Etude numérique de l'influence des paramètres géotechniques sur les comportements des sols renforcés par les colonnes ballastées

REPUBLIQUE ALGERIENNE DEMOCRATIQUE ET POPULAIRE Ministère de l’enseignement supérieur et de la recherche scientifique

Université Mouloud Mammeri Tizi Ouzou

Mémoire présenté pour obtenir le diplôme de Magistère en Génie civil

Spécialité: Géotechnique et environnement

Etude numérique de l’influence des paramètres géotechniques sur le comportement des sols renforcés par colonnes ballastées

Présenté par : ZIGHMI Imène-Bassma Président : Ait Tahar Kamel Professeur UMMTO Directeur du mémoire : Bahar Ramdane Professeur UMMTO Examinateur : Melbouci Bachir Professeur UMMTO Examinateur : Ben Azzoug Mouloud Maître de Conférences B UMMTO

Remerciements : La réalisation de ce travail de recherche n'aurait pas été possible sans le soutien et la

participation de plusieurs personnes à qui je souhaite exprimer ici ma reconnaissance.

J’aimerai exprimer toute ma gratitude à Monsieur BAHAR Ramdane, Professeur à l'UMMTO

et directeur du laboratoire des géomatériaux et de l’environnement pour tous ses conseils,

soutien, et aides en moyens pédagogiques, je lui dois mes premiers pas dans la recherche.

J’adresse également mes remerciements à Melle DERRICHE Zohra, Professeur à l’ENTP

pour ses critiques constructives et son esprit cartésien dont elle m’a fait bénéficier.

J'exprime toute ma gratitude à Monsieur BELABDELOUAHAB Farid, Maître de conférences

et Directeur des études à l’ENTP pour son aide pédagogique

Une profonde reconnaissance pour les membres du Laboratoire CTE-lab, particulièrement à

Monsieur KHIATINE Mohammed, ingénieur géotechnicien pour sa disponibilité.

J’associe à ces remerciement Monsieur BENSAIBI Mahmoud qui m’a accordé beaucoup de

son temps et m’a accueillie au sein du Laboratoire de Blida « Université Saad Dahleb »

Je remercie tous les membres du jury de l’université Mouloud Mammeri de Tizi Ouzou, à

savoir : Professeur BAHAR QUI A ASSUR2 L4ENCADREMENT DE CE M2MOIRE ?

Professeur MELBOUCI qui m’a initié aux travaux de recherche dans le domaine de la

géotechnique, Docteur HAMZA pour sa présence sans failles et son esprit analytique, Docteur

GABI pour ses conseils et ses discussions fructueuses, Professeur BOUHERAOUA pour sa

méthodologie et sa manière de simplifier les problèmes les plus complexes.

Je tiens aussi à remercier très sincèrement Monsieur BENKOLAI Ismail, Géotechnicien et

directeur technique de la société Keller fondations spéciales, pour avoir guidé et enrichi mes

réflexions tout au long de ce travail.

Je voudrais enfin remercier profondément mes parents pour leur compréhension, leurs

encouragements et leur soutien sans faille.

Résumé :

Le sol est généralement un matériau hétérogène avec des caractéristiques très variables. Les

principaux problèmes liés aux sols de manière générale se manifestent par une capacité

portante faible, des déformations (tassements absolus ou différentiels) importants sous

charges statiques, ou dynamiques (séisme) particulièrement pour les sols sableux lâches et

saturés.

Le développement de la mécanique des sols, et les recherches dans le domaine de la

géotechnique, ont permis la mise au point d'une large gamme de techniques permettant

l'amélioration d’un sol présentant de médiocres propriétés géomécaniques. Parmi ces

techniques, on étudiera celle des colonnes ballastées, faisant partie des améliorations de sols

par inclusions souples ; connues pour leur aptitude à la déformation de façon considérable

sous l’action d’un chargement.

L’objectif recherché de cette étude est de définir la sensibilité des paramètres intervenants

dans le dimensionnement d’un réseau de colonnes ballastées et de mieux comprendre le

comportement de la colonne ballastée.

Dans ce mémoire, on examinera les différentes techniques d’amélioration des sols, cette

alternative d’améliorer les caractéristiques d’un sol donné nous permet de dépasser les

contraintes foncières liées à l'extension des périmètres urbanisables , des infrastructures

portuaires et aéroportuaires; nous permettons maintenant à s’implanter pratiquement sur tous

les sites et sur tout type de sol , notamment ceux réputés jusqu’ici ‘’inconstructibles’’ pour des

raisons souvent pertinentes ; ces terrains sols deviennent , la seule alternative à l'urbanisation

grandissante . On étudiera de plus près le renforcement des sols par colonnes ballastées.

L’amélioration des sols par colonnes ballastées a pris une ampleur en Algérie et ce

depuis quelques années 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.

SOMMAIRE

Introduction générale ……………………………………………………………… …..1 Chapitre 1 : Techniques d’amélioration du sol 1 Préchargement ……. …………………………………………………………….….5 1.1 Principe………...………………………………………………………….…......5 I.2 Domaine d'application et techniques de mise en œuvre…………………...... ......5 2 Accélération de la consolidation par drains verticaux……………………...…..........6 2.1 Description et installation…………………………………………………...… 8 2.2 Conception………………………………………………………….....................9 2.3 Applications……………………………………………………………...………9 3 Le compactage dynamique (ou pilonnage) ………………………………………...10 3.1 Objectifs………………………………………………………..…………..….. 10 3.2 Description du procédé……………………..………………..……….................11 3.3 Sols pouvant être traités…………………….………………..………………....12 3.4 Améliorations obtenues…………………….…………………………………...13 3.5 Domaines d'application……………………..…………………………........... ..14 3.6 Contrôle…………………………………….………………..………….............15 4 Le renforcement des sols par inclusions rigides…….………………..………..........16 4.1 Définition du renforcement par inclusions rigides…………..……….................16 4.2 Catalogue des techniques des inclusions…………………………..……....... ....19 5 Vibrocompactage (ou vibroflottation )…………………...…………………….. ....26 5.1 Planches d’essais………………………..………………………………..... .... .27 5.2 Mode opératoire………………………..……………..………………………...28 5.3 Aspects géotechniques………………………..……….………………………..29 5.4 Conception du traitement………………………………..……………………...31 5.5 Contrôle………………………..………………………….……..…..….............31 6 Colonnes ballastées…………………..………………………………..…..…..........31 6.1 Aspects géotechniques………………..……………………...…..…..………....32 6.2 Domaine d’application……………..……………………….....…..………........32 6.3 Conception du traitement……………..…………………………..….................32 6.4 Mode opératoire…………………………………………..…...…......................32 6.5 Contrôle des colonnes ballastées.………………………..…..…….....................38 6.6 Cas particulier : colonnes ballastées réalisées en milieu aquatique…………….40 7 Inclusions par mélange d'un liant avec le sol………………..…..…..……......... .....41 7.1 Le Jet Grouting………..………………………………..…..…..........................42 7.2 Le procédé Soil Mixing……………………………………..…..…....................48 7.3 Lime Cement Columns ou Deep Cement Mixing……..…..….............................49 8 Les géosynthétiques…………………..………………………………..…………...50 8.1 Introduction………………………………………………………......................50 8.2 La fonction de renforcement………..………………..…....................................52 8.3 Les routes et les chemins de fer……..………………..…...................................52 8.4 Les fondations……………………………………………..……………………53 8.5 Renforcements horizontaux……..………………..….........................................53 8.6 Autres applications……………………………………………………………...54 9 Autres techniques…………..……………………..…..……......................................56 9.1 Les plots ballastes…………………………………………..…..………………..56 9.2 Les colonnes à module contrôlé CMC ………………..….……..........................58

9.3 Procédé des Colonnes à Module Mixte CMM®…………….…….......................61 9.4 Amélioration temporaire par congélation……………..….……..........................66 9.5 Amélioration des sols particuliers……………….…..….…….............................70 10 Conclusion………………………………...……….....….…….................................72 Chapitre II Amélioration des sols par colonnes ballastées Introduction……………………………………...………...…...…..….……....................76 1 Techniques de mise en œuvre……………………………………...………...…….....77 1.1 Introduction……………………………………...………...…...…..….……… …77 1.2 Principales techniques de mise en œuvre…………………………………………77 1.3 Dimensions des colonnes……………………………………...………...….. …...81 1.4 Vibreurs……………………………………...………...…...…..….……...............82 1.5 Choix des matériaux……………………………………...………...…...………...82 1.6 Limites du domaine d’application……………………………………...................85 2 Comportement des colonnes ballastées……………………………………..................86 2.1 Notions de base………………………………… ……………………………....86 2.2 Modèles de comportement mécanique d’une colonne isolée sous

chargement statique vertical………………………………………………..88 2.3 Modèles de comportement d’un réseau de colonnes isolées sous charge statique

verticale………………………...………...…...…..….…………………….95 2.4 Réduction du risque de liquéfaction……………………… ;……………...……103 2.5 Evaluation du potentiel de liquéfaction en présence des colonnes ballastées. …103 3 Méthodes de justification……………………………………...………...….............105 3.1 Paramètres intervenant dans le dimensionnement………………………..…......105 3.2 Généralités sur les méthodes de justification………………………………. ......106 3.3 Justification en termes des contraintes……………………………………..........107 3.4 Justification du diamètre moyen en fonction de l'étreinte latérale du sol…... .....108 4 Contrôle……………………………………...………...…...…..….……...................112 4.1 Prescriptions dans le domaine du contrôle et de la réception…………………...112 4.2 Choix des méthodes de contrôle - validité………………………………………113 4.3 Essais de réception ……………………………………………………………...114 4.4 Contrôle des matériaux d’apport………………………………………………...115 4.5 Choix des méthodes de contrôle – validité………………………………………115 5 Critère de réception………………………………………………………………......116 5.1 Essais de chargement sur colonne……………………………………………….117 5.2 Essais de plaque sur matelas de répartition……………………………………..118 5.3 Ballast : volume livré et volume incorporé……………………………………...118 5.4 Observation visuelle……………………………………………………………..119 6 Commentaires sur les méthodes de contrôle…………………………………………119 7 Conclusion……………………………………...………...…...…..….……................120

Chapitre III Synthèse des méthodes de dimensionnement des colonnes ballastées

1 Introduction……………………………………………………………………………..122 2 Méthode empirique de Thorburn (1975) ……………………………………………..123 3 Abaque de dimensionnement de Greenwood (1970) ………………………………...123

4 Méthode de Priebe (Approche élastique)……………………………………………..124 4.1. Equations générales et facteur d’amélioration (β)……………………………….129 5 Calcul de tassement après traitement par colonnes ballastées ...……………………..131 5.1. Cas de traitement par colonnes ballastées sous fondations de grande dimension……………………………………………………………………………….132 5.2 Cas des semelles isolées et filantes………………………………………….. …134 6 Méthode d’homogénéisation du milieu traité……...………………………………… 138 7 Méthode d’homogénéisation simplifiée…………………………………....................138 8 Méthode de Baumann et Bauer (1974)……………………………………………….138 9 Justification des colonnes ballastées en termes de contraintes ……………………...139 9.1. Justification de non poinçonnement d’une colonne ballastée flottante ………….139 10 Analyse numérique du comportement d’un sol compressible traité par colonnes ballastées…………………………………………………….. ………………………...141 10.1 Procédure ………………………………………………………………… …….141 10.2 Généralités sur les lois de comportement …………………………………… …142 10.2.1 Synthèse de quelques modèles de comportement des sols ………………….143 11 Application de la méthode des éléments finis en élasto plasticité ………………. ...146 12 Conclusion ……………………………………………………………………… ….146 Chapitre IV Etude paramétrique 1 Présentation du logiciel ………………………………………………………………148 1.1 Les points forts de Plaxis ………………………………………………………..148 1.2. La démarche de modélisation avec Plaxis ………………………………………148 1.2.1. Géométrie ……………………………………………………………………148 1.2.2. Conditions aux limites ……………………………………………………….149 1.2.3. Définition des paramètres des matériaux.……………………………………149 1.2.4. Maillage ……………………………………………………………………...150 1.2.5. Les conditions initiales ………………………………………………………150 1.2.6. Phase de calcul ……………………………………………………………...150 1.2.7. Visualisation des Résultats ………………………………………..………...151 2 Données nécessaires ………………………………………………………………….152 3 Comment modéliser les colonnes ballastées …………………………………………152 3.1 Problème de la modélisation en 2 D d’un réseau de colonnes ballastées ………..152 3.2 Problème de la modélisation 3D, d’un réseau de colonnes ballastées en 3 D …...153 3.3 Choix de la modélisation axisymétrique en 2D …………...……………………..153 3.4. Modélisations de la colonne ballastées …………………………………………154 4 Etude paramétrique………………………………………………………...................156 4.1 Influence de paramètres géotechniques du matelas de répartition ………. ...........157 4.1.1 Influence du module de rigidité ……………………………………………...157 4.1.1.1 Influence sur le tassement:………………………………………………..158 4.1.1.2 Influence sur le report de charge :………………………………………...158 4.1.1.3 Conclusion sur l’influence du module de rigidité :……………………….159 4.2.1Influence de l’angle de frottement :……………………………………………159 4.1.2.1- Influence sur le tassement ……………………………………………….160 4.1.1.2 Influence sur le report de charge :………………………………………160 4.1.2.2 Conclusion sur l’influence de l’angle de frottement :…………………..161 4.1.3 Influence de la cohésion ……………………………………………………161 4.1.3.1 Influence sur le tassement :……………………………………………..162 4.1.3.2 Influence sur le report de charge ………………………………………….162 4.1.3.3 Conclusion sur l’influence de la cohésion :……………………………….163

4.1.4 Influence du coefficient de Poisson :…………………………………………..163 4.1.4.1 Influence sur le tassement :………………………………………………...163 4.1.4.2 Influence sur le report de charge :…………………………………………164 4.1.4.3 Conclusion sur l’influence du coefficient de Poisson :…………………….164 4.2 Influence des paramètres géotechniques de la colonne ballastée ………………….164 4.2.1 Influence du module de rigidité ……………………………………………...164 4.2.1.1 Influence sur le tassement :……………………………………………….165 4.2.1.2 Influence sur le report de charge …………………………………………165 4.2.1.3Conclusion sur l’influence du module de rigidité…………………………166 4.2.2 Influence de l’angle de frottement :…………………………………………..166 4.2.2.1 Influence sur les tassements :……………………………………………..166 4.2.2.2 Influence sur le report de charge :………………………………………...167 4.2.2.3 Conclusion sur l’influence de l’angle de frottement :…………………….168 4.2.3 Influence de la cohésion :……………………………………………………..168 4.2.3.1 Influence sur le tassement :……………………………….………………168 4.2.3.2 Influence sur le report de charge………………………………………….169 4.2.3.3Conclusion sur l’influence de la cohésion :……………………………….169

4.2.4 Influence du coefficient de Poisson :………………………………………….169 4.2.4.1 Influence sur le tassement :………………………………………………..170 4.2.4.2 Influence sur le report de charge :…………………………………………170 4.2.4.3- Conclusion sur l’influence du coefficient de Poisson ……………………171 4.3 Influence des paramètres géotechniques du sol …………………………………....171 4.3.1 Influence du module de rigidité ………………………………………………..171 4.3.1.1 1Influence sur le tassement::………………………………………………..171 4.3.1.2 Influence sur le report de charge :…………………………………………..172 4.3.1.3 Conclusion sur l’influence du module de rigidité ………………………….173 4.3.2 Influence de l’angle de frottement ……………………………………………..173 4.3.2.1 Influence sur le tassement ………………………………………………….173 4.3.2.2 Influence sur le report de charge ………………………… ………………..173 4.3.2.3 Conclusion sur l’influence de l’angle de frottement……….........................174 4.3.3 Etude de l’influence de la cohésion :…………………………………………...174 4.3.3.1 Influence sur le tassement :…………………………………………………174 4.3.3.2 Influence sur le report de charge :…………………………………………..175 4.3.3.3Conclusion sur l’influence de la cohésion…………………………………...176 4.3.4 Etude de l’influence du coefficient de Poisson ………………….......................176 4.3.4.1 Influence sur le tassement …………………………….................................176 4.3.4.2 Influence sur le report de charge ………………….......................................176 4.3.4.3 Conclusion sur l’influence du coefficient de Poisson………........................177 4.4 Etude de l’influence de l’épaisseur du matelas de répartition ……….......................177 4.4.1 Influence sur le tassement …………………………………...............................178 4.4.2 Influence sur le report de charge ……………….................................................178 4.4.3 Conclusion sur l’influence de l’épaisseur du matelas ……….............................179 4.5 Etude de l’évolution des tassements dans la colonne ballastée ….............................179 4.5.1 Conclusion ……………………………………………………...........................180 4.6 Etude de l’influence de l’espacement entre colonnes ballastées sur la capacité portante de la colonne …………………………………………....................................................180 4.6.1 Conclusion ……………………...........................................................................181 4.7 Influence du diamètre effectif de la colonne sur le tassement ………. ....................181 4.7.1Conclusion ………………………………………................................................182 4.8 Influence de la longueur de la colonne ballastée sur le tassement ............................182

4.8.1-Conclusion ………………………………………………….............................182 4.9 Influence du type d’élément sur les résultats de calcul ………................................183 4.9.1- Influence sur le tassement …………………………….....................................183 4.9.2- Influence sur le report de charge………………………....................................183 4.9.3- Conclusion ………………………………………............................................184 5 Conclusion ………………………………………........................................................184 Chapitre V Introduction ………………………………………….....................................................186

1 Contexte géologique………………………………………..........................................186

2 Synthèse géotechnique ……………………………….................................................187

3 Synthèse générale …………………………………….................................................197

4 Description de l’ouvrage ………………………………..............................................198 5 Mécanisme de chargement du silo…………………………………............................202 6 Etude des fondations sur le sol naturel…………………………..................................204 6.1 Données nécessaires…………………………………............................................204 6.2 Fondation profonde (cas des pieux)…………………………................................204 6.3 Etude du risque de liquéfaction………………………………...............................206 6.4 conclusion sur la nécessité d’améliorer le sol……………….................................211 7 Dimensionnement des colonnes ballastées………………………...............................211 7.1 Mailles de référence…………………………………………................................211 7.2 Dimensionnement du réseau de colonnes ballastées…………...............................212 7.3 Justification en termes de contraintes et de tassements………...............................212 8 Conclusion ………………………………………………............................................225 Conclusion générale………………………………………….........................................227

NOTATIONS UTILISEES

γh : Poids volumique humide du sol, γsat : Poids volumique du sol saturée, γ‘ : Poids volumique déjaugé du sol, γd : Poids volumique sec du sol, γc : Poids volumique du matériau de la colonne (ballast), γe : Poids volumique équivalent du milieu homogénéisé (Priebe), e : Indice des vides du sol, Sr : Degré de saturation du sol, Dr : Densité relative du sol, υs : Coefficient de Poisson du sol, υc : Coefficient de Poisson de la colonne ballastée, Dm : Coefficient de Poisson du matériau constitutif du matelas de répartition, Cu : Cohésion non drainée du sol, Cuo : Résistance au cisaillement non drainée initiale du sol, Ce : Cohésion équivalente du milieu homogénéisé (homogénéisation de Priebe), φu : Angle de frottement non drainée du sol, φ’ : Angle de frottement effectif du sol, φcu : Angle de frottement consolidé non drainée du sol, φ’c : Angle de frottement du ballast, ψc : Angle de dilatance du ballast, ψ : Angle de dilatance du sol, σu : Contrainte ultime (rupture) du sol, σad : Contrainte admissible du sol, σo : Contrainte verticale apportée par l’ouvrage sur le sol traité, σc : Contrainte verticale appliquée en tête de colonne, σe : Contrainte verticale équivalente mobilisée dans le milieu homogénéisé à la profondeur z, σz : Contrainte verticale, σs : Contrainte verticale appliquée à la surface du sol traité, σh : Contrainte horizontale que peut supporter le sol autour de la colonne ballastée (étreinte latérale), σh(z) : Contrainte horizontale développée en fonction de la profondeur z, sur un massif enterré, σv(z) : Contrainte verticale développée en fonction de la profondeur z, au sein de la colonne, qcr : Contrainte verticale limite (rupture) en tête de la colonne, qc ELS : Contrainte admissible en tête de colonne à l’ ELS, σr : Contrainte radiale (en coordonnées polaires), σθ : Contrainte tangentielle (en coordonnées polaires), τ :Résistance au cisaillement suivant le critère de Mohr- coulomb τc :Contrainte de cisaillement mobilisée dans la colonne, τe : Contrainte de cisaillement mobilisée dans le milieu homogénéisé, τh : Contrainte de cisaillement cyclique induite par l’action sismique, τl : Résistance au cisaillement cyclique, q : Déviateur de la fonction de charge (modèle Mohr- Coulomb), P’ : Pression moyenne de la fonction de charge (modèle Mohr- Coulomb),

PL : Pression limite du sol mesuré au préssiomètre, P*le : Pression limite nette équivalente, Pl moyen : Pression limite moyenne calculée sur la hauteur de la colonne ou de moindre résistance, Rp : Résistance en pointe mesurée au pénétromètre dynamique, qc : Résistance de pointe mesurée au pénétromètre statique (CPT), qcmoy : Résistance de pointe moyenne mesurée au CPT sur une couche de sol, Eoed : Module œdométrique du sol, Es : Module de déformation élastique du sol traité, Em : Module de déformation pseudo élastique mesuré au Pressiomètre, Ec : Module de déformation élastique du matériau constitutif de la colonne ballastée, Ee : Module de déformation élastique du milieu équivalent (sol- colonne), Kac : Coefficient de Poussée du ballast, Kpc : Coefficient de butée du ballast, Kv : Coefficient de réaction vertical du sol au contact du massif de fondation, Kh : Coefficient de réaction horizontal du sol au contact du massif de fondation, Cc : Coefficient de compression du sol (déterminé à l’odomètre), Cs : Coefficient de gonflement de sol, ∆H : Tassement de sol dû à la consolidation primaire, σ’c : Contrainte de consolidation du sol, σ’o : Contrainte effective du sol, Sc : Tassement en tête de colonnes, Sm : Tassement du matelas de répartition, Ss : Tassement à la surface du sol traité par colonnes ballastées, ti : Temps initial (ti =0, début de chargement), a : Taux d’incorporation de ballast (ou coefficient de substitution), A : Section droite totale du domaine d’influence de la colonne ballastée (principe de la cellule unitaire), Ac : Section droite de la colonne ballastée, d : Distance entraxes de deux colonnes ballastées consécutives dans un réseau donné, De : Diamètre du cylindre d’influence de la colonne ballastée, Rc : Rayon théorique moyen de la colonne ballastée, Re : Rayon équivalent du cylindre d’influence de la cellule unitaire, Lc : Longueur de la colonne ballastée, Lcmax : Longueur maximale de la colonne ballastée, Β : Facteur de réduction des tassements, ∆a : Accroissement de la section de la colonne ballastée, ∆Rc : Accroissement du rayon de la colonne ballastée, ∆Cu : Accroissement de la cohésion non drainée du sol, n : Rapport de concentration des contraintes, nmax : Rapport de concentration des contraintes maximal ( état de final de report de charge), no : Rapport d’amélioration (Priebe), n1 : Rapport d’amélioration avec prise en compte de la compressibilité, n2 : Rapport d’amélioration avec prise en compte de l’incidence de la profondeur, fd : Facteur de profondeur pour la correction des tassements, m : Facteur d’homogénéisation courant de (Priebe), mmax : Facteur d’homogénéisation maximal de (long terme), mmin : Facteur d’homogénéisation minimal de (court terme), NSPT : Nombre de coups mesurés au standard pénétration test (SPT),

γN ,Nc et Nq : Facteurs de portance donnés en fonction de φ ,

α et α’ : Coefficient rhéologique du sol, X, Y et Z : Coordonnées des points dans le repère orthonormé (XYZ), U : Déplacement horizontal dans le repère horizontal(X), V : Déplacement vertical dans le repère (Z), Ur : Déplacement radial (en coordonnées polaires), εh : Déformation horizontale, εr : Déformation radiale, εθ : Déformation tangentielle, εv : Déformation verticale, Fs : Coefficient de sécurité. σI : Premier déviateur de contraintes,

σII : Deuxième déviateur de contraintes,

σIII :Troisième déviateur de contraintes )( ijG σ : Potentiel plastique,

f : fonction de charge.

Listes des figures et tableaux : Chapitre I : Fig 1.1 : Principe de préchargement pour le contrôle des tassements (Magnan, J.P. & Pilot, G. 1988)........................ ..................................................................................................................5 Fig 1.2 : Techniques de préchargement (Magnan, J.P. & Pilot, G. 1988)..................................7 Fig 2 : Chantier de réalisation des drains verticaux (Document de Géopac®)...........................7 Fig 2.1 : Installation des drains verticaux (Document de Géopac®)..........................................8 Fig 2.3 a : Réseaux de drains verticaux (Magnan, J.P. & Pilot, G. 1988)..................................9 Fig 2.3b : Drains préfabriqués (Magnan, J.P. & Pilot, G. 1988)..............................................10 Fig 3.1 : Exemples de chantiers de compactage dynamique (Documents de Géopac® et Ménard Soltraitement®)............................................................................................................10 Fig 3.2a : Réalisation du compactage selon un maillage bien défini (Document de Ménard Soltraitement®)..........................................................................................................................12 Fig 3.2b : Exemple d’un pilon (à gauche) et l’empreinte laissée après sa chute (à droite) (Document de Geopac ®)..........................................................................................................12 Fig 3.4: Comparaison des caractéristiques du sol avant et après consolidation dynamique (DTU.13.2) ...............................................................................................................................14 Fig 3.5: Chantier de compactage dynamique (aéroport de Nice-France ) (Document de Ménard Soltraitement®)............................................................................................................15 Fig 4.1a: Réseau d'inclusions rigides (Document de Soletanche Bachy®)...............................17 Fig 4.1b : Schéma de principe d'un renforcement par inclusions rigides verticales d'après Berthelot et al. (2003)...............................................................................................................17 Fig 4.1c : Réseau d'inclusions soumis à un chargement d'après Berthelot et al.(2003)...........18 Fig 4.1d: Frottement le long des inclusions d'après Berthelot et al. (2003).............................18 Fig 4.1e: Domaine d'application des inclusions rigides (Orianne J. (2005) )...........................18 Fig 4.2a : Schéma de principe du procédé des pieux battus tubés et illustration de la mise en œuvre (CNAM, « Le renforcement des sols par inclusions rigides »).....................................21 Fig 4.2b :Schéma de principe du procédé des pieux forés simples et illustration des tubes utilisés pour le procédé des pieux forés tubés (CNAM, « Le renforcement des sols par inclusions rigides »)..................................................................................................................22 Fig 4.2c: Schéma de principe du procédé des pieux forés tubés et illustration de la mise en œuvre (CNAM, « Le renforcement des sols par inclusions rigides »).....................................22 Fig 4.2d: Schéma de principe du procédé des pieux forés à la tarière (CNAM, « Le renforcement des sols par inclusions rigides »)........................................................................23 Fig 4.2e: Schéma de principe du procédé des pieux forés STARSOL.....................................24 Fig 4.2f : Illustration de la tarière creuse et du tube plongeur utilisés dans le procédé des pieux forés STARSOL..............................................................................................................24 Fig 4.2g: Schéma de principe du procédé des pieux de type VCC STARSOL........................25 Tableau 1.1 - Quelques caractéristiques des principaux types d'inclusions répertoriées ........26 Fig 5: Domaine d'application du vibrocompactage (Document de Keller®)............................27 Fig 5.2a :Mode opératoire du vibrocompactage (Document de Keller®).................................28 Fig 5.2b: Le cône d’affaissement autour du vibreur (Document de Keller®)...........................29 Fig 5.3a: Etat de compacité du sol avant et après traitement...................................................29 Fig 5.3b: Etat de compacité du sol avant et après traitement (site de Tabarka -Tunisie)........30 Fig 5.3c: Composants du vibreur et principe de fonctionnement de l’excentrique (Document de Keller®).................................................................................................................................30 Fig 5.4: Compactage localisé et en maillage régulier (Document de Keller®).........................31 Fig 6.4a: Exemple de vibreur Keller (Voie sèche, site : mosquée de Boudouaou)..................33

Fig 6.4b: Finition d’une colonne (Site : mosquée de Boudouaou)...........................................34 Fig 6.4c: Mode opératoire de la technique de colonnes ballastées par voie sèche (Document de Keller®).................................................................................................................................34 Fig 6.4d: Exemple de vibreur Keller (Voie humide) (Document de Keller®) .........................35 Fig 6.4e: Phénomène de liquéfaction local (Site : barrage Kissir- Jijel) ................................36 Fig 6.4f: Remplissage du trou par le ballast (Site : barrage Kissir- Jijel)................................37 Fig 6.4g: Finition d’une colonne (Site : barrage Kissir- Jijel).................................................37 Fig 6.4h: Schéma de réalisation des colonnes ballastées par voie humide (Document de Keller®).....................................................................................................................................37 Fig 6.5a: Clavier et unité centrale de l’appareil de mesure M4 (Document de Keller®)..........38 Fig 6.5b: Exemple d’enregistrement de paramètres (Document de Keller®)...........................39 Fig 6.6a: Schéma de réalisation des colonnes ballastées dans un milieu aquatique (Document de Keller®).................................................................................................................................40 Fig 6.6b: Chantiers de colonnes ballastées dans la mer (Document de Keller®- à droite- et Ménard Soltraitement - à gauche-)...........................................................................................40 Fig 7: Domaine d'application des différentes techniques d'injection (Document de Keller®).....................................................................................................................................41 Tableau 1.2 Caractéristiques de résistance et de perméabilité de différents sols traités.........42 Fig. 7.1: Différentes étapes de la réalisation d'une colonne de Jet Grouting...........................42 Fig 7.1.4: Les procédés Soilcrete – S – et – D – .....................................................................45 Fig 7.1.5: Les formes géométriques de Soilcrete.....................................................................46 Fig 7.1.6: Dégarnissage d'éléments de Soilcrete (Document de Keller®)................................46 Fig 7.1.7a: Etapes de mise en œuvre du procédé Soilcrete (Document de Keller®)................47 Fig 7.1.7b: Exemple de buses utilisées par le procédé Soilcrete (Document de Keller®)........47 Fig 7.2: Forme d'une colonne COL MIX ....................................... ........................................48 Fig 7.3a: Instrument de malaxage utilisé pour les Lime Cement Columns (à gauche) et photographie d’une colonne excavée (à droite)........................................................................50 Fig 7.3b: Exemple de tassement sous remblais : comparaison avec et sans colonnes.............50 Fig 8.2: La fonction de renforcement.......................................................................................53 Fig 8.4: Variation de la capacité portante après utilisation du géosynthétique (Das, 1988)....53 Fig 8.5 a: Différentes dispositions du renforcement horizontal dans la plateforme de transfert de charge ..................................................................................................................................54 Fig 8.5 b: Différents mécanismes de renforcements horizontaux............................................54 Fig 8.6 a: Rôle des géosynthétiques pour stabiliser les remblais selon différents modes de rupture ......................................................................................................................................55 Fig 8.6 b: Renforcement des pentes par géosynthétiques.........................................................55 Fig 8.6 c: Utilisation des nappes de géosynthétiques pour le renforcement des murs de soutènement .............................................................................................................................55 Fig 9.1 a: Principe de réalisation des plots ballastés (Document de Ménard Soltraitement®).56 Fig 9.1 b: Engin utilisé pour la réalisation des plots ballastés (Document de Ménard Soltraitement®).....................................................................................56 Fig 9.1 c: Mise en œuvre des plots ballastés ...........................................................................57 Fig 9.1 d: Plots ballastées – exemple de coupe type (Document de G.T.S®(Géotechnique et Travaux Spéciaux).....................................................................................................................57 Fig 9.1 e: Exemple de maillage 8m x 8m – 1ère et 2ème phase type (Document de G.T.S®)..58 Fig 9.1 f: Plot ballasté avant remblaiement type (Document de G.T.S®).................................58 Fig 9.2 a: Chantier de réalisation des Colonnes à Module Contrôlé........................................59 Fig 9.2 b: Schéma de réalisation des CMC .............................................................................60 Fig 9.2 c: Exemples de colonnes réalisées................................................................................61 Fig 9.3 a: Coupe d’une Colonne à Module Mixte CMM.........................................................61

1 2 3 4

Fig 9.3 b: Schéma de principe sous fondation superficielle.....................................................62 Fig 9.3 c: Schéma de principe sous dallage..............................................................................63 Fig 9.3 d: Principe de réalisation d’une Colonne à Module Mixte CMM................................64 Fig 9.4 a: La méthode de congélation sur chantier (Document de Soletanche Bachy ®).........67 Fig 9.4 b: Principe de la méthode ouverte................................................................................68 Fig 9.4 c: Principe de la méthode fermée.................................................................................68 Fig 9.4 d: Schéma représentant l’état du sol avant et après congélation..................................69 Fig 10. a: Schéma général de l'application des techniques d'amélioration des sols- Limites et domaine de validité...................................................................................................................72 Fig 10.b: Domaine d'application des différents procédés d'amélioration de sol en fonction de la nature de sol et les ouvrages projetés (Document de Ménard Soltraitement®).....................73 Tab.10.1 Les principales méthodes de renforcement de sol de fondation pour l'édification des remblais d'après Magnan (1994) ..............................................................................................75 Chapitre II Fig 1.2 a : Mise en œuvre des colonnes ballastées par voie humide (Document de Keller®).....................................................................................................................................78 Fig 1.2 b: Mise en œuvre des colonnes ballastées par voie sèche (Document de Keller®)..............................................................................................................79 Fig 1.2 c: Mise en œuvre des colonnes pilonnées ...................................................................80 Fig 1.2d : Atelier de réalisation de colonnes ballastées en mer (Document de Soletanche Bachy ®)....................................................................................................................................81 Fig 1.2 e: Exemple d’un système en double sas (Document de Soletanche Bachy ®).............81 Tab 1.5: Caractéristiques du ballast pour colonnes ballastées ................................................83 Fig 1.5: Schéma donnant les couches qui forment le matelas de répartition...........................84 Tab 1.6 a: Champ d’application des colonnes ballastées Nature et résistance des sols (étreinte latérale) .....................................................................................................................................84 Tab 1.6 b: Limites d’application des colonnes ballastées Charges appliquées et tolérances imposées ...................................................................................................................................85 Fig 2.1 a: Réseau de colonnes ballastées ...............................................................................86 Fig 2.1 b: Principe de concentration des contraintes et réduction des tassements (Document numérisé)...................................................................................................................................87 Fig 2.2 a :Mode de déformation axiale : répartition des contraintes verticales et déformation axiale en surface (Document numérisé)....................................................................................88 Fig 2.2 b: Mode de déformation radiale : répartition des contraintes horizontales et déformation radiale de la colonne ballastée (Document numérisé)..........................................89 Fig 2.2 c: Interaction sol- colonne : répartition des contraintes de cisaillement le long de la

colonne ballastée (courte) et effet de pointe (Document numérisé)........................90 Fig 2.2 d: Mécanismes de rupture d’une colonne ballastée isolée (Document numérisé).......90 Fig 2.2 e: Rupture par expansion latérale d’une colonne ballastée isolée sous charge axiale en tête (Document numérisé )........................................................................................................91 Fig 2.2 f : Caractérisation de la surface de rupture par cisaillement généralisé d’une colonne ballastée isolée courte sous charge axiale en tète (Document numérisé)..................................93

Fig 2.2 g: Rupture par poinçonnement d’une colonne ballastée flottante isolée sous charge axiale en tète .............................................................................................................................94 Fig 2.3 a: Réseau de colonnes ballastées : domaine d’influence de la colonne.......................96 Fig 2.3 b: Application du principe de la cellule unitaire .........................................................97 Fig 2.3 c: Rôle du matelas de répartition dans la transmission des charges en tête de colonnes et à la surface du sol sous les fondations souples.....................................................................99 Fig 2.3 d: Mécanismes de rupture du sol traité sous une fondation.......................................101 Tab 2.3: Les lois de comportement et paramètres des calculs en éléments finis...................102 Fig 2.5 a: Abaque d'amélioration des sols vis-à-vis de la liquéfaction (Priebe, 1998)..........104 Fig 2.5 b: Contrainte résiduelle du sol entre les colonnes ballastées (Priebe, 1998).............105 Fig 3.4: Réduction des tassements en fonction de l'espacement entre colonnes ballastées....108 Fig 3.5: Prévision de la capacité portante et du diamètre effectif en fonction de l’étreinte latérale du sol encaissant ........................................................................................................109 Fig. 3.6 a - Homogénéisation simplifiée .................................................................................112 Tab 4.3: Fréquences des essais .............................................................................................114 Tab 4.4: Essais de contrôle des matériaux d’apport...............................................................115 Tab 5:Critère de réception .....................................................................................................117 Tab 5.1: Mode opératoire de l’essai de chargement/ déchargement usuel............................118 Chapitre III Fig 2: Prévisions de la charge admissible en tête et du diamètre d’une colonne ballastée en fonction de la résistance au cisaillement drainé du sol (d’après Thorburn, 1975)..................123 Fig 3.3: Diagramme des réductions de tassements observés sous des fondations de grandes dimensions reposant sur une argile molle homogène (d’après Greenwood, 1970)................124 Fig 4: Principe de la cellule unitaire et application aux colonnes ballastées de la théorie de l’expansion d’une cavité cylindrique dans un milieu élastique infini .................126

Fig 4.1: Abaque de dimensionnement de Priebe pour un coefficient de poisson )31( =sν ...131

Fig 5.1a: Abaque de prise en compte de la compressibilité de la colonne ballastée..............133 Fig 5.1 b: Abaque de du facteur d’influence de la profondeur...............................................134 Fig 5.2a: Abaque de dimensionnement des semelles filantes [Dhouib et Blondeau, 2005].......................................................................................................................................136 Fig 5.2b: Abaque de dimensionnement des semelles isolées [Dhouib et Blondeau, 2005]...137 Fig 9.1: Facteur d’influence de la profondeur de traitement (y).............................................140 Fig 10.2.1 a: Surface de rupture de Mohr- Coulomb.............................................................145 Fig 10.2.1 b: Courbe intrinsèque de Mohr- Coulomb............................................................146 Chapitre IV Fig 3.4 a : Caractéristiques géométriques du modèle de référence........................................155 Tab 1: Valeurs prises pour la cellule unitaire.........................................................................156 Fig 3.4 b: Représentation de la surface modélisée, maillage et condition aux limites...........156 Fig 1: Tassement de sol traité en fonction du module de rigidité de la colonne ballastée.....158 Fig 2: Influence du module de rigidité sur le report de charge..............................................159 Fig 3: Influence de l’angle de frottement sur le tassement de sol traité.................................160 Fig 4: Influence de l’angle de frottement sur le report de charge...........................................161

Fig 5: Influence de la cohésion sur le tassement de sol traité.................................................162 Fig 6: influence de la cohésion sur le report de charge).........................................................162 Fig 7: Influence du coefficient de Poisson sur le tassement...................................................163 Fig 8: Influence du coefficient de Poisson sur le report de charge.........................................164 Fig: 9 Influence du module de rigidité sur le tassement du sol traité.....................................165 Fig 10: Influence du module de rigidité sur le report de charge.............................................166 Fig 11: Influence de l’angle de frottement sur le tassement...................................................167 Fig 12: Influence de l’angle de frottement sur le report de charge.........................................167 Fig 13: Influence de la cohésion sur le tassement du sol traité..............................................168 Fig 14: Influence de la cohésion sur le report de charge........................................................169 Fig 15 : Influence du coefficient de Poisson sur le tassement du sol traité............................170 Fig 16: Influence en coefficient de Poisson sur le report de charge.......................................171 Fig 17: Influence du module de rigidité sur le tassement du sol traité...................................172 Fig 18: Influence du module de rigidité sur le report de charge.............................................172 Fig 19: Influence de l’angle de frottement sur le tassement du sol traité...............................173 Fig 20: Influence de l’angle de frottement sur le report de charge.........................................174 Fig 21: Influence de la cohésion sur le tassement de sol traité...............................................175 Fig 22: Influence de la cohésion sur le report de charge........................................................175 Fig 23: Influence du coefficient de Poisson sur le tassement du sol traité.............................176 Fig 24: Influence du coefficient de Poisson sur le report de charge.......................................177 Fig 25: Influence de l’épaisseur du matelas de répartition sur le tassement du sol traité.......178 Fig 26 Influence de l’épaisseur du matelas de répartition sur le report de charge..................179 Fig 27: Evolution du tassement dans la colonne ballastée.....................................................180 Fig 28 Capacité portante de la colonne ballastée en fonction de l’espacement entre colonnes..................................................................................................................................181 Fig 29: Evolution des tassements en tête de colonne en fonction de son diamètre effectif...182 Fig 30: Influence de la longueur de la colonne.......................................................................182 Tab 2: tassement obtenu pour les différents types d’élément................................................183 Tab 3: rapport de concentration des contraintes par type d’élément......................................184 Tab 4: Récapitulatif des résultats...........................................................................................184 Chapitre V Fig 2 a: Implantation des essais in-situ......... ........................................................................188 Fig 2 b: Coupe géotechnique du terrain rencontré.................................................................189 Tab 2: Caractéristiques physiques et mécaniques..................................................................190 Fig V.3: Pénétrogramme........................................................................................................191 Fig V.4: Profil pressiométrique..............................................................................................193 Tab V.2: Résultats des mesures des paramètres dynamiques par essai down-hole dans le sondage S 1.............................................................................................................................194 Tab V.3: Résultats de l’analyse chimique du sol...................................................................196 Fig 4 a: Photo du silo .............................................................................................................198 Fig 4b: base du silo ... ............................................................................................................199 Fig 4c: Complexe portuaire agroalimentaire .........................................................................201 Fig 5: Schéma sur le mécanisme du silo.................................................................................203 Tab 6.2: Tableau récapitulatif sur le calcul de pieux.............................................................206 Tab 6.3: Conditions de prédisposition à la liquéfaction dans la couche de sable..................207 Tab 1: Résultats du sondage PS-01( près de S-01)............................................................................................................................................209 Tab 2 : - Calcul de tassement du sol renforcé par colonnes ballastées Ø 80 cm sur une profondeur de 18 m avec un maillage de (1,60 x 1,60 m2) pour une contrainte appliquée

σ0= 4,212 bars en utilisant la méthode d’Homogénéisation simplifiée (compactage modéré)...................................................................................................................................213

Tab 3 : - Calcul de tassement du sol renforcé par colonnes ballastées Ø 80 cm sur une profondeur de 18 m avec un maillage de (1,60 x 1,60 m2) pour une contrainte appliquée

σ0= 4,212 bars en utilisant la méthode d’Homogénéisation simplifiée (compactage intensif)...................................................................................................................................214


σ0= 4,212 bars en utilisant la méthode de Priebe (compactage modéré)...................................................................................................................................215


σ0= 4,212 bars en utilisant la méthode de Priebe (compactage intensif)...............................216


σ0= 4,212 bars en utilisant la méthode de de Balaam et Booker...........................................216 Tab 7 : - Tassement obtenu par la méthode de Ghionna........................................................217 Tab 8:- Données géotechniques des couches de sols et des colonnes ballastées...................217 Fig 7 a: Modèle géométrique sur PLAXIS.............................................................................218 Fig 7 b : Introduction des donn ées sur PLAXIS...................................................................218 Fig 7 c : Déplacements verticaux............................................................................................219 Fig 7 d: Déplacements horizontaux........................................................................................220 Fig 7e : La déformée du radier...............................................................................................221 Fig 7 f: modélisation d’une cellule élémentaire avec une colonne au centre.........................222 Fig 7g: Augmentation des contraintes horizontales...............................................................222 Fig 7 h: Taux de réduction des tassements............................................................................223 Fig 7i: Modélisation d’un groupe de colonnes ballastées et cellule élémentaire...................224 Fig 7 j: Tassement d’une cellule élémentaire avec différentes valeurs de K et d'expansion.225

Introduction

1

Introduction générale

Le développement économique et l’accroissement des populations des villes saturées

entrainent l’extension des agglomérations. Ainsi, de plus en plus de constructions et

d’infrastructures sont construites sur des sols de mauvaises qualités tels que les sols meubles

dans les zones côtières ou sur les zones de dépôt de sédiments marécageux. Cela entraine une

importance grandissante des méthodes et techniques d’amélioration du sol. Parallèlement à

cela le développement de l’outil informatique fournit aux ingénieurs les moyens de calculs de

grande capacité itérative. A l’aide de l’ensemble de ces procèdés numériques l’ingénieur

géotechnicien est en mesure d’utiliser toutes ces aides potentielles, assurant ainsi un choix

pertinents de structure prenant en compte les états limites de service et états limites ultimes.

