchen, werden vorgelegt. Das Problem der Messung des Porendruckes mittels P r ü f n a d e l n wird ebenfalls angeschnitten. Der zweite Teil behandelt die piezometrischen Messungen am Platze. Nach einem R ü c k b l i c k auf die Faktoren, von denen die Antwortezeit eines Piezometers a b h ä n g t , werden summarisch die verschiedenen, in der Praxis verwendeten G e r ä t e beschrieben (Piezometer vom Typ Casagrande, hydraulischer Piezometer, Piezometer mit elektrischer Messlehre oder mit Vivriersehne), und ihre Leistungen werden untersucht.

D e r t . C . P . C . Piezometer — Versuche und Leistungen.

M. PEIGNAUD

Der L.C.P.C. Piezometer ist ein hydraulischer Piezometer, der h a u p t s ä c h l i c h für die Druckmessung in den Z w i s c h e n r ä u m e n der B ö d e n mit geringer D u r c h l ä s s i g k e i t ausgedenkt wurden. Jede Sonde ist mit doppelten R ö h r c h e n a u s g e r ü s t e t , die die A b l a s s - u n d - F ü l l o p e r a t i o n e n erleichtern. Der Porendruck wird mittels einem beweglichen Brett gemessen. Nachdem er das G e r ä t beschrieben und seine Hauptmerkmale angegeben hat, referiert der Verfasser ü b e r die auf dem Prototype a u s g e f ü h r t e n Versuche, die sich h a u p t s ä l i c h auf folgende Punkte beziehen: —

Messung des volumetrischen Koeffizientes,

—

Ansetzen der Piezometersonde,

—

Verhalten des Materials beim Dienst,

— Messungstechnik, —

Antwortszeit des Piezometers in sehr plastischen Tonschichten.

Die Versuche sind im Gesamten befriedigend. Im besonderen ist die Antwortszeit des G e r ä t e s bei einer D u r c h l ä s s i g k e i t von 10~ cm/sec gleich einer Stunde. 8

232

i

E n t w ä s s e r u n g und Absenkung von Grundwasser

M. RAT

Bei vielen Bauarbeiten ist die Absenkung des Grundwasserspiegels notwendig, um einerseits das Arbeiten im Trockenen zu e r m ö g l i c h e n und andererseits die S t a b i l i t ä t der B ö s c h u n g und der Sohle einer Baugrube zu sichern. Im ersten Teil des Berichtes werden die zwei grundlegenden Systeme der Wasserhaltung a u s f ü h r l i c h dargestellt: die offenen G r ä b e n und die Brunnensysteme. Der Einfluss der I n h o m o g e n i t ä t des Bodens auf die Lage des Grundwasserspiegels wird hervorgehoben. Der Faktor "Zeit" wird insbesondere in Verbindung mit dem Begriff der Einzugsreichweite untersucht, die die Dimensionierung der E n t w ä s s e r u n g s s y s t e m e e r m ö g l i c h t . Danach werden die Probleme der Trockenhaltung einer Baugrube behandelt: — Berechnung der F ö r d e r m e n g e der Pumpen : zwei praktische Methoden werden beschrieben : Entwurf der Baugrube entsprechend der [Brunnenanordnung; Technischer Entwurf des Abflusssystems oder Entwurf mit Hilfe von elektrotechnischen Analogiesystemen ; —

Wahl des Pumpensystems: Graben, Tiefbrunnen, Filter.

Im allgemeinen ist zur S t a b i l i t ä t s s i c h e r u n g von B ö s c h u n g e n , die Grundwasser enthalten, ihre E n t w ä s s e r u n g notwendig. Der Bericht e n t h ä l t ein Diagramm, aus dem die L ä n g e der S i c k e r f l ä c h e einfach berechnet werden kann. Ausserdem werden die verschiedenen g e b r ä u c h l i c h e n E n t w ä s s e r ungsarten beschrieben: offene E n t w ä s s e r u n g s g r ä b e n , E n t w ä s s e r u n g s l e i t u n g e n und Absturzbauwerke.

Gespannter Grundwasserspiegel im Baugrund eines Kunstbauwerkes

H. J O S S E A U M E J.-F.

MAILLARD

J.-J.

SEVESTRE

J.-P.

DUPARCQ

A.

