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THÈSE

pour obtenir le grade de

DOCTEUR DE L’ÉCOLE NATIONALE DES PONTS ET CHAUSSÉES

Spécialité : GÉOTECHNIQUE

ÉTUDE EXPERIMENTALE ET METHODOLOGIQUE SUR LE COMPORTEMENT DES ECRANS DE SOUTENEMENT

Présentée par

Sonja MARTEN

Soutenue le 7 mars 2005

devant la commission d’examen composée de :

Richard KASTNER INSA Lyon RapporteurIsam SHAHROUR Polytech’ Lille RapporteurRolf KATZENBACH TU Darmstadt ExaminateurLuc DELATTRE LCPC ExaminateurPierre SCHMITT Solétanche-Bachy ExaminateurJean-Pierre MAGNAN ENPC / LCPC Directeur de thèse

Laboratoire d’accueil : Laboratoire Central des Ponts et Chaussées, 58 Boulevard Lefebvre, 75015 Paris

à mon père

Avant-propos Un travail de thèse, surtout lorsqu’il comprend une part expérimentale importante, s’appuie sur le concours d’un grand nombre de personnes que je souhaite remercier ici. Ce travail a été financé par le Laboratoire Central des Ponts et Chaussées. La partie expérimentale a été rendue possible grâce à l’excellente collaboration du Port Autonome du Havre et de l’entreprise Solétanche-Bachy. Ma profonde gratitude s’adresse tout particulièrement à mon directeur de thèse, Jean-Pierre Magnan et à mon mentor au LCPC, Luc Delattre. Merci d’abord de m’avoir proposé de venir en France pour faire une thèse et de m’avoir accordé votre confiance dans son élaboration, puis pour les orientations indiquées, les conseils, les encouragements… Tout en suivant de près ma démarche scientifique, vous m’avez fait partager votre expérience enrichissante, non seulement dans le domaine des soutènements mais aussi celui de la culture et de l’humour français ! Je tiens à remercier très vivement et respectueusement Richard Kastner, qui m’a fait l’honneur de présider le jury de ma thèse ; Isam Shahrour pour avoir aussi accepté d’être rapporteur de ma thèse ; Pierre Schmitt pour figurer parmi mes examinateurs et m’avoir ac-cueillie au sein de l’entreprise Solétanche-Bachy. Mes remerciements personnels s’adressent à Rolf Katzenbach, mon « ex » - professeur de géotechnique en Allemagne. C’était un réel plaisir de vous avoir dans mon jury. J’adresse mes plus vifs remerciements à Hervé Trufley, Gratien Vinceslas et Michel Pio-line du CETE Normandie-Centre à Rouen, chargés de l’instrumentation sur chantier au Port 2000, et qui, sous la pluie, contre le vent et dans le soleil normand m’ont toujours accordé leur soutien… et qui, lors des trajets au chantier, ont chaque fois accepté de traverser avec moi le Pont de Normandie, ce magnifique ouvrage d’art. Je remercie mes collègues au sein du LCPC, particulièrement Emmanuel Bourgeois sans qui mon combat avec CESAR aurait probablement abouti à une défaite. Merci à Philippe Reiff-steck, Frédéric Rocher-Lacoste, Niculaï Droniuc et Emmanuel Manier pour votre patience avec mes questions, pour vos réponses et conseils que j’ai beaucoup appréciés. Enfin, cordialement, je remercie l’ensemble des doctorants que j’ai rencontrés lors de ces dernières années au LCPC et au sein de l’ADEC (Amicale des élèves chercheurs de l’ENPC). Un grand Danke ! va à Sophie Coquillay ne se fatigant jamais de répondre à mes intermina-bles questions linguistiques – et oui ! le français n’est pas facile – tous les jours pendant trois ans ! Chapeau ! Tarek Kormi, mon collègue de bureau pendant les deux premières années – merci de ne pas m’avoir laissé désespérer et d’avoir énormément enrichi mes connaissances du monde arabe. Je remercie vivement pour leur présence à ma soutenance de thèse tous ceux qui ont fait le déplacement !!! Je ne peux oublier de remercier, pour leur appui moral, Martti Naunin, mes parents Heide-marie et Klaus Marten et mon frère Holger Marten. Sonja Marten Paris, le 7 mars 2005

Étude expérimentale et méthodologique sur le comportement des écrans de soutènement __________________________________________________________________________________________

1

Résumé Dans le domaine de la géotechnique, qui est caractérisé par la construction d’ouvrages uniques adaptés à un problème spécifique dans un terrain connu uniquement par prélè-vements isolés, il est important pour le développement des méthodes de calcul d’étudier le comportement de ces ouvrages et de leur environnement. Les informations recueillies permettent – à condition qu’elles soient mises à disposition du public com-pétent – d’identifier les facteurs ayant une influence déterminante sur les ouvrages, les interactions entre la structure et le terrain ainsi que le comportement de l’ouvrage. Petit à petit, les méthodes de calcul peuvent être améliorées grâce à des analyses à rebours. Ce mémoire traite de l’observation du comportement des écrans de soutènement en se concentrant sur la question de la valorisation des mesures effectuées de façon relati-vement routinière dans le cadre d’un suivi de contrôle de grands chantiers. Dans ce but on présente d’abord les synthèses disponibles dans la littérature, et les principaux outils de suivi des ouvrages. Dans le cadre d’une coopération avec l’entreprise Solétanche-Bachy on s’est attaché à discuter l’exploitabilité de résultats de mesures obtenus lors d’un suivi au quotidien et à développer une approche méthodolo-gique pour le recueil de ces données. La troisième partie de ce mémoire présente une étude expérimentale originale : l’instrumentation et la surveillance du nouveau port extérieur « Port 2000 » du Havre. Enfin, les données de mesures acquises sont compa-rées aux résultats d’une étude numérique. Le programme utilisé est un module en dé-veloppement du logiciel de calcul en éléments finis CESAR-LCPC. Zusammenfassung Experimentelle und methodische Studie zum Verformungsverhalten von Verbauwänden In einem Arbeitsfeld wie der Geotechnik, das durch die Errichtung einmaliger, prob-lemspezifischer Bauwerke in einem nur durch Stichproben bekannten Baugrund ge-kennzeichnet ist, ist es für die Weiterentwicklung der Bemessungsmethoden wichtig, das Verhalten dieser Bauwerke und ihres Umfeldes genau zu studieren. Die dabei ge-sammelten Erfahrungen dienen dazu, sofern sie dem Fachpublikum zugänglich ge-macht werden, die Einwirkungen auf das Bauwerk, die entstehenden Interaktionen von Baugrund und Tragwerk sowie das Verhalten der Struktur zu identifizieren, so dass im Zuge einer Rückanalyse die Bemessungsmethoden verbessert werden können.

Résumé / Zusammenfassung / Abstract __________________________________________________________________________________________

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Die vorliegende Arbeit zielt auf das Beobachten des Verformungsverhalten von Bau-grubenwänden – und konzentriert sich dabei insbesondere auf die Frage, wie die Er-gebnisse von Überwachungsmessungen, die bei größeren Bauvorhaben in der Regel routinemäßig durchgeführt werden, für die wissenschaftliche Auswertung genutzt werden können. Dazu werden zunächst in der Literatur bereits vorliegende Studien untersucht sowie diverse Messmethoden vorgestellt. Im Zuge einer Kooperation mit dem Spezialtief-bauunternehmen Solétanche-Bachy richtet sich schließlich das Augenmerk auf die Verwertbarkeit von im täglichen Baugeschehen zusammengetragenen Messungen. Hierzu wird ein methodischer Ansatz zur Erfassung dieser Daten entwickelt. Der dritte Teil dieser Arbeit konzentriert sich auf eine eigene Experimentalstudie: Die Instru-mentierung und messtechnische Überwachung des neuen Außenhafens „Port 2000“ in Le Havre. Die hierbei gewonnenen Messdaten werden anschließend den Ergebnissen einer numerischen Simulation gegenübergestellt. Für die Berechnung wurde ein Modul des Finite-Elemente-Programmes CESAR-LCPC benutzt, der zur Zeit entwickelt und getestet wird. Abstract Experimental and methodical study about the behaviour of embedded retaining walls In a domain such as geotechnical engineering, which is characterised by the construc-tion of unique structures adapted to specific problems in subsoils known only by iso-lated sampling, it is important for the evolution of the calculation methods to study the behaviour of those structures and their environment. The observed information enables – provided it is presented to professional audience – to identify the factors acting upon the structure, influencing the soil-structure interactions as well as the behaviour of the structure. By this means, the calculation methods can be improved by back analyses. This thesis deals with the observation of the behaviour of retaining walls. Major focus is put on the question of how measurements carried out under day-to-day conditions within the scope of site control can be utilised for scientific interpretation. For that purpose, at first, existing studies available in the literature as well as the prin-cipal instrumentation techniques are presented. In the second part of the study, within the framework of a cooperative effort with the contractor Solétanche-Bachy, focus is given on the usability of results obtained during site control measurements. At the same time, a methodical approach for the synthesis of those data is developed. The third part of this thesis presents an experimental study: the instrumentation and obser-vation of the new deep water quay “Port 2000” in Le Havre. Finally, the obtained measurement results are compared to a numerical study carried out with a module in development of the finite element program CESAR-LCPC.


3

Sommaire RÉSUMÉ / ZUSAMMENFASSUNG / ABSTRACT.......................................................................... 1

SOMMAIRE .......................................................................................................................................... 3

INTRODUCTION............................................................................................................................... 11

PARTIE I. ÉTUDE BIBLIOGRAPHIQUE

LE SUIVI DU COMPORTEMENT DES ÉCRANS DE SOUTÈNEMENT CHAPITRE 1 : LES COMPORTEMENTS REPÈRES – DÉFINITION ET IDENTIFICATION

1.1. INTRODUCTION .................................................................................................................... 17

1.2. LES COMPORTEMENTS REPÈRES .................................................................................. 18 1.2.1. DEFINITION ........................................................................................................................................ 18 1.2.2. L’IDEE DE COMPORTEMENT REPERE APPLIQUEE AUX ESSAIS GEOTECHNIQUES .................................. 19 1.2.3. L’APPLICATION AUX OUVRAGES ........................................................................................................ 19 1.2.4. OU SONT LES PROBLEMES ?................................................................................................................ 20

1.3. RAPPEL SUR LES ÉCRANS DE SOUTÈNEMENT........................................................... 21 1.3.1. LES TYPES D’ECRANS DE SOUTENEMENT............................................................................................ 21 1.3.2. LES METHODES DE CALCUL................................................................................................................ 23 1.3.3. L’EFFET D’UNE EXCAVATION SUR SON ENVIRONNEMENT .................................................................. 26

1.4. LES PARAMÈTRES EN JEU ................................................................................................ 27 1.4.1. LE TERRAIN........................................................................................................................................ 28

1.4.1.1. La nature du sol ........................................................................................................................ 28 1.4.1.2. Les effets de l’eau...................................................................................................................... 30

1.4.2. LES PARAMETRES LIES A L’ECRAN ET L’EXCAVATION........................................................................ 30 1.4.2.1. Le type d’écran.......................................................................................................................... 30 1.4.2.2. La hauteur libre de l’écran ....................................................................................................... 30 1.4.2.3. La fiche de l’écran..................................................................................................................... 31 1.4.2.4. Le soulèvement du fond de fouille ............................................................................................. 33 1.4.2.5. La rigidité de l’écran et du système écran-appuis .................................................................... 34 1.4.2.6. Les phases de travaux ............................................................................................................... 36 1.4.2.7. L’installation de l’écran............................................................................................................ 37 1.4.2.8. Le tassement de l’écran............................................................................................................. 38 1.4.2.9. L’enlèvement d’un soutènement temporaire ............................................................................. 38

Sommaire __________________________________________________________________________________________

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1.4.2.10. La géométrie de l’excavation .................................................................................................... 38 1.4.3. SYSTEME D’APPUIS ............................................................................................................................ 39

1.4.3.1. Le type d’appuis ........................................................................................................................ 39 1.4.3.2. La précontrainte........................................................................................................................ 39 1.4.3.3. L’espacement vertical entre les appuis et « la densité d’appuis » ............................................ 41 1.4.3.4. L’enlèvement des appuis ........................................................................................................... 41 1.4.3.5. L’utilisation de bermes.............................................................................................................. 42 1.4.3.6. L’installation d’un radier de fond ............................................................................................. 42

1.4.4. AUTRES FACTEURS INFLUENÇANT LE COMPORTEMENT D’UN ECRAN DE SOUTENEMENT .................... 42 1.4.4.1. L’effet du temps ......................................................................................................................... 42 1.4.4.2. Température .............................................................................................................................. 43 1.4.4.3. Le voisinage du soutènement..................................................................................................... 44 1.4.4.4. Conduite des travaux................................................................................................................. 44 1.4.4.5. Défauts de la structure .............................................................................................................. 45 1.4.4.6. La reconnaissance des sols ....................................................................................................... 45

1.5. LE RAPPORT DES DÉFORMATIONS HORIZONTALES ET VERTICALES ............. 45 1.5.1. LES ETUDES DE CLOUGH ET O’ROURKE (1990) ET DE HSIEH ET OU (1998)....................................... 46 1.5.2. LES ETUDES JAPONAISES .................................................................................................................... 48

1.6. DISCUSSION DES ÉTUDES SYNTHÉTIQUES ET PERSPECTIVES ............................ 49

1.7. CONCLUSIONS....................................................................................................................... 54

CHAPITRE 2 : INSTRUMENTATION DE SOUTÈNEMENTS

2.1. INTRODUCTION .................................................................................................................... 57

2.2. LE CADRE DE L’ INSTRUMENTATION........................................................................... 57 2.2.1. L’ EUROCODE 7 ................................................................................................................................. 57 2.2.2. LA METHODE OBSERVATIONNELLE .................................................................................................... 57 2.2.3. L’ORGANISATION DE L’INSTRUMENTATION DANS LA PRATIQUE ........................................................ 60

2.3. QUELQUES EXEMPLES DE MÉTHODES D’INSTRUMENTATION ........................... 62 2.3.1. L’EMPLOI DE LA TECHNOLOGIE DES FIBRES OPTIQUES ....................................................................... 63 2.3.2. MESURE DE LA PRESSION DES TERRES................................................................................................ 66 2.3.3. MESURE DE DEPLACEMENT AVEC DES CAPTEURS FIXES EN PLACE ..................................................... 67 2.3.4. MESURE DE LA DEFORME AXIALE A L’AIDE DE SONDES MOBILES....................................................... 69 2.3.5. MESURE DE TASSEMENTS ET DE SOULEVEMENT DE TERRAIN ............................................................. 71 2.3.6. SUIVI DES EFFORTS DANS DES BUTONS............................................................................................... 74

2.4. CONCLUSIONS....................................................................................................................... 74

PARTIE II. ÉTUDE METHODOLOGIQUE

LE RETOUR D’INFORMATION DE SOUTÈNEMENTS INSTRUMENTÉS CHAPITRE 3 : UNE MÉTHODOLOGIE DE RECUEIL D’INFORMATION

3.1. INTRODUCTION .................................................................................................................... 79

3.2. SOURCES D’INFORMATION SUR LE COMPORTEMENT D’ÉCRANS DE SOUTÈNEMENT ................................................................................................................................ 80

3.2.1. LES INSTRUMENTATIONS DE RECHERCHE........................................................................................... 81 3.2.2. LES INSTRUMENTATIONS DE CONTROLE DE CHANTIER ....................................................................... 81