Les nouvelles technologies permettent la création et l’utilisation de modèles complexes.

Les colonnes ballastées constituent une méthode d’amélioration de sol parmi les plus

compétitives de part leur rapidité d’exécution et leur prix compétitif par rapport aux autres

méthodes existantes. Cependant, cette méthode est entourée d’inconnue, en effet l’impact de

l’implantation d’une colonne ballastée sur le sol environnant est méconnu. Par conséquent ,

on ignore encore quelle est l’augmentation de la capacité portante entrainée par l’ajout de

colonnes ballastées, l’interaction sol/colonne et l’influence de son implantations par

refoulement.

La technique de renforcement par colonnes permet une amélioration des sols médiocres et

peut être réalisée avec plusieurs procédés : à savoir les colonnes ballastées, ou pieux de sable,

et le traitement aux liants en profondeur (deep mixing) pratiquées généralement pour les

argiles molles. Cependant pour les sables lâches on pratique souvent le vibrocompactage.

Le renforcement par colonnes permet d'atteindre généralement les buts suivants :

l'augmentation de la capacité portante ;

la réduction du tassement ;

l'accélération de la consolidation ;

l'élimination du risque de liquéfaction

C'est grâce à ces avantages pratiques que le renforcement par colonnes est devenu d'usage

intense à l'échelle internationale, outre l'aspect économique, (coût, délais d'exécution) par

rapport à d'autres solutions telles que les fondations profondes ou autres.

Introduction

2

Pour ce qui est du dimensionnement des fondations sur sol renforcé par colonnes, de

nombreuses contributions ont été avancées depuis les années soixante dix. La plupart d'entre

elles sont basées sur le modèle de la colonne isolée et de la cellule élémentaire.

Aussi bien pour le calcul de la capacité portante que pour l'estimation du tassement, les

méthodes de dimensionnement ont été largement commentées, il en ressortait souvent

l'absence d'un cadre théorique adéquat qui devrait conduire à des résultats exploitables pour le

praticien.

Dans ce mémoire, la recherche sur le renforcement par colonnes a fait l'objet d'une autre

investigation pour l'estimation du tassement, et a conduit à plusieurs résultats.

Malgré cela, l'étude du renforcement des sols purement cohérents par des colonnes en

matériau cohérent et frottant n'a pu être menée avec l'approche cinématique directe du calcul à

la rupture. Les résultats obtenus avec l'approche numérique nécessitent d'être améliorés d’où

la nécessité de l’étude en profondeur de ce volet.

Problématique du renforcement des sols

Dans ce mémoire, on va essayer de comprendre le mécanisme de comportement des

colonnes ballastées en étudiant de plus près l’influence des paramètres géotechniques sur les

sols renforcés par celles-ci..

Notre travail sera divisé en plusieurs chapitres :

Chapitre I/

On passera en revue les différentes techniques d’amélioration des sols, on peut ainsi les diviser en trois catégories en fonction de la manière avec laquelle l'amélioration est obtenue :

• dans la première catégorie on trouve celles qui conduisent à réduire l'indice des vides et à densifier le sol où on trouve le pilonnage, le vibrocompactage, les colonnes ballastées, le préchargement, les drains verticaux,…etc.

• en deuxième catégorie on trouve les techniques d'injection (Jet Grouting,…etc.) qui se base sur la notion de former un nouveau matériau plus résistant en injectant un liant dans le sol.

• Dans la troisième catégorie on trouve celles qui utilisent un autre matériau pour combler les défauts du matériau sol (les géosynthétiques par exemple pour reprendre les efforts de traction).

Chapitre II /

On étudiera de plus près l’amélioration des sols par colonnes ballastées, ses modes

d’éxecution

Introduction

3

Chapitre III/

On va synthétiser les différentes méthodes de dimensionnement des colonnes ballastées, on

étudiera les différentes lois de comportements et cela dans les aspects numériques, empiriques

et expérimentaux.

Chapitre IV/

Dans cette partie, on va essayer d’étudier l’influence de certains paramètres géotechniques

sur le matelas de répartition, les colonnes ballastées et de sol sur le comportement de

l’ensemble, c'est-à-dire un sol traité par colonnes ballastées.( sous le programme PLAXIS)

Des simulations seront faites pour étudier :

• L’influence de paramètres géotechniques E, c, φ, ν de matelas de répartition, de

colonnes ballastées et de sol.

• L’influence de l’épaisseur du matelas de répartition.

• L’influence du diamètre des colonnes ballastées.

• L’influence de la distance entre axes des colonnes ballastées. • L’influence de la longueur de la colonne.

• Le tassement en fonction de la profondeur.

• L’influence de l’espacement entre colonnes sur la capacité portante de la colonne

ballastée.

• L’influence de type d’élément sur les résultats de calculs.

Chapitre 5/

C’est un cas d’étude, 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

On terminera par une conclusion générale.

Chapitre I Techniques d’amélioration des sols

4

I. Techniques d’amélioration du sol

Introduction : Les sols de bonnes caractéristiques physico-mécaniques sont de plus en plus rares, d’où le

recours à une amélioration en profondeur de certains terrains et cela pour qu’ils puissent

recevoir des ouvrages de grande importance projetés sans qu’il n’y est de problèmes vis-à-vis

de la stabilité ou des déformations. Les méthodes d’amélioration des sols sont l’un des outils

dont dispose l’ingénieur pour résoudre ces problèmes là. Certaines de ces méthodes sont très

anciennes, comme le battage des inclusions de bois dans les sols de faible portance. D’autres

sont plus récentes, comme les méthodes d’injection, de pilonnage ou de congélation. Elles ont

connu, depuis une vingtaine d’années, un développement considérable et sont maintenant

utilisées comme un élément à part entière des projets.

Les techniques modernes d'amélioration des sols sont largement utilisées dans le cadre de

la gestion et de la valorisation du patrimoine foncier. C'est ainsi que certains terrains, dont la

seule valeur intrinsèque peut être représentée par leur emplacement unique, peuvent gagner

une valeur ajoutée importante grâce à ces techniques.

Après amélioration des terrains par ces techniques, il est possible de construire :

• des aéroports (sécurisation des terrains supportant les pistes, hangars, zones de frets) ;

• des zones commerciales ;

• des complexes industriels ;

• des silos de stockage ;

• des raffineries (réservoirs, etc …) ;

• des zones d’habitation.

On peut diviser les techniques d'amélioration de sols en trois catégories en fonction de la

manière avec laquelle l'amélioration est obtenue :

• dans la première catégorie on trouve celles qui conduisent à réduire l'indice des vides

et à densifier le sol où on trouve le pilonnage, le vibrocompactage, les colonnes

ballastées, le préchargement, les drains verticaux,…etc.

• en deuxième catégorie on trouve les techniques d'injection (Jet Grouting,…etc.) qui se

base sur la notion de former un nouveau matériau plus résistant en injectant un liant

dans le sol.


5

• Dans la troisième catégorie on trouve celles qui utilisent un autre matériau pour

combler les défauts du matériau sol (les géosynthétiques par exemple pour reprendre

les efforts de traction).

1 Préchargement Cette méthode est utilisée sur des terrains dont le tassement évolue durant plusieurs années.

1.1 Principe

Cette technique consiste à placer sur le terrain une charge égale à la charge définitive Pf

augmentée éventuellement d’une surcharge Ps qui assure tout ou partie des effets suivants

(Fig.1.1) :

- produire un développement rapide des tassements de consolidation primaire et

accélérer l’apparition et le développement des tassements de consolidation

secondaire ; on peut rendre ainsi le sol traité plus rapidement constructible, sans

redouter à moyen ou à long terme des tassements absolus ou différentiels importants ;

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

Fig 1.1 : Principe de préchargement pour le contrôle des tassements (Magnan, J.P. & Pilot, G.

1988).

1.2 Domaine d'application et techniques de mise en œuvre

On applique généralement ces méthodes sur des mauvais terrains composés principalement

de sols fins (faible perméabilité). Pratiquement, deux techniques sont utilisées pour appliquer

au sol la contrainte de préchargement :

Surcharge en terre

La méthode la plus courante (Fig 1.2.a) consiste à édifier sur le site un remblai (une solution

alternative est de remplir des réservoirs d’eau, utiliser des containers de stockage ou encore

l’aménagement d’une route provisoire pour faire circuler des engins qui représentent des

Pf + Ps

Pf ou


6

surcharges mobiles ). On augmente ainsi la contrainte totale appliquée à la surface de la

couche compressible et en fin de consolidation, quand les surpressions interstitielles créées

par la charge sont dissipées, la charge apportée par le remblai est supportée par le squelette du

sol, qui se déforme sur toute son épaisseur. De plus, la lenteur des phénomènes permet le

déchargement du terrain pendant la construction sans risque de gonflement et de retour à l'état

initial du terrain (phénomènes élastiques). Lors de la mise en place de ce procédé, une couche

de sable est préalablement installée pour épouser les déformations du sol sous jacent et

contribue a l'évacuation de l'eau qui peut arriver à la surface. Sur des sols très peu perméables,

on peut associer le préchargement à un réseau de drains verticaux afin de faciliter l'évacuation

de l'eau. Avec un repère préalablement fixé, on mesure régulièrement le tassement du sol et,

lorsqu'il a atteint une valeur considérée acceptable, on peut décharger et exécuter la

construction des fondations superficielles.

En général, si la hauteur du mauvais terrain dépasse 5 mètres, on prévoit après le

chargement un système de fondation en radier car il reste des risques de tassements

différentiels ;

La consolidation atmosphérique

Cette méthode est de type isotrope. Elle permet une amélioration des caractéristiques du sol,

la rupture et le fluage latéral sont impossibles. Cette méthode consiste à utiliser la pression

atmosphérique, en appliquant un vide partiel sous une membrane étanche posée à la surface

du sol (Fig 1.2.b); on diminue dans ce cas la distribution d’équilibre des pressions

interstitielles dans le massif de sol, à contraintes totales constantes. Ce système est toujours

couplé à un réseau de drainage vertical et parfois horizontal. L’utilisation de cette technique a

été limitée pendant longtemps par la mauvaise qualité des membranes disponibles ; cet

obstacle est désormais levé et le recours à l’application du vide devrait se développer.

Pour tous les travaux de chargement dont la durée est mensuelle, il faut prendre des

précautions avec le mouvement annuel des nappes. La qualité du tassement sera différente en

fonction de la hauteur du niveau piézométrique.

On peut aussi diminuer les pressions interstitielles, et donc précharger le sol, en rabattant la

nappe dans la zone à consolider (Fig 1.2.c). Les effets de cet abaissement de la nappe sur le

voisinage doivent être soigneusement étudiés dans ce cas.


7

Fig 1.2 : Techniques de préchargement (Magnan, J.P. & Pilot, G. 1988).

2 Accélération de la consolidation par drains verticaux Dans les dépôts des sols fins, les vitesses de consolidation sont en général faibles parce que

l’eau interstitielle doit parcourir un long chemin pour sortir du massif de sol. Il s’ensuit que

les tassements peuvent durer pendant de longues périodes (plusieurs mois, années ou dizaines

d’années, suivant les sites), ce qui est souvent inacceptable, tant pour les ouvrages définitifs

que pour les opérations de préchargement. La mise en place de réseaux drainants dans le

massif de sol (drains verticaux ou tranchées drainantes) réduit la distance que l’eau doit

parcourir pour atteindre une surface drainante et sortir du sol fin, ce qui à un effet très

bénéfique sur les temps de consolidation.

Fig 2 : Chantier de réalisation des drains verticaux (Document de Géopac®)


8

2.1 Description et installation

La technique de drainage la plus fréquemment employée consiste à mettre en place un

maillage régulier (maille triangulaire ou carrée) de drains verticaux (Fig 2.3a). Jusqu’au début

des années 1980, les drains verticaux étaient en général les drains de sable, réalisés par

diverses techniques : battage, vibrofonçage ou lançage d’un tube fermé ou d’un tube ouvert,

forage à la tarière pleine ou creuse. Pour un diamètre nominal donné, les drains réalisés par

lançage ou par forage à la tarière creuse sont considérés comme les plus efficaces. A partir des

années 1980, la part des drains préfabriqués en forme de bandes de 10 cm de largeur et

quelques millimètres d’épaisseur (Fig.2.3b) a augmenté de façon très rapide. Ces drains

comportent, en général, une partie centrale (l’âme) assurant la circulation de l’eau le long du

drain et une gaine filtrante en géotextile ou en papier. Une structure unique peut aussi jouer à

la fois le rôle de filtre et de canal. Les drains préfabriqués sont habituellement mis en place

par fonçage à l’intérieur d’un mandrin tubulaire fixé à une flèche verticale rattachée à une

rétrocaveuse ou à une grue sur chenilles, de section toujours supérieure à celle du drain. Une

force statique est utilisée pour enfoncer le mandrin et ancrer le drain à la profondeur désirée.

En présence de couches de matériaux raides, un vibrateur est ajouté au mandrin, ou des

avant-trous sont pratiqués pour passer à travers des couches très raides. La longueur des

drains peut atteindre plusieurs dizaines de mètres.

Fig 2.1 : Installation des drains verticaux (Document de Géopac®)


9

2.2 Conception

L'espacement des drains est habituellement calculé à l'aide de la formule de " Barron " qui

tient compte de la période de consolidation recherchée, du coefficient de consolidation

horizontal du sol et du degré moyen de consolidation visé.

Après leur installation, un coussin de sable filtrant et une surcharge, qui peut dans le cas

d'approches de viaducs constituer une partie des remblais permanents, sont placés au-dessus

de la surface de travail pour provoquer l'acheminement de l'eau interstitielle vers les drains

qui, à leur tour, l'amèneront vers la surface, accélérant alors la consolidation des sols mous.

2.3 Applications

En Amérique du Nord, plusieurs millions de mètres linéaires de drains plats sont installés

chaque année sous des routes, des approches de ponts et des viaducs, des barrages et des

digues, des voies ferrées, des pistes d'aéroport, des zones de stockage, des étangs de

sédimentation, des réservoirs, et là où des structures doivent être érigées sur des sols mous et

saturés.( Geopac ®, « Drains verticaux »)

Fig 2.3 a : Réseaux de drains verticaux (Magnan, J.P. & Pilot, G. 1988).


10

Fig 2.3b : Drains préfabriqués (Magnan, J.P. & Pilot, G. 1988).

Les sols traités par des réseaux drainants sont toujours recouverts d’une couche drainante de

0,5 à 1.0 m d’épaisseur. Cette couche est souvent mise en place avant les drains, pour

permettre la circulation des engins sur le chantier. Elle peut être partiellement remplacée par

une ou plusieurs nappes de géotextiles.

3 Le compactage dynamique (ou pilonnage) 3.1 Objectifs

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.

Fig 3.1 : Exemples de chantiers de compactage dynamique (Documents de Géopac® et Ménard Soltraitement®)


11

3.2 Description du procédé Le procédé consiste à faire chuter de façon méthodique et répétée à la cadence de une à trois

fois par minute et selon un maillage orthogonal défini par rapport à la nature des terrains de

lourds pilons d’acier sur la surface du sol à traiter. Les impacts qui en résultent créent de

puissantes ondes de choc qui se propagent en profondeur provoquant le resserrement des sols

traités et l’amélioration de leurs caractéristiques géotechniques. À l’aide de puissantes grues

sur chenilles adaptées, les pilons sont levés pour ensuite retomber en chute quasi-libre. La

masse de ces pilons varie généralement entre 10 et 18 tonnes métriques, mais avec un système

de levage spécial elle peut être portée à 30 tonnes ou davantage pour augmenter la profondeur

du traitement. La hauteur de chute varie habituellement entre 10 et 30 mètres au dessus de la

surface de travail.

L’énergie d’un impact appliquée au sol se mesure en tonnes-mètres (t-m) et la magnitude

de cette énergie par chute constitue un facteur déterminant dans la mesure et la profondeur de

l’amélioration obtenue. Les autres facteurs qui affectent de façon significative la profondeur

maximum et le degré d’amélioration sont la conception du programme d’application

d’énergie, la séquence, le bon nombre d’impacts par empreinte, et le monitoring attentif de la

réponse du sol tout au long des travaux. L’augmentation et le rythme de dissipation des

pressions interstitielles, le tassement provoqué suite à l’application de chaque phase d’énergie

et le gonflement sont autant d’éléments additionnels qui doivent être constamment suivis et

pris en compte tout au long du traitement.

Le compactage dynamique est d'exécution extrêmement rapide et, dans le cas de sols

granulaires dont l’épaisseur est de l’ordre de 12 mètres ou moins, il est sans conteste le plus

économique des procédés d’amélioration de sol existants. Souvent, plusieurs opérations de

compactage sont nécessaires, séparées par un laps de temps de quelques semaines (2 à 6).

((DTU.13.2) (1992) « Fondation profondes pour le bâtiment – Chap.VIII : Colonnes

ballastées »)


12

Fig 3.2a : Réalisation du compactage selon un maillage bien défini

(Document de Ménard Soltraitement®)

Fig 3.2b : Exemple d’un pilon (à gauche) et l’empreinte laissée après sa chute (à droite)

(Document de Geopac ®)

3.3 Sols pouvant être traités

De toutes les techniques d’amélioration de sol, seul le compactage dynamique permet de

traiter le plus large éventail de dépôts naturels ou de remblais. Cette méthode permet de traiter

en profondeur par des actions de surface des sols sablo- graveleux, et des matériaux argilo-

limoneux saturés à condition qu'il y ait présence d'air occlus (1 à 4%) (Cas des tourbes ou des

remblais récents avec matières organiques). Son emploi peut être intéressant pour consolider

des couches sous l'eau.

Seuls les sols présentant des caractéristiques de consolidation à long terme sous l’application

de charges, tels que les argiles et sols organiques, ne répondront pas favorablement au

traitement. Des remblais d’argile ont toutefois été traités pour en réduire les vides importants.

Par ailleurs, certains dépôts ne pourront être améliorés que par compactage dynamique


13

comme par exemple les sols d’origine morainiques, les débris de construction et les remblais

d’enrochements renfermant de gros éléments.

Le compactage dynamique s’est révélé particulièrement efficace pour développer des sites

jadis considérés comme impropres à la construction en raison des difficultés techniques ou

des coûts élevés que représentaient les méthodes de fondation conventionnelles. C’est le cas

notamment des sites où des remblais hétérogènes ont été déversés à tout hasard et que l’on

retrouve en fortes concentrations à la périphérie de grands centres urbains, dans les carrières

abandonnées, dans les zones portuaires ou pour des édifices résidentiels de prestige construits

sur des terrains gagnés sur* les rivières ou la mer. ((DTU.13.2) (1992) « Fondation profondes

pour le bâtiment – Chap.VIII : Colonnes ballastées »)

3.4 Améliorations obtenues

D'une façon générale, les caractéristiques géotechniques des sols granulaires traités par

compactage dynamique augmenteront par un facteur variant de 2 à 4 et la profondeur

d’amélioration se situera entre 10 et 16 mètres. Dans des sols fins, des silts aux sables

silteux, une partie non négligeable de cette amélioration ne surviendra que deux ou trois mois

après la fin du traitement. Ce phénomène de vieillissement doit être anticipé lors des essais

plutôt que de retarder la construction, une solution rarement acceptable.

La portance admissible après traitement sera de l’ordre de 100 à 200 kPa dans le cas de sols

ou de remblais silteux, et de 200 à 400 kPa, parfois plus, dans les sols ou remblais granulaires

ayant une bonne perméabilité. Des capacités portantes de 800 kPa et des exigences sévères de

tassement total et différentiel ont été obtenus dans des sols granulaires.

Ces chiffres ne représentent qu’un ordre de grandeur. Les résultats du traitement, qu’il

s’agisse de la portance obtenue ou de la profondeur d’amélioration, dépendent d’un grand

nombre de facteurs, les uns intrinsèques aux sols mêmes, tels leur nature, leur composition et

leur perméabilité, les autres extrinsèques, dont les variables du programme de compactage.

L’analyse de ces facteurs et le choix des moyens à mettre en œuvre pour optimiser les

résultats du traitement, il faut bien le rappeler, ne relèvent pas de la science, mais plutôt de

l’art donc de l'expérience et de la compétence du spécialiste.


14

Le diagramme ci-dessous donne un aperçu des capacités portantes qui peuvent être obtenues

dans différents types de sols. Celui-ci compare les valeurs pressiométriques, la pression limite

et le module de déformation, mesurées avant et après le compactage dynamique effectué pour

l'Aluminerie de Grande-Baie (ALCAN) à Saguenay. ((DTU.13.2) (1992) « Fondation

profondes pour le bâtiment – Chap.VIII : Colonnes ballastées »)

Fig 3.4: Comparaison des caractéristiques du sol avant et après consolidation

dynamique (DTU.13.2) 3.5 Domaines d'application L'utilisation la plus fréquente du compactage dynamique, et celle susceptible de générer les

plus importantes économies de temps et de coûts, concerne l’amélioration des sols pour la

construction d’un dallage sur sol et de fondations superficielles pour bâtiments ou autres

ouvrages de génie civil. Le compactage dynamique remplace souvent l’excavation et le

remplacement des sols en place ainsi que les fondations profondes avec des inclusions rigides.

Cette technique est un moyen efficace pour densifier profondément les terrains

compressibles, et permettant de gagner sur la mer (exemple : piste de l’aérodrome de Nice) ou

de réaliser des sous-couches convenant à des dallages de bâtiments industriels ou de centres

commerciaux. La consolidation est associée à des systèmes de drainage, en particulier pour

les sols fins, permettant ainsi de réduire les temps de dissipation des pressions interstitielles.


15

Fig 3.5: Chantier de compactage dynamique (aéroport de Nice-France )


Le compactage dynamique est également 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 chargées, 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.

Par contre, Cette technique reste peu courante du fait de l’encombrement qu’occasionnent

les appareils et le bruis engendré par les impacts, et s’utilisera surtout sur des surfaces

importantes à l’écart d’habitations.

3.6 Contrôle

a. Le suivi géotechnique au court des travaux

Le suivi s’effectue à toutes les étapes du traitement et en tout point sur le chantier, la mesure

de la réduction du volume de sol traité. Il sert à mesurer la réduction du volume et permet des

comparaisons non seulement en divers points du chantier mais aussi avec des projets

antérieurs offrant des conditions similaires. Il sert de plus à identifier les anomalies ou

variations qui requièrent une attention immédiate. Dans les dépôts de sols fins et saturés, les


16

pressions interstitielles et leur rythme de dissipation de même que le gonflement possible sont

relevés pour établir le seuil au delà duquel l’application d’énergie cesse d’être productive. La

réalisation d’essais de sol in situ en cours de traitement est requise dans les cas d’application

complexe. Lorsque, présents à proximité des travaux, les bâtiments et ouvrages sont inspectés

par un spécialiste indépendant et les vibrations, relevées à l’aide de séismographes triaxiaux.

Dans des cas particuliers, des éléments de structures avoisinantes seront instrumentés pour y

détecter rapidement tout mouvement qu’elles pourraient subir.

b. La vérification finale

La vérification des résultats atteints est effectuée au moyen d’une campagne d’essais in situ.

Pour les applications visant la fondation d’ouvrages sur fondations superficielles qui

demandent la détermination précise des caractéristiques de portance et de tassement, on

privilégie la méthode pressiométriques (PMT). Lorsque l’établissement de la densité relative

est spécifié pour évaluer la performance des fondations ou pour évaluer la réponse séismique,

on suggère les méthodes in situ telles que l’essai standard de pénétration (SPT, N) l’essai de

pénétration au cône (CPT) l’essai au cône quasi-statique (DCPT) ou l’essai de densité

« Becker » (BPT).

4 Le renforcement des sols par inclusions rigides 4.1. Définition du renforcement par inclusions rigides verticales

Le renforcement par inclusions rigides verticales est envisagé pour des ouvrages de types

remblais, dallages, silos… lorsque le sol est trop compressible pour supporter sans tassements

importants l'ouvrage à construire. 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.4.1b). Les inclusions peuvent être de différentes natures et construites par différentes

méthodes que nous détaillerons par la suite. Ce type de fondations 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. (CNAM, « Le renforcement

des sols par inclusions rigides »)


17

Fig 4.1a: Réseau d'inclusions rigides (Document de Soletanche Bachy®)

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. Les 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.

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 4.1b : Schéma de principe d'un renforcement par inclusions rigides verticales d'après

Berthelot et al. (2003)


18

Fig 4.1c : Réseau d'inclusions soumis à un chargement d'après Berthelot et al.(2003)

Fig 4.1d: Frottement le long des inclusions d'après Berthelot et al. (2003)

Fig 4.1e: Domaine d'application des inclusions rigides (Orianne J. (2005) )


19

4.2. Catalogue des techniques des inclusions

Parmi les différents types d'inclusions, on peut différencier les inclusions préfabriquées et

celles fabriquées in situ. Les inclusions préfabriquées se différencient par leur nature : pieux

en bois, pieux métalliques ou encore pieux en béton. Parmi les inclusions fabriquées in situ,

on peut encore distinguer deux familles : les inclusions de type pieux et les inclusions

fabriquées par mélange d'un liant avec le sol en place.

a. Inclusions préfabriquées

Les principaux avantages et les inconvénients des pieux préfabriqués sont donnés par

Tomlinson (1987).

Avantages :

• matériau des pieux peut être contrôlé avant l'insertion dans le sol ;

• stabilité dans les sols compressibles ;

• pas de dégâts engendrés sur le pieu par soulèvement du sol lors de l'insertion des pieux

adjacents ;

• procédure de mise en œuvre non affectée par le niveau de la nappe ;

• de très grandes longueurs de pieux peuvent être mises en œuvre.

Inconvénients :

• risque de casse lors de la mise en place occasionnant des délais supplémentaires pour

le remplacement ;

• peu économique si le choix et donc le coût des matériaux est guidé par les contraintes

de mise en œuvre plutôt que par les contraintes en service ;

• cause de nuisance et risque de dégâts par le bruit et les vibrations ;

• impossibilité d'insérer de gros diamètres ;

• risques de dégâts sur les structures adjacentes dus au déplacement du sol lors de la

mise en œuvre.

a.1. Pieux en bois

Le pieu en bois est probablement la plus vieille méthode de renforcement des fondations.

Dans certains pays et pour des cas particuliers, cette méthode est encore appliquée. Les plus

grands désavantages de cette méthode sont la variation de la qualité des pieux en termes de

géométrie et de résistance et le risque de détérioration sous la nappe. Pour de faibles charges

(inférieures à 500 kN) et des longueurs d'ancrage ne dépassant pas 12 m, cette méthode est

utilisable sous certaines précautions. Les pieux bois sont souvent utilisés dans le Nord de


20

l'Amérique, en Chine et dans les pays scandinaves. Ils sont souvent utilisés pour des travaux

de renforcement temporaires.

La mise en œuvre des pieux se fait par battage ;pour faciliter la pénétration et ne pas

endommager les pieux, des précautions particulières doivent être prises : pointe en acier à la

base du pieu, bande d'acier autour de la tête du pieu, pré-forage…etc.

a.2. Pieux métalliques

Les pieux métalliques préfabriqués sont généralement des profilés en H ou des tubes

cylindriques qui ne sont pas remplis de béton. Les longueurs usinées vont de 12 à 21 m. À

cause des risques de corrosion, il y a un refus de certains ingénieurs d'utiliser ce type

d'inclusions. Cependant, dans des conditions normales de sols non contaminés, le taux de

corrosion reste faible. Chaque pieu peut reprendre une charge comprise entre 350 et 1800 kN.

Les pieux métalliques peuvent être mis en place avec des engins de haute capacité

d'enfoncement.

Pour une même longueur de pieu, les pieux métalliques sont plus coûteux que les pieux en

béton, mais ils ont une plus grande capacité de reprise de charge pour un poids donné, ce qui

peut réduire les coûts de mise en œuvre. Les profilés en H génèrent un faible déplacement de

sol.

a.3. Pieux béton

Les pieux en béton préfabriqués sont utilisables pour une grande gamme de charge qui

dépend de la géométrie du pieu, de la résistance en compression du béton et des armatures. Le

béton à l'avantage d'être utilisable dans les sols corrosifs. Les pieux en béton peuvent être ou

non armés et peuvent se présenter soit d'une seule longueur soit en plusieurs tronçons jointifs ;

cette seconde forme facilite le transport et allège les moyens de mise en œuvre. On les utilise

sans raccord jusqu'à 15 m dans le cas de pieux en béton armé, jusqu'à 40 m dans le cas des

pieux en béton précontraints et à des profondeurs supérieures pour des pieux avec des

raccords.

b. Inclusions fabriquées in situ

Comme pour les pieux préfabriqués, on peut se référer aux avantages et inconvénients

donnés par Tomlinson (1987).

Avantages :

• variation de la longueur pour mieux s'adapter aux conditions du sol ;

• insertion de gros diamètres ;

• installation sans bruit ni vibrations notables ;


21

• pas de risque de soulèvement de sol ;

• possibilité d'obtenir dans l'argile des pieds d'inclusions deux à trois fois plus larges que

le diamètre de la colonne.

Inconvénients :

• risque de striction dans les sols compressibles ;

• installation du béton non faite dans des conditions idéales ;

• élargissement du pied de l'inclusion impossible dans un sol sans cohésion.

Pieux battus tubés

Ce procédé (Fig 4.2a) consiste au battage par mouton sec hydraulique ou diesel d'un

élément préfabriqué (béton ou acier) ou d'un tube bouchonné jusqu'à une cote prédéterminée

ou au refus. Le ferraillage et le bétonnage gravitaire se fait à l'abri du tube. Le tube est ensuite

extrait du sol. Ce procédé se fait par refoulement du sol sans déblais.

Fig 4.2a : Schéma de principe du procédé des pieux battus tubés et illustration de la mise en

œuvre (CNAM, « Le renforcement des sols par inclusions rigides »)

Pieux forés simples ou forés tubés

Le choix entre l'utilisation de pieux forés simples et de pieux forés tubés dépend de la

cohésion du sol et de la position de la nappe :

le procédé du pieu foré simple (Fig 4.2b) est utilisé dans un sol cohérent et hors nappe,

il consiste à forer le sol, puis à mettre en place dans le forage le ferraillage et le béton

(gravitairement) ;

le procédé du pieu foré tubé est utilisé dans un sol ne permettant pas de réaliser un

forage sans "coffrage temporaire", il consiste à réaliser un pieu foré à l'intérieur d'un

tube préalablement inséré dans le sol .


22

a b

Fig 4.2b :Schéma de principe du procédé des pieux forés simples et illustration des tubes

utilisés pour le procédé des pieux forés tubés (CNAM, « Le renforcement des sols par

inclusions rigides »)

a b

Fig 4.2c: Schéma de principe du procédé des pieux forés tubés et illustration

de la mise en œuvre (CNAM, « Le renforcement des sols par inclusions rigides »)

Les pieux forés tubés nécessitent des moyens puissants, leur rendement est faible. Cette

méthode génère des déblais.

Pieux forés à la tarière creuse

Le procédé des pieux forés à la tarière creuse (Fig 4.2d) se caractérise par le forage du sol à

l'aide d'une tarière jusqu'à la profondeur souhaitée, puis par l'injection du béton sous pression

par l'axe de l'outil tout en remontant celui-ci. La cage d'armature est mise en place par vibreur.


23

Les foreuses sont équipées en général d'un système d'enregistrement numérique des

paramètres de forage (vitesse d'avancement, vitesse de rotation, couple de rotation) et de

bétonnage (pression d'injection, débit, vitesse de remontée).

Fig 4.2d: Schéma de principe du procédé des pieux forés à la tarière (CNAM, « Le

renforcement des sols par inclusions rigides »)

Exemple de pieux foré : pieux forés STARSOL ©

L'outillage STARSOL, Super Tarière Soletanche-Bachy, renouvelle la technique

d'exécution des pieux forés. Une tête de rotation puissante, munie d’un moteur hydraulique

compact, entraîne simultanément une tarière creuse et un tube plongeur. La tarière et le tube

sont munis d'outils de coupe du terrain à leur base. L'ensemble est vissé dans le sol à forte

cadence, avec la possibilité d'ancrage dans des couches dures ou mi-dures. Le système de

bétonnage, par deux lumières latérales situées à la base du tube plongeur, cumule les

avantages du bétonnage classique à la colonne et du bétonnage sous pression. En permanence,

le volume et la pression du béton sont contrôlés. Un dispositif dégage automatiquement les

déblais au fur et à mesure de la remontée de la tarière. Des cages d'armatures complètes

peuvent être mises en place après la fin du bétonnage. Solétanche Bachy met en avant les

avantages suivants pour le procédé :

• pas de tubage,

• pas de boue de forage,

• aucun risque d'éboulement,

• passage d'horizons durs,

• ancrage dans des horizons durs à mi-durs,


24

• début du bétonnage sans relevage de la tarière,

• béton coulé sous pression,

• bétonnage dans la masse au tube plongeur,

• contrôle permanent de la pression du béton,

• contrôle permanent du volume du béton.

Fig 4.2e: Schéma de principe du procédé des pieux forés STARSOL ®

Les caractéristiques d'exécution et les contrôles qualité que subit un pieu foré STARSOL®

(fig.4.2e) sont faits par un appareil spécial (ENBESOL®) qui saisit et gère, en temps réel, les

indications de quatre capteurs qui donnent la vitesse d'avance et le couple de rotation pendant

le forage ainsi que la pression et le volume de béton pendant la remontée de l'outil.

Fig 4.2f : Illustration de la tarière creuse et du tube plongeur utilisés dans le procédé des

pieux forés STARSOL ®


25

c. Pieux de type Vibro-Concrete Column

Les colonnes de type Vibro-concrete Column (VCC) constituent un procédé de

remplacement des pieux en béton traditionnels. Dans un sol cohérent, les caractéristiques des

VCC ne diffèrent pas de celles des pieux en béton ; dans des sols granulaires, la capacité

portante de la colonne peut être améliorée par le compactage du sol grâce au vibreur installé

dans l'instrument qui met en œuvre la colonne. La procédure de mise en œuvre est décrite à la

figure (Fig 4.2g), elle consiste à introduire dans le sol un vibreur électrique jusqu'à la couche

dure. Le matériau de la couche dure est ensuite compacté par le vibreur. L'instrument est alors

légèrement remonté et le béton est introduit. La colonne est construite en remontant lentement

l'instrument. Cette technique est faite par refoulement du sol est ne génère pas de déblai, elle

permet dans certaines conditions d'améliorer les propriétés du sol encaissant lors de la

fabrication des colonnes. Ce procédé présenté à la figure ci-dessous est celui de Keller.

D'autres types de colonnes VCC existent, en particulier celles réalisées par GTS qui diffèrent

des VCC Keller par leur forme oblongue due à la géométrie de l'instrument les mettant en

œuvre.

Fig 4.2g: Schéma de principe du procédé des pieux de type VCC STARSOL ®

d. Récapitulatif des méthodes

Le tableau 1.1 présente quelques caractéristiques des principaux types d'inclusions

répertoriés. Ces caractéristiques sont d'ordre techniques (vibrations, bruit, déblais) ou

mécanique (module).


26

Tableau 1.1 - Quelques caractéristiques des principaux types d'inclusions répertoriées

Types d'inclusions

Vibrations

Bruit

Déblais

E (Mpa)

Pieux pré-

fabriqués

Pieux bois Oui Oui Non

14 000

Pieux métalliques Oui Oui Non

200 000

Pieux béton Oui Oui Non

10 000 – 20 000 (1)

Incl

usio

ns fa

briq

uées

in si

tu

Pieu

x ba

ttus e

t for

és

Battus Oui Oui Non

(2)

Mortier: 2000-

7400

Béton B15: 9000

Béton B25:

10815

Forés

simples

Non Non Oui

Forés

tubés

Non Non Oui

A la tarièreNon Non Oui

STRASOLNon Non

VCC Non Non Non

10 000

(1) fonction de la nature du béton et du renforcement.

(2) fonction de la nature du coulis.

5 Vibrocompactage (ou vibroflottation) Cette technique s’applique aux sols granulaires non cohérents tels que 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. 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


27

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 5: Domaine d'application du vibrocompactage (Document de Keller®)

5.1 Planches d’essais

Dans le cas de vibrocompactage, il n’existe pas de formules qui donnent le maillage

nécessaire pour le traitement du sol. On réalise donc des planches d’essais : on divise le

terrain à traiter en petites parcelles (exemple 30m x 60m) où, pour chacune, on réalise :

• une reconnaissance géotechnique avant traitement ;

• traitement du terrain suivant différents maillages ;

• une reconnaissance géotechnique identique à celle réalisée avant traitement, pour

définir l’amélioration obtenue de la compacité.

Chaque parcelle est divisée en parties (mailles), où on fait un traitement en variant :

• la profondeur du traitement,

• l’intensité du vibreur,

• le maillage.

