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Reconnaissances géotechniques et critères en déformation dans la conception des ouvrages en terre des lignes ferroviaires à grande vitesse L. BOUTONNIER, Y. GUERPILLON Scetauroute, Département Géotechnique et Matériaux, 3, rue du Docteur Schweitzer, 38180 Seyssins
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1 - Introduction Les conditions d’exploitation des ouvrages ferroviaires à grande vitesse nécessitent une géométrie de plate-forme très précise et surtout le moins de déformation possible. possible. Afin de limiter le nombre d’interventions (bourrage de ballast) pour régler la géométrie de la voie, les conditions imposées sont très contraignantes. Pour la LGV EST (Paris – Strasbourg) ou la LGV Rhin Rhône (Dijon – Mulhouse), les règles appliquées sont les suivantes (d’après Référentiels Techniques appliqués à la demande de Réseau Ferré de France) : Consolidation Consolidation primaire sous les remblais : Le tassement tassement primaire primaire généré par la mise en œuvre de la charge d’exploitation (30 kPa correspondant correspondant au ballast, blochets, etc…) doit être inférieur à 2 cm ; Ce tassement tassement doit doit être complètement complètement dissipé 18 mois mois après après la mise en œuvre de la charge charge d’exploitation. Consolidation Consolidation secondaire (fluage) sous les remblais : Après la mise en service, le tassement différentiel doit être inférieur à 4 mm par an sur 30 m de long et 10 mm par an sur 200 m de long. Aucun gonflement n’est autorisé après la mise en service, car une simple opération de bourrage ne permet pas dans ce cas de revenir à la géométrie d’origine de la voie et une épaisseur minimale de ballast doit être conservée sous les blochets. Ces critères sont particulièrement particulièrement délicats à atteindre dans la conception géotechnique des ouvrages en terre, les moyens de reconnaissances et les outils de calculs à disposition du géotechnicien étant limités. Par ailleurs, les projets ferroviaires à grande vitesse se prêtent mal à une reconnaissance par phase, le tracé devant être rapidement figé car une modification de la position de l’axe en un point à des conséquences conséquences sur des kilomètres (très forte rigidité du tr acé). Pour atteindre ces objectifs, Scetauroute a développé une méthodologie spécifique sur les projets ferroviaires dont il est Maître d’œuvre (LGV EST, tronçon E et LGV Rhin Rhône, tronçon B). Cette méthodologie vient en complément des reconnaissances et études géotechniques habituelles des tracés linéaires dont les objectifs sont les suivants : définition d’un modèle géologique et hydrogéologique, hydrogéologique, taux de réemploi des matériaux, stabilité des déblais et remblais (Blivet et al., 2001 ; Leroueil et al., 1985). 2 – Cas des remblais 2.1 – Les limites des moyens de prévision habituellement habituellement utilisés Pour les remblais construits sur des sols compressibles de nombreux travaux ont été effectués. Des moyens de reconnaissances et des méthodes de calcul ont été spécifiquement développés pour traiter ces problèmes et estimer de manière correcte l’amplitude des tassements et les temps de consolidation : on peut citer par exemple les travaux du LCPC sur les remblais expérimentaux de Cubzac les Ponts (Magnan et al., 1983 ; Haghgou M., 1983 ; Mieussens et Queyroi, 1984) ou bien le programme Conmult pour le calcul de la consolidation verticale d’un sol multicouche (Magnan et al. 1979).
