amélioration des sols

Université de Sherbrooke - Juillet 2009

Cours « Amélioration des sols »

Professeur Mounir BOUASSIDA. École Nationale d’Ingénieurs de Tunis Introduction. Le besoin d’améliorer un sol Techniques. Le choix adéquat est fonction du type et ou de la granulométrie d un sol. Avantages escomptés d’une technique à l’autre. Conception et dimensionnement. Méthodes et Outils Plots d’essais. Suivi après exécution et validation de modèles. Chapitre 1. Pré chargement et drains verticaux 1) Pré chargement 2) Pré chargement associé aux drains verticaux (DV) Drains de sable Drains verticaux préfabriqués (DVP) Exemples de dimensionnement Chapitre 2. Le renforcement par colonnes Contexte .Éviter les fondations profondes, surtout en cas de surcharge quasi uniforme, pour raison de coût élevé. Avantages multiples. Colonnes ballastées, Colonnes en sol traité aux liants, colonnes a module contrôlé Méthodes de dimensionnement : capacité portante, tassement, accélération de consolidation, liquéfaction. Usage de logiciels. Bibliographie

M. Bouassida. Cours « Techniques d’amélioration des sols ». Polycopié ENIT, 2008. Bouassida M., Hazzar L. & de Buhan P. (2009). A software for the design of reinforced soils by columns. Proc. 2nd Int. Workshop on Geotechnics of Soft Soils- Focus on Ground Improvement- Karstunen & Leoni (Editors), September 03rd-05th 2008, Glasgow, pp 327-332.

Bergado D.T., Anderson L.R., Miura N., Balasubramaniuam A .S. (1996). Soft Ground Improvement in lowland and other Environments. ASCE Press. New York.

Cours « Techniques d’Amélioration des Sols » Le projet d’amélioration d’un sol

M. Bouassida (2008) Ecole Nationale d »Ingénieurs de Tunis 6

Chapitre 0. Le projet d’amélioration d’un sol

1. Introduction 2. Domaines d’application des techniques d’amélioration du sol 3. Objectifs du cours

1. Introduction

Lorsque la construction d’un ouvrage est décidée sur un terrain fixé dont la stratigraphie peut être constituée d’un sol dit « à problèmes » deux problèmes se posent le plus souvent. En premier lieu, il faut recourir à une opération dite d’amélioration du sol pour rendre faisable la construction de l’ouvrage en question dans un délai raisonnable. En second lieu, il faut tenir compte du coût de l’opération d’amélioration en évitant qu’elle soit disproportionnée par rapport au coût d’une autre solution de fondation envisageable. L’opération d’amélioration s’accompagne, donc, de certaines performances qui conduiront à de nouvelles propriétés et caractéristiques du sol initialement à problèmes. C’est dans cette vue qu’une technique d’amélioration d’un sol est décidée.

Lorsqu’on opte pour une technique d’amélioration donnée on est amené le plus souvent à compléter les résultats issus de la première campagne de reconnaissance géotechnique du sol. En effet, on aura à déterminer de paramètres supplémentaires soient relatifs au sol initial soient relatifs à la technique d’amélioration décidée aussi bien pour les modalités d’exécution que pour les besoins du calcul et du dimensionnement.

Par ailleurs, la technique d’amélioration nécessite au préalable une vérification de la faisabilité de son exécution dans les conditions géotechniques du projet visé, et, d’autre part, la quantification des performances pré dictées pour le sol amélioré. Cela implique la réalisation de plots d’essais sur une plateforme très proches de l’emplacement de l’ouvrage. Ce qui permettra de comparer entre les propriétés du sol de fondation avant et après l’opération d’amélioration. Les résultats de ces essais servent également à la validation de méthodes de calcul spécifiques à la technique d’amélioration exécutée.

Néanmoins, une dernière étape devrait s’ajouter dans un projet d’amélioration des sols, en particulier, qui est celle du suivi dans le temps du comportement de l’ouvrage construit sur le sol amélioré. Cela nécessite également l’enregistrement de mesures qu’il faudra traiter et analyser ultérieurement en vue d’une meilleure justification de la technique d’amélioration retenue. 2. Domaines d’application des techniques d’amélioration des sols

Le sol initial, ou à l’état non amélioré, est identifié essentiellement par sa courbe granulométrique qui demeure un facteur essentiel en vue de lui faire subir une technique d’amélioration donnée. En effet, compte tenu des deux grandes classes de sols bien connus, à savoir pulvérulents ou fins, on comprend naturellement qu’il existe une différence entre les techniques d’amélioration appropriées à chacune de ces classes. Par ailleurs, en plus, sachant qu’il existe une bonne majorité de sols appartenant à la catégorie de sols intermédiaires, d’autres dérivées de techniques peuvent être envisagées. En effet, la figure 0.1 illustre la différence nette entre les techniques exécutables dans les sols fins, d’une part, et dans les sols grenus, d’autre part. Alors que pour les sols intermédiaires les possibilités d’amélioration ne sont diversifiées.



Figure 0.1 Applicabilité des techniques d’amélioration des sols en place en fonction de la

granulométrie du sol initial. Gambin (1999-2000) Dans la pratique, en fonction du projet en vue d’être exécuté, on peut faire recours à l’exécution de deux techniques différentes d’amélioration des sols. La photo 1 illustre le cas d’un ouvrage d’art en Belgique pour lequel les culées jouent le rôle de soutènement d’un massif en terre armée qui repose sur une couche d’alluvions compressibles renforcée par des colonnes ballastées. Voir Transparents

Photo 1. Usage simultané de deux techniques d’amélioration des sols (référence).



Il faut également souligner, sur le plan économique, l’importance des techniques d’amélioration des sols comme étant une solution alternative à d’autres modes de fondation plus coûteux. A titre d’exemples, le renforcement par colonnes et le renforcement par micro pieux représentent deux techniques dont l’usage est devenu bien pratiqué à l’échelle internationale. En raison, d’une part, de leurs exécutions relativement rapides, et, d’autre part, des circonstances actuelles concernant le coût de plus en plus cher, en particulier, de l’acier le renforcement par colonnes et le clouage représentent deux opportunités à saisir pour remplacer le mode de fondation sur pieux. Une telle opération est bien entendu possible en particulier dans le cas d’ouvrages transmettant un chargement quasi uniforme sollicitant le sol sur une profondeur ne dépassant les vingt mètres. 3. Objectifs du cours Il s’agit de donner, dans une première partie, une présentation des techniques d’amélioration qui sont les plus pratiquées à travers le monde. Ainsi, pour chacune de ces techniques on abordera les buts à atteindre, le(s) mode(s) d’exécution, les concepts pratiques de dimensionnement et l’illustration à travers des projets réels de leur faisabilité. Ainsi, en fonction des avantages attendus, on suivra progressivement la technique de pré chargement sans et avec drains verticaux, la densification, le compactage dynamique et le vibro compactage. Ensuite, le renforcement par colonnes notamment avec les procédés de colonnes ballastées et des colonnes en sol mou traités au(x) liant(s). Enfin, le renforcement par clouage est exposé. Ces techniques concernent uniquement l’amélioration des sols en place et fait exclure le renforcement des massifs en sol rapporté à l’image de la terre armée et les géotextiles.