5

3.3. RÉFLEXIONS SUR LES MOYENS DE STOCKAGE ET DE DISTRIBUTION............. 82

3.4. DÉVELOPPEMENT D’UNE DÉMARCHE SYSTÉMATIQUE ........................................ 83 3.4.1. ANALYSE D’UN ENSEMBLE DE DOSSIERS EXISTANTS.......................................................................... 84 3.4.2. RETOUR D’INFORMATION D’UN CHANTIER EN COURS ........................................................................ 85

3.5. DISCUSSION DE L’APPLICABILITÉ................................................................................. 88

CHAPITRE 4 : EXEMPLES DE SOUTÈNEMENTS INSTRUMENTÉS « AU QUOTIDIEN »

4.1. INTRODUCTION .................................................................................................................... 89

4.2. LES SOUTÈNEMENTS INSTRUMENTÉS ANALYSÉS ................................................... 89 4.2.1. METRO DE BILBAO, 1992................................................................................................................... 92

4.2.1.1. Identification ............................................................................................................................. 92 4.2.1.2. Conditions géotechniques ......................................................................................................... 92 4.2.1.3. Hydrogéologie........................................................................................................................... 92 4.2.1.4. Configuration de l’ouvrage....................................................................................................... 93 4.2.1.5. Environnement .......................................................................................................................... 93 4.2.1.6. Calculs ...................................................................................................................................... 93 4.2.1.7. Instrumentation ......................................................................................................................... 94 4.2.1.8. Comportement de l’ouvrage...................................................................................................... 95 4.2.1.9. Résumé ...................................................................................................................................... 96

4.2.2. PALAIS DE LA JUSTICE A LYON, 1992 ................................................................................................ 97 4.2.2.1. Identification ............................................................................................................................. 97 4.2.2.2. Conditions géotechniques ......................................................................................................... 97 4.2.2.3. Hydrogéologie........................................................................................................................... 98 4.2.2.4. Configuration de l’ouvrage....................................................................................................... 98 4.2.2.5. Environnement .......................................................................................................................... 99 4.2.2.6. Calculs ...................................................................................................................................... 99 4.2.2.7. Instrumentation ......................................................................................................................... 99 4.2.2.8. Comportement de l’ouvrage...................................................................................................... 99 4.2.2.9. Résumé .................................................................................................................................... 100

4.2.3. LE DAUPHINE PART-DIEU A LYON, 2002......................................................................................... 101 4.2.3.1. Identification ........................................................................................................................... 101 4.2.3.2. Conditions géotechniques ....................................................................................................... 101 4.2.3.3. Hydrogéologie......................................................................................................................... 101 4.2.3.4. Configuration de l’ouvrage..................................................................................................... 102 4.2.3.5. Environnement ........................................................................................................................ 103 4.2.3.6. Calculs .................................................................................................................................... 103 4.2.3.7. Instrumentation ....................................................................................................................... 104 4.2.3.8. Comportement de l’ouvrage.................................................................................................... 104 4.2.3.9. Résumé .................................................................................................................................... 106

4.2.4. FOUILLE CIRCULAIRE A NANTES, 2002 ............................................................................................ 107 4.2.4.1. Identification ........................................................................................................................... 107 4.2.4.2. Conditions géotechniques ....................................................................................................... 107 4.2.4.3. Hydrogéologie......................................................................................................................... 108 4.2.4.4. Configuration de l’ouvrage..................................................................................................... 108 4.2.4.5. Environnement ........................................................................................................................ 109 4.2.4.6. Calculs .................................................................................................................................... 109 4.2.4.7. Instrumentation ....................................................................................................................... 109 4.2.4.8. Comportement de l’ouvrage.................................................................................................... 110 4.2.4.9. Résumé .................................................................................................................................... 112

4.2.5. LA CAISSE AUTONOME DES RETRAITES A MONACO, 2002-2003..................................................... 113 4.2.5.1. Identification ........................................................................................................................... 113 4.2.5.2. Conditions géotechniques ....................................................................................................... 114

Sommaire __________________________________________________________________________________________

6

4.2.5.3. Hydrogéologie......................................................................................................................... 114 4.2.5.4. Configuration de l’ouvrage..................................................................................................... 115 4.2.5.5. Environnement ........................................................................................................................ 117 4.2.5.6. Calculs .................................................................................................................................... 117 4.2.5.7. Instrumentation ....................................................................................................................... 117 4.2.5.8. Comportement de l’ouvrage.................................................................................................... 118 4.2.5.9. Résumé .................................................................................................................................... 120

4.2.6. AUTRE CAS ETUDIES ........................................................................................................................ 121

4.3. COMPARAISON DES CAS ANALYSÉS ........................................................................... 121 4.3.1. L’INSTRUMENTATION ...................................................................................................................... 121 4.3.2. QUALITE DES DONNEES.................................................................................................................... 122 4.3.3. COMPORTEMENTS REPERES.............................................................................................................. 124

4.3.3.1. La profondeur de l’excavation ................................................................................................ 125 4.3.3.2. La rigidité de l’écran de soutènement ..................................................................................... 127 4.3.3.3. L’influence des appuis............................................................................................................. 128 4.3.3.4. Discussion critique des diagrammes présentés ....................................................................... 129

4.4. CONCLUSIONS..................................................................................................................... 130

PARTIE III. ÉTUDE EXPÉRIMENTALE ET NUMÉRIQUE

LE PORT 2000 AU HAVRE CHAPITRE 5 : SUIVI DU COMPORTEMENT D’UN MUR DE QUAI EN PAROI MOULÉE

5.1. INTRODUCTION .................................................................................................................. 133

5.2. LE SITE ET L’OUVRAGE................................................................................................... 135 5.2.1. GEOLOGIE ........................................................................................................................................ 135 5.2.2. HYDROGEOLOGIE............................................................................................................................. 135

5.2.2.1. Marée ...................................................................................................................................... 135 5.2.2.2. Nappes dans les terres-pleins.................................................................................................. 136

5.2.3. RECONNAISSANCE DE SOL................................................................................................................ 136 5.2.4. PARAMETRES GEOTECHNIQUES........................................................................................................ 137 5.2.5. LA STRUCTURE DU QUAI .................................................................................................................. 138 5.2.6. LE PHASAGE DE CONSTRUCTION ...................................................................................................... 139 5.2.7. LA GESTION DE LA NAPPE................................................................................................................. 141

5.3. STRATÉGIE DE L’INSTRUMENTATION ...................................................................... 141 5.3.1. L’OBJECTIF DE L’INTERVENTION ET LES RESULTATS ATTENDUS ...................................................... 141 5.3.2. LE PROFIL INSTRUMENTE ................................................................................................................. 143 5.3.3. INCLINOMETRIE ............................................................................................................................... 144

5.3.3.1. Les inclinomètres de la paroi .................................................................................................. 144 5.3.3.2. Les inclinomètres dans le terrain ............................................................................................ 147

5.3.4. TOPOGRAPHIE .................................................................................................................................. 147 5.3.5. EXTENSOMETRES ............................................................................................................................. 149 5.3.6. PIEZOMETRIE ................................................................................................................................... 150

5.3.6.1. Les piézomètres du LCPC-CETE ............................................................................................ 150 5.3.6.2. Les piézomètres de Solétanche-Bachy..................................................................................... 153

5.3.7. OBSERVATIONS COMPLEMENTAIRES ................................................................................................ 154 5.3.7.1. Marégraphes ........................................................................................................................... 154 5.3.7.2. Pluviométrie ............................................................................................................................ 154

5.3.8. LES MESURES ................................................................................................................................... 154 5.3.8.1. Principe des mesures inclinométriques ................................................................................... 156 5.3.8.2. L’historique des mesures topographiques............................................................................... 157 5.3.8.3. La technique des mesures extensométriques ........................................................................... 158


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5.3.8.4. Informations au sujet du suivi piézométrique de l’entreprise ................................................. 159

5.4. MÉTHODE DE DÉPOUILLEMENT DES MESURES ..................................................... 159 5.4.1. LES MESURES INCLINOMETRIQUES ................................................................................................... 159

5.4.1.1. Repères et notations ................................................................................................................ 160 5.4.1.2. Le dépouillement statistique.................................................................................................... 160 5.4.1.3. Les corrections de valeurs aberrantes .................................................................................... 161 5.4.1.4. Le calcul des déplacements ..................................................................................................... 164 5.4.1.5. Corrections apportées en fonction de la rotation des tubes ω ................................................ 164 5.4.1.6. Correction de l’erreur systématique et domaine d’incertitude ............................................... 169 5.4.1.7. Conclusion sur le dépouillement des mesures inclinométriques ............................................. 170

5.4.2. LES MESURES EXTENSOMETRIQUES.................................................................................................. 171 5.4.2.1. Principe du dépouillement des mesures à corde vibrante ....................................................... 171 5.4.2.2. L’analyse des mesures effectuées ............................................................................................ 172

5.5. LE COMPORTEMENT DE L’OUVRAGE ........................................................................ 173 5.5.1. LE SUIVI PIEZOMETRIQUE ET LES NIVEAUX DES DIFFERENTES NAPPES ............................................. 173 5.5.2. RESULTATS DES MESURES INCLINOMETRIQUES................................................................................ 181

5.5.2.1. La déformée de la paroi .......................................................................................................... 182 5.5.2.2. Les déplacements de la paroi .................................................................................................. 184 5.5.2.3. Le sol soutenu et le rideau d’ancrage ..................................................................................... 191

5.5.3. RECOUPEMENT DE LA TOPOGRAPHIE AVEC L’INCLINOMETRIE ......................................................... 192 5.5.4. LE SUIVI DES TIRANTS ...................................................................................................................... 194

5.5.4.1. Les efforts ................................................................................................................................ 194 5.5.4.2. Les moments fléchissants ........................................................................................................ 198

5.6. CONCLUSION....................................................................................................................... 200 5.6.1. LE FONCTIONNEMENT DES APPAREILLAGES ..................................................................................... 201

5.6.1.1. Inclinométrie ........................................................................................................................... 201 5.6.1.2. Topographie ............................................................................................................................ 202 5.6.1.3. Les extensomètres.................................................................................................................... 202 5.6.1.4. La piézométrie......................................................................................................................... 203

5.6.2. RESUME DU COMPORTEMENT DE L’OUVRAGE .................................................................................. 204 5.6.3. COMPARAISON AUX ETUDES ANTERIEURS........................................................................................ 205

5.6.3.1. Port de Calais et Quai d’Osaka (type français) ...................................................................... 205 5.6.3.2. Quais à Hambourg (type allemand) ........................................................................................ 210 5.6.3.3. Comparaison de la déformation « finale » des différents quais .............................................. 215

CHAPITRE 6 : MODÉLISATION EN ÉLÉMENTS FINIS DU PANNEAU INSTRUMENTÉ

6.1. INTRODUCTION .................................................................................................................. 217

6.2. LE MODULE DE CALCUL « CSNL »................................................................................ 218

6.3. MODÉLISATION NUMÉRIQUE DE L’OUVRAGE........................................................ 218 6.3.1. GEOMETRIE ET MAILLAGE................................................................................................................ 219 6.3.2. CONDITIONS AUX LIMITES................................................................................................................ 221 6.3.3. CARACTERISTIQUES GEOTECHNIQUES DU TERRAIN.......................................................................... 221 6.3.4. CARACTERISTIQUES MECANIQUES DES ELEMENTS DE STRUCTURE................................................... 223 6.3.5. PRISE EN COMPTE DU PHASAGE DE LA CONSTRUCTION..................................................................... 225 6.3.6. PRISE EN COMPTE DES VARIATIONS DE NAPPE.................................................................................. 227 6.3.7. AUTRES DONNEES IMPORTANTES ..................................................................................................... 229

6.4. LE DÉROULEMENT DES CALCULS : PROBLÈMES ET SOLUTIONS .................... 229 6.4.1. STABILITE DU PROCESSUS DE CONVERGENCE................................................................................... 229 6.4.2. DIFFERENTES VARIANTES DE CALCUL TESTEES................................................................................ 231

Sommaire __________________________________________________________________________________________

8

6.4.2.1. La modélisation des tirants ..................................................................................................... 231 6.4.2.2. L’influence de l’angle de dilatance ψ ..................................................................................... 232 6.4.2.3. La réduction des caractéristiques de résistance du remblai ................................................... 232

6.4.3. RESUME SUR LE DEROULEMENT DES CALCULS................................................................................. 232

6.5. RÉSULTATS DES CALCULS ............................................................................................. 233 6.5.1. LES SOLLICITATIONS SUR LA PAROI.................................................................................................. 233 6.5.2. DEPLACEMENTS DE LA PAROI........................................................................................................... 235 6.5.3. EFFORTS DANS LES TIRANTS ............................................................................................................ 240

6.6. CONCLUSION ET PERSPECTIVES ................................................................................. 242

CONCLUSION GÉNÉRALE .......................................................................................................... 245

RÉFÉRENCES .................................................................................................................................. 249

ANNEXES.......................................................................................................................................... 259

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It’s a capital mistake to theorise before one has data. Insensibly one begins to twist facts to suit theories,

instead of theories to twist facts.

Sherlock Holmes A Scandal in Bohemia


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Introduction L’exécution des excavations soutenues par des écrans pour l’aménagement de sous-sols d’immeubles, de voiries et de parkings souterrains ou encore d’ouvrages d’assainissement s’accompagne de déformations des terrains environnants. Ces défor-mations, qui peuvent causer des désordres dans le bâti et les réseaux avoisinants, doi-vent être appréhendées aussi précisément que possible au stade des projets, et contrô-lées soigneusement au cours de l’exécution des ouvrages et, idéalement, durant une certaine période après la mise en service de l’ouvrage. Deux approches ont été privilégiées jusqu’ici pour prévoir les déformations liées à l’exécution des ouvrages. L’approche empirique repose sur l’idée que le comportement d’un ouvrage donné de-vrait peu différer de ceux d’autres ouvrages construits dans des conditions voisines. Cette méthode a prouvé sa pertinence dans de nombreux champs de la géotechnique, en particulier dans le domaine des fondations. Dans le domaine des excavations, elle constitue la base de nombreux règlements de calculs à l’étranger (distributions d’efforts aux Etats-Unis et en Allemagne, déformations associées à la construction des ouvrages, aux Etats-Unis et au Japon) mais n’a pas été développée en France. L’approche par le calcul, fondée à l’origine sur des modèles très simplifiés, s’est pro-gressivement perfectionnée pour conduire aux méthodes numériques actuelles (élé-ments finis, différences finies) qui permettent de prendre en compte de multiples as-pects du problème. Cependant, malgré les efforts faits depuis les années 1970, ces mé-thodes se heurtent à deux obstacles principaux : d’une part, la difficulté d’identifier des lois représentatives du comportement des sols à l’échelle des massifs de sols et, d’autre part, l’absence de prise en compte des conditions réelles de construction des ouvrages (caractère trop fortement tridimensionnel, couplages de phénomènes multiples). Les résultats des calculs peuvent pour cette raison rester relativement éloignés des compor-tement d’ouvrages observés. Pour surmonter ces difficultés et assurer la pertinence des résultats des méthodes de calcul, il est nécessaire de constituer un référentiel solide en matière de comportement réel des ouvrages. Ce référentiel pourra servir à la définition de « comportements repè-

Introduction __________________________________________________________________________________________