VECCHI

Die Gesamtuntersuchung der Trassierung einer Zufahrtstrasse im Gebiet von Paris ergab mehrere Besonderheiten im Untergrund, der als Baugrund eines Kunstbauwerkes vorgesehen war: unregelm ä s s i g e s Bodenprofil, gespannter Grundwasserspiegel in geringer Tiefe etc. Aufgrund dieser Gegebenheiten erwies es sich als notwendig, die B a u w e r k s g r ü n d u n g und ihre A u s f ü h r u n g n ä h e r zu untersuchen.Es zeigte sich insbesondere, dass infolge des gespannten Grundwasserspiegels bei den Erdarbeiten die Gefahr eines Bruches (hydraulischen Grundbruches) durch Hebung des Baugrundes zu erwarten war. Daher war es notwendig, den gespannten Grundwasserspiegel durch Brunnen mit Tauchpumpen abzusenken, um die S t a b i l i t ä t der Fundamentbaugruben zu sichern. Der Bericht beschreibt die wesentlichen Stufen der Untersuchung. Die folgenden Punkte werden besonders behandelt: — Untersuchung der Grundwasserspiegel und d u r c h g e f ü h r t e Versuche (Versuche nach "Lefranc" und Pumpversuch), — — Berechnung der S t a b i l i t ä t einer offenen Baugrube in einer wenig d u r c h l ä s s i g e n schicht, die unmittelbar ü b e r einem gespannten Grundwasserspiegel liegt, —

Boden-

Massnahmen, die w ä h r e n d der Absenkung des Grundwasserspiegels getroffen wurden.

Bodensenkungen infolge der Vertiefungen von Grundwasserspiegeln.

H. J O S S E A U M E

Bei den Erdarbeiten kommt es oft vor dass man den Grundwasserspiegel mittels einer Gruppe von E n t w ä s s e r u n g s s t i f t e n oder mit P u n k t s c h ä c h t e n vertieft. Das senken der piezometrischen O b e r f l ä c h e des Grundwassers kann in den Einflusszonen des Pumpens Bodensenkungen verursachen und also nahe liegende G e b ä u d e b e s c h ä d i g e n .

233

Der erste Teil dieses Artikels referiert über die theoretisohe Untersuchung dieses Vorganges. Im zweiten Teil referiert der Verfasser über die Untersuchung eines konkreten Falls: der Bau eines Abflusssammlers benötigte das Aufbrechen eines schmalen Grabens mit einer Maximaltiefe von 4,5 Meter in ziemlich kompressiblen Böden mit Grundwasser. Während den Arbeiten wurde der Grundwasser=Spiegel durch eine Reihe von Entwässerungsstiften vertieft. Da dieser Rohrsammler ein Stadtgebiet durchquehren sollte, wurde das Zentral Laboratorium beauftragt, die mit dieser Vertiefung verbundene Schadengefahr abzuschätzen.Aus einer Reihe von Messungen und einfachen Feststellungen,-ergänzt durch einen Versuch in realer Grösse, könnte man folgern, dass die Grundwasserspiegelvertiefung ohne Folge für die der Strassierung nahe liegende Gebäude sei.

Ein Konsolidationsversuch eines feinen Tonbodens durch Ansetzung des Vakuums.

J.-L. PAUTE

Die Ansetzung des Vakuums erlaubt es, einen Boden zu konsolideiren ohne dass es notwendig ist, ihn durch einen Damm zu belasten. Dieser Artikekbeschreibt ein Konsolidationsversuch, der die Verbesserung einer hydraulischen Auffüllung von tonartigen Silten durch Vakuumsansetzung zum Ziel hat. Zu diesem Zweck wurde das Material, das üblich zur Absenkung des Grundwasserspiegls von pünktlichen Schächten aus dient, angewendet. Dieser Versuch wurde nach zwei verschiedenen Methoden realisiert: — von einem Schacht von 1,20 Meter Durchmesser aus, — mittels klassischen punktlichen Schächten. Vor der Beschreibung dieses Experiments wiederholt man die theoretischen Elemente, die diese Depressionsübertragung zum Zwischenraumwasser beschreiben und die die Wirksamkeit des mit dem Konsolidationskoeffizient verbundene Verfahrens zeigen. Die Feststellungen, die festgelegt wurden (Senkungsmessungen und Zwischenraumdruck messungen), befestigen die Abschätzungen die von einer Bodenstudie herausgezogen wurden, so wie die Notwendigkeit der Verdichtung der Mündung der Dräne, damit man mit einem gewissen Material den grössten Tiefdruck in der ganzen Dicke des behandelten Bodens erreiche.

Die Bedeutung des Wassers f ü r die S t a b i l i t ä t von S t r a s s e n b ö s c h u n g e n

G. PILOT

In diesem Beitrag wird untersucht, wie Wasser in Strassenböschungen auftreten kann und welche Entwässerungsmassnahmen durchgeführt werden, um Schäden einzuschränken. Nach der theoretischen und praktischen Deutung der Begriffe der „kurzfristigen" und der „Langfristigen" Stabilität, wird gezeigt, welche besondere Bedeutung den Wasserkräften zukommt. Das Problem der ebenen Strömung im Beharrungszustand wird theoretisch untersucht. Dabei wird an die wesentlichen Merkmale von Strömungsnetzen erinnert und auf die Methoden zur Bestimmung der Netze hingewiesen. Einige Berechnungen der Stabilität von Böschungen veranschaulichen den Einfluss des Wassers auf den Wert des Sicherheitsfaktors. Ausserdem werden Tabellen zur sofortigen Berechnung der Stabilität angeführt. Zum Schluss werden die hauptsächlichen Arten von Entwässerungsanlagen beschrieben (Böschungsabdeckungen, offene Gräben, Brunnen etc.).