Dans la deuxième partie du cours on affronte la modélisation mécanique des sols renforcés. De part l’intérêt accordé aux besoins de l’amélioration des sols qui a commencé par s’intensifier depuis les années soixante dix, les recherches menées sur les sols renforcés ont connu un gain de cause de plus en plus marqué à partir des années quatre vingt. Malgré l’apport perçu des informations collectées à partir des investigations expérimentales, il se trouve que les recherches théoriques ont permis, à différents niveaux, de fournir aux praticiens des connaissances supplémentaires pour comprendre, en particulier, les mécanismes de fonctionnement des sols renforcés et, par suite, une autre source de validations des résultats expérimentaux. La deuxième partie expose, donc, trois types d’approches des sols renforcés. Ces approches diffèrent par la modélisation adoptée pour les éléments de renforcement, dits inclusions, en fonction de leur fraction volumique incorporée dans le sol initial qui est considéré comme un milieu tridimensionnel. En premier lieu, avec l’approche directe on traite le renforcement d’un par des colonnes considérées comme un milieu tridimensionnel. En second lieu, avec l’approche mixte on étudie les sols renforcés par des clous qui sont modélisés comme des éléments poutres. En troisième lieu, on met en œuvre l’approche par homogénéisation qui est appliquée pour les sols renforcés par colonnes et les massifs en sol rapporté (terre armée, géotextiles). Le lien entre les deux parties du présent cours, la première à vocation appliquée et la deuxième à vocation de recherche, est illustré à travers la validation de modèles qu’ils soient réduits ou en laboratoire avec les prédictions du modèle mécanique approprié pour le sol renforcé. Ce point représente la valeur ajoutée de ce document où de nombreux résultats de recherches récentes sont inclus.

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


Chapitre 1. Préchargement - Drains verticaux

1. Le pré-chargement 2. Les drains verticaux 2.1 Les drains de sable 2.2 Les drains préfabriqués 3. Méthode de calcul pratique des réseaux de drains verticaux 4. Etude d’un projet de drains verticaux en Tunisie 5. Contrôle et suivi des projets de drains verticaux 6. Annexe

Introduction : Le pré-chargement et les drains verticaux sont deux méthodes d’amélioration des sols compressibles d’usage très courant en pratique. Nous en faisons une présentation succincte en mettant l’accent sur les aspects d’ordre pratique, de la conception jusqu’au contrôle et suivi des projets.

1. Le pré-chargement Lorsqu’il s’agit de construire sur un sol saturé de faible portance et (ou) relativement compressible le préchargement (généralement fait par un remblai) est la technique la plus simple qui permet d’assurer une amélioration de la résistance au cisaillement à court terme. En fonction du planning d’exécution du projet étudié le pré-chargement, sous une contrainte

préchσσ +0 (P1 sur la figure 1.1), dure quelques mois pendant lesquels le processus de consolidation primaire (le sol étant saturé) s’amorce mais sans atteindre un degré de consolidation, noté U , relativement élevé (supérieur à 50%). Deux conséquences en résultent :

a) l’augmentation de la cohésion non drainée Cu pour un état de consolidation donné. Cette augmentation est estimée à partir de la connaissance du paramètre d’augmentation de la cohésion drainée, noté cutgλ , qu’on déduit à partir des résultats d’un essai de cisaillement consolidé non drainé. Néanmoins, le prélèvement d’échantillons du sol avant et après préchargement sur lesquels on réalise un essai de cisaillement non consolidé non drainée conduit à l’amélioration réelle de l’augmentation de la cohésion non drainée. Cette estimation est faite comme suit :

Figure 1.1 : Principe du pré chargement



)( 001u

fuuu CCUCC −+=

où : fuC désigne la cohésion non drainée en fin de consolidation qu’on détermine à partir d’un

essai consolidé non drainé (CU) sous la contrainte préchc σσσ += 0 . b) La réduction du tassement du sol sous l’action du pré-chargement, ce qui permet

d’atteindre plus facilement la valeur requise du tassement admissible de l’ouvrage ou, autrement, d’avoir un tassement résiduel plus faible lors de la mise en service de l’ouvrage.

Toutefois l’inconvénient majeur du pré-chargement, sans tenir compte du coût d’exécution, demeure la durée qu’il nécessite pour atteindre l’amélioration escomptée. Outre la durée du pré-chargement, le temps d’exécution du remblai de pré-chargement et la durée que nécessite sa suppression (à la fin de la durée fixée) ne permet d’envisager le début des travaux qu’après un temps de consolidation non négligeable (six mois au minimum) qui est parfois même comparable à celui de l’exécution de l’ouvrage. Pour cette raison l’idée d’accélérer la consolidation du sol compressible s’est avérée primordiale en vue de débuter la construction de l’ouvrage dans un délai relativement court, chose qui a contribué à l’usage des drains verticaux.

Le pré-chargement par étapes : lorsqu’il s’agit d’édifier des remblais de grande hauteur (> 6m) sur une argile molle très compressible le chargement doit être fait par étapes pour éviter de provoquer la rupture par poinçonnement du sol. En vue d’accélérer la consolidation du sol on fait recours, en présence d’un chargement, davantage aux drains verticaux dont la présence, au sein des sols compressibles, permet de créer l’écoulement horizontal qui se fait sur une distance petite (par rapport à l’épaisseur de la couche à améliorer) où la perméabilité horizontale du sol est généralement supérieure à sa perméabilité verticale. La contribution simultanée de ces deux facteurs contribue, en particulier, à l’accélération de la consolidation du sol.