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res » pour une certaine géométrie d’ouvrage, pour certaines conditions de terrain ou d’autres facteurs à identifier. Le travail réalisé dans le cadre de la présente thèse participe à cet objectif. Il est dé-coupé en trois parties. La première partie comprend une étude bibliographique sur le suivi du comportement d’écrans de soutènement. L’étude s’attache en particulier à rappeler les paramètres multiples qui influencent le comportement de la structure et de ses alentours, de façon à pouvoir interpréter le comportement d’ouvrages individuels dans le cadre plus géné-ral des « comportements repères ». On s’appuie sur les travaux synthétiques effectués depuis la fin des années 1960, qui étudient les paramètres influençant le comportement des écrans de soutènement selon des aspects variés. Les parallèles et les différences entre les approches sont discutés. En outre, on porte une attention particulière aux moyens de mise en œuvre pour acquérir les informations sur le comportement de l’ouvrage : surveillance et instrumentation de chantier. Le secteur de la construction en géotechnique est un domaine pour lequel une précision millimétrique n’est normale-ment pas exigée. Il en résulte que l’instrumentation, relativement fragile par rapport à son environnement, mesurant des grandeurs invisibles pour l’œil, est souvent considé-rée comme une gêne pour le déroulement des travaux. En même temps, il est bien évi-dent que, sans une telle instrumentation, l’amélioration des méthodes de calcul est im-possible. Dans la deuxième partie sont discutées les différentes sources d’information sur le comportement des écrans de soutènement. À côté des sources traditionnelles, comme les travaux de recherche publiés sous forme de rapport détaillé ou d’article récapitula-tif, il existe une autre voie, souvent jugée de faible intérêt d’un point de vue scientifi-que : les informations résultant des contrôles de chantier. Le nombre de chantiers sur-veillés à l’aide d’une instrumentation relativement légère est relativement important – sans que cet investissement soit valorisé au-delà du constat que « tout se passe bien » et souvent les données recueillies ne sont ni proprement stockées ni analysées. En coo-pération avec l’entreprise Solétanche-Bachy a été développée une méthodologie de recueil d’information qui repose sur la collaboration du personnel de chantier et des responsables des mesures, d’une part, et du personnel du bureau d’études et du labora-toire de recherche, d’autre part. Cette approche est développée et appliquée sur la base de cinq chantiers exemplaires, et la qualité de l’instrumentation rencontrée et des ré-sultats de mesures obtenus est discutée. Les résultats de mesures obtenus sont enfin exploités dans le cadre de l’enrichissement des comportements repères. L’étude mé-thodologique présentée dans le cadre de ce travail s’inscrit dans les principes définis par l’Eurocode 7, qui promeut la surveillance des chantiers et l’utilisation des résultats pour l’amélioration des connaissances sur le calcul et le comportement des ouvrages. La troisième partie est consacrée à une étude expérimentale et numérique du compor-tement d’un mur de quai en paroi moulée. Un panneau du nouveau port extérieur du Havre, appelé « Port 2000 », a été suivi de sa construction en décembre 2002 jusqu’à


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la fin des travaux principaux en septembre 2004. Par ailleurs, les mesures sont pour-suivies afin d’enregistrer le comportement de l’ouvrage en phase d’exploitation. Le caractère de l’instrumentation est à mi-chemin entre une instrumentation de contrôle et une instrumentation à but scientifique : compte tenu du fait que le maître d’ouvrage (Le Port Autonome du Havre) et l’entreprise (Solétanche-Bachy) ont souhaité tous les deux la mise en place d’une instrumentation, mais que l’intervention du laboratoire de recherche (LCPC) a été décidée relativement tard dans l’avancement du projet, l’instrumentation elle-même a dû rester relativement légère et ne correspond pas entiè-rement aux critères d’une instrumentation dont la motivation serait strictement scienti-fique. Malgré ces limitations initiales, le projet d’instrumentation a permis de rassem-bler, dépouiller et interpréter un grand nombre de données sur la déformation de la paroi moulée et du terrain soutenu, le comportement des tirants d’ancrage et les mou-vements de la nappe amont et aval. En parallèle, il a été possible de se rendre compte de tous les problèmes soulevés par une instrumentation et donc de mieux évaluer les efforts à faire pour obtenir des données de haute qualité. Une première exploitation des données est proposée sous forme d’une modélisation numérique par éléments finis à la fin de ce travail. La construction du mur de quai, avec les différentes phases de travaux et les mouvements de nappe, a été modélisée en utilisant un module en développement du progiciel CESAR-LCPC. Les calculs effectués ont servi à identifier quelques points faibles et permettent de mieux cibler les développements à réaliser pour la mise au point du module consacré aux problèmes de consolidation pour les matériaux à com-portement non-linéaire. En résumé, ce travail propose une démarche visant à établir, approfondir, guider et améliorer le recueil d’informations de la « pratique » vers la « théorie », en d’autres mots, à rapprocher la théorie et la pratique.

Introduction __________________________________________________________________________________________

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PARTIE I. ÉTUDE BIBLIOGRAPHIQUE

LE SUIVI DU COMPORTEMENT DES ECRANS DE SOUTENEMENT

Partie I. Étude bibliographique – Le suivi du comportement d’écrans de soutènement __________________________________________________________________________________________

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Chapitre 1 Les comportements repères – définition et identification 1.1. INTRODUCTION Le domaine d’utilisation des écrans de soutènement est très large. Il peut intéresser des ouvrages aussi variés que des soubassements d’immeubles, des parkings souterrains, des tranches de métro ou autres infrastructures enterrées ou encore des murs de quai. La construction du soutènement lui-même, le creusement de la fouille, l’installation des éléments d’appui et la gestion d’une éventuelle nappe phréatique présente dans le sol ont une influence importante sur l’état des contraintes dans les terrains avoisinants. Les modifications de l’état de contraintes conduisent à des déformations de la structure et du terrain avoisinant, et donc à des déplacements, tant horizontaux que verticaux, de la surface du sol soutenu. Malgré les nombreux développements conduits jusqu’à ce jour, la précision avec la-quelle on est aujourd’hui capable de prédire ces déplacements n’est pas satisfaisante. La raison est liée à la complexité du problème : l’écran de soutènement présente une des formes d’ouvrage les plus complexes de la géotechnique, pour laquelle, non seu-lement les appuis de la structure sont constitués par le sol, à l’instar des fondations, mais également le chargement est apporté par le sol (Delattre, 2001). Afin de pouvoir améliorer les méthodes de prévision, il convient donc d’observer ces structures et leurs alentours. Cette observation, et surtout la comparaison de nombreux cas différents, doit permettre d’établir une classification du comportement des ouvra-ges qui servira de référence pour les calculs numériques et permettra d’affiner les mé-thodes de calcul empiriques ou semi-empiriques. Une telle base de données, alimentée d’observations quantitatives et qualitatives sur le comportement d’écrans de soutènement, peut aussi permettre de définir des compor-tements ‘repères’, mettant à disposition un outil permettant à l’ingénieur chargé du dimensionnement ou de la construction d’un ouvrage de juger le comportement proba-ble de son ouvrage.

Chapitre 1. Les comportements repères – définition et identification __________________________________________________________________________________________

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Dans ce chapitre, on se propose dans un premier temps de définir l’idée de ces com-portements ‘repères’. Ensuite sont rappelés brièvement les différents types d’écrans de soutènement puis sont présentés les facteurs influençant le comportement des ouvra-ges. Cette partie intègre une recherche bibliographique et présente quelques études empiriques qui démontrent l’influence de chaque facteur d’influence. La dernière par-tie récapitule ces études synthétiques, toutes plus ou moins inspirées de l’étude initiale de Peck (1969a), qui analysent des expériences faites sur le comportement d’écrans de soutènement dans des cas particuliers (limités à une région ou à une ville, par exem-ple) ou assez généraux. 1.2. LES COMPORTEMENTS REPÈRES 1.2.1. Définition L’Eurocode 7 mentionne à plusieurs reprises l’importance de la référence aux études antérieures. Il indique par exemple qu’il « convient de vérifier les résultats des calculs par rapport à des expériences comparables » (EC 7-1, 2004, 2.1(7)), ou, pour l’évaluation des paramètres géotechniques, et notamment la « raideur du sol » (3.3.7(2)), il recommande d’analyser le comportement observé d’ouvrages antérieurs, « chaque fois que c’est possible ». Concernant les déplacements d’ouvrages de soutè-nement, il est indiqué qu’une « estimation prudente […] du déplacement des ouvrages de soutènement et de leurs effets sur les structures et équipements qu’ils supportent, doit toujours être faite à partir d’expériences comparables ». Ces idées ne sont certainement pas particulièrement novatrices, mais le fait qu’elles soient reprises dans un texte normatif souligne l’importance – et aussi la pertinence – du sujet. Dans cet esprit, l’ensemble du chapitre 4 de l’Eurocode 7-1 (2004) est consa-cré à la surveillance de l’exécution des travaux, et il est recommandé de « conserver les documents du projet et les enregistrements » pour une période de 10 ans minimum. Le principe des « comportements repères » d’ouvrages se comprend dans l’esprit des recommandations de cette nouvelle norme européenne. La notion de « comportement repère » décrit une qualité d’un objet examiné qui peut servir d’exemple pour un deuxième objet étudié possédant des propriétés comparables à celles de l’objet initial. Dans le cadre de la mécanique des sols, cet « objet » peut être un sol ou, dans un sens plus large, une structure géotechnique. Les propriétés comparables peuvent donc, à une petite échelle, être relatives aux particules du sol ou, à une grande échelle, concer-ner la géométrie de l’ouvrage, par exemple. Le caractère comparable de deux objets peut s’appuyer sur l’analyse de la morphologie de ces objets (« anatomie comparée ») et être validé sur la base de l’observation d’un grand nombre de cas. Pour le domaine de la géotechnique, la notion de comportement repère peut s’appliquer à trois ensembles d’objets :

• les essais en laboratoire, • les essais en place, • les ouvrages réels.


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Les deux premiers participent par exemple à l’identification de l’influence du rema-niement du sol, en permettant d’apprécier les résultats d’un nouvel essai par rapport à l’état du sol en place. De telles analyses sont difficiles à développer, par manque d’information suffisante sur l’état réel du sol, mais il existe des approches, comme par exemple celle proposée par Biarez et al. (1997, 1998), qui seront brièvement discutés ci-après. Pour les ouvrages réels, l’identification des comportements repères est au moins aussi délicate que pour les essais. D’abord les objets étudiés et suffisamment documentés sont relativement rares et ensuite les paramètres jouant un rôle sont très nombreux. 1.2.2. L’idée de comportement repère appliquée aux essais géotechniques Pour donner un exemple de l’idée des « comportements repères », on peut donc citer les travaux de Biarez et al. (1997, 1998), qui ont consacré diverses études à la défini-tion d’une analogie du comportement des sables et des argiles « remaniées » valable en petites et en grandes déformations. Ces travaux ont été gouvernés par l’idée de trouver un moyen de décrire les terrains naturels non remaniés ayant des propriétés très com-plexes en s’appuyant sur des résultats d’essais obtenus pour des sols remaniés et des particules « avec ou sans colle »1. L’un des objectifs de ces travaux était de trouver un moyen de décrire le comporte-ment des terrains du tunnel sous la Manche, constitués de « sols durs et de roches ten-dres », des matériaux qui, selon leur teneur en CaCO3 (carbonate de calcium), passent des argiles aux marnes et aux craies. L’approche suivie consistait à examiner des sa-bles sans « colle », des sables avec « colle » (un coulis d’injection) mais aussi différen-tes argiles. Biarez et al. ont montré comment une colle peut modifier le comportement des grains sans colle. L’étude du rôle des coulis d’injection dans les sables a montré que le coulis change de nombreux aspects de la loi de comportement d’un sable et ne peut pas être réduit à la seule création d’une cohésion. L’analyse de plus de cent essais triaxiaux a conduit à sélectionner des « comportements repères ». Ils ont servi par exemple de bases de comparaison pour un nouvel essai, afin de chercher si la différence par rapport aux essais précédents venait d’une difficulté expérimentale identifiable ou d’une particularité du sol étudié. 1.2.3. L’application aux ouvrages Vis à vis des ouvrages réels, et particulièrement pour les écrans de soutènement, l’idée des « comportements repères » est montrée d’une manière abstraite à l’aide de la fi-gure 1.1. D’une part, pour une géométrie donnée (par exemple : fouille circulaire, fouille rectangulaire, écran linéaire), les comportements peuvent être comparés selon différents aspects : les caractéristiques de la paroi, la nature du sol, le système des ap-puis ou la profondeur de la fiche de l’écran, pour ne citer que les exemples donnés sur la figure. Ce cheminement est représenté par les lignes horizontales du graphique. D’autre part, en se déplaçant cette fois dans le sens vertical, on peut imaginer partir

1 Biarez utilise le mot « colle » pour décrire les matériaux créant un lien mécanique entre des particules, sans spécifier la catégorie. Par exemple, pour les matériaux granulaires naturels, la colle décrit les grains fins cohé-sifs, pour un béton, c’est le coulis de ciment.


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des mêmes conditions de construction ou d’environnement et établir des corrélations pour différentes géométries.

paroi sol appuis fiche

géométrie 1

géométrie 2

géométrie 3

Figure 1.1. La philosophie des comportements repères : un modèle abstrait. The philosophy of the ‘reference behaviour’ : an abstract model.

Le but de cette approche est d’établir un catalogue de références, qui permettent à l’ingénieur d’identifier des « antécédents » qui peuvent lui servir à estimer le compor-tement de « son » ouvrage à dimensionner, en dehors de l’expérience personnelle. Globalement, une telle méthode empirique permet de quantifier les principaux phéno-mènes en jeu et d’en fixer les bornes. Elle est donc utile pour évaluer une solution cal-culée par ailleurs, notamment pour ce qui concerne les déformations, qui sont encore mal approchées par les outils de calcul. En phase d’exécution d’ouvrage, elle permet de fixer les seuils des comportements normalement attendus et constitue donc un outil utile à la conduite de chantiers sensibles. Notamment, elle s’inscrit naturellement dans le cadre de la « méthode observationnelle », dite aussi de « dimensionnement interac-tif » (Delattre et Marten, 2003). Il doit être clairement dit qu’une estimation du comportement réel d’un écran de sou-tènement à l’aide d’un catalogue de comportements repères ne peut pas remplacer un calcul. Dans tous les cas, le dimensionnement d’une structure doit principalement res-pecter les conditions de stabilité. 1.2.4. Où sont les problèmes ? A priori, l’idée des comportements repères appliquée aux écrans de soutènement n’est pas nouvelle : il existe un certain nombre d’études synthétiques locales, régionales ou globales qui rassemblent de l’expérience acquise dans des projets instrumentés (voir chapitre 1.6).


