Renforcement des sols par colonnes ballastes.pdf

MINISTERE DE L’ENSEIGNEMENT SUPERIEUR ET DE LA RECHERCHE SCIENTIFIQUE

Année : 2008

Mémoire Pour l’obtention du diplôme Ingénieur d’état en Travaux Publics

TITRE

Renforcement des sols par colonnes ballastées

Par Zighmi Imene Besma et Messis Chawki

Remerciements Nous tenons tout d'abord, à remercier notre directeur de mémoire, le Docteur Takourabet Nacer, directeur de Cevital pôle construction (CPC), pour nous avoir accueillis dans l’entreprise, ses encouragements et ses précieux conseils. Nous lui devons nos premiers pas dans la vie pratique d’ingénieur. Nos remerciements,

les plus sincères d’adressent au Docteur Bahar Ramdane, aux

ingénieurs Gharroumi Hichem, Dabouz Farouk, Saighi Sadek et Diaf Lotfi qui nous ont soutenus tout au long de notre stage au sein de Cevital. Nous exprimons notre profonde gratitude,

à nos enseignants particulièrement aux

Professeurs Farid Belabdelouaheb et Mohammed Taki, enseignants à l'Ecole Nationale des Travaux Publics, pour les connaissances qui nous ont dispensées durant notre formation. Le grand mérite au Docteur Ali Zarzour , Directeur général de l’E.N.T.P , pour sa disponibilité , son grand intérêt pour les thèmes scientifiques, et ses conseils paternels aux étudiants en fin de cycle de formation. Nous tenons aussi à remercier l’ensemble des enseignants de E.N.T.P qui ont participés à notre formation d’ingénieur et tous ceux qui ont contribués à la réalisation de ce modeste travail. Sans oublier de remercier profondément, nos parents pour leur compréhension, leurs encouragements et leur soutien sans failles.

Table des matières PARTIE I : La bibliographie

I- Introduction générale :

01

II- Techniques d’amélioration de sol :

03

II.1 Introduction :

03

II.2 Techniques classiques d’amélioration de sol :

04

- Le préchargement

04

- Les drains verticaux

05

II.3 Techniques d’amélioration par compactage

06

- Le compactage dynamique

06

- Le vibrocompactage

07

II.4 Techniques d’amélioration par inclusions (renforcement)

09

- Le jet-grouting

09

- Les inclusions rigides

10

- Les plots ballastés

12

- Les colonnes à module contrôlé (CMC)

14

- Les colonnes à module mixte(CMM)

16

- Les colonnes ballastées

18

II.5 Critères de sélection d’une technique d’amélioration

21

III- Intérêts du renforcement par colonnes ballastée

23

III.1 Domaine d’application

23

III.2 Mode d’exécution

24

- Voie sèche - Voie humide

24 26

PARTIE II : Le projet IV – Présentation du projet : Le silo

29

IV.1 Description de l’ouvrage

29

IV.2 Mécanisme de chargement du silo

33

V- Données géotechniques : Le sol de fondation

36

V.1 Contexte géologique

36

V.2 Synthèse géotechnique

37

- coupe géotechnique

39

- Caractéristiques physiques et mécaniques du sol

40

- Essais au pénétromètre statique

41

- Essais pressiomètriques (PMT)

42

- Essais Down-hole

44

- Essais de pénétration au carottier

46

- Analyse chimique de l’eau

46

V.3 Synthèse générale

47

VI- Etude des Fondations sur le sol naturel

48

VI.1 Fondation superficielle (cas du radier)

48

VI.2 Fondation profonde (cas des pieux)

49

VI.3 Etude du risque de liquéfaction

51

VI.3 conclusion sur la nécessité d’amélioration de sol

55

VII- Dimensionnement des colonnes ballastées

56

VII.1- Mailles de référence

56

VII.2- Dimensionnement du réseau de colonnes Ballastées

56

VII.3- Justification en termes de contraintes et de tassements

57

- justification en termes de contraintes (calcul manuel)

57

- Justification en termes de tassement (Résultats PLAXIS)

59

VIII- contrôle des colonnes ballastées

67

VIII-1 Essais de contrôle colonnes ballastées

67

VIII-2 Etapes de réalisation colonnes ballastées

70

VIII- 3 Conclusion

IX.8 Conclusion générale

83

84

Partie I : Bibliographie

Chapitre I : Introduction

Chapitre I

Introduction générale

I. Introduction générale Les contraintes liées à l’extension des zones portuaires, aéroportuaires, l’urbanisation intense, le coût du foncier , conduisent maintenant à s’implanter pratiquement sur tout les sites et sur tout type de sol , notamment ceux réputés jusqu’ici ‘’inconstructibles’’ pour des raisons souvent pertinentes ; ces sols deviennent , la seule alternative. On se trouve alors, obligé de réaliser des travaux préparatoires pour qu’ils puissent recevoir les ouvrages projetés. C’est cette nécessité qui a sous-tendu, le développement des techniques d’améliorations de sols. Dans ce contexte,

ce mémoire traite du problème de l’amélioration d’un sol de

fondation par colonnes ballastées dans une zone d’extension portuaire de BEJAIA , qui devra recevoir un silo géant de sucre blanc dont la capacité de stockage est de quatre-vingts mille tonnes. Ce mémoire est organisé en deux parties, entamées par une introduction générale. Il rapporte le travail réalisé dans ce projet et fait une entrée en matière. Dans la PARTIE : I On présente dans le Chapitre II les fondements bibliographiques qui permettent d’apprécier les détails techniques du travail qui sont décrits dans la PARTIE II. On étudie dans le Chapitre III le renforcement des sols par colonnes ballastées. On présente son domaine d’emploi ; son fonctionnement ainsi que sa réalisation sur chantier. La deuxième partie sera consacrée à l’étude d’un cas réel qui consiste en le renforcement d’un sol devant recevoir un « silo à sucre blanc », pour ceci on présentera l’ouvrage projeté tout en expliquant son mécanisme et son mode de fonctionnement, dans le Chapitre IV. On réalise dans le Chapitre V une synthèse géotechnique du sol de fondation sur la base de l’étude de sol effectuée, afin d’arrêter les paramètres de calcul du projet. Les calculs sur la capacité portante du sol et le tassement à partir des résultats des essais de laboratoire et in-situ (PMT), ainsi que le calcul du potentiel de liquéfaction du site par la méthode de Seed et Idriss sont rapportés dans le Chapitre VI.

1

Chapitre I

Introduction générale

Plusieurs variantes ont été étudiées : fondation superficielle qui consiste en un radier général, fondations profondes de type pieux. On présente enfin le renforcement du sol par colonnes ballastées Chapitre VII ; ce renforcement a été calculé et dimensionné par le logiciel PLAXIS (programmé en éléments finis). Ce dimensionnement sera suivi par les essais de contrôles qui devraient se faire sur les colonnes et ceci fera l’objet du Chapitre VIII. On donne dans le dernier chapitre quelques conclusions concernant le travail réalisé et des recommandations pour la poursuite des travaux du projet.

2

Chapitre II : Techniques d’amélioration du sol

Chapitre II

Techniques d’amélioration de sol

II. Techniques d’amélioration du sol : II.1 Introduction Les méthodes d’amélioration des sols constituent les outils dont dispose l’ingénieur pour résoudre les problèmes de l’inadaptation de certains terrains à accommoder les ouvrages projetés. De récentes méthodes d’amélioration des caractéristiques des sols, comme les méthodes d’injection, de pilonnage ou de congélation, sont connues et sont perfectionnées sans cesse, elles sont utilisées aujourd’hui comme un élément à part entière des projets. Après l’amélioration des terrains par ces techniques, il est possible de bâtir dans des sols qui étaient considérés inconstructibles voire médiocres, des ouvrages de plus en plus importants (aérodromes, hangars, silos de stockage, complexes industriels…) Les techniques d'amélioration des sols sont nombreuses, on peut les classer en trois catégories : • Dans la première catégorie on trouve les techniques classiques connues et pratiquées depuis des décennies, leur efficacité a fait sa preuve dans le terrain, on ne citera que quelques unes, celles qui sont le plus utilisées (le préchargement et les drains verticaux.) • Dans la deuxième catégorie on trouve les techniques qui se basent sur le compactage de sol sans apport de matériaux. Elles conduisent à réduire l'indice des vides et à densifier le sol. On citera parmi ces méthodes, celles du compactage dynamique et du vibrocompactage. • Dans cette catégorie figurent les méthodes de renforcement de sol par incorporation d’un nouveau matériau de bonne résistance dont les caractéristiques sont connues. On citera alors le jet-grouting , les inclusions souples et les inclusions rigides. On présente dans ce chapitre un bref aperçu sur le mode d’action de chacune de ces catégories de renforcement de sol.

3

Chapitre II


II.2 Les techniques classiques d’amélioration de sol 1- Le préchargement Cette méthode est utilisée sur des terrains dont le tassement évolue durant plusieurs années. Elle consiste à appliquer sur le sol une charge égale à la charge définitive Pf majorée éventuellement d’une surcharge Ps qui a pour objectifs: -

Produire un développement rapide des tassements de consolidation primaire et accélérer l’apparition et le développement des tassements de consolidation secondaire ;

-

Augmenter la résistance au cisaillement et la capacité portante du massif de sol.

Pf + Ps

Pf

ou

Fig : II.1 - Principe de préchargement pour le contrôle des tassements

Le procédé peut rendre le sol ainsi traité plus rapidement constructible, sans redouter à moyen ou à long terme des tassements absolus ou différentiels importants sous la construction. On applique généralement ces méthodes sur des mauvais terrains composés principalement de sols fins (faible perméabilité). (1. Amélioration des sols)

4

Chapitre II


2- Les drains verticaux : Cette méthode consiste à la mise en place de réseaux drainants dans le massif du sol (drains verticaux) qui réduisent la distance que l’eau doit parcourir pour atteindre une surface drainante et sortir du sol fin, ce qui a un effet très bénéfique sur les temps de consolidation.

Fig : II.2 - Chantier de réalisation des drains verticaux (Document de Géopac®) Les drains de sable sont disposés sous l’ouvrage suivant un réseau triangulaire, hexagonal ou carré (Fig : II.3). Ils permettent la réalisation d’un écoulement horizontal de l’eau vers les drains, qui se superpose à l’écoulement vertical, accélérant le temps de consolidation du massif du sol.

Fig :II.3 - Réseaux de drains de sable verticaux (1. Amélioration des sols) 5

Chapitre II


II.3 Les techniques d’amélioration par vibrations profondes 1- Le compactage dynamique (ou pilonnage) Le compactage dynamique vise l'amélioration des propriétés géotechniques de sols lâches sur de grandes profondeurs par l’application d’impacts de très forte intensité. Le procédé consiste à faire chuter de façon méthodique et répétée de lourds pilons d’acier (Fig : II.4) sur la surface du sol à traiter. Les impacts qui en résultent provoquent le resserrement des sols traités et l’amélioration de leurs caractéristiques géotechniques.

Fig : II.4 - Exemple d’un pilon (à gauche) et l’empreinte laissée après sa chute (à droite) (Document de Geopac ®) Le compactage dynamique est notamment utilisé pour : •

support fiable pour fondations superficielles de tous types de structures par l’amélioration des caractéristiques de portance et la satisfaction des critères de tassement total et différentiel sévères ;

•

assurer la bonne tenue du revêtement dans les aires de stockage ou de manutention de matériaux hautement chargés, telles celles des entrepôts, pistes d’aéroport, terminaux de conteneurs, etc. ;

•

réduire le potentiel de liquéfaction des sols dans les zones à haute sensibilité sismique ;

•

stabiliser pentes, barrages, digues, …etc. ;

•

réduire les vides dans les dépotoirs (décharges) ;

•

défoncer cavernes et mines abandonnées ;

•

densifier des sols marins et remblais placés sous l'eau, …etc. 6

Chapitre II


Par contre, cette technique reste peu courante du fait de l’encombrement qu’occasionnent les appareils et le bruit engendré par les impacts, et s’utilisera surtout sur des surfaces importantes à l’écart d’habitations. (2. Fondation profondes pour le bâtiment)

2-Le vibrocompactage (ou vibroflottation) Cette technique s’applique aux sols granulaires non cohérents tels que les sables et graviers, les vibrations engendrent un phénomène localisé de liquéfaction sous l’effet des surpressions interstitielles, qui met les grains du sol dans un état liquéfié (Fig : II.6). Les grains se réarrangent en un état plus dense. Le maillage des points de compactage dépend des caractéristiques initiales et des objectifs à atteindre ; il est défini après réalisation des planches d’essais. La maille retenue doit conduire à un traitement le plus uniforme possible. La résistance du sol après traitement dépend de la granulométrie du terrain et de l’adéquation du type de vibreur.

Fig : II.5 - Domaine d'application du vibrocompactage (Document de Keller®)

1

2

3

4

Fig : II.6 - Mode opératoire du vibrocompactage (Document de Keller®)

7

Chapitre II


Phase 1 : Fonçage On réalise le compactage en masse des sols grenus à l’aide de vibreurs spécifiques à basses fréquences. L’outil, dont la puissance et les caractéristiques sont variables en fonction du terrain, est foncé jusqu’à la profondeur finale à atteindre. Sa descente s’opère grâce à l’effet conjugué de son poids, de la vibration et de l’eau de lançage. Le débit d’eau est alors diminué. Les outils sont suspendus à des grues, mais peuvent aussi, pour de faibles profondeurs, être montés sur porteurs. Phase 2 : Compactage Le compactage est alors réalisé par passes successives de bas en haut en remontant l’outil, selon des critères déterminés par des essais préalables. Le volume compacté est un cylindre de diamètre pouvant atteindre 5 m. L’augmentation progressive de l’intensité consommée par le vibreur permet de mesurer la croissance de la compacité du sol. Phase 3 : Apport de matériaux Autour du vibreur apparaît un cône d’affaissement, que l’on comble au fur et à mesure soit par des matériaux d’apport (A), soit en décapant progressivement les matériaux du site (B). En fonction de l’état initial, on peut atteindre une quantité de 10 % de matériaux ajoutés par rapport au volume traité. Phase 4 : Finition Après traitement, la plate-forme est réglée et recompactée à l’aide d’un rouleau vibrant.

Fig : II.7 - Le cône d’affaissement autour du vibreur (Document de Keller®)

Les vibrations émises par l’outil permettent un réarrangement optimal des grains de sable, ou autres matériaux en place, de manière à ce qu’ils occupent le plus petit volume possible. Ce procédé agit donc par augmentation de la densité en place, ou réduction de la porosité. Il consiste non à créer des éléments porteurs, mais à augmenter la capacité portante du terrain (Fig : II.8), qui pourra alors être sollicité par des fondations superficielles. 8

Chapitre II


Fig : II.8 - Etat de compacité du sol avant et après traitement

II.4 Les techniques d’amélioration par inclusion (renforcement) 1-Le Jet Grouting "Soilcrete" Le terme "Soilcrete" est la contraction des mots anglais "soil" et "concrete"; ce qui signifie en français "Béton de sol". Ce procédé se définie comme une stabilisation de sol à l’aide de ciment. Le sol est découpé grâce à des jets sous haute pression d’eau ou de coulis de ciment (éventuellement enrobés d’air), présentant des vitesses supérieures ou égales à 100m/sec en sortie de buse. Le sol découpé autour du forage est mélangé au coulis de ciment. Ce mélange sol/coulis est en partie refoulé jusqu’en haut du forage par l’espace annulaire entre les tiges et la paroi du forage (Fig : II.9). Différentes configurations géométriques d’éléments de Soilcrete peuvent être réalisées. Or le rayon de découpage du jet, qui peut atteindre 2,50 m, varie en fonction du type de sol traité, du type de procédé Soilcrete et de la nature du fluide à haute énergie. Les principales applications qui font appel à ce procédé sont: •

Reprise en sous-œuvre sous fondations existantes ;

•

Murs de soutènement et cuvelages étanches ;

•

Confortement d'excavations (tunnels) et étanchement de barrage

9

Chapitre II


Fig : II.9 - Différentes étapes de la réalisation d'une colonne de Jet Grouting

2-Les inclusions rigides Le renforcement par inclusions rigides verticales est envisagé pour des ouvrages de types remblais, dallages, silos… lorsque le sol est trop compressible pour supporter l'ouvrage .On caractérise le renforcement par inclusions rigides verticales par la combinaison entre les inclusions qui assurent le renforcement et une plateforme de transfert de charge disposée entre le réseau d'inclusions et l'ouvrage. Cette plateforme assure la répartition de la charge entre les inclusions et le sol compressible (Fig : II.11). Les inclusions peuvent être de différentes natures et construites par différentes méthodes. Ce type de renforcement peut être défini par le fait que la charge s'applique simultanément aux têtes d'inclusions et au sol compressible, ce qui la différencie des méthodes de fondations traditionnelles. Le dimensionnement du réseau d'inclusions et de la plateforme de transfert de charge doit être tel que la part transmise aux inclusions soit beaucoup plus grande que celle transmise au sol.