On retient ainsi la maille qui donne un traitement optimum (compacité atteinte avec le

maillage le moins serré) qu’on généralise sur toute la surface à traiter.


28

5.2 Mode opératoire

1 2 3 4

Fig 5.2a :Mode opératoire du vibrocompactage (Document de Keller®)

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.


29

Fig 5.2b: Le cône d’affaissement autour du vibreur (Document de Keller®)

5.3 Aspects géotechniques

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,

qui pourra alors être sollicité par des fondations superficielles.

Fig 5.3a: Etat de compacité du sol avant et après traitement


30

Fig 5.3b: Etat de compacité du sol avant et après traitement (site de Tabarka -Tunisie)

Fig 5.3c: Composants du vibreur et principe de fonctionnement de l’excentrique

(Document de Keller®)

Tassement d’environ 1m


31

5.4 Conception du traitement

En fonction de la nature et de l’importance des charges à reprendre, on peut procéder à un

vibrocompactage général par un maillage régulier, ou à un traitement localisé sous des

semelles ou massifs. Le maillage optimal en fonction des performances à atteindre est

déterminé lors de plots d’essais préalables (planches d’essais). La capacité portante d’un

terrain compacté par cette technique peut atteindre 1MPa aux ELS.

Fig 5.4: Compactage localisé et en maillage régulier (Document de Keller®)

5.5 Contrôle

a) Pendant l’exécution du traitement

Les vibreurs sont équipés d’un dispositif d’enregistrement permettant de contrôler la bonne

réalisation de son traitement (ex : énergie électrique consommée par le vibreur en fonction de

la profondeur). Les enregistrements sont analysés par l’entreprise et toute anomalie devra être

signalée immédiatement.

b) Après traitement

Les contrôles après traitement sont réalisés par des essais pressiométriques ou

pénétrométriques pour vérifier qu’il y’a effectivement amélioration des caractéristiques du

sol.

6 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.


32

6.1 Aspects géotechniques

Contrairement au vibrocompactage, on ne considère pas au départ d’amélioration de

compacité entre colonne, même si celle-ci existe dans certains cas. L’amélioration repose sur

la réalisation d’inclusions souples de module élevé, sans cohésion, à fort pouvoir drainant,

qui, par concentration et report de charges, augmentent la capacité portante du sol en

diminuant et maîtrisant les tassements.

6.2 Domaine d’application

Fig 6.2: Types de sols à améliorer par colonnes ballastées (Document de Keller®)

Les colonnes ballastées sont utilisées pour améliorer les sols très faibles à médiocres (sables

limoneux, limons, limons argileux, argiles, remblais hétérogènes, etc…).

6.3 Conception du traitement

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.

6.4 Mode opératoire

a. Procédé par voie sèche


33

Fig 6.4a: Exemple de vibreur Keller (Voie sèche, site : mosquée de Boudouaou)

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.

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.

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.

5) Finition

Compresseur

Chargeur

Ballast

Benne

Engin porteur

Vibreur


34

La colonne est exécutée ainsi, par passes successives, jusqu'au niveau prévu. Les semelles

de fondations sont alors réalisées de manière traditionnelle.

Fig 6.4b: Finition d’une colonne (Site : mosquée de Boudouaou)

1 2 3 4

Fig 6.4c: Mode opératoire de la technique de colonnes ballastées par voie sèche



35

Avantages du vibreur à sas

• Le matériau d’apport arrive directement à l’orifice de sortie, ce qui assure la

continuité de la colonne,

• Le compactage se fait en une seule passe,

• Il n’y a pas de risque d’éboulement du forage dans les sols instables,

• Les vibreurs guidés montés sur porteurs garantissent la parfaite verticalité des

colonnes.

•

b. Procédé par voie humide

Fig 6.4d: Exemple de vibreur Keller (Voie humide) (Document de Keller®)

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

Tubes complémentaires de rallonge

Chargeur

Vibreur avec système de lançage à l’eau Granulats

(ballast)

Engin porteur


36

ce qui permet d’utiliser des agrégats de diamètres plus grands. On peut citer les étapes

d’exécution suivantes :

• Mise en station de la grue : le vibreur est amené à la verticale du point centrale de

la colonne implanté ;

• Démarrage du moteur, le vibreur est descendu lentement ;

• Dés 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 : voir figure). Le vibreur, avec les

tubes de rallonge, descend dans le sol sous l’effet de son propre poids. La vitesse

de descente est variable d’un sol à l’autre où 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 6.4e: 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.


37

Fig 6.4f: Remplissage du trou par le ballast (Site : barrage Kissir- Jijel)

• 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 6.4g: Finition d’une colonne (Site : barrage Kissir- Jijel)

Fig 6.4h: Schéma de réalisation des colonnes ballastées par voie humide


1 2 3 4


38

6.5 Contrôle des colonnes ballastées

a) Avant la réalisation

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, Micro-Deval, Proctor,…etc.).

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.

Fig 6.5a: Clavier et unité centrale de l’appareil de mesure M4 (Document de Keller®)

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.


39

Fig 6.5b: Exemple d’enregistrement de paramètres (Document de Keller®)

b) Après réalisation des colonnes

En plus des essais de chargement réalisés sur quelques colonnes, on peut mener des essais

au pénétromètre standard (SPT) ou dynamique (DPT) sur la tête des colonnes, statique (CPT)

entre les colonnes, ou au pressiomètre (PMT) 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 mesure, tout en se heurtant à des difficultés communes telles que, le faux

refus sur blocs, la déviation des tiges.


40

6.6 Cas particulier : colonnes ballastées réalisées en milieu aquatique

Pour la réalisation de colonnes ballastées destinées, par exemple, à la fondation de murs de

quais ou piles de ponts, un matelas de matériaux d’apport est disposé sur le fond avant le

fonçage des vibreurs.

Fig 6.6a: Schéma de réalisation des colonnes ballastées dans un milieu aquatique (Document

de Keller®)

Fig 6.6b: Chantiers de colonnes ballastées dans la mer

(Document de Keller®- à droite- et Ménard Soltraitement - à gauche-)

Notre projet traite en particulier l’amélioration de sol par la technique des colonnes

ballastées qui sera expliquée en détail dans le chapitre suivant.


41

7 Inclusions par mélange d'un liant avec le sol Les inclusions par mélange d'un liant avec le sol dites "inclusions par mixing" permettent

de réaliser des colonnes de sols stabilisés qui, étant donné les performances mécaniques

généralement obtenues, peuvent s'apparenter aux inclusions rigides. Ces techniques ont été

développées d'une part pour le renforcement des sols compressibles et d'autre part pour leur

stabilisation, cette seconde application ne rentrant pas dans notre cadre d'étude. Parmi les

différentes méthodes de "mixing", qui peuvent être obtenues par différentes techniques :

mécaniques, hydrauliques, avec ou sans air…, on trouve les dénominations suivantes :

- Jet Grouting,

- Soil Mixing,

- Deep Cement Mixing (DCM),

- Deep Soil Mixing (DSM),

- Lime Columns (LC) & Lime Cement Columns (LCC)

Fig 7: Domaine d'application des différentes techniques d'injection


L'objectif des méthodes de traitement des sols par "mixing" est de modifier le sol afin

d'améliorer ses caractéristiques mécaniques en réalisant des colonnes rigides ou semi-rigides.

Le module d'élasticité et la résistance à la compression simple sont typiquement 5 à 10 fois

inférieurs à ceux du béton. Tous les sols peuvent être traités, cependant les sols contenant plus

de 10% de tourbe doivent être préalablement testés. Le tableau 1.2 présente les

caractéristiques de résistance et de perméabilité de différents sols traités.


42

Tableau 1.2 Caractéristiques de résistance et de perméabilité de différents sols traités

Type de sol Ciment incorporé Résistance à la compression simple Perméabilité

Vases, boues 240 à 400 kg/m3 70 à 350 kPa 1.10-6 cm/s Limons organiques

et argiles 150 à 260 kg/m3 350 à 1400 kPa 5.10-7 cm/s

Limons cohérents 120 à 240 kg/m3 700 à 2100 kPa 5.10-7 cm/s Sables limoneux et

sables 120 à 240 kg/m3 1400 à 3500 kPa 5.10-6 cm/s

Sables et graves 120 à 240 kg/m3 3000 à 7000 kPa 1.10-5 cm/s A titre d'exemple, nous allons présenter trois méthodes de "mixing" :

- le Jet Grouting, - le procédé COL MIX, - les Lime Cement Columns.

7.1 Le Jet Grouting La réalisation d'une colonne de Jet Grouting passe par trois étapes (Fig 7.1) :

- réalisation d'un forage par une colonne de tiges dotée d'une tête de perforation

classique (tricône par exemple) et d'un dispositif de lançage ;

- ouverture de la colonne de lançage, la colonne est équipée soit d'une buse (mono-jet),

soit de deux ou trois buses d'injection (double ou triple jet) ;

- injection en remontant : dans la technique mono-jet, un coulis de ciment à haute

pression est injecté, le coulis assure à la fois la déstructuration du terrain et la

consolidation par introduction du ciment ;dans les techniques à double ou triple jets, le

sol est d'abord déstructuré par une injection d'air ou d'un mélange air et eau avant

d'être injecté séparément par du coulis à l'aide d'une buse située plus bas sur la colonne

de forage.

Fig. 7.1: Différentes étapes de la réalisation d'une colonne de Jet Grouting


43

Le diamètre de la colonne obtenue dépend de la nature du terrain, de la puissance du jet et

des vitesses de remontée et de rotation ; il varie généralement entre 0,6 et 1,0 m. La résistance

à la compression simple dépend de la qualité du ciment utilisé, du rapport C/E du coulis et de

la nature du sol.

Au cours de la réalisation, les contrôles portent sur le coulis (pression, débit, consommation,

composition) et sur la foreuse (enregistrement des paramètres). Le contrôle a posteriori

consiste généralement à effectuer des carottages avec essais de densité et de compression

simple. Des carottages soniques entre sondages ainsi que des essais de chargement peuvent

compléter ce contrôle.

Pour bien illustrer cette technique, on va détailler le procédé Soilcrete établit par

l'entreprise Keller.

7.1.1 Le procédé du Jet Grouting "Soilcrete"

Le terme "Soilcrete" est la contraction de "soil" et "concrete"; soit en français "Béton de

sol".

Le procédé du Jet Grouting « Soilcrete » se définit 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. Différentes configurations géométriques d’éléments de Soilcrete peuvent être

réalisées.

Le rayon de découpage du jet, qui peut atteindre 2,50 m, varie en fonction du type de sol

traiter, du type de procédé Soilcrete et de la nature du fluide à haute énergie.

7.1.2 Applications

Contrairement aux méthodes de stabilisation de terrain conventionnelles, le Soilcrete peut

être utilisé pour stabiliser et étancher tout type de sols (des alluvions lâches ou argiles).


44

Ceci s’applique également aux sols hétérogènes et aux couches à caractéristiques

changeantes, y compris les matériaux organiques. Les roches tendres comme le grès ont aussi

été traitées. Les principales applications sur le marché sont:

• Reprise en sous-œuvre sous fondations existantes ;

• Murs de soutènement ;

• Cuvelages étanches ;

• Confortement d'excavations (tunnels) ;

• Etanchement de barrages.

7.1.3 Les propriétés du Soilcrete

En fonction du but à atteindre, le Soilcrete est utilisé soit comme un moyen de stabilisation,

soit comme un élément étanche. Une combinaison de ces deux propriétés est nécessaire de

plus en plus fréquemment. La résistance en compression du Soilcrete varie de 2 à25MPa et

dépend de la quantité de ciment utilisé et de la proportion de sol restant dans la masse de

Soilcrete.

L’effet d’étanchéité du Soilcrete contre les infiltrations d’eau est obtenu en sélectionnant la

composition adéquate du coulis à utiliser, avec si nécessaire l’ajout de la bentonite.

Le type et la quantité de coulis à injecté, ainsi que la nature et le volume de sol restant dans la

masse du Soilcrete détermine ses propriétés vis-à-vis de l’étanchéité.

En fonction de la nature des sols, un écran de Soilcrete permet de réduire le coefficient de

perméabilité de plusieurs puissances de10. Une grande rigueur dans la production et

nécessaire pour atteindre la haute qualité requise pour obtenir le degré d’étanchéité recherché.

Les caractéristiques de renforcement et d’étanchéité des colonnes de Soilcrete sont utilisées

pour de nombreuses applications. Le type de coulis doit être adapté en conséquence.

7.1.4 Les différents procédés de Soilcrete

Le Soilcrete peut être réalisé par 3 façons différentes. La méthode à utiliser est déterminée

par le type de terrain prédominant, la forme géométrique, ainsi que la qualité recherchée des

éléments de Soilcrete.


45

a. Soilcrete S (procédé directe Simple) :

Ce procédé s’effectue avec un jet de coulis pour découper et mélanger le sol simultanément

sans enrobage d’air. La vitesse du jet en sortie de buse est supérieure à 100m/sec.

Le procédé Soilcrete-S est utilisé pour des petites à moyenne colonnes de jet grouting.

b. Soilcrete D (procédés directs doubles) :

Ce procédé s’effectue avec un jet de coulis pour découper et mélanger le sol

simultanément. Pour augmenter la capacité d’érosion et le rayon d’action efficaces du jet de

coulis, le jet est enrobé d’air au moyen d’une buse annulaire.

Le procédé Soilcrete-D est principalement utilisé pour des blindages de fouilles, reprises en

sous-œuvre et bouchons étanches.

– S – – D –

Fig 7.1.4: Les procédés Soilcrete – S – et – D – 7.1.5 Les formes géométriques de Soilcrete

La forme géométrique de base d’éléments de Soilcrete est créée par le mouvement de train

de tige :

- la remontée du train de tiges sans rotation permet de créer des panneaux- si plusieurs

jets sont utilisés, des panneaux multiples peuvent être réalisés ;

- la remontée avec rotation alternée selon un angle donné crée des secteurs angulaires

(1/8, 1/4, 1/3 de colonne, etc.) ou des lamelles (faible amplitude)

- la rotation complète permet de créer des colonnes cylindriques.


46

Fig 7.1.5: Les formes géométriques de Soilcrete 7.1.6 Les formes de base de Soilcrete Les formes de base de Soilcrete peuvent être disposées et combinées entre elles pour créer

tout type de forme.

Fig 7.1.6: Dégarnissage d'éléments de Soilcrete (Document de Keller®)

7.1.7 Séquences de mise en œuvre de Soilcrete

L’installation de chantier pour Soilcrete comprend des containers de stockage, des silos et

une unité compacte de malaxage et d’injection. Des flexibles relient l’unité de pompage à la

foreuse en station. La hauteur du mât varie de 2,40m dans les soubassements à plus de 35m

dans les espaces ouverts.


47

Les points de forage sont normalement situés dans des petites tranchées équipées de

pompes. De là, les spoils, mélange eau/ciment/sol, sont pompés vers des bacs de décantation

ou des réservoirs.

1 2 3 4 Fig 7.1.7a: Etapes de mise en œuvre du procédé Soilcrete (Document de Keller®)

Fig 7.1.7b: Exemple de buses utilisées par le procédé Soilcrete (Document de Keller®)

La mise en œuvre des éléments de Soilcrete se fait selon les étapes suivantes :

1 - Forage : des tiges de forage équipées avec un porte-buses de jet et un taillant sont

utilisées pour forer le trou jusqu'à la profondeur requise. En général, le coulis est utilisé

comme fluide de forage pour stabiliser le forage pendant la phase de forage. Pour traverser la

maçonnerie ou le béton on utilise des taillants spéciaux.

2 - Jet : la déstructuration de la structure granulaire avec un puissant jet de fluide commence

en partie basse de l’élément de Soilcrete. L’excédant du mélange eau/ciment/sol est évacué à

la surface par le vide annulaire entre la tige de forage et la paroi du forage. Les paramètres de

production prédéterminés sont enregistrés en continu.


48

3 - Injection : pour tous les types de Soilcrete, un coulis de ciment est injecté sous pression

simultanément à l’érosion du sol. Les turbulences créées par la technique du jet résultent en

un mélange uniforme de coulis avec le sol dans la zone de traitement. Jusqu’à ce que

l’élément de Soilcrete commence à faire prise, la pression hydrostatique dans le forage est

maintenue par l’ajout de coulis dans le forage.

4 - Remontée : les éléments de Soilcrete de toutes formes peuvent être réalisés aussi bien en

continu qu’avec des reprises, et combinés et connectés de toute les manières. La séquence de

travail respecte les exigences techniques et les conditions de la structure à traiter.

7.1.9 Moyens de contrôle

Jusqu’à douze différents paramètres de mise en œuvre d’éléments de Soilcrete peuvent être

enregistrés et utilisés par l’ingénieur en charge de la supervision et du contrôle.

7.2 Le procédé Soil Mixing

Pour illustrer cette méthode, nous présenterons le procédé COL MIX développé par

l'entreprise Solétanche-Bachy. Cette technique a pour objectif de réaliser des colonnes plus ou

moins rigides en mélangeant, in-situ, un liant avec le terrain en place. Le malaxage se fait à

l'aide de tarières creuses couplées et tournant en sens inverse. La réalisation d'une colonne de

COL MIX passe par deux étapes : le forage et la remontée.

Fig 7.2: Forme d'une colonne COL MIX

La phase de forage permet la déstructuration du terrain et l'incorporation du liant par les

tiges creuses. Cette opération est réalisée pendant la descente du train de tarières. La rotation


49

provoque un mouvement ascendant qui favorise le malaxage et l'homogénéisation du

mélange.

Au cours de la phase de remontée, le sens de rotation est inversé, provoquant la circulation

descendante des matériaux, qui, avec l'application simultanée d'une poussée verticale à l'aide

de la machine de forage, assure un compactage du mélange. L'association de 2, 3 ou 4 tarières

permet de réaliser des colonnes de forme oblongue ou carrée. Les valeurs de e varient entre

230 et 875 mm et celles de L entre 410 et 1250 mm.

La résistance à la compression simple dépend du liant utilisé : il s'agit généralement d'un

mélange de chaux et de ciment. Avec un tel mélange, les caractéristiques obtenues

couramment sont les suivantes :

- résistance à la compression simple Rc = 2 à 8 MPa,

- module d'élasticité E = 50 à 300 MPa.

En cours de réalisation, les contrôles portent sur le dosage du liant et sur la foreuse

(enregistrement des paramètres). Les contrôles a posteriori sont les mêmes que pour le Jet

Grouting.

7.3 Lime Cement Columns ou Deep Cement Mixing

Les colonnes de sol traitées à la chaux et au ciment (Lime Cement Columns) sont

couramment utilisées dans les pays scandinaves. Une conférence internationale portant

uniquement sur ce sujet a même eu lieu à Stockholm en 1999. Une présentation complète de

cette méthode a été faite par Broms B.B. (2001). Une technique similaire, dénommée Deep

soil Mixing (Deep Cement Mixing ou Deep Lime Mixing) a été développée au Japon.

La réalisation d'une colonne de sol traitée à la chaux et au ciment passe par deux étapes :

• l'instrument de malaxage (Fig. 7.3a) est tout d'abord vissé dans le sol jusqu'à une

profondeur correspondant à la longueur désirée des colonnes ; la longueur maximale

est de l'ordre de 15 m,

• ensuite l'instrument est lentement retiré (avec une vitesse inférieure à 2,5 cm/tr) et la

chaux vive et le ciment sont incorporés au sol par des trous localisés juste au-dessus de

l'instrument.


50

a b

Fig 7.3a: Instrument de malaxage utilisé pour les Lime Cement Columns (à gauche) et

photographie d’une colonne excavée (à droite)

Les deux courbes de la figure 7.3b illustrent d'une part l'efficacité des LCC en terme de

tassement sous un remblai : le tassement total est réduit de 2/3 ou plus, et d'autre part en terme

de gain de temps pour stabiliser l'ensemble puisque le temps de tassement complet est divisé

par un facteur égal à quatre.

Fig 7.3b: Exemple de tassement sous remblais : comparaison avec et sans colonnes

Ce procédé s'est avéré séduisant du fait de la simplicité et de la rapidité d'exécution des

colonnes et des faibles moyens en hommes et en matériel nécessaire pour la réalisation du

programme d'essai.

8 Les géosynthétiques 8.1 Définition


51

Un géosynthétique est défini, selon la société internationale de géosynthétique (IGS, 1998),

comme un matériau polymérique (synthétique ou naturel) utilisé en contact avec le sol/roche

et/ou autre matériau géotechnique dans les applications de l’ingénierie.

Selon la même société, ces matériaux peuvent assurer les fonctions suivantes : soutènement,

drainage, filtration, séparation, protection et renforcement (résister aux contraintes et

déformations dans les structures géotechniques).

Le renforcement à l’aide des géosynthétiques est aussi ancien que la civilisation : il a été

utilisé dans les anciennes constructions (temples des Babyloniens avant 3000 ans).

Plus récemment, le renforcement par géosynthétiques a été introduit en premier lieu dans les

années 70. Selon John (1987), l'utilisation des géonets fut commencée dans les remblais aux

environs de 1968; en 1971 on a commencé à utiliser les géotextiles pour la même application,

et on a construit le premier mur renforcé par géotextile. La première application du géotextile

entre les agrégats et la couche de base dans la construction d'une route temporaire été en

1972. Actuellement, beaucoup d'ouvrages renforcés par géosynthétiques sont construits à

travers le monde dans une grande gamme d'applications et de nouveaux types de

géosynthétiques sont développés. Les principaux domaines d'application des géosynthétiques

sont :

• les remblais routiers et ferroviaires ;

• les fondations ;

• les remblais ;

• les murs de soutènement et stabilisation des talus.

Giroud (1986) a donné quelques raisons pour le succès des géosynthétiques après avoir

interrogé plusieurs parties concernées par ce procédé : entrepreneurs, concepteurs et

propriétaires. Pour les entrepreneurs, l'avantage de l'utilisation de ce type de matériau est que

leur construction est très rapide et dépend peu des conditions climatiques. Les

géosynthétiques conviennent bien pour les concepteurs, vu leurs propriétés uniformes : ils

sont capables de limiter les défauts locaux du sol et sont faciles à mettre en place. Les

géosynthétiques sont très attractives pour les propriétaires surtout pour leur coût plus ou

moins faible ainsi que leur durée de maintenance.


52

8.2 La fonction de renforcement

Dans la fonction de renforcement, le rôle des géosynthétiques est d'ajouter les propriétés de

résistance à la traction au sol (qui est un matériau avec de bonnes caractéristiques en

compression) pour produire un matériau qui a à la fois les caractéristiques de résistance à la

traction et à la compression. Le renforcement est le résultat du transfert des contraintes de

traction du sol vers le géosynthétique à l'aide du frottement développé entre les deux. Fluet

(1998) a devisé la fonction de renforcement en deux catégories :

• le géosynthétique travail comme élément de traction qui supporte les efforts dans son

plan (fig.8.1a) ;

• le géosynthétique travaille comme membrane qui reprend, en plus des efforts dans son

plan, les efforts normaux (fig. 8.1b).

a b

Fig 8.2: La fonction de renforcement

8.3 Les routes et les chemins de fer

Les routes et chemins de fer sont souvent construits à travers des couches de sols

faibles et compressibles. Pour distribuer les charges du trafic afin de diminuer les

contraintes sur le sol d'assise, on place une couche d'agrégats avec de bonnes propriétés

mécaniques. A long terme, l'interaction entre les agrégats et le sol de fondation sous

chargement dynamique, va causer l'érosion du sol porteur et la pénétration des agrégats

qui donne à la fin des déflexions et éventuellement la rupture.

Pour réduire les déflexions et obtenir une meilleure performance du système, on

introduit une couche de géosynthétique entre la couche d'agrégats et le sol support. Cette

couche de géosynthétique ne joue pas seulement le rôle de séparation entre les deux

matériaux mais aussi un rôle de renforcement.


53

8.4 Les fondations

Les fondations superficielles qui sont construites sur un mauvais sol ont une capacité

portante très basse et enregistrent des tassements importants. Pour améliorer cette

situation, ces fondations peuvent être placées dans un sol granulaire de bonnes

caractéristiques et le séparer du mauvais sol par une nappe de géosynthétique qui permet

de bien répartir les efforts venant de la superstructure.

Fig 8.4: Variation de la capacité portante après utilisation du géosynthétique (Das, 1988)

8.5 Renforcements horizontaux

Le renforcement horizontal de la plateforme de transfert de charge, lorsqu'il existe, est le

plus souvent de nature synthétique ou de type treillis.

Parmi les géosynthétiques utilisés pour ce renforcement, on rencontre soit des géotextiles

soit des géogrilles. Selon leur disposition dans le matelas granulaire, ils peuvent avoir des

rôles différents :

- le géosynthétique est mis en œuvre directement sur les têtes d'inclusions: il assure, par

effet membrane, le transfert de la charge qS appliquée sur le sol compressible vers les

têtes d'inclusions ; le géosynthétique peut être dans ce cas, soit une géogrille, soit un

géotextile ;

- le ou les géosynthétiques sont mis en oeuvre à l'intérieur du matelas granulaire: par

enchevêtrement des granulats dans le(s) géosynthétique(s), cette configuration assure

une meilleure rigidité du matelas granulaire ayant un comportement semblable à une

poutre rigide ; le géosynthétique est nécessairement dans ce cas une géogrille.

En plus de son rôle dans le renforcement, le géosynthétique empêche l'extension latérale du

remblai, cet étalement étant souvent la cause de tassement (voies de chemin de fer par

exemple) ; ce processus se fait par frottement sol/géosynthétique lorsque le géosynthétique est


54

un géotextile ou par enchevêtrement des granulats dans le géosynthétique lorsque celui-ci est

une géogrille.

Fig 8.5 a: Différentes dispositions du renforcement horizontal dans la plateforme de transfert

de charge

a. Effet membrane b. Enchevêtrement

Fig 8.5 b: Différents mécanismes de renforcements horizontaux

L'augmentation de rigidité par la mise en place d'une géogrille a été démontrée par les

autorités allemandes des rails (Seiler, 1995), en effet pour une même épaisseur de ballast,

l'apport d'une géogrille double le module EV2 déterminé à la plaque et une couche de ballast

renforcée de 400 mm d'épaisseur à la même raideur qu'une couche de ballast non renforcée de

600 mm d'épaisseur.

8.6 Autres applications

Les géosynthétiques peuvent aussi être utilisé pour :

• la stabilité des murs des remblais ;

• la stabilité des pentes raides ;

• la stabilité des murs de soutènement.

a b


55

Fig 8.6 a: Rôle des géosynthétiques pour stabiliser les remblais selon différents modes de

rupture

Fig 8.6 b: Renforcement des pentes par géosynthétiques

Fig 8.6 c: Utilisation des nappes de géosynthétiques pour le renforcement des murs de

soutènement


56

9 Autres techniques

9.1 Les plots ballastes a) Principe

Le principe de cette technique est le renforcement du sol par la création de colonnes de 2 à

3m de diamètre, en matériaux granulaires très compactés. Les colonnes ainsi formées sont

appelées plots ballastés pilonnés.

Fig 9.1 a: Principe de réalisation des plots ballastés (Document de Ménard Soltraitement®)

La mise en œuvre s'effectue à l'aide d'engins spécialisés, proches de ceux utilisés pour le

compactage dynamique. Les deux techniques sont fréquemment employées de manière

complémentaire sur les mêmes chantiers.

Fig 9.1 b: Engin utilisé pour la réalisation des plots ballastés


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 pré-

excavation qui va être partiellement remplie d'un bouchon de matériaux que le pilonnage fera


57

descendre à la profondeur voulue. Le plot est ensuite rechargé puis compacté par phases

successives.

b) Mise en oeuvre

Les phases de réalisation d’un puits (ou plots) ballastés sont les suivantes :

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.

Fig 9.1 c: Mise en œuvre des plots ballastés

Les puits 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, contrairement aux colonnes ballastées, des

structures transmettant des charges importantes.

Fig 9.1 d: Plots ballastées – exemple de coupe type

(Document de G.T.S®(Géotechnique et Travaux Spéciaux))

Sol à traiter

Plate forme de travail


58

Fig 9.1 e: Exemple de maillage 8m x 8m – 1ère et 2ème phase type (Document de G.T.S®)

Fig 9.1 f: Plot ballasté avant remblaiement type (Document de G.T.S®)

9.2 Les colonnes à module contrôlé (CMC) 1) Préambule

Les inclusions verticales relèvent de la technique la plus ancienne dans le domaine des

fondations. Les réseaux de pieux de bois fichés sous de nombreuses cathédrales ou ponts

anciens remplissent encore leur fonction de nos jours.

Les inclusions verticales répondent au souci de réduire les tassements sous les fondations et

de les homogénéiser à l’échelle du massif traité. Cette méthode de fondation trouve son

prolongement actuel de façon économique et sophistiquée dans la technique des colonnes à

module contrôlé (CMC), qui sont des inclusions semi-rigides.

2) Présentation des Colonnes à module contrôlé

Les CMC sont des inclusions semi-rigides et cimentées dont le module de déformation à

long terme se situe entre le module du béton de pieux et le module des colonnes ballastées.

Selon les formulations, ce module varie de 500 à 10 000 MPa , ou de l’ordre de 5 à 30 fois

plus faibles que ceux du béton. Elles sont mises en œuvre comme procédé de renforcement de

sol. La solution des CMC ne vise pas à réaliser des pieux devant supporter chacun


59

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 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.

Fig 9.2 a: Chantier de réalisation des Colonnes à Module Contrôlé

3) Domaine d'application

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.


60

4) Avantages des CMC

Tout comme les inclusions souples, 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.

5) Méthode de réalisation des colonnes à module contrôlé

Les colonnes à module contrôlé sont réalisées par refoulement du sol et sans déblais à l’aide

d’un outil creux permettant l’alimentation des colonnes par la pointe ; il s’agit en général

d’une vis refoulante. Les engins employés sont spécialement conçus pour développer

conjointement une poussée sur l’outil particulièrement élevée, ainsi qu’un fort couple, de

façon à refouler les sols latéralement au cours de la pénétration de la vis. Celle–ci est vissée

dans le sol jusqu’à la profondeur désirée puis lentement remontée sans déblais.

Un mortier fluide est libéré au cours de la remontée dans la cavité de sol par l'âme de la vis

spéciale, de façon à constituer une colonne de 40 à 50 cm de diamètre.

Fig 9.2 b: Schéma de réalisation des CMC

Ces colonnes sont réalisées après mise en place d'une plateforme de travail de 30 cm en

bons matériaux. Le dispositif opératoire proposé à sec et sans extraction de terre, n'entraîne

pas de pollution significative de la plate-forme.


61

Fig 9.2 c: Exemples de colonnes réalisées

6) Contrôle des colonnes à module contrôlé

Les colonnes sont contrôlées par enregistrement des paramètres d'injection ainsi que la

prise d’échantillons pour essais d'écrasement. Les paramètres enregistrés et imprimés sur les

fiches de contrôle comprennent :

les vitesses d’avancement et de rotation en descente;

le couple de rotation en descente;

la pression et le volume de mortier injecté.

Le profil des colonnes est dérivé de ces paramètres.

9.3 Procédé des Colonnes à Module Mixte (CMM®)

9.3.1 Caractéristiques générales

Une Colonne à Module Mixte ou CMM® (® : KELLER) se décompose en deux parties :

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

- partie inférieure : une inclusion rigide exécutée par refoulement.

Fig 9.3 a: Coupe d’une Colonne à Module Mixte CMM®


62

a) But du procédé 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.

b) Domaine d’application

Le domaine d’application du procédé CMM® s’étend à l’ensemble des sols cohérents et

pulvérulents ainsi qu’aux remblais.

c) Renforcement du sol par Colonnes à Module Mixte CMM®

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. 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 9.3 b: Schéma de principe sous fondation superficielle


63

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.

Fig 9.3 c: Schéma de principe sous dallage

9.3.2 Dispositions constructives

a. Distance entre colonnes

La distance minimale entre deux colonnes est au moins égale à 3 fois le diamètre de la

partie inférieure de la CMM®, avec un minimum d’un mètre.

b. Matériaux constitutifs des colonnes

Matériaux d’apport de la partie supérieure de la CMM ®

Les prescriptions relatives à cette composante sont celles qui s’appliquent aux colonnes

ballastées.

Matériaux d’apport de la partie inférieure de la CMM®

La partie inférieure de la CMM® est constituée d’un béton prêt à l’emploi avec garantie

d’ouvrabilité et de résistance à la compression simple à 28 jours.

La composition courante du béton est déterminée en fonction des matériaux localement

disponibles (granulats et ciments) et des nécessités du dimensionnement.

La résistance caractéristique recherchée à la compression simple et à 28 jours est en

générale comprise entre 8.0 et 10.0 MPa.


64

9.3.3 Mise en œuvre

Fig 9.3 d: Principe de réalisation d’une Colonne à Module Mixte CMM®


65

L’exécution d’une CMM® se décompose en deux phases :

Une partie dite inférieure :

En phase 1, cette partie est réalisée à l’aide d’un outil à refoulement, développée par Keller,

monté sur un porteur lourd, qui peut être du type :

- tarière à refoulement ;

- tube vibrofoncé à bout fermé ;

- vibreur Keller type alpha ou beta avec incorporation du matériau en base de l’outil

servant de tubage provisoire pendant la réalisation ;

- tarière creuse.

Le diamètre de l’outil est à adapter en fonction des objectifs à atteindre. Lorsque l’outil a

atteint la profondeur finale, un béton de consistance adapté est pompé.

Du fait du refoulement, qui évite l’extraction de la terre, ce procédé permet d’obtenir un

bon frettage du terrain et n’entraîne pas de remontée significative de déblais.

Une partie dite supérieure :

Lorsque l’élément rigide est réalisé à la cote désirée, une colonne ballastée est mise en

œuvre en partie supérieure de celle-ci. Sa longueur est de l’ordre de 1,50m.

La colonne ballastée est réalisée à l’aide d’un atelier spécifique de fabrication Keller

conjuguant :

• un vibreur muni d’un tube latéral amenant les matériaux ;

• une poussée statique de l’outil pour permettre l’interpénétration des 2 parties afin

d’assurer ainsi une zone de recouvrement garantissant une parfaite liaison.

Depuis la plateforme de travail, le vibreur est descendu jusqu’à la profondeur désirée,

correspondant à un renforcement d’environ 0,50m dans l’inclusion, avant prise da la partie

rigide. Ceci définit la hauteur de recouvrement.

Les granulats sont alors incorporés, compactés et refoulés dans le sol par la pénétration du

vibreur.

On procède par passes successives de l’ordre de 30 à 50cm en remontant le vibreur de

façon à constituer une colonne continue ayant un diamètre variable suivant la consistance des

couches traversées (identiquement à la réalisation d’une colonne ballastée).

9.3.4 Contrôles

a) Enregistrement de paramètres

En cours d’exécution, le profil de la colonne est enregistré de manière continue et affiché

en permanence sur un écran visible par l’opérateur.


66

Le système d’enregistrement Keller permet à l’opérateur, lors de la réalisation des

Colonnes à Module Mixte, de visualiser l’ensemble des paramètres énumérés ci-dessous avec

au minimum :

- Partie inférieure :

• Pression de pompage ;

• Profondeur de l’outil ;

• Volume des matériaux.

- Partie supérieure :

• Profondeur de l’outil ;

• Intensité électrique du vibreur ;

• Volume des matériaux.

b) Ecrasement d’éprouvettes

En parie inférieure de la CMM®, sont prévus des essais de résistances à 7et 28 jours sur des

éprouvettes confectionnées sur chantier à la livraison du béton BPE. La fréquence des essais

est de un jeu de 3 éprouvettes pour 500 m 3, avec un maximum de 3 jeux.

Les éprouvettes employées sont cylindriques 16x32 type béton ou prismatiques de type

mortier.

9.4 Amélioration temporaire par congélation a) Introduction

La congélation des terrains aquifères instables est un procédé ancien, à caractère provisoire,

employé pour le creusement de fouilles, de puits ou de galeries, qui permet également le

"sauvetage" d'ouvrages à la suite d'incidents (renard, débourrage).

La congélation de l’eau interstitielle d’un sol produit un matériau dont les propriétés sont

temporairement améliorées tant que la congélation est entretenue. La congélation a également

pour effet de rendre imperméable le sol et de faciliter les travaux de terrassements ou de

construction sous le niveau de la nappe.

b) Sols concernés par la congélation

La méthode de renforcement temporaire des sols par congélation, développée

principalement pour les matériaux grenus (sables, graviers, …), peut être appliquée aux

argiles molles et aux limons, lorsque aucune autre solution n’est possible. L’effet de la

congélation dépend de la température (il augmente quand la température diminue). Par


67

ailleurs, il faut réaliser la congélation le plus rapidement possible pour limiter le gonflement

du sol et il faut tenir compte de la déstabilisation du massif de sol au dégel.

c) Principe de la méthode

Le schéma de principe du procédé est le suivant :

• exécution de sondages encaissant l'ouvrage à construire, sur la hauteur des couches

aquifères, espacement des forages voisin de 1 m ;

• mise en place de tubes réfrigérants (sondes) : fermés à leur base, ils contiennent des

tubes plus petits ouverts à leur partie inférieure ;

• mise en circulation d'un liquide à basse température arrivant par le tube intérieur et

remontant dans l'espace annulaire en empruntant la chaleur au terrain encaissant ;

• congélation progressive des couches autour des sondes, obtention d'une paroi de

terrain gelé dur et imperméable ;

• maintien de cette paroi durant les travaux de génie civil.

Fig 9.4 a: La méthode de congélation sur chantier (Document de Soletanche Bachy ®)

Il existe plusieurs méthodes :

• la méthode ouverte, à l'azote liquide,

• la méthode fermée, à la saumure,

• la méthode dite combinée.

La méthode ouverte

Le liquide réfrigérant est l'azote liquide. Il est transporté au chantier par des camions-

citernes spéciaux où il est maintenu à une température de - 196°C sous une pression de 5 bars

environ. Cette pression sert à assurer la circulation de l'azote dans les sondes. A l'aval de la

dernière sonde une vanne libère l'azote devenu gazeux dans l'atmosphère, à une température


68

de -60°C environ. Le rejet dans l'atmosphère de l'azote gazeux n'est pas une nuisance, même

en ville.

La mise en froid du terrain encaissant est rapide: 2 à 3 jours. Ensuite, on assure simplement

l'entretien. La résistance du sol ainsi congelé est généralement élevée: écrasement sous 30 à

50 bars en compression simple.

L'inconvénient principal est le coût élevé de la fourniture en azote liquide. La méthode est

bien adaptée aux chantiers de courte durée.

Fig 9.4 b: Principe de la méthode ouverte

La méthode fermée

Un circuit frigorifique primaire, au moyen de compresseurs et de condensateurs, liquéfie le

fluide. En se vaporisant, ce fluide assure le refroidissement du liquide réfrigérant qui circule

dans les sondes, en circuit fermé.

Le fluide primaire peut être l'ammoniaque ou le fréon. Le liquide réfrigérant est

généralement une saumure ayant une température d'utilisation variable entre -25 et - 30°C.

Dans ce cas, les sondes ont un diamètre plus grand qu'avec l'azote. Cependant, la mise en

froid demande souvent 3 à 4 semaines.

Fig 9.4 c: Principe de la méthode fermée


69

La méthode combinée

Elle consiste à rendre complémentaires les méthodes précédentes, en utilisant les mêmes

tubes congélateurs. On combine ainsi une mise en froid rapide (azote) et un entretien

économique (saumure). Souvent, il est nécessaire d'assurer un traitement préalable du terrain

par injection. Il s'agit de faire un traitement léger qui a pour objet de fermer les vides ou les

circulations importantes, et de consolider un peu le sol. L'avantage est double : économie de

frigories (moins de pertes) et sécurité accrue.

d) Propriétés du sol gelé

Le sol congelé est composé d’un squelette solide de sol et d’une matrice poreuse (glace+eau

liquide+air). Le comportement est dépendant des changements physiques qui ont lieu en

continue au cours du temps et qui sont fonction de la température, de l’état de contrainte et

des efforts appliqués. Notons que ces rapports varient suivant le type de sol.

Fig 9.4 d: Schéma représentant l’état du sol avant et après congélation

Les mécanismes physiques influant sur la résistance immédiate ou à long terme dépendent

de trois paramètres : la résistance de la glace, la résistance du sol et l’interaction entre le

squelette du sol et la glace.

Les tests sont habituellement effectués à une température comprise entre -10°C et -20°C ou

une température correspondant aux températures allant être appliquées sur le chantier.

Dans le sol, la transmission de la chaleur dépend des propriétés physiques des particules,

de leur degré de compacité et de la teneur en humidité. Le sol étant poreux et contenant des

quantités variables d'air et d'eau, l'analyse du flux de chaleur dans le sol est beaucoup plus

compliquée que dans un corps solide homogène dont la conductivité thermique et la capacité

calorifique sont des paramètres établis, bien définis. Le sol se compose de particules

minérales, de matières organiques et de pores qui peuvent contenir soit de l'eau, soit de l'air.