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Une caractéristique commune à toutes ces bases de données est qu’elles ne sont ni ma-nipulables ni extensibles : elles existent sous forme de publications et la base d’origine n’est habituellement pas publique. Comme elles sont alimentées par des données ex-traites de publications, la précision de l’information qu’elles donnent peut être limitée. Moormann (2004) souligne que l’évaluation du comportement des écrans de soutène-ments sur la base d’études empiriques présente des déficiences non négligeables. Tout d’abord, le comportement de tout projet d’excavation dépend d’un nombre important de facteurs. Il est donc peu probable de déterminer des relations linéaires entre un seul paramètre d’influence et la déformation mesurée. Par ailleurs, chaque ouvrage connaît des différences par rapport au projet initial pour des facteurs d’ordre humain ou tech-niques (choix ou incidents en phase chantier, …). Bien qu’elles ne soient pas toujours évoquées dans les rapports des études empiriques et qu’elles puissent être difficilement quantifiables, ces différences peuvent être pertinentes pour l’analyse du comportement mesuré. L’une des problématiques rarement évoquées est liée à la langue. A priori, l’auteur d’une base de données ne peut prendre en compte que les études publiées dans une langue qu’il sait parler et l’étude est souvent limitée à sa langue maternelle et à l’anglais. Les cas français, par exemple, sont pour cette raison sous-représentés dans ces bases. 1.3. RAPPEL SUR LES ÉCRANS DE SOUTÈNEMENT 1.3.1. Les types d’écrans de soutènement La notion « d’écran de soutènement » couvre l’ensemble des structures servant à rete-nir un massif de sol autour d’une excavation à l’aide d’éléments de matériaux résis-tants à la poussée des terres. Dans la définition de l’Eurocode (EC 7-1, 2004), un « ou-vrage de soutènement » retient des terrains (sols, roches ou remblais) et/ou de l’eau. Le matériau est retenu par l’ouvrage s’il est « maintenu à une pente plus raide que celle qu’il adopterait éventuellement si aucun ouvrage n’était présent ». Les trois types d’ouvrages couverts par la norme sont les murs-poids, les rideaux et les ouvrages de soutènement composites. Dans le travail présent, la notion « d’écrans de soutène-ment » se réfère principalement aux « rideaux ». Les méthodes les plus anciennes – à part de creuser au sein d’une pente non-stabilisée – se servaient de maçonnerie et de bois (Delattre, 2000). Aujourd’hui, ces techniques sont devenues très rares et les matériaux choisis consistent principalement en béton et en acier. En France, les méthodes conventionnelles utilisées pour les écrans de soutènement sont :

• les parois berlinoises, faisant appel à des éléments de structure verticaux, gé-néralement des profilés métalliques H, mis en place préalablement à l’excavation, entre lesquelles on dispose, à l’avancement de l’excavation, des madriers horizontaux ou des plaques en béton de blindage du terrain ;


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• les parois composites (dérivées des « berlinoises »), comportant souvent des pieux (ou même des micropieux) comme éléments verticaux et, par exemple, du béton projeté sur des treillis soudés comme éléments horizontaux ;

• les rideaux de palplanches, utilisés principalement en présence d’eau ; • les parois moulées, faisant appel à un pré-soutènement à la boue, remplacé par

du béton (armé ou non) ; • les parois préfabriquées, partant du même principe que les parois moulées

mais avec une boue contenant du ciment : dans cette suspension sont posés des panneaux préfabriqués (ou des palplanches) ;

• les parois constituées de pieux sécants ou de pieux jointifs ; • le clouage, nouvelle technique remplaçant parfois les parois berlinoises : au

fur et à mesure de l’excavation, le terrain est « fermé » à l’aide de béton pro-jeté, retenu par un maillage de clous (classiquement des barres passives en acier) battus ou installés dans des forages et scellés dans le terrain avec du ciment ;

• les techniques de mélange en place de sol ou de ciment, notamment le « jet-grouting », réalisé par injection à haute pression du coulis de ciment, de façon radiale autour d’un trou de forage qui constitue ainsi l’axe d’une colonne de terrain mélangé au coulis de ciment.

Pour les excavations profondes, des écrans de haute rigidité (parois moulées et parois de pieux sécants) sont habituellement utilisées. En France, la technique des parois moulées a progressivement marginalisé l’utilisation des pieux (Guilloux et Kastner, 1995), contrairement à l’Allemagne où les deux méthodes coexistent. Parmi les tech-niques appliquées en Allemagne, Schmidt et Seitz (1998) mentionnent aussi les « écrans d’éléments », une méthode comparable au clouage qui fait appel à des tirants précontraints, fixés sur une plaque rectangulaire constituant une surface de distribution de l’effort de précontrainte. Les parois ne sont pas forcément verticales, mais légère-ment inclinées, et la technique d’excavation travaille habituellement avec des risber-mes (cette technique est voisine de celle des « voiles envers » utilisée en France pour la stabilisation de sites montagneux en talus). Les auteurs citent par ailleurs trois mé-thodes : la Terre Armée (une technique initialement développée en France), les murs renforcés par géotextiles (selon le même principe que la Terre Armée) et la méthode dite « de biologie de l’ingénieur », qui se sert de l’augmentation de la stabilité d’un talus que peuvent conférer les racines des plantes. Ces dernières méthodes ne sont tou-tefois pas appliquées au soutènement des excavations. Schnell (1995) présente aussi l’application de la méthode de congélation du sol pour réaliser des soutènements. L’avantage de cette méthode est qu’elle n’est pas invasive, mais elle nécessite une im-portante dépense d’énergie et n’est donc pas économique si elle est utilisée pour des grandes surfaces. On notera que cette méthode peut être utilisée pour traiter les défauts d’étanchéité d’écrans classiques. Habituellement, le soutènement comprend non seulement l’écran lui-même mais aussi un système d’appuis. Dans le cas général, les appuis sont constitués, d’une part, par le sol dans la partie en fiche de l’écran et, d’autre part, par des ancrages vers l’arrière ou des butons devant l’écran.


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Une méthode de construction particulière d’ouvrages en excavation est l’excavation « en taupe » 2 : elle consiste à mettre en place le soutènement périmétral de la fouille, généralement un écran rigide de type paroi moulée ou pieux sécants, et à butonner de haut en bas ce soutènement, au fur et à mesure de la progression de l’excavation, à l’aide d’éléments de structure de la construction souterraine (généralement des plan-chers). Cette méthode permet de construire les niveaux supérieurs sans attendre que les niveaux inférieurs soient réalisés. 1.3.2. Les méthodes de calcul Les modèles de calcul cités par exemple par l’Eurocode 7-1 (2004) sont les modèles analytiques, semi-empiriques ou numériques. S’il n’existe pas de modèle de calcul fiable pour un état limite particulier, on peut aussi se servir d’essais de chargement ou de la méthode observationnelle. Le choix de la méthode reste alors assez libre. Delattre (2001) distingue cinq familles de méthodes de calcul des écrans de soutène-ment :

• les méthodes dites « classiques », faisant appel à des calculs analytiques de la poussée et de la butée des terres,

• la méthode du coefficient de réaction, prenant en compte une certaine interac-tion sol-structure,

• la méthode des éléments finis, développée à partir des années 1970, • les méthodes empiriques et semi-empiriques, s’appuyant sur un référentiel qui

tient compte du comportement observé des ouvrages, • les méthodes de calcul de l’état limite ultime, fondées sur des théories de plas-

ticité. Classiquement, le calcul des écrans de soutènement vise d’abord à l’estimation de leur stabilité. Pour les ordres de grandeur des déplacements, par contre, seules les méthodes de calcul du coefficient de réaction et des éléments finis permettent une estimation. Les méthodes classiques de dimensionnement, empiriques ou semi-empiriques, ne le permettent pas, mais il existe quelques approches empiriques traitant de la question des déplacements. Ces études seront présentées plus tard dans ce chapitre. On ne présente ici que les approches françaises et allemandes, telles qu’elles sont ac-tuellement appliquées au quotidien. Pour plus de détails, notamment sur les origines de ces méthodes et des autres approches de calcul, on peut se référer par exemple à Delat-tre (1999), qui en donne une bonne vue générale, ou à Simpson et Powrie (2001), qui partent plutôt d’un point de vue anglo-saxon. L’évolution des méthodes semi-empiriques (dont la méthode allemande) est décrite de façon plus détaillée par Delattre et Marten (2003). En France, la méthode du coefficient de réaction a été utilisée à partir des années 1970 et elle a été relativement vite intégrée dans des logiciels spécialisés (Delattre, 2001). Le succès de cette méthode, particulièrement en France, peut être expliqué entre autres 2 Cette technique est appelée ‘top-down’ en anglais, et ‘Deckelbauweise’ en allemand (Deckel = couvercle).


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par le développement du pressiomètre Ménard, qui a connu une large diffusion dans ce pays. Les résultats de l’essai pressiométrique sont utilisés pour déterminer le coeffi-cient de réaction horizontal du sol, kh. La méthode de calcul aux coefficients de réaction permet de déterminer les efforts et déformations dans un écran de soutènement fiché dans le sol, aux différentes phases des travaux et d’exploitation. La méthode repose sur une modélisation simplifiée de l’action du sol sur l’écran : cette action est réduite, en chaque point de l’écran, à gau-che et à droite, à une pression horizontale, liée au déplacement du niveau considéré par une loi de réaction. Les lois de réaction utilisées, couramment mais abusivement dési-gnées par le terme de « lois élastoplastiques », sont des lois de mobilisation linéaire avec paliers de poussée et de butée, dont le domaine pseudo-élastique est caractérisé par le coefficient de réaction kh (Delattre et al., 2000). L’un des défauts de cette mé-thode est la difficulté de déterminer le coefficient de réaction, qui n’est pas un paramè-tre intrinsèque du sol mais dépend non seulement de la nature du sol mais aussi de la géométrie de l’écran et du système de support, entre autres. Des propositions pour sa détermination ont été faites par Balay (1984), Monnet (1994), Schmitt (1995, 1998) et Simon (1995) pour ne citer que les principaux contributeurs. En Allemagne, la méthode du coefficient de réaction est rarement appliquée dans l’ingénierie quotidienne. La méthode de calcul utilisée habituellement pour le dimen-sionnement des écrans de soutènement est de type semi-empirique. La poussée est cal-culée analytiquement d’après la norme DIN 4085 (1987)3, qui s’appuie sur les règles classiques de Coulomb et Rankine. S’il est probable que les mouvements du soutène-ment attendus n’atteindront pas les mouvements nécessaires pour activer l’état limite de la poussée (paroi rigide, tirants pré-contraints), la norme DIN se réfère aux recom-mandations de l’EAB4 (1994) et demande la prise en compte d’une « poussée majo-rée »5. Dans un deuxième temps, la poussée est « redistribuée » selon le type de soutè-nement et les conditions d’appui. La figure 1.2 montre la redistribution de la poussée pour des écrans continus, c’est à dire des rideaux de palplanches, des parois moulées ou des parois de pieux forés (qui, contrairement aux parois berlinoises, forment tous un écran continu en fiche). Ces diagrammes ont été établis à l’aide de nombreuses données expérimentales, provenant à l’origine principalement de chantiers de métro. À côté de l’EAB, il existe d’autres recommandations nationales, par exemple l’EAU (1996) relatif aux ouvrages de rives, ainsi que des recommandations locales (par exemple les « Stadtbahn-Richtlinien » à Francfort-sur-le-Main). Une fois les sollicita-tions déterminées, les efforts dans l’écran sont calculés en considérant l’écran comme une poutre, appuyée d’une part sur la butée et d’autre part sur les appuis. Lors de ces calculs, il est possible de considérer la partie en fiche comme un système appuyé sur des ressorts, à l’instar de la méthode du coefficient de réaction.

3 Une pré-norme DIN-V 4085-100 (1996) prenant en compte les règles des Eurocodes est en phase d’essai. Elle n’est pratiquement pas appliquée au quotidien, mais les principes sont enseignés dans les universités. DIN = Deutsche Industrie-Norm (Norme allemande de l’industrie) 4 Empfehlungen des Arbeitskreises ‚Baugruben’ (recommandations du groupe de travail « excavations ») 5 En allemand : ‘erhöhter aktiver Erddruck’.


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a) appui à hk ≤ 0,1·H´ b) appui à 0,1·H´ < hk ≤ 0,2·H´ c) appui à 0,2·H´ < hk ≤ 0,3·H´

EB 70-1 : 1 appui (distribution pour b) eho : ehu ≥ 1,2 et pour c) eho : ehu ≥ 1,5)

a) appuis situés en haut b) appuis centrés c) appuis situés en bas

EB 70-2 : 2 appuis (distribution pour a) eho : ehu ≥ 1,5 et pour c) eho : ehu ≥ 2,0)

a) trois appuis b) quatre appuis c) cinq appuis

EB 70-3 : 3 appuis ou plus (distribution eho : ehu ≥ 2,0)

Figure 1.2. Figures de redistribution pour des rideaux de palplanches et des parois en béton cou-lé en place données par les règles EAB (3ème édition, 1994). Pressure redistribution recommended as by EAB (3rd edition, 1994) for rigid walls. Les notions signifient : eh = poussée horizontale, « e » étant la notation pour « Erddruck » en allemand eho, ehu = poussées maximale et minimale, « o » = oben (haut) et « u » = unten (bas) H = profondeur de la fouille H´= hauteur de la poussée effective jusqu’au point d’intersection obtenu par la diffé-rence « poussée moins butée effective » u = partie de H´en dessous du fond de la fouille hk = niveau de l’appui ze = point d’application de la force résultante de la poussée La flèche pointillée en fiche symbolise la résultante de la butée effective.


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Dans la pratique courante, des calculs numériques en éléments finis sont rarement ef-fectués pour les écrans de soutènement. La méthode est appliquée pour des cas très particuliers, par exemple pour une géométrie complexe qui demande un examen plus détaillé impossible avec les méthodes courantes. Les modélisations tridimensionnelles sont encore plus rares et sont faites plutôt dans le cadre de travaux de recherche (ana-lyse à rebours). L’un des principaux désavantages de la méthode des éléments finis est la lourdeur de sa mise en œuvre : la construction d’un maillage prenant en compte toutes les couches de sol et la détermination de nombreux paramètres géotechniques souvent mal (ou pas) connus présentent des difficultés qui contrebalancent l’avantage de pouvoir librement modéliser des géométries compliquées. 1.3.3. L’effet d’une excavation sur son environnement Avant de décrire les paramètres qui influencent le comportement d’un écran de soutè-nement, il convient d’abord de définir ce qu’est « le comportement de l’écran » ou en-core « l’effet d’une excavation sur son environnent » et ce que l’on peut en observer ? Un écran de soutènement commence à influencer son environnement dès son installa-tion. À part le fait que la mise en place ou simplement la présence de la structure mo-difie l’état de contrainte dans le sol, les méthodes d’installation de l’écran et de ses appuis jouent aussi un rôle important : par exemple, le vibrofonçage de palplanches a un autre effet que leur battage, la qualité de la boue de forage des parois moulées a un effet sur le « cake »6 et sur la pénétration de la boue dans le sol, et le forage de tirants d’ancrage influence le terrain jusqu’à une distance importante derrière la paroi. Un écran peut avoir aussi un effet sur le régime de la nappe phréatique : dans une zone d’écoulement, il peut interrompre le flux d’eau souterrain comme le ferait un barrage. Enfin, le terrassement de la fouille entraîne un mouvement de l’écran d’une intensité plus ou moins importante suivant la profondeur (en fonction des étapes de construc-tion, de la présence d’appuis et bien sûr des conditions du terrain). Ces déplacements sont principalement horizontaux, mais ils s’accompagnent d’un tassement du terrain derrière l’écran et d’un soulèvement du fond de la fouille. Habituellement, ce sont les tassements en arrière qui posent le plus de problèmes car ils peuvent provoquer des tassements différentiels des bâtiments avoisinants et un endommagement de leur struc-ture. Le rabattement éventuel de la nappe accentue ces tassements. Comme nous l’avons déjà noté, le calcul prévisionnel de ces effets n’est pas pleine-ment satisfaisant et la solution retenue actuellement consiste à dimensionner un écran relativement rigide avec des facteurs de sécurité élevés. Une instrumentation est géné-ralement installée pour suivre le comportement de l’écran et de son environnement et s’assurer que les effets restent à une échelle acceptable ainsi que pour accumuler de l’expérience sur le comportement réel de ce type d’ouvrages.