2. Les drains verticaux

L’ouvrage « Théorie et pratique des drains verticaux » (Magnan, 1983) constitue une bonne référence pour les ingénieurs géotechniciens soucieux d’étudier l’amélioration d’un sol relative à l’exécution d’un réseau de drains verticaux. En effet, les méthodes d’exécution des drains aussi bien de sable que préfabriqués y sont clairement détaillées. Dans le présent document on se limitera à quelques rappels sommaires sur ce point. Néanmoins, la comparaison entre les deux familles de drains verticaux des points de vue technique et économique nécessite de faire davantage de commentaires notamment quant à leur validité au cas étudié. Les deux familles de drains présentent des avantages complémentaires (ou parfois atteints à des degrés différents) à savoir : - Les drains préfabriqués sont d’exécution rapide et permettent d’accélérer fortement la

consolidation ; - Les drains de sable contribuent à une réduction du tassement et offrent souvent une

marge de profondeur variable, qu’il n’est pas possible de réaliser avec des drains préfabriqués.

2.1 Les drains de sable

On se limitera dans ce paragraphe au développement de deux points essentiels : le choix du matériau constitutif du drain et son mode d’exécution qui conditionnent fortement l’efficacité du drain pour les rôles auxquels il a été choisi.



2.1.1 Choix du matériau drainant :

Pour que le drain puisse jouer son rôle d’évacuateur d’eau la granulométrie de son matériau constitutif doit répondre à des spécifications relatives à la « condition de filtre » qui est directement liée à la granulométrie du sol à consolider. Dans la suite les indices filtre et sol sont relatifs respectivement au matériau constitutif du drain et au sol à améliorer (ou initial). A propos des barrages en terre, l’avis de K. Terzaghi était que :

- un matériau cohérent comprenant au moins 15 % d’argile ne peut colmater un filtre de D15 � 0,1 mm ;

- pour un milieu pulvérulent, il faut respecter la condition : solD

filtreD)(

)(85

15 = 9

J. Kerisel propose de retenir en la complétant par une condition sur la forme de la courbe granulométrique : si D100 est la dimension des plus gros grains du filtre, les grains de

diamètre D sont en pourcentage 3100D

D .

Bertram (1940) a étudié en laboratoire, sous la conduite de Terzaghi et Casagrande, la validité des conditions de filtre qui avaient été suggérées par Terzaghi; il a établi les critères suivants:

)()(

85

15

solDfiltreD < 4 à 5 <

)()(

15

15

solDfiltreD

Pour les filtres à granulométrie uniforme, les conditions à respecter sont encore différentes des précédentes (« Hydraulique des sols », Bulletin de liaison de LCPC, avril 1970) : - l’U. S. « Bureau of Reclamation » recommande pour le cas des drains sous les

barrages en terre l’utilisation du critère :

5 < solD

filtreD)(

)(50

50 < 10

- Lackner (1966) conseille, pour la protection des murs de quai, le critère :

solDfiltreD)(

)(50

50 = 3 à 4.

On remarque que les conditions de filtre dépendent également du type de projet. Pour conclure : Un drain de sable a une durée de vie limitée. C’est essentiellement le colmatage par le sol environnant qui risque de réduire notablement cette durée de vie, voire la condamner. Par conséquent, un drain sera qualifié de « bien mis en place » lorsqu’il fonctionne durant toute la phase de consolidation primaire du sol à améliorer. 2. Procédés d’exécution :

Il existe plusieurs procédés d’exécution des drains de sable. On se limitera à l’illustration de quatre méthodes d’exécution qui ont été suffisamment pratiqués dans divers projets, il s’agit des méthodes:

- du tube fermé à pointe perdu (Fig. 1.2); - du tube fermé à pointe récupérable (Fig. 1.3); - du tube fermé battu avec un mandrin intérieur (Fig. 1.4); - de la tarière continue à âme pleine (Fig. 1.5).

Les détails d’exécution relatifs à ces méthodes sont présentés dans Magnan (1983).



Figure 1.2 : Exécution par la méthode du tube fermé à pointe perdu, Magnan (1983).

Figure 1.3 : Exécution par la méthode du tube fermé à pointe récupérable, Magnan (1983).



Figure 1.4 : Exécution par la méthode du tube fermé battu avec un mandrin intérieur, Magnan (1983).

Figure 1.5 : Exécution à l’aide d’une tarière continue à âme pleine, Magnan (1983).

L’exécution d’un drain de sable nécessite dans plusieurs cas le refoulement (ou l’excavation) du sol en place souvent de perméabilité très faible. Ensuite, on procède au remplissage et au forage par le sable sélectionné.



2.2 Drains verticaux préfabriqués (DVP)

La commercialisation des géo-composites a permis notamment de mettre au point des produits, d’une part, dont le pouvoir drainant est élevé et, d’autre part, qui assurent le rôle de filtre en empêchant le transport des fines du sol à améliorer. Ce sont les deux performances à garantir lors de l’exécution d’un chantier de drains verticaux préfabriqués. Il s’agit bien sur des drains verticaux préfabriqués (DVP). Sur la figure 1.6 on présente les phases d’exécution d’un drain de carton. A la profondeur fixée le drain est foncé à l’aide d’un sabot qui peut avoir différentes formes (Fig. 1.7).

Figure 1.6 : Phases de mise en place des drains de carton, Magnan (1983).

Figure 1.7 : Formes de sabots utilisés pour le fonçage des drains préfabriqués, Magnan (1983).

Pour assurer l’efficacité des drains préfabriqués en terme de drainage au sein du maillage retenu (triangulaire, carré), pour l’exécution des drains, d’après l’expérience tunisienne la distance entre les DVP ne doit pas excéder les deux mètres (Bouassida et Hazzar, 2008).

3. Méthode de calcul pratique des réseaux de drains verticaux

Longueur des drains : La discussion de son choix n’est pas souvent évoquée dans la littérature. D’ores et déjà on peut avancer qu’elle dépend de l’épaisseur de la couche molle et



du niveau de contrainte à transmettre par l’ouvrage. Mais on doit toujours garder à l’esprit que le choix d’un type de drains reste dicté par le matériel qu’on peut acquérir pour l’exécution. Cependant, dans le cas d’une couche très épaisse, on optimisera la longueur des drains en fonction des tassements estimés pour les différentes couches (ou sous-couches) du sol. En quelque sorte la longueur est fixée de façon à ce que le tassement des couches sous-jacentes (non améliorées) demeure acceptable après l’accélération de la consolidation dans les couches traversées par les drains. Efficacité des drains verticaux : Elle dépend de la méthode d’exécution retenue et du type de sol où le drain sera mis en place. Dans tous les cas de traitement, les spécialistes sont unanimes sur le fait que le sol environnant subit une perturbation suite à l’exécution du drain. Selon le cas, cette perturbation peut avoir une influence sur le coefficient de consolidation et par suite l’efficacité du rôle du drain peut être mise en cause. Deux facteurs permettent de qualifier l’efficacité d’un système drainant :

- l’efficacité est d’autant plus grande que le rapport de la charge atteinte par addition de la surcharge à la pression de pré consolidation est plus élevé.