Ces éléments ont tous des caractéristiques thermiques très différentes.


70

Angle de frottement interne φ et cohésion C

L’angle de frottement interne φ pour un sol congelé est égal ou légèrement inférieur au sol

non congelé. La cohésion d'un sol congelé est, logiquement, largement supérieure à celle d'un

sol non congelé.

Salinité

La teneur en sel est bien entendu un facteur non négligeable, qu'il faut mesurer au cas par

cas. Plus la teneur en sel est importante moins le sol congelé sera résistant.

Teneur en eau w

Le composant assurant une bonne résistance dans le sol congelé est l'eau qui sera

transformée en glace au cours du processus. Il est donc important de connaître la teneur en

eau pour voir si la congélation est applicable et dans quelle mesure. Plus le degré de saturation

est important, plus la résistance du sol congelé sera importante. Dans presque tous les

chantiers, les sols sont saturés et la teneur en eau est directement liée à l'indice des vides.

e) Commentaires sur l’utilisation de cette méthode en pratique

Les propriétés citées ci-dessus en font une technique d’amélioration provisoire très efficace,

mais dont l’emploi reste limité du fait que :

• son coût est élevé ;

• elle nécessite un personnel qualifié car les produits utilisés (azote, …) présentent des

dangers très importants sur la vie des ouvriers ;

• il y’a peu d’entreprises spécialisées dans ce domaine.

9.5 Amélioration des sols particuliers Les particularités du comportement de certains sols de fondation naturels (tourbe, lœss,

…etc.) ou artificiels (déchets industriels ou urbains) rendent nécessaires certaines

modifications des méthodes d’amélioration des sols décrites précédemment, tandis que

d’autres deviennent inopérantes. Les méthodes utilisables en pratique dans ces sols

particuliers sont brièvement décrites dans ce qui suit.

a) Tourbe

Le mot tourbe peut représenter des matériaux organiques extrêmement divers : tourbe

fibreuse, partiellement humifiée ou amorphe (mou), tourbe très humide et compressible des

dépôts de surface ou tourbe décomposée et déjà compacte des couches profondes recouvertes

par d’autres sols quaternaires plus récents. Ces matériaux ont en commun une déformabilité


71

élevée, avec une part importante de déformation visqueuse, et une résistance au cisaillement

faible. Par ailleurs, l’effet de certains liants sur les matières organiques est limité.

En pratique, les méthodes de construction sur les couches de sols tourbeux utilisent les

techniques suivantes :

- substitution partielle ou totale pour les dépôts de surface ;

- préchargement, en essayant d’obtenir par avance une partie au moins des déformations

de fluage.

Les drains verticaux permettent d’accélérer la consolidation primaire des dépôts de tourbes

comme des autres sols fins, mais leur utilisation ne suffit pas à, elle seule pour limiter le

tassement secondaire (de fluage). Les méthodes d’amélioration qui supposent que le sol

exerce une certaine pression latérale sur des colonnes ne sont pas utilisables dans les dépôts

de surface. Pour les couches profondes, certains procédés d’injection pourraient toutefois être

employés.

b) Lœss

Des couches de lœss de plusieurs dizaines de mètres existent dans certaines zones arides du

monde. En cas d’humidification, qui se produit presque inévitablement lorsque l’on

entreprend de mettre en valeur ces territoires, ces couches de lœss peuvent s’affaisser

soudainement de prés de 10 % de leur épaisseur si des travaux d’amélioration ne sont pas

exécutés en temps utile. Les méthodes de traitement des sols lœssiques affaissables sont

variées :

- compactage des dépôts affaissables par pilonnage en surface ;

- compactage en profondeur à l’explosif ou par battage ;

- traitement thermique ;

- traitement chimique (injection de silicates) ;

- humidification préalable ;

Lorsque les lœss ont été humidifiés, ce qui est le cas normal dans les pays d’Europe

occidentale, ils se comportent comme des sols fins classiques.

c) Déchets industriels et urbains

Les décharges sauvages ou contrôlées de déchets urbains ou industriels posent des

problèmes spécifiques lorsqu’on est amené à les traverser ou à les aménager. Ces dépôts se

singularisent par une variabilité élevée des matériaux qui les constituent, la présence

d’objets de dimensions variées qui perturbent les reconnaissances par sondage, l’existence

de matériaux putrescibles (biodégradables) en cours de décomposition, avec émission de


72

gaz, la réactivité chimique de certains de leurs constituants, etc. dans ces conditions, les

méthodes de traitement utilisées en pratique restent simples :

- préchargement ;

- substitution totale ou partielle ;

- pilonnage .

10 Conclusion 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 ? Les figures et diagrammes

qui suivent vont essayer de répondre à cette question.

Fig 10. a: Schéma général de l'application des techniques d'amélioration des sols- Limites et domaine de validité


73

Fig 10.b: Domaine d'application des différents procédés d'amélioration de sol en fonction de la nature de sol et les ouvrages projetés (Document de Ménard Soltraitement®)


74

Légende : 1 : Compactage dynamique 2 : Vibrocompactage 3 : Jet grouting 4 : Drains verticaux 5 : Pieux à la tarière creuse 6 : Colonnes ballastées 7 : Colonne chaut ciment 8 : Inclusion rigide 9 : Soilfrac 10 : Compactage horizontal statique 11 : Micro pieux

Fig 10.c: Différents techniques d’amélioration de sol en place (Document de Keller®)

6 11

1 3 2

4 8

9

6 7 5

10 4

10


75

Tab.10.1 Les principales méthodes de renforcement de sol de fondation pour l'édification des remblais d'après Magnan (1994)

Technique Données nécessaires Contrainte Fiabilité Commentaires

Préchargement Compressibilité Perméabilité

Temps nécessaire

Peu fiable pour obtenir de faibles

déplacements

Lent Peu coûteuse

Préchargement avec drains verticaux

Compressibilité Perméabilités verticales et horizontales

Plus rapide Plus flexible Rapide

Relativement coûteuse

Remplacement du sol

Epaisseur de la couche

Mise en dépôt du sol

Nouveau matériau

Bonne en cas de remplacement

total

Rapide Coûteuse

Colonnes Ballastées, colonnes de

sable compacté

Résistance et déformabilité du

sol

Equipement Plot

expérimental

Bonne après analyse de plots expérimentaux

Coûteuse Rapide

Dalle sur pieux Résistance du sol Bonne Très coûteuse

Remblai léger Compressibilité Perméabilité

Protection du matériau

léger

Peu fiable pour obtenir de faibles

déplacements Coûteuse

Remblais sur inclusions

rigides


sol - Bonne Coûteuse

Rapide

Colonnes de Jet Grouting


sol - Bonne Coûteuse

Rapide

Chapitre II Amélioration des sols par colonnes ballastées

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II-Amélioration des sols par colonnes ballastées Introduction Depuis quelques décennies, les techniques de vibration profonde connaissent un essor considérable, tant du point de vue de la conception et de l’amélioration des moyens et matériels d’exécution que de celui des méthodes de dimensionnement. L’amélioration des sols au moyen de colonnes ballastées est issue du procédé de densification des sols grenus par vibrocompactage introduit en Allemagne par Keller en 1936 et développé par Sergey Steuerman en Floride et par Taylor Woodrow en grande Bretagne. Cette technique est maintenant utilisée dans le monde entier y compris en Algérie où le procédé commence à se lancer de plus en plus. La conception et le développement de nouveaux vibreurs et d’ateliers puissant munis d’enregistreurs de paramètres en temps réel ont permis, à ce jour, d’assurer une bonne exécution des colonnes en offrant de meilleures conditions de continuité et compacité grâce au bon refoulement du sol et a l’intensité du vibrocompactage continu du ballast. Ces améliorations permettent de faire jouer aux colonnes leur plein rôle, qui consiste à :

• augmenter la capacité portante du sol sous les ouvrages projetés ; • accélérer la consolidation par l’effet drainant du ballast ; • réduire le risque de liquéfaction en zones sismiques pour les sols liquéfiables ; • réduire les tassements sous les charges appliquées ; • contribuer à la stabilité générale des remblais ; • améliorer globalement les caractéristiques mécaniques du sol traité.

Dans le domaine de la justification des colonnes ballastées, aux prescriptions du DTU 13.2 s’ajoute, tout de même, un grand nombre de travaux de recherche et de développement entrepris, en particulier dans les années 1980, par plusieurs auteurs qui ont abouti, d’une manière générale, à des abaques pour déterminer l’état des contraintes ou pour évaluer la réduction des tassements sous les ouvrages. Ces abaques sont généralement très simples à utiliser et sont bien adaptés aux ouvrages souples (radiers et dallage de grandes dimensions, remblais de grandes longueurs,…etc.).

Pour le contrôle des colonnes ballastées, le DTU 13.2 définit, avec peu de clarté, le type et la consistance des essais de contrôle. Mais en pratique, il est d’usage de procéder comme suit :

- avant l’exécution des travaux : réalisation de colonnes d’étalonnage et d’information pour valider la conception de procédé (longueur des colonnes, leur diamètre, cote de refus


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éventuel) en fonction des données géotechniques de rapport de sol et des critères du projet ;

- en cours et en fin d’exécution : réalisation de sondages de reconnaissance géotechniques

(pénétromètre statique ou éventuellement dynamiques peu adapté, pressiomètre) au sein des colonnes pour vérifier la validité des critères de réception imposés par le DTU 13.2 et d’essais de chargement pour suivre les déformations des colonnes sous une charge plus élevée que la charge (de service) appliquée.

1 Techniques de mise en œuvre 1.1 Introduction Une colonne ballastée est un procédé d’amélioration de sol : ce n’est ni un élément de fondation, ni une fondation profonde. La fondation d’un ouvrage reposant sur un sol traité par colonnes ballastées est toujours de type superficiel : semelle filante ou isolée, radier, dallage. Il peut aussi s’agir de la « fondation » d’un ouvrage en terre. La technique de traitement des sols par colonnes verticales consiste à incorporer dans le sol un matériau granulaire sans cohésion constitué de ballast (colonnes et plots ballastés) ou de sable (picots et drains de sable) afin d’obtenir un milieu « composite » ayant des caractéristiques globales meilleures que le sol non traité. Dans ce domaine, plusieurs procédés développés depuis les années 1950 existent, et l’on peut citer :

♦ les pieux de sable compacté réalisés avec la technique japonaise « compozer » (Aboshi et al, 1979) ;

♦ les pieux de sable compacté, mis en œuvre comme les pieux classiques avec tubage récupérable : procédé type « Franki » (Bustamante et al, 1991) ;

♦ les colonnes ballastées réalisées au moyen de vibreurs électriques à sas, de type vibreur à torpille Keller ou dérivé (vibreur hydraulique), dont le procédé a été mis au point et développé par Keller en 1936 ;

♦ les plots ballastés mis en place par substitution dynamique, qui constituent une variante de l’utilisation du matériel développé par Ménard pour le compactage dynamique .

1.2 Principales techniques de mise en œuvre Les colonnes ballastées sont mises en œuvre :

- par voie humide; - par voie sèche;


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- par pilonnage. a) Colonnes exécutées par voie humide

La mise en œuvre des colonnes ballastées par voie humide, dite aussi par vibro-substitution (vibro- replacement en anglais) consiste à :

- réaliser un forage par auto-fonçage et lançage à l’eau jusqu'à la profondeur désignée ;

- remonter le vibreur, avec parfois des ramonages successifs, et laisser tomber gravitairement le ballast dans le forage préalable ;

- compacter le ballast par passes successives jusqu’à la finition de la colonne.

Fig 1.2 a : Mise en œuvre des colonnes ballastées par voie humide


b) Colonnes exécutées par voie sèche

La réalisation des colonnes ballastées par voie sèche, dite encore par vibro- refoulement (vibro-displacement en anglais) consiste à :

- auto-foncer le vibreur directement dans le sol par refoulement à l’aide de l’air jusque à la profondeur désignée ;

- remonter progressivement le vibreur tout on laissant descendre par gravité et par pression d’air, le ballast approvisionné par chargeur dans une benne coulissant le long du mât ;

- compacter le ballast par passes successives de l’ordre de 0.5 m jusqu'à la finition de la colonne.

1 2 3 4


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1 2 3 4

Fig 1.2 b: Mise en œuvre des colonnes ballastées par voie sèche (Document de Keller®)

c) Colonnes ballastées pilonnées (« pieux de gravier Franki ») La réalisation des colonnes ballastées pilonnées (connues aussi sous le nom de « pieux de gravier ») du procédé « Franki » nécessite les étapes suivantes :

1- confection du bouchon de battage « Franki » à l’aide du gravier ; 2- battage au fond du tube avec dameur intérieur ; 3- expulsion du bouchon de gravier ; 4- réalisation de la colonne par damage de charges de gravier et extraction de tube ; 5- finition de la colonne ;

La technique des colonnes ballastées pilonnées du procédé « Franki » garantie la réalisation d’une colonne compactée énergiquement et dont le diamètre varie en fonction de la qualité du gravier apporté. La Figure illustre les différentes étapes de réalisation des colonnes ballastées pilonnées


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Fig 1.2 c: Mise en œuvre des colonnes pilonnées

d) Colonnes ballastées en mer

Usuellement, deux techniques sont employées pour la réalisation des colonnes ballastées sous la mer les ouvrages marins (murs de quai par exemple) :

• la méthode du tapis de ballast, qui consiste à mettre en œuvre les colonnes par

voie humide avec alimentation en ballast par le haut ; • l’exécution des colonnes par voie humide avec alimentation en ballast par le bas,

à l’aide d’une trémie- réservoir unique.

Ces deux techniques présentent l’inconvénient majeur de ne pas permettre de vérifier avec précision le volume de ballast incorporé dans une colonne, globalement et en fonction de la profondeur.


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Fig 1.2d : Atelier de réalisation de colonnes ballastées en mer

(Document de Soletanche Bachy ®)

Il existe aujourd’hui un procédé novateur ( Debats et Degen ,2004) , qui consiste a réaliser des colonnes ballastées sous les structures offshore pas voie sèche en utilisant un double sas (« Double Lock Dry Bottom Feed »). Ce procédé breveté de « pompe à graviers à double sas en site marin » (Marine Double Gravel Pump ) présente un degré de fiabilité et d’assurances qualité similaire à celui de la voie sèche en site terrestre et même, d’après certaines entreprises spécialisées, meilleur encore grâce a l’emploi d’un double sas.

Fig 1.2 e: Exemple d’un système en double sas (Document de Soletanche Bachy ®)

1.3 Dimensions des colonnes D’une façon générale, les longueurs de colonnes ballastées sont plus importantes en mer qu’à terre. D’après les entreprises spécialisées et les informations recueillies dans la


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littérature, les profondeurs des colonnes ballastées nécessaires dans le cas des ouvrages marins atteignent souvent 10 à 30 m ; dans le cas des ouvrages terrestres, les profondeurs de traitement sont variables mais restent en moyenne autour de 8 à 10m, sans excéder 20 à 25m. Le diamètre des colonnes ballastées dépend de :

• de l’outil utilisé et de l’adéquation de ce choix au terrain rencontré ; • des terrains traversés et de leurs caractéristiques (étreinte latérale); • de l’énergie totale dépensée.

Les diamètres usuels par voie sèche sont compris entre 50 et 80 cm. Le diamètre de la colonne est plus important par voie humide que par voie sèche, du fait de l’extraction de sol produite par le lançage à l’eau.

1.4 Vibreurs La qualité des colonnes ballastées dépend de la puissance du vibreur. Sur le marché international existent plusieurs types de vibreurs, qui se différencient par leur fréquence et par leur mode de fonctionnement : électrique ou hydraulique. 1.5 Choix des matériaux

a. 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


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pour le ballast servant à la réalisation des colonnes ballastées dans la pratique courante sont résumées dans le tableau 1.5.

Tab 1.5: Caractéristiques du ballast pour colonnes ballastées Caractéristiques Ordres de grandeur Remarques

Dimensions du ballast (mm) 40 / 60 12 / 40

Voie humide Voie sèche

Indice de concassage (%) > 80 -

LA < 25 – 35* Essai « Los Angeles »

(Norme NF EN 1097-2)

MDE < 25 – 30* 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%.

b. 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 épaisseur minimale de 25cm de matériau autre que la classe F (norme NF P 11-300) et un module d’élasticité supérieur à 50 MPa.


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Fig 1.5: Schéma donnant les couches qui forment le matelas de répartition

1.6 Limites du domaine d’application

a) sols concernés 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 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. Le tableau I.5 détaille les sols concernés par l’amélioration des sols par colonnes ballastées et les résistances latérales (ou étreinte latérale) que peut offrir le sol pour la stabilité de la colonne.

Tab 1.6 a: Champ d’application des colonnes ballastées : Nature et résistance des sols (étreinte latérale)

Sols Faisabilité Etreinte latérale (1)

Remarques Pl (kPa) qc (Mpa) Nspt (coups) Cu (kPa) (2)

Argile Oui 150 - 400 0.6 -1.2 4 - 6 25 - 50 - Limon Oui 150 - 400 0.6 -1.2 4 - 6 - -

Sable fin lâche

Oui 150 - 400 0.6 -1.2 4 - 6 - -

Tourbe Non - - - - Matériau évolutif

Autres sols organiques

Non (3) - - - - Matériau évolutif

Remblai inerte

Oui (4) 200-500 0.6 -1.6 - - -

Décharge Non - - - - Matériau évolutif

(1) La valeur de l’étreinte latérale est la moyenne du profil de mesure sur la hauteur du traitement ou sur la hauteur de moindre résistance du sol ; les recommandations pour le contrôle de la conception et l’exécution des colonnes ballastées de CORPEC (2004) fixent une cohésion non drainée minimale de 40kPa pour la faisabilité du traitement par colonnes ballastées, ce qui


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correspond à une pression limite nette pl mesurée au pressiomètre Louis Ménard de 220 kPa, conformément aux corrélations usuelles ;

(2) Dans la littérature nationale et internationale, il y a quelques cas où les cohésions non drainées des

sols traités par colonnes ballastées sont plus faibles (de l’ordre de 10 à 15 kPa) mais il s’agit généralement de traitement sous remblais ou sous radiers souples ;

(3) La possibilité du traitement par colonnes ballastées dépend de la teneur en matériaux organiques

des sols mous ; lorsqu’elle dépasse 10 à 15% sur des hauteurs dépassant le demi-diamètre de la colonne, le sol ne peut pas être stable dans le temps, et les colonnes ballastées sont à exclure ;

(4) Lorsque les remblais, même inertes, sont très hétérogènes (présence de blocs), la mise en œuvre

des colonnes peut être rendue difficile (pré-forage) ; de plus, l’hétérogénéité globale entre points traités peut générer des tassements différentiels qu’il convient d’analyser avec précision en fonction de la nature de la structure projetée et des tolérances imposées.

b) Charges appliquées et tolérances imposées 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 :

halls de stockage, bâtiments industriels et commerciaux, silos et réservoirs de toute nature, ouvrages hydrauliques étanches (réservoirs, station d’épuration).

Il est également possible d’utiliser les colonnes en zone sismique où elles peuvent contribuer à la diminution du potentiel de liquéfaction des sols.

Tab 1.6 b: Limites d’application des colonnes ballastées :

Charges appliquées et tolérances imposées

Type d’ouvrage

Hauteur/épaisseur (m)

Contrainte appliquée

(kPa)

Descente de charge

Tassements absolus

(cm)

Tassements différentiels

(cm) Remblais 2 – 12 40 – 250 - 2 - 20 2 - 5 Dallages 0.12 - 0.20 10 - 50 - < 2 < 1 Radiers 0.30 - 0.60 50 - 80 - 3 - 5 1

Semelles isolées

- - 150 - 1500 kN 1 - 2 0.5

Semelles filantes

- - 100 - 300 kN/m 1 - 2 0.5


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2 Comportement des colonnes ballastées 2.1 Notions de base Considérons un massif de sol traité par un réseau de colonnes ballastées (Fig 2.1) pour un ouvrage de grandes dimensions qui transmet une charge Q se traduisant par une contrainte uniformément répartie notée σ0 .

a- vue en plan du réseau b- colonne isolée : principe de la cellule unitaire

(Ghionna et Jamiolkowski, 1981)

Fig 2.1 a: Réseau de colonnes ballastées : Notation, colonne isolée et principe de la cellule unitaire (Document numérisé)

La charge verticale appliquée en moyenne à la surface du sol (σ0) se répartie, à la surface du domaine cylindrique, entre les colonnes et le sol en proportion de leurs aires respectives. La relation entre la contrainte moyenne σ0 appliquée sur l’aire totale A, la contrainte σc transférée à la colonne d’aire Ac et la charge σs supportée par le sol sur l’aire As peut s’écrire, en utilisant les notations des figures I.106 et I.107, sous la forme : A.σ0 = Ac σc + As σs ( I.1.a )


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a- report de charge b- réduction des tassements 1- Etat avant traitement 2- Etat après traitement

Fig 2.1 b: Principe de concentration des contraintes et réduction des tassements (Document numérisé)

a) Taux d’incorporation

Le coefficient de substitution (dans le cas des colonnes mises en œuvre par voie humide) ou le taux d’incorporation (dans le cas des colonnes mises en œuvre par voie sèche) est le rapport a de l’aire traitée Ac (section de colonne) à l’aire totale A du domaine d’influence de la colonne (principe de la cellule unitaire), soit :

AA

a c= (I.1.b)

Ce qui conduit, à la relation caractéristique suivante : σ0 = a σc + (1-a) σs ( I.2 )

b) Rapport de concentration des contraintes verticales Les colonnes ballastées ont des résistances et modules supérieurs à ceux du sol traité. Il se développe pour cette raison un mécanisme de transfert de la charge σ0 (initialement appliquée par la fondation) qui conduit à une concentration de la contrainte verticale sur les colonnes (notée σc) et à une réduction de la charge sur le sol (notée σs). Avec les notions de la figure (fig 2.1 b), le rapport de concentration des contraintes verticales, noté n, est définit par :

s

cnσσ

= ( I.3)

c) Facteur de réduction des tassements La charge appliquée par la fondation au sol d’assise produirait, en l’absence de colonnes ballastées, un tassement moyen si. Après traitement, les tassements diminuent globalement. On peut définir le facteur de réduction des tassements (β), qui désigne le rapport du tassement si du sol sans traitement au tassement sf du milieu composite obtenu après traitement, soit :


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f

i

ss

=β (I.4)

2.2 Modèles de comportement mécanique d’une colonne isolée sous chargement statique vertical

Une colonne ballastée peut tasser sous la charge appliquée mais le ballast, frottant et dépourvu de toute cohésion, peut également subir des déformations radiales avec un mécanisme d’interaction « sol/ colonne » qui dépend de la rigidité relative de la fondation par rapport au sol qu’elle sollicite. a) Mode de déformation axiale Dans les deux cas (fondation souple et fondation rigide), la concentration sur la colonne des charges transmises par l’ouvrage correspond à un déchargement du sol autour de la colonne au fur et à mesure de l’évolution de la consolidation primaire du sol, accélérée par le caractère drainant des colonnes.

a- Sous une fondation souple b- Sous une fondation rigide Fig 2.2 a :Mode de déformation axiale : répartition des contraintes verticales et déformation

axiale en surface (Document numérisé) b) Mode de déformation latérale La Figure (fig 2.2 b) montre que :

- la contrainte horizontale totale (σh) qui « confine » le ballast résulte de la contrainte horizontale initiale qui règne dans le sol (σh0) et de la contrainte de compression exercée dans le ballast (∆σh) ;

- dans le cas d’une fondation rigide, la contrainte totale horizontale décroît linéairement en fonction de la profondeur alors que, dans le cas d’une fondation souple, elle augmente jusqu’à une profondeur caractéristique déterminée, puis diminue.


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Déformation latérale du ballast

a- Sous une fondation souple b- Sous une fondation rigide

Fig 2.2 b: Mode de déformation radiale : répartition des contraintes horizontales et déformation radiale de la colonne ballastée (Document numérisé)

c) Interaction sol / colonne ballastée L’interaction entre le sol et la colonne ballastée dépend de la rigidité relative de la fondation et du sol d’assise, (Eggestad, 1983) note, dans le cas des colonnes courtes (flottantes), que : • dans le cas de la fondation souple, le tassement du sol est plus important que celui de la

colonne et le sol à un effet d’entraînement sur le ballast sur une profondeur critique ou les contraintes de cisaillements sont négatives (frottement négatif, Combarieu, 1974 ; BELCOTEC, 1985) ;

• lorsque la fondation est rigide, les tassements en surface du sol et en tête de la colonne sont identiques ; les contraintes de cisaillements qui s’exercent à l’interface sol /ballast demeurent positives le long de la colonne et le sol a tendance à « freiner » le ballast (frottement positif) ;

Lorsque la colonne atteint un horizon rigide (substratum), les contraintes verticales peuvent être équilibrées principalement en pointe de la colonne.


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a- Sous une fondation souple b- Sous une fondation rigide

Fig 2.2 c: Interaction sol- colonne : répartition des contraintes de cisaillement le long de la colonne ballastée (courte) et effet de pointe (Document numérisé)

d) Modèles de rupture : expansion, cisaillement, poinçonnement Les mécanismes de rupture d’une colonne ballastée isolée dans un massif de sol mou homogène sous la charge axiale limite (σclim) correspondent, d’après Datye (1982), aux trois configurations schématiques de la figure (fig 2.2 d) :

rupture par expansion latérale (critère souvent dimensionnant), rupture par cisaillement généralisé (rupture rare, cas des colonnes courtes), rupture par poinçonnement (colonnes flottantes).

a b c

a- rupture par expansion latérale du ballast; b- rupture par cisaillement généralisé ; c- rupture par poinçonnement (colonnes flottantes). Fig 2.2 d: Mécanismes de rupture d’une colonne ballastée isolée (Document numérisé)


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d.1) Rupture par expansion latérale de la colonne ballastée L’analyse de la rupture par expansion latérale repose sur l’analogie entre la colonne ballastée et une éprouvette du même matériau granulaire soumise à une pression axiale due à la fondation et à une contrainte de confinement égale à la résistance latérale qu’exerce le sol. Si l’on admet que la colonne est en état de rupture triaxiale drainée (DTU 13.2), la contrainte verticale effective de rupture en tête de colonne σ’clim s’écrit: σ’clim = σ’hlim tan2 [π/4 + φ/2] (I.5) Avec : φc : angle de frottement interne du ballast. σ’hlim : contrainte horizontale effective maximale du sol.

Fig 2.2 e: Rupture par expansion latérale d’une colonne ballastée isolée sous charge axiale en

tête (Document numérisé)

La valeur de l’étreinte latérale résulte du rapport géotechnique ; elle est déterminée à partir d’essais de laboratoire (essais triaxiaux) ou d’essais in situ (pressiomètre, pénétromètre statique, scissomètre, …etc.). Par analogie avec la sonde pressiométrique Ménard, l’étreinte latérale peut être exprimée sous la forme : σ’hlim = pl – u (I.6) Où :

- pl : pression limite nette ; - u : pression interstitielle à la périphérie de la colonne.


92

D’après Gibson et Anderson (1961), inspirés des travaux de Bishop, Hill et Mott (1945) relatifs à l’expansion quasi statique d’une cavité à symétrie cylindrique, pl peut être, dans le cas d’un sol purement cohérent en conditions non drainées, donné par l’expression : pl = σ’h0 + k Cu (I.7) Avec :

- σ’h0 : contrainte horizontale effective dans le sol avant le traitement ; - k : coefficient multiplicateur donné par plusieurs auteurs en fonction d’un facteur

appelé « indice de rigidité » lr qui dépend de la cohésion non drainée Cu et du module d’élasticité du sol Es (Brauns, 1978) ainsi que du coefficient de poisson υs du sol (Hughes et Withers, 1974).

Pour les valeurs usuelles du coefficient de poisson du sol (υs = 0,3 à 0,5), le coefficient k varie de 3,5 à 6. Nahrgang (1976) trouve, à partir d’essais en laboratoire sur modèles réduits tridimensionnels, des valeurs de k de 6,18. D’autres auteurs, comme Ghionna et Jamiolkowski (1981), proposent de déterminer la valeur du module Es à partir de mesures en place au pressiomètre autoforeur. Remarque La valeur de k conseillée pour la pratique courante par Wroth et Hughes lors de l’étude du pressiomètre autoforeur de Cambridge (Camkometer) est de 4, ce qui est plus faible que la valeur retenue par les corrélations usuelles :

pl = 5,5 Cu (pour pl < 300 kPa).

d.2) Rupture par cisaillement généralisé La rupture par cisaillement généralisé peut être étudiée lorsque les caractéristiques de la colonne sont relativement proches de celles du sol. Pour la mise en équation de la rupture par cisaillement généralisé, Brauns (1978a, 1978b et 1980), introduit l’hypothèse d’une rupture axisymétrique d’un volume de matériau composite « ballast/ sol » délimité par une surface tronconique dont la génératrice fait un angle δ avec l’horizontale, centré sur l’axe de la colonne et développé sur une profondeur h (Fig.I.115), égale à : h = Dc. tan (π/4 + φ’c /2) n ( I.8 ) En admettant l’absence de cisaillement à l’intérieur de la surface de rupture et la conservation des volumes, la contrainte verticale limite en tête de la colonne est donnée par :


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σ’clim = [ ] pcpcU

S KKC .

tan1.)2sin(1.

)2sin(2

⎥⎥⎦

⎤

⎢⎢⎣

⎡++⎥

⎦

⎤⎢⎣

⎡+

δδ

δσ ( I.9 )

Avec

- Kpc = tan2 ⎟⎠⎞

⎜⎝⎛ +

2'

4cϕπ : coefficient de butée du ballast ;

- Cu : cohésion non drainée du sol ; - δ : angle de la génératrice du cône avec l’horizontale.

Fig 2.2 f : Caractérisation de la surface de rupture par cisaillement généralisé d’une colonne

ballastée isolée courte sous charge axiale en tète (Document numérisé) d.3) Rupture par poinçonnement du sol (colonnes flottantes) Pour les colonnes flottantes, le poinçonnement a lieu lorsque la résistance du sol sous la pointe de la colonne ne peut pas équilibrer la contrainte verticale σv (z) qui se transmet dans la colonne. En appliquant les règles classiques adoptées pour les pieux (Hughes et al, 1975 ; Brauns 1980), l’équilibre d’un tronçon de la colonne pesante d’épaisseur fini « dz » conduit, pour une loi d’interaction sol-colonne linéaire (Cu = constante sur toute la hauteur de l’assise compressible), à l’équation suivante pour la rupture par poinçonnement :

σv (z) = σ clim + z ⎟⎟⎠

⎞⎜⎜⎝

⎛−

c

uc D

C4γ ( I.10 )

Cette équation permet de déterminer la longueur minimale ainsi que la longueur maximale de la colonne. La longueur minimale (Lc min) correspond à l’équilibre limite pour le poinçonnement.

uc

cucc C

CNL

2lim

min −

−=

γ

σ

2cD

( I.11 )

La valeur de Nc usuellement utilisée pour les pieux est proche de 9.


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La longueur maximale (Lc max) est atteinte lorsque la contrainte verticale σv (z) s’annule, ce qui correspond à la longueur au-delà de laquelle le traitement du sol par colonnes ballastées devient inutile.

cu

cc C

Lγ

σ−

=2

limmax 2

cD ( I.12 )

L’optimisation de la longueur (Lc) des colonnes flottantes doit vérifier la condition suivante : Lc min ≤ Lc ≤ Lc max.

La contrainte verticale régnant au sein de la colonne est maximale en tête de la colonne et décroît en fonction de la profondeur. Dans un milieu caractérisé par la cohésion non drainée cu, la contrainte verticale de rupture vis-à-vis du poinçonnement est calculée selon la formule suivante : qrp = 9.cu + Lc.( 2cu/Rc - γc) ( I.13 ) où : γc : poids volumique de la colonne,

Lc : longueur de la colonne, Rc : rayon moyen de la colonne.

En pratique, on élimine le risque de poinçonnement en donnant à la colonne une longueur supérieure à la valeur minimale qui équilibre la résistance du sol : Sous sollicitations ELU : Lc ≥Rc [ ( γELU * σ0ELU / cu) – 9]/2 Sous sollicitations ELS : Lc ≥Rc [ ( γELS * σ0ELS / cu) – 9]/2 σ0 est la contrainte en tête de colonne et γELU (respectivement γELS) vaut 1,5 (respectivement 2) .

a- Mode de fonctionnement de la b- Contrainte verticale en fonction de la colonne flottante profondeur

Fig 2.2 g: Rupture par poinçonnement d’une colonne ballastée flottante isolée sous charge axiale en tète


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2.3 Modèles de comportement d’un réseau de colonnes isolées sous charge statique verticale

a) Définition du réseau de colonnes ballastées

En pratique, les colonnes ballastées sont généralement disposées : • selon un maillage hexagonal ; • selon un maillage carré ; • selon un maillage triangulaire.

Pour la commodité des calculs et afin de respecter les conditions réelles sur chantier (colonnes « cylindriques »), les zones d’influence des colonnes sont généralement réduites à des domaines cylindriques équivalents, à l’instar de ceux adoptés pour la résolution numérique des problèmes de consolidation radiale. Mais ces équivalences ne sont pas systématiquement employées et des variantes (murs équivalents, Van Impe, 1983 ; Dhouib et al ; 1998 ; anneaux concentriques, Dhoiub et al ; 2004a) sont possibles. Ainsi, pour un espacement d’entre colonnes, l’équivalence entre la section de la maille et le cylindre équivalent de diamètre de conduit à :

• maille hexagonal : dded 05,1124

2 ==π

;

• maille carrée : dded 13,1.164

2 ==π

;

• maille triangulaire (fig.I.3.17.c) : dded 29,1274

2 ==π

.


96

Fig 2.3 a: Réseau de colonnes ballastées : domaine d’influence de la colonne

b) Réduction au cas de la colonne isolée : zone d’influence Sous les charges réparties de grandes dimensions apportées par les remblais, les radiers et les dallages, les colonnes situées à l’intérieur du maillage sont confinées et peuvent être assimilées à des colonnes isolées sous charges verticales. Le principe de la cellule unitaire (Ghionna et Jamiolkowski, 1981) s’applique parfaitement et on peut généraliser les règles de


97

calcul et de dimensionnement des colonnes isolées sous charges verticales aux réseaux de colonnes ballastées sous charges verticales. Sous les charges centrées apportées par les semelles de fondation, l’application du principe de la cellule unitaire n’est pas judicieuse car elle dépend de la disposition et du nombre de colonnes dans le « groupe » de colonnes adopté. Sur la figure I.118, sont données plusieurs configurations de colonnes ballastées sous charge répartie et sous semelles isolées, qui permettent d’illustrer la validité ou non du principe de la cellule unitaire.

a- Charge répartie de grandes dimensions b- Semelle isolée c- Semelle filante

Fig 2.3 b: Application du principe de la cellule unitaire c) Propriétés du sol entre les colonnes Comme nous l’avons indiqué précédemment, les sols concernés par le traitement par colonnes ballastées sont généralement les sols fins : limon, argile et accessoirement pulvérulents (sables et aquifères). L’amélioration des propriétés mécaniques des sols dépend essentiellement :


98

- de la nature du sol à traiter par colonnes ballastées ; - du maillage adopté ; - de la capacité du vibreur à « densifier » le sol fin encaissant.

D’une manière générale, l’amélioration des caractéristiques mécaniques des sols fins (limons et surtout argiles) est faible entre les colonnes comme le montre ce qui suit. d) Incidence de rigidité du dispositif de transmission des charges en tête de colonnes et

à la surface du sol

La transmission des charges en tête de colonnes et à la surface du sol dépend essentiellement :

- du type de fondation (rigide ou souple) ; - de l’épaisseur et de la qualité du matelas de répartition.

d.1) Incidence de la fondation souple Dans le cas de la fondation souple, on note que : • le transfert de la charge sur la tête des colonnes est moins accentué lorsque la fondation

est souple : remblais, dallages et radiers souples ; • le report de charge conduit à des tassements qui sont plus au moins ; • la contrainte horizontale totale confinant le ballast résulte de la contrainte horizontale

initiale qui règne dans le sol avant traitement et d’une contrainte (supplémentaire) de compression exercée dans le ballast;

• cette contrainte augmente jusqu’à une profondeur caractéristique puis diminue en fonction du mécanisme d’interaction sol /ballast.

d.2) Incidence de la fondation rigide Pour le cas des fondations rigides (radiers rigides, massifs de semelle), on note les conclusions suivantes :

- la concentration des contraintes est plus accentuée que dans le cas de la fondation souple;

- les tassements sont identiques en raison du caractère «indéformable » de la fondation ; - la contrainte horizontale décroît linéairement en fonction de la profondeur ; - en raison de l’égalité des tassements en tête da la colonne et à la surface du sol, le

frottement demeure « positif » sur toute la hauteur de la colonne.


99

d.3) Incidence de l’épaisseur du matelas de répartition Pour les fondations souples, la mise en place du matelas de répartition est indispensable pour une meilleure répartition des contraintes. Par conséquent, son épaisseur dépend de l’intensité de la charge apportée par l’ouvrage mais également de la qualité du sol d’assise. D’une façon générale, on procède, en pratique courante, de la façon suivante :

- on détermine par des essais de chargement superficiel à la plaque (Mode opératoire LCPC, DUNOD, 1972) le coefficient de réaction de Westergaard kws du sol initial ;

- on détermine l’épaisseur Hm du matelas de répartition en fonction de kws et du coefficient de réaction kwm demandé par le projet, à la surface du matelas de répartition, en fonction de la charge apportée par l’ouvrage.

L’estimation de l’épaisseur Hm du matelas de répartition peut être faite, entre colonnes, à partir de la formule empirique appliquée aux couches de forme des chaussées (Claesson et al, 1977), soit :

Hm = 45.01

.2,0.1

⎟⎟⎠

⎞⎜⎜⎝

⎛

ws

wm

kk

(Hm : en mm) ( I.14)

Avec : • kwm : coefficient de réaction de Westergaard à la surface du matelas ; • kws : coefficient de réaction de Westergaard à la surface sol.

Fig 2.3 c: Rôle du matelas de répartition dans la transmission des charges en tête de colonnes

et à la surface du sol sous les fondations souples d.4) Incidence de la qualité du matériau constitutif du matelas de répartition La qualité du matériau constitutif du matelas de répartition revêt une grande importance car un matelas exécuté avec un bon matériau et soigneusement compacté permet une meilleur transmission des charges en tête des colonnes et à la surface du sol. Les caractéristiques minimales requises pour le matelas de répartition sont :

- un module de déformation Emat largement supérieur au module Es du sol traité ; - un module de déformation Emat supérieur à celui du ballast « confiné » Ec ;


100

- un compactage soigné avec un degré de compactage (kc) inférieur à 2 ; - une capacité de drainage analogue à celle des colonnes.

d.5) Incidence du temps : phase initiale, consolidation et fluage Le comportement au cours du temps du sol traité par colonnes ballastées passe par trois phases essentielles :

- la phase initiale qui correspond a la mise en place de la charge de l’ouvrage. Dans cette phase, les pressions interstitielles n’ont pas le temps de se dissiper, les tassements sont théoriquement négligeables (sauf les tassements instantanés) ;

- la phase de consolidation, accélérée par le caractère drainant des colonnes. Durant cette

phase, les pressions interstitielles se dissipent, le transfert de charge se produit progressivement dans le temps et les tassements primaires se mobilisent ;

- la phase de fluage, en relation avec le caractère « fluant » ou non du sol.

e) Modèles élastiques La formulation des modèles élastiques repose essentiellement sue le principe de la cellule unitaire dans l’hypothèse de déformation à volume constant et déformation radiale nulle en périphérie de la cellule et aussi en introduisant les principes de l’expansion d’une cavité cylindrique dans un milieu infinie (Vesic, 1972). f) Modèles à la rupture Dans les calculs à la rupture, il y a lieu de distinguer le cas des ouvrages en terre, où la vérification de la stabilité vis-à-vis du glissement fait appel au calcul à la rupture, et le cas des fondations (y compris les ouvrages en terre) où le calcul de la stabilité est basé sur la vérification du poinçonnement.