6 Le « cake » est la couche quasi-imperméable qui se forme sur les parois intérieures d’une tranchée de paroi moulée lors de l’excavation sous boue et qui augmente donc la stabilité extérieure (en allemand : Filterkuchen).


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Classiquement, l’instrumentation doit décrire les aspects « cinématiques » d’un ou-vrage qui, dans les modèles abstraits de dimensionnement, est traité plutôt par les ou-tils de la « statique » (par exemple, à l’aide d’un système de poutre et ressorts, sans éléments mobiles). D’un autre côté on mesure les efforts activés dans ou par la pré-sence de cet ouvrage. Pour observer l’influence de la construction d’un ouvrage sur son environnement, on peut mesurer :

• les déplacements et la déformée de l’écran lui-même, • les tassements du sol en arrière et les mouvements des structures voisines, • le soulèvement du fond de fouille en avant, • les contraintes dans le terrain (sol et eau), • les efforts dans les appuis.

D’habitude, l’instrumentation mise en place dans et autour de l’ouvrage permet de me-surer ponctuellement son comportement lors des étapes significatives de la construc-tion, souvent caractérisées par la profondeur de la fouille ou le niveau d’une éventuelle nappe phréatique. Dans un deuxième temps, lors d’une analyse plus détaillée, le comportement peut être interprété en fonction des facteurs plus secondaires qui influencent l’ensemble sol-écran observé. Il est intéressant de noter que, selon le pays, le centre d’intérêt du suivi est différent : en Europe, on privilégie classiquement les mesures de la déformée de l’écran et des efforts dans les appuis, tandis que sur les autres continents dominent plus souvent les mesures du comportement du terrain ou des structures voisines. Par exemple, Peck (1969a) pour les Etats-Unis, Moh et Chin (1995) pour les pays de l’Asie du Sud-Est, Sugimoto et Tanaka (1995) pour le Japon, Ketkar et Varadarajulu (1995) pour l’Inde, Negro et Leite (1995) pour le Brésil et Day et Schwartz (1995) pour l’Afrique du Sud rapportent d’une manière relativement concordante que, dans leurs pays ou régions, le but de l’instrumentation lors de l’exécution d’une excavation est principalement le suivi des alentours (terrain et structures) et que le suivi de l’écran et de ses appuis est du deuxième ordre. Dans la majorité des cas, les tassements du terrain sont suivis jus-qu’à une distance x = H derrière l’écran (H désignant la profondeur finale de la fouille) et les bâtiments du voisinage sont observés d’une manière assez systématique. En Europe, malgré l’intérêt souligné de suivre d’une façon précise l’évolution de pos-sibles dommages sur des bâtiments autour de la fouille, l’attention est portée en pre-mier lieu sur l’écran et ses appuis : dans un premier temps, on s’intéresse plus à la cause et moins à l’effet. Ceci est rapporté par exemple pour la France par Guilloux et Kastner (1995), pour l’Allemagne par Weißenbach et Kempfert (1995) et pour le Royaume-Uni par Simpson (1995). 1.4. LES PARAMÈTRES EN JEU Si l’on s’intéresse de façon générale au comportement des écrans de soutènement, la bibliographie devient vite très vaste. Les publications faites sur le sujet couvrent le


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comportement de l’ouvrage, de quelques parties de la structure ou plus généralement de l’interaction sol-structure, de l’instrumentation mise en place ou bien des méthodes de calcul prévisionnel ou a posteriori. L’étude bibliographique menée n’est pas exhaustive, mais elle couvre les aspects prin-cipaux qui ont été étudiés ces dernières années. Les références sont choisies pour illus-trer les principaux facteurs d’influence identifiés. La présentation faite par la suite pro-cède en traitant successivement de chacun de ces facteurs d’influence, en dépit du fait qu’ils ne sont généralement pas indépendants. La figure 1.3 résume les symboles souvent utilisés lors des analyses. Le « comporte-ment » de l’ouvrage est dans la majorité des cas réduit à l’expression des déplacements δh (déplacement horizontal de l’écran) et δv (déplacement vertical du terrain amont).

δv(x)

δvmax

x

x(δvmax)

z

δhmax

δh(z)

h1

h2

h3

H

t

z(δhmax)

espacement vertical moyen des appuis :

hmoy = Σ(hi) / N

δv(x)

δvmax

x

x(δvmax)

z

δhmax

δh(z)

h1

h2

h3

H

t

z(δhmax)


hmoy = Σ(hi) / N

δv(x)

δvmax

x

x(δvmax)

z

δhmax

δh(z)

h1

h2

h3

H

t

z(δhmax)


hmoy = Σ(hi) / N

H :

t :

hi :

δhmax :

δvmax :

N :

profondeur finale de la fouille

fiche de l’écran

espacement vertical des appuis

déplacement horizontal maximal

tassement maximal à la surface

nombre de lits d’appuis

Figure 1.3. Définition de symboles souvent utilisés lors des études d’écrans de soutènement. Definition of the symbols often used in the analysis of retaining walls.

1.4.1. Le terrain

1.4.1.1. La nature du sol

L’un de paramètres les plus importants pour le comportement d’un soutènement est la nature du terrain. Le type de sol, la stratification, les caractéristiques anisotropes du matériau et l’état des contraintes in-situ sont des facteurs primordiaux. Pour des rai-sons de simplification et d’efficacité, les approches empiriques ne peuvent pas tenir compte en détail de tous ces paramètres, mais se contentent généralement de caractéri-ser le type de sol prédominant. La première approche détaillée de la question des déformations des ouvrages est due à Peck (1969a) qui a établi, sur la base de la compilation de résultats de mesures (parois berlinoises et rideaux de palplanches, butonnés et ancrés), des diagrammes de tasse-ment provoqués par la réalisation d’excavations dans différentes catégories de terrains (figure 1.4). D’après le diagramme, les tassements varient entre δv/H < 1% pour la zone I (sable et argiles molles à raides), et δv/H > 2% pour la zone III (argiles très molles à molles jus-qu’à une profondeur importante). Dans des sols mous à très mous, la distance horizon-tale d’influence des tassements derrière la paroi peut atteindre quatre fois la profon-deur de la fouille tandis que, dans du sable ou de l’argile molle à raide, la distance jus-


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qu’à laquelle se fait sentir l’influence des tassements est plutôt limitée à 2·H. Dans le cadre de cette étude, Peck (1969a) a par ailleurs introduit l’indice de stabilité Nb = (γH)/cu (avec cu = cohésion non drainée) en tant que critère de classification des zones. Nc est le facteur de portance utilisé pour calculer le coefficient de sécurité vis-à-vis du soulèvement du fond de fouille (voir chapitre 1.4.2.4).

Zone I Excavations dans les sables et dans les argiles molles à raides, conduite des travaux de qualité moyenne

Zone II Excavations dans les argiles très molles à molles, la couche d’argile ayant une extension limitée sous le niveau de la fouille ou étant limitée par une couche d’argile plus raide (Nb < Nc).

Zone III Excavations dans les argiles très molles à molles, la couche d’argile molle ayant une grande épaisseur sous le niveau du fond de la fouille (Nb > Nc). Nb = (γH)/cu Nc = facteur de portance

Figure 1.4. Tassements dus aux excavations (Peck, 1969a). Settlement behind excavations, according to Peck, 1969a.

Les travaux de Peck (1969a) ont initié d’autres études (voir aussi le tableau 1.1). Glo-balement, tous les auteurs considèrent le type de sol comme le critère déterminant vis-à-vis de l’ordre de grandeur et de la forme des déformations. Le rôle des autres fac-teurs est alors étudié en distinguant les types de sol, afin de séparer les facteurs d’influence. La classification des différentes catégories de terrains peut être raffinée en cinq groupes (d’après Moormann, 2002) :

• les sols cohérents de consistance très molle à molle (cu < 75 kPa), • les sols cohérents de consistance plutôt raide ( cu > 75 kPa), • les sols pulvérulents, • les sols « stratifiés » ou « mixtes », • les terrains rocheux.

Dans le cas où le terrain comprend plusieurs horizons de nature différente, le type de sol rencontré dans la zone en fiche de l’écran est retenu pour la classification de l’ouvrage. Un sol est caractérisé comme « stratifié » ou « mixte », si, sur toute la hau-teur de l’écran, aucun type de sol ne peut être identifié comme dominant (> 60%). Un rôle important peut aussi être joué par l’amélioration des sols en place. Masuda (1996) développe une méthode semi-empirique pour la détermination des déplace-ments horizontaux des écrans de soutènement dans de tels cas de figure. L’améliora-


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tion du sol (jet-grouting ou injection) est intégrée au calcul du facteur décrivant la rigi-dité du système sous forme de coefficient majorateur.

1.4.1.2. Les effets de l’eau

Généralement, dans le cas d’excavations pour lesquelles un pompage assure la mise hors d’eau de la fouille, les effets de l’eau peuvent se manifester de deux façons :

• pour les écrans encastrés dans une couche quasi-imperméable et interceptant les arrivées d’eau, c’est principalement la pression de l’eau derrière l’écran qui est en jeu,

• si le pied de l’écran s’arrête dans une couche perméable, l’écoulement d’eau qui s’établit autour du pied a des effets multiples. En amont, il augmente les contraintes effectives et provoque une consolidation des terrains. En aval, ce mouvement de l’eau diminue les efforts résistants de la butée et donc la capa-cité d’appui par le sol et peut être à l’origine d’instabilités hydrauliques (bou-lance, renard).

Les effets de l’eau sont déterminants pour le comportement des ouvrages. Néanmoins, les synthèses réalisées (tableau 1.1) n’en font pas un facteur d’influence prépondérant et en conséquence les approches empiriques se comprennent dans la majorité des cas sans les mouvements initiés par des changements de la nappe phréatique. 1.4.2. Les paramètres liés à l’écran et l’excavation

1.4.2.1. Le type d’écran

Les trois facteurs profondeur-sol-écran sont très fortement liés et le comportement de l’écran est souvent exprimé graphiquement en fonction de ces trois paramètres. Pour les parois planes, la référence au « type d’écran » est souvent remplacée par la référence à la rigidité (produit d’inertie EI) voire par la référence à la « rigidité du sys-tème », qui prend en compte le produit EI de l’écran, la profondeur en fiche et l’espacement vertical des appuis (voir aussi le chapitre 1.4.2.5). Lorsque la paroi n’est pas plane, par exemple dans le cas d’une paroi moulée ayant des panneaux en forme de T, la référence au produit d’inertie ne suffit plus. Ce type d’écran ne peut en effet pas être classé comme paroi moulée plane, ni comme mur poids, car le poids du sol emprisonné entre les contreforts est transféré à la structure par frottement – un effet s’opposant à la traction à laquelle les sections sont soumises du fait de la flexion de la paroi. Des exemples de parois moulées en T se trouvent dans la littérature française, par exemple chez Lavisse (1993), qui présente l’excavation de la bibliothèque de France, ou chez Delattre et al. (2003).

1.4.2.2. La hauteur libre de l’écran

La « hauteur libre » décrit d’une part la profondeur de la fouille (ou de l’étape d’excavation) devant l’écran, mais aussi le niveau d’un éventuel remblai en arrière par rapport au fond de la fouille devant l’écran.


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Décrit de façon sommaire, le terrassement devant l’écran enlève une partie de l’appui de l’écran sur le sol. La différence des sollicitations exercées par le sol de part et d’autre de l’écran augmente avec l’avancement du terrassement. Cette différence est compensée par des éléments d’appui artificiels, mais la mobilisation de ces appuis né-cessite un certain déplacement et, d’autre part, il reste la perte du poids vertical stabili-sant le fond de la fouille. Le déchargement devant l’écran entraîne des déplacements horizontaux, qui sont à priori plus importants que ceux initiés par un éventuel charge-ment derrière l’écran. Quasiment toutes les études (voir aussi le tableau 1.1) mettent en relation les déplace-ments horizontaux de l’écran δh et les tassements du sol en arrière δv avec la profon-deur du fond de la fouille H. Les relations mettent en évidence que, plus l’excavation est profonde, plus les déformations que l’on peut attendre sont importantes. Cette ten-dance s’observe pour un écran lors de l’avancement des travaux de terrassement, mais aussi en comparant le comportement à l’état final de différents écrans. Moormann (2002, 2004), qui a établi une base de données de plus de 530 cas instru-mentés et publiés autour du monde, trouve une dispersion assez importante lorsqu’il représente les déplacements maximaux en fonction de la profondeur H de la fouille (figure 1.5). Pourtant, malgré cette dispersion, la tendance montre une augmentation des déplacements avec la profondeur pour chaque type de sol. Toutefois, cette obser-vation n’est pas partagée par Duncan et Bentler (1998), qui trouvent, pour les cas qu’ils ont sélectionnés, que la dispersion est tellement importante que l’on ne peut constater l’effet de la profondeur. Il faut par ailleurs noter que l’évolution dans le sec-teur des écrans de soutènement promeut largement l’utilisation des écrans rigides (pa-rois moulées : 1962-1975, 31% / 1976-1989, 40% / 1990-1998, 53%, d’après Duncan et Bentler, 1998). Les déplacements des écrans diminuent donc aussi avec l’année de construction de l’ouvrage.

1.4.2.3. La fiche de l’écran

La profondeur de l’encastrement dans le terrain joue un rôle important vis-à-vis de la stabilité de l’ouvrage. Plus la fiche est profonde, plus les coefficients de sécurité vis-à-vis du défaut de la fiche et du soulèvement du fond de fouille sont élevés (Remarque : les méthodes classiques (voir chapitre 1.4.2.4) de Terzaghi (1943) ou de Bjerrum et Eide (1956) pour la détermination du coefficient de sécurité vis-à-vis du soulèvement du fond de fouille, qui sont utilisés par exemple par Mana et Clough (1981) pour l’estimation des déplacements (figure 1.6), ne prennent pas en considération la fiche). L’influence de la profondeur de la fiche sur le comportement de l’ouvrage n’est pas clairement établie à ce jour. Moormann (2002, 2004), qui étudie les déplacements rela-tifs δh

max/H pour des sols argileux en fonction de la fiche relative t/H, observe que la profondeur de la fiche n’a pas d’influence primordiale sur les déformations. Au contraire, dans leur résumé d’une étude du comportement de huit excavations dans des argiles à Chicago, Gill et Lukas (1990) soulignent l’importance de la fiche, principa-lement parce que, dans des conditions de terrain relativement mauvaises, un encastre-ment profond dans des sols rigides peut réduire nettement les déformations d’un sou-tènement. Le deuxième aspect souligné par Gill et Lukas concerne l’espacement verti-cal des appuis et donc la rigidité du système (voir aussi les chapitres 1.4.2.5 et 1.4.3.3).


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Figure 1.5. Synthèse de la déformation de l’écran par rapport à la profondeur de l’excavation

(Moormann, 2002). Synopsis of horizontal wall deformation versus excavation depth (Moormann, 2002).


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1.4.2.4. Le soulèvement du fond de fouille

Le premier diagramme mettant en relation les déplacements de l’écran avec le coeffi-cient de sécurité vis-à-vis du soulèvement de fond de fouille (pour des écrans butonnés dans des sols argileux) a été proposé par Clough et al. (1979) et fut ensuite repris et amélioré par d’autres auteurs (figure 1.6).