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Uebergang der Autobahn Nancy-Metz bei der Ortschaft "Le C h a t e a u - s o u s - C l é v a n t "

G R O U P E DE TRAVAIL DU "CHATEAU-SOUS-CLÉVANT"

Dieser Artikel beschreibt die Untersuchungen und die E n t w ä s s e r u n g s a r b e i t e n , die d u r c h g e f ü h r t wurden, um die S t a b i l i t ä t der A u t o b a h n b ö s c h u n g , die auf einem unsteten Hang gebaut wurde, zu sichern. Die Untersuchungen bestanden aus g r ü n d l i c h e n hydraulischen Untersuchungen sowie aus Forschungen im Gebiet den Bodenmechanik im Laboratorium. Die B ö d e n , die durch dieses S t a b i l i t ä t s p r o b l e m betroffen sind, bestehen h a u p t s ä c h l i c h aus einem Schutt, dessen tonartiger Boden seinen Ursprung im Toarcanier (Lias) Ton nimmt und dessen groben Elemente aus Kalk und E i s e n e r z b l ö c k e bestehen. Dieser Schutt bedeckt eine rissige Sandsteinschicht, dessen Grundwasser unter Druck liegt: in diesem Schutt findet also ein sehr s c h ä d l i c h e s Abfliessen statt, das mittels einer elektrischen Analogie auf Leitpapier dargestellt werden konnte. Um die S t a b i l i t ä t des Hanges zu e r h ö h e n wurden also diese Untersuchungen nach E n t w ä s s e rungsvorrichtungen gerichtet. Der Artikel beschreibt die E n t w ä s s e r u n g s v e r s u c h e an der O b e r f l ä c h e allein (subhorizontale D r ä n e und Quergraben) und die e x p é r i m e n t a l e tiefe E n t w ä s s e r u n g im Sandstein ; er referiert dann ü b e r das angenommene System und ü b e r seine Ergebnisse.

Erddämme

H. J O S S E A U M E

Die Untersuchung referiert ü b e r Fragen, die gestellt werden beim Entwurf der E r d d ä m m e und E r d s t a u d ä m m e , die aus feinen Bauststoffen gebaut werden. Man untersucht das Verhalten der E r d d ä m m e in den kritischen Phasen ihres Lebens: —

w ä h r e n d dem Aufbauen oder am Ende des Aufbauens,

—

wenn das gestaute Wasser am h ö c h s t e n liegt,

—

nach einer raschen Entleerung der Stauung.

Man bezeichnet besonders die mechanische Rolle des Wassers bei der Bestimmung des Zwischenraumdruckfeldes des Werkes, dessen Kenntnis notwendig ist zur Ausrechnung der S t a b i l i t ä t nach den effektiven Spannungen. Im besonderen wiederholt man die Voraussehungsmethoden des Zwischenraumdruckes, der sich im D a m m k ö r p e r w ä h r e n d seinem Bauen entwickelt. Andererseits trennt man im Fall einer raschen Entleerung den Fall der nichtverformbaren B ö d e n , in welchem die Z w i s c h e n r a u m d r ü c k e durch ein Auslaufnetz bestimmt werden k ö n n e n , vom Fall der verformbaren B ö d e n , in welchem das Ausfliessen, das vom Entleeren verursacht wird, nicht augenblicklich eintritt. Ausserdem ist dieser Artikel durch Auslaufnetze f ü r verschiedene Bautypen und verschiedene Fundamentbedingungen illustriert.

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español Ensayo del modo de p o m p a r

M. J O S S E A U M E

El a r t í c u l o trata de la r e a l i z a c i ó n y de la i n t e r p r e t a c i ó n de las pruebas de e l e v a c i ó n de agua con una pompa. Ante todo dase un repaso al mecanismo utilizado para el descenso de una vena de agua alrededor de un pozo, mientras se pompa; asi como a las formulas c l á s i c a s de los pozos: f ó r m u l a s de Dupuit en r é g i m e n permanente, f ó r m u l a s de Theis en r é g i m e n transitorio. D e s c r i b é n s e luego las diferentes fases de la p r e p a r a c i ó n del ensayo del modo de pompar (soude y equipo de un pozo, i m p l a n t a c i ó n de p i e z ó m e t r o s ; mediciones preliminares, e l e c c i ó n de caudales) y d e s p u é s su r e a l i z a c i ó n (mediciones durante el ensayo). Los principales m é t o d o s p r á c t i c o s de i n t e r p r e t a c i ó n basados sobre las t e o r í a s de Dupuit y de Thies se estudian igualmente. Las partes que tratan de la i n t e r p r e t a c i ó n de las pruebas e s t á n [lustradas con ejemplos.