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L’expérience montre que l’amplitude des tassements est généralement correctement estimée alors que les temps de consolidation primaire sont souvent surestimés (voir tableau n°1). Site A64 Cubzac B Cubzac C Ska – Edeby IV Saint – Alban Matagami R- 7
Cv labo. m²/s -8 7,5.10 -8 2.10 -8 1,4.10 -8 0,5.10 -8 1,0.10 -8 0,8.10 -8 0,6.10
Cv in situ m²/s -6 2,0.10 -7 2,0.10 -7 4,3.10 -7 1,0.10 -8 8,0.10 -8 8,5.10 -7 2,8.10 moyenne :
Cv in situ / Cv labo. 27 10 31 20 8 10 47 22
Tableau n°1. C v mesuré en laboratoire et estimé in situ (d’après Leroueil et al., 1985) Plusieurs facteurs peuvent conduire à une surestimation des temps de consolidation : 1. une surestimation des surpressions interstitielles : en effet, B = ∆u/∆σ est rarement égal à 1, en particulier dans le domaine surconsolidé (Tavenas et Leroueil, 1980 ; Boutonnier et Virollet, 2003) ; 2. l’existence de fines couches horizontales drainantes, parfois difficiles à détecter lors des reconnaissances géotechniques. Ce point peut être relié à l’anisotropie entre perméabilité horizontale et verticale des sols. Mitchell (1992) indique qu'un rapport de 2 entre perméabilité horizontale et verticale est courant dans la plupart des argiles. 3. La présence de fissures que l’on peut trouver même dans des sols mous (Mitchell, 1992 ; Skempton et Northey, 1952) ; 4. la présence d’une frange non saturée lors de la construction du remblai, frange qui peut avoir été considérée comme saturée dans les études ; 5. les gradients hydrauliques plus importants dans les essais de laboratoire qu’in-situ lors de la réalisation du remblai (Mitchell, 1992). Dans ces conditions, une instrumentation du remblai est toujours nécessaire pour contrôler et réestimer les temps de consolidation (par la méthode d’Asaoka, 1978, par exemple). Si nécessaire, le phasage de la construction du remblai doit être adapté pendant le chantier (par exemple, suppression d’une surcharge initialement prévue pour accélérer la consolidation, etc…). Si l’importance du chantier le permet, la réalisation d’un remblai d’essai permet de fiabiliser l’estimation des temps de consolidation. Dans le cas des sols raides à très raides (altération de marnes, argiles ou marnes moyennement compactes correspondant à des cohésions non drainées de 50 à 200 kPa), , les amplitudes des tassements sont généralement faibles (cas typique du remblai de 10 m de hauteur avec un tassement de l’ordre de 10 à 20 cm). Cependant, les temps de consolidation théoriques sont souvent incompatibles avec les délais de mise en service et les critères sur les tassements à respecter présentés dans l’introduction. Par ailleurs, pour les sols raides, les facteurs 1, 3 et 4 cités ci-avant sont très probables tout en étant difficiles à quantifier. Nous présentons dans la suite un exemple d’application sur le lot 32 de la LGV EST Européenne où deux remblais d’essais ont été construits pour estimer correctement les temps de consolidation sur des sols raides. 2.2 – Présentation du problème : Les marnes de la Woëvre sont une formation géologique qui est recoupée par la LGV EST tronçon E du Pk 10.8 au Pk 21.8, soit 11 km de ligne ferroviaire à grande vitesse. Ces marnes présentent de bonnes caractéristiques mécaniques en profondeur mais les argiles d’altération peuvent être peu compactes. Les reconnaissances réalisées pendant les études d’avant-projet et projet étaient les suivantes : pénétromètres statiques ; sondages à la pelle ;
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sondages carottés avec identifications et essais œdométriques ; scissomètres.
A l’issue de ces reconnaissances, l’amplitude des tassements était estimée entre 10 et 20 cm (pour des hauteurs de remblai n’excédant pas 10 m) avec des temps de consolidation estimés à plusieurs années. Compte tenu des facteurs 1 à 5 évoqués ci-avant qui peuvent conduire à une diminution des temps de consolidation, il était probable que les temps de consolidations n’étaient pas problématiques mais il restait à le démontrer avant l’exécution des travaux de terrassements de cette zone (lot 32). Il fut donc décidé d’intégrer deux remblais d’essais représentatifs des 11 km de remblais construits sur les argiles de la Woëvre. Dans la suite, nous présentons les résultats du remblai d’essai n°2 (Rb es2). 2.3 – Présentation du remblai d’essai n°2 : Le remblai d’essai est constitué de deux plates-formes de hauteur différente : une est construite à 5 m et l’autre à 8 m par rapport au terrain naturel initial (voir figure n°1). Chaque plate-forme fait l’objet d’un profil d’instrumentation (profils en travers PT1 et PT2).