- L’efficacité est d’autant meilleure que le rapport du tassement de consolidation primaire au tassement total est proche de 1.

3.1 Méthodes de calcul La consolidation verticale est négligée par la théorie de Barron (1947). En (1948) Barron a présenté la solution du problème de la consolidation radiale seule dans une cellule élémentaire de forme cylindrique sous un chargement instantané. Tous les paramètres physiques du sol sont supposés constants et la consolidation verticale du sol est négligée. En pratique, le dimensionnement des réseaux de drains verticaux est généralement effectué à l’aide des abaques de Barron (Fig. A1.1). Des théories plus récentes Chaput et col (1975), Hansbo (1979), permettent de prendre en compte: un chargement linéaire en fonction du temps Chaput et Thomann (1975), l’effet du remaniement périphérique autour de drain, etc . Toutes ces méthodes de dimensionnement utilisent le coefficient de consolidation radiale, noté Cr, qui régit l’écoulement radial dans le volume d’efficacité du drain. La mesure de Cr, soit en laboratoire soit in situ est très importante, car elle conditionne très largement les résultats de calculs. 3.1.1 Calcul du degré de consolidation : Pour les DVP, Hansbo (1979a & b) a proposé pour le calcul du degré de consolidation radiale l’expression suivante :

8

1 exp rr

TU

F−� �= − � �

� � (1)

Tr désigne le facteur temps :

2e

rr

DtCT = (2)

Avec :

w

e

dD

n = (3)

eD et wd sont les diamètres équivalents respectivement de la cellule élémentaire et du drain. Dans l’équation (1) le facteur F comporte, en général, trois termes définis comme suit ;



rs FFnFF ++= )( (4) Avec :

)(nF est le facteur correspondant à la théorie de Barron, il s’exprime;

2 2

2 2

3 1( ) ln( )

1 4n n

F n nn n

−= −−

(5)

sF est un facteur qui tient compte du remaniement du sol initial lors de la mise en place du drain qui a pour conséquence la réduction de la perméabilité horizontale;

rF est le facteur qui tient compte de la réduction de la capacité de décharge du drain en profondeur ; ce facteur s’exprime (Bergado et al, 1996):

( ) hr

w

kF z L z

qπ= − (6)

La distance L est considérée de la façon suivante :

- drainage à une seule extrémité du drain : L est le double de la longueur du drain - drainage aux deux extrémités du drain : L est égale à la longueur du drain.

z désigne la distance à partir de l’extrémité de fin de drainage.

wq est la capacité de décharge du drain qui correspond à un gradient hydraulique unitaire. Carillo (1942) a montré que le degré de consolidation tridimensionnelle (Fig. A1.3) noté U, s’obtient facilement à partir des solutions de Terzaghi (1935) et celle de Barron (1947) ou Hansbo (1979), comme suit:

[ ][ ]1 1 1r zU U U− = − − (7)

4. Etude d’un projet de drains verticaux en Tunisie : Echangeur de La Charguia

L’ouvrage est situé sur la voie express « Tunis-Bizerte », il assure la liaison entre la cité olympique et celle de la charguia. Une vue en plan de l’échangeur est présentée sur la figure 1.8. Les remblais d’accès ont une épaisseur rH variable entre 3,5 et 7,5 m. Ils sont à édifier sur une succession de couches de sable fin à moyen (faiblement à moyennement compressibles) alternées avec des couches de vase et d’argile très compressibles. L’exécution de ce projet s’est déroulée entre 1996 et 1999. Le problème posé : Les tassements estimés par les méthodes pressiométrique et oedométrique pour les deux culées sont inadmissibles. Les temps nécessaires pour atteindre 50% et 90% de consolidation des couches compressibles sont respectivement de 200 ans et 750 ans environ, Hamdi et Hedhli (2002). Le profil géotechnique pour les calculs montre six couches d’épaisseurs variables et un niveau de nappe situé à 2 m de la surface du terrain naturel. La solution « drains verticaux de sable » a été retenue pour accélérer la consolidation des couches compressibles. Le sable constitutif des drains est en provenance de la carrière de Borj Hfaiedh dont la courbe granulométrique s’insère bien dans le fuseau des matériaux filtrants (Fig. 1.9). Les paramètres du sable en question sont les suivants : mmD 22,015 = ;

mmD 4,040 = ; mmD 48,060 = ; mmD 06,085 = . Equivalent de sable : 50% ; Angle de frottement interne : 38° à partir de l’essai à la boite de cisaillement et 36° à partir de l’essai triaxial.



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

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

Borj Hhaiedh

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



substitution surfacique est environ de 2,6% ce qui indique que la priorité des drains de sable est l’accélération de drainage. Alors que pour le sol initial un coefficient de consolidation verticale équivalent 6 22,810 /vec m s−= a été retenu, et le coefficient de consolidation

horizontale a été estimé à : 7 25 1, 410 /h vec c m s−= = . La méthode d’exécution des drains est du type « forage rotatif par circulation directe d’eau pour évacuation des débris ». Les phases d’exécution sont représentées sur la figure 1.10.

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

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

Rampe d’accès Superficie traitée (m2)

Nombre de drains verticaux

Tassement du sol non amélioré (cm)

Tassement du sol amélioré (cm)

Coté cité olympique

1779572 82 42,6 22

Coté charguia 1490804 91 49 25,6

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



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

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

En Tunisie, depuis l’année 2000, le recours aux géodrains est devenu de plus en plus courant notamment lors de divers projets réalisés autour des lacs nord et sud de la ville de Tunis. A titre d’illustration détaillée on peut avoir une de plus amples informations dans Bouassida et Hazzar (2008). 5. Contrôle et suivi des projets de drains verticaux

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

- les tassements de surfaces et des couches les plus compressibles, - les pressions interstitielles,



- la résistance au cisaillement non drainée, en vue d’un calcul de stabilité complémentaire.

Ces constatations peuvent amener à compléter le système de drainage par adjonction de drains verticaux intercalés dans le maillage initial.