El experimento Lefranc

M. RAT F. LAVI RON J.-C. JOREZ

El experimento Lefranc es un ensayo sencillo que permite medir "in situ" el coeficiente de permeabilidad de los suelos que contienen una vena de agua. Esta generalmente ejecutado durante su h o r a d a c i ó n . Necesita la r e a l i z a c i ó n de una cavidad al fondo de la p e r f o r a c i ó n : los autores describen diferentes procedimientos. Se distinguen dos tipos de ensayos : — en ensayo a nivel constante: se inyecta o se pompa, con un suministro constante, de agua dentro de la cavidad. D e s p u é s de la e s t a b i l i z a c i ó n del nivel, se anota la sobrecarga. La i n t e r p r e t a c i ó n es sencilla, los resultados obtenidos son buenos; — en ensayo a nivel variable : se vierte o se pompa durante corto tiempo un cierto volumen de agua en el sondeo, luego se prosigue la vuelta al nivel inicial. Numerosas experiencias, han demostrado que la i n t e r p r e t a c i ó n habitual de los ensayos no era valedera. En la d i s c u s i ó n que sigue a lo expuesto, se sugiere una i n t e r p r e t a c i ó n mas v á l i d a . En un lugarya conocido, son necesarios numerosos ensayos para dar un valor correcto del coeficiente de permeabilidad porque el ensayo es puntual y las causas de los errores importantes ( m o d i f i c a c i ó n del terreno).

La prueba lugeon en la caliza

A. DE R A G U E N E L

En ensayo de agua Lugeon mide, sobre todo en un macizo rocoso la cantitad de agua que puede inyectarse en una zona de sondeo bajo una carga h i d r o s t á t i c a constante. Esta cantidad está relacionada directamente con el grado de f i s u r a c i ó n de la roca : el ensayo traduce pues una cierta densidad de fisuras. Tras recordar las precauciones que son necesarias para realizar e interpretar correctamente este ensayo; se dan los resultados obtenidos sobre el substrato de caliza que constituye el horizonte de los cimientos de dos obras importantes de Normandia.

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Los resultados del ensayo Lugeon y los del ensayo presiométrico indican una similitud cualitativa interesante que pone bien de relieve la geometría de las fisuras anchas o difusas. El ámbito de aplicación de los dos métodos parece ser sin embargo diferente.

Estudio de los factores que intervienen en las mediciones de p r e s i ó n intersticial

H. J O S S E A U M E

El articulo concierne a las mediciones de presión intersticial en los suelos arcillosos. En la primera parte se estudia la influencia de la velocidad de deformación, sobre la presión intersticial medida durante un ensayo triaxial no drenado. Se repasan los trabajos de Bishop y de Gibson, conciernientes al tiempo de réplica del aparato de medida asi, como a la evolución de la distribución de la pressión intersticial en la probeta durante la fase de corte. Se presentan los resultados de un estudio experimental efectuado sobre un cieno normalmente consolidado y sobre una arcilla subconsolidada, con el fin de estudiar la variación del gradiante de presión intersticial en función de la velocidad de deformación. El problema de la medición de la presión intersticial mediante agujas ha sido igualmente abordado.

—

La segunda parte trata de las medidas piezometricas en los suelos in situ. Tras una evocación de los factores de los cuales depende el tiempo de replica de un piezometro, se describen escuetamente los principales aparatos utilizados en la práctica (piezometro tipo casagrande, piezometro hidráulico, — piezometro con calibre eléctrico o con cuerda vibrante) y se estudian sus posibilidades.

El piezometro L.P.C. — Ensayos y posibilidades

M . PEIGNAUD

El piezometro L.P.C. es un piezometro hidráulico concebido principalmente para las mediciones de presión intersticial en los suelos de poca permeabilidad ; cada sonda piezométrica se halla equipada con una tubería doble que facilita las operaciones de purga y de llenado del circuito de medición. La presión intersticial es medida gracias a un aparato amovible. Tras haber describo el aparato e indicado sus principales características; el autor da cuenta de los ensayos efectuados con el prototipo; dichos ensayos han sido efectuados principalmente sobre los puntos siguientes: — medición del coeficiente volumétrico, — colocación de la sonda piezométrica, — tiempo de respuesta del piezometro en formaciones de arcilla muy plástica, — técnica de medición. Los ensayos han sido generalmente satisfactorios, particularmente el tiempo de respuesta del aparato es casi de ur|a hora en la arcilla de permeabilidad k : 10" cm/s. 8

Drenaje y descenso las capas de agua.

M . RAT

En numerosas obras, es necesario hacer descender la capa de agua ya sea para permitir el trabajo en seco ya sea para asegurar la estabilidad de una pendiente o del fondo de una excavación. Estudiase en una primera parte, de un modo detallado, los dos sistemas fundamentales del drenaje: las trincheras y los grupos de pozos.