Rb es2 PT1
15 m
Rb es2 PT2
15 m
10 m
8m
10 m
5m
Rampes d’accès pour les engins de terrassement
Figure 1. Profil en long du remblai d’essai n°2 Au droit de chaque profil en travers, l’instrumentation suivante a été mise en œuvre (voir figure n°2) : un profilomètre des tassomètres de profondeur jusqu’à 15 m des cellules de pressions interstitielles à 1, 3, 5, 8 et 12 m à l’axe . deux cellules de pressions interstitielles de référence à 15 m du pied du remblai (3 et 8 m de profondeur).
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15 m
Tassomètres de profondeur : mesures à 0,5m, 2m, 4m, 6m, 10 m et 15 m de profondeur Cellules de pressions interstitielles (CPI) à 1, 3, 5, 8 et 12 m de profondeur
Profilomètre CPI de référence à 3 et 8m de profondeur
Figure 2 . Profil d’instrumentation Avant la construction du remblai d’essai, les reconnaissances préalables suivantes ont été réalisées (voir figure n°3) : 8 pénétromètres statiques au refus ; 2 sondages carottés de 20m ; 2 scissomètres. Rb es2 PT1
Rb es2 PT2
15 m
Pénétromètre statique Sondage carotté avec prélèvement d’échantillons intacts e n continu (longueur = 20 m) + scissomètres
Figure 3. Vue de dessus du remblai d’essai n°2 et reconnaissances préalables 2.4 – Résultats des sondages et essais de laboratoire : Les huit pénétromètres statiques réalisés montrent que l’assise du remblai d’essai est relativement homogène. Les cellules de pressions interstitielles donnent une nappe proche de la surface (entre 0 et 1 m de profondeur).Les deux sondages carottés ont permis d’obtenir une description lithologique précise des terrains et de réaliser des essais de laboratoire sur les échantillons intacts. Les teneurs en eau et limites d’Atterberg réalisées sont données dans le tableau n°2 Description lithologique
Profondeur (m)
Teneurs en eau
WL
IP
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Argile sablo-graveleuse et grave 0 à 1,1/2,2 sableuse Argile marneuse plastique et 1,1/2,2 à compacte, marne argileuse 4/5,2 compacte Marne argileuse et parfois 4/5,2 à 8/10 silteuse compacte Marne compacte
> 8/10
16,6 – 19,7 – 22,8
-
-
20,3 – 25,1 – 19 – 23,3 – 22,6
52 44
27 26
14,6 – 21,1 – 19,4 16,5 – 16,1 – 16,5 – 16,2 – 14,5 – 19,2 ≤ 15
39 45 44 -
20 24 24 -
Tableau n°2 . Paramètres d’identification Les résultats des pénétromètres statiques sont synthétisés dans le tableau n°3 (Rf est le rapport entre le frottement latéral fs et l’effort en pointe qc, voir norme NF P 94-113 ou 119) Description lithologique (d’après Profondeur carottés) (m) Argile sablo-graveleuse et grave 0/1 à 1,1/2,2 sableuse Argile marneuse plastique et 1,1/2,2 à compacte, marne argileuse 4/5,2 compacte Marne argileuse et parfois 4/5,2 à 8/10 silteuse compacte Marne compacte > 8/10
Résistance de pointe qc 4 à 20 MPa
Rf = fs / qc
1 MPa sur 1m puis 2 à 4 MPa
3à9%
4 à 18 MPa
3à8%
Refus entre 7 et 10m
-
≤ 1%
Tableau n°3. Synthèse des résultats au pénétromètre statique Les terrains étant raides, la détermination de la contrainte de consolidation σ’p n’est pas toujours aisée. Nous avons donc plutôt travaillé avec les modules oedométriques dans la plage de contrainte correspondant aux sollicitations du remblai d’essai. Les modules obtenus sont synthétisés dans le tableau n°4. On observe des variations de raideur relativement importantes (de 4 à 20 MPa) qui peuvent être corrélées aux variations de q c (de 1 à 4 MPa). Description lithologique
Profondeur échantillon Argile marneuse plastique et 1-1,5 compacte, marne argileuse compacte 2,7-4,2
3,85 Marne argileuse silteuse compacte