Illustration des avantages de l’amélioration par drains verticaux L’illustration ci-après est relative à un projet exécuté aux USA. Sur la figure 1.12 on présente l’évolution de la construction d’un remblai en fonction du temps, les courbes donnant les évolutions du tassement, de la surpression interstitielle et le déplacement latéral (valeurs estimées et observées). L’amélioration avec drains verticaux de sable précédée d’un chargement, outre l’accélération de la consolidation du sol traité, conduit à l’augmentation de sa résistance à la compression simple ( uq ) et de sa résistance à la pénétration dynamique (SPT, N ), [5]. La résistance au cisaillement augmente de deux à cinq fois ce qui permet de construire le remblai de pré chargement en une seule étape. Cependant on a noté, en plus, une diminution de la teneur en eau (Fig. 1.13).

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



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



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

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

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



Figure A1.3 : Degré de consolidation tridimensionnelle, Carillo (1942).



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

Cours « Techniques d’Amélioration des Sols » Compactage - Densification

M. Bouassida (2008) Ecole Nationale d’Ingénieurs de Tunis 25

Chapitre 2. Compactage – Densification

1. Introduction 2. Le compactage des sols 3. Le compactage dynamique

3.1 Exécution 3.2 Spécifications pour le contrôle des travaux 3.3 Illustrations de l’amélioration du sol

4. Le vibro-compactage 1. Introduction

L’amélioration des sols peut être assurée à l’aide d’un traitement mécanique en place. Tel que illustré sur le diagramme représenté sur le figure 0.1 plusieurs techniques d’amélioration sont envisageables en fonction de la granulométrie du sol, Gambin (1999-2000). On constate que la technique de pré-chargement avec (ou sans) drains verticaux, présentée dans le chapitre 1, est beaucoup plus adaptée pour les limons et argiles. Pourtant cette catégorie de sols peut faire l’objet d’autres techniques qui seront développées dans les chapitres suivants (colonnes ballastées, traitement aux liants, etc..). Cependant, à partir de la figure 2.1 on remarque que d’autres techniques sont réservées aux sols pulvérulents à l’instar du compactage (ou consolidation) dynamique et du vibro-compactage. Ces deux techniques feront successivement l’objet du développement du présent chapitre que nous abordons par un rappel succinct sur le compactage des sols en général. 2. Le compactage des sols

Il peut être assuré par trois voies : (Bergado et col, 1996) - une pression exercée par un rouleau compacteur ; - une masse qui chute sur une hauteur donnée ; - une vibration transmise par un moteur à pulsation hydraulique monté sur un

compacteur (ou grue). Les facteurs qui caractérisent le compactage sont en général : le poids volumique du sol sec

dγ et sa teneur en eau ω à partir desquels on détermine le poids volumique total (ou humide) du sol γ par la relation : )1( ωγγ += d (1)

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



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

Type de sol Valeur probable de optω (%) : essai Proctor modifié

Sables 6 à 10 Mélange « sable-limon » 8 à 12

Limons 11 à 15 Argiles 13 à 20

Tableau 2.1 Marges approximatives de la teneur en eau optimale en fonction du type de sol

La teneur en eau optimale d’un sol varie dans une marge qui dépend du type de sol (tableau 2.1). La teneur en eau optimale est d’autant plus élevée lorsque la granulométrie du sol devient davantage fine (Bergado et al, 1996). 2.1 Le compactage des sols pulvérulents Le paramètre physique indiquant l’état dans lequel se trouve un sol pulvérulent vis-à-vis de la proportion des vides y existant est l’indice de densité relative, noté DI (ou RD ), qui est défini par :

%100minmax

max xee

eeI D −

−= (2)

Où e , maxe et mine désignent respectivement l’indice des vides du sol à l’état naturel, à l’état le plus relâche et à l’état de compacité maximale. Les valeurs de maxe et mine des sols pulvérulents sont présentées dans le tableau 2.2. En fonction de l’état du sol l’indice de densité relative se situe dans les marges indiquées dans le tableau 2.3.



Indice des vides Types de sols emax emin

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

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

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

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

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

Lâche Moyennement compact

Compact Très compact (dense)

Tableau 2.3. Valeurs de l’indice de densité relative en fonction de l’état du sol. Le compactage n’est pas uniquement réservé aux sols pulvérulents. En effet, la construction des bassins de décharge, prévue pour le dépôt d’ordures, constitue une application fort intéressante. Les couches d’imperméabilisation de ces systèmes exigent une très faible perméabilité caractéristique des sols fins (par exemple les argiles). Chose qui ne peut être exécutée qu’après un compactage (statique) à forte énergie mais à une teneur en eau du coté mouillé (figure 2.1). Le compactage statique des sols fins est évoqué lors de la construction de barrages en terre et de digues à noyau constitué d’un matériau quasiment imperméable. On s’intéressera dans la suite aux améliorations qui découlent d’un compactage dynamique et d’un vibro compactage, on notera bien qu’elles dépendent, en particulier, du type de sol. 3. Le compactage dynamique

Il est recommandé pour stabiliser et densifier les sols pulvérulents situés aussi bien hors nappe que sous la nappe phréatique. Les principaux avantages du compactage dynamique sont : L’augmentation de la capacité portante, la réduction du tassement et du potentiel de liquéfaction. Cette technique a été pratiquée en premier lieu par Ménard au début des années 70 (Gambin et col, 1981). Le procédé consiste à faire chuter une très grande masse (10-20 tonnes jusqu’à 150 tonnes) sur le sol à compacter. La hauteur de chute varie de 10-20 à 40m, Bergado et col (1996). Le compactage dynamique est de même recommandé pour la densification des sols affaissables à structure macroporeuse tels que les loess en ex-URSS (Liausu et col, ?).

3.1. Exécution : Le compactage peut être réalisé en deux (voire trois) passes : 1ère passe : Les points de compactage sont répartis en un maillage primaire (4mx4m par exemple) où l’énergie fournie est de 60tm/coup à raison de 12 coups par point. A la fin de cette étape on procède à un nivelage de la surface traitée. Un exemple d’illustration, à l’issue d’une première passe de compactage est fourni sur la figure 2.2. 2ème passe : Les points de compactage sont répartis en un maillage secondaire plus serré que le précédent (2mx2m par exemple), on fournit la même énergie de compactage mais le nombre



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

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

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

Figure 2.3 Pénétration ..



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

MPaEna 25= , MPaEam 100= ; MPaK na 70= , MPaEam 350= . 3.3 Illustrations de l’amélioration du sol par compactage dynamique Un sol traité par compactage dynamique est le siège d’une amélioration de ses caractéristiques mécaniques et de nouvelles performances en résultent. Nous illustrons ces faits sur deux exemples où le contrôle du sol amélioré s’est fait avec deux méthodes différentes.

Figure 2.4 Les résultats de l’essai de plaque.