Figure 1.6. Diagramme pour l’estimation des déplacements en fonction de la profondeur de la

fouille et du coefficient de sécurité vis-à-vis du soulèvement de fond de fouille pour des écrans butonnés dans de l’argile (Mana et Clough, 1981). Diagram for displacement evaluation depending on excavation depth and security against basal heave for braced excavations in clay (Mana & Clough, 1981).

Mana et Clough (1981) se réfèrent à la méthode de Terzaghi (1943) pour la détermina-tion du facteur de sécurité, en indiquant que ce facteur n’est pas totalement correct au niveau des détails mais qu’il constitue un indice satisfaisant pour la plupart des sols. La figure 1.7 rappelle la façon dont le facteur est calculé et donne aussi la méthode proposée par Bjerrum et Eide (1956). Mana et Clough (1981) soulignent la bonne qualité des données utilisées pour établir le diagramme proposé par Clough et al. (1979), en précisant que seuls ont été considé-rés des cas pour lesquels la conduite de travaux était satisfaisante et les mouvements principalement initiés par l’excavation elle-même. Ceci signifie que l’influence d’un rabattement de nappe, d’une consolidation des terrains avoisinants ou de pieux forés dans la fouille est exclue. Les types de paroi considérés sont des rideaux de palplan-ches et des parois berlinoises, soutenus par des butons. La phase où l’ouvrage est sim-plement encastré n’est pas prise en compte, non plus. En tout, 130 cas ont été réperto-riés, mais seulement 11 choisis pour l’étude finale.


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(a) (b)

Figure 1.7. Deux méthodes de calcul du coefficient de sécurité vis-à-vis du soulèvement du fond de fouille : (a) d’après Terzaghi (1943) et (b) d’après Bjerrum et Eide (1956). Two possibilities for calculating the safety factor against basal heave: (a) after Ter-zaghi (1943), and (b) after Bjerrum & Eide (1956).

Sur cette base, complétée par des calculs paramétriques menés par la méthode des éléments finis, Mana et Clough (1981) font apparaître que, tant que le facteur de sécu-rité Fsff reste supérieur à 1,4 à 1,5, les déplacements latéraux de l’ouvrage restent fai-bles, de l’ordre de 0,5 % de la hauteur de l’ouvrage. Ils montrent que, si Fsff est infé-rieur à 1,5, par contre, les déplacements latéraux de l’ouvrage deviennent importants. En ce qui concerne les tassements du sol soutenu, Mana et Clough (1981) observent que leur amplitude est généralement comprise entre 50 % et 100 % de l’amplitude des déplacements latéraux du soutènement et que, à l’extrême, le diagramme présenté sur la figure 1.6. est valable pour les deux directions de déplacement. L’applicabilité de cette méthode au cas des sols argileux mous est confirmée par les observations de Moormann (2002).

1.4.2.5. La rigidité de l’écran et du système écran-appuis

Dans la littérature existent plusieurs propositions pour définir la rigidité d’un écran de soutènement. Outre la rigidité en flexion de l’écran EI, souvent utilisée par son loga-rithme

EIlnK1 = ,

l’expression proposée par Rowe (1952) pour tenir compte de la profondeur H de la fouille, est souvent utilisée :

⎟⎟⎠

⎞⎜⎜⎝

⎛=

EIHlgK

4

2 .


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Clough et al. (1989) ainsi que Clough et O’Rourke (1990), d’après une proposition de Goldberg et al. (1976) introduisent l’approche de la rigidité du système écran-appuis dans l’expression de K par le biais de la distance moyenne des appuis hmoy (voir figure 1.3). Grâce à l’introduction du poids volumique de l’eau γw, l’expression est adimen-sionnelle :

( )4moyw

3 hEIK

γ= .

Addenbrooke (1994, voir aussi Addenbrooke et al., 2000) reprend la méthode de Rowe (1952), remplace la profondeur de la fouille par la distance entre les appuis et intro-duit, suite à une étude numérique, la puissance 5 au lieu de la puissance 4 pour la dis-tance entre appuis :

( )⎥⎥⎦

⎤

⎢⎢⎣

⎡=

EIh

lgK5

moy4 .

Cette expression est définie de telle sorte que, d’après l’étude numérique, des excava-tions ayant le même indice de « flexibilité du déplacement » K4 subissent des dépla-cements du même ordre de grandeur. La figure 1.8, proposée initialement par Clough et al. (1989), reprend les études de Mana et Clough (1981, figure. 1.6) pour des sols argileux. D’après ce diagramme, pour des écrans de relativement faible rigidité (par exemple, des rideaux de palplanches), les déformations horizontales peuvent atteindre dh

max/H ≤ 2% pour un coefficient de sécurité de Fssf = 1,4 vis-à-vis du soulèvement du fond de fouille. Pour des écrans rigi-des (par exemple des parois moulées), pour le même coefficient de sécurité, les défor-mations restent limitées à dh

max/H ≤ 0,5%. Dans ces conditions de sol (argiles molles), l’influence de la rigidité du système gagne en importance à partir d’un coefficient de sécurité de Fsff = 1,5. Clough et O’Rourke (1990) concluent leur analyse en observant que, dans le cas d’excavations creusées dans des sols sableux, des argiles raides ou des roches altérées, la rigidité du système joue un rôle insignifiant. Par contre, dans des sols constitués principalement par de l’argile molle, la déformabilité est gouvernée par la rigidité du système et la sécurité vis-à-vis du soulèvement du fond de fouille. Il faut noter que le diagramme n’intègre pas le part de déformation que connaît l’écran avant l’installation des appuis, notamment lorsque l’écran travaille en console. Outre l’influence de la distance moyenne des appuis, qui est prise en compte de façon simplifiée, O’Rourke (1981) constate, pour une étude menée à Washington D.C. (sa-bles et argiles raides), que la rigidité de la section de la paroi joue un rôle secondaire vis-à-vis des déformations par rapport à l’influence beaucoup plus importante qui a été observée pour la hauteur de l’écran non-appuyé en dessous du lit inférieur de butons (voir aussi les chapitres 1.4.2.6 et 1.4.3.3).


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Figure 1.8. Déformations liées aux excavations dans des argiles molles (dans Clough et

O’Rourke, 1990, d’après Clough et al., 1989). Wall displacements in soft clay (Clough et O’Rourke, 1990, after Clough et al., 1989).

L’étude de Moormann (2002, 2004), mais aussi les résultats observés par Long (2001), mettent en question l’influence de la rigidité du système sur les déformations. Les deux auteurs constatent, en décrivant le résultat comme « inattendu », que l’analyse de leurs bases de données vis-à-vis des indices de rigidité K3 et K4 ne confirme ni les ob-servations de Clough et al. (1989, figure 1.8, à part une tendance vague à l’augmentation du déplacement pour Fsff < 1,5) ni celles d’Addenbrooke (1994). Moormann (2004) résume l’aspect économique et technique qui dérive de ce constat (entièrement empirique) : une augmentation de la rigidité du système ne mène pas for-cément à une diminution des déplacements. Deux explications sont proposées : d’une part, il apparaît que d’autres facteurs, comme par exemple l’influence de l’eau, de sur-charges voisines, la séquence de mise en place des appuis ou la conduite des travaux, ont une influence bien plus significative. D’autre part, il est possible que la rigidité des systèmes de soutènement ait atteint un tel niveau ces dernières années, que les faibles déformations qui en résultent soient peu affectés par une augmentation supplémentaire de la rigidité.

1.4.2.6. Les phases de travaux

Les phases de travaux décrivent principalement l’avancement successif de la construc-tion de l’écran, de l’excavation et de la mise en place des appuis. Lors d’un projet d’instrumentation, il est important de documenter l’état du chantier pour chaque date de mesure. Ceci comprend non seulement la profondeur de la fouille, mais aussi le niveau de la nappe phréatique, la situation aux alentours du panneau instrumenté (sol-licitation ? bermes ? effets tridimensionnels ?) et notamment la température, surtout si l’ouvrage a été étayé par des butons. L’importance de noter les niveaux du terrain lors de l’installation des appuis (et les surprofondeurs éventuelles) est également soulignée dans les chapitres 1.4.3.3 et 1.4.4.4.


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Si plusieurs éléments de la structure ou du terrain sont suivis, il convient d’effectuer toutes les mesures dans la même journée, du moins sous des mêmes conditions exté-rieures. Les interruptions éventuelles de l’avancement du chantier doivent être notées, non seu-lement dans les carnets du chantier, mais aussi vis-à-vis de l’instrumentation, notam-ment pour que l’on puisse prendre en considération des effets de temps (voir chapitre 1.4.4.1). Dans le même contexte, il convient de documenter les événements inattendus, ou les situations météorologiques particulières. Un exemple de la façon dont la méthode d’excavation peut influencer le comportement du soutènement est donné par Marten et Bourgeois (2005). L’instrumentation d’une fouille circulaire dans des argiles a relevé que l’ouvrage cylindrique, qui à priori de-vrait être soumis à des déformations symétriques, se déplace d’une façon visiblement antisymétrique. Cette observation s’explique par le fait qu’en cours d’excavation une plate-forme supportant la pelle mécanique qui réalise l’excavation a été laissée en place sur un côté de la fouille. Pendant que les parties de la paroi moulée dégagées montrent un déplacement vers la fouille, du côté de la benne, la paroi s’enfonce dans le terrain (voir chapitre 4.2.4). Sans connaissance de tels détails, le comportement d’un panneau instrumenté, qui représente dans la majorité des cas une partie assez isolée de l’écran entier, peut facilement être mal interprété. Pour la prévision du comportement, le phasage des travaux constitue un paramètre dif-ficile à prendre en compte, car il est rarement connu en détail en avance (à part les ni-veaux de terrassement pour la mise en place des appuis).

1.4.2.7. L’installation de l’écran

Selon le type d’écran, l’installation peut avoir une influence plus ou moins importante sur l’état des contraintes dans le terrain, c’est à dire sur les forces qui vont solliciter ou/et soutenir le soutènement lors de l’excavation. Les vibrations causées par l’installation des palplanches, par exemple, peuvent donner lieu à des tassements assez importants autour l’écran. Il est donc possible qu’une partie des tassements maximaux mesurés ne soit pas due à l’excavation mais à des vibrations antérieures. Des observa-tions comparables peuvent être faites dans le cas des parois moulées. Le creusement de la tranchée peut se traduire par un tassement des alentours. Poh et al. (2001) expliquent ainsi que l’excavation de la tranchée provoque des déformations horizontales de ses parois qui, de leur côté, entraînent des tassements du terrain avoisinant. Le bétonnage de la paroi moulée peut réduire nettement les déplacements horizontaux, par contre les déplacements verticaux ne sont quasiment pas concernés (l’effet de soulèvement dû au bétonnage est minime). Dans ce contexte, il est important de savoir quand l’instrumentation pour le suivi des tassements a été mise en place (et en marche), afin de pouvoir distinguer les déplacements initiés par la construction de la paroi de ceux causés par l’excavation, et pour connaître les tassements totaux. O’Rourke (1981) donne un autre exemple intéressant de l’influence de la méthode d’installation du soutènement : un puit de grand diamètre dans des argiles pour lequel 50% à 70% des déformations étaient associés à la méthode de construction. Son instal-lation est comparable à l’exécution d’un tunnel : les travaux commencent par une ex-


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cavation dans laquelle sont mis en place des cintres en acier servant de revêtement dé-finitif. Les déplacements étaient dus à la pénétration d’argile en dessous du revêtement après chaque étape d’excavation et au comblement de l’espace laissé vide entre le re-vêtement et le massif de sol.

1.4.2.8. Le tassement de l’écran

Généralement, afin de garantir la stabilité de l’écran, l’équilibre des efforts verticaux doit être vérifié. Malgré ces calculs, il est possible que l’écran s’enfonce dans le sol, surtout dans des sols plastiques (Clough et O’Rourke, 1990). Ce mouvement n’est pas facilement observable, mais peut être à l’origine de déformations horizontales ou de tassements du terrain supplémentaires.

1.4.2.9. L’enlèvement d’un soutènement temporaire

L’enlèvement des éléments verticaux de parois berlinoises ou de rideaux de palplan-ches laisse vide le volume précédemment occupé par les profilés et le sol qui leur est adhérent. Ces vides peuvent être à l’origine d’un tassement du sol adjacent. Si les élé-ments sont retirés par vibrage, les vibrations peuvent elles-mêmes être la cause de tas-sements supplémentaires. Cette question n’est pas abordée dans les publications et, en conséquence, on ne dispose pas de mesures permettant quantifier ce phénomène.

1.4.2.10. La géométrie de l’excavation

Le volume de l’excavation ne paraît pas avoir d’influence sur le comportement de l’ouvrage. Les diagrammes présentés par Moormann (2004) ne montrent pas de corrél-ation. Un rôle important peut par contre être joué par la géométrie du terrain laissé en place dans l’excavation lors du terrassement (voir chapitres 1.4.2.6 et 1.4.3.5). La géométrie de l’excavation a une influence sur le comportement de ses soutènements dans la mesure où ils s’influencent entre-eux :

• pour une fouille circulaire, les éléments du soutènement s’appuient l’un sur l’autre sur toute leur longueur,

• pour une fouille rectangulaire étroite ou une tranchée ouverte ou couverte, les deux écrans se font face et peuvent interagir de plusieurs manières, par exem-ple à travers de butons, s’ils sont butonnés,

• pour les fouilles plus quelconques l’interaction entre les différentes parties du soutènement peut être le fait de raccordements d’angles, de liernes, butons et autres systèmes de report d’efforts.

Lors d’un projet d’instrumentation, il est donc important de considérer la géométrie de l’excavation dans la mesure où la section instrumentée est susceptible de se comporter différemment en fonction sa localisation : par exemple, dans une fouille rectangulaire, les coins subissent une déformation moins importante que les parties centrales.


39

1.4.3. Système d’appuis 1.4.3.1. Le type d’appuis

D’après Moormann (2002, 2004), le type d’appui n’a pas d’influence perceptible sur les déformations d’un écran, seule la méthode d’excavation en taupe, tendant à mon-trer des déplacements plus faibles. La figure 1.9 résume le comportement des 536 cas étudiés par Moormann et donne la déformation rapportée à la profondeur de l’excavation en fonction du type d’appui. À première vue, on observe des déforma-tions élevées principalement pour les systèmes butonnés, mais une analyse plus précise montre que les rideaux de palplanches (indépendamment du système d’appui) sont pratiquement les seuls à se déplacer de plus de 1%. Le rôle joué par le type d’écran et l’influence du système d’appui ne peuvent donc pas être dissociés. Une autre réflexion est soulevée par Yoo (2001) qui suppose, après avoir constaté des déplacements plus faibles pour les systèmes ancrés que pour les systèmes butonnés, que cette observation n’est pas liée à la rigidité du système d’appui, mais plutôt à la méthode et à la séquence d’installation. Pour des systèmes ancrés, la méthode de pose des tirants ne permet pas une sur-excavation en dessous du niveau prévu, tandis qu’une telle sur-excavation est davantage possible pour des systèmes butonnés. Ainsi pour les tirants, le risque d’une influence du facteur humain (voir aussi chapitre 1.4.4.4) est réduit, pour ce qui concerne la sur-excavation. Une influence importante vis-à-vis des tassements peut être due aux scellements des tirants. Une injection trop importante (ou la « perte ») de coulis peut entraîner un sou-lèvement du terrain au-dessus de la zone du scellement. Une longueur insuffisante de tirants peut, pour sa part, causer un effet de « gabion », où toute la zone ancrée com-mence à se déplacer plus ou moins « en bloc ». Ce dernier effet, particulièrement diffi-cile à maîtriser dans les argiles surconsolidées, peut être assez dangereux et devrait être évité par une longueur assez importante et une inclinaison limitée des tirants. Un phénomène intéressant peut être observé dans le cas de rideaux ancrés à des corps morts (barres d’acier attachées à un contre-rideau disposé à une certaine distance der-rière le soutènement). L’installation de ces barres et du contre-rideau (par exemple en palplanches) se fait à l’abri d’un terrassement « en amont », c’est à dire derrière le sou-tènement. Ensuite, lors de l’installation du système d’ancrage, l’espace derrière l’écran est rempli par un remblai de sable. Dans ces systèmes, l’effet de l’ouvrage est transmis non seulement au rideau en arrière, mais également dans les terrains remblayés par frottement (Delattre et al., 1999). Généralement, ce système est utilisé pour des ouvra-ges de soutènement définitifs, par exemple des murs de quai.