et
parfois
6,35 7,2-8,7
Marne compacte
10,2-11,7
Module oedométrique (MPa)
Indice des vides e 0
17,5 55 kPa : E = 4,1 MPa 55 105 kPa : E = 3,1 MPa 105 205 kPa : E = 4,2 MPa 205 405 kPa : E = 7,2 MPa 55 80 kPa : E = 13 MPa 80 155 kPa : E = 11 MPa 155 305 kPa : E = 11 MPa 125 200 kPa : E = 21 MPa 200 400 kPa : E = 20 MPa 150 200 kPa : E = 32 MPa 200 400 kPa : E = 21 MPa 105 205 kPa : E = 13 MPa 205 405 kPa : E = 21 MPa 150 300 kPa : E = 79 MPa
0,8
0,58
0,43 0,44 0,41 0,42
Tableau n°4. Synthèse des modules oedométriques Les coefficients de consolidation Cv ont été recalculés (voir tableau n°5) aux faibles niveaux de contraintes selon les « méthodes d’essai LPC n°13 » (Magnan et al., 1985).
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Profondeur échantillon Argile marneuse plastique et 1-1,5 compacte, marne argileuse compacte
-8
Description lithologique
2,7-4,2
3,85 Marne argileuse silteuse compacte
et
parfois
6,35 7,2-8,7
Marne compacte
10,2-11,7
Cv (10 m²/s) 17,5 55 kPa : Cv = 1,8 55 105 kPa : C v = 1,7 105 205 kPa : Cv = 1,5 205 405 kPa : Cv = 2,0 55 80 kPa : Cv = ? 80 155 kPa : Cv = ? 155 305 kPa : Cv = 5,3 125 200 kPa : Cv = 2,6 200 400 kPa : Cv = 2,2 150 200 kPa : Cv = 2,4 200 400 kPa : Cv = 2,0 105 205 kPa : C v = 19 205 405 kPa : C v = 16 150 300 kPa : C v = 19
Relation perméabilité kv, indice des vides e e = 2,98 + 0,22.log(k v)
Pas de relation fiable
e = 2,44 + 0,18.log(k v) e = 1,98 + 0,14.log(k v) e = 0,86 + 0,047.log(kv) e = 0,69 + 0,025.log(kv)
Tableau n°5 . Coefficients de consolidation verticale Dans les marnes les plus raides, certains échantillons présentent un Cv plus élevé : la présence d’une micro-fissuration pourrait expliquer ce phénomène. 2.5 – Résultats du remblai d’essai : Les mesures des tassements avec les tassomètres de profondeur apparaissent peu significatives au delà de 6 m de profondeur, probablement à cause de la très faible compressibilité des terrains en profondeur. Cependant, il est possible de calculer le tassement en profondeur grâce à la mise en place des profilomètres (voir tableau n°6).
type de mesure tassomètres de profondeur
tassomètres de profondeur + profilomètres profilomètres
profondeur 0,5 à 2 m 2à4m 4à6m > 6m Total
tassement à l'axe (cm) PT1 PT2 0,7 2,0 5,5 4,0 5,5 1,5 2,3 0,5 14,0
8,0
Tableau n°6 . Tassements mesurés En faisant l’hypothèse d’une déformation de type oedométrique dans les premières couches sous le remblai (jusqu’à 6 m), il est possible d’estimer le module oedométrique in situ pour chaque couche (voir tableau n°7). Sur le profil PT1, la couche de 0,5 à 2 m est très raide (E in situ = 34 MPa) car l’assise est uniquement constituée de grave sableuse dans cette zone, contrairement au profil PT2 où la couche entre 0 et 2 m contient également des argiles marneuses (voir essai oedométrique entre 1 et 1,5 m dans tableaux n°4 et 5). Les modules calculés à partir des mesures de tassements in-situ entre 2 et 4 m (Ein situ = 5 à 6 MPa) sont cohérents avec les modules oedométriques mesurés en laboratoire, mais ces derniers présentent cependant une large plage de variation (de 4 à 20 MPa, voir tableau n°4). Entre 4 et 6 m, les modules calculés à partir des mesures in-situ semblent sous estimés (Ein situ = 6 à 7 MPa alors que les oedomètres donnent E oedo = 10 à 30 MPa). Cela pourrait être lié à un « effet de dalle » de la première couche de grave qui a tendance à repartir les efforts de manière uniforme sous le remblai : dans cette hypothèse, ∆σ pourrait être surestimé, conduisant à une sous estimation du module calculé E in situ.