237

Subráyase la influencia de la anisotropia de los terrenos sobre la posición de la superficie de la capa. Obsérvase el factor tiempo relacionándolo con la noción de radio de acción, lo cual permite el dimensionar las redes drenantes. Pásase luego a los problemas relacionados con el secado de una excavación : — evaluación del caudal que se ha de pompar : dánse dos métodos prácticos : asimilación de la excavación de un pozo; trazado por cálculo o por analogía eléctrica de la red de la corriente — elección del sistema para pompar : foso, pozos profundos, puntas filtrantes. El drenaje de los taludes que contienen una vena, es por lo general necesario para asegurar su estabilidad. Dase un gráfico que permite evaluar simplemente la largura de la zona en donde rezuma el agua. Se describen luego, los varios tipos de drenaje empleados habitualmente : trincheras drenantes, drenes horizontales y espuelas drenantes.

Capa de agua bajo carga en un terreno de c i m e n t a c i ó n de una obra de f á b r i c a

H. J O S S E A U M E J.-F. MAILLARD J . - J . SEVESTRE J.-P. D U P A R C Q A. VECCHI

El estudio general del trazado de una via de comunicación de la región parisiense puso en evidencia varias anomalías del subsuelo, en el sitio previsto para la obra'de fábrica : perfil irregular de las capas, presencia de una capa de agua bajo carga y a poca profundidad etc. Debido a ello, fue necesario proceder a un profundo estudio de las cimentaciones de la obra y de las condiciones de su ejecución. Dicho estudio ha indicado, en particular, que la capa bajo carga peligraba provocar la ruptura, mediante un levantamiento, del terreno de cimentación durante las obras de explanación (ruptura por "zorro"). Asi pues, y con el fin de asegurar la estabilidad de las excavaciones de la fundación, fue necesario rebajar la vena mediante pozos equipados con bombas sumergidas. El artículo da cuenta de las principales fases del estudio insistiendo sobre los puntos siguientes : — estudio de venas y ensayos de agua efectuados (ensayo Lefranc y ensayo para pompar), — cálculo de las estabilidad de la excavación abierta en una formación poco permeable que constituye el techo de la vena bajo carga, — disposiciones tomadas durante el descenso de la vena efectuado durante las obras.

Asentamientos debidos al descenso de las capas de agua

H. J O S S E A U M E

Durante la ejecución de las obras de explanación, se debe a menudo hacer descender el nivel de las capas de agua mediante un grupo de puntas filtrantes o de pozos puntuales. El bajón de superficie piezométrica de la capa de agua puede, en ciertos casos, provocar asentamientos en la zona de influencia en donde se pompa, y deteriorar por consiguiente las construcciones que han sido implantas en ella. La primera parte del artículo esta consagrada al estudio teórico de díchofenómeno. En la segunda parte, el autor expone el estudio de la construcción de un colector de cloaca que necesitaba la abertura de una zanja de poca anchura y de una profundidad máxima de 4,5 metros, en suelos relativamente compresibles que poseían capas freáticas. Durante las obras, se descendía la capa mediante una linea de puntas filtrantes. Como el colector tenía que atravesar una zona urbana, el Laboratorio Central de Caminos y Puentes fue encargado de apreciar los riesgos y desórdenes relacionados con el descenso de la vena de agua. Una serie de mediciones y de comprobaciones sencillas completadas por un ensayo en tamaño natural, han permitido concluir que el hecho de hacer descender la vena de agua no tendría ningún efecto sobre los edificios situados a proximidad.

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Una

J.-L

experiencia de c o n s o l i d a c i ó n de un suelo arcilloso f i n o por a p l i c a c i ó n de v a c i o

PAUTE

La a p l i c a c i ó n de vacio permite consolidar un suelo blando sin que sea necesario sobrecargarlo con un t e r r a p l é n . El a r t í c u l o relata una experiencia de c o n s o l i d a c i ó n bajo vacio, siendo vu objetivo mejorar un t e r r a p l é n h i d r á u l i c o constituido por un silto arcilloso. Se ha empleado a dicho efecto, el material utilizado habitualmente para descender el nivel de una capa de agua a partir de pozos puntuales. Esta experiencia ha sido realizada s e g ú n dos m é t o d o s : —

a partir de pozos de 1,20 m de d i á m e t r o

—

con la ayuda de pozos puntuales c l á s i c o s .

Precede la d e s c r i p c i ó n de la experiencia, un relato de los elementos t e ó r i c o s que indican el modo en que se transmite la d e p r e s i ó n al agua intersticial y que muestran que la eficacidad del procedimiento esta ligada al coeficiente de c o n s o l i d a c i ó n del suelo. Las comprobaciones efectuadas (mediciones de los asentamientosy d é l a s presiones intersticiales) confirman las evaluaciones hechas a partir de un estudio del suelo, asi como la necesidad de taponar el orificio de los drenes para obtener, con cierto material la d e p r e s i ó n m á x i m a sobre todo el espesor del suelo tratado.

Papel d e s e m p e ñ a d o por el agua en la estabilidad de los taludes de carretera

G.