Fig : II.10 - Réseau d'inclusions rigides (Document de Soletanche Bachy®)

10

Chapitre II


Le rôle des inclusions est de transmettre la charge due au poids de l'ouvrage et les charges de service vers le substratum afin de réduire ou même annuler les tassements. Pour cela, les inclusions sont posées sur la couche dure ou légèrement ancrées dans celle-ci. Les inclusions peuvent aussi être coiffées par une tête plus large afin d'augmenter le taux de couverture et optimiser l'efficacité du dispositif. Ces inclusions sont mobilisées d'une part par la charge directement appliquée sur leur tête ; mais aussi par l'effet d'accrochage du sol encaissant lorsque celui-ci tasse sous le chargement appliqué par le poids de l'ouvrage. ( Fig : II.11 ) La plateforme de transfert de charge a un rôle tout aussi important, puisque les mécanismes assurant la répartition de la charge s'y développent. Cette plateforme peut être composée de matériaux granulaires traités ou non traités; elle peut être renforcée ou non par une ou plusieurs nappes géosynthétiques; sa hauteur et ses caractéristiques mécaniques sont des paramètres importants vis à vis du développement des mécanismes de transfert de charge.

Fig : II.11 - Schéma de principe d'un renforcement par inclusions rigides verticales

Fig : II.12 - Réseau d'inclusions soumis à un chargement d'après Berthelot et al.(2003) 11

Chapitre II


3- Les plots ballastés Le principe de cette technique est le renforcement du sol par la création de colonnes de 2 à 3m de diamètre (Fig : II.13), en matériaux granulaires très compactés. Les colonnes ainsi formées sont appelées plots ballastés pilonnés.

Fig : II.13 - Principe de réalisation des plots ballastés (Document de Ménard Soltraitement®) La mise en oeuvre s'effectue à l'aide d'engins spécialisés (Fig : II.14), proches de ceux utilisés pour le compactage dynamique. Les deux techniques sont fréquemment employées de manière complémentaire sur les mêmes chantiers.

Fig : II.14 - Engin utilisé pour la réalisation des plots ballastés (Document de Ménard Soltraitement®)

12

Chapitre II


Les plots ballastés vont pénétrer dans le sol par pilonnage, à l'aide d'une masse de 15 à 30 tonnes, en chute libre de 10 à 30 mètres. L'emplacement du plot est préparé par une préexcavation qui va être partiellement remplie d'un bouchon de matériaux que le pilonnage fera descendre à la profondeur voulue. Le plot est ensuite rechargé puis compacté par phases successives. Les phases de réalisation d’un puits (ou plots) ballastés sont les suivantes : (Fig : II.14) 1- création d’une plate-forme de travail en ballast ; 2- poinçonnement de la plate-forme avec un pilon descendu d’une hauteur de chute variable (15 à 30 m) et compatible avec le matériel employé ; 3- après plusieurs impacts, remplissage du cratère (cavité) par du ballast ; 4- reprise du pilonnage jusqu’au refus fixé au préalable.

Plate forme de travail

Fig : II.15 - Mise en œuvre des plots ballastés Les plots ballastés présentent l’avantage d’être réalisée en gros diamètre, de1, 5 m (Gambin, 1984) à 4m (Liausu, 1984), ce qui permet d’y asseoir, des structures transmettant des charges importantes.

13

Chapitre II


Fig : II.16 - Plot ballasté avant remblaiement type (Document de G.T.S®)

4-Les colonnes à module contrôlé (CMC) Les CMC sont des inclusions semi-rigides et cimentées. Elles sont mises en œuvre comme procédé de renforcement de sol. Cette solution ne vise pas à réaliser des pieux devant supporter chacun directement la charge de l’ouvrage, mais à réduire la déformabilité globale du sol à l’aide d’éléments semi-rigides régulièrement répartis et en densité suffisante. Le dimensionnement des CMC se base sur la recherche d'une répartition des efforts entre les colonnes et le sol encaissant en fonction du tassement admissible pour le projet. Les CMC présentent les caractéristiques suivantes : procédé de réalisation : matériau cimenté mis en place à la tarière creuse; module de déformation : de 100 à 2 000 fois plus grand que celui du sol; méthode de traversée du sol : à la vis refoulante, sans déblais; effet sur le sol : amélioration des terrains entre les colonnes si elles sont assez rapprochées; diamètre des colonnes : diamètre de l’outil de forage; fabrication du matériau : en centrale.

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Chapitre II


Fig : II.17 -Chantier de réalisation des Colonnes à Module Contrôlé Les CMC permettent en particulier de fonder les ouvrages dans les cas qui ne pouvaient être traités par les inclusions souples et notamment : sol trop lâche ou trop mou (manque d’étreinte latérale pour les inclusions souples); sol tourbeux ou organique ou remblais divers (évolution incontrôlée de l’étreinte latérale); charges très élevées; tassements admissibles très limités.

Les colonnes à module contrôlé permettent de réaliser des dallages sur terre-plein grâce à la mise en place d’une couche de répartition en tête des inclusions. Elles permettent également de reprendre les semelles de fondation ou des radiers à l’exclusion des efforts horizontaux et de soulèvement. D’autre part, les CMC présentent l’avantage de ne pas générer de vibrations ce qui permet de travailler en toute sécurité le long d’ouvrages mitoyens. (3. Renforcement de sols mous par colonnes à module contrôlé)

15

Chapitre II


5-Les colonnes à module mixte (CMM) Une Colonne à Module Mixte ou CMM® (® : KELLER) se décompose en deux parties : (Fig : II.18) -

partie supérieure : une colonne ballastée de l’ordre de 1,50m de hauteur ;

-

partie inférieure : une inclusion rigide exécutée par refoulement.

Fig : II.18 - Coupe d’une Colonne à Module Mixte CMM Ce procédé à pour but d’améliorer les performances du sol de fondation d’ouvrage fondés superficiellement en répondant aux spécifications suivantes : •

réduction des tassements,

•

reprise des efforts horizontaux et des moments sans réaliser de matelas intercalaire sous les semelles ;

•

augmentation de la capacité portante du sol ;

De plus, le procédé à pour avantage de s’affranchir des risques de rupture inhérents aux inclusions rigides arasées au niveau ou légèrement en dessous de la plateforme de travail dans les cas suivants : circulation des engins de chantier lors du nivellement et compactage des plateformes ; terrassement et remblaiement des réseaux dans l’emprise du traitement ; terrassement des fouilles de semelles.

16

Chapitre II


Le domaine d’application du procédé CMM s’étend à l’ensemble des sols cohérents et pulvérulents ainsi qu’aux remblais. (4. Les procédés de vibration profonde des sols) •

Renforcement de sol sous semelles de fondation

Les Colonnes à Module Mixte CMM renforcent le sol en augmentant la capacité portante de celui-ci et en réduisant les tassements afin de permettre la réalisation de semelles superficielles. Les charges appliquées sur le sol sont réparties entre le sol et la CMM. Les lois de comportement sont celles des colonnes ballastées en partie supérieure et des inclusions rigides en partie inférieure (Fig : II.19). Grâce à la partie souple en colonne ballastée, aucune sollicitation horizontale et de moment n’est transmise à la partie rigide de la CMM®.

Fig : II.19 - Schéma de principe sous fondation superficielle

•

Renforcement sous dallage sur terre-plein

L’exécution des Colonnes à Module Mixte CMM sous une couche de forme même d’épaisseur faible (40 cm par exemple) a non seulement l’avantage de réduire les tassements absolus, mais permet de supprimer les moments fléchissants induits dans le dallage. Pour être efficace, le procédé est mis en œuvre avec une maille inférieure ou égale à 9.0 m2.

17

Chapitre II


Fig : II.20 - Schéma de principe sous dallage

6-Les colonnes ballastées Les colonnes ballastées consistent dans le renforcement par compactage et incorporation de matériau granulaire, d'un terrain dont les caractéristiques sont insuffisantes pour une fondation directe sur le sol de charges réparties ou ponctuelles. La colonne ballastée agit comme élément porteur et comme drain vertical. Les colonnes ballastées sont utilisées pour améliorer les sols très faibles à médiocres (sables limoneux, limons, limons argileux, argiles, remblais hétérogènes, etc…). (Fig : II.21)

Fig : II.21 - Types de sols à améliorer par colonnes ballastées

18

Chapitre II


Le but de toute réalisation de colonnes ballastées est de conférer au sol de nouvelles caractéristiques sous l’ouvrage à construire, afin que les différents éléments d’infrastructure de celui-ci (semelles isolées ou filantes, radier dallage, ouvrages en terre,…) aient un comportement prévisible , justifiable et compatible avec les règlements et tolérances s’appliquant à la structure de l’ouvrage et à son exploitation. Le traitement du sol par colonnes ballastées conjugue les actions suivantes, dont une seule ou plusieurs peuvent être recherchées : -

Amélioration de la portance,

-

Réduction des tassements,

-

Homogénéisation des caractéristiques géotechniques,

-

Augmentation de la vitesse de consolidation par la création d’éléments drainants,

-

Augmentation des caractéristiques équivalentes du massif de sol traité ( la résistance au cisaillement horizontal, l’angle de frottement interne et les paramètres de déformation) .(4.Les procédés de vibration profonde des sols)

Mécanisme de rupture des colonnes ballastées : Le calcul de la contrainte maximale admissible consiste d’abord à déterminer la contrainte verticale de rupture Qrp d’une colonne isolée à partir des caractéristiques des colonnes et du sol après traitement et ce selon les schémas de rupture possibles suivants ( Fig : II.22 ) a/- Rupture par expansion latérale Si la pression limite du sol est faible, la colonne a tendance à s’expansé latéralement .dans le cas présent, le réseau de colonnes comprime latéralement le sol, les déformations dévia toriques sont empêchées. il n’y a aucun risque de rupture par expansion

b /- Rupture par cisaillement La rupture par cisaillement se produit lorsque la hauteur de la colonne est inférieure à 4*D. Comme D est égal à 0.8 m, ce risque est donc écarté.

19

Chapitre II


c/- Rupture par poinçonnement : la contraintes vertical régnant au sein de la colonne est maximal en tête de la colonne et décroit en fonction de la profondeur . dans un milieu caracteriser par la cohesion non drainer Cu, la contrainte vertical de rupture vis-àvis du poinçonnement est calculée selon la formule suivante

Qrp=9 .Cu + Lc. [(2Cu/Rc) – γc] γc : poids volumique de la colonne, Lc : longeur de la colonne, Rc : rayon moyen de la colonne ,

Fig : II.22 – Schéma illustratif sur le mode de rupture des colonnes ballastées

20

Chapitre II


II.5 Critère de sélection d’une technique d’amélioration Nous avons exposé dans ce chapitre les techniques les plus utilisés en pratique pour l'amélioration des sols. Le problème majeur qui se trouve en face de l'ingénieur est quelle est la technique à choisir pour un projet donné et avec un sol donné ? Avec les figures et diagrammes qui suivent on tentera de répondre au mieux à cette question. (5.Colonnes Ballastées)

Fig : II.23 - Schéma général de l'application des techniques d'amélioration des sols- Limites et domaine de validité

21

Chapitre II


Tab : II.1 -Comparaison entre les différentes techniques d’amélioration de sol

Technique Préchargement avec drains verticaux Préchargement

Remplacement du sol

Colonnes Ballastées, Remblais sur inclusions rigides Colonnes de jet grouting

Données nécessaires Compressibilité Perméabilité

Contrainte

Fiabilité

Commentaires

Temps nécessaire

Lent

Compressibilité Perméabilités verticales et horizontales Epaisseur de la couche

Plus rapide

Peu fiable pour obtenir de faibles déplacements Plus flexible

Résistance et déformabilité du sol Résistance et déformabilité du sol Résistance et déformabilité du sol

Mise en dépôt du sol Nouveau matériau -

Rapide

Bonne en cas de remplacement total

Rapide

Rapide

-

donne de Très bonne résultats dans les sols Bonne

Rapide

-

Bonne

Rapide

Remarque : Le critère économique n’a pas été étudié dans ce mémoire.

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Chapitre III : Intérêts du renforcement par colonnes ballastées .

Chapitre III

Intérêts du renforcement par colonnes ballastées

III. Intérêts du renforcement par Colonnes ballastées

III.1 Domaine d’application Le traitement du sol par colonnes ballastées conjugue les actions suivantes, dont une seule ou plusieurs peuvent être recherchées : - Amélioration de la portance, - Réduction des tassements - Homogénéisation des caractéristiques géotechniques, - Augmentation de la vitesse de consolidation par la création d’éléments drainants, - Augmentation des caractéristiques équivalentes du massif de sol traité ( la résistance au cisaillement horizontal, l’angle de frottement interne et les paramètres de déformation). Les utilisations les plus fréquentes des traitements par colonnes ballastées concernent des ouvrages où existent des dallages et radiers recevant des charges surfaciques et susceptibles d’accepter des tassements : 9 Hall de stockage, 9 Batiments industriels et commerciaux, 9 Silos et réservoirs de toute nature, 9 Ouvrage hydraulique étanches (réservoirs, stations d’épuration) Par extension, on peut les utiliser sous d’autres types d’ouvrage dans la mesure où les déformations résiduelles du sol traité et du sol sous-jacent sont compatibles avec la structure de l’ouvrage sous l’exploitation et les prescriptions techniques associées Il est également possible d’utiliser les colonnes en zone sismique où elles peuvent contribuer à la diminution du potentiel de liquéfaction des sols. Les colonnes ballastées sont réalisées dans les sols mous non organiques (argile, limon), dans les sables fins argileux et/ou limoneux décomprimés et dans les remblais anthropiques inertes et qu’elles sont proscrites dans les sols organiques (tourbe, vase organique) et les 23

Chapitre III


matériaux de décharge en raison de leur comportement évolutif dans le temps. La stabilité de la colonne est assurée par le confinement qu’exerce latéralement le sol, qui doit présenter une étreinte latérale suffisante.

III.2-Mode d’exécution Alors que le compactage du sol se mesure relativement facilement par des sondages, les effets des colonnes ballastées ne peuvent être contrôlés que par des essais de chargement in situ. Pour cela, des méthodes de dimensionnement ont été développées qui prennent en compte la géométrie des colonnes ballastées et l’angle de frottement du matériau d’apport.