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profil PT1 PT1 PT1 PT2 PT2 PT2
profondeur 0,5 à 2 m 2à4m 4à6m 0,5 à 2 m 2à4m 4à6m
∆σ (kPa)
ε
160 160 160 110 110 110
0,0047 0,0275 0,0275 0,0133 0,0200 0,0150
Ein situ (kPa) 34000 5800 5800 8300 5500 7300
Tableau n°7 . Modules oedométriques estimés à partir des tassements mesurés En ce qui concerne les coefficients de consolidation, nous avons utilisé la méthode d’Asaoka (1978) pour les estimer sur la couche de 2 à 6 m présentant un tassement différé après la fin de la construction du remblai (voir tableau n°8). Les mesures des tassomètres de profondeur montrent que les tassements se produisent pendant la construction du remblai pour les couches de 0 à 2 m (passages sablo-graveleux) et au delà de 6 m de profondeur (marnes plus raides présentant des Cv plus élevés). Dans ces conditions, la couche de 2 à 6 m est considérée comme drainée sur les deux faces pour le calcul du coefficient de consolidation in-situ C v in situ. On observe que le rapport C v in situ / Cv labo est compris entre 50 et 100 suivant le profil étudié. Par ailleurs, le tassement se produisant pendant la construction du remblai est très important (60 à 70% pour la couche de 2 à 6 m et 100% pendant la construction pour les autres couches).
durée de la construction du remblai couche "compressible" considérée % tassement pendant la construction du remblai Cv obtenu par la méthode d'Asaoka avec un drainage sur deux faces
PT1 57 jours 2 à 6 m de profondeur 70%
PT2 48 jours 2 à 6 m de profondeur 60%
-6
1.10 m²/s Cv in situ / Cv labo = 50
2.10 m²/s Cv in situ / Cv labo = 100
-6
Tableau n°8 . Détermination des coefficients de consolidation par la méthode d’Asaoka En conclusion, la détermination des temps de consolidation par la méthode oedométrique donne des résultats très pessimistes dans les sols raides qu’il convient de recaler, si le chantier le permet, avec un remblai d’essai. 3 – Cas des déblais 3.1 – Facteurs pouvant provoquer un gonflement des plates-formes ferroviaires Seuls les gonflements différés sont problématiques pour les ouvrages en terre ferroviaires. Ils peuvent être provoqués par différents facteurs qui sont identifiés ci-dessous : la présence de minéraux évoluant chimiquement en présence d’eau et/ou d’air. On peut citer par exemple les schistes cartons. la présence de minéraux gonflants en présence d’eau : les gonflements en présence d’eau peuvent être reliés à l’adsorption d’eau par les particules argileuses. Ce phénomène est plus ou moins important selon les minéraux argileux ( plus important pour la montmorillonite par exemple). Le rééquilibrage des pressions interstitielles après la réalisation d’un déblai, lié au couplage hydromécanique (Boutonnier, 2005).