101

Fig 2.3 d: Mécanismes de rupture du sol traité sous une fondation

g) Modèles numériques Les modèles numériques font appel généralement à la méthode des éléments finis. Plusieurs modélisations par éléments finis ont été conduites pour appréhender le comportement des sols traités par colonnes ballastées (Balaam et poulos, 1970 ; Gerrard et al, 1979 ; Schweiger et Pande, 1986, Masaaki et Masaki, 1990 ; Asaoka et al ,1994 ; Muir et al, 2000). Le choix de la méthode des éléments finis repose sur l’adaptabilité de cette méthode, au prix de quelques approximations pour la construction de la matrice de rigidité du milieu sol/colonne. Cette méthode nécessite de définir :

- un milieu fini avec des conditions aux limites en contraintes (chargement) et en déplacements (frontières bloquées), ce qui revient à choisir un modèle géométrique des colonnes et des sols situés autour et sous les colonnes ;

- une loi de comportement pour les colonnes et pour les sols, ce qui nécessite de déterminer les paramètres usuels d’élasticité, de consolidation et de fluage (matériaux mous) et éventuellement les paramètres de plasticité avec potentiel associé ou non.

Le tableau (Tab2.3) liste les lois de comportement et les paramètres des sols et des colonnes ballastées.


102

Tab 2.3: Les lois de comportement et paramètres des calculs en éléments finis

Modèle de comportement Paramètres

Equations du modèle Sol ambiant

Colonnes ballastées

Elasticité linéaire Es, υs Ec, υc Loi de Hooke

généralisée Consolidation et fluage Cc, Cs, Cα - *

Plasticité Cu φ’c, ψc ** Légende :

- Es, υs, Ec, υc : modules de déformation et coefficient de poisson du sol et des colonnes ;

- Cc, Cs, Cα : indices de compression, gonflement et fluage du sol ; - Cu : cohésion non drainée du sol mou ; - φ’c, ψc : angle de frottement interne et angle de dilatance du ballast.

Dans le domaine de dimensionnement des colonnes ballastées, la méthode des éléments finis présente autant d’avantages que d’inconvénients : Les avantages qui sont :

- modélisation (géométrique) simple des colonnes et des sols ; - possibilité de maillages variés pour « affiner » des zones critiques ; - introduction assez facile des paramètres de calcul ; - rapidité de l’exécution des calculs grâce aux développements informatiques récents ; - représentation graphique des résultats pour connaître en tout point du modèle l’état des

déformations et des contraintes ; - analyse dans l’ensemble du maillage des zones de plastification de chaque matériau du

modèle ; - modification des paramètres et reprise aisée des calculs pour un meilleur paramétrage

et/ou calage des données.

Les inconvénients qui sont : - comme le milieu est globalement hétérogène (sol/colonnes et sol éventuellement

stratifié), ses paramètres sont difficiles à déterminer ; - La définition des conditions aux limites (en déplacements et parfois en contraintes) peut

être difficile ; - Les conditions hydrogéologiques sont souvent difficiles à apprécier ; - Il faut choisir entre celui bi-dimensionnel et celui tri-dimensionnel, - On manque en pratique de contrôle sur les résultats obtenus ;


103

- Il faut être utilisateur confirmé dans les calculs numériques et doté d’une expérience suffisante pour pouvoir apprécier, avec la pratique et le recul nécessaire, les résultats numériques obtenus ;

- L’opacité de la méthode laisse les praticiens perplexes par rapport aux résultats obtenus et présentés.

1.4 Réduction du risque de liquéfaction L’évaluation du risque de liquéfaction d’un milieu traité par colonnes ballastées nécessite d’abord de préciser les points suivants :

- dans les sols fins cohérents (argiles, limons avec un pourcentage élevé de fines), l’incorporation du ballast purement frottant élimine totalement le risque de liquéfaction de ces matériaux déjà non liquéfiables en raison de la présence importante de fines (> 35÷40%) ;

- lorsque la perméabilité des sols fins augmente et leur indice de plasticité diminue, il peut

y avoir risque de liquéfaction ;

- par contre, dans les sables fins lâches (y compris avec un pourcentage de fines élevé mais inférieur à 35%), donc liquéfiables, le ballast à pour rôle d’améliorer, comme dans les sols fins, le drainage, d’accélérer la dissipation des surpressions interstitielles et de déduire le potentiel de liquéfaction du milieu traité par colonnes ballastées ;

- lorsque les sables lâches présentent un pourcentage de fines inférieur à 10÷12% et sont

donc liquéfiables, l’exécution de colonnes ballastées permet de réduire le risque de liquéfaction mais elle peut être remplacée par une procédure de densification (vibroflottation, compactage dynamique) qui offre généralement, sur le plan technique, une compacité meilleur et une assise plus homogène : l’augmentation de l’indice de densité des sables diminue le potentiel de liquéfaction et cette solution est souvent plus économique que les colonnes ballastées.

2.5 Evaluation du potentiel de liquéfaction en présence des colonnes ballastées

Il n'est pas possible d'estimer par des analyses statistiques l'importance pour laquelle le risque de liquéfaction est réduit par les colonnes ballastées. Néanmoins, de telles analyses seraient difficiles de mettre en application, ceci étant dû aux paramètres variables additionnels attribuables à l'arrangement des colonnes. Comme les analyses existantes, collectées jusqu'à présent, ce sont avérées fiables, une approche différente peut être utilisée dans cette procédure pour but de les inclure.


104

Les évaluations à base de simulation à l'ordinateur, ou approches théoriques, sont plus souhaitables que les essais de laboratoire, dans lesquelles les possibilités sont limitées. A court terme d'événement sismique, il parait plus réaliste de considérer la déformation du sol sous un volume constant, à calculer avec µs = 0.5, qui simplifie la formule. Le facteur d'amélioration n0 est déterminé, initialement, en utilisant quelques simplifications et approximations.

⎥⎥⎥⎥

⎦

⎤

⎢⎢⎢⎢

⎣

⎡

−⎟⎠⎞

⎜⎝⎛ −

+= 11

110

AAcKA

An

ac

c ( I.15 )

⎟⎠

⎞⎜⎝

⎛−°=

245tan 2 c

acKϕ

( I.16 )

Pour introduire l’influence des colonnes sur la résistance de cisaillement induite par le séisme, Priebe (1998) apporte une correction au rapport des contraintes cycliques par le biais du facteur d’amélioration n0, soit :

⎟⎟⎠

⎞⎜⎜⎝

⎛=⎟⎟

⎠

⎞⎜⎜⎝

⎛'

1' 000 v

h

corrigév

h

n στ

στ

( I.17 )

Fig 2.5 a: Abaque d'amélioration des sols vis-à-vis de la liquéfaction (Priebe, 1998)

La valeur réciproque au facteur d'amélioration n0 est simplement le rapport entre la contrainte restée aux sols, Ps, et la contrainte verticale totale P.


105

⎟⎟⎠

⎞⎜⎜⎝

⎛⎟⎠

⎞⎜⎝

⎛−+

⎟⎠

⎞⎜⎝

⎛−

==

AA

KAA

AA

K

PP

cac

c

cac

s

1

1α ( I.18 )

Fig 2.5 b: Contrainte résiduelle du sol entre les colonnes ballastées (Priebe, 1998)

3 Méthodes de justification Les premières méthodes « théoriques » de dimensionnement des colonnes ballastées ont été développées bien après que les spécialistes de la vibroflottation eurent étendu aux sols cohérents l’usage de leur matériel, conçu au départ pour l’amélioration de la masse des sols granulaires. Ce décalage d’une quinzaine d’années environ, a permis a ces praticiens de collecter un nombre suffisant de données soit directement sur les chantiers, soit à partir d’essais de laboratoire sur modèles réduits, pour proposer des courbes empiriques concernant tant la capacité portante des colonnes que la réduction des tassements apportée par celle-ci. 3.1 Paramètres intervenant dans le dimensionnement

a. Données du dimensionnement D'après les règles de justification en vigueur, les paramètres de calcul et de dimensionnement des colonnes ballastées sont les suivants : Paramètres géotechniques concernant les sols : • Colonnes : poids volumique du ballast γc, résistance au cisaillement du ballast

C'c = 0 (pas de cohésion), ϕ'c, paramètres d'élasticité linéaire Ec, υc et angle de dilatance Ψ c ;


106

• Sol encaissant : poids volumique du sol γs. résistance au cisaillement à court terme Cu, ϕs=0 (sol purement cohérent).paramètre d'élasticité linéaire Es, υs (éventuellement, angle de dilatance Ψs si ϕs ≠ 0 et supérieur à 30 degrés).

Contraintes : σo : contrainte apportée par la fondation de l'ouvrage ; σclim : contrainte limite (contrainte de rupture qr) en tête de colonne déduite des règles en

vigueur ; σc : contrainte de calcul (contrainte admissible qa) en tête de colonne déduite de qr par

application d'un coefficient de sécurité conventionnel ; σhlim : valeur caractéristique de la résistance du sol autour de la colonne, fournie par le rapport

du sol à partir des mesures au scissomètre (Cu norme NF P 94-112), préssiomètre (pl, norme NF P 94-110) ou pénétromètre statique (qc, norme NF P 94 113) ou aussi au pénétromètre à carottier (Nspt, norme NF P 94-116).

b. Paramètres à déterminer

Le dimensionnement des colonnes ballastées est fondé sur le calcul des paramètres adimensionnels suivants : - le taux d’incorporation « a » ; - le rapport de concentration des contraintes « n » ; - le facteur de réduction des tassements « β » . 3.2 Généralités sur les méthodes de justification Les études de dimensionnement et de justification des colonnes ballastées sous remblais, dallages et radier sont nombreuses. Plusieurs auteurs ont proposé des abaques pratiques permettant de déterminer les divers paramètres : - Greenwood (1970) a établi l’équation de l’expansion latérale en donnant la contrainte

verticale maximale en tête de la colonne en fonction de l’étreinte latérale du sol (équation 3.6). l’auteur fournit un abaque permettant de déterminer le facteur de réduction des tassements en fonction de l’espacement entre colonnes pour des plages de variation de la résistance au cisaillement non drainée (cu) allant de 20 à 40kPa ;

- Thorburn et Mac Vicar (1968) et Thorburn (1975) ont élaboré des abaques simples

permettant la détermination de l’espacement des colonnes en fonction de la résistance du sol autour de la colonne ;

- Priebe (1976), Goughnour et Bayuk (1979), Datye (1982), Balaam et Poulos (1983) et Van

Impe et de Beer (1983) proposent des abaques permettant de calculer le rapport de


107

concentration des contraintes n en fonction de taux d’incorporation « a ». Sous les remblais suffisamment longs ou les radiers de grandes dimension, les tassements peuvent être, selon les cas de charge, estimés a partir des abaques de Priebe (1976) ou de Van Impe et de Beer (1983), voire de Balaam et al. (1977) pour des fondations rigides ;

- Pour le cas des charges centrées sous semelle (isolées ou filantes), Priebe (1995) a mis au

point des abaques destinés a l’estimation des tassements en fonction du rapport des profondeurs et du nombre de colonnes sous semelles. Ces abaques, simples d’utilisation, présentent l’inconvénient de ne pas introduire les dimensions des semelles ;

- Pour les charges excentrées (massifs de fondation soumis à des efforts de renversement),

Dhouib et al. (2002) et Dhouib (2003c) introduisent, en se référant au modèle du coefficient de réaction, les méthodes des rotations et du centre élastique pour comparer les déplacements et les contraintes à la base de la fondation, supposée infiniment rigide et reposant sur des colonnes ballastées, aux résultats numériques obtenus par éléments finis.

3.3 Justification en termes des contraintes Par analogie avec l’essai triaxial, le Document Technique Unifié (DTU) 13.2 définit la contrainte de rupture qr de la colonne par la formule :

⎥⎥⎦

⎤

⎢⎢⎣

⎡+=

−+

=24

tansin1sin1 '

2 ch

c

chrq

ϕπσϕϕ

σ ( I.19 )

Le DTU 13.2 précise que « l’étreinte latérale à apprendre en compte résulte du rapport géotechnique. Elle est déterminée à partir des essais de laboratoire ou à partir d’essais in situ tels que le pressiomètre, le pénétromètre statique ou le scissomètre ». Dans le cas des essais au pressiomètre, l’étreinte latérale σh peut être assimilée, par analogie avec la sonde pressiomètrique Louis Ménard, à la valeur de la pression limite nette pl mesurée sur la hauteur de la colonne ou sur la hauteur de moindre résistance. Par ailleurs, le DTU 13.2 stipule que la contrainte de calcul aux états limites de service « ELS » (q ELS) sur une section théorique de colonnes ballastées doit « être inférieure à 2 fois l’étreinte latérale σh du sol encaissant sans toutefois être supérieure à 0.8MPa ».Il convient aussi, de s’assurer que, sous les contraintes calculées, les tassements restent compatibles avec les tolérances imposées par l’ouvrage ou une partie de sa structure. Donc conformément aux prescriptions du DTU 13.2, la contrainte q ELS à l’état limite de service « ELS » est obtenue par application d’un coefficient de sécurité minimum de 2, soit :

q ELS ≤ 2

rq ( I.20 )


108

Et qELS est plafonnée, d’après le DTU, à 0,8 MPa.

qELS = min (0,8 MPa ; qr/2). Remarques • pour les données géotechniques obtenues au pénétromètre statique (qc), il appartient au

géotechnicien de fournir des paramètres corrélés en fonction de la nature précise des sols à traiter et de la plage de variation de qc.

• l’étreinte latérale σh peut être déterminée sur toute la hauteur du profil à traiter à condition

que le sol à améliorer soit homogène sur toute cette hauteur ; dans le cas contraire, σh doit être déterminée sur la hauteur de moindre résistance (zone d’expansion latérale possible ).

3.4 Justification du diamètre moyen en fonction de l'étreinte latérale du sol En négligeant les tassements immédiats et les déplacements générés par les contraintes de cisaillement, Greenwood (1970) propose un abaque de pré-dimensionnement donnant le facteur de réduction des tassements (1/β en %) en fonction de l'espacement d des colonnes ballastées pour des plages de variation de la cohésion non drainée Cu des argiles encaissantes de 20 à 40 kPa. Cet abaque montre que le facteur β de réduction des tassements augmente rapidement pour des colonnes rapprochées lorsque l'étreinte latérale est élevée et qu'il est peu sensible à cette étreinte lorsque les colonnes sont plus espacées. Les résultats de Greenwood (1970) sont donnés indépendamment de la charge appliquée, contrairement à ceux de Datye (1982) qui montre que le facteur de réduction des tassements β diminue lorsque les contraintes appliquées par l'ouvrage augmentent.

Fig 3.4: Réduction des tassements en fonction de l'espacement entre colonnes ballastées


109

3.5 Prévision de la capacité portante et du diamètre moyen Pour estimer la capacité portante des fondations d’immeuble reposant sur sols mous traités par colonnes ballastées, Thorburn (1975) se base sur une approche semi-empirique résultant d’observations in-situ sur plusieurs projets de fondations pour élaborer un abaque de pré-dimensionnement donnant, en fonction de la cohésion non drainée du sol Cu, la capacité portante Qc et le diamètre effectif Dc de la colonne. Le graphique montre que : - la capacité portante du milieu traité augmente avec l’étreinte latérale ; - le diamètre effectif de la colonne ballastée diminue avec l’étreinte latérale de manière

linéaire ;

Cohésion non drainée Cu (kPa)

Fig 3.5: Prévision de la capacité portante et du diamètre effectif en fonction de l’étreinte

latérale du sol encaissant 3.6 Justification en termes de tassements Plusieurs auteurs ont étudié les tassements des ouvrages sur des sols traités par colonnes ballastées, en termes de facteur de réduction des tassements. On se limitera dans ce travail à deux principales méthodes : la méthode de Priebe (1976, 1995) et la méthode d'homogénéisation simplifiée. a) Méthode de Priebe (1976, 1995) La méthode de Priebe (1995) est la plus élaborée et la plus complète dans le domaine du dimensionnement des colonnes ballastées.


110

Dans son approche de dimensionnement des colonnes ballastées, l’auteur introduit trois critères principaux (Dhouib et al, 2004a) : a- prise en compte de l’amélioration globale du sol après traitement ; b- incidence de la compressibilité de la colonne ; c- effet de la profondeur. a.1 Prise en compte de l’amélioration du sol après traitement : La prise en compte de l’amélioration globale du sol après traitement est caractérisée par le facteur d’amélioration n0.

⎥⎦

⎤⎢⎣

⎡−

++= 1

),(),(5,0

10 afKaf

ansac

s

νν

( I.21 )

Ou : - νs désigne le coefficient de Poisson du sol ; - f (νs,a) est une fonction donnée par :

aa

afs

ss +−

−−=

)21()1)(1(

),(ν

νν ( I.22 )

Et Kac (coefficient de poussée du ballast) est exprimé par l’équation ( I.16 ):

⎟⎠

⎞⎜⎝

⎛ −=24

tan 2 cacK

ϕπ

a.2 Prise en compte de la compressibilité de la colonne La compressibilité de la colonne se traduit, d’après l’auteur, par un accroissement (∆a) de la section de la colonne, fonction de la rigidité relative colonne/ sol (Ec/Es) ; Cet accroissement est donné par (Priebe, 1995) :

∆a + a = ā =⎟⎠⎞

⎜⎝⎛∆+

aa11

1 ( I.23 )

Où ⎟⎟⎠

⎞⎜⎜⎝

⎛=∆

CAA

a1 dépend directement du rapport des modules (Ec/Es) selon l’abaque de la figure

B.1 de l’annexe B. Le nouveau rapport des sections ∆a+a = ā peut être injecté dans la formule ( I.21 ) afin de déterminer le facteur d’amélioration n1, soit :

⎥⎥⎥⎥

⎦

⎤

⎢⎢⎢⎢

⎣

⎡

−+

+= 1),(.

),(21

.11 afK

afan

Sac

S

ν

ν ( I.24 )

La valeur de n1 peut être déterminé directement à partir de l’abaque B.2 de l’annexe B, en fonction du rapport A/Ac majoré de l’accroissement ∆ (A/Ac).


111

a.3 Introduction de l’influence de la profondeur L’influence de la profondeur est caractérisé, d’après l’auteur, par un facteur de profondeur (noté fd) sonné par l’expression suivante :

⎟⎠

⎞⎜⎝

⎛−

=

∑n

iSi

d

yf

0/1

1

σσ ( I.25 )

Ou :

* ∑n

iSiσ : la somme des contraintes verticales régnant au milieu des couches de sol

encaissant (couche i à n) ; * σ0 : est la contrainte apportée par l’ouvrage ; * y : le facteur d’influence qui est directement donné par l’abaque B.3 de l’annexe B aussi en

fonction du rapport A/Ac majoré de l’accroissement ∆ (A/Ac). Remarques

- La compatibilité des tassements avec la compressibilité de la colonne conduit Priebe (1995) à limiter le facteur de profondeur au rapport des modules (Ec/ Es) divisé par celui des contraintes (σc/σs), soit :

cS

Scd E

Ef

σσ..

≤ ( I.26 )

- Ceci revient à noter que :

S

cd E

Eyf < , mais 1≥df ( I.27 )

- fd =1 lorsque la fondation est rigide (Ec/Es = σc/σs).

Cas des semelles isolées et filantes Selon Priebe, le tassement avant traitement (noté s∞) est donné par la relation suivante :

s∞ = s

c

EnL

2

0σ ( I.28 )

Où n2 est un facteur d’amélioration donné par : n2 = n1 fd ( I.29 ) Les tassements après traitement sont donnés en termes de rapport (s/ s∞) en fonction du rapport (z/Dc), par l’abaque B.4 de l’annexe B.Il est de même pour les semelles filantes en utilisant l’abaque B.5 .


112

b) Homogénéisation simplifiée L’homogénéisation simplifiée consiste à transformer le sol « composite » en un milieu « homogène » équivalent. Selon les auteurs, il est possible de déterminer un module équivalent Ee ]:

Ee = a.Ec + (1-a)Es ( I.30 )

σ0 σ0

a. Sol composite traité b. Milieu homogène équivalent

Fig. 3.6 a - Homogénéisation simplifiée

Les tassements après traitement sf sous la contrainte σ0 apportée par l’ouvrage sont alors exprimées par la relation :

oedc

cf EaEa

Ls

)1(..0

−+=

σ ( I.31 )

Il faut noter que cette approximation n’est valable que pour les charges réparties de grandes dimensions. 4 Contrôle 4.1 Prescriptions dans le domaine du contrôle et de la réception Comme pour la justification des projets, seul le DTU 13.2 relatif aux « fondations profondes pour le bâtiment » prescrit, en tant que document officiel, dans son chapitre 8, les moyens de contrôle et fixe des critères de réception des colonnes ballastées. Les « Recommandations pour le contrôle de la conception et de l’exécution des colonnes ballastées » du COPREC (2004) complète, avec plus de détails, les prescriptions du DTU 13.2. L'Eurocode 7 prescrit, dans son chapitre 5, des généralités sur les techniques d'amélioration et le renforcement des sols, sans détails particuliers sur les colonnes ballastées.


113

Les règles en vigueur (DTU 13.2 et recommandations de COPREC, 2004) exigent :

1- de réaliser avant et au cours de l’exécution des colonnes ballastées, des essais d’étalonnage (dits aussi de conformité) et des essais d’information, et d’en fournir les attachements ;

2- de réaliser des essais de réception comprenant les contrôles du diamètre, de la continuité et de la compacité de la colonne, ainsi que des essais de chargement et déchargement.

Dans la pratique courante, les essais de contrôle sont réalisés sur les matériaux d’apport des colonnes et sur les matériaux du matelas de répartition. 4.2 Essais de contrôle en cours d’exécution

a. Essais d’étalonnage

Avant le démarrage de la réalisation des colonnes ballastées, des essais d’étalonnages doivent être effectués. Ils sont destinés à :

- choisir et adapter, si nécessaire, les moyens retenus (atelier de foration et vibreur) pour l’exécution des colonnes ;

- vérifier si les caractéristiques des sols à traiter (coupe approximative, compacité, hétérogénéités) sont conformes aux recommandations du rapport du sol (profondeur de traitement et/ou de refus, taux d’incorporation en ballast, diamètre requis).

Dans la pratique courante, les essais d’étalonnage consistent à réaliser des colonnes ballastées à proximité des points de sondages de reconnaissance pour vérifier les profondeurs projetées et les volumes à incorporer afin de réadapter, si nécessaire, le matériel nécessaire à la bonne exécution des colonnes.

b. Essais d’information Les essais d’information consistent, comme les essais d’étalonnage, à tester une colonne sur 50 avec un minimum de trois colonnes par ouvrage. Les premiers essais d’information doivent être implantés, comme les essais d’étalonnage, de préférence à proximité des sondages de reconnaissance afin de vérifier la compatibilité des données sur les sols avec les moyens mis en œuvre.

c. Attachements Les attachements sont les fiches de synthèses qui donnent, pour chaque colonne, les caractéristiques d’exécution enregistrées automatiquement : date, profondeur, énergie et


114

taux d’incorporation en ballast. Ils précisent aussi les moyens utilisés pour la mise en œuvre des colonnes ballastées.

4.3 Essais de réception Ces essais sont destinés à :

- vérifier le diamètre de la colonne par simple dégagement de sa tête (dégarnissage); - contrôler la continuité de la colonne par un forage approprié au sein de la colonne ; - contrôler sa compacité par mesure mécanique continue (pénétromètre) ou discontinue

(pressiomètre) ; - suivre les tassements de la colonne pour un cycle de chargement / déchargement.

Le tableau 4.3 récapitule le type et le nombre d’essais de réception à réaliser selon les règles en vigueur.

Tab 4.3: Fréquences des essais Fluide de Lançage

Eau Air

Avec enregistrement

Sans enregistrement

Avec enregistrement

Sans enregistrement

Contrôle diamètre

1 par tranche de 50 colonnes jusqu'à 100, minimum 3 au-delà

Contrôle Continuité

1/50 1/20 Seulement en cas d'anomalie

1/50

Contrôle compacité

1/80 sous dallage ou radier + 1/20 sous massif avec un minimum de 5

Essai de chargement

1 essai jusqu'à 800 m et un autre par tranche au-delà

1 essai jusqu'à 2000 m et 400 colonnes et un autre au moins au-delà

Remarques

- le nombre d’essais de réception doit être fixé par le cahier des clauses particulières du marché. Il doit être, d’après le DTU 13.2, au minimum le même que celui des essais d’information ;

- le dégarnissage se fait sur des colonnes situées hors de l’emprise de l’ouvrage, par simple dégarnissage de la tête sur une profondeur minimale de 1m ;

- les essais de réception doivent être réalisés à proximité des essais d’information .


115

4.4 Contrôle des matériaux d’apport Les essais de contrôle des matériaux d’apport concernent aussi bien le matériau constitutif de la colonne que celui de matelas de répartition. Dans la pratique courante, il est généralement demandé : * d’indiquer l’origine des matériaux ; * de réaliser des analyses granulométriques et des essais de « Los -Angeles : LA » (norme

NF EN 1097-2) et de « Micro- Deval : MDE » (norme NF EN 1097-1). Le type et le nombre d’essais sont récapitulés dans le tableau (tab 4.5°.

Tab 4.4: Essais de contrôle des matériaux d’apport Type d’essais Matelas de répartition Colonne ballastée

Granulométrie 1 tous les 1.500 m3 1 tous les 1.000 m3 LA 1 tous les 3.000 m3 1 tous les 2.000 m3 MDE 1 tous les 3.000 m3 1 tous les 2.000 m3 Proctor normal 1 tous les 1.500 m3 - Remarques

Le minimum d’essais à réaliser sur les matériaux d’apport est de 2 par type de matériaux livré sur chantier.

Sur le matelas de répartition sont réalisés souvent des essais de plaque pour déterminer le module Ev2.

4.5 Choix des méthodes de contrôle - validité Les méthodes de contrôles disponibles sur le marché sont destinées à mesurer les caractéristiques mécaniques des colonnes ballastées. a) Contrôle par pénétration statique (CPT) Le pénétromètre statique permet de mesurer en continu : - la résistance en pointe, noyée qc ;

- le frottement latéral qs. Dans le domaine de contrôle des colonnes ballastées, le pénétromètre statique est l’outil le plus recommandé pour deux raisons essentielles :

- continuité de la mesure ; - l’absence de difficultés importantes lors de l’exécution des sondages de contrôle.

b) Contrôle par l'essai pressiométrique (PMT) La réalisation des essais pressiométriques nécessite d’une manière générale : - soit un forage préalable, si les parois de forage sont stables ;


116

- soit le fonçage direct d’un tube (« tube fondu »), dans lequel est introduite la sonde. En termes de contrôle de colonnes ballastées par le pressiomètre Louis Ménard, l’emploi du tube fondu est nécessaire en raison du caractère boulant du ballast. En pratique, les essais pressiomètriques ont l’avantage de mesurer au sein de la colonne, en plus de pression limite Pl, le module de déformation pressiomètrique Em qui permet de caractériser le rapport des modules (Ec/Es) si le module Es du sol encaissant est préalablement connu. c) Contrôle par pénétration dynamique (PDA ou PDB) Le pénétromètre dynamique de type A (avec injection) ou de type B (sans injection) ne sont pas recommandés pour le contrôle des colonnes ballastées car non adaptés à ce type de contrôle. En effet, si la mesure de la réalisation de pointe est continue, le procédé se heurte aux mêmes difficultés que les autres méthodes de contrôle (faux refus, déviation des tiges). De plus, il a été noté en pratique que les pointes perdues sont entraînées par le déplacement des cailloux, en particulier roulés, ce qui donne des résultats incompatibles avec les mesures obtenues par le pénétromètre statique ou le pressiomètre Louis Ménard. d) Contrôle par pénétromètre standard (SPT) Les essais au pénétromètre standard ne sont pas nombreux, voire inexistants pour les raisons suivantes : 1- il est très difficile de prélever, par les carottiers standards, des échantillons de ballast :

taux de récupération faible, voire nul, effet de sabot à la pointe du carottier ; 2- des faux refus, comme les déviations de tige, sont aussi à craindre comme dans les autres

procédés de contrôle. 5 Critères de réception Le tableau (Tab 5) résume les critères de réception fixés par le DTU 13.2 pour chaque procédé de contrôle.


117

Tab 5:Critère de réception

Procédé de contrôle Critère de réception Remarques Pénétromètre statique (CPT)

qc>10MPa Conseillé

Pressiomètre (PMT)

Pl> 1.5MPa Toléré

Pénétromètre dynamique (PDA ou PDB) Rd>15MPa Déconseillé Pénétromètre standard (SPT) Nspt>30 Inadapté

Remarques 1- Quel que soit le procédé de contrôle de la compacité utilisé, des affaiblissements

mécaniques en tête de colonnes subsistent toujours. 2- Le DTU 13.2 explicite clairement le rôle du géotechnicien quand aux décisions vis-à-vis

des mesures correctives à prendre par l’entrepreneur et aux conseils envers le maître d’ouvrage, mais n’identifie pas la responsabilité de la réalisation des essais de contrôle des colonnes ballastées.

3- Par contre, les recommandations de COPREC (2004) stipulent que : - les essais de contrôle « sont exécutés en présence d’au moins un représentant de

l’entreprise ayant réalisé les colonnes ballastées ». - « au moins 50% des essais seront traités en contrôle externe », donc par un géotechnicien

confirmé agrée par le maître d’ouvrage. 5.1 Essais de chargement sur colonne L’essai de chargement consiste à contrôler la capacité portante de la colonne par l’application d’une charge axiale équivalente à 1,5 fois la charge de service (QN) et la mesure de l’enfoncement de la colonne en fonction des paliers de chargement/ déchargement. Pour ce faire, l’essai nécessite la mise en place d’une semelle en tête de la colonne préalablement arasée à la cote normale d’utilisation (c'est-à-dire la base du matelas de répartition). Le DTU 13.2 stipule que « la surface de la semelle doit être représentative de celle prévue au projet et, dans tout les cas, doit rester inférieure à 2,5 fois la section théorique de la colonne ballastée ». L’essai est généralement réalisé selon le mode opératoire de LCPC : la charge est appliquée progressivement suivant au moins 6 paliers de chargement et 4 paliers de déchargement, avec mesure de l’enfoncement à l’aide de comparateurs (au nombre de 3 avec un minimum de 2) selon les séquences résumées dans le tableau (tab 5.1) .


118

Tab 5.1: Mode opératoire de l’essai de chargement/ déchargement usuel

Phase Paliers Lecture par palier

(temps en minutes) Chargement QN/4 - QN/2 - 3QN/4 - QN -5 QN/4 - 3QN/2 1-2-3-4-5-10-15-30-45-60

Déchargement 5QN/4 - QN - 3QN/4 - QN/2 - QN/4 1- 2 -3 - 4 -5 Remarques

1. Le sol traité est parfois couvert par une « croûte » de bonnes caractéristiques mécaniques. Dans ce cas, les enfoncements mesurés en tête de la colonne ne sont pas représentatifs et l’essai n’est pas concluant, ce qui permet, d’après le DTU 13.2, au géotechnicien de « modifier le programme d’essais », ce qui revient en pratique soit à décaper, si possible, la croûte de surface soit à supprimer les essais de chargement et augmenter les essais de contrôle par sondages mécaniques au sein de colonnes supplémentaires.

2. L’essai de chargement est considéré comme « conforme » si les deux critères suivants

sont vérifiés simultanément : - la charge de fluage n’est pas atteinte ; - l’enfoncement à la fin du palier de la charge de service QN reste inférieur aux

tassements sous QN estimés dans la note de dimensionnement du projet, tassements qui doivent être aussi compatibles avec les tolérances imposées par la structure ou partie de l’ouvrage.

Pendant les paliers de mesure, la déformation mobilisée en tête des colonnes est lue sur les comparateurs ; cette déformation est considérée comme « stabilisée » lorsque sa variation n’excède pas 2 centièmes de millimètre par minute. 5.2 Essais de plaque sur matelas de répartition Le contrôle de la raideur du matelas de répartition se fait par des essais de plaque classiques avec les critères de réception suivants : * Module de déformation Ev2 ≥ 50MPa ; * Coefficient de compactage k= Ev2/ Ev1≤ 2 (pour des couches de forme compactées). 5.3 Ballast : volume livré et volume incorporé Le DTU 13.2 stipule, dans le commentaire de l’article 8.33 du chapitre 8 relatif à la mise en œuvre que « les volumes incorporés (de matériaux d’apport) sont mesurés sur le matériau foisonné (tonnage livré). Le volume global ainsi mesuré est au moins égal à 1.5 fois le volume


119

théorique de la colonne ballastée, ce qui représente, compte tenu du serrage, un supplément moyen de diamètre de l’ordre de 10 % ». Mais, comme le mentionne le DTU dans le commentaire de l’article 8.43, le volume réellement incorporé varie en fonction des caractéristiques du sol encaissant. En effet, le taux d’incorporation réel dépend de l’étreinte latérale des sols et de leur capacité à « absorber » les granulats lors des opérations de compactage et de refoulement du ballast. La prescription du DTU 13.2 relative au coefficient de 1,5 fois le volume théorique n’est pas respecté dans beaucoup de cas ou le sol présente une étreinte latérale relativement élevée. 5.4 Observation visuelle Il n’y a pas de prescriptions dans les règlements en vigueur pour les observations visuelles, hormis le dégarnissage de colonnes pour la vérification du diamètre. Ce sont les opérations de dégarnissage qui ont conclu au résultat stipulant que l’expansion latérale se produit en tête de colonnes et est de 3 à 4 fois le diamètre de celle-ci. Les observations visuelles : dégarnissage des colonnes ballastées pour mesure du diamètre, suivi des tassements des ouvrages, mesure de soulèvement de la plate-forme pendant l’exécution des colonnes doivent être systématiques, multipliées, et progressivement améliorées. 6 Commentaires sur les méthodes de contrôle Les règles en vigueur (DTU 13.2 et recommandations du COPREC) offrent une gamme importante d’essais de contrôle des colonnes ballastées. L’importance de ces essais réside dans leur capacité de vérifier, pendant les étapes d’exécution du procédé, le diamètre de la colonne par le dégarnissage de la tête, sa continuité et sa capacité par les essais mécaniques appropriés, et de mesurer l’enfoncement en tête de la colonne en fonction des paliers de chargement/ déchargement conventionnellement retenus. Mais, leurs lacunes ne sont pas moindres. Les essais de continuités et de compacité font appel, d’après le DTU 13.2, à toutes les méthodes d’investigations géotechniques actuelles (pénétromètre statique et dynamique et pressiométre Louis Ménard). Mais l’expérience montre que le pénétromètre statique est l’outil le mieux adapté en raison de la continuité de la mesure, tout en se heurtant à des difficultés communes telles que le faux refus sur blocs, la déviation des tiges.


120

Le pressiométre Louis Ménard peut être toléré mais en associant aux mesures pressiométriques des enregistrements continus des paramètres. Le procédé peut se heurter aux mêmes difficultés que celles du pénétromètre statique (faux refus, déviation des tiges). A cela s'ajoute la discontinuité de la mesure puisque les essais pressiométriques sont généralement exécutés tous les mètres. Enfin, le pénétromètre dynamique et le SPT sont plutôt à éliminer. Les essais de chargement / déchargement présentent un intérêt considérable, puisqu’ils permettent de suivre, avec des moyens appropriés (poutres, vérins, comparateurs….etc.), la déformation axiale en tête en fonction de la charge appliquée par palier successifs. Mais l’essai, tel qu’il est pratiqué de nos jours, n’appréhende pas, d’une part, le phénomène de fluage (essai à « court terme ») et n’intéresse, d’autre part, qu’une colonne sans pouvoir intégrer l’effet de groupe et de réseau. Le dégarnissage se fait généralement sur le premier mètre, où le ballast est le moins confiné sans être mieux refoulé. Le diamètre relevé en tête ne peut donc être représentatif de la colonne toute entière et le diamètre nominal retenu ne résulte que d’une simple addition de godets de ballast consommé sans savoir avec précision l’étendue des effets « tonneaux » dans les couches de moindre résistance. 7 Conclusion La technique d'amélioration des sols en place par colonnes ballastées a connu un grand développement dans le monde et commence à se lancer en Algérie en réalisant un certain nombre de projets notamment par la société Keller spécialisée dans le domaine de l'amélioration des sols. Ce développement est lié aux performances du procédé, qui allie rapidité d'exécution et, par conséquent, coût de revient relativement bas, et pour les colonnes mises en œuvre par voie sèche, propreté du site qui facilite largement la coordination des travaux sur site entre divers corps d'état. Cette technique ne se réduit pas à une simple incorporation de « cailloux » dans le sol afin d'améliorer sa capacité portante, de réduire les tassements sous les fondations, d'accélérer la consolidation primaire par l'effet drainant du matériau de la colonne et de réduire le risque de liquéfaction en zones sismiques. Toutes les études dans le domaine depuis les trente dernières années montrent que l'incorporation de ballast plus « rigide » que le sol encaissant conduit, à long terme, à un report de charge sur les colonnes et à une réduction des contraintes à la surface du sol.


121

Les colonnes ballastées constituent un bon procédé d’amélioration des sols donnant au sol amélioré une certaine « souplesse ». La technique s’adapte donc bien aux ouvrages « souples » de grandes dimensions, pour lesquels les règles de justification sont assez bien validées. Par contre, sous les ouvrages de faibles dimensions (donc rigides, comme les semelles sous charge centrée ou excentrée), il existe peu de règles de justification permettant de valider le procédé, que ce soit sous des charges monotones ou sous des charges sismiques.


122

III Synthèse des méthodes de dimensionnement des colonnes ballastées (Aspect analytique, empirique et expérimental)

1 Introduction

Les premières méthodes « théoriques » de dimensionnement des colonnes ballastées ont été

développées bien après que les spécialistes de la vibroflottation eurent étendu aux sols cohérents

l’usage de leur matériel, conçu au départ pour l’amélioration dans la masse des sols granulaires.

Ce décalage, d’une quinzaine d’années environ, a permis à ces praticiens de collecter un

nombre suffisant de données soit directement sur les chantiers, soit à partir d’essais de laboratoire

sur modèles réduits, pour proposer des courbes empiriques concernant tant la capacité portante des

colonnes que la réduction des tassements apportés par celle-ci.

Il nous semble judicieux d’inclure les plus célèbres de ces travaux dans ce chapitre puisqu’ils

fournissent des ordres de grandeur très acceptables pour le dimensionnement rapide d’un

traitement.

2 Méthode empirique de Thorburn (1975)

En 1968 Thorburn et Mac Vicar avaient proposé une règle de dimensionnement des torpilles

Keller ou celles mis au point par la Société Cementation Ltd, ces matériels se plaçant dans la même

gamme de puissance.

Cette règle avait été établie, de manière semi-empirique, à partir d’essais de laboratoire d’un

modèle de comportement du sol autour du ballast fondé sur la théorie de Rankine pour les états

limites de poussée-butée, convenablement modifiée pour tenir compte de l’aspect radial des

déformations, et de recalages faits sur les diamètres réels de colonnes exécutées sur divers sites.

Cette règle était valable aussi bien pour des colonnes isolées pour des colonnes appartenants à

des files d’inclusions situées sous des semelles filantes ou à des réseaux sous des fondations

étendues, pourvu que l’on suppose que ces deux derniers cas que toute la charge est reprise

intégralement par les colonnes sans participations du sol environnant. Elle associait dans l’esprit

des auteurs un coefficient de sécurité convenable tant au point de vue de la rupture « à long

terme », après consolidation du sol autour du ballast.

Cette règle a été proposée de nouveau par Thorburn en 1975, sous la forme indiquée dans la ci-

dessous, où l’on trouvera à la fois la capacité portante de la colonne et son diamètre « efficace », à

prendre en compte dans des calculs plus poussés, en fonction de la résistance au cisaillement non

drainés du sol à traiter.


123

Fig 2: Prévisions de la charge admissible en tête et du diamètre d’une colonne ballastée en

fonction de la résistance au cisaillement drainé du sol (d’après Thorburn, 1975) On insistera cependant sur le caractère indicatif de ces valeurs ; une vérification du diamètre

efficace des colonnes devra impérativement être réalisée sur le chantier, ne serait-ce que par le

biais du contrôle de l’incorporation du matériau d’apport.

3 Abaque de dimensionnement de Greenwood (1970) A cette même période, Greenwood, proposait des courbes permettant d’effectuer un pré

dimensionnement du point de vue de la réduction des tassements apportée par la réalisation de

colonnes ballastées sous des fondations de grandes dimensions. Ces courbes, présentées dans la

figure 4, avaient l’avantage de paramétrer, ne serait-ce que de manière grossière, deux facteurs

importants, à savoir la résistance au cisaillement du sol entourant les colonnes et le procédé de

réalisation des colonnes.

Pour les paramètres indiqués, ces courbes se situent dans la moyenne des résultats obtenus à

partir des méthodes théoriques plus sophistiquées.

Les hypothèses correspondant à leur élaboration sont les suivantes :

les colonnes reposent sur une couche plus ferme,

le calcul ne tient pas compte des tassements « immédiate » ni des déplacements induits par les

divers cisaillements mobilisés.