1-Procédé par voie sèche :

Engin porteur

Chargeur

Matériau

Benne

Compresseur

Fig : III.1 - Exemple de vibreur Keller (voie sèche) 1) Préparation La machine est mise en station au dessus du point de fonçage, et stabilisée sur ses vérins. Un chargeur à godet assure l’approvisionnement en agrégats. 2) Remplissage Le contenu de la benne est vidé dans le sas. Après sa fermeture, l'air comprimé permet de maintenir un flux contenu de matériau jusqu'à l'orifice de sortie. (Fig : III.2 étape 1) 3) Fonçage Le vibreur descend, en refoulant latéralement le sol, jusqu'à la profondeur prévue, grâce à l'insufflation d'air comprimé et à la poussée sur l'outil (Fig : III.2 étape 2) 24

Chapitre III


4) Compactage Lorsque la profondeur finale est atteinte, le vibreur est légèrement remonté et le matériau d'apport se met en place dans l'espace ainsi formé. Puis le vibreur est redescendu pour expanser le matériau latéralement dans le sol et le compacter (Fig : III.2 étape 3) 5) Finition La colonne est exécutée ainsi, par passes successives, jusqu'au niveau prévu. Les semelles de fondations sont alors réalisées de manière traditionnelle (Fig : III.2 étape 1).

1

2

3

4

Fig : III.2 - Mode opératoire de la technique de colonnes ballastées par voie sèche (Document de Keller®)

25

Chapitre III


2-Procédé par voie humide Tubes complémentaires de rallonge Engin porteur

Chargeur

Granulats (ballast)

Vibreur avec système de lançage à l’eau

Fig : III.3 - Exemple de vibreur Keller (voie humide) Le mode d’exécution des colonnes ballastées par voie humide est presque le même que par voie sèche sauf qu’on utilise l’eau comme fluide de lançage est que le ballast n’est pas introduit à l’intérieur du vibreur mais dans le vide annulaire entre le vibreur et le trou formé ce qui permet d’utiliser des agrégats de diamètres plus grands .Le procédé suit étapes d’exécution suivantes : •

Mise en station de la grue : le vibreur est amené à la verticale du point central de la colonne à implanter ;

•

Démarrage du moteur, le vibreur est descendu lentement ;

•

Dès le début de l’opération, le sol est saturé en eau et les vibrations de l’outil génèrent un phénomène local et temporaire de liquéfaction du sol (de l’ordre de quelques centimètres à la périphérie du vibreur) (Fig : III.4). Le vibreur, avec les tubes de rallonge, descend dans le sol sous l’effet de son propre poids. La vitesse

26

Chapitre III


de descente est variable d’un sol à un autre. Elle est relativement rapide dans les sols sableux et limoneux par rapport aux terrains argileux ou vasards ;

•

Lorsque la profondeur de traitement requise est atteinte (identifiée par l’enregistreur en temps réel sous forme d’augmentation instantanée de la consommation du courant du vibreur), on remonte progressivement le vibreur pour bien nettoyer l’espace annulaire autour du vibreur.

Fig : III.4 - Phénomène de liquéfaction local (site : barrage Kissir- Jijel) •

Les matériaux d’apport sont alors introduits dans le trou à l’aide d’un chargeur ou pendant que l’alimentation permanente en eau assure que les matériaux atteignent bien la base du vibreur et que les particules fines du sol en place soient bien évacuées hors du trou.

Fig : III.5 - Remplissage du trou par le ballast (site : barrage Kissir- Jijel)

27

Chapitre III •


En remontant et descendant le vibreur de façon contrôlée par passes successives (passes de l’ordre de 50 cm) jusqu’au niveau de la plate-forme, le ballast est expansé et compacté dans le sol en place pour former la colonne ballastée. L’augmentation instantanée de la consommation du courant du vibreur jusqu’à une valeur critique traduit le serrage du terrain et permet de vérifier que le compactage optimal a été atteint.

Fig : III.6 - Finition d’une colonne (site : barrage Kissir- Jijel)

1

2

3

4

Fig : III.7 - Schéma de réalisation des colonnes ballastées par voie humide (Document de Keller®)

28

Chapitre IV : Présentation du projet : Le silo

Présentation du projet

Chapitre IV

IV- Présentation du projet Le projet traite du renforcement de sol par colonnes ballastées, pour qu’il puisse recevoir un silo métallique à sucre d’une capacité de 80 000 tonnes. Ce projet de silo entre dans le cadre de l’extension des installations CEVITAL dans la zone portuaire de BEJAIA. ( Fig : IV.1)

IV.1-Description de l’ouvrage Le silo est de forme cylindrique, avec un diamètre de 53 m et une hauteur de 57 m. Il présente à sa base une structure en «poteaux- poutres FIFO » de 4,10 m de hauteur, et d’entraxe des poteaux de 3m servant de support au matériel de manutention et reprenant tout le poids du matériau entreposé. Le silo métallique est livré en kit à monter sur place.

29


Chapitre IV Fig : IV.1 -Photo du silo

Fig : IV.2 -Base du silo On donne dans les figures (Fig : IV.1) et (Fig : IV.2) des photos virtuelles montrant respectivement le silo et une vue de la structure poteaux-poutres à la base de celui –ci. Le silo fait partie d’un ensemble d’installations. (Fig : IV.4) qui forment le complexe agro-alimentaire « sucre » qui se compose essentiellement de : -

Magasin de stockage sucre roux.

-

Raffinerie (1600t/j)

-

Usine de conditionnement de sucre

Le silo sera destiné à stocker du sucre blanc qui proviendra de la raffinerie qui se trouve à proximité .Il alimentera simultanément •

l’usine de conditionnement,

•

le marché local par camions

30


Chapitre IV •

l’export par wagons

Le fonctionnement de ce complexe sera orchestré par : •

Quatre tours de supervisions T1,T2,T3,T4,T5.

•

Une tour de chargement des camions à partir des silos

•

Une tour de chargement mixte wagons et camions

31


TB1B

Chapitre IV

Tour T 1 1

Grue GOTTWALD (2)

X

X1

+0.70m

NOUVEAU CONDITIONNEMENT SUCRE

CHARGEMENT CAMION

NOUVEAU MAGASIN SUCRE ROUX CONDITIONNEMENT DE SUCRE

Production Hydrogène 350Nm3/h Salle de compression Chaudières

Hydrogènation 150T/J

RAFFINERIE DU SUCRE 1600 t/j

Magasin

AFFINAGE

Stockage de l'huile brute 54 000T

Pompes CO² Raffinerie 1600T/j

POSTE HT

STATION EPURATION

Production vapeur 160T/heure Magasin

Pompes CO² Raffinerie 3000T/j

BAC OSMOSE 350 M3

RESERVOIR 56 M3

BAC A MELASSE 1900 m3

TRANSFO BAC EAU BRUTE

Traitement des eaux de chaudières 300m3/heure

ED OU

HIR SG

POSTE DETENTE GAZ

Fig IV.3 - Complexe portuaire agroalimentaire

32


Chapitre IV

Toutes les opérations de pilotage de ce réseau d’installations seront réalisées à l'aide d'un système

automate

informatique

de

supervision

et

de

gestion.

Ce système se compose de plusieurs postes de contrôle reliés entre eux par un réseau informatique de type Ethernet TCP/IP. Des swichts reliés par fibre optique permettront de connecter les différents intervenants sur le réseau. On donne une brève description de ce système dans la partie dédiée à la gestion du silo et à son approvisionnement.

IV.2 -Mécanisme de chargement du silo.

Comme indiqué ci-dessus le fonctionnement de l'ensemble du silo sera piloté et contrôlé par l'intermédiaire d'ordinateurs de supervision reliés à des automates programmables. Le sucre roux sera chargé d'abord du quai, où accostera le bateau d'approvisionnement, à l'aide d'une grue . Il est ensuite acheminé vers la tour qui va le distribuer au magasin de sucre roux puis sera automatiquement emporté vers la raffinerie afin de le transformer en sucre blanc . Ce dernier va être réceptionné par le silo à sucre blanc. La (Fig : IV.4) illustre les différentes interactions du silo avec les infrastructures du complexe « sucre ». Le sucre est livré par la raffinerie qui se trouve à proximité du silo, par un système de transport à bande à partir du sommet. Il est introduit dans le silo par l’intermédiaire d’une tour prévue à cet effet.

33

Chapitre IV


La distribution de sucre se réalise à partir du fond du silo par un dispositif transport à bande. Elle alimente simultanément deux tours. L’une chargée de l’export qui dirige le sucre vers le port. La deuxième véhicule le sucre vers l’approvisionnement local :

-

Entreprise d’ensachage ;

-

Entreprise de conditionnement ;

-

Consommation en vrac camions ;

34

Chapitre IV


Fig : IV.4 -Schéma sur le mécanisme du silo 35

Partie II : Le projet

Chapitre V : Données géotechniques : Le sol de fondation

Chapitre V

Données géotechniques : Le sol de fondation

V. Données géotechniques : Le sol de fondation On présente dans ce chapitre la synthèse de cette étude à des fins d’identifier le sol de fondation de l’ouvrage et d’arrêter les paramètres géotechniques de projet représentatifs de son comportement

V.1 Contexte géologique: La plaine alluviale de Béjaia est située dans le tell septentrional kabyle (zone interne).La géologie régionale matérialise cette plaine dans les bassins synclinaux post nappe du tell. La dépression située entre les djebels Gouraya au nord et Sidi Boudraham au sud-ouest a été comblée par les alluvions fines des oueds Seghir et Soummam interprétées dans les dépots marins transgressifs. Du point de vue stratigraphique, l’ensemble des dépôts est d’age quaternaire, on retrouve par conséquent les formations suivantes : •

Alluvions anciennes: Elles sont représentées par des marnes graveleuses, de galets et de niveaux de sables de plages emballés dans une matrice limoneuse de teinte grise Ces alluvions provenant du démantèlement des formations anciennes qui s'observent essentiellement à l'embouchure de la Soummam et plus exactement sur sa rive droite où se sont formées des terrasses qui s'étendent sur plusieurs centaines de mètres, leur épaisseur étant estimée à une dizaine de mètres.

•

Alluvions marécageuses : S'observent essentiellement à l'extrême sud-est de notre secteur d'étude Elles sont constituées par des éléments fins, représentés par des sables fins, limons et vases.

•

Alluvions récentes : Ce sont des dépôts limoneux et caillouteux de l’oued Soummam et de l’Oued Rhir, qui couvrent la majeure partie de la plaine de Bejaia. Présence de dépôts de cônes de déjections à l'amont de l'oued Rhir composés essentiellement de galets de calcaires, conglomérats, grès et marnes provenant de l'érosion des formations avoisinantes. Leur épaisseur varie de l'amont à raval où elle est maximale ( environ 10 mètres )

36

Chapitre V

•


Sables de plage : Ils affleurent à Bejaia plage, représentés par des sables moyens grossiers de couleur grise.

•

Colluvions : Composés d'éléments essentiellement calcaire et conglomérats dont la taille s'échelonne du centimètre au décimètre .Ils sont bien visibles au niveau de notre site. Notons que ces colluvions sont consolidés par endroits ; leur épaisseur n'excède pas les 5.0 mètres.

•

Remblais : représentés par des sables, argiles, galets, fragments de briques. cailloux concassés...

La ville de BEJAIA s’est accrochée aux pentes du djebel GOURAYA, puis s’est étendue vers le sud dans la plaine L’aménagement de la zone portuaire s’est fait à l’embouchure de l’Oued Soummam et des terrains ont été gagnés sur la mer. Il résulte de cette histoire géologique que la zone portuaire prolongeant la plaine alluviale est constituée par des matériaux fins plus ou moins vasards (limons, argiles) et sables sur un substratum rocheux assez profond de l’ordre de 40 à 50 m, de nature marno-calcaire du Crétacé.

V.2 Synthèse géotechnique Une étude géotechnique a été menée sur le terrain destiné à recevoir le projet du silo de 80 000 tonnes, elle consiste en : -

La réalisation de deux sondages carottés notés S-01,S-02 de 50 m et de 51 m de profondeur avec réalisation d’essais SPT et mise en place des tubes PVC pour la mesure des paramètres dynamiques par essai down hole .

-

Deux sondage pressiomètriques notés SP-01 et SP-02. Ces derniers ont été arrêtés à 14 et 18 m de profondeur . Cet arrêt est du au blocage de la sonde pressiomètrique après éboulement des parois de forage (nature sableuse des terrains).

-

Cinq (05) essais de pénétration statique. On donne sur la (Fig : V.1) l’implantation des essais réalisés sur l’assiette de l’ouvrage.

37

Chapitre V


(Fig : V.1) - Implantation des essais in-situ Des échantillons intacts paraffinés prélevés dans les différents sondages et à différentes profondeurs ont été soumis à des essais physico -mécaniques et chimiques au laboratoire. Ce programme expérimental a permis de déterminer : •

Les paramètres physiques (ω %, Sr %, γd , γh);

•

La plasticité (ωl, ωp, Ip) ;

• la compressibilité (σc, Cc, Cs) ; • La résistance mécanique à la boite de Casagrande du type CU ; Les échantillons remaniés issus de l’essai au carottier SPT ont été soumis à une analyse granulométrique par tamisage et sédimentométrie .

38

Chapitre V


Le niveau moyen de la nappe a été détecté à trois mètres de profondeur.

•

Coupe géotechnique

Les coupes de sondages (Fig : V.2) ont révélé que le terrain de fondation du silo est composé de la succession des couches suivantes -

Remblai

-

sable fin

-

sable compact

-

marne

Avec des passages de vases à la surface et de galets en profondeur

Fig : V.2 - Coupe géotechnique du terrain rencontré Le substratum rocheux est constitué d’un matériau morno-calcaire

39

Chapitre V

•


Caractéristiques physiques et mécaniques du sol

Les caractéristiques physiques des sols rencontrés sont rassemblées dans le tableau (Tab : V.1) Tab : V.1 - Caractéristiques physiques et mécaniques Caractéristiques du sol Poids volumique du sol sec γ d(KN/m3)

Sables fins vaseux 14.90-17.50

Poids volumique du sol humideγh(KN/m3) Teneur en eau naturelle W(%) Degré de saturation Sr(%) Limite de liquidité WL (%) Indice de plasticité IP(%) Angle de frottement φ(°) Cohésion c (KPa) Pression de preconsolidation(KPa) Indice de compression Cc (%) Indice de gonflement Cg(%)

-

Vases

Marnes

13.60-16.80

16.60-17.10

18.80-21.00

18.20-20.40

20.40-20.50

19.80-32.00

21.90-33.50

19.50-23.40

88-99

91-96

90.7-100

34-43

47-48

46-48

20-24

23-24

24-25

10-24

4.6-8

18-20

20-105 238-344

10-39 76-215

16-32 271-337

9.05-17.42

10.40-26.40

16.94-18.27

0.99-2.26

1.91-3.86

4.10-10.91

Le sable fin vaseux comporte 44.31% de particules inférieures à 80 µ, il présente une plasticité variable de 20% à 24%

-

La vase comporte 98,59% de fines et présente une plasticité de comprise entre 23% et 23%.

-

La marne présente un très faible pourcentage de fine et une plasticité de 24% à 25% 40

Chapitre V


La densité sèche des trois sols est inférieure à 18KN/m² qui indique des sols lâches plutôt compressibles sous-consolidés. •

Essais au pénétromètre statique

Les essais pénétrométriques ont donné des résultats comparables et en accord avec la stratigraphie révélée par les coupes de sondages (Fig : V.2) La forme en dents de scie des pénétrogrammes indique la présence de sable sur tout le profil et de galets en profondeur. On donne à titre illustratif un pénétrogramme dans la figure (Fig : V.3)

Fig : V.3 - Pénétrogramme 41

Chapitre V


Les résultats obtenus ont permis de tracer les diagrammes de variation des résistances de pointe Rp et du frottement latéral fs en fonction de la profondeur pour chaque station de mesure. Ces pénétrogrammes ont mis en évidence la présence de couches de très faibles résistances à des profondeurs entre 6et 20 m de profondeur avec toute fois des pics dépassant les 5 MPa par endroits. Ensuite, les résistances enregistrées oscillent entre 2 et 10 MPa entre 20 et 40 m de profondeur. •

Essais pressiomètriques (PMT)

Les sondages pressiométriques SP-01et SP-02 ont été réalisés jusqu'à 13 m de profondeur pour SP-01, 18 m de profondeur pour SP-02 avec enregistrement des résultats pour chaque mètre. Cet essai permet de mesurer la pression limite notée Pl et le module pressiométrique noté Em.