3.3.1 Cas d’un projet de raffinerie de pétrole, Bjolgerud et col (1983). Estimation du module d’élasticité du sol compacté noté statE (kN/m2): Elle se fait à partir de l’essai de plaque, de diamètre D, lors de la 1ère phase et 2ème phase de chargement à partir de l’expression :

sp

DEstat ∆∆= ..

43

(3)

12 ppp −=∆ ; max2 7,0 pp = ; max1 3,0 pp = .

12 sss −=∆ est la différence entre les tassements correspondant respectivement à 2p et 1p Le module de réaction exprimé en kN/m3 du sol est déterminé par:

sp

K∆∆= (4)

Estimations de la capacité portante et du tassement : Les dimensions de la fondation sont déterminées avec la vérification (Etat Limite Ultime) en utilisant les facteurs:

2,1=Γ f pour les charges permanentes et

6,1=Γ f pour la combinaison des charges de service la plus défavorable.

a) Capacité portante : Il a été retenu la valeur 2/600 mkN pour les charges statiques, alors que pour les charges dynamiques on recommande la valeur: 2/300 mkN . Les caractéristiques de résistance au cisaillement retenues sont: 0=C et °= 40ϕ .

b) Tassement : Il est calculé à l’ELS (états limites de service) avec un coefficient de pondération égal à 1,0 en utilisant la méthode de Janbu (1969). On y fait intervenir un module de déformation M (kN/m2) déterminé par l’expression :

appmM .= (5)

p est la contrainte verticale en place,

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

��

�

�

��

�

�−=�

aai p

ppp

mHs 012

(6)

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

Ce projet consiste à construire des réservoirs pétroliers de 91,44 m de diamètre.



Paramètres du compactage : Surface totale 27000m2 ; Grue sur chenilles avec une énergie unitaire de 200 tonnes.mètre (masse de 12 tonnes sur une hauteur de chute de 18m). Tassement moyen induit par le pilonnage: 75 cm environ (15% de l’épaisseur traitée).

Essais pressiométriques de contrôle : L’analyse des courbes du module pressiométrique et de la pression limite avec la profondeur

)(zfEM = et )(zfpl = avant et après compactage permet de remarquer (figure 2.5):

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

Avant traitement : Les caractéristiques augmentent en continu avec la profondeur, ce qui marque l’influence croissante de la contrainte verticale effective en profondeur. Après traitement : Une amélioration limitée des caractéristiques pressiométriques en profondeur, qui indique une influence limitée du traitement qui se fait depuis la surface. Remarque : Pour les sols situés sous le niveau de la nappe phréatique et ayant teneur en eau faible le compactage dynamique, qui peut être qualifié de consolidation dynamique, est également recommandé. 4. Le vibrocompactage

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



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

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



Figure 2.7. Le vibreur V23 L’outil vibreur V23 assurant le vibrocompactage des sols possède les caractéristiques technologiques suivantes: diamètre : 350 mm longueur : 3,5 m poids : 21 kN force du moteur : 130 kw amplitude de max : 23 mm Force excentrique : 300 kN Révolutions par minute (RPM) : 1800 à 60 Hz. Le vibro-compactage est exécuté sur une profondeur variant de 3m à 56m, selon des mailles où la distance entre les points de traitement varie de 1m à 5m. La performance du vibro-compactage est d’atteindre généralement une densité relative du sol amélioré qui varie de 75% à 100% selon le projet. L’exécution du vibro-compactage : elle se fait en trois étapes qui sont successivement (Fig. 2.8):

1) La pénétration (ou fonçage) de l’aiguille vibrante à la profondeur exigée sous l’effet des vibrations et un lançage à l’eau ou à l’air.

2) L’aiguille vibrante est remontée de la profondeur maximale par passes de 0,5 m. Le sol en place (sable ou gravier) s’achemine vers la pointe de l’aiguille vibrante.

3) Le compactage est effectué avec un remblaiement depuis la surface (apport d’un matériau stocké), soit avec le sol en place dont la surface subit un affaissement. Dans ce cas un important cratère d’affaissement se forme autour du point de compactage.



Figure 2.8. Phases d’exécution du vibro-compactage

Le temps d’exécution d’un point de traitement par vibro-compactage dépend de l’appareil utilisé et de la profondeur à atteindre. A titre d’exemple, lors de la réalisation du barrage Hidden (USA) le record du monde en profondeur avec le V23 a été de 56m, le temps nécessaire pour l’enfoncement de l’outil était de deux (2) minutes. Nouvelles orientations : Le vibro-compactage en site marin. Deux projets à grande envergure ont fait l’objet d’un tel traitement. L’extension du Port de Monaco (France) et celui de Patras (Grèce).

1. Contrôle de la qualité du vibro-compactage Les paramètres de contrôle, en fonction de la profondeur, sont :

- l’ampérage en fonction du temps qui donne une idée sur la qualité du compactage. - Le diamètre de la colonne (si un matériau d’apport a lieu) en fonction de la

profondeur, ce paramètre étant déduit à partir de la quantité du matériau incorporé. La vibroflotation est un procédé, synonyme d’une entreprise, équivalent au vibrocompactage. La vibroflotation traduit le fait que le matériau (ou sol) granulaire est sujet à un mouvement à l’état flottant (pulvérisé) avant d’être mis en place par vibration à l’état densifié. 2. Importance du délai de repos avant les essais de contrôle. Ce point est décrit en détail par Debats et Gambin (2000) à partir d’un projet réel.



Application à une fondation de barrage: Cas du projet Sidi El Barrak (Tunisie)

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

( ) ��

��

�=100

exp 2'

01 rC

vc

DCCq σ (7)

Cours « Techniques d’Amélioration des Sols » Le renforcement par colonnes


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

Le renforcement par colonnes (RpC) est l’une des méthodes d’amélioration d’un sol, dit initial, dont les caractéristiques mécaniques (cohésion et angle de frottement, soit pression limite ou résistance de pointe) et de déformabilité (module de Young, module pressiométrique) sont faibles. En d’autre terme, le sol initial ne peut pas constituer l’assise d’une fondation à cause d’une capacité portante insuffisante et (souvent) en raison d’un tassement excessif (inadmissible). A titre d’exemples pratiques les sols faisant souvent l’objet d’un RpC sont intermédiaires à deux catégories de sols qualifiés de problématiques: - Les argiles molles caractérisées par une cohésion non drainée modérée à très faible (inférieure à 30 kPa) et un module de Young souvent inférieure à 3 MPa. - Les sables lâches (en particulier saturés) dont l’angle de frottement est inférieur à 29° et un module de Young variant de 8 à 15 MPa. La situation la plus courante d’un RpC, telle que illustrée sur la figure 3.1, est réalisée sous forme d’inclusions verticales (à section supposée circulaire) par un matériau ayant des caractéristiques mécaniques beaucoup meilleures que celles du sol initial. Comme matériau constitutif des colonnes on peut citer:

- Les matériaux grenus (ou pulvérulents) ayant un angle de frottement supérieur à 38° (la cohésion peut être négligée). Cette situation correspond à la technique des « colonnes ballastées » qui peut être exécutée avec différents procédés.