PILOT

Se examina en este a r t í c u l o , la incidencia de la presencia del agua en los taludes de carreteras asi como los medios de drenaje instalados para limitar los d e s ó r d e n e s . D e s p u é s de haber explicitado, las nociones de estabilidad a "corto plazo", sobre el plan t e ó r i c o y sobre el plan p r á c t i c o , se demuestra que las fuerzas debidas al agua tienen una gran importancia. El problema de la corriente de agua es examinado bajo el plan t e ó r i c o l i m i t á n d o l o al r é g i m e n permanente de dos dimensiones y repasando las propiedades esenciales de las redes de corrientes cuyos m é t o d o s de d e t e r m i n a c i ó n son evocados. Algunos c á l c u l o s de estabilidad de los taludes ilustran el papel que el agua d e s e m p e ñ a en el valor del coeficiente de seguridad. Se menciona igualmente los abacos que permiten el c á l c u l o immediato de la estabilidad. Por fin, describense los principales tipos de obras drenantes (mascaras, trincheras, pozos etc.).

Travesía

de la autopista N a n c y - M e t z en el lugar d e n o m i n a d o

G R O U P E DE TRAVAIL DU "CHATEAU-SOUS-CLÉVANT"

" L e C h a t e a u sous

Clevant"

Este a r t í c u l o describe los estudios y obras de drenaje ejecutados para asegurar la estabilidad de un t e r r a p l é n de autopista construido sobre una vertiente instable. Los estudios han consistido en una profunda i n v e s t i g a c i ó n h i d r á u l i c a y estudios en el laboratorio de m e c á n i c a de suelos. Los suelos, a los que concierne el problema de estabilidad son esencialmente desprendimientos cuya materia arcillosa proviene de la arcilla del toarciano (Lias) y cuyos elementos groseros e s t á n constituidos por bloques c a l c á r e o s y mineral de hierro.

239

Los desprendimientos recubren un banco de gres fisurado cuyo f i l ó n se halla b a j o » c a r g a : los desprendimientos son asi la sede de un derrame particularmente desfavorable que ha podido ser representado por u ñ a a n a l o g í a eléctrica sobre papel conductor. Asi pues los estudios de los dispositivos que aumentan la estabilidad de la pendiente han sido orientados hacia el drenaje. El a r t í c u l o describe las tentativas de drenaje superficial solo (drenes subhorizontales y trincheras transversales) y el drenaje profundo experimental en el gres; presenta luego el sistema adoptado y los resultados obtenidos.

Diques de tierra

H. J O S S E A U M E

El estudio trata de los problemas planteados por el estudio de los diques y presas de tierra y muy especialmente de las obras construidas a partir de materiales finos. Se estudia el comportamiento de las presas de tierra en los momentos mas críticos de su historia : —

durante la c o n s t r u c c i ó n o al final de la c o n s t r u c c i ó n

—

cuando el agua retenida alcanza su nivel m á x i m o

—

tras una evacuación

rápida

del agua retenida.

Se insiste particularmente sobre la m e c á n i c a del agua y sobre la d e t e r m i n a c i ó n del campo de a c c i ó n de las presiones intersticiales en la obra, cuyo conocimiento es necesario para los c á l c u l o s de estabilidad a partir de las presiones efectivas. Se recuerdan particularmente, los m é t o d o s de p r e v i s i ó n de las presiones intersticiales que se desarrollan en el cuerpo de los diques durante su c o n s t r u c c i ó n .

-—

240

—

Por otra parte, para el estudio de un vaciado r á p i d o ; se diferencia el caso de los suelos indeformables, donde las presiones intersticiales pueden ser determinadas por una red de derrame, del de los suelos deformables en los cuales el derrame creado por el vaciado del agua retenida no se establece i n s t a n t á n e a m e n t e . El a r t í c u l o esta ademas ilustrado por las redes de derrame establecidas para diversos tipos de obras y distintas condiciones de cimentacions.

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JOSSEAUME

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Ko.noAua,

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y c T a H O B K a nbe30MeTpoB,

npeHBapHTejibHbie

3aMepbi,

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KOTopbie

pa3pa6oTaHbi H a TeopHHX J ^ i o n b H H T e n c a . IÍHeTepnpeTauHH o n w T O B npoHjijiiocTpHpoBaHa

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M.

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OnbiT J l e ^ p a H a npocx H n o 3 B O J i H e T H 3 M e p H T b B H a T y p H b i x ycJioBHHX KOStJxJiHUHeHT

F. LAVI RON

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OAHH c nocTOHHHHM y p o B H e M : B n o j i o c T b

nOCTOHHHOM JieHHe. —

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riOCJie CTa6HJIH3aUHH y p O B H H

HHTepnpeTauHH

HecnoîKHaH,

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a p y r n e o n b i r a îipoBOUHTCH n p w n e p e M e H H O M y p o B H e : B T e ^ e H n e o n e H b K o p o T K o r o

npoMemyTKa

B p e M e H H HajiHBaiOT (HJIH o T n a r a B a i o T )

HeKOTopoe KOjnmecTBO B O H M B

C K B a j K H H y , a 3aTeM cjiegHT 3 a BoccTaiioBJieHHeM y p o B H H . MHOro^HCJieHHbie HcnbiTaHHH B

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onbiT HBJineTCH TOMeHHHM, a npHHHHbi 0 1 U H 6 0 K MHoroMHCJieHbi ( H a p y m e i i H e ropHoft

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A.