Selon le plan d’implantation des sondages, les essais pressiométriques SP-01 1 et SP-02 sont réalisés à proximité des sondages carottés S-01 et S-02 respectivement . Dans les trois premiers mètres on a enregistré de grandes valeurs de la pression limite (Pl) et du module pressiométrique (Em) ; cela peut être dû à la présence de la couche de remblai dans les trois premiers mètres (matériau hétérogène formé de déchets, cailloux,…). On peut aussi remarquer que les résultats de ces essais sont en concordance avec ceux du laboratoire et confirment que la formation alluvionnaire composée d’ une alternance de couches de sables lâches,sables vaseux et limons est dans un état lâche ou faiblement consolidé . Les deux profils pressiométriques sont semblables, on donne un exemple (PS-01) dans la page qui suit.

42

Chapitre V


Fig : V.4 - Profil pressiométrique

43

Chapitre V •

Données géotechniques : Le sol de fondation Essais Down-hole

Des diagraphies « down-hole » ont été réalisées dans le sondage carotté S-01 , l’interprétation des enregistrements des signaux sismiques a permis de déterminer les vitesses de propagation des ondes de compression (Vp) et de cisaillement (Vs) en fonction de la profondeur. Le tableau récapitulatif ci-dessous reporte les résultats des mesures . Tab : V.2 - Résultats des mesures des paramètres dynamiques par essai down-hole dans le sondage S 1 Prof (m) 1.00 2.00 3.00 4.00 5.00 6.00 7.00 8.00 9.00 10.0 11.0 12.0 13.0 14.0 15.0 16.0 17.0 18.0 19.0 20.0 21.0 22.0 23.0 24.0 25.0

Vp (m/s) 833 833 833 833 1330 1330 1330 1330 1330 1760 1760 1760 1760 1760 1760 1760 1760 1760 1470 1470 1470 1470 1470 1470 1470

Vs (m/s) 370 370 370 370 476 476 476 476 476 394 394 394 394 394 394 394 394 394 333 333 333 333 333 333 333

ν 0.38 0.38 0.38 0.38 0.43 0.43 0.43 0.43 0.43 0.47 0.47 0.47 0.47 0.47 0.47 0.47 0.47 0.47 0.47 0.47 0.47 0.47 0.47 0.47 0.47

Gdyn (MPa) 232.73 232.73 232.73 232.73 498.47 498.47 498.47 498.47 341.52 341.52 341.52 341.52 341.52 341.52 341.52 341.52 341.52 341.52 215.12 215.12 215.12 215.12 215.12 215.12 215.12

Edyn (MPa) 640.99 640.99 640.99 640.99 1422.17 1422.17 1422.17 1422.17 1422.17 1006.54 1006.54 1006.54 1006.54 1006.54 1006.54 1006.54 1006.54 1006.54 633.74 633.74 633.74 633.74 633.74 633.74 633.74

K Bulk (MPa) 869.3 869.3 869.3 869.3 3226.96 3226.96 3226.96 3226.96 3226.96 6359.36 6359.36 6359.36 6359.36 6359.36 6359.36 6359.36 6359.36 6359.36 3905.31 3905.31 3905.31 3905.31 3905.31 3905.31 3905.31

44

Chapitre V


Le recouvrement, composé d’un remblai d’environ 3m d’épaisseur, présente respectivement des valeurs des ondes de compression et des ondes de cisaillement de Vp =1050 m/s et Vs = 500 m/s. Les valeurs des modules dynamiques sont de l’ordre de 1150 MPa pour le module de Young ( Edyn) et de 425 MPa pour le module de cisaillement (Gdyn).

Le second terrain apparaît à partir de 3.00 mètres jusqu’à 6.0 mètres de profondeur, la vitesse enregistrée dans cette tranche de terrain est de l’ordre de 1330 m/s pour les ondes de compression, et 440 m/s pour les ondes de cisaillement, représentant les sables vaseux brunâtres. Les valeurs des modules dynamiques sont de l’ordre de 1190 MPa pour le module de Young, et oscillent autour de 413 MPa pour le module de cisaillement.

Le troisième terrain présent, correspondant aux vases sableuses gris bleuâtre, a été recoupé à partir de 6 à 12 m de profondeur est caractérisé par des vitesses Vp=1540 m/s pour les ondes de compression , et des vitesses Vs= 370 m/s pour les ondes de cisaillement. Les valeurs des modules d’élasticité dynamique, Edyn, et de cisaillement Gdyn, sont respectivement de l’ordre de 885 MPa et 301 MPa.

Entre les profondeurs 12.0 m et 29.0 m (sable fin vaseux), les vitesses des ondes de compression enregistrées sont rapides atteignant 1420 m/s, et celle des ondes de cisaillement de 340 m/s. Les modules dynamiques exprimés en MPa sont de l’ordre de : o Edyn=659 MPa o Gdyn=224 MPa

Entre les profondeurs 29.0 m et 37.0 m (sable fin vaseux), les vitesses des ondes de compression enregistrées sont de 1370 m/s, et celles des ondes de cisaillement de 483 m/s. Les modules dynamiques exprimés en MPa sont de l’ordre de : o Edyn=1293 MPa o Gdyn=452 MPa

45

Chapitre V

Données géotechniques : Le sol de fondation • Essais de pénétration au carottier :

Les résultats des essais au carottier SPT réalisés sur les différentes formations rencontrées permettent d’émettre les observations suivantes La formation sableuse est caractérisée par un nombre NSPT compris entre 7 et 30 (refus). D’après l’abaque de Peck, cette formation est lâche à moyennement compacte caractérisée par un angle de frottement compris entre 29° et 36°. La formation vaseuse est caractérisée par un nombre NSPT compris entre 2 et 10 correspondant à des argiles molles à moyennement molles. D’après le document technique réglementaire DTR BC 2-48 des règles parasismiques algériennes RPA 99, révisées en 2003, et sur la base des résultats d’essais SPT, le site est classé dans la catégorie des sols meubles S3.

• Analyse chimique de l’eau Le tableau ci-dessous montre les résultats obtenus suite à l’analyse chimique qu’a subit un échantillon de sol afin de déterminer le potentiel d’ions agressifs présents dans le terrain.

Tab : V.3 - Résultats de l’analyse chimique du sol. Sondage S-01

S-02

Profondeur (m) 5.20/5.90 8.00/8.90 12.50/12.90 25.20/25.50 33.00/36.20 39.00/39.25 5.20/5.60 10.50/10.90 18.40/20.45 50.00/50.70

Sulfates SO4 - - ( %) 0.33 1.57 0.16 0.45 0.90 0.16 0.26 1.68 0.37 Traces

Chlorures Cl – (%) 0.13 0.50 0.30 0.43 0.43 0.34 0.23 0.30 0.28 0.25

Carbonates Ca CO3 (%) 27.46 23.71 25.79 28.29 22.46 Traces 25.79 27.46 25.79 18.30

Matière Organique(%) 0.31 2.19

0.37 1.20 1.15 0.52 0.46 1.57 0.89 0.47

D’après la norme NFP 18-011 du 06/92, ces résultats traduisent une agressivité forte pour le béton hydraulique durci de l’infrastructure .Le pourcentage des carbonates indique la nature marneuse des sols en place. 46

Chapitre V


V.3- Synthèse générale La campagne de reconnaissance géotechnique effectuée pour le projet du silo de sucre blanc de capacité de 80 000 t a consisté en la réalisation de deux sondages carottées, deux essais pressiométriques et cinq essais de pénétration statique. Selon les coupes lithologiques définies par les sondages carottées, les deux sondages représentent presque la même stratigraphie (S-01, S-02). On trouve essentiellement 3 couches bien distinctes : •

Une couche de remblai.

•

Une couche de sables vaseux.

•

Une couche de Marne.

On a pu détecter les galets à 42m de profondeur pour le sondage S-01, et le niveau moyen de la nappe a été détecté à 3 m de profondeur (sondages S-01 et S-02, réalisés en mois de mars 2008). Dans les calculs, on travaille avec un poids volumique saturé moyen γsat = 20,50 kN/m3 pour le sable, vases et la marnes.

47

Chapitre VI : Etude des fondations sur le sol naturel

Chapitre VI

Etude des fondations sur le sol naturel

VI. Etude des fondations sur le sol naturel Après avoir défini dans le chapitre précédant les caractéristiques physiques et mécaniques des principales couches du sol, on va procéder dans ce qui suit au dimensionnement des fondations de l’ouvrage, vis-à-vis de la capacité portante et du tassement, en se basant sur les résultats des essais de laboratoire et in situ (essais pressiométriques et pénétrométriques). Vu qu’on a détecté la présence de couches sableuses qui peuvent donner naissance au phénomène de liquéfaction, on évaluera aussi le risque de liquéfaction du site en utilisant l’essai pénétration au carottier (SPT,

méthode de Seed & Idriss 1971).

Les charges à utiliser dans les calculs sont les résultats de l’étude Génie-Civil (structure). Elles sont les suivantes pour l’ELU (combinaison fondamentale) et l’ELS (combinaison rare): •

Effort dans le poteau central le plus sollicité à l’ELU : Nmax = 4626 kN.

•

Effort dans le poteau de rive le plus sollicité à l’ELU : Nmax = 5576 kN.

•

Pression transmise du radier vers le sol : qELU = 4.8 bars.

VI.1 Fondation superficielle (cas du radier) On propose de faire supporter notre structure sous un radier carré en béton armé de 58 m de coté et 2,5 m d’épaisseur. La zone utile s’étale de 3B/2 au dessous de la fondation donc dans l’intervalle [3 ; 87 m]. D’après le sondage carotté S-01 on sait que les galets se trouvent à 40 m de profondeur par rapport au terrain naturel, la zone utile se situe entre la base de la fondation et la couche de galet « substratum », alors elle se trouve dans [3 ; 40 m]. Sachant que (q= 480 KPa) on conclue que cette valeur est nettement plus grande que la contrainte admissible du sol qui est de (qadm= 49.2 KPa). Alors le radier est très loin de vérifier la capacité portante. La méthode est décrite en (Annexe :I). Les tassements ont été calculés par la méthode pressiométrique à 77 cm, cette valeur est loin de l’admissible qui est de l’ordre de 12 cm. (Annexe : II) 48

Chapitre VI


A cet effet, il faut passer aux fondations profondes (pieux) qui, par le fait qu’elles travaillent simultanément par la pointe et par frottement latéral, pourraient vérifier la capacité portante du sol

VI.2 Fondation profonde (cas des pieux) Capacité portante d’un pieu foré : Afin de réaliser un calcul de fondation qui donne les paramètres de portance les plus fidèles possibles, nous avons procédé à l’ecécution des calculs suivants la méthode de calcul basé sur les résultats des essais au pénétromètre statique selon la méthode exposée dans le Fascicule 62 du CCTG. Les sollicitations s’exerçant sur une fondation profonde sont de deux types : -

Sollicitations statiques ou dynamiques dues à l’ouvrage supporté.

-

Sollicitations dues au sol en contact avec la fondation (frottement négatif, poussée horizontale des terres, séisme)

Ces sollicitations sont simultanément équilibrées : -

Pour les efforts transmis suivant l’axe de la fondation, par le frottement latéral Qs dans les couches résistantes et l’effort de pointe Qp s’exerçant sous la base de la fondation.

-

Tous les autres efforts, par la réaction du sol dans les zones où le déplacement du pieu dans le sens des efforts est supérieur à celui du sol encaissant.

Dans le cas présent, les résistances s’améliorent à partir de 47 m, c'est-à-dire au-delà de cette profondeur le sol peut constituer une assise pour les pieux. La charge de fluage (critique) pour un pieu foré est donnée par la formule suivante : ELU : Qc = 0,50 Qp + 0,70 Qs ELS : Qc = 0,33 Qp + 0,5 Qs avec : Qp : la charge limite de pointe Qf : la charge limite par frottement latéral 49

Chapitre VI


Résultats des calculs de la capacité portante Hypothèses de calcul : Les calculs de capacité portante effectués ci-dessous sont basés : - Les résultats des essais de laboratoire effectués sur les échantillons intacts - Interprétation des essais de pénétration statique réalisés au droit du site - Pieu fiché à 50 m de profondeur - Diamètre de pieu entre 1.00 et 1.40 m Exemple de calculs de la capacité portante d’un pieu isolé à partir des résultats au pénétromètre statique

Pieu fiché à 50 m de profondeur Tab : VI.1 - Tableau récapitulatif sur le calcul de pieux Résistance

Diamètre

A

P

Qp

Qs

Qc

Nombre de pieux

de pointe

Ф (cm)

(m²)

(m)

(tonnes)

(tonnes)

(tonnes)

(100 000 t)

(bar) 80

ELS 0.785

3.14

251

282

323

444

100

0.785

3.14

314

282

354

408

120

0.785

3.14

376

282

385

376

1.131

3.768

361

339

417

346

100

1.131

3.768

452

339

463

313

120

1.131

3.768

542

339

508

286

1.358

4.396

492

395

522

277

100

1.538

4.396

615

395

584

249

120

1.538

4.396

738

395

645

226

80

80

100

120

140

On remarque selon les résultats récapitulés dans le tableau ci-dessus que le nombre de pieux varie selon le diamètre et la résistance de pointe. Pour des raisons de faisabilité les pieux de 100 cm de diamètre sont fortement recommandés. 50

Chapitre VI


VI.3 Etude du risque de liquéfaction 1-Vérification des conditions de prédisposition de la liquéfaction Pour qu’un sol soit liquéfiable, il y’a un certain nombre de conditions à vérifier. - En premier lieu que le sol soit saturé, c'est-à-dire en pratique il doit être sous le niveau de la nappe phréatique : cas de ce site situé en bordure de mer, - Ensuite que le sol soit contractant, c'est-à-dire dans un état de compacité suffisamment lâche pour conduire à des diminutions de volume significatives sous les sollicitations cycliques, - Enfin que le sol soit suffisamment peu perméable, pour que la dissipation des suppressions interstitielles générées soit trop lente par rapport à leur génération, et qu’il y ait donc accumulation progressive de suppressions jusqu’à la liquéfaction. En pratique les sols liquéfiables sont essentiellement les sables fins (donc peu perméables) et lâches (donc contractants) sous la nappe. Les frontières de ce domaine s’étendent en pratique jusqu’à des sables limoneux voire des silts. Pour la couche sableuse Les données sur les couches de sable sont présentées pour les sondages S-01, S-02 . Tab : VI.2 - Conditions de prédisposition à la liquéfaction dans la couche de sable

N°Sondage

S-01

S-02

Sr = 100% Cu < 15

Oui Oui

Oui Oui

0,05 mm ≤ D50 ≤ 1,50mm

Oui

Oui

Condition

Les couches sableuses sont candidates à se liquéfier sous l’effet d’un chargement cyclique (un éventuel séisme par exemple). 51

Chapitre VI


2- Evaluation du potentiel de liquéfaction Selon le RPA 1999 version 2003, l’ouvrage en question appartient à la catégorie 1B Ouvrages de grande importance « construction industrielle ». Pour cette catégorie et pour la région de Bejaia (zone sismique IIa ), le coefficient d’accélération de zone, noté « A » vaut 0,2. A=

a max =0,20 donc on prend dans les calculs amax = 0,20.g. g

Pour la magnitude, on prend celle du séisme de 2003 : Mw = 6 sur l’échelle de Richter. Le calcul du potentiel de liquéfaction est fait à partir des résultats du pénétromètre statique (SPT) selon la méthode de H.B. Seed (Annexe : 3) . Ce dernier a développé une méthode reposant sur les résultats acquis au SPT (1979, cité par Robertson et Fear, 1996) sur plusieurs sites où la liquéfaction est apparue. La banque des données ainsi constituée a permis de déterminer un critère de liquéfaction en fonction de la nature du sol (plus exactement de sa teneur en fines), de sa résistance au SPT et de l’intensité de la sollicitation CSR, la méthode à partir des célérités Vs n’est pas applicable dans notre cas vu les valeurs qui sont supérieures à 200m/s. •

Les caractéristiques géotechniques des couches à considérer dans les calculs pour chaque sondage SPT correspondent au sondage carotté le plus proche.