- Le sol mou en place est traité avec un liant (chaux ou ciment) dont l’ajout est de l’ordre de 8 à 12% en poids du sol à améliorer. Ce qui correspond à la technique du « Deep mixing » ou traitement en profondeur. Dans ce cas la résistance mécanique est régie par une très forte cohésion (pouvant atteindre cent fois celle du sol initial) et un angle de frottement plutôt modéré (voie négligeable).

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



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

Figure 3.2. Configuration de colonnes du type « flottant »

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



Les sols fins mous (argile, limon fin à sableux) ont souvent une résistance au poinçonnement faible ; ils sont en plus très compressibles et nécessitent un temps de consolidation très grand en raison de leur perméabilité très faible. Pour de tels sols les colonnes ballastées ou « pieux de sable » sont les deux variantes de renforcement d’usage très répandu à l’échelle internationale depuis les années cinquante. Le matériau d’apport constitutif des colonnes est en général drainant et possède un angle de frottement élevé (supérieur ou égal à 38°). Bien qu’à partir des années soixante dix le procédé de traitement des sols mous à la chaux (ou la chaux-ciment) est apparu notamment dans les pays scandinaves. Ce nouveau procédé, qui connaît jusqu’à nos jours un essor important, permet de réaliser des performances comparables (ou parfois meilleures) à celles acquises par les colonnes ballastées ou pieux de sable.

Les sols grenus (sable) lâches sont caractérisés par un indice de densité (ou densité relative) inférieure à 50 %, par conséquent, leur résistance au cisaillement est faible. Le procédé de vibro compactage permet d’augmenter leur densité relative suite à un réarrangement des grains par diminution des vides. Ce procédé peut être exécuté avec un matériau d’apport, en général grenu, différent du sol à traiter.

Pour les sols grenus (non cohérents) la densification par le vibrocompactage est appelée : « Sand Compaction Method » ou également « Sand Compaction Pile ».

Dans la littérature anglo-saxonne la technique des colonnes ballastées est appelée « stone columns ». L’exécution des colonnes ballastées peut être réalisée par voie sèche et par voie humide. Les deux procédés d’exécution ainsi que les performances technologiques qu’ils procurent sont données dans vibroflotation [2]. A titre de rappel, c’est en fonction de la granulométrie du sol à améliorer que l’on optera ou bien pour les colonnes ballastées ou pour le vibrocompactage (figure 0.1). 3. Les colonnes en sol traité aux liants : chaux, ciment et chaux-ciment

Les sols mous constituent le champ d’exécution propice à ce type d’amélioration. L’adjonction d’un liant à savoir la chaux, le ciment (ou la chaux et le ciment), en faible pourcentage en poids, permet de stabiliser le sol mou grâce à des réactions pouzzolaniques dont les détails sont décrits par Broms (2000), Bergado et al (1996). L’usage d’un tel procédé remonte, en réalité, à l’antiquité. Cependant, lors des années soixante dix il a été intensivement exécuté en Suède et au Japon pour plusieurs catégories d’ouvrages. Les applications du traitement des sols mous aux liants sont diversifiées. Elles relèvent aussi bien des constructions en génie civil, hydraulique et maritime et environnemental. Le choix du liant : il se fait évidemment d’un point de vue économique. Cependant le climat de la région où s’exécute le procédé de traitement peut être prépondérant pour faire le choix convenable. C’est le cas du sud est asiatique où l’usage du ciment est préférable à celui de la chaux pour les raisons suivantes (Broms, 1982) : - Le ciment revient moins cher que la chaux, - La difficulté de stocker la chaux éteinte dans un climat chaux et humide, - Une résistance mécanique nettement supérieure à celle enregistrée avec la chaux. En outre, le gain de résistance, fixé par le traitement, joue un rôle important dans le choix du liant. En effet, si l’usage de la chaux ne garantit pas le seuil de résistance mécanique du sol traité, il est alors nécessaire de recourir au ciment, ou éventuellement à un mélange chaux-ciment. La figure 3.3 montre le type de liant à pourvoir en fonction du sol à traiter et de sa granulométrie.

Le temps de prise : La résistance au cisaillement du sol traité augmente progressivement avec le temps grâce à des réactions pouzzolaniques se produisant entre la chaux et les silicates et aluminates existant dans l’argile (Broms, 1982). Même dans le cas d’une argile sensible sa résistance au cisaillement augmente une à deux heures après le traitement à la chaux.



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

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

Figure 3.4 Estimation de la cohésion non drainée du sol traité en fonction du sol mou et du temps

de cure. Le pourcentage optimum du liant : Hilt & Davidson (1960) avait proposé une corrélation pour déterminer le pourcentage optimum de la chaux qui dépend du type d’argile et du pourcentage de ses particules (dimension des particules inférieures à 2 microns), la corrélation a pour expression :

Pourcentage optimum de chaux = 25,135arg% +ile

(1)

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



portante qui varie généralement entre 50 kN et 500 kN selon le pourcentage de liant incorporé, Broms (1982).

Accélération de la consolidation : Cet avantage est naturellement assuré lorsque le matériau constitutif des colonnes est un liant (chaux et ou ciment) et selon le type du sol mou, la perméabilité est augmentée de cent à mille fois ; ce qui permet de réduire le temps de consolidation. D’après Broms (1982), une colonne de sol mou traité à la chaux de diamètre 0.5 m est équivalente à : - deux à trois géodrains de 10 cm de diamètre ; - trois drains de sable de 0,5 m de diamètre. En outre, le risque de colmatage qui peut avoir lieu dans le cas des drains de sable, ne se pose pas pour les colonnes traitées par un liant [Vibroflotation].