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3.2 – Recommandations pour les reconnaissances géotechniques Sur la LGV EST tronçon E et sur la LGV Rhin Rhône tronçon B, Scetauroute est maître d’œuvre et réalise les études géotechniques. Pour estimer ces gonflements, tout ou partie des reconnaissances suivantes ont été effectuées : détermination de la minéralogie pour identifier les minéraux susceptibles de gonfler ; mesures des pressions interstitielles pour déterminer si les terrains sont initialement sous la nappe ou pas ; essais oedométriques à l’imbibition pour déterminer l’amplitude, la pression de gonflement et les Cv à l’imbibition ; essais triaxiaux en compression et en extension car les chemins de contrainte en extension sont ceux suivi par les points situés au niveau de la plate-forme en fond de déblai. Certains résultats obtenus sur la LGV EST ont déjà été présentés par Boutonnier et Serratrice (2002). La mesure des pressions interstitielles est particulièrement important car, dans un déblai hors nappe, le phénomène de rééquilibrage des pressions interstitielles lié au couplage hydromécanique est peu probable. Dans ce cas, les apports d’eau par la surface sont généralement à l’origine des gonflements (défaut de drainage d’une purge sous la plate-forme par exemple). Dans le cas d’un déblai sous nappe, les calculs de consolidation peuvent être utilisés moyennant quelques adaptations au niveau de la théorie (Boutonnier, 2005). Il est cependant probable que les calculs des temps de gonflement différés présentent les mêmes difficultés que les calculs des temps de tassement sous les remblais. Références Asaoka A., 1978. Observational procedure of settlement prediction. Soils and foundations, vol. 18 (4), 87-101. Blivet J.C., Guerpillon Y., Havard H., Heraud H., Laviron F., Puech J.P., 2001. Commande et contrôle des reconnaissances géotechniques de tracés. Guide technique. LCPC. Boutonnier L., 2005 (article en cours de publication). Tassements et gonflements différés dans les sols fins proches de la saturation. Revue Française de Géotechnique. Boutonnier L., Serratrice J.F. 2002. Caractérisation du comportement d’une marne en vue de la réalisation d’un déblai. Congrès Param 2002, Paris, Presse de l’ENPC/LCPC, p.519-530. Boutonnier L., Virollet M. 2003. Tassements et gonflements instantanés dans les sols fins proches de la saturation. Revue Française de Géotechnique 104, 3-19. Haghgou M., 1983. Etude du comportement d’un remblai expérimental sur sols compressibles. Thèse présentée à l’Université Pierre et Marie Curie. Paris VI. Leroueil S., Magnan J.P., Tavenas F., 1985. Remblais sur argiles molles. Technique et documentation Lavoisier. Magnan J.P., Baghery S., Brucy M., Tavenas F., 1979. Etude numérique de la consolidation unidimensionnelle en tenant compte des variations de la perméabilité et de la compressibilité du sol, du fluage et de la non-saturation. Bulletin de liaison des Laboratoires des Ponts et Chaussées, n°103, 83-94. Magnan J.P., Mieussens C., Queyroi D., 1983. Etude de r emblai sur sols compressibles : le remblai B du site expérimental de Cubzac-les-Ponts. Rapport de recherche LPC n°127. LCPC. Paris. Mieussens C., Queyroi D., 1984. Exemple de remblai sur vase, le remblai expérimental de Cubzacles-Ponts. Remblais et fondations sur sols compressibles, 209-221. Presses ENPC. Mitchell J.K., 1992. Fundamentals of soil behaviour. Second Edition. John Wiley & Sons. Magnan J.P., Mieussens C., Soyez B., Vautrain J., 1985. Essais oedométriques, méthodes d’essai LPC n°13. LCPC. Paris. Référentiel génie civil Branche Est LGV Rhin Rhône, septembre 2002, RFF Référentiel technique TGV EST européen, ligne nouvelle de Vaires à Vendenhaim, livre 1, génie civil, avril 1998, SNCF. Skempton A.W., Northey R.D., 1952. The sensitivity of clays. Geotechnique, vol. 3, n°1, 30-53. Tavenas F., Leroueil S., 1980. The behaviour of embankments on clay fondations. Canadian Geotechnical Journal, vol. 17 (2), 236-260.
Keywords: settlement, consolidation, swelling, test embankment, high speed train
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