•

On a calculé le potentiel de liquéfaction à partir de l’essai SPT en se basant sur le sondage carotté S-01.

•

Pour les couches marneuses et galets, on donne au coefficient FL la valeur 1(qui signifie qu’il n’y a pas de risque local de liquéfaction).

Les étapes de calcul sont exposées en détail dans l’annexe ; dans le tableau ci-dessous sont représentés les résultats finals.

52

Chapitre VI

Etude des fondations sur le sol naturel Tab.1- Résultats du sondage PS-01( près de S-01) FC

α

β

10

0 0,87 5

1 1,02 1,2

FC ≤ 5% 5%≤FC≤35% FC ≥35%

CALCUL

N1(60)cs N1(60)cs =α+βN1(60)

N1(60) N1(60) = N ×CN ×CE ×CB ×CR ×CS

γ(kN/m3) N CE CB CR CS FC % amax (m/s2) Mw Hi(m) f γw(kN/m3) σv (kN/m2) σ'v (kN/m2) CN N1(60)

α

β

rd

6 7 8 9 10 11 12 13 14 15 16 17 18

0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0

18,9 18,9 18,9 18,9 18,9 18,9 18,9 19,2 19,2 19,2 19,2 19,2 19,2

17 17 5 5 5 10 11 11 9 15 15 9 8

1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1

1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1

1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1

1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1

40 40 96 96 80 80 50 60 0 26 38 38 92

2,45 2,45 2,45 2,45 2,45 2,45 2,45 2,45 2,45 2,45 2,45 2,45 2,45

6 6 6 6 6 6 6 6 6 6 6 6 6

0 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1

0,7 0,7 0,7 0,7 0,7 0,7 0,7 0,7 0,7 0,7 0,7 0,7 0,7

10 10 10 10 10 10 10 10 10 10 10 10 10

113,4 132,3 151,2 170,1 189 207,9 226,8 246 265,2 284,4 303,6 322,8 342

53,4 62,3 71,2 80,1 89 97,9 106,8 116 125,2 134,4 143,6 152,8 162

1,37 1,27 1,19 1,12 1,06 1,01 0,97 0,93 0,89 0,86 0,83 0,81 0,79

23,26 21,54 5,93 5,59 5,30 10,11 10,64 10,21 8,04 12,94 12,52 7,28 6,29

5,0 5,0 5,0 5,0 5,0 5,0 5,0 5,0 0,0 4,4 5,0 5,0 5,0

1,20 1,20 1,20 1,20 1,20 1,20 1,20 1,20 1,00 1,12 1,20 1,20 1,20

N1(60)cs 30,00 30,00 12,11 11,70 11,36 17,13 17,77 17,26 8,04 18,91 20,02 13,74 12,54

19

0

19,2

8

1

1

1

1

92

2,45

6

1

0,7

10

361,2

171,2

0,76 6,11

5,0

1,20

12,34

0,72

0,25 0,13 0,85

0,11

20 21

0 0

19,2 19,2

8 1 12 1

1 1

1 1

1 1

92 86

2,45 2,45

6 6

1 1

0,7 0,7

10 10

380,4 399,6

180,4 189,6

0,74 5,96 0,73 8,71

5,0 5,0

1,20 1,20

12,15 15,46

0,70 0,69

0,24 0,13 0,84 0,23 0,16 0,83

0,11 0,14

22 23 24 25 26 27 28 29 30 31 32 33 34

0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0

19,2 19,2 19,2 19,2 19,2 19,2 19,2 19,2 19,2 19,2 19,2 19,2 19,2

12 7 31 31 12 12 17 17 18 18 18 18 18

1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1

1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1

1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1

86 54 0 0 80 60 60 60 36 36 76 86 86

2,45 2,45 2,45 2,45 2,45 2,45 2,45 2,45 2,45 2,45 2,45 2,45 2,45

6 6 6 6 6 6 6 6 6 6 6 6 6

1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1

0,7 0,7 0,7 0,7 0,7 0,7 0,7 0,7 0,7 0,7 0,7 0,7 0,7

10 10 10 10 10 10 10 10 10 10 10 10 10

418,8 438 457,2 476,4 495,6 514,8 534 553,2 572,4 591,6 610,8 630 649,2

198,8 208 217,2 226,4 235,6 244,8 254 263,2 272,4 281,6 290,8 300 309,2

0,71 0,69 0,68 0,66 0,65 0,64 0,63 0,62 0,61 0,60 0,59 0,58 0,57

5,0 5,0 0,0 0,0 5,0 5,0 5,0 5,0 5,0 5,0 5,0 5,0 5,0

1,20 1,20 1,00 1,00 1,20 1,20 1,20 1,20 1,20 1,20 1,20 1,20 1,20

15,21 10,82 21,03 20,60 14,38 14,20 17,80 17,57 18,09 17,87 17,67 17,47 17,28

0,67 0,66 0,64 0,63 0,61 0,60 0,58 0,57 0,55 0,54 0,52 0,51 0,49

0,23 0,22 0,22 0,21 0,21 0,20 0,20 0,19 0,19 0,18 0,18 0,17 0,17

0,81 0,80 0,79 0,78 0,77 0,76 0,76 0,75 0,74 0,73 0,73 0,72 0,71

0,13 0,10 0,18 0,17 0,12 0,12 0,14 0,14 0,14 0,14 0,14 0,13 0,13

Z(m) N-nappe (m)

1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1

8,51 4,85 21,03 20,60 7,82 7,67 10,67 10,48 10,91 10,73 10,56 10,39 10,24

0,91 0,90 0,88 0,87 0,85 0,84 0,82 0,81 0,79 0,78 0,76 0,75 0,73

CSR 0,31 0,31 0,30 0,30 0,29 0,29 0,28 0,28 0,27 0,27 0,26 0,26 0,25

CRR 0,47 0,47 0,13 0,13 0,13 0,18 0,19 0,18 0,10 0,20 0,22 0,15 0,14

0,16 0,12 0,23 0,22 0,15 0,15 0,19 0,19 0,19 0,19 0,19 0,19 0,18

Kσ CRR1 1,00 0,47 1,00 0,47 1,00 0,13 1,00 0,13 1,00 0,13 1,00 0,18 0,98 0,19 0,96 0,18 0,93 0,09 0,92 0,19 0,90 0,19 0,88 0,13 0,87 0,12

53

MSF 1,77 1,77 1,77 1,77 1,77 1,77 1,77 1,77 1,77 1,77 1,77 1,77 1,77

FS 2,637 2,681 0,771 0,762 0,756 1,12 1,161 1,121 0,586 1,23 1,312 0,9 0,833

FL W(z) FL*W(z)*Hi 0 7 0 0 6,5 0 0,23 6 1,38 0,24 5,5 1,31 0,24 5 1,22 0 4,5 0 0 4 0 0 3,5 0 0,41 3 1,24 0 2,5 0 0 2 0 0,1 1,5 0,15 0,17 1 0,17

1,77

0,826 0,17

0,5

0,09

1,77 1,77

0,82 0,18 0 1,026

0 0

0 0

1,77 1,77 1,77 1,77 1,77 1,77 1,77 1,77 1,77 1,77 1,77 1,77 1,77

0 1,019 0,764 0,24 0 1,466 0 1,446 0 1,011 0 1,013 0 1,281 0 1,284 0 1,346 0 1,353 0 1,362 0 1,374 0 1,388

0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0

0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0

l'intensité de la liquéfaction IL = (FL*W(z)*Hi) =

54

5,56

Chapitre VI


3- Interprétation des résultats On a détecté l'existence de risques de liquéfactions locales dans la couche sableuse d’épaisseur de 27 m comme suit (de Z = 8 m à Z=10 m , de Z = 17 à Z = 19 ) et à la profondeur Z = 14 m . Le potentiel de liquéfaction global est estimé à 5,56 % (> 5 %) ce qui représente un risque moyen de liquéfaction.

VI.4 conclusion sur la nécessité d’améliorer le sol Le site étudié présente un risque de liquéfaction locale dans les couches sableuses (surtout entre 8 et 19 m de profondeur) et un potentiel de liquéfaction global moyen ( > 5 %) dans au moins deux endroits différents (S 1 et S 2) ce qui nécessite de prendre ce risque en considération et chercher une solution avant la réalisation de l'ouvrage projeté. Le sol qui doit supporter l’ouvrage projeté présente trois problèmes : •

Capacité portante faible ;

•

Tassement important (de l’ordre de 98 cm comme tassement absolu) ;

•

Risque de liquéfaction moyen sous l’effet d’un séisme.

A cet effet, plusieurs solutions peuvent être envisagées : •

Les fondations profondes d’une fiche de 50 m et de 1,20m de diamètre peuvent régler les problèmes de capacité portante et de tassement néanmoins, ils sont déconseillés d’une part vu leur nombre élevé qui augmentera considérablement le coût du projet et d’autre part le fait qu’ils ne jouent pas un rôle considérable dans la réduction du risque de liquéfaction. Enfin, la variante qui a été retenue pour ce projet est celle de l’amélioration de sol par

colonnes ballastées.

55

Chapitre VII : Dimensionnement des colonnes ballastées

Chapitre VII

Dimensionnement des colonnes ballastées

VII. Dimensionnement des colonnes ballastées VII.1 Mailles de référence Selon les recommandations du COPREC 2004, on à deux mailles : •

Maille de référence max qui est de 9m2 avec un taux de substitution qui doit être supérieur à 3% ;

•

Maille de référence min qui est de 2,4 m2.

Pour des raisons de portance de faisabilité techniques, les colonnes ballastées de ce projet seront disposées suivant un maillage carré moyen de 1.6 m de coté avec un entraxe max qui vaut 1.6 .On aura ainsi un nombre total de 1296 colonnes avec un taux de substitution de 20 %.

VII.2 Dimensionnement du réseau de colonnes ballastées Le nombre de colonnes nécessaires est obtenu grâce à l’abaque de dimensionnement de PRIEBE (Annexe IV). -contrainte transmise par l’ouvrage σ0= 4,8 bars -contrainte reprise par le sol (pressiometre) σsol =1.42 bars -dimension radier BA (58 mètres de diamètre ) - Ballaste roulé φ=40° (Kac=0.2174) β= σ0/ σsol =4.8/1.42= 3.38 Donc on aura d’après l’abaque de PRIEBE A/Ac= 3.75 - diamètre de la colonne Ø = 0.8 m (Ac =0.5m2) Soit le nombre de colonnes sous le radier n= 1296 colonnes On opte pour un maillage carré de 36 colonnes ballastées dans les deux sens avec un entraxe de 1.6 m.

56

Chapitre VII


VII.3 Justification en termes de contraintes et de tassements Sondage # SP-01 :

1- Justification en termes de contraintes L’étreinte latérale est obtenue à partir des pressions limites (Pl) en évaluant la pression équivalente le long des couches de sol traversées par les colonnes ballastées On calcul Ple* pour chaque sondage sur la hauteur de moindre résistance.

qr = σ h .

1 + sin ϕ c π ϕ' = σ h . tan 2 ( + c ) = 4,6σ h 1 − sin ϕ c 4 2

φ’c : Angle de frottement du ballast (φ’c= 40° dans notre cas) ; σh = PLe* dans le cas du pressiomètre A partir des valeurs de Pl*, on calcul la moyenne géométrique PLe* =

n

∏P * l

sur la hauteur de

la colonne. PLe * = 7 215.200.500.100.500.625.600 = 327.38kPa

σh = Ple* = 327.38 kPa ; qr = 4,6. Ple*= 1459 kPa ;

qr = 1505 MPa qa = min (0,8MPa ; qr /2) = min (0,8MPa ; 0,753MPa) ⇒ qa = 0.753 MPa

Vérifications

σ0 = 0.480 MPa et

qa =0.753 MPa

⇒ σ0 < qa

57

Chapitre VII


Mécanisme de rupture des colonnes ballastées a/- Rupture par expansion latérale Si la pression limite du sol est faible, la colonne a tendance à s’expansé latéralement .dans le cas présent, le réseau de colonnes comprime latéralement le sol, les déformations dévia toriques sont empêchées. il n’y a aucun risque de rupture par expansion

b /- Rupture par cisaillement La rupture par cisaillement se produit lorsque la hauteur de la colonne est inférieure à 4*D. Comme D est égal à 0.8 m, ce risque est donc écarté.

c/- Rupture par poinçonnement : Selon les recommandations du COPREC 2004, on élimine le risque de poinçonnement en donnant à la colonne une longueur supérieure à la longueur minimale qui équilibre la résistance du sol :

Qrp=9 .Cu + Lc. [(2Cu/Rc) - 21] Avec : Qrp = 753 kPa ; Rc = 0,40 m Cu = 0.1 bars (résultats géotechnique). Donc on aura : Lc = (Qrp - 9 .Cu) / [(2Cu/Rc) – 21]

AN :

Lc= (7,53-9.0,1) / [(2.0,1/0,4)-0,21] Lc= 22.86 m

Donc pour éviter la rupture par poinçonnement il faut dépasser une longueur de 23 m, dans notre cas on a choisie par mesure de sécurité une longueur de 25 mètres .

58

Chapitre VII


2-Justification en termes de tassements (résultats de PLAXIS) Présentation du logiciel PLAXIS est un programme d’éléments finis en deux dimensions spécialement conçu pour réaliser des analyses de déformation et de stabilité pour différents types d’applications géotechniques. Les situations réelles peuvent être représentées par un modèle plan ou axisymétrique. Le programme utilise une interface graphique pratique permettant de générer rapidement un modèle géométrique et un maillage d’éléments finis basés sur la coupe verticale de l’ouvrage à étudier. L’interface d'utilisation de PLAXIS se compose de trois sous-programmes (Input,

Calculations, Output).Ce logiciel est organisé en trois parties correspondant à ces trois sousprogrammes, et suit la liste des options spécifiques qui apparaissent dans les menus correspondants. Pour le calcul du tassement sol/colonnes on a utilisé le logiciel PLAXIS version 8 développer par le groupe TERRASOL. PLAXIS a été testé avec succès par les spécialistes de la géotechnique En résumé -

Calcul du tassement du sol avant et après traitement est fait selon la méthode de Priebe ou bien la théorie de l’élasticité

-

Calcul des déplacements horizontaux

-

Calcul des contraintes dans le sol

-

Travaille avec plusieurs couches (introduction des différentes caractéristiques du sol)

-

Génère un rapport final des résultats

59

Chapitre VII


Caractéristiques du sol à utiliser dans les calculs Avant de lancer les calculs, le programme demande un certain nombre de données :

1.Données relatives aux colonnes On suppose que la nappe est au niveau Z= -3 avec γsatcol = 21kN/m3 et Ecol = 60 MPa; φ’c = 40° (matériau concassé).

2.Propriétés de la fondation et le choix de la maille On travaille avec une maille carrée avec un entraxe de 3m (dans les deux directions) ce qui donne un nombre de 1296 colonnes (en considérant un radier général circulaire de 58 m de diamètre). On choisi de calculer le tassement par logiciel Plaxis.