1.4.3.2. La précontrainte

L’influence de la précontrainte des appuis sur les déformations de l’ouvrage est évo-quée par Puller (1996) dans le cas de butons. Il indique qu’une précontrainte peut ré-duire les déplacements de l’écran de façon significative. O’Rourke (1981) explique l’intérêt de la précontrainte en analysant le système de fixation des butons. Ainsi, au niveau du buton, les déplacements de l’écran sont dus à la compression de l’interface entre le buton et l’écran, au comportement de la lierne et aux déformations élastiques


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du buton même. En conséquence, la raideur effective de l’appui peut être inférieure à sa raideur idéale. Les mesures qu’il a effectuées montrent que la raideur effective aug-mente avec la précontrainte. O’Rourke (1981) préconise une valeur de précontrainte de 50% de l’effort de service estimé. En même temps, il indique qu’une valeur excessive de précontrainte donnée à l’appui peut localement conduire à augmenter les efforts de poussée jusqu’à des valeurs supérieures aux valeurs de dimensionnement.

Figure 1.9. Diagramme de synthèse de la déformation rapportée à la profondeur de l’excavation

en fonction du type d’appui (Moormann, 2002). Overview of relative horizontal deformation δ/H in function of the support type (Moormann, 2002).

La précontrainte des tirants a les mêmes effets de réduction des déplacements que la précontrainte des butons. Pour cette raison, l’utilisation de tirants non-précontraints est devenue assez rare. Des cas pour lesquels l’utilisation de tirants peut augmenter des déformations (notamment des déformations verticales du terrain soutenu) sont décrits dans le chapitre 1.4.3.1. Une précontrainte excessive peut également initier des tasse-ments du terrain, dus à un quasi-arrachement du scellement lors de l’excavation pen-


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dant l’augmentation supplémentaire de la traction. Normalement, ce risque est réduit par les essais sur place d’arrachement des tirants.

1.4.3.3. L’espacement vertical entre les appuis et « la densité d’appuis »

L’espacement entre les niveaux d’appuis joue un rôle vis-à-vis de la rigidité du sys-tème (voir 1.4.2.5). Pourtant, plusieurs auteurs soulignent qu’un autre aspect est encore plus déterminant pour le comportement de l’écran : la hauteur libre de l’excavation en dessous du lit inférieur d’appuis, et le temps écoulé entre le moment où l’excavation a atteint le niveau prévu et le moment où l’appui a été installé. Ces facteurs redoublent d’importance lorsque l’appui n’est pas installé au moment prévu et que le terrassement continue avant que l’appui n’ait été mis en place. Ceci peut arriver assez fréquemment dans le cas des écrans butonnés (moins pour les tirants, qui doivent être installés à l’aide d’une foreuse), pour des raisons multiples liées souvent aux délais du chantier. L’observation a posteriori de l’ouvrage ne permet pas de déceler que des appuis ont été déposés avec retard et seule l’analyse critique de la séquence d’installation dévoile que la profondeur sans support a été plus grande pendant un certain temps. Som (1995) a étudié ces derniers aspects en relation avec le tassement observé derrière la paroi mou-lée d’une section de test du métro de Calcutta (construite dans des argiles limoneuses). Il constate que les tassements augmentent à peu près linéairement jusqu’à une distance de 4 m entre les appuis et que, au-delà de 4 m, ils augmentent bien plus rapidement. O’Rourke (1981) a fait une étude comparable pour des excavations réalisées dans du sable et des argiles raides à Washington D.C., il en conclut que l’excavation en des-sous du lit inférieur de butons ne doit pas excéder 5,50 m. L’espacement horizontal entre appuis joue également un rôle important dans le com-portement du soutènement, puisqu’il contrôle le taux de déconfinement autorisé par le mouvement en partie libre du soutènement. Ce facteur n’est toutefois jamais pris en compte dans les synthèses proposées par les différents auteurs. On pourrait imaginer d’introduire des facteurs décrivant, d’une part, la densité d’appuis FD et, d’autre part, l’intensité FI des appuis :

horD dH

nF⋅∆

= [1/m²]

et

DI FL

EAF ⋅= [kPa/m] ,

où n désigne le nombre de lits d’appuis, ∆H la profondeur de la fouille, dhor l’espacement horizontal des appuis, E le module d’Young, A la surface de la section d’appui et L la longueur de l’appui. Ce dernier facteur prend donc en compte la rigidité en traction de l’appui par mètre.

1.4.3.4. L’enlèvement des appuis

L’enlèvement des appuis peut causer des déformations supplémentaires s’ils sont enle-vés avant que, par exemple, le radier de fond (ou plafond intermédiaire) soit correc-tement en place.


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1.4.3.5. L’utilisation de bermes

Une berme est une masse de sol laissée en place devant l’écran lors d’un terrassement. Par exemple, en dessous du lit inférieur d’appuis, le terrassement d’une fouille peut continuer au centre de l’excavation afin de permettre le passage d’engins du chantier. Le poids d’une berme augmente les contraintes devant l’écran et peut réduire, d’après Puller (1996), les déplacements latéraux de 50% pendant qu’elle est en place. Ainsi, les déplacements finals seront également réduits. Daly et Powrie (2001) soulignent l’aspect « court terme » de cette méthode de stabili-sation. Ces auteurs proposent une approche de calcul (non drainée, en déformations planes) et constatent que, d’après leurs analyses (qui comprennent aussi des essais en centrifugeuse), pour des conditions non drainées à court-terme, l’utilisation de bermes augmente plus efficacement la stabilité d’un écran de soutènement que la prolongation de la fiche. En ce qui concerne les déplacements mesurés pour des fouilles construites à l’aide de bermes, O’Rourke (1981), et Clough et O’Rourke (1990) soulignent l’effet du temps, surtout dans les argiles molles. Ils indiquent qu’au cours du temps, à cause des effets de la consolidation et du fluage, par exemple, la stabilité de la berme se réduit progres-sivement, ce qui conduit à une augmentation des déplacements de l’écran et des efforts dans les appuis inférieurs.

1.4.3.6. L’installation d’un radier de fond

Un radier de fond peut être installé à différents moments du projet. Dans le cas d’un radier d’étanchéité (mis en place par exemple par injection), ce dernier est générale-ment installé juste après la construction des parois. Lors de l’excavation, il sert donc d’appui en profondeur de l’écran. S’il s’agit de la fondation de l’ouvrage à construire à l’intérieur de la fouille, le radier est mis en place après que l’excavation a atteint le fond de fouille et il travaille comme un appui supplémentaire limitant efficacement les déplacements au niveau du fond de fouille, surtout lors des phases d’enlèvement de butons. Le même effet stabilisant est atteint par une semelle installée sous l’eau. Un tel usage a été effectué à une grande échelle pour les ouvrages construits à Potsdamer Platz à Berlin (Schran, 2003 ; Trian-tafyllidis, 1998 ; Triantafyllidis et al.,1998). 1.4.4. Autres facteurs influençant le comportement d’un écran de soutènement

1.4.4.1. L’effet du temps

L’effet du temps concerne surtout les sols fins cohérents, pour lesquels la consolida-tion entraîne une augmentation des déplacements avec le temps. Deux échelles de temps doivent être prises en compte. Premièrement, un effet du temps en phase de construction, qui se manifeste sur la durée des travaux (par exemple l’excavation ou la mise en place des appuis) et, deuxièmement, le comportement à long-terme d’une structure définitive (comme c’est le cas, par exemple, pour un mur de quai). Le comportement à long-terme d’un écran de soutènement est assez difficile à suivre. Quelques publications décrivent le suivi des contraintes derrière des soutènements dé-finitifs, voir, par exemple, Symons et Carder (1991) ou Uchida et al. (1995).


43

Le suivi des déformations à long-terme de ces ouvrages n’est par contre pas documen-té. Ce manque d’informations sur le comportement à long terme peut avoir des raisons multiples mais, généralement, les instrumentations auscultées manuellement ne sont plus accessibles après la fin des travaux. Mais l’utilisation d’une instrumentation entiè-rement automatique n’est pas encore très répandue, notamment en raison de coûts non négligeables. Pour le métro de Calcutta, construit par la méthode traditionnelle de la fouille couverte après terrassement complet (« cut and cover ») dans des argiles, Som (1995) présente un tableau résumant les tassements de bâtiments en fonction du temps jusqu’à l’arrivée au fond de fouille et ensuite jusqu’à la construction du radier et du plafond. En résumé, il résulte de ces mesures que si, par exemple, la construction de la structure finale dure 100 jours après l’excavation, les tassements supplémentaires atteignent 30% des tas-sements dus à l’excavation même. Si, par contre, la construction de la couverture prend 250 jours, les tassements supplémentaires croissent jusqu’à 60% des tassements précédents. Cette évolution montre clairement l’importance d’un avancement rapide des travaux pour ces conditions de chantier. Mana et Clough (1981) analysent le comportement en fonction du temps d’une exca-vation dans des argiles molles de San Francisco. La vitesse du déplacement journalier est regardée en fonction du temps, à une profondeur constante de la fouille. Deux phé-nomènes sont constatés : la vitesse de déplacement journalier diminue presque linéai-rement avec le temps (l’observation dure du premier au cinquantième jour), et tendan-ciellement, cette vitesse est d’autant plus importante que le facteur de sécurité du sou-lèvement du fond de fouille est faible.

1.4.4.2. Température

Trois modes d’influence de la température peuvent être distingués. Premièrement, dans le cas d’une excavation butonnée avec des profilés en acier, la température joue un rôle important vis-à-vis des efforts dans les butons. L’intensité de cette influence dépend de la nature et de la géométrie du butonnage (matériau, profil, protection) et de la rigidité de l’écran. Plus le système est rigide, plus les contraintes supplémentaires dans les butons peuvent être importantes. Bien évidemment, des bu-tons en bois ont un autre comportement que des butons en acier. Pour ces derniers, des observations ont montré qu’un simple peinture blanche avec par exemple de la chaux peut réduire l’influence du soleil de moitié (Besler, 1994 d’après Weißenbach, 1992). Deuxièmement, l’écran lui-même peut être sensible au rayonnement du soleil. Des parties à l’ombre peuvent avoir un comportement différent de celui des parties enso-leillées. Plus généralement, on peut aussi observer un effet saisonnier. Walter et Taral-lo (1985), par exemple, présentent le cas d’une fouille circulaire pour laquelle le suivi au cours de plusieurs mois a mis en évidence un tel effet, dont l’amplitude était d’environ 8 mm au sommet de la paroi. Troisièmement, on peut signaler l’importance des déformations hygrothermiques du béton, par exemple le refroidissement et le retrait d’une poutre de couronnement (aussi observé par Walter et Tarallo, 1985).


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1.4.4.3. Le voisinage du soutènement

L’influence du voisinage du site et de l’ouvrage peut jouer un rôle important et n’est pas toujours facile à prévoir. La présence de bâtiments ou installations, leur distance, leur profondeur et leur sensibilité est encore assez facile à déterminer et leur influence sur la stabilité de l’écran fait en tout cas partie du dimensionnement. Des facteurs moins faciles à prendre en compte sont liés à l’organisation du chantier, par exemple à la localisation des zones de stockage des matériaux, qui ne sont pas forcément connues lors de la préparation de l’avant-projet. Habituellement, le stockage des matériaux n’est pas un facteur critique pour la stabilité, mais la surcharge peut causer des défor-mations supplémentaires. O’Rourke (1981) explique que, dans certains cas, les mouvements dus à ce qu’il ap-pelle la « préparation du site » excèdent les déplacements dus à l’excavation elle-même. Il distingue (1) la relocalisation d’installations, qui peut être primordiale no-tamment dans un site urbain où une excavation est réalisée à proximité par exemple de conduites de gaz ou d’eau, (2) le rabattement de la nappe phréatique, discuté au chapi-tre 1.4.1.2, (3) la construction de l’écran, discutée au chapitre 1.4.2.7 et (4) l’installation de fondations profondes. Les travaux de Potsdamer Platz à Berlin dans les années 1990 ont donné lieu à des ins-trumentations très intéressantes. La majorité des excavations a été effectuée sous l’eau, suivie par le bétonnage d’un radier de fond, également sous l’eau. Ce radier a dû être ancré verticalement afin de résister aux pressions d’eau sur sa face inférieure. Trianta-fyllidis (1998) observe que l’installation de ces pieux d’ancrage au sein de l’excavation (étape de construction II) a provoqué des déformations de l’écran qui étaient bien plus importantes que celles causées par le terrassement sous l’eau (étape I) et le pompage de l’eau à l’intérieur de la fouille (étape III). Triantafyllidis (1998) ré-sume que le forage ou vibrofonçage de pieux à côté de soutènements mène à une perte temporaire de la résistance du sol, initiée entre autre par une augmentation de la pres-sion interstitielle.

1.4.4.4. Conduite des travaux

Dans la littérature anglo-saxonne, la conduite des travaux est souvent appelée « workmanship ». Son influence peu quantifiable sur le comportement d’une excava-tion est déjà mentionnée par Peck (1969a). D’après Mana et Clough (1981) sont liés à la conduite de travaux les déplacements dus à :

• des connexions mal faites entre des éléments de l’écran ou des appuis, • l’ouverture de caissons à proximité de l’écran, • un rabattement de nappe mal géré ou excessif, • une excavation trop importante en dessous du lit inférieur d’appuis, • le stockage de surcharges à côté de l’écran, • des délais excessifs dans l’installation des appuis.


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Il n’est pratiquement pas possible de prendre en compte ces facteurs lors du dimen-sionnement, sauf par l’intermédiaire de facteurs de sécurité très conservateurs.

1.4.4.5. Défauts de la structure

Certains défauts de la structure – rarement évoqués dans les publications pour des rai-sons multiples – peuvent avoir une influence importante sur son comportement. Sou-vent, d’ailleurs, ces défauts ne peuvent être détectés que par l’analyse des résultats des mesures. Som (1995) donne un exemple qui a été observé lors de la construction du métro de Calcutta. Les tassements de trois immeubles adjacents à la tranchée de métro mon-traient des valeurs élevées de δmax/H, comprises entre 1,31 et 2,75, et nettement plus fortes que celles observées dans les autres sections (0,55 < δmax/H < 0,80). L’examen de la paroi moulée a montré l’ouverture d’un joint entre deux panneaux de paroi mou-lée, avec des arrivées d’eau entraînant une perte de sol derrière l’écran.