124

Fig 3.3: Diagramme des réductions de tassements observés sous des fondations de grandes dimensions reposant sur une argile molle homogène (d’après Greenwood, 1970) L’auteur a proposé un abaque permettant le prédimensionnement des colonnes ballastées sous des

fondations de grandes dimensions. Il permet de déterminer le facteur de réduction des tassements

(β) en fonction de l’espacement entre colonnes pour des plages de variation de la résistance au

cisaillement non drainée (cu) allant de 20 à 40 Kpa, [Dhouib et Blondeau, 2005]. Les hypothèses

liées à l’élaboration de l’abaque reposent sur le principe des colonnes fondées sur une couche plus

ferme et le calcul ne tient pas compte des tassements immédiats ni des déplacements induits par les

divers cisaillements mobilisés. Cette méthode présente l’inconvénient de ne pas intégrer la charge

apportée par l’ouvrage.

4 Méthode de Priebe (Approche élastique)

Le traitement de sol par des colonnes ballastées est accompagné d’un phénomène de

consolidation primaire rapide dû à la perméabilité élevée du matériau d’apport permettant la

dissipation des pressions hydrostatiques.

C’est principalement autour de ce mécanisme qu’ont été développés les travaux de recherche

dans ce domaine. Des travaux expérimentaux de Balaam et Poulos (1983), appuyés par des

simulations numériques, indiquent que le rapport théorique de réduction des tassements (β) est un

invariant en fonction du type de fondation souple ou rigide pour la gamme des géométries de

traitement les plus courantes. Par ailleurs, les phénomènes de report de charge sur les colonnes et

l’égalité des tassements de la surface du sol et de la colonne ont été observés sous des ouvrages

considérés comme souples [Soyez, 1985]. Le report de charge qui correspond à un déchargement

du sol autour de la colonne se développe lentement au fur et à mesure de l’évolution de la

consolidation primaire. Cette progressivité du report des charges est en accord avec les

observations et les mesures faites sur de nombreux sites.

La répartition des contraintes entre les colonnes et le sol est décrite par l’équation suivante :


125

σ0 .A = σC. AC + σS . (A - AC) (1)

La plupart des travaux de recherche publiés dans ce domaine notamment ceux de Goughour et

Bayuk en 1979 s’accordent sur le corollaire de la conservation des sections planes et par

conséquent, les cisaillements le long du fût de la colonne ballastée sont négligeables voire nuls.

L’autre hypothèse sur laquelle est basée cette méthode est l’égalité des tassements en surface

du sol et en têtes de colonnes à la fin de la consolidation primaire. Cette hypothèse est observée

expérimentalement sur plusieurs ouvrages de fondations rigides fondés sur sols compressibles

renforcés par des colonnes ballastées. L’équation d’égalité des tassements entre colonnes et sol se

traduit par : Sc = Ss (2)

Le dimensionnement des colonnes ballastées est fondé sur le calcul des paramètres

adimensionnels suivants :

- Taux d’incorporation ou coefficient de substitution (a) est le rapport de l’aire traitée AC (section

de la colonne) à l’aire totale du domaine d’influence de la colonne (A) :

a =A

AC (3)

- Rapport de concentration des contraintes verticales ( η ) : c’est le rapport entre la contrainte

supportée en tête de colonne )( cσ à la contrainte transmise au sol )( sσ à la fin de la consolidation

primaire , après le transfert de charge sur les colonnes.

s

cnσσ

= (4)

- Facteur de réduction du tassement (β) : c’est le rapport du tassement initial (Si) du sol sans le

traitement au tassement observé (Sf) du milieu homogénéisé obtenu après le traitement par

colonnes ballastées; f

i

SS

=β (5)

Dans l’hypothèse ‘’moyenne’’ qui consiste à considérer que les propriétés mécaniques du sol

ne sont pas modifiées au cours d’exécution des colonnes ballastées et que le comportement du sol

est élastique linéaire. Et considérant que les modules de déformation élastiques Es et de

compressibilité restent constants pendant la déformation, il en résulte que le facteur de réduction

des tassements (β) peut s’écrire sous la forme : sσ

σβ 0= (6)

La combinaison des équations (1), (3), (4) et (6) conduit aux égalités suivantes : [ ]1)1(0 +⋅−⋅= ansσσ (7 a)

)1(1 −⋅+= naβ (7 b)


126

Dans le cas d’une fondation rigide (semelle ou radier), le principe d’égalité des tassements

entre les colonnes ballastées et le sol conduit à : s

c

EE

n = .

Les modèles de simulation du comportement de l’ensemble ‘’sol- colonne’’ développés par

Priebe (1976) et Ghionna et Jamiolkwski (1981) ne sont que deux variantes autour d’une hypothèse

commune assimilant les déformations élastiques du sol entourant la colonne à celles d’un tube

épais de mêmes caractéristiques drainées E’ et 'ν que le terrain compressible, [Soyez, 1985].

Dans ce qui suit, l’ensemble ‘’sol- colonne‘’ est supposé vérifier les hypothèses suivantes : a- Les tassements en surfaces sont égaux : (Ss = S c) ;

b- Le matériau constitutif de la colonne (ballast) est incompressible, les déformations de la

colonne se font à volume constant ;

c- Le matériau de la colonne se trouve en état d’équilibre plastique « actif », les déformations

de la colonne suivent celles du sol ;

d- Le terrain compressible autour de la colonne a un comportement élastique linéaire,

caractérisé par le module d’élasticité E’s et un coefficient de poisson sν constants sur toute

la profondeur ;

e- Il y’a conservation des sections planes ;

f- Les déformations du sol et du ballast sont dues à des incréments de contraintes causés par

l’application d’une surcharge σ0 en surface et que la géométrie du milieu traité reste

inchangée après la réalisation de la colonne ballastée.

Le comportement de la colonne ballastée dans le sol est assimilé par Priebe au principe de

l’expansion d’une cavité cylindrique dans un milieu élastique infini (figure 4.4).

a- Réseau de colonnes b- Notations géométriques c- Contraintes Fig 4: Principe de la cellule unitaire et application aux colonnes ballastées de la théorie de l’expansion d’une cavité cylindrique dans un milieu élastique infini


127

On applique à la phase des déformations linéaires, la théorie de l’élasticité en considérant le sol

comme un cylindre de rayon (r) à parois infiniment épaisses, et soumis à une pression intérieure

uniforme ( rσ ).

Par projection sur la bissectrice de l’angle θd de l’ensemble des forces agissant sur l’élément

(dV), il en résulte :

02

2)(. =⋅⋅⋅+⋅+⋅⎟⎠⎞

⎜⎝⎛ ⋅

∂∂

+−⋅θσθ

σσθσ θ

ddrddrrdrr

dr rrr (8)

0=−

+rdr

d rr θσσσ (8.a)

0=dz

d zσ (8.b)

D’autre part on a :

[ ]zsrs

r Eσσνσε θ +⋅−⋅= (1 , [ ])(1

rzssE

σσνσε θθ +⋅−⋅= , [ ])(1θσσνσε +⋅−⋅= rsz

sz E

(9)

En négligeant les déformations axiales ( 0=zε ), il en résulte les relations suivantes entre les

contraintes et les déformations :

).( θσσνσ +⋅= rsz (10).

⎟⎟⎠

⎞⎜⎜⎝

⎛⋅

−−⋅

−= θσν

νσνε

s

sr

s

sr E 1

1 2

(11.a)

⎟⎟⎠

⎞⎜⎜⎝

⎛⋅

−−⋅

−= r

s

s

s

s

Eσ

νν

σνε θθ 11 2

(11.b)

La résolution des équations précédentes par rapport aux contraintes θσσ etr conduit à :

[ ]θενεννν

σ ⋅+⋅−⋅⋅−⋅+

= srsss

sr

E)1(

)21()1( (12.a).

[ ]rssss

sEενεν

ννσ θθ ⋅+⋅−⋅

⋅−⋅+= )1(

)21()1( (12.b).

L’introduction du déplacement radial Ur conduit aux déformations suivantes :

dr

dU rr =ε ,

rU r=θε et

dzdU z

z =ε (13).

En reportant ces relations dans les équations (12.a) et (12.b), on obtient :

⎥⎦⎤

⎢⎣⎡ ⋅+⋅−⋅

⋅−⋅+=

rU

drdUE r

sr

sss

sr νν

ννσ )1(

)21()1( (14.a)


128

⎥⎦⎤

⎢⎣⎡ ⋅+⋅−⋅

⋅−⋅+=

drdU

rUE r

sr

sss

s νννν

σθ )1()21()1(

(14b)

⎥⎦

⎤⎢⎣

⎡⋅−⋅+⋅−⋅

⋅−⋅+= 22

2

)1()21()1( r

Udr

dUrdr

UdEdr

d rs

rsrs

ss

sr νν

ννν

σ (14.c).

Pour tous calculs faits sur l’équation d’équilibre (8.a), on aboutit à l’équation différentielle de second ordre suivante :

0012

'''

22

2

=−+⇒=−⋅+rU

rUU

rU

drdU

rdrUd rr

rrrr (15.a).

Posons Ur = );(rgr ⋅ tel que g(r) est une fonction de r et substituons la dans l’équation (15.a), on

obtient : Odr

rdgdr

rgdr =⋅+⋅)(3)(

2

2

(15.b)

Posons : )()( rfdr

rdg= tel que f(r) est une fonction de r, on aboutit alors à l’équation différentielle du

1er ordre suivante : 0)(3 =⋅+⋅ rfdrdfr 0)(3)( =⋅+⋅⇒

•

rfrfr (15.c).

La résolution de l’équation (15.c) conduit à : f(r) = 31

rk

(16.a), Zk ∈1 : constante,

22

1)()(rCCdrrfrg +=⋅= ∫ (16.b)

Il en résulte que : r

CrCrgrU r2

1)( +⋅=⋅= (16.c).

C1 et C2 sont les constantes d’intégration qui sont déterminées suivant les conditions aux limites.

22

1 rCC

drdU r

r −==ε , 22

1 rCC

rU r +==θε .

Ensuite, le report de rε et θε dans les équations de comportement (10), (12.a) et (12.b) fournit les

expressions des contraintes rσ , θσ et zσ :

⎥⎦

⎤⎢⎣

⎡−

⋅−⋅

+= 2

21

)21()1( rCCE

ss

sr νν

σ (17.a).

⎥⎦

⎤⎢⎣

⎡+

⋅−⋅

+= 2

21

)21()1( rCCE

ss

s

ννσθ (17.b).

)21(

2)1(

)( 1

s

s

s

srsz

CEνν

νσσνσ θ ⋅−

⋅⋅⋅

+=+⋅= (17.c).

L’application de la théorie de l’expansion d’une cavité cylindrique aux colonnes ballastées permet

de déterminer les constantes d’intégration C1 et C2. Les conditions aux limites du modèle sol/colonne

sont les suivantes :

- En contraintes :

A l’interface sol- colonne (r = Rc), hcr Rr σσ −== )( ( hσ : Etant l’étreinte latérale du sol encaissant) ;


129

- En déplacements :

Le déplacement radial est nul à la périphérie de la zone d’influence ; soit : Ur (r = Re) = 0.

De l’expression (16.c) : e

ee RCC

RCRC 2

122

1 0 ⋅−=⇒=+⋅

De l’équation (17.a) : hcss

sr R

CCEσ

ννσ −=

⎥⎥⎦

⎤

⎢⎢⎣

⎡−

⋅−⋅

+= 2

21

)21()1( (18.b).

Après substitution de la valeur de C2 dans l’équation (18.b) et sachant que:2

⎟⎟⎠

⎞⎜⎜⎝

⎛==

e

cc

RR

AAa

On obtient : aa

EC

s

s

s

sh +⋅−

⋅⋅−⋅

+⋅−=

)21()21()1(

1 ννν

σ (19.a).

et e

s

s

s

sh R

aa

EC 2

2 )21()21()1(

⋅+⋅−⋅⋅−

⋅+

⋅=ννν

σ (19.b).

4.1. Equations générales et facteur d’amélioration (β)

Priebe a déduit à partir des équations (16.c) et (19) un accroissement du rayon ( cR∆ ) de la colonne ballastée, donné par :

Ur (r = Rc) = a

aRCa

CRRRCR

RCRCR cc

c

ec

ccc

)1(111 112

2

12

1−

⋅−=⎟⎠⎞

⎜⎝⎛ −⋅⋅=⎟⎟

⎠

⎞⎜⎜⎝

⎛−⋅⋅=+⋅=∆ .

Soit : )21(

)1()21()1(

s

sc

s

shc

aR

ER

ννν

σ⋅−

−⋅⋅−⋅⋅

+⋅=∆ (20.a).

Multiplions le numérateur et de dénominateur de l’expression (20.a) par ( )sν−1 , on obtient après

développement : aa

ERR

s

s

ss

sschc +⋅−

−⋅−⋅

⋅−⋅+⋅−

⋅⋅=∆)21(

)1()1(

)21()1()1(

1ν

ν

ννν

σ

On pose : aa

afs

ss +⋅−

−⋅−=

)21()1()1(

),(ν

νν cœfficient sans dimension, et sachant que la quantité

)21()1()1(

ss

ss Eνν

ν⋅−⋅+

⋅− représente le module œdométrique du sol (Eoed s), il en résulte que :

oeds

schc E

afRR ),(νσ ⋅⋅=∆ (20.b).

L’hypothèse se rapportant à la déformation de la colonne ballastée à volume constant, se traduit

par une dilatation volumique (εv) nulle :

0321 =++= εεεε v , c

c

RR∆

== 21 εε (Par symétrie) d’où c

ccc R

RLS

∆⋅⋅= 2 (21).

Et :c

c

LS

=3ε

Priebe fait l’hypothèse d’un état hydrostatique du sol à l’interface avec le ballast, attribué aux

conditions d’exécution. Donc l’accroissement de la contrainte horizontale dû à sσ est donné par :


130

ssws k σσσ =⋅=∆ (kw = 1) ; L’accroissement de la contrainte horizontale dû à cσ est donné par : cacch K σσ ⋅=∆ ,

Kac : Coefficient de poussée du ballast, soit : ⎟⎟⎠

⎞⎜⎜⎝

⎛−=

24

'2 c

ac tgK ϕπ ;

La contrainte latérale hσ est donnée par : scach K σσσ −⋅= (22).

On obtient d’après les équations (20b), (21) et (22) : oeds

sscaccc E

afKLS

),()(2

νσσ ⋅−⋅⋅⋅= (23).

Le tassement de la couronne de sol de hauteur Lc, de module oedometrique Eoed s et soumise à une

contrainte sσ s’écrit : oeds

css E

LS ⋅= σ (24).

En écrivant l’égalité des tassements de la colonne ballastée et du sol (hypothèse (a) : (Sc =Ss), on

obtient : ),()(2 afK sscacs νσσσ ⋅−⋅= (25).

D’où le rapport de concentration des contraintes sur la colonne ballastée )(n :

),(),(5,0

afKaf

nsac

s

s

c

νν

σσ

⋅+

== (26).

Remplaçons l’expression de (n) dans l’équation (7.b), on obtient le facteur de réduction du tassement β

qui caractérise l’efficacité du traitement :

⎥⎦

⎤⎢⎣

⎡⋅+

⋅+= 1_),(),(5,0

1afKaf

asac

s

νν

β (27.a).

Pour : 31

=sν , on retrouve l’expression simplifiée de (β) : ⎥⎦

⎤⎢⎣

⎡−

−⋅⋅−

⋅+= 1)1(4

51aK

aaac

β (27.b),

Connaissant l’angle de frottement (φ’

c) du matériau de substitution (ballast) et la valeur de β, cette

équation de second degré de (a) est résolvable analytiquement pour déterminer la maille de référence.

Cette équation est développée par Priebe sous forme d’un abaque de dimensionnement pour différents

angles de frottement du Ballast (φc), représenté sur la figure 4.5.


131

123456789

10

1 2 3 4 5 6 7 8 9 10A/Ac

Fact

eur d

e ré

duct

ion

des

tass

emen

ts

( β).

38°

35°

40°

42,5°

45°

Fig 4.1: Abaque de dimensionnement de Priebe pour un coefficient de poisson )

31( =sν .

5 Calcul de tassement après traitement par colonnes ballastées

D’après la recherche bibliographique dans la littérature spécialisée sur les méthodes de

dimensionnement des colonnes ballastées, la méthode de Priebe s’avère la plus élaborée et la plus

complète, toutefois, son inconvénient réside dans le nombre important de paramètres à calculer.

Cette méthode introduit la notion d’amélioration globale des caractéristiques mécaniques du milieu

traité et des corrections inhérentes à la compressibilité relative (sol-colonne) et à l’effet de la

profondeur.

Une fois, le coefficient de substitution de sol (a) déterminé et le maillage des colonnes

ballastées arrêté, le calcul de prédiction de tassement du milieu traité est l’étape principale pour la

validation du projet de renforcement par colonnes ballastées. Le tassement après traitement doit

être compatible avec les tolérances de l’ouvrage, si pour le maillage calculé, ce critère n’est pas

vérifié, on examinera un second dimensionnement dans lequel l’entraxe des colonnes diminuera

par rapport au précédent.

L’auteur introduit dans son approche de dimensionnement trois critères principaux :

- prise en compte de l’amélioration globale du sol après traitement,

- prise en compte de la compressibilité de la colonne (déformation à volume constant),

- effet de la profondeur.


132

5.1. Cas de traitement par colonnes ballastées sous fondations de grandes dimensions

En considérant que les couches traversées par les colonnes ballastées sont homogènes, elles

sont caractérisées par les modules de déformations du sol (Esi), le tassement du sol après le

traitement est donné par :

∑ ⋅⋅

=n

i sii

cii

EnLz

S2

0 )((σ

(28)

- )(0 ziσ : est la contrainte apportée par la fondation (qesl) à la profondeur de calcul,

- Lci la longueur de la colonne traversant la couche (i), - n2 est le facteur d’amélioration qui tient compte de la compressibilité de la

colonne et l’influence de la profondeur.

a- Prise en compte de la compressibilité de la colonne

La compressibilité de la colonne se traduit, d’après l’auteur par un accroissement de la section

de la colonne, en fonction de la rigidité relative colonne /sol (Ec /Ei). Cet accroissement est donné

par l’équation suivante (a est le facteur de substitution déduit à partir de β) :

)1(1

1

aa

aaa∆+

=∆+= , tel que : 11)()1(

1

−

⎥⎦⎤

⎢⎣⎡

=∆=∆

AAA

Aa cc

(29)

Le paramètre )(cA

A∆ dépend directement du rapport des modules (Ec /Ei) selon l’abaque de la

Figure 4.6 et 1⎥⎦⎤

⎢⎣⎡

AAc est donné par l’expression suivante en fonction de (Ec /Ei) et Kac

Soit :14

)1(16

14

5)2(4

21

)14(2

5)2(42

1 −⋅

−⋅⋅+

⎥⎥⎥⎥

⎦

⎤

⎢⎢⎢⎢

⎣

⎡

−⋅

+−⋅⋅⋅±

−⋅⋅

+−⋅⋅−=⎥⎦

⎤⎢⎣⎡

ac

s

Cac

ac

s

cac

ac

s

sac

c

KEE

K

KEE

K

KEE

K

AA (30)

Le nouveau rapport des sections )( aaa ∆+= est injecté dans la formule (27.a) ou bien dans

l’abaque de la figure 4.5 afin de déterminer le facteur d’amélioration n1 qui tient compte de la

compressibilité des colonnes ballastées, soit :

⎥⎦

⎤⎢⎣

⎡−

⋅+

⋅+= 1),(),(5,0

11 afKaf

ansac

s

υυ (31)


133

0,0

0,2

0,40,6

0,8

1,0

1,2

1,41,6

1,8

2,0

1 10 100(Ec/Es)

∆(A

/Ac)

35°

37,5°

40°

42,5°

45°1

Fig 5.1a: Abaque de prise en compte de la compressibilité de la colonne ballastée.

b- Prise en compte de l’influence de la profondeur

La prise en compte de l’influence de la profondeur se traduit par l’introduction d’un facteur de

profondeur (fd) qui prend en compte l’influence de l’augmentation de la contrainte horizontale du

sol (σh) avec la profondeur sur les contraintes dans la colonne. Ce facteur tient compte des faibles

déformations de la colonne avec la profondeur et du principe de l’état hydrostatique du sol autour

de la colonne ballastée (k =1). Le facteur de profondeur est donné par l’expression suivante :

∑ ⋅⋅

−+

=

i c

cii

C

Cd d

KK

f

σγ

0

0 11

1

(32)

K0c =1-sinφc : coefficient de poussée du ballast au repos,

s

c

c aa

z

σσ

σσ

−+

=1

)(0 ),(),(5,0

afKaf

nsac

s

s

c

υϑ

σσ

⋅+

== (33)

Pour tous calculs fait, on aboutit à l’expression suivante de fd :

⎥⎦

⎤⎢⎣

⎡⋅−

=

∑n

i i

isd

zz

yf

)()(

1

1

0σσ

(34)


134

(y) est le facteur d’influence qui est donné par l’expression (35) et par l’abaque de la figure 28, en

fonction du rapport )(cA

A majoré de l’accroissement )(cA

A∆ :

⎥⎦

⎤⎢⎣

⎡

+⋅⋅−

+⋅−

=),(5,0

,()1(sin1

sin)(

afafKa

aays

sac

c

c

ϑϑ

ϕϕ , ⎥

⎦

⎤⎢⎣

⎡

+⋅−⋅

+⋅=° ),(5,0,()1(238,0

602,1)(38 afafa

aaYs

s

ϑϑ (35)

La fonction y est donnée sous forme d’abaque en fonction de (aA

A

c

1=

∆ ) figure 4.7.

Le nouveau rapport d’amélioration est donné par l’expression suivante : dfnn ⋅= 12 (35. a) La compatibilité des tassements avec la compressibilité de la colonne a conduit Priebe (1995) à limiter

le facteur de profondeur (fd) comme indiqué ci-dessous :

c

s

oeds

oedcd E

Ef

σσ⋅≤≤1 Avec (fd = 1) lorsque la fondation est rigide.

0,3

0,5

0,7

0,9

1,1

1,3

1,5

1 2 3 4 5 6 7 8 9 10

(A/Ac)

Fact

eur d

'influ

ence

de

la p

rofo

ndeu

r (y)

.

38°

35°

40°

42,5°

45°

Fig 5.1 b: Abaque de du facteur d’influence de la profondeur.

5.2 Cas des semelles isolées et filantes

Concernant ce type de fondation , les rares méthodes existantes pour la justification de

tassements des colonnes ballastées sont empiriques et généralement basées sur l’aspect

expérimental. Toutefois, seul Priebe (1995) a élaboré des abaques de dimensionnement en

appliquant au tassement (S∞) donné par la formule (36 ) une correction qui tient compte de la

densité de traitement exprimé en nombre de colonnes ou de rangées de colonnes, respectivement


135

sous les semelles isolées de forme ( 2≤ba ) et filantes ( 4≥

ba ). Des abaques de dimensionnement

sont proposés à cet effet par l’auteur (figures 4.8 et 4.9) pour évaluer le rapport de réduction du

tassement (S/S∞) en fonction du rapport de la profondeur au diamètre de la colonne (d/Dc) et le

nombre de colonnes ballastées. Le tassement (S∞) est exprimé par la formule suivante :

s

c

EnL

S⋅⋅

=∞2

0σ (36)

- 0σ est la contrainte apportée par la fondation à l’ ELS, - Lc désigne la longueur de la colonne (profondeur de traitement), - n2 est le facteur d’amélioration donné par l’équation (35. a).


136

Fig 5.2 a: Abaque de dimensionnement des semelles filantes [Dhouib et Blondeau, 2005].


137

Fig 5.2 b: Abaque de dimensionnement des semelles isolées [Dhouib et Blondeau, 2005].


138

6 Méthode d’homogénéisation du milieu traité La méthode consiste à assimiler le sol traité par colonnes ballastées à un milieu

homogénéisé équivalent dont les caractéristiques mécaniques (Ce, φe) sont déterminées par

l’application d’un facteur d’homogénéisation m donné par la relation (38).

Poids volumique équivalent (γe) : .)1( sce aa γγγ ⋅−⋅⋅= (37)

1

1 )1(n

anm +−= (38)

ue CaC )1( −= (38a) ).tanarctan(tantan cece mm ϕϕϕϕ ⋅=⇒⋅= (38b).

7 Méthode d’homogénéisation simplifiée Le calcul de tassement par cette méthode se base sur l’approche d’un module de

déformation équivalent (Ee) du milieu traité par colonnes ballastées donné par l’équation (39).

La prévision de tassement par cette méthode s’applique bien dans le cas des charges réparties

de grandes dimensions [Dhouib et Blondeau, 2005]. Le tassement après traitement (Sf) sous

une contrainte σ0 transmise par l’ouvrage est donné par la relation (39a):

.)1( sce EaEaE ⋅−+⋅= (39).

e

cf E

LS

⋅= 0σ

(39a), Lc est la longueur des colonnes ballastées.

8 Méthode de Baumann et Bauer (1974) Les déformations latérales des colonnes ballastées sous l’effet des charges transmises par

l’ouvrage engendrent un accroissement de rayon (∆Rc) exprimé par les auteurs comme suit :

a

RE

R cs

hc

1ln⋅⋅=∆σ

Et le tassement de la colonne est donné par :aE

RSc

c

s

ccc

1ln)sin1()sin1(

2 ⋅+−

⋅⋅⋅=ϕϕ

σ

On remarque que le tassement, donné par l’expression précédente, est un invariant de la

profondeur de traitement. Cette formule est applicable dans le cas des colonnes ballastées

sous des fondations de petites dimensions.


139

9 Justification des colonnes ballastées en termes de contraintes Par analogie avec l’essai triaxial, la contrainte de rupture (qr) de la colonne ballastée est

donnée par document technique unifié (DTU 13.2) par la formule suivante :

qr = ⎟⎟⎠

⎞⎜⎜⎝

⎛+⋅

24

'2 c

h tg ϕπσ (40).

hσ est l’étreinte latérale du sol, elle est déterminée à partir des essais de laboratoire ou des

essais in situ tels que le pressiomètre, le pénétromètre statique ou le scissométre. Dans le cas

des essais in situ au préssiomètre, l’étreinte latérale σh peut être assimilée, par analogie avec

la sonde préssiométrique à la valeur de la pression limite nette équivalente (P le) mesurée sur

la hauteur de la colonne dans le cas d’un sol plus ou moins homogène ou bien sur la hauteur

de moindre résistance (zone d’expansion possible) (Hughes et Withers, 1974).

Les prescriptions techniques du DTU 13-2, comme étant le seul document réglementaire

régissant le dimensionnement des colonnes ballastées, préconisent un coefficient de sécurité

minimal de 2 sur la contrainte de rupture (qr) sans dépasser (0,80 MPa) et les tassements

sous les contraintes calculées doivent rester compatibles avec les tolérances imposées par

l’ouvrage ou une partie de sa structure. La contrainte admissible en tête de colonne à l’ ELS

est donnée par l’expression suivante :

)8,0,2

min( MPaqq rcELS = (40.a).

9.1. Justification de non poinçonnement d’une colonne ballastée flottante

Le problème consiste à déterminer la longueur minimale d’une colonne ballastée pour

éviter son poinçonnement sous l’effet d’une contrainte en tête )( 0,cσ . Hughes et al. (1975) et

Brauns (1980) ont considéré que la colonne travaillait comme un pieu rigide avec

développement d’un effort de pointe et d’un frottement latéral positif. Les auteurs ont fait

l’hypothèse que la résistance au cisaillement, mobilisée sur la périphérie de la colonne, est

égale à la résistance non drainée (Cu) du sol supposée constante sur toute l’épaisseur de la

couche compressible. La contrainte verticale régnant à la profondeur z à l’intérieur de la

colonne en tenant compte du poids du ballast est donnée par :

zRc

zc

uccc ⋅⋅−+= )2()( 0, γσσ (41).

La longueur minimale de la colonne est déterminée en considérant que la contrainte

correspondante )( minLcσ est égale à l’effort de pointe mobilisable par la couche d’argile, soit


140

l’équivalent de )9( uc⋅ , valeur généralement admise dans le dimensionnement des pieux

traditionnels travaillant en pointe.

Si l’on néglige le poids propre du ballast, Lmin est donné par la relation :

)9(21 0,

min −⋅⋅=u

cc c

RLσ

(41a).

Partant de la même hypothèse précédente, les auteurs ont déterminé une longueur

maximale de traitement (Lmax) caractérisée par 0max, =Lcσ , au delà de laquelle le traitement est

inutile. En annulant l’équation (41) avec (z = Lmax) et en négligeant le poids propre du ballast,

Lmax est donné par la relation suivante :

u

cc c

RL 0,max 2

1 σ⋅⋅= (41b).

0,30

0,50

0,70

0,90

1,10

1,30

1,50

1,0 2,0 3,0 4,0 5,0 6,0 7,0 8,0 9,0 10,0A/Ac

Fact

eur d

'influ

ence

de

la p

rofo

ndeu

r (Y)

.

38°35°40°42,5°45°

Fig 9.1: Facteur d’influence de la profondeur de traitement (y).


141

10 Analyse numérique du comportement d’un sol compressible traité par colonnes ballastées

10.1 Procédure

Le présent paragraphe est consacré à l’analyse numérique par éléments finis en

utilisant le code de calcul PLAXIS 2D, se rapportant aux ouvrages fondés sur des sols

compressibles renforcés par des colonnes ballastées. L’objectif recherché de la simulation

numérique est la connaissance de l’influence de certains paramètres géotechniques sur le

comportement des sols renforcés par colonnes ballastées.

Cette partie est une introduction à la modélisation numérique en (2D) des ouvrages

réels en utilisant le modèle de Mohr- Coulomb sans écrouissage, il s’agit d’une ébauche

pour d’autres modélisations par éléments finis en (3D) avec d’autres lois de

comportement plus sophistiquées qui tiennent compte des effets différés, du fluage et de

l’aspect tridimensionnel des problèmes étudiés.

La particularité des géométraux (sols, matériaux granulaires….) réside dans leurs

grandes déformations. Leurs modèles de comportement sont élasto-plastiques, ils ne

peuvent pas être gouvernés par l’élasticité linaire. Par conséquent, la méthode des

éléments finis est d’une grande importance pour l’étude des problèmes rencontrés dans le

domaine des sols et fondations, elle s’adapte de façon très souple à toutes les géométries

du problème ; les non linéarités sont prises en compte par diverses lois constitutives pour

s’adapter aux divers comportements observés.

L’application de la méthode des éléments finis nécessite de définir un milieu fini,

discrétisé, avec des conditions aux limites en contraintes (chargement) et en déplacements

(frontières bloquées) et une loi de comportement pour les colonnes et pour les sols. Cela

nécessite de déterminer les paramètres usuels de l’élasticité, de consolidation et de fluage

notamment pour les matériaux mous et les paramètres de plasticité avec le potentiel

associé ou nom. Dans le domaine de modélisation des colonnes ballastées, la méthode des

éléments finis présente les avantages suivants (Dhouib et Blondeau, 2005) :

- Modélisation géométrique simple des colonnes et des sols,

- Possibilité de maillage varié pour affiner des zones critiques,

- Introduction assez facile des paramètres de calcul,


142

- Rapidité d’exécution des calculs grâce aux développements informatiques

récents,

- Représentation graphique des résultats pour la connaissance en tout point du

modèle de l’état des déformations et des contraintes,

- Modification des paramètres et reprise aisée des calculs pour un meilleur

paramétrage et ou calage des données.

10.2 Généralités sur les lois de comportement

La connaissance des lois de comportement des matériaux en place ou d’apport joue un

rôle fondamental dans l’application de la méthode de calcul par éléments finis et dans la

détermination des champs de déplacement et de contraintes au sein des ouvrages et de leur

environnement.

La plupart des matériaux rencontrés dans le domaine du génie civil sont caractérisés

par un comportement non linéaire. Cette non linéarité peut avoir deux origines distinctes :

d’une part, une origine géométrique due à l’apparition de grandes déformations et d’autre

part, une origine matérielle due à des changements de propriétés mécaniques du matériau

(Mestat, 1994).

Du point de vue mathématique, une loi de comportement se traduit par une relation

entre les tenseurs de contraintes et de déformations, de leurs vitesses et du temps.

Cependant, les formes les plus simples utilisées en pratique (lois élasto plastiques)

supposent que le temps, en terme de durée n’intervient pas et que tout effet de

vieillissement est négligé (Mestat, 1994).

A l’état actuel de la recherche, on peut certifier qu’il n’existe pas une loi de

comportement universelle pour décrire le comportement réel des sols. Chaque loi de

comportement a ses spécificités d’application pour un type de sol par rapport à un autre,

parmi les principes fondamentaux des lois de comportement d’après (Pecker, 2006) :

- Elle doit être écrite en contraintes effectives,

- Elle doit être basée sur une interprétation physique des phénomènes,

- Elle doit permettre la description de tout chemin de contrainte (ou déformation) depuis

les très petites déformations jusqu’aux grandes déformations,

- Elle doit être validée pour des chemins de contrainte (ou déformation) différents de

ceux ayant servi au développement du modèle,


143

- Le nombre de paramètres doit être restreint pour permettre leur détermination

expérimentale.

10.2.1 Synthèse de quelques modèles de comportement des sols

Les modèles de comportement des géomatériaux ont connu un développement

important ces dernières décennies, vu l’évolution de l’informatique (capacité de calcul) et

les moyens de reconnaissance des sols, tels que les paramètres de comportement les plus

complexes se mesurent au laboratoire.

Le choix d’un modèle de comportement est donc essentiellement fait à partir des

données géotechniques disponibles. Dans le cas de la disponibilité des essais de

laboratoire et si les délais de l’étude le permettent, il est possible de déterminer les

paramètres des lois de comportement complexes et d’utiliser ces dernières pour

représenter les ouvrages géotechniques dans la modélisation du problème posé. Toutefois,

ce type d’étude est très rare pour un dimensionnement, dans la majorité des études quand

la méthode des éléments finis est requise, les ingénieurs préfèrent utiliser des lois

élastoplastiques parfaites comme celle de Mohr- Coulomb qui font appel à des données

géotechniques familières et facilement accessibles, même si les résultats ne correspondent

pas toujours à la réalité, [Mestat, 1994].

Les modèles les plus connus dans le domaine des géo matériaux sont les suivants :

- Critère de Mohr- Coulomb (plasticité parfaite),

- Critère de Drucker Prager,

- Modèle élastique non linéaire de Duncan,

- Critère de Von Mises,

- Critère de Lade,

- Critère de Matsuaka,

- Critère de Cam,

- Critère de Cam Clay modifié,

La modélisation effectuée par le code PLAXIS 2D pour le cas d’études est basée sur

l’application du critère de plasticité de Mohr- Coulomb.

Le choix de ce modèle est justifié par le nombre limité de données géotechniques

disponibles et la concordance de ce critère avec la nature pulvérulente des colonnes


144

ballastées introduites dans le sol et qui mettent en jeu essentiellement le frottement inter

granulaire (φc) pour l’amélioration du sol et l’homogénéisation des terrains.

La plupart des modèles des sols renforcés par colonnes ballastées examinés dans la

littérature spécialisée, se sont basés sur le critère de Mohr- Coulomb. [Dhouib et

Blondeau, 2005]

Modèle de Mohr- Coulomb

Dans le cas d’un problème tridimensionnel, le domaine d’élasticité initial ou actuel est

en général défini par un scalaire f (σij) appelées fonction de charge du matériau. On

appelle le critère d’élasticité la condition f (σij) <0, et le critère de plasticité f (σij)=0.

(Bahar, 2005)

La fonction de charge (potentiel plastique) est donnée par l’expression suivante

(Pecker et Charlier, 2006) :

0sin33ˆ

ˆ =⋅−⋅⋅−⋅+⋅≡ ϕϕββϕ σσ

σ CosCSinII

CosIISinI

f

σσσ etIIIIII ,, ˆ sont les premier, 2ème et 3ème invariants de contraintes donnés par :

- iiI σσ = ,

- ijijII σσσ ˆˆ21

ˆ ⋅⋅= , ijijijI

δσσ σ ⋅−=3

ˆ ˆ

- kijkijIII σσσσ ˆˆˆ31

ˆ ⋅⋅⋅= .

β est donné par l’expression : ⎟⎟⎠

⎞⎜⎜⎝

⎛

⋅

⋅⋅⋅= −

3ˆ

ˆ1

233

31

σ

σβII

IIISin

La résistance au cisaillement est donnée par : ϕστ tan⋅+= C

Le critère de Mohr- Coulomb est représenté dans l’espace des contraintes principales

par sa surface de rupture indiquée sur la figure (Fig 10.2.1).


145

Fig 10.2.1 a: Surface de rupture de Mohr- Coulomb

Le critère de Mohr- Coulomb se traduit en plan par l’expression suivante :

02)()( 3131 =⋅⋅−⋅+−− ϕϕσσσσ CosCSin , tel que : 31 σσ ≥

La loi de comportement est complétée par le potentiel plastique )( ijG σ tel que : ψσσσσσ sin)()( 3131 −−−=ijG .

31 σσ et sont les contraintes principales majeure et mineure, C est la cohésion et ϕ

l’angle de frottement intergranulaire du matériau.

Dans le cas des sols purement cohérents (argile φ = 0), le critère de Mohr- Coulomb se

traduit par le critère de Tresca qui est donné par :

uC⋅=− 231 σσ Le paramètre ψ représente l’angle de dilatance du matériau. La loi élastoplastique est

associée lorsque l’angle de dilatance est égal à l’angle de frottement. Les essais de

laboratoire montrent qu’une loi d’écoulement associée conduit à une surestimation des

déformations volumiques, par conséquent, l’angle de dilatance est toujours inférieure à

l’angle de frottement. A défaut de valeurs expérimentales précises, on peut admettre pour

les matériaux pulvérulents la relation empirique suivante (Mestat, 1994) : .30=−ψϕ

La résistance au cisaillement est une fonction linéaire qui est donné par l’expression

suivante : ϕστ tan⋅+= C . Cette équation est indiquée sur la figure (fig : 10.2.1 b)


146

Fig 10.2.1 b: Courbe intrinsèque de Mohr- Coulomb

11 Application de la méthode des éléments finis en élasto plasticité

L’introduction des lois de comportement non linéaires dans un code de calcul par

éléments finis ne pose plus aujourd’hui de problèmes particuliers. La non linéarité

matérielle est traitée au niveau de la structure (assemblage des éléments finis) par un

processus de résolution incrémental et itératif, fondé généralement sur une linéarisation du

système d’équations exprimant l’équilibre mécanique du milieu discrétisé (méthode de

Newton- Raphson) (Mestat, 1994).

Afin de déterminer le champ de contraintes à partir de l’incrément du champ de

déplacement, la loi de comportement est intégrée à tout instant du processus de résolution

entre l’incrément convergé précédent et l’état de l’incrément correspondant à l’itération en

cours.

L’application d’accroissements faibles entre les incréments successifs est donc

conseillée, lorsque cela est compatible avec la modélisation de la construction de

l’ouvrage et de l’histoire du chargement.

Concernant la norme de convergence conseillée sur les déplacements, l’équilibre des

forces et l’énergie est de : 10-3 à 10-2

12 Conclusion Le choix d’un model de comportement et l’introduction des paramètres de calcul d’une étude

géotechnique ne peut se faire sans une bonne connaissance :

• De la nature et des caractéristiques du sol traité et sous-jacent : coupes de sondages,

résultats des essais mécaniques en laboratoire ou en place…,


147

• De la nature, des caractéristiques et des méthodes d’exécution de la fondation

proprement dite,

• Des sollicitations de service ou exceptionnelles,

• De la nature et du comportement de la structure à fonder.

Les contraintes rencontrées dans la simulation numérique par la méthode des éléments

finis dans la géotechnique résident dans l’hétérogénéité du milieu et la difficulté de

déterminer les paramètres de comportement représentatifs ainsi que la difficulté de la prise

en compte des conditions hydrogéologiques du site (influence des fluctuations de nappes,

conditions de drainage et les écoulements).

Chapitre IV Etude paramétrique

148

IV. Etude paramétrique 1 Présentation du logiciel

Le logiciel Plaxis est un logiciel d’éléments finis de référence en géotechnique dont le

développement commença en 1987 à l’initiative du ministère des travaux publics et

d’hydrologie des Pays-Bas. Son but initial était de créer un code d’éléments finis facilement

utilisable en 2D pour analyser l’effet de l’implantation d’une digue fluviale sur les argiles

molles des Pays-Bas. En quelques années, Plaxis a été étendu à plein d’autre domaine de la

géotechnique.. En 1998, la première version de Plaxis pour Window est développée. Durant la

même période une version 3D du logiciel a été développée. Après quelques années de

développement le logiciel 3D PLAXIS Tunnel program est sorti en 2001.