3. Données relatives au sol On travaille avec des couches épaisses de trois mètres en moyenne. On modélise le matelas de répartition comme une première couche qui aura les caractéristiques du ballast. Les caractéristiques des couches de sol sont données comme suit : - Le module d’élasticité E est obtenu pour chaque mètre à partir des résultats de l’essai pressiométrique ; - On prend un poids volumique pour toutes les couches ; - Le coefficient de poisson vaut 0,47 ; - La cohésion C’ vaut 0 pour les couches de sable. - L’angle de frottement des sables φ’ est obtenu par la corrélation suivante à partir de l’essai

⎡ E ⎤ P pressiométrique : L = 1,58.⎢ m ⎥ P0 ⎣α .PL ⎦

sin ϕ

⎡ ⎛ PL ⎞ ⎤ ⎟⎟ ⎥ ⎢ log10 ⎜⎜ 1 , 58 . P 0 ⎠⎥ ⎝ . Ce qui conduit à : φ = arcsin ⎢ ⎢ ⎛ Em ⎞ ⎥ ⎟⎟ ⎥ ⎢ log10 ⎜⎜ ⎢⎣ ⎝ α .PL ⎠ ⎥⎦

60

Chapitre VII


Fig VII.1- Résultats des tassements sans renforcement (60cm)

Fig VII.2 - Résultats des tassements avec renforcement (9cm)

Les figures ci-dessus représentent la différence en terme de tassements entre le sol qui recevant l’ouvrage (Le silo) avec une modélisation en axisymétrie (Logiciel PLAXIS) avec et sans renforcement. On remarquera que la diminution des tassements est de l’ordre de 15% ceci est du au bon confinement qu’apportent les colonnes ballastées en interaction avec le sol naturel.

61

Chapitre VII


Modélisation du problème

Actuellement, il y a très peu de littérature concernant la modélisation de la mise en place des colonnes ballastées. Debats et al (2006) ont présenté des modélisations de colonne en axisymétrie et l’étude de l’influence des expansions latérales par la donnée des valeurs de déformation latérale de la colonne. La plupart des auteurs considère une cellule élémentaire dans laquelle on affecte arbitrairement un changement de la valeur K ( K = σ’h /σ’v) dans une couronne de sol autour de colonne. En axisymétrie, on peut modéliser une cellule élémentaire en simulant l’effet de la mise en place selon les 3 approches suivantes : •

En augmentant arbitrairement la valeur des contraintes horizontales initiales (en jouant sur Ko),

•

En appliquant un pré-chargement à la colonne en supposant qu’elle est constituée d’un matériau parfaitement élastique (Debats et al.),

•

En utilisant une valeur de déplacement radial pour simuler l’expansion latérale des colonnes ballastées.

Les modélisations ont été effectuées selon ces trois méthodes, on se concentre sur les modélisations en 3D simulant la mise en place par une expansion radiale, car il est plus proche de la réalité. Modèle en 3D cellule élémentaire

La cellule élémentaire 3D comprend une colonne ballastée au centre et un volume de sol environnant, avec la simulation de l’expansion latérale indiquée sur la Figure (Fig : VII.3).

Fig : VII.3 - modélisation d’une cellule élémentaire avec une colonne au centre

62

Chapitre VII


Fig : VII.4 -augmentation des contraintes horizontales

La modélisation a été effectuée selon des cellules élémentaires de colonnes ballastées ayant des dimensions différentes (1,6m x 1,6m, 2,5 m x 2,5m, 3m x 3m et 4m x 4m et puis 6m x 6m) et des longueurs des colonnes différentes. Le diamètre de la colonne est supposé constant et égal à 0,8m. On a toujours gardé en tête de colonne un matelas de 60cm d’épaisseur. Des valeurs différentes de l’expansion radiale d’une colonne (εv =2εx= 2εz, εy = 0, ( Fig : VII.3) simulant sa mise en oeuvre (0%, 2,5%, 5%, 7,5% et 10%, 15%) ont été utilisées pour l’étude de l’influence de ces expansions sur le comportement de la colonne dans notre sol en question la figure ( Fig : VII.4) illustre l’augmentation des contraintes horizontales engendrées par des expansions radiales différentes (2,5%, 5% et 15 %), exprimée en termes du rapport K/Ko.

Fig : VII.5 - Taux de réduction des tassements

63

Chapitre VII


La Figure ( Fig : VII.5) présente les taux de réduction des tassements calculés (rapport du tassement avec colonne à celui sans colonne) en fonction du rapport des sections A/Ac , avec A : section du sol renforcé et Ac : section de la colonne, pour différentes valeurs de l’expansion radiale. On vérifie l’influence importante du rapport des sections (A/Ac) : s’il est grand (A/Ac ≥ 20), le facteur de réduction du tassement est très faible, cependant, si l’on diminue le rapport des sections (A /Ac ≤ 10), le facteur de réduction du tassement augmente rapidement. On montre clairement que la prise en compte de l’expansion latérale nous conduit à une augmentation de taux de réduction des tassements. Par contre, si on ne prend pas en compte cet effet, les résultats obtenus conduisent à un renforcement nul sauf lorsque A /Ac ≤ 10, ce qui correspond à un entraxe inférieur à 3Dc. Le taux de réduction des tassements est encore beaucoup plus faible lorsqu’on modélise le comportement des colonnes «flottantes». En pratique, le rapport des sections A/Ac est souvent de l’ordre 10 (l’entraxe des colonnes est d’environ 3Dc (Dc : diamètre de colonne)). Si l’on considère que l’efficacité du renforcement est obtenue pour un taux de réduction des tassements supérieur ou égal à 3, la Figure. 3b montre que cette situation est obtenue avec une expansion radiale de l’ordre de 5%. Discussion sur le rôle de l’augmentation de la contrainte horizontale

La simulation de la mise en place des colonnes ballastées par une expansion radiale de colonne nous permet de vérifier l’augmentation des contraintes horizontales dans le sol et la nette diminution du tassement. En pratique, on peut trouver des valeurs d’expansion latérale jusqu’à 10%, la valeur de K/Ko peut être égale de 1,5 à 2 . Si l’on a fait une expansion radiale 5% de la colonne avec A/Ac = 11,46 (entraxe 3D), on trouve que la valeur K/Ko au bord de colonne est d’environ 4 mais décroît très vite jusqu’à une valeur d’environ 1,6 au bord de cellule, ce qui correspond à une moyenne de l’ordre de 2. Pour un sol normalement consolidé (Ko = 0,5), ceci donne une valeur de K après mise en place voisine de 1, en accord avec Handy (2001). Ainsi, on constate que l’expansion radiale de 5% est une valeur très raisonnable, donnant une augmentation du rapport K/Ko de l’ordre de 2.

64

Chapitre VII


Confrontation avec données de terrain

La modélisation a été effectuées pour le silo de sucre blanc à un diamètre de 53 mètres de diamètre reposant sur colonnes ballastées de 0,8 m de diamètre traversant environ 35 mètres de sols. avec un chargement de 480 kPa. Ce cas a été présenté par Dhouib et Blondeau (2005). Les propriétés des sols sont données dans la synthèse géotechnique. On a effectué une modélisation tridimensionnelle des colonnes après avoir étudié le comportement d'une cellule élémentaire

Fig : VII.6 – Modélisation d’un groupe de colonnes ballastées et cellule élémentaire

On étudie l’augmentation des contraintes horizontales pour quatre valeurs de K dans la cellule élémentaire (K = σ’h /σ’v), 1- K0 = 0,5 (sols normalement consolidé), 2- K = 1, 3-K =1,5 4-K = 2.

On remarque Grâce à l’augmentation de la valeur de K, on trouve que le tassement diminue. Par la suite, on considère toujours une cellule élémentaire mais en attribuant une valeur de l’expansion latérale de 5%. Avec K = 2 ou avec 5% d'expansion latérale, on obtient des tassements plus proches de ceux mesurés (Fig : VII.7).

Fig : VII.7 - Tassement d’une cellule élémentaire avec différentes valeurs de K et d'expansion

65

Chapitre VII


La modélisation d'ouvrages reposant sur des colonnes ballastées doit prendre en compte la mise en place de celles ci. Cette insertion se traduit par une expansion radiale de la colonne et une augmentation des contraintes horizontales. Les modélisations effectuées montrent qu'une expansion radiale de 5% conduit à un rapport de contrainte K égal à 2. Ces valeurs permettent de reproduire correctement le tassement observé sur un réservoir. D'autres modélisations, non exposées ici, conduisent à des résultats similaires.

VII.4 Conclusion Vis-à-vis des contraintes, les charges apportées par l’ouvrage peuvent être supportées par le sol qui présente une étreinte latérale suffisante pour empêcher la rupture par expansion latérale. Concernant les tassements, les résultats retrouvés à l’aide du logiciel PLAXIS sont dans la limite de l’admissible et qui doivent être confirmés par l’essai de chargement.

66

Chapitre VIII : Contrôle des colonnes ballastées

Chapitre VIII

Contrôle des colonnes ballastées VIII. Contrôle des colonnes ballastées

VIII .1 Essais de Contrôle des colonnes ballastées a) Avant la réalisation - Matériaux constitutifs des colonnes Le Matériau constitutif de la colonne est drainant. Selon la norme NF P 11-212 (DTU 13.2 « fondations profondes pour le bâtiment »), les dispositions constructives suivantes doivent être respectées :

1. La granulométrie du matériau d’apport doit vérifier les trois conditions : d5 > 0,1mm, d30 > 10mm, d100 > 100mm ; 2. Le fuseau granulométrique doit être choisi selon la fonction essentielle que l’on veut conférer à la colonne ballastée ; 3. Le rôle porteur est accru par un fort pourcentage de cailloux. Le matériau d’apport peut être roulé ou concassé en fonction des disponibilités locales ; 4. La roche constituant les éléments du matériau d’apport doit avoir des caractéristiques mécaniques élevées (Rc > 25 MPa) et ne pas être délitable ni sujette à l’attrition . Les règles du DTU 13.2 ne distinguent pas les matériaux d’apport en fonction du mode d’exécution des colonnes (par voie humide ou par voie sèche). Par contre les «Recommandations pour le contrôle de la conception et de l’exécution des colonnes ballastées» du COPREC (2004) tolèrent des diamètres d30 et d100 de cailloux d’apport plus importants pour la voie humide : d30 > 40 mm et d100 > 160 mm. Les caractéristiques adoptées pour le ballast servant à la réalisation des colonnes ballastées dans la pratique courante sont résumées dans le tableau (Tab : VIII.1) En premier lieu, on doit contrôler les matériaux qui arrivent sur chantier : nature, granulométrie,…etc. en effectuant un certain nombre d’essais (analyse granulométrique, Los Angeles, Microdeval, Proctor,…etc.), Les matériaux d’apport doivent être de qualité et de granulométrie contrôlées et les plus homogènes possibles. Le choix se portera sur des graves naturelles, roulées ou concassées.

67

Chapitre VIII

Contrôle des colonnes ballastées

Tab : VIII.1 - Les caractéristiques minimales des matériaux d’apport Caractéristiques Ordres de grandeur Remarques

Indice de concassage (%)

40 / 60 12 / 40 > 80

LA

< 25 – 35*

MDE

< 25 – 30*

Dimensions du ballast (mm)

Voie humide Voie sèche Essai « Los Angeles » (Norme NF EN 1097-2) Essai « Micro-Deval » (Norme NF EN 1097-1) -

(LA + MDE) < 40 – 60* Pourcentage de fines** <5% * Valeurs limites. ** Le critère de propreté au ses de la norme NFP 18591 représente le passant inférieur à 5%.

-

Matériaux du matelas de répartition

Le DTU 13.2 stipule qu’ « un groupe de colonnes ballastées est toujours coiffé par une couche de répartition… il s’agit d’une couche épaisse de matériau graveleux et c’est souvent la plate-forme de travail elle-même qui joue le rôle de couche de répartition ». Lorsque le matelas de répartition sert de plate-forme de travail, son re-profilage et son compactage final, avec éventuellement un complément de matériau d’apport pour régler l’épaisseur demandée, doivent être réalisés après l’exécution totale des colonnes ballastées. Le texte du COPREC précise que l’épaisseur du matelas de répartition dépend de plusieurs facteurs tels que la nature et l’intensité des charges, le type de fondations (cas des dallages armés ou non), le module de déformation du matériau du matelas et du sol encaissant et les caractéristiques des colonnes ballastées (diamètre, maillage). Il stipule enfin que l’épaisseur du matelas doit être d’au moins 0.4 m sous les charges réparties avec des entraxes entre colonnes d’au plus 3 m et que le matelas n’est pas nécessaire sous les éléments de fondation rigide (semelles isolées, semelles filantes) . Dans le cas des dallages, la partie supérieure du matelas de répartition a au moins les caractéristiques d’une couche de forme, au sens du document GTR 92. la couche de forme doit avoir une épaisser minimale de 25cm de matériau autre que la classe F (norme NF P 11300) et doit avoir un module d’élasticité supérieur à 50 MPa . 68

Chapitre VIII


Fig : VIII.1 - Schéma donnant les couches qui forment le matelas de répartition [

b) Pendant la réalisation (autocontrôle) Les données importantes de chaque étape de compactage peuvent être mesurées, enregistrées et imprimées sous forme de fiches individuelles et récapitulatives. L’appareillage de mesure se compose : •

d’un appareil de commande dans la cabine du porteur,

•

d’une unité centrale avec enregistrement des données,

•

d’un ordinateur avec imprimante.

Pour chaque colonne ballastée réalisée, un graphique parallèle en fonction du temps est édité, permettant de vérifier : •

l’atteinte de la couche compacte en fin de fonçage de l’outil ;

•

l’intensité du compactage à tous les niveaux de la colonne ;

•

la continuité de la colonne sur toute sa longueur ;

•

la profondeur en fonction du temps (vitesse de pénétration) ;

•

la durée de réalisation d’une colonne ;

•

Il est également possible d’enregistrer la consommation en énergie.

c) Après réalisation des colonnes En plus des essais de chargement réalisés sur quelques colonnes, on peut mener des essais au pénétromètre standard (SPT), statique (CPT), dynamique (DPT) ou au pressiomètre (PMT) dans l’axe des colonnes pour vérifier leur compacité et continuité. Mais l’expérience montre que le pénétromètre statique (CPT) est l’outil le mieux adapté en raison de la continuité de la

69

Chapitre VIII


mesure, tout en se heurtant à des difficultés communes telles que le faux refus sur blocs, la déviation des tiges. VIII.2 Etapes de réalisation des colonnes ballastées

1-Installation du matériel d’exécution •

Mise en station de la grue : le vibreur est amené à la verticale du point centrale de la colonne implantée puis la grue est stabilisée sur ces trois pieds ;

Fig : VIII.2 - Mise en station du vibreur (Site : zone portuaire de Bejaia) •

Afin d’éviter que le vibreur sera bouché en traversant les couches de sol, on verse un godet de ballast dans la benne pour le verser dans le sas ;

•

Démarrage du moteur, le vibreur est descendu lentement. Il arrive parfois qu’on trouve une difficulté pour traverser le premier mètre ; cela est dû au fait que la couche superficielle est bien compactée par le mouvement des machines dans le chantier ;

•

Le vibreur, avec les tubes de rallonge, descend lentement sous l’effet de son propre poids et les vibrations du moteur excentrique en refoulant latéralement le sol. La vitesse de descente est variable d’un sol à l’autre. Il arrive parfois que le moteur du vibreur augmente de température en traversant des couches de sol résistantes où on est obligé de le refroidir avec de l’eau ;

70

Chapitre VIII


Fig : VIII.3 – Descente du vibreur dans le sol (Site :zone portuaire de Bejaia ) •

Lorsque la profondeur de traitement requise est atteinte (identifiée par l’enregistreur en temps réel sous forme d’augmentation instantanée de la consommation du courant du vibreur), on remplit la benne à l’aide d’un chargeur à godet (on un tractopelle) puis elle est remontée et son contenu est vidée dans le sas. Une fois la benne est vide, on la fait descendre ;

Fig : VIII.4 - Remplissage de la benne puis sa vidange dans le sas (Site : zone portuaire de Bejaia ) •

Le matériau (ballast) est expulsé vers l’orifice du vibreur à l’aide de l’air comprimé dont l’alimentation continue est assurée par un compresseur ;

•

Le vibreur est ensuite légèrement remonté pour permettre au ballast de sortir de l’orifice. En remontant et descendant le vibreur de façon contrôlée par passes successives (de l’ordre de 50 cm) jusqu’au niveau de la plate-forme, le ballast est 71

Chapitre VIII


expansé et compacté dans le sol en place pour former la colonne ballastée. L’alimentation en matériau est assurée continuellement à l’aide de la benne qui verse son contenu dans le sas. •

L’augmentation instantanée de la consommation du courant du vibreur jusqu’à une valeur critique traduit le serrage du terrain et permet de vérifier que le compactage optimal a été atteint.