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n o JIiOHîOHy B siejioBott n o p o j ; e

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B o n b i T a x n o J I I O S K O H V H 3 M e p H e T C H , npeAno^THTeJibHo B CKaJibHOM MaccHBe, p a c x o a BOJÍbl,

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THHpocTaTHHecKOM n a B J i e H H H .

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SypOBOH CKBaHCHHbl HenocpencTBeHHO

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KOTopbie c j i e n y e T npHHHMaTb n p n

npoH3BOHCTBe 3 T o r o o n b i T a H e r o H H T e p n p e T a u H H HaHbi p e 3 y j i b T a T b i , K O T o p b i e Ô H J I H

241

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H pe3yjibTaTM

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H J I H pacceHHHbix. O ô J i a c T H

reoMeTpn-

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C T a T t a KacaeTCH H3MepeHHft n o p o B o r o jiaBJieHHH B T J I H H H C T M X

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B o B T O p o ñ n a c T H p e n b HjieT o n b e 3 0 M e T p H i e c K H x H c n b i T a H H H X rpyHTOB B H a T y p H b i x y c j i o B H H x . ITocJie nepenHCJieHHH chaKTopoB, OT K O T o p u x 3aBHCHT B p e M H c p a ô a T w B a H H H n b e 3 0 M e T p o B , gaHO K p a T K o e onncaHHe O C H O B H M X ycTaHOBOK, K O T o p b i M H nojib3yioTCH Ha n p a K T H K e (nbe30MeTp rana Ka3arpaHjie, rnjipaBjiHHecKitií ——

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B ocHOBHOM C K O H C T p y n p o B a H fljiH H 3 M e p e H H H n o p o B o r o H a B J l e H H H B c J i a ô o r j i H J i b T p y HDIUHX r p y m a x . K a J K H b i i i nbe3og;aTHHK CHaôiKeH H B O H H H M T y ô y c o M , KOTopHH o ö J i e r n a e T n p u u e c c B03nyxoy3;ajieHHH H 3anojiHeHHH H 3 M e p H T e j i h H o ñ nenn. I l o p o B o e HaBjieHHe 3 a M e p a e T C H n p n n o M o m a c B e M H o r o H3iwepHTejibHui o i i n i T a . riocjie o n H c a H H H n p n ô o p a H e r o O C H O B H W X p a ô o q n x x a p a K T e p H C T H K a B T o p jiaer OTTCT, npoBejieHHbix H a npoTOTHne H c n b i T a H H i i , K O T o p u e B OCHOBHOM KacajiHCb cjiejiyiomHX BonpocoB: —

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242

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H. J O S S E A U M E

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243

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ITepBaH nacTb c T a T b H nocBHmeHa TeopeTH iecKOMy HccjieHOBaHHio SToro H B J i e H H H . B o B T o p o ä n a c T H CTaTbH H a H OTHÖT HccjiejíOBaHHH K O H K p e T H o r o e n v í a n : HJIH C T p O H TejibCTBa KaHajiH3ai;HOHHoro KOJijieKTopa TpeSoBajiocb npopbiTb Heninponyio TpaHiuero, MaKCHMajibHOíi rjiyßHHbi B 4,5 M B cpaBHHTejibHO M H I - K H X r p y H T a x n p n HajIHHHH rpyHTOBblX BOJI. B o BpeMH npOH3BOJJCTBa p a ö o T y p o B e H b rpyHTOBbix BOH Sbiji n o H H H t e H npH n o M O i u i i JIHHHII Hrjior|)HjibTpoB. ITocKOjibKO KOJiJieKTop npoxojniji B ropogcKOH 3 0 H e I l e H T p a J i b H o í í J l a ß o p a T o p H H A B T O M O C T O B H flopor 6HJIO nopyneHO BbiHCHHTb onacHOCTb H a p y u i e H H H y c T O H M H B o c T H , B b i 3 B a H H o r o n o H H í K e H H e i v i 3 e p K a J i a rpyiITOBHX BOH. P H H 3aMepoB H npocTbix Ha6jnoaeHHii, nocjie KOTopbix 6 H J I npoBejieH onbiT B H a T y p H b l X yCJIOBHHX n03BOJIHJIH 3aKJIK>WTb, HTO n O H H H i e H H e ypoBHH rpyHTOBbix BOH H e OKa>KeT H H K a K O r O BJIHHHHH H a C T p O e H H H , KOTOpbie HaXOHHTCH n 0 Ô J I H 3 0 C T H OT

Tpaccbi.