Son principal objectif était de fournir un outil permettant des analyses pratiques pour

l’ingénieur géotechnique qui n’est pas nécessairement un numéricien. Il en résulte que Plaxis

est utilisé par de nombreux ingénieur géotechnique de nos jours, dans le monde entier.

1.1 Les points forts de Plaxis

La convivialité de l’interface pour la saisie des données et pour l’interprétation des

résultats ;

Générateur automatique de maillage ;

Jeu complet de lois de comportement de sol et la possibilité de définir ses propres lois

de comportement ;

Couplage avec les calculs d’écoulement et de consolidation ;

Prise en compte des éléments de structure et de l’interaction sol-structure ;

Calculs de coefficient de sécurité ;

1.2. La démarche de modélisation avec Plaxis

Le cheminement et principales étapes d’un calcul sous Plaxis :

1.2.1. Géométrie

La première étape sous Plaxis est la définition de la géométrie. Un certain nombre de

propriétés sont disponibles :

• Les lignes géométriques qui sont là pour dessiner l’organisation du sol,

• L’outil « plates » permet de dessiner et de définir des structures élancées qui possèdent

une résistance en traction compression et une résistance en flexion,


149

Cet outil est principalement utilisé pour modéliser des murs, des poutres , des coques , des

plaques pour modéliser les murs et les zones rigides. Principalement, les éléments ayant une

forte extension selon l’axe perpendiculaire au plan de modélisation

• « Anchor » qui sert à modéliser les liaisons entre les éléments. Ce sont des ressorts,

qu’on utilise pour modéliser les batardeaux ou plus exactement la liaison entre les

différents éléments d’un batardeau.

• L’outil «geogrid», sert à dessiner des structures élancées avec une résistance en

compression ou traction mais qui ne possèdent aucune résistance de flexion.

Cet outil est généralement utilisé pour modéliser les ancrages

Sur Plaxis, il y a également un outil tunnel qui permet de modéliser un tunnel prenant en

compte les facteurs suivants :

les conditions aux limites ;

son rayon ;

les caractéristiques mécaniques de ses parois ;

la décomposition de sa section en surface ;

lèxistence ou non dìnterface particulière avec le sol environnant ;

1.2.2. Conditions aux limites

Une fois la géométrie définie, il faut entrer les conditions limites, cèst à dire les

déplacements et les contraintes imposées aux limites extérieurs de la géométrie.

Si aucune condition limite nèst fixée sur un tronçon, par défaut le logiciel considère que

l`élément nèst soumis à aucune force extérieure et est libre de se déplacer dans toutes les

directions.

Les conditions limites pouvant être imposées sont celles qui imposent un déplacement dans

une direction donnée ou celle qui impose une force dans une direction donnée.

Plusieurs outils permettent de créer une large gamme de conditions limites (force repartie,

force ponctuelle, encastrement, glissement, etc.…..).

1.2.3. Définition des paramètres des matériaux

Ensuite, il convient de définir les différentes propriétés des différents matériaux selon son

type (sol et interface, plaque, ancrage, géogrille, etc.….), le modèle de comportement et les

différents paramètres permettant de le définir. Pour les sols, en plus de la définition des

caractéristiques mécaniques, leurs interfaces avec les autres types d`éléments peuvent être


150

paramètres, il faut également définir le comportement hydraulique du sol (drainer, non drainer

ou non poreux).

.

Une fois les propriétés des différents matériaux définies on peut générer le maillage.

1.2.4. Maillage

Le maillage est généré automatiquement, ce qui est un point fort de Plaxis. Lòpérateur peut

paramétrer la finesse du maillage entre différents options (très grossier, grossier, moyen, fin,

très fin), lòpérateur peut également décider de mailler plus finement une certaine région du

sol ou/et le voisinage d’un élément grâce aux options « refine » dans le « mesh menu ».

Une fois le maillage effectué, il convient de paramétrer les conditions initiales du sol, cette

procédures passe généralement par la définition d’un coefficient des terres au repos.

1.2.5. Les conditions initiales

La définition des conditions initiales se fait en deux étapes distinctes:

Tout dàbord, lorsque la fenêtre des conditions initiales sòuvre, seul le sol est activé.

Lòpérateur active les éléments constructifs (déplacements et/ou contraintes imposé(e)s,

ancrage, plaque) qui correspondent à l’instant initial. Il désactive les éléments de sol qui ne

correspondent pas à cet instant initial.

Un « switch bouton » permet dàccéder à deux fenêtres différentes chacune représentant la

géométrie de la modélisation:

La première qui sàppelle “initiale pore pressure” permet de définir un niveau de

nappe phréatique initial (si besoin), et de générer les pressions interstitielles

correspondantes.

La deuxième fenêtre permet de générer les contraintes initiales à lìntérieur du massif

(poids propre et sous pression).

1.2.6. Phase de calcul

Après avoir effectué l’ensemble de ces paramétrages, on peut accéder aux calculs par le

bouton poussoir “calculation”. Lìnterface “input” de « Plaxis » se ferme et laisse la place à

une nouvelle interface: “calculation”. Une phase 0 est déjà calculée, cette phase correspond à

l’état initial de la structure. Cette interface permet de définir le phasage de la modélisation de

la construction. De nouvelles phases de calcul peuvent être créées basées sur une phase

existante.

Pour chaque phases on peut modifier la géométrie par lìntermédiaire de la même interface

qui a servie à définir les conditions initiales. On peut donc effectuer des changements

uniquement en activant ou désactivant des éléments. Le niveau de la nappe phréatique peut


151

être modifié, ainsi que certaines propriétés des matériaux, des éléments autres que le sol

(modification des paramètres entrés en input, imperméabilité et/ou la non-consolidation de

certaines parois). Le niveau dìntensité et la position des conditions limites des chargements

en déplacement et en contrainte peuvent également être modifiées.

Cependant, aucun nouvel élément ne peut être créé à ce niveau que ce soit une charge, un

déplacement, une condition aux limites ou une plaque un ancrage etc.……

Dàutre types de phases peuvent être créées autre que la simple activation ou désactivation

d`élément (phase de consolidation par exemple).Un certain nombre de type de calcul peuvent

être simulés (consolidation, détermination du facteur de sécurité, déformation plastic, étude

dynamique)

Une fois le phasage de l’étude terminée, des points caractéristiques peuvent être placés. Les

courbes de résultats de Plaxis seront calculées en ces points. Après avoir appuyé sur «

calculate » les calculs se lancent. Une fois terminée, les résultats sont visionnables grâce à la

touche « output »

Remarque :

Plaxis permet d’effectuer deux types de calculs en consolidation :

Les calculs effectués à l’aide de l’outil « staged construction » qui permet de visualiser

le sol après l’avoir laissé se consolider pendant un intervalle de temps donné fixé par

l’utilisateur.

Les calculs effectués à l’aide de l’outil « minimum pores pressure » qui consiste à

déterminer le temps et l’état du sol après l’avoir laissé se consolider pendant un

intervalle de temps suffisamment long pour que la pression interstitielles soit partout

inférieur à la valeur fixée par l’utilisateur.

1.2.7. Visualisation des Résultats

Plaxis permet la sortis des résultats suivants:

• la déformée du maillage

• les déplacements (verticaux, horizontaux, totaux)

• les déformations

• les vitesses et les accélérations (quand on effectue un travail en dynamique)

• les contraintes totales

• les contraintes effectives

• le coefficient de surconsolidation

• les points de déformation plastique


152

• le degré de saturation

• le champ d’écoulement

• le niveau de l’eau

• l’incrément des déformations et des contraintes dues aux différentes phases par rapport

à la situation d’origine

Ces résultats sont visibles sous trois formes :

• de vecteurs

• d’iso-valeur par zone (« Shading »)

• courbe contour des différentes zones

2 Données nécessaires Le sol utilisé au cours des différentes modélisations est celui de la zone portuaire de Béjaia.

C’est un sol de mauvaises caractéristiques sur lequel beaucoup d’études ont été effectuées

durant 10 dernières années. Un grand nombre de données sont donc disponibles pour ce type

de sol, ce qui a permis une détermination précise des différents paramètres utilisés par les

divers modèles. Le récapitulatif des valeurs de ces différents paramètres est donnée dans le

chapitre « Synthèse géotechnique ».

Comme cela a été indiqué, les colonnes constituent une solution efficace pour maintenir les

tassements de sol fins dans un domaine acceptable et garantir une capacité portante suffisante

aux sols meubles. Bien que cette méthode soit à l’heure actuelle très étendue et utilisée, elle

reste entourée de zone d’ombre en particulier lorsque le bas de la colonne n’atteint pas un

substratum rigide mais du sol argileux

Le problème est d’autant plus compliqué que l’implantation d’une colonne ballastées affecte

les propriétés du sol environnent, (perméabilité et la raideur changent). Ces effets sont bien

connus qualitativement mais difficile à quantifier.

3 Comment modéliser les colonnes ballastées Afin de comprendre les interactions entre colonne ballastées et le sol environnant, plusieurs

études ont été effectuées. Ces différentes études, grâces aux critiques des résultats de leurs

auteurs nous ont permis de définir la modélisation à effectuer.

3.1 Problème de la modélisation en 2 D d’un réseau de colonnes ballastées

Une modélisation en 2D est souvent utilisée en géotechnique due aux dimensions des

structures étudiées, en effet, une des dimensions est souvent beaucoup plus importante que


153

les autres, ce qui permet de nous positionner en contraintes et déformations planes.

Cependant, pour le cas des colonnes ballastées, la modélisation en 2 D d’un réseau de

colonnes s’accompagne d’erreur. En effet, un réseau ballastées au vue de ces dimensions

n’est pas modélisable directement en 2 D. Les réseaux sont assimilés à des murs de rigidités

équivalentes. De telles approximations s’accompagnent d’erreur importante notamment dans

l’estimation des pressions interstitielles. [[« Numerical analysis of a floating stone column

foundation using different constitutive models », écrit par Martin Gäb & Helmut F.

Schweigerde l’Université Technologique de Graz, Austriche et Daniela Kamrat Pietraszewska

& Minna Karstunnen]]

3.2 Problème de la modélisation 3D, d’un réseau de colonnes ballastées en 3 D

Une étude « Plaxis » en 3D effectuée lors de la construction du stade de football de

Klagenfurt (Autriche), reposant sur des réseaux de colonne ballastées de 14.50 mètres de

long, comparée aux résultats in situ a montré que :

Les pressions interstitielles étaient toutes surestimées par les différents modèles ainsi que la

profondeur du maximum de pression interstitielle qui était prédite à une profondeur plus

importante que celle mesurée. La consolidation était prévue trop rapidement par tous les

modèles.

Ces différences étaient dues selon l’auteur [« Numerical analysis of a floating stone column

foundation using different constitutive models », écrit par Martin Gäb & Helmut F.

Schweigerde l’Université Technologique de Graz, Austriche et Daniela Kamrat Pietraszewska

& Minna Karstunnen] aux hypothèses et aux approximations faite au cours de la

modélisation notamment le changement des paramètres (poids propres, pressions des terres au

repos, et perméabilités) dans les régions du sol proches de la colonne ballastée afin de prendre

en compte les modifications du sol dues à l’implantation du ballast. De plus d’après l’auteur,

il ne semble pas possible d’obtenir une parfaite prédiction des pressions interstitielles avec les

différents modèles utilisés à causes des implications de la modélisation 3D.[« Numerical

analysis of a floating stone column foundation using different constitutive models », écrit par

Martin Gäb & Helmut F. Schweigerde l’Université Technologique de Graz, Austriche et

Daniela Kamrat-Pietraszewska & Minna Karstunnen]

3.3 Choix de la modélisation axisymétrique en 2D

Au vue des considérations et des problèmes rencontrés lors des précédentes études, mais

également au vu du but fixé par le projet qui est l’étude de l’implantation des colonnes


154

ballastées, il a donc été décidé d’effectuer une étude en 2D, d’une seule colonne ballastée. La

modélisation axisymétrique a donc été retenue.

Ainsi, on étudiera l’impact d’une seule colonne ballastée sur le sol au voisinage. La colonne

est modélisée comme étant par une extension de cavité cylindrique suivie d’une phase de

consolidation.

3.4. Modélisations de la colonne ballastées

L’étude proposée ici a pour but d’étudier l’influence de l’implantation d’une colonne

ballastée sur le sol environnant, supposé être un sol mou. Ce type de sol est anisotrope, l’étude

sera donc effectuée avec le modèle de Mohr-Coulomb sont présentés précédemment.

• On considèrera l’implantation d’une seule colonne ballastée de 18.0 mètres de

profondeur, le problème se simplifiant en une étude axisymétrique en 2D. Le sol

environnant est un sol réel de très mauvaises caractéristiques.

Remarque : comme M. Jorge Castro l’indiquait, on ne modélisera que les 20 premiers mètres

de sol, à cause des instabilités numériques. C’est à dire que le sol sous la colonne n’est pas

modélisé.

Etablissement d’un model de calcul de référence :

La simulation numérique est un outil puissant pour analyser le comportement de l’ouvrage

physique modélisé dans diverses conditions. La modélisation numérique permet notamment

de faire varier les propriétés du matelas, du sol et de la colonne.

Dans cette partie, on va établir des modèles géométriques pour faire une étude détaillée sur

le comportement des colonnes ballastées en fonction de différents paramètres.

Caractéristiques du sol :

Dans ce qui suit, l'objectif recherché a été de mieux comprendre le comportement de la

colonne ballastée pour le modèle de calcul et de définir la sensibilité des paramètres

intervenants dans le dimensionnement d'un réseau de colonnes ballastées.


155

Fig 3.4 a : Caractéristiques géométriques du modèle de référence.

Les valeurs usuelles des paramètres de la colonne autres que géométriques, et entrant dans les calculs sont les suivantes (COPREC, 2004) :

- Module d’Young de la colonne Ec= 60 MPa.

- Angle interne intergranulaire φc =38°.

- Coefficient de Poisson νc =1/3.

- Poids volumiques du ballast γc =21KN/m3.

- Angle de dilatance Ψc =φ-38°=8° (Mestat, 1994).

Afin de bien répartir le chargement sur l’ensemble sol-colonne, un radier indéformable

en béton armé est disposé sur le modèle, l’épaisseur du radier est de 50 cm. Les

caractéristiques mécaniques du sol, colonne et du radier sont résumées dans le tableau ci-

dessous.

Le modèle de comportement de la colonne est élastoplastique de type Mohr-coulomb

non associé, le comportement du sol et du radier est supposé élastique. Ce choix est justifié

sur la volonté de mettre en œuvre un modèle simple, étant donné le nombre limité de données

géotechniques disponibles sur le sol, ainsi la concordance de ce critère avec la nature

pulvérulente du ballast. Le coefficient de poussée des terres au repos k0 est pris égal à 0,5.

C’est une valeur purement expérimentale de la valeur déterminée à partir de la formule (1 –

sin(φc)).


156

Tab 1: Valeurs prises pour la cellule unitaire

Fig 3.4 b: Représentation de la surface modélisée, maillage et conditions aux limites.

Pour modéliser la cellule unitaire, on considère un plan d’axisymétrie tel que, l’axe de

symétrie est l’axe de la colonne. Pour ce qui concerne les conditions aux limites, les

déplacements horizontaux, le long des deux frontières du modèle ainsi que les déplacements

verticaux à la base du modèle sont considérés comme nuls.

Dans cette partie, on va essayer d’étudier l’influence de certains paramètres géotechniques

sur le matelas de répartition, les colonnes ballastées et de sol sur le comportement de

l’ensemble, c'est-à-dire un sol traité par colonnes ballastées.

4 Etude paramétrique : Des simulations seront faites pour étudier :

Couche Modèle de comportement

Poids volumique γ

(kN/m3)

Module d’Young E

(MPa)

Coefficient de Poisson ν

Cohésion C (kPa)

Angle de frottement φ

(°)

Angle de dilatance Ψ

(°)

Colonne Plastique (Mohr-Coulomb) 21 60 1/3 0 38 8

Sol Elastique linéaire 20 6 1/3 - - - Radier Elastique linéaire 25 32100 0.25 - - -


157

• L’influence de paramètres géotechniques E, c, φ, ν de matelas de répartition, de

colonnes ballastées et de sol.

• L’influence de l’épaisseur du matelas de répartition.

• L’influence du diamètre des colonnes ballastées.

• L’influence de la distance entre axes des colonnes ballastées.

• L’influence de la longueur de la colonne.

• Le tassement en fonction de la profondeur.

• L’influence de l’espacement entre colonnes sur la capacité portante de la colonne

ballastée.

• L’influence de type d’élément sur les résultats de calculs.

L’objectif recherché de cette étude est de définir la sensibilité des paramètres intervenants

dans le dimensionnement d’un réseau de colonnes ballastées et de mieux comprendre le

comportement de la colonne ballastée.

Pour l’étude de l’influence des paramètres géotechniques de matelas, de la colonne et du

sol, les caractéristiques présentés dans le tableau 8.1 restent les mêmes sauf le module de

rigidité du remblai qui va prendre une valeur de 1500 KN /m².

4.1-Influence de paramètres géotechniques du matelas de répartition : Le matelas de répartition est construit de sable avec une rigidité plus grande que celle du sol

non traité.

Le comportement de sol du matelas est simulé par le modèle de comportement de Mohr-

Coulomb, l’influence de quelques paramètres de ce modèle sur le tassement de sol traité et le

rapport de charge verticale en tête de la colonne sera étudiée, les paramètres ci-dessous sont

concernés :

• Module de rigidité E

• Angle de frottement φ.

• la cohésion c

• Coefficient de Poisson ν.

1.1- Influence du module de rigidité :

Pour étudier l’influence du module de rigidité du matelas de répartition sur le tassement et

le report de la charge verticale, on a fait le calcul pour chacun des valeurs suivantes de E :


158

E=2MPa

E=5MPa

E=15MPa

E=50MPa

1.1.1- Influence sur le tassement:

La figure suivante fournit les tassements en surface de sol et en tête de colonne

correspondant aux quatre valeurs du module de rigidité.

-0,185

-0,18

-0,175

-0,17

-0,165

-0,16

-0,155

-0,150,00 10,00 20,00 30,00 40,00 50,00 60,00

Module de rigidité (MPa)

Tass

emen

t (m

)

Tassement en tête decolonneTassement en surface de sol

Fig 1: Tassement de sol traité en fonction du module de rigidité de la colonne ballastée Trois constatations s’imposent :

Plus le module de rigidité est grand, plus le tassement en surface de sol diminue, la

diminution est de 5% pour un module de rigidité de 50 MPa par rapport à un module de

2MPa.

Plus le module de rigidité augmente, plus le tassement en tête de la colonne augmente,

l’augmentation est de 10%pour un module de rigidité de 50 MPa par rapport à un module de

rigidité de 2MPa.

-Pour des grandes valeurs du module de rigidité, les tassements sont homogènes en surface de

sol traité.

1.1 .2- Influence sur le report de charge :


159

2

2,5

3

3,5

4

4,5

0 10 20 30 40 50 60


Rapp

ort d

e co

ncen

trat

ion

de

cont

rain

tes

(n)

Fig 2: Influence du module de rigidité sur le report de charge

La figure montre l’évolution du rapport de concentration des contraintes en fonction du

module de rigidité du matelas, on remarque que, plus le module de rigidité du matelas

augmente plus le rapport de concentration des contraintes augmente. Pour un module de

rigidité de 50 MPa, on a une augmentation de rapport de concentration de contraintes de 93%

par rapport à un module de rigidité de 2MPa.

1.1.3- Conclusion sur l’influence du module de rigidité :

Le module de rigidité du matelas de répartition a une influence majeure sur la réduction et

l’homogénéisation des tassements en surface du sol traité et le report de la charge verticale en

tête de la colonne ballastée

1.2- Influence de l’angle de frottement :

Pour étudier l’influence de l’angle de frottement du matelas de répartition, des simulations

sont faites pour les valeurs suivantes :

φ=10°

φ=20°

φ=30°

φ=40°

φ=50°


160

1.2 .1- Influence sur le tassement :

-0,176-0,174-0,172-0,17

-0,168

-0,166-0,164-0,162-0,16

-0,158

0 10 20 30 40 50 60

Angle de frottement (°)

Tass

emen

t (m

)

Tassement en surface de sol

Tassement en tête decolonne

Fig 3: Influence de l’angle de frottement sur le tassement de sol traité

L’analyse des graphes de la figure, révèle :

Que le tassement en surface du sol diminue lorsque l’angle de frottement du matelas

augmente. On a un tassement égal à 17.5 cm pour une valeur φ=10° , ce tassement sera

diminué et stabilisé à une valeur de 17.2cm pour les valeurs de φ supérieures à 20°, soit une

réduction de 2%.

Plus la valeur de l’angle de frottement du matelas augmente plus la valeur du tassement en

tête de la colonne augmente. Pour une valeur de l’angle de frottement φ égale à 10°, on a un

tassement de 16 cm. La valeur de tassement est constante et égale à 16.9cm pour des valeurs

de φ supérieures ou égales à 30°.

1.2.2- Influence sur le report de charge :


161

2

2,5

3

3,5

4

4,5

0 10 20 30 40 50 60


Rapp

ort d

e co

ncen

trat

ion

de

cont

rain

tes

(n)

Fig 4: Influence de l’angle de frottement sur le report de charge

La figure ci-dessus montre l’évolution du coefficient de concentration de contraintes

verticales en tête de colonne ballastée, à partir de cette figure on remarque que plus la valeur

de l’angle de frottement augmente, plus le report de la charge en tête de colonne augmente.

Pour une valeur φ égale à 30°, on a une augmentation du rapport de concentration de

contraintes de 80% par rapport à une valeur de φ égale à 10%. Pour une valeur de φ égale à

50° On a une augmentation de report de concentration de contraintes de 2% par rapport à une

valeur de φ égale à 30°.

1.2.3- Conclusion sur l’influence de l’angle de frottement :

Quelque soit la valeur de φ, son influence sur les tassements en surface de sol reste faible,

en tête de colonne son influence passe de faible à très faible pour des grandes valeurs.

L’angle de frottement φ a une influence importante sur le report de la charge verticale pour

des valeurs inférieures à 30°.

1.3- Influence de la cohésion :

Pour étudier l’influence de la cohésion du matelas de répartition sur le tassement du sol

traité et le report de la charge verticale sur la tête de la colonne ballastée, on a fait des

simulations avec les valeurs suivantes :

C=0 KN/m²

C=3 KN/m²

C=7 KN/m²

C=9 KN/m²


162

1.3.1- Influence sur le tassement :

-0,1715

-0,171

-0,1705

-0,17

-0,1695

-0,169

-0,1685

0 2 4 6 8 10

Cohésion (kN/m²)

Tass

emen

t (m

)


Fig 5: Influence de la cohésion sur le tassement de sol traité

La figure ci-dessus montre que le tassement en surface de sol et en tête de la colonne

ballastée reste constant, quelque soit la valeur de la cohésion du matelas de répartition, on a

une valeur de 17.2 cm en surface du sol et 16.9 cm en tête de colonne.


3,98

4

4,02

4,04

4,06

4,08

4,1

4,12

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10

Cohésion (kN/m²)

Rapp

ort d

e co

ncen

trat

ion

de

cont

rain

tes

(n)

Fig 6: influence de la cohésion sur le report de charge)


163

La figure présente l’évolution du rapport de concentration de contraintes en fonction de la

cohésion du matelas de répartition, sur cette figure on remarque une petite variation de 2% du

rapport de concentration de contraintes, cette variation est obtenue entre une valeur minimale

de la cohésion égale à 0 KN /m² et une valeur maximale de 9 KN/m².

1.3.3- Conclusion sur l’influence de la cohésion :

Cette analyse nous montre que la cohésion du matelas de répartition n’a aucune influence

sur le tassement en surface de sol traité et sur le report de la charge verticale en tête de la

colonne ballastée.

1.4- Influence du coefficient de Poisson :

Des simulations sont faites pour étudier l’influence du coefficient de Poisson du matelas de

répartition sur le tassement en surface du sol non traité et le report de charge verticale sur la

tête de la colonne ballastée, les valeurs suivantes sont utilisées :

- ν= 0.25

- ν= 0.33

- ν= 0.40


-0,1702

-0,17

-0,1698

-0,1696

-0,1694

-0,1692

-0,169

-0,1688

20 25 30 35 40 45

Coefficient de Poisson

Tass

emen

t (m

)


Fig 7: Influence du coefficient de Poisson sur le tassement

La figure ci-dessus montre que le tassement en surface de sol et en tête de colonne reste

constant quelque soit la valeur de ν.


164

Un tassement égal à 17 cm est enregistré en surface de sol et 16.9 cm en tête de la colonne

ballastée.


Les résultats concernant les trois calculs sont présentés ci après

4,08

4,1

4,12

4,14

4,16

4,18

4,2

4,22

0,2 0,25 0,3 0,35 0,4 0,45


Rap

port

de

conc

entr

atio

n de

s co

ntra

inte

s (n

)

Fig 8: Influence du coefficient de Poisson sur le report de charge

Nous remarquons que le report de charge de concentration de contraintes en tête de colonne

reste constant pour 0.25 et 0.33 de coefficient de Poisson, par rapport à ces valeurs, on a une

augmentation du coefficient de concentration de contraintes égale à 1% pour une valeur de

coefficient de Poisson égale à 0.40.

1.4.3Conclusion sur l’influence du coefficient de Poisson :

Les résultats précédents nous montrent que le coefficient de Poisson du matelas de

répartition n’a aucune influence sur le tassement de sol traité et sur le report de la charge

verticale en tête de la colonne ballastée.

2. Influence des paramètres géotechniques de la colonne ballastée :


Pour étudier l’influence du module de rigidité sur la réduction de tassement en surface de sol

traité et le report de la charge en tête de la colonne, on a fait des simulations avec les valeurs

suivantes :


165

E=20 MPa

E=40 MPa

E=60 MPa

E=80 MPa

E=100 MPa


La figure 9, ci-dessous, montre l’évolution des tassements en surface du sol traité en fonction

du module de rigidité.

-0,195

-0,19

-0,185

-0,18

-0,175

-0,17

-0,165

0 20 40 60 80 100 120


Tass

emen

t (m

)


Fig: 9 Influence du module de rigidité sur le tassement du sol traité

On remarque que les tassements en surface du sol et en tête de colonne diminuent lorsque le

module de la rigidité augmente, pour une valeur de 100 MPa, on a une diminution de

tassement de 10% par rapport à une valeur de 20MPa.



166

3,653,7

3,753,8

3,853,9

3,954

4,054,1

4,15

10 20 30 40 50 60 70 80 90 100 110

Module de rigidité (kPa)

Rap

port

de

conc

entr

atio

n de

s co

ntra

inte

s (n

)


On remarque sur la figure 10 que le coefficient de concentration de contraintes augmente,

lorsque le module de rigidité augmente, mais cette augmentation est faible à partir d’une

valeur supérieure à 60MPa.


L’analyse précédente montre que le module de rigidité de la colonne a une influence

importante sur la réduction des tassements d’un sol traité.

Pour assurer un bon transfert de la charge en tête de la colonne, il faut que ce module soit très

grand.

2.2. Influence de l’angle de frottement :

Pour étudier l’influence de l’angle de frottement sur le tassement en surface de sol et le

report de charge en tête de la colonne, on a fait des simulations avec les valeurs suivantes :

φ= 35°

φ= 40°

φ= 42.5°

2.2.1- Influence sur les tassements :


167

-0,24

-0,22

-0,2

-0,18

-0,16

-0,14

-0,12

-0,1

34 36 38 40 42 44


Tass

emen

t (m

)


Fig 11: Influence de l’angle de frottement sur le tassement

La figure ci-dessus montre l’évolution des tassements en surface du sol traité en fonction de

l’angle de frottement φ de la colonne ballastée. On remarque que les tassements en surface de

sol et en tête de colonne diminuent lorsque la valeur de l’angle de frottement augmente. On a

une diminution de tassement de sol et de la colonne de 25% et 27% respectivement pour des

angles de frottement 42.5° et 35°.


3

3,2

3,4

3,6

3,8

4

4,2

4,4

4,6

34 35 36 37 38 39 40 41 42 43


Rap

port

de

conc

entr

atio

n de

s co

ntra

inte

s (n

)



168

On constate sur la figure 12 que le rapport de concentration de contraintes augmente avec

l’angle de frottement, c’est-à-dire qu’on obtient un bon transfert de charge pour des grandes

valeurs de l’angle de frottement.

Pour un angle de frottement égal à 42.5° on a une augmentation de rapport de concentration

de contraintes égal à 35% par rapport à une valeur d’angle de frottement égale à 35°.


L’angle de frottement interne de la colonne ballastée a une très grande influence sur la

réduction des tassements en surface du sol traité et le report de la charge en tête de la colonne

ballastée.

2.3. Influence de la cohésion :

Pour étudier l’influence de la cohésion de la colonne ballastée, on a fait des simulations avec

les valeurs ci-dessous.

C= 0.1 KPa

C= 2 KPa

C= 5 KPa


-0,178

-0,176

-0,174

-0,172

-0,17

-0,168

-0,166

-0,164

-0,162

0 1 2 3 4 5 6


Tass

emen

t (m

)


Fig 13: Influence de la cohésion sur le tassement du sol traité


169

Les courbes de la figure 13 traduisent l’évolution des tassements en surface du sol et en tête

de colonne en fonction de la cohésion de la colonne ballastée. Ces courbes montrent que les

tassements diminuent lorsque la cohésion de la colonne augmente. En surface de sol et en tête

de colonne, une diminution de 4% est enregistrée pour une valeur de cohésion égale à 5kPa

par rapport à une valeur de 0.1 kPa.

2.3.2- Influence sur le report de charge

La figure 14 montre l’évolution du rapport de concentration de contraintes en fonction de la

cohésion.

3,95

4

4,05

4,1

4,15

4,2

4,25

4,3

0,24 0,25 0,26 0,27 0,28 0,29 0,3 0,31 0,32 0,33 0,34

Cohésion (kN/m²)

Rap

port

de

conc

entr

atio

n de

s co

ntra

inte

s (n

)

Fig 14: Influence de la cohésion sur le report de charge

Sue cette figure, on remarque que pour une cohésion allant de 0.1 à 5kPa ; une augmentation

du rapport de concentration de contraintes de 5% est observée.


La cohésion de la colonne ballastée a une influence moyenne sur les tassements de sol traité et

sur le report de charge en tête de colonne ballastée.

2.4. Influence du coefficient de Poisson :

Les valeurs ci-dessous sont utilisées pour étudier l’influence du coefficient de Poisson sur le

tassement en surface du sol et en tête de colonne.

ν=0.25

ν=0.30


170

ν=0.33


La figure 15 montre l’évolution des tassements en fonction du coefficient de Poisson.

-0,178-0,177-0,176-0,175-0,174

-0,173-0,172-0,171-0,17

-0,169

20 25 30 35 40 45

Coefficient de poisson

Tass

emen

t (m

)


Fig 15 : Influence du coefficient de Poisson sur le tassement du sol traité

Sur cette figure, on constate que la diminution des tassements en surface de sol et en tête de

colonne est très faible quelque soit la valeur de ν.


La figure ci-dessous présente l’évolution du rapport de concentration de contraintes en

fonction du coefficient de Poisson.


171

3,98

4

4,02

4,04

4,06

4,08

4,1

4,12

0,24 0,25 0,26 0,27 0,28 0,29 0,3 0,31 0,32 0,33 0,34


Rap

port

de

conc

entr

atio

n de

s co

ntra

inte

s (n

)

Fig 16: Influence en coefficient de Poisson sur le report de charge

La courbe de cette figure nous montre que le rapport n reste presque constant quelque soit la

valeur de ν.

2.4.3- Conclusion sur l’influence du coefficient de Poisson :

D’après l’analyse précédente, on déduit que le coefficient de Poisson de la colonne n’a aucune

influence sur la réduction des tassements de sol et le report des charges en tête de colonne.

3. Influence des paramètres géotechniques du sol :


Pour étudier l’influence du module de rigidité, des simulations sont faites avec les valeurs

suivantes :

E= 1.5 MPa

E= 5MPa

E=15 MPa

E=20 MPa

3.1.1- Influence sur le tassement::

La figure ci-dessous présente l’évolution des tassements de sol en fonction de son module de

rigidité. Sur les courbes de cette figure, on remarque que les tassements de sol et de la colonne

diminuent lorsque le module de rigidité du sol augmente.


172

-0,2-0,18-0,16-0,14-0,12-0,1

-0,08-0,06-0,04-0,02

0

0 5 10 15 20 25


Tass

emen

t (m

)

Tassement en tête de lacolonneTassement en surface de sol

Fig 17: Influence du module de rigidité sur le tassement du sol traité

Une diminution de 90% de tassement en surface de sol et en tête de colonne est obtenue avec

un module E égal à 20MPa par rapport à un module E de 1.5 MPa.


1,5

2

2,5

3

3,5

4

4,5

0 5 10 15 20 25

Module de rigidité (kPa)

Rap

port

de

conc

entr

atio

n de

s co

ntra

inte

s (n

)


La courbe de la figure 18 montre l’évolution du rapport de concentration de contraintes n en

fonction du module de rigidité de sol. Sur cette courbe on remarque une diminution rapide de


173

n lorsque le module de rigidité de sol augmente et cela parce que plus le module de rigidité de

sol est grand plus il est capable de porter la charge verticale.


Le module de rigidité de sol a une influence majeure sur le tassement de sol et le report de

charge en tête de colonne.

3.2. Influence de l’angle de frottement :

Pour étudier l’influence de ce paramètre, on a fait des simulations avec les valeurs

suivantes :

φ=5°

φ=15°

φ=25°


-0,2

-0,195

-0,19

-0,185

-0,18

-0,175

-0,17

-0,165

0 5 10 15 20 25 30


Tass

emen

t (m

)


Fig 19: Influence de l’angle de frottement sur le tassement du sol traité

La figure 19 montre le tassement en surface du sol et en tête de colonne, sur les courbes de

cette figure on remarque une diminution de 9% des tassements pour une valeur de φ égale à

5° la diminution des tassements sera très faible.


174


2,5

3

3,5

4

4,5

5

0 5 10 15 20 25


Rap

port

de

conc

entr

atio

n de

s co

ntra

inte

s (n

)


La figure ci-dessus montre la variation du rapport de concentration des contraintes (n) en

fonction de l’angle de frottement, la courbe de cette figure montre que la variation de ce

rapport en fonction de φ est très faible.


L’angle de frottement de sol a une influence moyenne sur le tassement de sol et de la

colonne pour des valeurs inférieures à 5° mais n’a aucune influence sur le report de charge en

tête de colonne quelque soit sa valeur.

3.3. Etude de l’influence de la cohésion :

Les valeurs ci-dessous de la cohésion de sol sont utilisées pour étudier son influence sur le

tassement de sol et le report de la charge en tête de colonne.

C= 5 kPa

C= 15 kPa

C= 20 kPa

C= 25 kPa



175

-0,18

-0,178

-0,176

-0,174

-0,172

-0,17

-0,168

-0,166

0 5 10 15 20 25 30

Cohésion (kN/m²)

Tass

emen

t (m

)


Fig 21: Influence de la cohésion sur le tassement de sol traité

La figure ci-dessus présente l’évolution des tassements en fonction de la cohésion du sol.

Sur cette figure on remarque que le tassement en surface de sol et en tête de colonne reste

constant quelque soit la valeur de la cohésion de sol.


La figure 22 montre l’évolution du rapport de concentration de contraintes en fonction de la

cohésion de sol.

3,653,7

3,753,8

3,853,9

3,954

4,054,1

4,15

10 20 30 40 50 60 70 80 90 100 110

Cohésion (kN/m²)

Rap

port

de

conc

entr

atio

n de

s co

ntra

inte

s (n

)

Fig 22: Influence de la cohésion sur le report de charge

D’après la courbe ci-dessus, le rapport(n) varie faiblement quelque soit la valeur de c.


176


D’après l’analyse précédente, la valeur de la cohésion de sol n’a aucune influence sur les

tassements de sol traité et le report de charge en tête de la colonne ballastée.

3.4- Etude de l’influence du coefficient de Poisson :

On étudie l’influence du coefficient de Poisson avec les valeurs suivantes :

ν= 0.30

ν= 0.35

ν= 0.45


La figure ci-dessous montre l’évolution des tassements en fonction du coefficient de

Poisson du sol.

-0,19-0,185-0,18

-0,175-0,17

-0,165-0,16

-0,155-0,15

-0,145-0,14

0,5 1 1,5 2 2,5 3 3,5


Tass

emen

t (m

)


Fig 23: Influence du coefficient de Poisson sur le tassement du sol traité

On remarque que les tassements diminuent lorsque la valeur du coefficient de Poisson

augmente, on a une diminution de tassement de 66% et 68% en surface du sol et en tête de

colonne respectivement pour une valeur de coefficient de Poisson de 0.45 par rapport à une

valeur de 0.30.

3.4.2 Influence sur le report de charge :

Les courbes de la figure 24 présente l’évolution du rapport de concentration de contraintes n

en fonction du coefficient de Poisson


177

3,6

3,65

3,7

3,75

3,8

3,85

3,9

3,95

4

0,25 0,3 0,35 0,4 0,45 0,5


Rap

port

de c

once

ntra

tion

des

cont

rain

tes

(n)

Fig 24: Influence du coefficient de Poisson sur le report de charge

Pour des valeurs du coefficient allant de 0.30 à 0.35 la variation du rapport (n) reste très

faible, par contre une valeur de 0.45 de ν on a une diminution de 10% de n par rapport à une

valeur de ν égale à 0.35

3.4.3- Conclusion sur l’influence du coefficient de Poisson :

Le coefficient de Poisson de sol a une influence très importante sur les tassements de sol

traité, il a la même influence sur le report de charge lorsque sa valeur est supérieure à 0.35.

4.Etude de l’influence de l’épaisseur du matelas de répartition :

Pour examiner le rôle de construction d’un matelas de répartition en tête de colonne et

l’influence de sol épaisseur sur le tassement de sol traité et le report de charge en tête de

colonne, on a fait des simulations sur le sol traité avec des épaisseurs de matelas de répartition

suivantes :

h=0 cm

h=20 cm

h=0 cm

h=40 cm

h=60 cm

Dans cette section la valeur du module de rigidité du sol est de 15000 KN/m²


178

4.1- Influence sur le tassement :

La figure 25 présente l’évolution des tassements en surface de sol et en tête de colonne

-0,2

-0,19

-0,18

-0,17

-0,16

-0,15

-0,14

0 0,2 0,4 0,6 0,8 1

Epaisseur du matelas (m)

Tass

emen

t (m

)

Tassement en tête de lacolonneTassement en surface du sol

Fig 25: Influence de l’épaisseur du matelas de répartition sur le tassement du sol traité

Les courbes de la figure 25 présentent une diminution de 13% de tassement en surface de

sol et une même quantité d’augmentation de tassement en tête de la colonne pour une valeur

de l’épaisseur du matelas égale à 80 cm par rapport à un sol traité sans matelas de répartition.

On remarque qu’à partir d’une valeur de l’épaisseur du matelas de répartition égale à 0.60

m, les tassements sont homogènes en surface de sol et en tête de colonne et sa variation est

négligeable à partir de cette valeur.

4.2- Influence sur le report de charge :


179

0

0,5

1

1,5

2

2,5

3

3,5

4

0 0,1 0,2 0,3 0,4 0,5 0,6 0,7 0,8 0,9

Epaisseur du matelas (m)

Rap

port

de

conc

entr

atio

n de

s co

ntra

inte

s (n

)

Fig 26 Influence de l’épaisseur du matelas de répartition sur le report de charge

D’après la figure ci-dessus le coefficient de concentration de contraintes augmente lorsque

l’épaisseur du matelas de répartition augmente. Pour un sol traité sans matelas de répartition,

on a un coefficient de concentration de contraintes égal à 1.1 et pour un sol avec un matelas

de 80 cm d’épaisseur on a un coefficient de 3.2.

4.3- Conclusion sur l’influence de l’épaisseur du matelas :

L’épaisseur du matelas de répartition de contraintes a une influence sur l’homogénéisation

et la diminution des tassements en surface du sol, ce paramètre a la même influence sur le

report de la charge en tête de colonne.

5. Etude de l’évolution des tassements dans la colonne ballastée :

Pour étudier l’évolution des tassements en fonction de la profondeur de la colonne ballastée,

on a estimé les tassements dans les différentes profondeurs d’une colonne ballastée de 8.00 m

de longueur éxécutée au-dessus du sol.


180

-9-8-7-6-5

-4-3-2-10

0 0,002 0,004 0,006 0,008 0,01 0,012

Tassement (m)

Prof

onde

ur (m

)

Fig 27: Evolution du tassement dans la colonne ballastée

La courbe de la figure 27 montre une diminution rapide des tassements dans la colonne en

fonction de la profondeur.

La plus grande valeur de tassement est obtenue en tête de colonne ballastée.