2-Essais de contrôle des colonnes Le contrôle se fait conformément au cadre contractuel, et dans le respect de la norme relative à l’exécution des colonnes ballastées, DTU 13.2 chapitre 8. Essai de contrôle d’exécution Pour une colonne sur 50, soit 8 colonnes pour le nombre total prévu dans l’étude, il sera fourni les paramètres d’exécution des colonnes ballastées : profondeur atteinte, énergie consommée, et volume du matériau incorporé par mètre de profondeur. Ces paramètres doivent être fourni sous forme d’enregistrement précisant aussi le matériel utilisé et le procédé de réalisation utilisé.

Essai de réception des colonnes ballastées Les essais de réception des colonnes sont à la charge de l’entreprise de réalisation des colonnes, ils comprennent : - Contrôle du diamètre de la colonne, à raison de 1 par tranche de 50 colonnes, soit 8 colonnes pour le nombre total prévu dans l’étude. Le contrôle se fait par dégarnissage des colonnes hors ouvrages sur une profondeur minimale de 1m sous la plateforme. La tolérance d’exécution des colonnes est de ±20cm.

72

Chapitre VIII


Fig : VIII.5 - Dégarnissage d’une colonne (Site :zone portuaire de Bejaia) - Contrôle de la continuité en cas de défaut d’enregistrement, à raison de 1 par tranche de 50 colonnes, soit 8 colonnes pour le nombre total prévu dans l’étude. Le contrôle de la continuité se fait par essai de pénétration statique CPT ou dynamique DPT selon les normes en vigueur relatives à la réalisation de ces essais.

Fig : VIII.6– Exemple de Réalisation de l’essai DPT dans l’axe des colonnes - Contrôle de la compacité de la colonne, à raison de 1 par tranche de 80 colonnes, soit de 5 colonnes pour le nombre total prévu dans l’étude. Le contrôle de la compacité se fait par essai CPT ou essai DPT en descendant de 1m sous la base de la colonne, sauf refus sur la couche d’assise.

La résistance pénétrométrique minimale en tout point de l’axe de la colonne, à partir de 1m de profondeur, doit être égale à 15MPa (DTU13.2). Lorsqu’il y’ a un refus, cela implique que le critère de compacité est vérifié. La zone de contrôle s’étale de 1m de profondeur jusqu’à 3 à 4m. Au-delà, les tiges commencent à se dévier et on enregistre de faibles valeurs de résistance.

73

Chapitre VIII


Rd (MPa) Z = 0,00m

0

5

10

15

20

25

30

0 0.5

Z = 1m

1 1.5

Zone de Contrôle Z = 3 ÷ 4m

Z (m)

2 2.5 3 3.5 4 4.5 5

Rdmin (DTU 13.2) = 15MPa Rdmin (COPREC 2004) = 10MPa Fig : VIII.7 - Profil pénétrométrique typique dans l’axe des colonnes

Les profondeurs de ces sondages pourront varier en fonction des contraintes qui accompagnent la réalisation de ce type d’essai dans un matériau de si grande classe granulométrique. La principale contrainte rencontrée est la difficulté de réaliser l’essai exactement dans l’axe de la colonne ce qui conduit à la déviation du train de tiges.

En cas de difficulté de réalisation de tels essais, éventuellement en cas de blocage de l’appareillage sur de gros éléments de la colonne, ou déviation du train de tiges, l’entrepreneur doit proposer un autre programme de contrôle.

74

Chapitre VIII


Fig : VIII.8 - Photos prises à la fin de l’essai DPT : déviation du train de tiges (à gauche) et endommagement d’une tige suite au refus (à droite) (Site : port Bejaia) Evaluation du diamètre moyen des colonnes En réalité, les colonnes ballastées n’ont pas une section circulaire : la section du vibreur est composée d’un demi cercle est d’une demi ellipse. Des mesures faites sur la section du vibreur se trouvant dans le chantier de Bejaia ont données les valeurs suivantes : L = 56 cm et 2R = 37,50cm (voir schéma ci-dessous)

b

R

2R

L Fig : VIII.9 - - Schéma général sur la section transversale du vibreur En calculant la section totale du vibreur on peut estimer le diamètre moyen des colonnes réalisées avec de telles dimensions. π .b.R R2 π .R π .R.L S= + π. ⇒ S= .(b + R) = 2 2 2 2

Le cercle équivalent aura une section Seq =

π .φ eq2

. 4 On posant S = Seq, le diamètre équivalent sera donc donné par : φ eq = 2.R.L Après application numérique on trouve : φeq = 45,83cm

On peut vérifier le diamètre moyen des colonnes après chaque dégarnissage en mesurant les dimensions L et 2R. 75

Chapitre VIII


Fig : VIII.10 - Mesure des deux dimensions (L et 2R) d’une colonne après son dégarnissage (Site : port Bejaia)

Tab : VIII.2- Exemples de vérification du diamètre moyen des colonnes après dégarnissage

N° C.B 157 221

Z % plate forme

L (cm)

2R (cm)

φ eq (cm)

Remarque

- 0,50

60

50

54,77

φ eq > 80 ± 20cm : non Vérifié

- 1,00

60

45

51,96


- 0,50

60

50

54,77


- 1,00

60

57

58,48


Les valeurs du diamètre moyen retrouvées sont en dehors des valeurs tolérées (entre 60 et 100 cm) sachant que le dimensionnement des colonnes et le calcul des tassements sont faites avec un diamètre moyen de 80cm. On peut augmenter le diamètre des colonnes en travaillant avec un autre vibreur de section plus grande. On peut tolérer ces valeurs en attendant les résultats de l’essai de chargement.

Essais de contrôle sur le matériau d’apport

Les essais réalisés sur un échantillon de ballast pris du site et qui provient de la carrière ont donnés les résultats suivants :

76

Chapitre VIII


Tab : VIII.3- Exemple des résultats des essais de contrôle sur le matériau d’apport Critère MDE (%) LA (%) MDE + LA (%) T (0,08 mm)% Rc (MPa)

Résultat de l’essai 27,8 26,92 54,72 0 75,0

Valeur limite < 35 < 30 < 60 < 5% > 25

Commentaires Critère vérifié Critère vérifié Critère vérifié Critère vérifié Critère vérifié

Essai de chargement

C’est un essai de chargement à 1,5 fois la charge ELS de la colonne QN sur une colonne de l’ouvrage. L’essai de chargement nécessite la mise en place d’une semelle en tête de la colonne préalablement arasée sous le matelas de répartition. La surface de la semelle doit rester inférieure à 2,5 fois la section théorique de la colonne. L’essai est de type à effort contrôlé, exécuté en compression ; il consiste à mesurer l’enfoncement de la tête de la colonne (à l’aide de deux ou trois comparateurs) soumise à une charge verticale. Cette charge est appliquée progressivement en six paliers : QN/4, QN/2, 3 QN/4, QN, 5 QN/4, 3 QN/2. A chaque palier, les mesures de déplacement sont prises aux temps suivants : 1, 2, 3, 4, 5, 10, 15, 30, 45 et 60 minutes ou jusqu’à stabilisation des comparateurs. Commentaire : La déformation est dite « stabilisée » lorsque sa variation n’excède pas 2 centièmes de mm par minute. Commentaire : Les premiers paliers peuvent donc avoir une durée de 30 minutes. Le déchargement se fait en quatre paliers maintenus 5 minutes.

77

Chapitre VIII


Le compte-rendu d’essai comprend : •

le programme de chargement/déchargement avec les mesures des comparateurs en

fonction du temps et de la charge, •

un graphique tassement/temps par paliers,

•

un graphique tassement à la fin de chaque palier en fonction de la charge,

•

un graphique de la pente de fluage en fonction de la charge.

L’essai est considéré comme probant si les deux critères suivants sont satisfaits : o la charge critique (« de fluage ») n’a pas été atteinte, o le tassement à la fin du palier de la charge de service (QN) reste inférieur à

celui estimé dans la note de calcul et compatible avec les tolérances imposées par la structure ou partie d’ouvrage.

a)

Objectifs de l’essai

Le but de cet essai est de vérifier le comportement d’une colonne ballastée en matière de déformation sous une charge verticale donnée. C’est l’essai le plus fiable pour le contrôle des colonnes ballastées car il permet de soumettre la colonne à une charge égale à 1,5 fois la charge à l’ELS et de mesurer son tassement.

L’essai est considéré comme probant, si les deux critères suivants sont satisfaits : •

la charge critique n’est pas atteinte ;

•

le tassement en fin du palier de la charge de service QN reste inférieur à celui compatible avec tolérances imposées par la structure ou une partie de l’ouvrage (5 cm dans notre cas)

Les courbes de tassements obtenues mettent en évidence le mode de déformation élastoplastique classique des colonnes ballastées sans atteindre de point de rupture.

78

Chapitre VIII


b) Description de l’essai

La charge est appliquée par un vérin hydraulique sur une plaque circulaire d’un diamètre proche de celui de la colonne (environ 80 cm) et d’épaisseur 1 à 2 cm, en sollicitant le poids propre d’un massif de réaction suffisamment lourd (une grue, par exemple). Ce vérin qui est actionné par une pompe doit en principe être muni d’une rotule pour assurer la verticalité des efforts et éviter les pertes par frottement.

La plaque circulaire sera centrée sur la tête de la colonne ballastée qui sera décapée au préalable. Un lit de sable est mis en place entre la plaque et la tête de la colonne afin de garantir une parfaite répartition des contraintes.

Chaque palier de chargement est contrôlé au moyen d’un manomètre à pression d’huile. A l’aide d’une pompe hydraulique reliée directement au manomètre, on assure une charge constante pour chaque palier. Les tassements sont mesurés par quatre indicateurs de précision (au 100émede millimètre), sur des poutrelles métalliques de référence qui reposent sur le sol par l’intermédiaire de cales à bonne distance de la colonne chargée. Un schéma de l’instrumentation utilisé est présenté ci-dessous :

Massif de réaction (grue)

1

6 3 5

2

79

Chapitre VIII


: Poutrelles de référence

: Vérin hydraulique à poussée constante : Plaque d’appui circulaire : Colonne ballastée d’essai : Matelas de répartition (lit de sable) : Comparamètres Fig : VIII.11 - Principe de l’essai de chargement

A

B

C

D

E

F

80

Chapitre VIII


G

H

A : plaque métallique ; B : pompe à pression d’huile ; C, d : différents types de manomètres ; E : supports magnétiques des comparateurs ; F : différents types de comparateurs ; G, h : niveau et poutrelles de référence. Fig : VIII.12 - Matériels utilisés dans l’essai de chargement (Sites :zone portuaire de Bejaia)

c) Choix des colonnes d’essai

Généralement, la colonne d’essai sera choisie aléatoirement, de préférence dans une zone où l’essai présente un intérêt particulier (profil géotechnique défavorable, charge plus importante, …). d) Charge appliquée

Conformément aux prescriptions du D.T.U 13.2, cet essai mesure les tassements jusqu’à 1,5 fois la charge de service, notée QN. e) Paliers de chargement

Le cycle et les paliers de chargement sont inspirés de ceux de l’essai de contrôle de la norme AFNOR NF P 94 150-1 applicable aux pieux. Cependant, pour répondre aux exigences du D.T.U. 13.2 (chargement à 150% de la charge de service QN) et pour obtenir des résultats significatifs et exploitables dans le cas d’un essai sur colonnes ballastées, les paliers suivants seront respectés : -

préchargement de 0 à 0,25 Qs maintenu pendant 15 minutes et déchargement rapide pour vérifier le bon fonctionnement du système et pour supprimer les défauts de contact entre la plaque et la tête de la colonne.

-

chargement de 0 à 1,5 x Qs par 6 paliers égaux de 0,25 x QN,

-

chaque palier est maintenu constant pendant 60 minutes (*),

-

pour chaque palier, les lectures des déformations sont faites aux temps suivants : 81

Chapitre VIII

-


•

toutes les minutes entre 1 et 5 min.

•

toutes les 5 min. entre 5 et 30 min.

•

toutes les 15 min. entre 30 et 60 min.

déchargement par paliers de 0,25 QN maintenus pendant 5 minutes avec lectures toutes les minutes.

(*) : Les paliers de chargements peuvent être raccourcis à 30 minutes voire moins si l’on obtient rapidement une déformation stabilisée. La déformation est dite « stabilisée » lorsque la vitesse d’enfoncement n’excède pas 0,02 mm/min

Tab : VIII.4 - Lectures des déformations Intervalle de temps par palier Chargement Déchargement

1 min à 5 min 5 min à 30 min 30 min à 60 min 0 min à 5 min

Lecture

Nombre de lectures

1 / min 1 / 5 min 1 / 15 min 1 / min

5 5 2 5

Les mises en charge doivent être les plus rapides possibles et le temps initial de chaque palier correspond à la fin de la mise en charge.

f) Présentation des résultats

Le compte-rendu doit au minimum contenir : •

le programme de chargement/déchargement avec les mesures des comparateurs en fonction du temps et de la charge ;

•

un graphique tassement à la fin de chaque palier en fonction de la charge ;

•

un graphique de la pente de fluage en fonction de la charge.

82

Chapitre VIII


VIII.3 Conclusion Le dimensionnement des colonnes ballastées doit impérativement être suivi par un programme de contrôle en cour et après réalisation pour vérifier que les critères pris en considération dans les calculs sont respectés (diamètre,…) et de vérifier le comportement réel des colonnes vis-à-vis des contraintes et tassements sous les charges de service. Vu les nombreux avantages que nous procure les colonnes ballastées nous proposerons de renforcer notre sol par cette technique qui a donné le fruit de ses avantages sur le terrain.

83

Chapitre IX : Conclusion générale

Chapitre IX

Conclusions & recommandations

IX. Conclusions Ce modeste travail, fruit de cinq années de formation théorique, et d’un stage pratique effectué sur le site portuaire de Bejaia, nous a été très bénéfique, car il nous a permis de parfaire nos connaissances dans le domaine des procédés d’amélioration des sols en général, et de les approfondir, dans la technique des colonnes ballastées, en particulier.

Cette étude traite d’une partie du projet de complexe agro-alimentaire, composé d’un silo géant de sucre blanc et d’installations annexes, qui doivent être fondés sur un sol, présentant des caractéristiques géotechniques et rhéologiques très médiocres, à savoir :

1. une faible capacité portante ; 2. des tassements importants ; 3. un risque de liquéfaction.

Afin de pouvoir résoudre ces problèmes, la solution technique optimale, a consisté à fonder l’ouvrage au moyen du procédé de colonnes ballastées, sécurisantes et de moindre coût. Pour que les colonnes, puissent accomplir leurs rôles, on propose au Maître d’ouvrage, les recommandations suivantes :

Pendant la réalisation des colonnes ¾ les colonnes doivent avoir des longueurs suffisantes pour traverser toute la couche sableuse liquéfiable afin de dissiper les pressions interstitielles ; ¾ réaliser une rangée supplémentaire au minimum au débord de la zone de traitement (dispositions constructives en zones sismiques).

84

Chapitre IX

Conclusions & recommandations

Après réalisation ¾ Il est recommandé de procéder à des essais au pénétromètre dynamique (DPT) sur les colonnes, ainsi qu’à des essais de chargement, afin de vérifier la résistance , la capacité portante des colonnes ballastées et la compatibilité des tassements. ¾ La mise en place de matelas de répartition, juste après la fin de réalisation des colonnes, pour éviter de colmater les têtes de celles-ci, donc de réduire leur pouvoir drainant.

Il faut rappeler aussi que la modélisation faite en axisymétrie ne reflète pas le vrai comportement des colonnes ballastées car elle représente des anneaux équivalents de ballast, et non pas des colonnes. Cette modélisation doit être vérifiée par une modélisation en volumiques (trois dimensions).