Les procédés d’exécution : Porabaha et ? (1998) DMM (Deep Mixing Method) : à l’origine ce procédé a été investigué pour le renforcement des argiles molles jouant le rôle de fondation des constructions portuaires. Mais, ce procédé a été ensuite étendu pour la construction de remblais et l’exécution d’excavations dans les argiles molles. Les domaines d’application des colonnes en sol traité au ciment sont détaillés dans (Bergado et al, 1996). 4. Dimensionnement d’une fondation sur sol renforcé par colonnes

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

η = SSc (2)

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



4.2 Estimations du tassement : Pour l’estimation du tassement on fait usage du modèle de la cellule composite en considérant que le sol entourant la colonne ne subit aucune déformation latérale. A partir du modèle de Priebe (1995) un programme de calcul baptisé DC-Vibro a été mis au point. Ce logiciel est téléchargeable (sans frais) à partir de l’adresse : www.dc-software.de. La version proposée a quelques limitations d’usage (profondeur de traitement, etc..). L’entreprise Vibrofloation Gmbh et DC-software se dégagent de toute responsabilité issue d’un usage qui peut causer des dommages à l’utilisateur de ce logiciel.

4.3 Accélération de la consolidation Elle est étudiée en assimilant la colonne, dont le matériau constitutif est supposé avoir une forte perméabilité comparable à celle d’un sable, à un drain vertical de section circulaire. Ainsi, les abaques de Barron présentés au chapitre 1 sont utilisés pour estimer l’accélération de la consolidation du sol renforcé par colonnes. 4.4 Vérification du potentiel de liquéfaction L’usage des logiciels Peu développé, mais en cours de progression. « Columns » prêt pour la commercialisation. Remarque : Le renforcement par colonnes est, de même, très utile dans l’étude de stabilité des pentes surtout lorsque le matériau de renforcement est très perméable pour jouer le rôle de drain. La stabilité de la pente du remblai : les excès de pression interstitielle engendrés par le remblai dans le sol mou diminuent la résistance du sol. La vitesse du tassement est très faible vis-à-vis des exigences de l’entreprise. 5. Exemple de dimensionnement

Cet exemple est tiré du rapport de validation du logiciel « Columns », (Bouassida et Hazzar, 2007). L’ouvrage est un réservoir de stockage de brut au terminal pétrolier de Zarzis (Tunisie). Il a été réalisé sur un site gagné sur la mer par remblaiement hydraulique. La reconnaissance géotechnique du site a montré une stratigraphie du sol constitué : d’une couche de sable silteux lâche, d’épaisseur 7m, de poids volumique γ = 17 kN/m3, un module d’élasticité Es = 3600 kPa et une cohésion non drainée cu =25 kPa. une couche de calcarénite, assimilée à un substratum rigide indéformable.

Le bac transmet au sol une contrainte quasi-uniforme estimée à 120 kPa, qui dépasse nettement la capacité portante admissible du sol initial. Afin d’augmenter la capacité portante et de réduire le tassement du réservoir à une valeur admissible (qui permet de garantir sa stabilité en cours de service), un renforcement par colonnes ballastées a été décidé.

Le renforcement a été réalisé avec des colonnes de longueur égale à 7 m de diamètre nominal égal à 1,2 m disposées en maillage triangulaire (figure 3.5). Le sol a été traité sur une aire circulaire avec un débord de 4 m autour de la surface du réservoir avec un taux d’incorporation égal à 32%. Le matériau constitutif des colonnes est un ballast de cohésion négligée, de poids volumique γc = 18 kN/m3; son angle de frottement à l’état compacté est estimé à 43°. Le module d’élasticité du ballast Ec a été estimé à Ec = 10Es.



Figure 3.5- Réservoir reposant sur un sable silteux traité par colonnes ballastées, (Bouassida

et al, 2009).

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

Tableau 3.1- Capacités portantes admissibles du sol renforcé par différentes méthodes.

Méthodes Facteur de sécurité qadm [kPa] C.R (pesanteur prise en compte)

1 153

C.R (pesanteur non prise en compte)

1 176

NFP 11 -212 2 364

Estimations du tassement du réservoir sur sol renforcé par colonnes Le tassement avant renforcement est de l’ordre de 23 cm au centre de réservoir. Alors que le tassement admissible est exigé à 6 cm. Le tassement du sol renforcé est calculé en négligeant le déplacement latéral du sol renforcé, notamment dans l’axe du réservoir, par rapport au tassement estimé. D’ailleurs la présence de la zone de débord en sol renforcé autour du réservoir contribue favorablement pour confirmer l’hypothèse de déplacement latéral nul. On suppose que le réservoir transmet une contrainte uniforme à la surface du sol renforcé. Pour ce type de chargement, il en résulte, à la surface du sol, un excès de la contrainte verticale noté ∆σ qui varie en fonction de la position du point considéré (sous le réservoir) par rapport à son axe où ∆σcentre = q, alors qu’au bord du réservoir on a : ∆σbord = 0,48q. Avec le logiciel «Colonnes », les estimations du tassement sont données au centre et au bord de réservoir (tableau 3.2).



Tableau 3.2 - Estimations du tassement du réservoir avec différentes méthodes incorporées dans le logiciel « Columns »

Méthodes d’estimation Tassement au centre [cm]

Tassement au bord [cm]

Mesures (valeur moyenne) - 3 Variationnelle 5,8 2,8 Balaam et Booker (1981) 5,1 2,4 Chow (1996) 4,1 1,9 NFP 11-212 5,5 2,6 Priebe (1995) 6,1 2,1

Commentaires On remarque bien que le renforcement par colonnes ballastées permet de réduire d’une manière significative le tassement. Cette diminution est à peu près cinq fois le tassement du sol renforcé pour la plupart des méthodes à l’exception de la méthode de Priebe (1995). On note aussi que les calculs de comparaison effectués pour ce projet, montrent une certaine concordance entre la méthode variationnelle et les recommandations NFP 11-212, malgré les modèles différents adoptés par ces ceux méthodes. Les tassements déterminés par ces deux méthodes sont les plus proches des mesures. La méthode de Chow (1996) sous-estime le tassement en comparaison avec les autres méthodes, parce qu’elle suppose un déplacement latéral nul en tout point du sol renforcé. Dimensionnement final Avec le logiciel « Columns », on trouve pour η = 32%, l’espacement est de 2,6 m et le nombre des colonnes est 404. On note que le dimensionnement retenu pour l’exécution de ce projet a été fait avec un facteur de substitution égal à 35%, la surface totale à traiter est 8015 m2. En optant pour des colonnes de diamètre 1,2 m, l’espacement entre les colonnes est de l’ordre de 1,9m et le nombre total des colonnes est égal à 708. Ainsi, on conclut pour ce cas un surdimensionnement non négligeable du matériau d’apport pour l’exécution des colonnes.

amélioration des sols

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