La figure 27, indique 11mm de tassement, en tête de colonne ballastée mais à partir de la

moitié de sa longueur, le tassement sera négligeable.

5.1- Conclusion :

Le tassement dans une colonne ballastée exécutée au-dessus d’un sol compacté diminue en

fonction de la profondeur, il atteint une valeur négligeable à partir de la moitié de la colonne

ballastée.

6. Etude de l’influence de l’espacement entre colonnes ballastées sur la capacité portante

de la colonne :

L’objectif de cette analyse est d’examiner l’influence de l’espacement entre colonnes sur la

capacité portante de ces dernières, pour atteindre cet objectif, des simulations sont faites pour

un tassement admissible de 12 mm pour les espacements suivants entre axes des colonnes :

e= 1.50 m

e= 1.75 m

e= 2.07 m

e= 2.50 m

e= 3.00 m


181

50

55

60

65

70

75

80

85

90

1,4 1,6 1,8 2 2,2 2,4 2,6 2,8 3 3,2

Contraintes (kN/m²)

Espa

cem

ent e

ntre

col

onne

s (m

)

Fig 28 Capacité portante de la colonne ballastée en fonction de l’espacement entre colonnes

La figure 28 montre que plus l’espacement entre colonnes augmente, plus la capacité

portante de la colonne diminue. Sur cette figure o remarque que pour un espacement de 3.00

m on a 37% de diminution de la capacité portante de la colonne ballastée par rapport à un

espacement entre colonnes de 1.5 m.

6.1 Conclusion :

L’espacement entre colonnes ballastées a une influence importante sur la capacité portante

du sol traité.

7 Influence du diamètre effectif de la colonne sur le tassement :

Les valeurs ci-dessous de diamètre effectif de la colonne (Dc) sont utilisées pour étudier

l’influence de ce paramètre sur les tassements en tête de colonne ballastée :

Dc= 80 cm

Dc= 100 cm

Dc= 120 cm

Dc= 140 cm

Dc= 160 cm

La figure 29 montre l’évolution de tassement en fonction du diamètre de la colonne

ballastée


182

-0,012

-0,011

-0,01

-0,009

-0,008

-0,007

-0,006

-0,005

-0,004

0,6 0,8 1 1,2 1,4 1,6 1,8

Diamètre effectif (m)

Tass

emen

t (m

)

Fig 29: Evolution des tassements en tête de colonne en fonction de son diamètre effectif

On remarque que les tassements en tête de colonne ballastée diminuent lorsque le diamètre

effectif de la colonne augmente. Pour un diamètre de 160 cm, on a une diminution de 53% de

tassement en tête de colonne par rapport à un diamètre de 80 cm.

7.1 Conclusion :

Le diamètre de la colonne a une influence très importante sur la diminution de tassement

dans le sol.

8 Influence de la longueur de la colonne ballastée sur le tassement :

Dans cette partie, on va étudier l’influence de la longueur des colonnes ballastées sur la

réduction des tassements dans les sols mous, pour cela on va simuler les tassements pour des

colonnes ballastées de 4m, 6m et 8m de longueur sous une charge de 61.5 Kn/m², les

tassements estimés sont présentés en fonction de chargement sur la figure

0

20

40

60

80

100

120

140

160

0 20 40 60 80

Contraintes (kN/m²)

Tass

emen

t (m

) Tassement d'une colonne de8 mTasement d'une colonne de6mTassement d'une colonne de4m

Fig 30: Influence de la longueur de la colonne


183

8.1-Conclusion :

Cette étude a montré que le traitement de sol par colonnes ballastées de type flottantes est

déconseillé, il faut toujours arrêter les colonnes au niveau d’un horizon présentant un

contraste suffisant. Les colonnes ballastées doivent être pincées entre le matelas de répartition

et un substratum qui n’est pas nécessairement très compact.

9 Influence du type d’élément sur les résultats de calcul :

L’utilisation de PLAXIS doit sélectionner des éléments triangulaires à 6 ou15 nœuds pour

modéliser la structure à étudier. La matrice de rigidité des éléments est évaluée par intégration

numérique en utilisant au total trois points de Gauss (point de contrainte). Pour le triangle à 15

nœuds, l’interpolation est d’ordre quatre et l’intégration nécessite douze points de contraintes.

Dans cette partie des simulations sont faites avec deux types d’éléments, pour étudier leur

influence sur le calcul des tassements et le report de la charge en surface de sol et en tête de

colonnes.

9.1 Influence sur le tassement :

Le tableau ci-dessous montre les résultats des tassements obtenus pour le sol et la colonne

avec des éléments de 6 et 15 nœuds

Tab 2: tassement obtenu pour les différents types d’élément

Nombre de nœuds/éléments Tassement en surface de sol

(m)

Tassement en tête de

colonne (m)

6 -0.169 -0.166

15 -0.172 -0.169

Un calcul avec des éléments à 15 nœuds conduit à 2% d’augmentation des tassements par

rapport à un autre calcul réalisé avec des éléments à 5 nœuds.

9.2 Influence sur le report de charge :

Le tableau suivant présente les valeurs du rapport de concentration de contraintes par type

d’élément.


184

Tab 3: rapport de concentration des contraintes par type d’élément

Type d’élément Contrainte verticale

sur la colonne

(kN/m²)

Contrainte verticale

sur le sol (kN/m²)

Rapport de

concentration (n)

6 315.00 84.00 3.75

15 315.25 76.63 4.11

Les valeurs de ce tableau nous montrent une augmentation de 10% du rapport de

concentration de contraintes pour un calcul réalisé pour des éléments triangulaires de 15

nœuds par rapport à un autre calcul réalisé pour des éléments de 6 nœuds.

9.3- Conclusion :

Le type d’élément triangulaire de 6 et de 15 nœuds n’a aucune influence sur les résultats de

tassement en surface de sol et en tête de colonne, par contre ce paramètre a une influence

considérable sur les résultats de report de charge en tête de colonne.

5 Conclusion : D’après cette étude, on conclue que le calcul en éléments finis donne une bonne

concordance avec les mesures in situ, et le logiciel PLAXIS est un moyen très adapté pour

l’étude de comportement des colonnes ballastées.

La technique de traitement de sol par colonnes ballastées est une bonne technique pour le

traitement des sols mous.

Les principaux résultats obtenus de l’étude paramétrique sont résumés dans le tableau ci-

dessous :

Tab 4: Récapitulatif des résultats Paramètres Matelas de

répartition Colonnes ballastées

sol

Paramètres géotechniques

E (MPa) - Influence importante sur le report de charge - Influence importante sur le tassement de sol

- Influence importante sur le report de charge - Influence importante sur le tassement de sol


Φ (°) - Influence importante sur

- Influence importante sur le

- Influence faible


185

le report de charge pour des valeurs supérieures à 30°

report de charge - Influence importante sur le tassement de sol

C - Influence faible


Influence faible

Ν - Influence importante sur le report de charge pour des valeurs supérieures à 30


Influence faible

Paramètres géométriques

Tassement dans la colonne

- Le tassement diminue dans la colonne en fonction de sa profondeur

Espacement entre colonnes

- Influence importante sur la capacité portante du sol traité

Diamètre de la colonne

- Influence importante sur la réduction des tassements au sein du sol traité

Longueur de la colonne

- Influence importante sur la réduction des tassements au sein du sol traité

Type d’élément fini

- Ce paramètre n’a aucune influence sur les résultats de cette étude.

Chapitre V Cas d’étude d’un silo

186

V. Cas d’étude d’un Silo

Introduction :

On présente dans ce chapitre, la synthèse des études géotechniques afin d’identifier le sol de

fondation de l’ouvrage et d’arrêter les paramètres géotechniques représentatifs de son

comportement.

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

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 dépôts

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.


187

• 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 )

• 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.

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 .


188

- 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 : 2 a) l’implantation des essais réalisés sur l’assiette de l’ouvrage.

Fig 2 a: 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) ;


189

• 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 .

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

• Coupe géotechnique

Les coupes de sondages (Fig 2 b) 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 2 b: Coupe géotechnique du terrain rencontré


190

Le substratum rocheux est constitué d’un matériau marno-calcaire

• Caractéristiques physiques et mécaniques du sol

Les caractéristiques physiques des sols rencontrés sont rassemblées dans le tableau (Tab : 2)

Tab 2: Caractéristiques physiques et mécaniques

Caractéristiques du sol

Sables fins vaseux

Vases Marnes

Poids volumique du sol sec γ d(KN/m3)

14.90-17.50 13.60-16.80 16.60-17.10

Poids volumique du sol humideγh(KN/m3)

18.80-21.00 18.20-20.40 20.40-20.50

Teneur en eau naturelle W(%)

19.80-32.00 21.90-33.50 19.50-23.40

Degré de saturation Sr(%)

88-99 91-96 90.7-100

Limite de liquidité WL (%)

34-43 47-48 46-48

Indice de plasticité IP(%)

20-24 23-24 24-25

Angle de frottement φ(°)

10-24 4.6-8 18-20

Cohésion c (KPa) 20-105 10-39 16-32 Pression de

preconsolidation(KPa)238-344 76-215 271-337

Indice de compression Cc (%)

9.05-17.42 10.40-26.40 16.94-18.27

Indice de gonflement Cg(%)

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 un indice de plasticité compris entre 23% et

24%.

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

La densité sèche des trois sols est inférieure à 18KN/m² qui indique des sols lâches plutôt

compressibles sous-consolidés.


191

• 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 2b)

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 V3)

Fig V.3: Pénétrogramme

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.


192

Ces pénétrogrammes ont mis en évidence la présence de couches de très faibles

résistances à des profondeurs entre 6.0 et 20.0 m de profondeur avec toutefois des pics dépassant

5 MPa par endroits. Ensuite, les résistances enregistrées oscillent entre 2 et 10 MPa entre 20.0 et

40.0 m de profondeur.

• Essais pressiomètriques (PMT)

Les sondages pressiométriques SP-01et SP-02 ont été réalisés jusqu'à 13.0 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.


193

Fig V.4: Profil pressiométrique


194

• 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) Vp (m/s) Vs (m/s) Ν Gdyn (MPa) Edyn (MPa) K Bulk (MPa) 1.00 833 370 0.38 232.73 640.99 869.3 2.00 833 370 0.38 232.73 640.99 869.3 3.00 833 370 0.38 232.73 640.99 869.3 4.00 833 370 0.38 232.73 640.99 869.3 5.00 1330 476 0.43 498.47 1422.17 3226.96 6.00 1330 476 0.43 498.47 1422.17 3226.96 7.00 1330 476 0.43 498.47 1422.17 3226.96 8.00 1330 476 0.43 498.47 1422.17 3226.96 9.00 1330 476 0.43 341.52 1422.17 3226.96 10.0 1760 394 0.47 341.52 1006.54 6359.36 11.0 1760 394 0.47 341.52 1006.54 6359.36 12.0 1760 394 0.47 341.52 1006.54 6359.36 13.0 1760 394 0.47 341.52 1006.54 6359.36 14.0 1760 394 0.47 341.52 1006.54 6359.36 15.0 1760 394 0.47 341.52 1006.54 6359.36 16.0 1760 394 0.47 341.52 1006.54 6359.36 17.0 1760 394 0.47 341.52 1006.54 6359.36 18.0 1760 394 0.47 341.52 1006.54 6359.36 19.0 1470 333 0.47 215.12 633.74 3905.31 20.0 1470 333 0.47 215.12 633.74 3905.31 21.0 1470 333 0.47 215.12 633.74 3905.31 22.0 1470 333 0.47 215.12 633.74 3905.31 23.0 1470 333 0.47 215.12 633.74 3905.31 24.0 1470 333 0.47 215.12 633.74 3905.31 25.0 1470 333 0.47 215.12 633.74 3905.31


195

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


196

• 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

Profondeur (m)

Sulfates SO4 - - ( %)

Chlorures Cl – (%)

Carbonates Ca CO3 (%)

Matière Organique(%)

S-01 5.20/5.90 0.33 0.13 27.46 0.31 8.00/8.90 1.57 0.50 23.71 2.19 12.50/12.90 0.16 0.30 25.79 0.37 25.20/25.50 0.45 0.43 28.29 1.20 33.00/36.20 0.90 0.43 22.46 1.15 39.00/39.25 0.16 0.34 Traces 0.52

S-02 5.20/5.60 0.26 0.23 25.79 0.46 10.50/10.90 1.68 0.30 27.46 1.57 18.40/20.45 0.37 0.28 25.79 0.89 50.00/50.70 Traces 0.25 18.30 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.


197

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)., on retient pour les calculs, un poids volumique saturé moyen γsat = 20,50 kN/m3 pour le

sable, vases et la marnes.


198

4 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.

Fig 4 a: Photo du silo


199

Fig 4 b: Base du silo

Les figures (Fig 4 a) et (Fig 4 b) , 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 4 c) 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

• l’export par wagons


200

Le fonctionnement de ce complexe s'articulera autour de :

• 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

Chapitre IV Présentation du projet

201

CHARGEMENT CAMION

RAFFINERIE DU SUCRE1600 t/j

AFFINAGE

POSTEDETENTEGAZ

OUED SGHIR

X1X

+0.70m

AFFINAGE

CONDITIONNEMENT

DE SUCRE

AFFINAGE

STATIONEPURATION

AFFINAGE

Traitement des eaux de chaudières 300m3/heure

Productionvapeur

160T/heure BACEAU

BRUTE

BAC A MELASSE1900 m3

BACOSMOSE

RESERVOIR 56 M3

350 M3

Magasin

Stockage de l'huilebrute

54 000T

Hydrogènation 150T/J

Production Hydrogène 350Nm3/h

Chaudières

Salle decompression

Magasin

Tour 1

Grue GOTTWALD (2)

TB1B

T 1

POSTE HT

TRANSFO

NOUVEAU CONDITIONNEMENT SUCRE

Pompes CO²Raffinerie 1600T/j

Pompes CO²Raffinerie 3000T/j

NOUVEAU MAGASINSUCRE ROUX

Fig 4 c: Complexe portuaire agroalimentaire


202

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.

5 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 figure (Fig : 5) 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.

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 ;


200 Fig 5: Schéma sur le mécanisme du silo


204

6 Etude des fondations sur le sol naturel

6.1 Données nécessaires

Après avoir défini dans les paragraphes précédents 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.

6.2 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’exécution 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 :


205

- 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

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


206

Tab 6.2: Tableau récapitulatif sur le calcul de pieux

Résistance

de pointe

(bar)

Diamètre

Ф (cm)

A

(m²)

P

(m)

Qp

(tonnes)

Qs

(tonnes)

Qc

(tonnes)

ELS

Nombre de pieux

(100 000 t)

80 100 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

80 120 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

80 140 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

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.

6.3 Etude du risque de liquéfaction

a-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, localisé 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.


207

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 6.3: Conditions de prédisposition à la liquéfaction dans la couche de sable

N°Sondage Condition S-01 S-02

Sr = 100% Oui Oui Cu < 15 Oui Oui

0,05 mm ≤ D50≤ 1,50mm Oui Oui

Les couches sableuses sont candidates à se liquéfier sous l’effet d’un chargement cyclique

(un éventuel séisme par exemple).

b- 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.

Ag

amax= =0,20 donc on prend dans les calculs amax = 0,20.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 : ) . 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


208

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.


209

Tab 1: Résultats du sondage PS-01( près de S-01)

FC α β

FC ≤ 5% 0 1 5%≤FC≤35% 10 0,87 1,02

FC ≥35% 5 1,2

N1(60) CALCUL N1(60)cs

N1(60) = N ×CN ×CE ×CB ×CR ×CS N1(60)cs =α+βN1(60)

Z(m) N-nappe (m) 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 N1(60)cs rd CSR CRR Kσ CRR16 0 18,9 17 1 1 1 1 40 2,45 6 0 0,7 10 113,4 53,4 1,37 23,26 5,0 1,20 30,00 0,91 0,31 0,47 1,00 0,47 7 0 18,9 17 1 1 1 1 40 2,45 6 1 0,7 10 132,3 62,3 1,27 21,54 5,0 1,20 30,00 0,90 0,31 0,47 1,00 0,47 8 0 18,9 5 1 1 1 1 96 2,45 6 1 0,7 10 151,2 71,2 1,19 5,93 5,0 1,20 12,11 0,88 0,30 0,13 1,00 0,13 9 0 18,9 5 1 1 1 1 96 2,45 6 1 0,7 10 170,1 80,1 1,12 5,59 5,0 1,20 11,70 0,87 0,30 0,13 1,00 0,13 10 0 18,9 5 1 1 1 1 80 2,45 6 1 0,7 10 189 89 1,06 5,30 5,0 1,20 11,36 0,85 0,29 0,13 1,00 0,13 11 0 18,9 10 1 1 1 1 80 2,45 6 1 0,7 10 207,9 97,9 1,01 10,11 5,0 1,20 17,13 0,84 0,29 0,18 1,00 0,18 12 0 18,9 11 1 1 1 1 50 2,45 6 1 0,7 10 226,8 106,8 0,97 10,64 5,0 1,20 17,77 0,82 0,28 0,19 0,98 0,19 13 0 19,2 11 1 1 1 1 60 2,45 6 1 0,7 10 246 116 0,93 10,21 5,0 1,20 17,26 0,81 0,28 0,18 0,96 0,18 14 0 19,2 9 1 1 1 1 0 2,45 6 1 0,7 10 265,2 125,2 0,89 8,04 0,0 1,00 8,04 0,79 0,27 0,10 0,93 0,09 15 0 19,2 15 1 1 1 1 26 2,45 6 1 0,7 10 284,4 134,4 0,86 12,94 4,4 1,12 18,91 0,78 0,27 0,20 0,92 0,19 16 0 19,2 15 1 1 1 1 38 2,45 6 1 0,7 10 303,6 143,6 0,83 12,52 5,0 1,20 20,02 0,76 0,26 0,22 0,90 0,19 17 0 19,2 9 1 1 1 1 38 2,45 6 1 0,7 10 322,8 152,8 0,81 7,28 5,0 1,20 13,74 0,75 0,26 0,15 0,88 0,13 18 0 19,2 8 1 1 1 1 92 2,45 6 1 0,7 10 342 162 0,79 6,29 5,0 1,20 12,54 0,73 0,25 0,14 0,87 0,12

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 0 19,2 8 1 1 1 1 92 2,45 6 1 0,7 10 380,4 180,4 0,74 5,96 5,0 1,20 12,15 0,70 0,24 0,13 0,84 0,11 21 0 19,2 12 1 1 1 1 86 2,45 6 1 0,7 10 399,6 189,6 0,73 8,71 5,0 1,20 15,46 0,69 0,23 0,16 0,83 0,14

22 0 19,2 12 1 1 1 1 86 2,45 6 1 0,7 10 418,8 198,8 0,71 8,51 5,0 1,20 15,21 0,67 0,23 0,16 0,81 0,13 23 0 19,2 7 1 1 1 1 54 2,45 6 1 0,7 10 438 208 0,69 4,85 5,0 1,20 10,82 0,66 0,22 0,12 0,80 0,10 24 0 19,2 31 1 1 1 1 0 2,45 6 1 0,7 10 457,2 217,2 0,68 21,03 0,0 1,00 21,03 0,64 0,22 0,23 0,79 0,18 25 0 19,2 31 1 1 1 1 0 2,45 6 1 0,7 10 476,4 226,4 0,66 20,60 0,0 1,00 20,60 0,63 0,21 0,22 0,78 0,17 26 0 19,2 12 1 1 1 1 80 2,45 6 1 0,7 10 495,6 235,6 0,65 7,82 5,0 1,20 14,38 0,61 0,21 0,15 0,77 0,12 27 0 19,2 12 1 1 1 1 60 2,45 6 1 0,7 10 514,8 244,8 0,64 7,67 5,0 1,20 14,20 0,60 0,20 0,15 0,76 0,12 28 0 19,2 17 1 1 1 1 60 2,45 6 1 0,7 10 534 254 0,63 10,67 5,0 1,20 17,80 0,58 0,20 0,19 0,76 0,14 29 0 19,2 17 1 1 1 1 60 2,45 6 1 0,7 10 553,2 263,2 0,62 10,48 5,0 1,20 17,57 0,57 0,19 0,19 0,75 0,14 30 0 19,2 18 1 1 1 1 36 2,45 6 1 0,7 10 572,4 272,4 0,61 10,91 5,0 1,20 18,09 0,55 0,19 0,19 0,74 0,14 31 0 19,2 18 1 1 1 1 36 2,45 6 1 0,7 10 591,6 281,6 0,60 10,73 5,0 1,20 17,87 0,54 0,18 0,19 0,73 0,14 32 0 19,2 18 1 1 1 1 76 2,45 6 1 0,7 10 610,8 290,8 0,59 10,56 5,0 1,20 17,67 0,52 0,18 0,19 0,73 0,14 33 0 19,2 18 1 1 1 1 86 2,45 6 1 0,7 10 630 300 0,58 10,39 5,0 1,20 17,47 0,51 0,17 0,19 0,72 0,13 34 0 19,2 18 1 1 1 1 86 2,45 6 1 0,7 10 649,2 309,2 0,57 10,24 5,0 1,20 17,28 0,49 0,17 0,18 0,71 0,13

MSF FS FL W(z) FL*W(z)*Hi 1,77 2,637 0 7 0 1,77 2,681 0 6,5 0 1,77 0,771 0,23 6 1,38 1,77 0,762 0,24 5,5 1,31 1,77 0,756 0,24 5 1,22 1,77 1,12 0 4,5 0 1,77 1,161 0 4 0 1,77 1,121 0 3,5 0 1,77 0,586 0,41 3 1,24 1,77 1,23 0 2,5 0 1,77 1,312 0 2 0 1,77 0,9 0,1 1,5 0,15

1,77 0,833 0,17 1 0,17

1,77 0,826 0,17 0,5 0,09 L'intensité de la liquéfaction IL = (FL*W(z)*Hi)

1,77 0,82 0,18 0 0 = 5,56 1,77 1,026 0 0 0

1,77 1,019 0 0 0

1,77 0,764 0,24 0 0

1,77 1,466 0 0 0

1,77 1,446 0 0 0

1,77 1,011 0 0 0

1,77 1,013 0 0 0

1,77 1,281 0 0 0

1,77 1,284 0 0 0

1,77 1,346 0 0 0

1,77 1,353 0 0 0

1,77 1,362 0 0 0

1,77 1,374 0 0 0 1,77 1,388 0 0 0


211

c- Interprétation des résultats

On a détecté l'existence de risques de liquéfaction 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.

6.4 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.

7 Dimensionnement des colonnes ballastées 7.1 Mailles de référence

Selon les recommandations du COPREC 2004, on à deux mailles :

• Maille de référence maximale qui est de 9m2 avec un taux de substitution qui doit être

supérieur à 3% ;

• Maille de référence minimale qui est de 2,4 m2.


212

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 %.

7.2 Dimensionnement du réseau de colonnes ballastées

Le nombre de colonnes nécessaires est obtenu grâce à l’abaque de dimensionnement de

PRIEBE .

- contrainte transmise par l’ouvrage σ0= 4,212 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.

7.3 Justification en termes de contraintes et de tassements

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.

hc

hc

chrq σ

ϕπσϕϕ

σ 6,4)2'

4(tan.

sin1sin1

. 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* = nlP∏ * sur la hauteur de la

colonne.


213

kPaPLe 38.327600.625.500.100.500.200.215* 7 ==

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

2- Justification en termes de Tassement

Plusieurs méthodes analytiques ont été utilisées à savoir : la méthode d’homogénéisation

simplifiée, la méthode de Priebe, la méthode de Balaam et Booker, , et la méthode de Ghionna.

a) Homogénéisation simplifié

La méthode consiste à assimiler le sol traité par colonnes ballastées à un milieu homogénéisé

équivalent. Le calcul de tassement par cette méthode se base sur l’approche d’un module de

déformation équivalent (Ee) du milieu traité par colonnes ballastées. La prévision de tassement par

cette méthode s’applique bien dans le cas des charges réparties de grandes dimensions [Dhouib et

Blondeau, 2005]. Le tassement après traitement (Sf) sous une contrainte de service σ0 transmise par

l’ouvrage est donné par la relation :

sce EaEaE ⋅−+⋅= )1( e

cf E

LS

⋅= 0σ

Lc est la longueur des colonnes ballastées.

Ec = 600 bars (compactage modéré)

a= 0,2442

σservice = 4,212 bars

Tab 2 : - Calcul de tassement du sol renforcé par colonnes ballastées Ø 80 cm sur une profondeur de 18 m avec un maillage de (1,60 x 1,60 m2) pour une contrainte appliquée σ0= 4,212 bars en utilisant la méthode d’Homogénéisation simplifiée (compactage modéré).

Nature de la couche Prof (m) Ec (MPa)

Es (MPa)

Eoed (MPa)

Eeq (MPa)

Sa (cm)

Radier 0,0-2,0 - - - - - Remblais 2,0-3,50 60 15 22,38 25,98 2,43

Sable très fin vaseux 3,50-6,5 60 5 7,46 18,42 6,84 Vase très plastique 6,5-12,0 60 1,85 2,76 16,0386 14,29

Sable vaseux 12,0-18,0 60 10 14,92 22,2 11,02 Sable vaseux 18,0-40,0 Pas de colonnes 10 14,92 - 56,26

Sf= 90,85


214

Ec = 1000 bars (compactage intensif)

a= 0,2442

σservice = 4,212 bars

Tab 3 : - Calcul de tassement du sol renforcé par colonnes ballastées Ø 80 cm sur une profondeur de 18 m avec un maillage de (1,60 x 1,60 m2) pour une contrainte appliquée σ0= 4,212 bars en utilisant la méthode d’Homogénéisation simplifiée (compactage intensif).

Nature de la couche Prof (m) Ec (MPa)

Es (MPa)

Eoed (MPa)

Eeq (MPa)

Sa (cm)

Radier 0,0-2,0 - - - - - Remblais 2,0-3,50 100 15 22,38 35,74 1,76

Sable très fin vaseux 3,50-6,5 100 5 7,46 28,18 4,47 Vase très plastique 6,5-12,0 100 1,85 2,76 25,7986 8,88

Sable vaseux 12,0-18,0 100 10 14,92 31,96 7,65 Sable vaseux 18,0-40,0 Pas de colonnes 10 14,92 - 56,26

Sf= 79,048

b) La méthode de Priebe

En considérant que les couches traversées par les colonnes ballastées sont homogènes, elles

sont caractérisées par les modules de déformation du sol (Esi), le tassement du sol après le

traitement est donné par :

∑ ⋅⋅

=n

i si2i

ci0i

EnL(z)σ(S

(z)σ0i : Contrainte apportée par la fondation (qesl) à la profondeur de calcul,

Lci : Longueur de la colonne traversant la couche (i),

n2 : Facteur d’amélioration qui tient compte de la compressibilité de la colonne et

l’influence de la profondeur,

L’application de la méthode de Priebe nous a donné les résultats suivants :


215

Ec = 600 bars (compactage modéré) a= 0,2442 σservice = 4,212 bars Tab 4 : - Calcul de tassement du sol renforcé par colonnes ballastées Ø 80 cm sur une profondeur de 18 m avec un maillage de (1,60 x 1,60 m2) pour une contrainte appliquée σ0= 4,212 bars en utilisant la méthode de Priebe (compactage modéré). Nature de la couche

Prof (m)

ep (m)

Z (m)

γh (kN/m3)

σs(z) (bars)

σo(z) (bars)

Es (bars) Ec/Es ∆

(A/Ac) ā n1 σs /σc Y fd n2 ∆h

(cm) ∆htot (cm)

Radier 0,0-2,0 2,00 1,00 25 - - 320000 - - - - - - - - -

134,60

Remblais 2,0-3,50 1,50 2,75 20 0,15 4,212 15 4,00 1,4 0,182 1,564 0,036 0,503 1,018 1,593 2,644

Sable très fin vaseux

3,50-6,5 3,00 5,00 21 0,615 4,205 5 12,00 0,4 0,222 1,599 0,146 0,549 1,111 1,776 14,204

Vase très plastique

6,5-12,0 5,50 9,25 18 1,335 4,169 1,85 32,43 0,15 0,236 1,611 0,320 0,564 1,395 2,247 55,158

Sable vaseux

12,0-18,0 6,00 15,0 20 2,52 4,078 10 6,00 0,82 0,203 1,582 0,618 0,527 2,442 3,863 6,333

Sable vaseux

18,0-40,0 22,0 29,0 20 5,32 3,727 10 - - - - - - - - 56,260

Ec = 1000 bars (compactage intensif) a= 0,2442 σservice = 4,212 bars


216

Tab 5 : - Calcul de tassement du sol renforcé par colonnes ballastées Ø 80 cm sur une profondeur de 18 m avec un maillage de (1,60 x 1,60 m2) pour une contrainte appliquée σ0= 4,212 bars en utilisant la méthode de Priebe (compactage intensif).

Nature de la couche

Prof (m)

ep (m)

Z (m)

γh (kN/m3)

σs(z) (bars)

σo(z) (bars)

Es (bars) Ec/Es ∆

(A/Ac) ā n1 σs /σc

y fd n2 ∆h

(cm) ∆htot (cm)

Radier 0,0-2,0 2,00 1,00 25 - - 320000 - - - - - - - - -

133,93

Remblais 2,0-3,50 1,50 2,75 20 0,15 4,212 15 6,67 0,72 0,208 1,564 0,036 0,503 1,018 1,593 2,606

Sable très fin vaseux 3,50-6,5 3,00 5,00 21 0,615 4,205 5 20,00 0,22 0,232 1,599 0,146 0,549 1,111 1,776 14,099

Vase très plastique 6,5-12,0 5,50 9,25 18 1,335 4,169 1,85 54,05 0,08 0,239 1,611 0,320 0,564 1,395 2,247 54,857

Sable vaseux 12-18 6,00 15,0 20 2,52 4,078 10 10,00 0,6 0,213 1,582 0,618 0,527 2,442 3,863 6,113

Sable vaseux 18 -40,0 22,0 29,0 20 5,32 3,727 10 - - - - - - - - 56,260

c) Méthode de Balaam et Booker Tab 6 : - Calcul de tassement du sol renforcé par colonnes ballastées Ø 80 cm sur une profondeur de 18 m avec un maillage de (1,60 x 1,60 m2) pour une contrainte appliquée σ0= 4,212 bars en utilisant la méthode de de Balaam et Booker.

Nature de la couche EC (MPa)

Es (MPa)

Profondeur λc λs µc µs F β n

Sna Sa (m) (cm) (cm)

Radier - - 0-2,0 - - - - - - - - - Remblais 60 15 2,0-3,5 43,786 10,946 22,556 5,639 0,222 1,100 3,068 2,810 2,554

Sable très fin vaseux 60 5 3,5-6,5 43,786 3,75 22,556 1,880 0,291 1,211 8,247 18,102 14,953

Vase très plastique 60 1,85 6,5-12,0 43,786 1,39 22,556 0,695 0,315 1,474 21,478 81,711 55,454

Sable vaseux 60 10 12,0-18,0 43,786 7,42 22,556 3,759 0,255 1,130 4,365 18,280 16,178

Sable vaseux - 10 18,0-40,0 - - - - - - - 56,26 56,26

Σ Sa =145,399

d) Méthode de Ghionna et Jamiolkowski Les étapes de calcul du tassement par la méthode de Ghionna sont représentées dans le

tableau suivant :

Tab 7 : - Tassement obtenu par la méthode de Ghionna.

Couche Profondeur(m)

∆qs (bars)

∆pi (bars)

Sa (cm)

Radier 0-2.0 - - - Remblai TVO 2.0-3.5 2.83 2.05 1.26 Sable argileux 3.5-6.5 2.83 1.86 8.65

Vase 6.5-12.0 2.83 1.62 49.87 Sable argileux 12.0-18.0 2.83 1.29 12.15 Sable argileux 18.0-40.0 - - 62.40

Σ Sa=134

Méthodes numériques

Nature et caractéristiques mécaniques des sols : Pour effectuer nos calculs, nous considérons un profil géotechnique moyen obtenu à partir

des essais effectués: Tab 8:- Données géotechniques des couches de sols et des colonnes ballastées.

Couche Profondeur(m)

γ (KN/m3)

E* (MPa)

ν C (MPa)

φ (°)

Ψ**(°)

Radier 0.0-2.0 25.0 3.2x104 0.25 - - - Remblai en TVO

0.0-3.5 20.0 15.0 0.33 0.010 30 -

Sable argileux 3.5-6.5 21.0 5.0 0.33 0.026 17 - Vase 6.5-12.0 19.0 1.85 0.33 0.024 6 -

Sable argileux 12.0-40.0 20.0 9.9 0.33 0.026 17 - Colonnes ballastées*** 0.0-18.0 20.0 60 0.33 0 38 8

* Les modules de Young ont été estimés par les corrélations usuelles avec le pénétromètre statique (CPT). ** L’angle de dilatance est estimé par la formule de Jacky, ψ = φ – 30°. [Mestat, 1994] *** Les caractéristiques géotechniques des colonnes ballastées ont été données selon COPREC.

Modèle géométrique :

Les massifs de sol traité sont représentés par des sols homogènes de meilleures

caractéristiques. Les rigidités équivalente représentant le système sol/colonne ballastées sont

données par l’équation suivante : Eeq x Seq= Ecol x Scol + Esol x Ssol


218

Fig 7 a: Modèle géométrique sur PLAXIS

Fig 7 b : Introduction des donn ées sur PLAXIS


219

Les calculs ont pour but de déterminer les tassements absolus et différentiels sous la structure

du bâtiment.

La méthode de calcul retenue pour le dimensionnement du renforcement de sol par colonnes

ballastées est un calcul aux éléments finis qui permet de tenir compte de toutes les

caractéristiques du projet, notamment l’influence sur les ouvrages situés à proximité.

Compte tenu de la grandeur des dimensions du silo (53m de diamètre intérieur), on a effectué

nos calculs selon un modèle en déformations planes.

Fig 7 c : Déplacements verticaux

On remarque un tassement maximum de 140 cm situé au dessus du centre du radier, pour un

tassement de 137 cm situé à l’extrémité du radier. Ce qui nous mène à un tassement

différentiel de 3 cm. Le développement des tassements évolue en décroissance selon la

profondeur.


220

Fig 7 d: Déplacements horizontaux

On remarque un déplacement horizontal maximum de 12 cm située à l’extrémité du radier juste

au dessous des colonnes ballastées modélisées, le développement des déplacements verticaux

diminue en s’éloignant de ce point vulnérable.

La modélisation s’est faite en axisymétrie avec le logiciel (PLAXIS)

On remarquera dans la figure suivante la déformée du radier. Le tassement différentiel

entre le centre et le bord du radier est de 3 cm. Dans le cas des fondations rigides (radier de 2,00

m d’épaisseur), les tassements sont relativement identiques en tête de colonnes et à la surface du

sol (Dhouib, 2005).


221

-0,142-0,141-0,14

-0,139-0,138-0,137-0,136-0,135-0,134-0,133-0,132

0 10 20 30 40 50 60

Abscisse du radier

Tass

emen

t du

radi

er

Fig 7e : La déformée du radier

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.


222

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 : 7.3).

Fig : 7 f - modélisation d’une cellule élémentaire avec une colonne au centre

Fig 7g: 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 : 7.3) 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 : 7.4)

illustre l’augmentation des contraintes horizontales engendrées par des expansions radiales

différentes (2,5%, 5% et 15 %), exprimée en termes du rapport K/Ko.


223

Fig 7 h: Taux de réduction des tassements

La Figure ( Fig : 7h) 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


224

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.

Confrontation avec données de terrain

La modélisation a été effectuée 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 7i: 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


225

l’expansion latérale de 5%. Avec K = 2 ou avec 5% d'expansion latérale, on obtient des

tassements plus proches de ceux mesurés (Fig : 7.7).

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

8 Conclusion

La faible portance de la zone portuaire de Béjaia ainsi que le tassement important trouvé

nous conduit à écarter le principe de fondations superficielles sans la réalisation d’un traitement

de sols. Le choix du procédé des colonnes ballastées est justifié par la nature cohésive et

liquéfiable des sols en place et la profondeur importante du substratum.

Les résultats comparés sont principalement le tassement après traitement. Les méthodes

concernées par la comparaison sont : l’homogénéisation simplifiée, méthode de Balaam et

Booker, méthode de Baumann et Bauer, méthode de Priebe, méthode de Ghionna et

Jamiolkowski. L’étude comparative des méthodes de calcul des colonnes ballastées nous a permis

de conclure que :

La méthode de l’homogénéisation simplifiée peut constituer une alternative à l’approche en

différences finis dans le cas où le calcul est effectué dans un domaine élastique.


226

La méthode de Balaam et Booker offre une solution relativement supérieure par rapport à la

solution numérique élastique obtenue par PLAXIS.

La méthode de Baumann et Bauer n’est pas applicable dans notre cas en raison de manque

de données géotechniques.

La méthode de Priebe offre des résultats très favorables par rapport au calcul numérique,

ces résultats favorables peuvent être expliqués d’une part par la prise en compte d’une valeur très

élevé du coefficient de poussé des terres au repos (k0 = 1), et d’autre part par la prise en compte

d’une valeur élevée pour le facteur de profondeur fd, qui ne semble pas adapté lorsque la colonne

est partiellement plastifié.

La méthode de Ghionna et Jamiolkowski donne des résultats proches de la solution

numérique plastique. Pour des cas de chargements très élevés où la colonne est entièrement

plastifiée, les résultats coïncidents.

Vis-à-vis des contraintes, les charges apportées par l’ouvrage ne peuvent être supportées par le

sol qui présente une étreinte latérale suffisante pour empêcher la rupture par expansion latérale.

Il faut néanmoins préciser que les tassements calculés à l’aide du logiciel PLAXIS sont très

importants et seraient préjudiciables par rapport aux ouvrages avoisinants.

Conclusion générale

227


L’objectif de ce travail de recherche est vulgariser en Algérie, la technique de traitement de

sol par colonnes ballastées et de contribuer à la compréhension du mode de fonctionnement

d’un massif de fondation renforcé par cette technique.

Cette étude a comporté trois parties principales :

• Une recherche bibliographique

• Une partie numérique

• Un cas d’étude

Dans la partie bibliographique, on a présenté le mode de calcul de ces modèles de

comportement, les méthodes de traitement de sols les plus utilisées à l’heure actuelle, la mise

en œuvre, le comportement et le dimensionnement des colonnes ballastées. Les essais à

réaliser avant et après leur exécution. Dans cette partie on a montré qu’il y a une variété de

techniques de traitement des sols mous, mais le choix d’une technique par rapport à une autre

dépend de la compréhension complète des conditions de sol, des charges appliquées par les

structures et les tassements admissibles.

La technique des colonnes ballastées est l’une des techniques préférées par les

géotechniciens pour ses avantages techniques et économiques.

Le dimensionnement des colonnes ballastées constitue un exercice délicat à cause des

difficultés de définir les paramètres intervenant dans leur dimensionnement et la complexité

des modèles de calcul. En plus des méthodes de dimensionnement classiques comme la

méthode de Priebe, les méthodes numériques telle que la méthode des éléments finis ont

connu une progression considérable ces dernières années pour le dimensionnement de ce type

d’ouvrage.

Pour que les colonnes, puissent accomplir leurs rôles, on propose au Maître d’ouvrage, les

recommandations suivantes :

Pendant la réalisation des colonnes


228

les colonnes doivent avoir des longueurs suffisantes pour traverser toute la couche

sableuse liquéfiable afin de dissiper les pressions interstitielles ;

réaliser une rangée supplémentaire au minimum au débord de la zone de traitement

(dispositions constructives en zones sismiques).

Après la réalisation

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.

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.

Une étude paramétrique a été menée sur les propriétés géotechniques et géométriques du

sol, de la colonne et du matelas de répartition des contraintes.

Les paramètres affectant le report de charge vers les colonnes sont principalement :

Le module de rigidité du sol, de la colonne et du matelas de répartition.

L’angle de frottement de la colonne vers celle du matelas pour des valeurs supérieures

à 30°.

La cohésion de la colonne ballastée.

Le coefficient de Poisson du sol pour des valeurs supérieures à 0.35.

L’épaisseur du matelas de répartition des contraintes.

L’étude de tassement au sein d’une colonne ballastée montre que les tassements diminuent

en fonction de la profondeur de la colonne.

Cette étude a révélé que l’espacement entre colonnes a une influence importante sur la

capacité portante du sol traité. Le diamètre de la colonne a aussi une influence importante sur

la réduction des tassements dans le sol traité.


229

L’analyse de l’influence du type de la colonne sur le tassement du sol montre que les

colonnes de type flottantes sont déconseillées, les colonnes doivent toujours descendre

jusqu’au substratum rigide.

Dans la troisième partie, l’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.

Engineering

Etude numérique de l'influence des paramètres géotechniques sur les comportements des sols renforcés par les colonnes ballastées