85

Annexe 1 : Fondation superficielle

Calcul à partir des sondages pressiométriques (PMT) : qL = Kp. Ple* + q0 avec : Ple* : pression limite équivalente nette (calculée à partir des valeurs Pl*); Pl* = Pl - P0 ; Kp : cœfficient de portance pressiométrique qui dépend de la nature du sol, des dimensions de la fondation et de la fiche D. Il est donné par : Kp = Kp1.B/L +Kp0. (1- B/L) ; Kp1 et Kp0 sont donnés par des abaques. on a du sable sous la fondation donc : Kp = Kp1 = 1,03 ; q0 = γsat. D

→

q0 = 30 kPa ;

Calcul de P0 Pour l’argile : P0 (z) = K0.σv0’ (z) +u où : σv0’ : contrainte effective

σv0’ (z) = γ’.z = 10.z ;

u : pression interstitielle

u = γw . z = 10.z ;

z est compté par rapport au T.N.I.

K0 : En général, K0 vaut 1 pour sol fin saturé et 0,5 pour les sables.

Sondage # SP-01 : Le sondage pressiométrique SP-01 se situ à côté du sondage carotté S-01 où on a trouvé une couche de sable de 5,2 m de profondeur qui surmonte la couche de sable épaisse de 9m. Pour le sable : P0 (z) = k0.σv0’ (z) σv0’ (z) = γ’.z = 10.z ; u = γw . z = 10.z , z est compté à partir du T.N.I En général, K0 vaut 1 pour sol fin saturé et 0,5 pour les sables.

N.B : - Si P0 > Pl , on pose P0 = 0. - Pour les profondeurs non atteintes par le pressioomètre, on obtient PL en prolongeant la dernière valeur enregistrée. - pour le calcul de PLe*, PL*min est égale à la plus petite valeur de Pl* non nulle.

1

Résultats à partir de l’essai SP-01 Z (m) Pl(kPa) P0 (kPa) Pl*(kPa)

1 400 20 380

2 1000 40 960

3 1600 60 1540

4 600 80 520

5 500 100 400

6 215 120 95

7 202 140 62

8 50 160 0

9 10 180 0

10 50 200 0

11 625 220 405

12 600 140 460

13 518 160 358

Remplacer toutes les valeurs plus grandes que1,5. Pl*min par 1,5.Pl * min =93 kPa pour calculer Ple*. Pl*min = 62 kPa → 1,5. Pl*min = 93 kPa n

∑P * l

Ple* =

1

n

=

9 × 93 + 62 → Ple* = 48 kPa 13

Kp = Kp1.X B/L + Kp0. (1- B/L) avec B=L on aura: Kp = Kp1X B/L = 0,8.1 qL = Kp.XPle* + q0 qL = 0,8X 48 + 60 qcal = qL / 2

→ Kp = 0,8 avec q0 = γsat.D = 20.3 = 60 kPa → qL 98,4 kPa → qcal = 49,2 kPa

2

Annexe II : Tassements

Calcul du tassement à partir des essais pressiométriques (PMT) : Le calcul du tassement par le biais de l’essai pressiométrique repose sur la méthode de Ménard basée sur le module pressiométrique du sol. Selon Ménard, le tassement global est la somme de deux composantes : un tassement sphérique (sc) et un autre déviatorique (sd). Le tassement sphérique correspond à une zone du sol sous la fondation épaisse de B/2, et fait intervenir un module équivalent Ems. Le tassement déviatorique correspond à une zone du sol ayant une profondeur de l’ordre de 8.B et se calcule avec un module équivalent Emd. Dans notre cas, on veut calculer le tassement sous un radier de diametre B= 58 m donc on a seulement le tassement sphérique sur tout le sol sous la fondation jusqu’au substratum (car B/2 = 29 m), Le calcul du module équivalent sphérique Ems peut être mené conformément aux recommandations de Ménard, comme suit : Ems = moyenne harmonique des n modules pressiométriques dans le domaine sphérique (B/2 sous la base de la fondation). k =n 1 n =∑ E ms k =1 E k

Le tassement est donné par la formule suivante :

sc =

α 9 E ms

q.λ S .B

Où : B : largeur de la fondation ; α : coefficient de structure du sol. Il est donné en fonction de la nature du sol et du rapport Em/Pl ; λs : coefficient de forme ; q : contrainte verticale à la base de la fondation

1

Sondage # SP-01

En considérant un décapage de 0.5m, et 2,5m comme épaisseur du radier, les valeurs de Em à prendre en compte vont de Z=3m jusqu’à la dernière valeur mesurée (Z = 13 m). Tab IV.12- Valeurs du module pressiométriques utilisées pour le calcul du tassement

(SP-01) Z (m) 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 13 Em(kPa) 5000 15000 24000 800 700 2547 3540 354 1100 900 3023 2094 3383

Le module équivalent sphérique est calculé comme suit : 13 13 1 =∑ E ms i =1 E mi

⇒ E = 1320 kPa ; ms

Sachant que : B = 58 m ;

s=

(q-σ’v0) = 480 kPa ;

0,33 .480.1.58 9.1320

α = 0,33 et

sc = 77 cm

.

2

λs = 1 on aura :

Annexe III : Liquéfaction

Annexe 3

Méthodes d’évaluation du risque de liquéfaction Evaluation du risque de liquéfaction à partir de l’essai SPT (Méthode de SeedIdriss1971) Etape 1) Evaluer la contrainte de cisaillement maximum τmax mobilisée par le séisme à la profondeur étudiée Z, à partir d’une analyse de la réponse sismique du site en champ libre. Une alternative simplifiée de calcul de τmax est celle du modèle d’une colonne rigide ayant une hauteur Z et sollicitée en surface par une accélération ahmax , suite à la propagation verticale des ondes de cisaillement. Ces dernières ne développent en fait aucune contrainte normale latérale sur les facettes verticales de la colonne, ce qui conduit à : τmax =

σ

va max g

(1)

On retient en général comme valeur représentative de la contrainte de cisaillement de calcul, une fonction égale à deux tiers de τmax . Pour tenir compte de la flexibilité de la colonne du sol, Seed et Idriss ont proposé d’effectuer un abattement à l’aide du coefficient de réduction des contraintes, noté rd. Ce dernier est égal à 1 en surface et diminue par la suite avec la profondeur. La Figure A.1 illustre la variation de rd en fonction de la profondeur, obtenue par analyse de la réponse sismique des sites sableux de différentes densités. La courbe moyenne peut être utilisée pour des profondeurs n’excédant pas 12 m. On peut aussi utiliser la formule de Robertson et Wride (1997) : rd = 1.0-0.00765 × z pour z ≤ 9.15 m, rd = 1.174- 0.0267 × z pour 9.15 m < z ≤23 m, rd = 0.744- 0.008 × z pour 23 m < z ≤ 30 m, rd = 0.5 pour z > 30 m.

Fig1 - Cœfficient de réduction des contraintes de cisaillement Etape 2) Evaluer le rapport des contraintes cycliques CSR, défini à une profondeur donnée comme étant le rapport de la contrainte de cisaillement à la contrainte effective : CSR =

τ 2 τ max = σv' 3 σv'

(2)

En cas d’utilisation du modèle de la colonne rigide, on aura : CSR =

2 a max σ v τ = rd σv' 3 g σv'

(3)

Etape 3) Evaluer, à chaque profondeur de l’essai SPT, le nombre de coups normalisé à un rapport d’énergie ER de 60%, et corrigé par l’effet de la profondeur (ou effet des pressions de confinement) par le biais du coefficient CN. En cas d’un équipement SPT non standard, la correction du nombre de coups s’écrit :

(Nspt1 )60 = CN.C60.Nspt

(4)

Le coefficient CN égal à 1 pour une contrainte verticale effective σv’du poids des terres de 100 kPa. Il est exprimé par : 100 (5) σV ' Ce coefficient doit etre compris entre 0,5 et 2,0 selon Liao et Whitman (1986), il faut limiter CN à 2, pour des profondeurs inférieurs à 3 m.

CN =

C60 est le produit de plusieurs facteurs de correction des résultats de l’essai SPT, tenant essentiellement compte des dimensions des tiges, et enfin du diamètre du forage dont les valeurs sont regroupées au tableau A.1: Tab.1- Facteurs de correction du nombre de coups

Correction due à

Mouton non standard

Masse M et/ou hauteur de chute H non standards Carottier échantilloneur non standard (sans fourreaux) Carottier échantilloneur non standard (avec fourreaux)

Facteur de Correction

CHT

CHW CSS CSS

Longueur de tiges

CRL

Diamètre de forage non standard

CBD

Correction - mouton avec corde et poulie : si ER= 0.45, alors : CHT = 0.75 - mouton avec trajet automatique : si ER = 0.8, alors : CHT = 1.33 H (mm).M (kg ) 760 x63.5 - CSS = 1.10 pour sable lâche - CSS = 1.20 pour sable dense - CSS = 0.90 pour sable lâche - CSS = 0.80 pour sable dense - CRL = 0.75 pour longueur = 3- 4 m - CRL = 0.85 pour longueur = 4- 6 m - CRL = 0.95 pour longueur = 6- 10 m - CRL = 1.00 pour longueur = 10-13 m - CBD = 1.00 pour diamètre = 65-115 mm - CBD = 1.05 pour diamètre = 150 mm - CBD = 1.15 pour diamètre = 200 mm

CHW =

Etape 4) Déterminer à la profondeur étudiée le rapport de résistance cyclique CRR7.5 correspondant à une magnitude sismique Mw de 7.5, à partir de la figure A.2 pour un sable propre (FC ≤5%) ou de la figure A.3 pour des sables contenant des fines. Il est à noter que sur la figure A.2, la courbe limitant la zone de la liquéfaction de celle de la non liquéfaction, a une allure linéaire en deçà d’un nombre de coups de 20, et peut être ajusté par la relation suivante : 1

CRR7.5 =

( N spt ) 60 90

(6)

Les courbes des figures A.2 et A.3 font partie du règlement parasismique chinois pour les bâtiments. On peut aussi calculer directement CRR en fonction du nombre de coups normalisé et corrigé (Nspt1)60f, en effectuant au préalable une correction du nombre normalisé (Nspt1)60 pour tenir compte de la teneur en particules fines (% des particules inférieures à 75 µm). La présence des particules fines (argiles et/ou limons) a un effet stabilisateur sur la résistance à la liquéfaction du sable. On peut adopter la méthode de Seed et Idriss (1982) formulée comme suit, en notant le pourcentage des fines par FC (%) (Fines Content in %) :

(Nspt1)60f = a’+b’(Nspt1)60

(7)

Avec : a’ = 0 et b’=1.0

pour FC ≤ 5%

a’= exp[1.76 - (190 / FC 2)] et b’= 0.99+ FC1. 5/1000 pour 5< FC < 35% a’= 5.0 et b’= 1.2

pour FC ≥ 35 %

CRR7.5 =

a + c.x + e.x 2 + g.x 3 1 + b.x + d .x 2 + f .x 3 + h.x 4

(8)

Avec : x = (Nspt1)60f ; a = 0.048 ; b = - 0.1248 ; c = - 0.004721 ; d = 0.009578 ; e = 0.0006136 ; f = -0.0003285 ; g = -1.673 × 10-5 ; h = 3.714 × 10-6 ; Etape 5) Corriger la valeur de CRR7.5 en cas de magnitudes différentes de 7.5 en la multipliant par le coefficient de correction KM donné par la figure A.4. Etape 6) Corriger la valeur de CRR7.5 pour tenir compte des contraintes effectives verticales du poids des terres plus grandes que 100 kPa, par le coefficient Kσ donné par la figure A.5. Etape 7) Corriger la valeur de CRR7.5 pour tenir compte des contraintes de cisaillement initiales τh0 en la multipliant par le coefficient Kα donné par la figure A.6, en fonction du rapport des contraintes initiales et de la densité relative. En cas d’un terrain horizontal, le coefficient Kα est égal à l’unité. En présence d’un terrain en pente ou sous les ouvrages et les remblais, la théorie d’élasticité fournit des solutions exactes utiles pour la détermination des contraintes initiales. Les différentes corrections du rapport de la résistance au cisaillement cyclique peuvent se formuler comme suit :

CRR = CRR7.5 .KM. Kσ. Kα

(9)

Etape 8) Calculer le coefficient de sécurité locale vis-à-vis de la liquéfaction (à une profondeur z), tel que :

FL =

CRR CSR

(10)

Fig2 - Diagramme donnant CRR des sables propres (FC≤5%) en fonction de (Nspt1)60 une magnitude de MW de 7.5

pour

On considère théoriquement que la stabilité vis-à-vis de la liquéfaction est assurée pour un coefficient de sécurité égal à l’unité. On peut augmenter le niveau de sécurité en considérant plutôt une valeur minimale de 1.33. Etape 9) Evaluer le risque global à la liquéfaction du site, en calculant le potentiel de liquéfaction, ce qui peut se faire en utilisant l’équation suivante de la méthode de Tatsuoka et al (1980) en considérant une zone utile de 20 m de profondeur par rapport au terrain naturel : 20 z Pl = ∫ F ( z ).(10 − ).dz 0 2

(11)

Où F(z) = 1 – FL si FL ≤ 1, et F(z) = 0 si FL > 1. En pratique, l’intégrale est remplacée par la somme pour simplifier les calculs.

Pl =

z = 20

∑ z =0

z Trapèzes de F ( z ).(10 − ) 2

(12)

Selon Corté (1985), il n’y aura pas de risque global de liquéfaction si le potentiel Pl est en deçà de 5 %, et que le risque de liquéfaction est important si Pl > 15 %. Selon le règlement Français PS-90, on à deux vérifications à faire : : Vérification du risque global à la liquéfaction, où on trouve trois cas : Si Pl < 5 % : pas de risque ; Si Pl > 15 % : risque important ; Si 5 < Pl < 15 % : cas intermédiaire, il faut pousser l’investigation (reconnaissance

géotechnique approfondie). : Vérification à la liquéfaction locale :

Si Fl (Z) ≤1.33, il y a risque de liquéfaction à la profondeur Z .

Fig3 - Diagramme donnant CRR des sables contenant des fines en fonction de (Nspt1)60 pour une magnitude MW de 7.5

Fig4 - Courbe donnant le coefficient de correction de la magnitude

Fig5 - Courbe donnant le coefficient Kσ en fonction des contraintes effectives initiales σv0’

Fig.6 - Courbe donnant le coefficient Kα en fonction du rapport initial des contraintes et de la densité relative Dr

Références bibliographiques

(1) Magnan, J.P. & Pilot, G. (1988)« Amélioration des sols », MECANIQUE DES SOLS, Techniques de l'Ingénieur.C255, France.

(2) Documents Techniques Unifiés (DTU.13.2) (1992) « Fondation profondes pour le bâtiment – Chap.VIII : Colonnes ballastées », Paris.

(3) . Pezot, B & Liausu Ph.« Renforcement de sols mous par colonnes à module contrôlé », article de Ménard Soltraitement. (4) Keller Fondations Spéciales ®, « Les procédés de vibration profonde des sols », brochure 10-02 F, imprimée en Allemagne.

(5) Dhouib, A. et Blondea, F (2005) « Colonnes Ballastées - techniques de mise en œuvre, domaines d’application, comportement, justification, contrôle, axes de recherche et développement », Presse de L.C.P.C, France.

(6)Prise en compte de l’effet de la mise en place dans la modélisation Numérique en 3D des colonnes ballastées Ngoc - Thanh Nguyen, Pierre Foray & Etienne Flavigny Institut National Polytechnique de Grenoble

http://www.CNAM.fr/geotechnique/recherche/IR/chapitre%20II.pdf http://www.CNAM.fr/geotechnique/recherche/IR/chapitre%20II.pdf http://www.geopac.com .

Renforcement des sols par colonnes ballastes.pdf

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