OnbiT

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J.-L. PAUTE

B a n y y M a n o 3 B O J i n e T y n j i o T H H T b M H r K H e r p y H T b i 6e3 H C O Ö X O H H M O C T H H X H a c w n b i o . ,H,aHo onncaHHe o n b i T a B a K y y M H o r o ynjioTHeHHH, uejib K O T o p o r o SbiJia ynyraiHTb HaivibiTyio Hacbinb H3 rjiHHHCToñ c y n e c H . JJ,na 3TOÍÍ nenn H c n o j i b 3 0 B a H O 6bijio o ö o p y a o B a H i i e , K O T o p o e o6biHHO npnivieHHeTCH HJIH n o H H m e H H H y p o B H H r p y H T O B b l X BOH B S y p o B b i x C K B a j K H H a X . ripHMeHeHiie

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n p H nOMÓIUH K J i a C C H H e C K H X , TOHeHHblX CKBaíKHH. JXo 0 Ü H C 3 H H H OnbITa npHBOHHTCH T e O p e T H i e C K H e OCHOBbl, KOTOpbie n O K a 3 H B a K ) T K 3 K BaKyyM nepejjaeTCH Ha nopoByio BOíiy H KOTopbie B H H B J I H I O T saBHCHMOCTb 3(|)(peKTHBHocTH 3Toro c n o c o ô a OT K03(|>,neHHfl ( H 3 M e p e H n e o c a n o K H n o p o B b i x n a B j i e H H Í í ) n o í r r B e p w i i a i o T o u e H K y , K O T O p a H Ö H J i a cAejiaHa H a o c H O B a H i i H Hccjien,OBaHHH r p y H T a , a T a i O K e H HeoôxoHiiMOCTb 3 a a e j i K H BbixoHOB ï t p e H O B , HTOÔM n p n n o M o m H n a H H o r o o ß o p y a o B a H H H n o j i y i i i T b MaKCHiviajibHoe pa3pe>KeHHe no B c e ñ o6pa6aTbmaeMOH TOJime ;

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G. PILOT

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BoaocTOKa paccMOTpeH TeopeTimecnH, orpaHHHHBaHCb ycTaHOBHBiiiHMCH p e j K H M O M ; npHBeAeHbi o c H O B H b i e C B o i í c T B a B o n o c j i H B H b i x c e T e f t c y n o M H HaHHCM o MeTOHax H X onpenejieHHH. njiocKHM

244

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K O T o p w e no.3BOJiHK)T H e n o c T p e g c T B e H H O KOHue

B

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a B T O M a r H e T p a j i H HaHCii-Meu,

GROUPE

DE TRAVAIL DU

"CHATEAU-SOUS-CLÉVANT"

B

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o

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HccjienoBaHHH sanjnoqajiHCb B n p o B e n e n H H yrjiySjieHHoft riiflpaBJiimecKOH H B j i a ô o p a T o p H O M H3yneHHH MexaHimecKHX

Bonpoc y c T O H H i i B O C T H B OCHOBHOM K a c a j i c H r p y H T O B o c b i n H b i x c r J i H H a M H « p y c a (JlHac)

H C KpynHO

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H. J O S S E A U M E

B

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MexaHimecKan

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naBjieHHii,

Kpojvie cjiy^añ

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o n o p o H í H e H H H BoaoxpaHHjiHina.

n O 3(J)eKTHBHbIM

nporao3a nopoBbix B03BeHeHHH.

B

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MaTepnajiOB. .

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Bona B B O f l O x p a H H J i n m e H a x o i U i T C H H a iviaKCHMajibHOM

OcoSeHHo n o A ^ e p K H B a e T C H nopoBbix

Bonpocbi,

H njioTHH, B ocoöeHHOCTH KOHCTpyh'niiii

nepeMbineK

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HeoSxojniiwo

HanpHHteHHHM . B

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KOTopbie p a s B H B a i O T C H

JJJIH

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KOTOpoe

HccjieaoBaHHH He

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3HaTb JI,aH

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0 Ö 3 0 p MeTOJJOB

B Tejie n j i O T H H b i B O B p e M H

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onopoHíHeHHH

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M O H Í H O o n p e a e J i H T b <{>HjibTpanHOHHOH cxeMoit, OT c J i y i a H r p y H T O B aerJiopMHpyiomHXCH, K o r n a (|)HJibTpanna H e y c r a H a B J i H B a e T C H M r a o B e H H o

n p n o n o p o H í H e H H H BOHOxpaHn-

jiHiua.

B C T a T b e K p o M e T o r o naHbi n p n i w e p b i rJjHJibTpauHOHHbix cxeivi, K O T o p b i e 6 M J I H o n p e j i e jieHbi HJiH c o o p y w e H H H p a 3 J i H H H o r o

T H n a H JLJIH p a 3 H b i x y c j i O B H f t

ocHOBaHHH.

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