1.4.4.6. La reconnaissance des sols

Les facteurs cités dans les chapitres précédents sont des paramètres influençant de fa-çon directe le comportement d’un écran de soutènement. En ce qui concerne les carac-téristiques du sol (voir chapitre 1.4.1.1), il est également intéressant de caractériser l’étude de reconnaissance des sols à l’origine de ces paramètres. Cette étude se com-pose souvent d’une campagne de reconnaissance comprenant des sondages en place et des essais en laboratoire, réalisée en complément d’études antérieures effectuées sur des sites voisins. La qualité de cette reconnaissance des sols a un effet direct sur la per-tinence du choix des paramètres géotechniques, ainsi que sur le dimensionnement et enfin le comportement de l’écran de soutènement. Une proposition pour caractériser cette reconnaissance par un « indice de sondage » est présenté en annexe 1.a.

1.5. LE RAPPORT DES DÉFORMATIONS HORIZONTALES ET VERTICALES Plusieurs auteurs ont traité la question des tassements, notamment Peck (1969a), Gold-berg et al. (1976) et par exemple Ou et al. (1993). Les schémas de Peck ont déjà été présentés dans le chapitre précédent. Dans la suite, on se concentre sur les études assez récentes de Clough et O’Rourke (1990) et Hsieh et Ou (1998). Globalement, on peut distinguer deux profils types de déformation du sol et du soutè-nement, le « profil convexe, en tympan » et le « profil concave ». La forme convexe s’établit dans le cas où l’essentiel de la déformation de l’écran se développe lors de la première phase d’excavation (et pour tous les écrans travaillant en console), l’augmentation de la déformation restant relativement petite pendant les phases suivan-tes. La déformée de l’écran diminue avec la profondeur et s’annule en fiche (figure 1.10a). Par contre, si les déformations sont limitées en tête de l’écran au moyen d’un appui et se manifestent plutôt dans sa partie inférieure lors de l’avancement des tra-vaux, le profil des tassements tend à prendre une forme concave (figure 1.10b). La figure 1.10c présente, pour les deux modes de déformation de l’écran, une défini-tion de la surface A des zones influencées par les déplacements horizontaux. La sur-


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face Ac est déterminée comme le maximum des deux composantes possibles Ac1 et Ac2, c’est à dire que Ac = max (Ac1, Ac2).

x

ztype tympan (convexe)

H

t

déformationde l’écran travaillant en console

x

ztype tympan (convexe)

H

t

H

t

déformationde l’écran travaillant en console

x

ztype concave

H

t

déformationde l’écran

tenu en tête

x

ztype concave

H

t

H

t

déformationde l’écran

tenu en tête

Ac1

Ac2

As

Ac1Ac1

Ac2

As

Ac2

As

(a) (b) (c)

Figure 1.10. Profils de tassement en fonction du comportement de l’écran.(a) Écran travaillant en console, (b) écran tenu en tête, (c) définition des surfaces Ac1, Ac2 et As (d’après Hsieh et Ou, 1998) Settlement profiles corresponding to the wall behaviour. (a) Cantilever wall, (b) sup-ported wall, (c) definition of areas Ac1, Ac2 et As (after Hsieh et Ou, 1998)

1.5.1. Les études de Clough et O’Rourke (1990) et de Hsieh et Ou (1998) Clough et O’Rourke (1990) présentent trois schémas, classés selon le type de sol (fi-gure 1.11). Le profil de tassement qui est associé aux excavations dans les sables et les argiles raides est un profil triangulaire, pour lequel le tassement maximal se produit à proximité du soutènement et décroît progressivement à mesure que l’on s’éloigne du soutènement. Il s’annule à une distance égale à deux fois la profondeur de l’excavation dans le cas des sables et trois fois la hauteur de l’excavation dans le cas des argiles raides. Le profil de tassement associé aux excavations dans les argiles molles a une forme trapézoïdale. Le profil de tassement est constant, à sa valeur maximale, sur une distance égale aux trois-quarts de la profondeur du soutènement et diminue ensuite progressivement, pour atteindre une valeur nulle à une distance égale à environ deux fois la profondeur du soutènement (figure 1.11). Hsieh et Ou (1998) proposent des profils plus élaborés pour la prévision des tasse-ments mais ils ne distinguent pas les différents types de sols. Le tassement de type convexe est décrit en fonction de la racine carrée de x/H par deux lignes droites a-b et b-c (figure 1.11 en haut à droite, en prenant les ‘estimations supérieures’, qui présen-tent l’estimation moyenne plus un écart type) :

pour x/H ≤ 2 maxvv 1

Hx636,0 δ⎟⎟

⎠

⎞⎜⎜⎝

⎛+−=δ , et

pour 2 < x/H ≤ 4 maxvv 342,0

Hx171,0 δ⎟⎟

⎠

⎞⎜⎜⎝

⎛+−=δ .


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Type de tassements Clough et O’Rourke (1990) Hsieh et Ou (1998)

Convexe (tympan)

Concave

Figure 1.11. Méthodes de détermination des tassements d’après Clough et O’Rourke (1990) et Hsieh

et Ou (1998). Methods for settlement evaluation after Clough & O’Rourke (1990) and Hsieh & Ou (1998).

Les variables sont expliquées sur la figure 1.3. Le tassement de type concave, présenté sur la figure 1.11, prend aussi en compte une zone principale avec le tassement maxi-mal et une zone secondaire, moins influencée par le comportement de l’écran. Dans son application pratique, la méthode proposée par Hsieh et Ou (1998) est de type semi-empirique car elle s’appuie sur trois hypothèses fondamentales :

• les déformations horizontales doivent être connues. Hsieh et Ou recomman-dent de les calculer par la méthode des éléments finis ou la méthode du coef-ficient de réaction, car les méthodes empiriques comme celle proposée par


48

Clough et al. (1989, figure 1.6) ne donne pas d’informations sur la forme de la déformation,

• le rapport entre le déplacement maximal horizontal et le déplacement maxi-mal vertical est suposé appartenir à l’intervalle δv

max = (0,5-0,75) δhmax, avec

une limite supérieure de δvmax = δh

max. • le profil des tassements peut être déterminé en tenant compte de la forme des

déplacements horizontaux (voir figure 1.10c). D’après les 15 cas étudiés, Hsieh et Ou proposent le type concave pour As ≥ 1,6 Ac, et le type convexe pour As < 1,6 Ac .

Compte tenu de ces éléments (δv

max, H et la forme probable des tassements), la distri-bution des tassements δv en fonction de la distance x à l’écran peut être définie. 1.5.2. Les études japonaises Sugimoto et Tanaka (1995) présentent six méthodes empiriques pour la prévision du tassement du sol derrière une excavation, publiées au Japon (en japonais) au cours des quarante dernières années. La figure 1.12 résume les résultats de ces études. À partir d’une méthode assez simple datant de 1958 (figure 1.12.a) et donnant, pour des sols cohérents, le volume libéré verticalement par le tassement du sol par rapport au volume de sol déplacé horizontalement du fait du mouvement de la paroi (sans in-diquer comment évaluer le « volume horizontal »), les méthodes deviennent plus so-phistiquées. Une deuxième méthode de la société des chemins de fer japonais (figure 1.12.b), datant de 1979, met en relation la valeur de N de l’essai de pénétration de ca-rottier (SPT) mesurée à proximité du fond de la fouille et le déplacement horizontal δh rapporté à la profondeur de la fouille H. On observe que, pour N < 5, les valeurs du déplacement augmentent rapidement. Le même type de diagramme est proposé en 1981 (figure 1.12.c), en reliant cette fois les tassements au facteur de sécurité minimal vis-à-vis du soulèvement de fond de fouille, ce qui est comparable à l’approche de Mana et Clough (1981). Si le facteur de sécurité minimal tombe en dessous de 1,15, les tassements augmentent rapidement. L’approche présentée sur la figure 1.12.d reprend l’idée de la première méthode, en mettant en relation des tassements avec les déplacements horizontaux de l’écran et en prenant en compte d’une façon abstraite la forme de la déformation et l’évolution entre un état (1) et un état (n). Une évaluation un peu plus générale est proposée sur la figure 1.12.e : elle consiste à relier les tassements avec les déplacements horizontaux. Les auteurs donnent une échelle de 0,5 à 1,0 pour le rapport entre δv,max/δh,max . La dernière méthode (figure 1.12.f) est la plus sophistiquée. Elle introduit deux coeffi-cients αc et βD. Le tassement maximal est donné en fonction de log αc, où αc est pris égal à αc = BH/βDD, avec βD = (Es/EI)1/4. Les paramètres sont B : largeur de l’excavation, H : profondeur de l’excavation, D : fiche de l’écran, Es : module de dé-formation du sol, EI : rigidité de l’écran. Par contre, les trois courbes figurant sur le diagramme ne sont pas expliquées plus précisément.


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- sols cohérents - - sols cohérents à sableux - - sols cohérents -

a. Naito et al. (1958) b. SNC japonaise (1979) c. Matsuo et Kawamura (1981)

- sols avec SPT<10 - - sols cohérents à sableux - - sols cohérents à sableux -

d. Maruoka et Ikuta (1986) e. Sugimoto et Sasaki (1987) f. Sugimoto (1986)

Figure 1.12. Méthodes empiriques japonaises pour l’estimation des tassements derrière un écran de soutènement (publiées par Sugimoto et Tanaka, 1995) Japanese empirical methods for settlement prediction behind retaining walls.

Le cadre de la présentation faite par Sugimoto et Tanaka (1995) étant très limité, au-cune de ces méthodes n’est expliquée en détail. De plus, il n’est pas indiqué pour quel type de paroi les études ont été menées ou combien de cas ont été utilisés pour établir les graphiques. 1.6. DISCUSSION DES ÉTUDES SYNTHÉTIQUES ET PERSPECTIVES Moormann (2002) a établi un tableau récapitulatif permettant la comparaison directe des études synthétiques selon différents points de vue, couvrant par exemple le type de terrain, les conditions extérieures comme la profondeur de la fouille ou les résultats des analyses. Pour la présente étude, ce tableau a été repris et enrichi avec les études publiées par d’Appolonia (1971), Mana et Clough (1981), Fernie et Sucking (1996), Yoo (2001) et Moormann (2002, 2004) lui-même, sachant que certaines des seize étu-des ont de fortes interactions (tableau 1.1a et tableau 1.1b). Globalement, on peut distinguer trois types d’études :

• il y a d’abord des études principalement synthétiques, entièrement empiri-ques, qui intègrent un nombre important de cas. Ces études, généralement ba-sées sur une enquête mondiale, analysent les développements dans le domaine des soutènements, mais sans proposer des méthodes d’estimation précises. Parmi ces études, on peut citer celles de Duncan et Bentler (1998), Long (2000) et Moormann (2004) ;

• un deuxième type d’études repose également sur une étude de cas mondiale, mais avec un point de vue plus spécifique : l’intérêt est de retenir un nombre modéré de cas qui correspondent à un certain profil cherché, par exemple des écrans butonnés (Mana et Clough, 1981) ou des écrans dans des argiles mol-


50

les (Clough et O’Rourke, 1990). Le résultat de ces études peut être une propo-sition plus ou moins détaillée pour l’estimation du comportement ;

• le troisième type d’études cible une synthèse de cas nationaux, prenant en compte des conditions locales assez spécifiques. On peut citer les études de Burland et al. (1976) pour les argiles raides de Londres, Masuda (1996) pour des cas localisés au Japon et Yoo (2001) pour des sols mixtes en Corée.

Les abréviations utilisées dans le tableau 1.1 sont les suivantes : H, h, t, δh

max , δvmax voir figure 1.3

A, L, S, G argile, limon, sable, gravier PALPL rideau de palplanches PMOUL paroi moulée PBERL paroi berlinoise et équivalente PIEUX paroi en pieux CLOU paroi clouée MIX-SOL techniques de mélange en place sol-ciment EXTAUPE excavation en taupe Fsff facteur de sécurité vis-à-vis du soulèvement du fond de fouille Nb indice de stabilité d’après Peck (1969a), voir figure 1.4 Nc indice de stabilité d’après Bjerrum et Eide (1956), voir figure 1.7 Les déplacements sont des valeurs moyennes, sauf si indication contraire. Plusieurs observations peuvent être faites : (1) Pour les déplacements horizontaux de l’écran Depuis l’étude initiale de Peck (1969a), les déplacements rapportés à la profondeur de la fouille ont diminué, principalement du fait de l’utilisation répandue d’écrans de plus en plus rigide. À partir des études les plus récentes, les valeurs moyennes que l’on peut retenir sont les suivantes :

• argiles molles : δhmax < 1/100 H (1 %) mais dépend de Fsff,

• argiles raides : δhmax < 1/400 H (0,25 %),

• sable et sols mixtes : δhmax < 1/300 H (0,33 %).

Les études indiquent rarement le niveau des déplacements maximaux. (2) Pour les tassements L’évaluation des valeurs proposées pour les tassements est comparable à celle des dé-placements horizontaux. À partir des études les plus récentes, les valeurs moyennes que l’on peut retenir sont les suivantes :

• argiles molles : δvmax < 1/100 H (1 %),

• argiles raides : δvmax < 1/500 H (0,2 %),

• sable et sols mixtes : δvmax < 1/333 H (0,3 %).


51

Le rapport entre le déplacement horizontal de l’écran et le tassement du terrain montre une forte dispersion dans l’intervalle 0,25 < δh

max/δvmax ≤ 4, comme pour la zone

d’influence qui varie entre 0,5 et 2 H. Une recommandation plus détaillée pour (1) et (2) est donnée par Moormann (2002) en fonction des types d’écrans et des types d’appuis. (3) Pour les facteurs en jeu On peut distinguer deux familles de paramètres jouant un rôle vis-à-vis du comporte-ment d’un écran de soutènement. Les paramètres de premier ordre sont

• le type de sol, • la profondeur de l’excavation, • la stabilité du fond de fouille, • la rigidité du système.

Les paramètres de deuxième ordre sont • le phasage et la conduite des travaux, • les effets de temps, notamment dans les sols argileux, • l’utilisation de bermes, • le voisinage du soutènement.

Le type d’appui ne paraît pas jouer un rôle significatif. L’influence de l’eau n’est pas représentée explicitement dans les études et il n’est pas possible de la hiérarchiser7. Les facteurs de premier ordre sont aussi ceux qui jouent un rôle primordial pour la sta-bilité de la structure et pour lesquels, en conséquence, chaque mesure entreprise pour les « améliorer » se traduit par une augmentation de la sécurité de l’ensemble et per-met de réduire les déplacements. Les facteurs de deuxième ordre dépendent largement des conditions de chantier et sont donc difficiles à prendre en compte pour la prévision des déplacements. Lors d’une instrumentation, il est très important de bien documenter ces facteurs, car ils peuvent influencer sensiblement l’ordre de grandeur des déplacements initiés par les facteurs de premier ordre.

7 Une étude remarquable vis-à-vis l’interaction sol-eau-structure est présentée par Moormann (2002) dans le cadre de sa thèse pour les conditions spécifiques des argiles de Francfort-sur-le-Main.


52

Tableau 1.1a. Synthèse des résultats d’études empiriques concernant le comportement d’écrans de soutènement (d’après Moormann, 2002, enrichi). Synopsis of the results of empirical studies concerning the behaviour of retaining walls (after Moormann, 2002, enriched).

terrain conditions extérieures stabilité ensemble du soutènement

auteur cas type de sol profondeur de

la fouille H

environnement & activités parallèles

sécurité vis à vis du soulèvement du fond

de fouille type d'écran rigidité de

l'écran EI système d'appui

Peck (1969a)

le type de sol est le facteur d'influence déterminant, distinction de S/G, A molles et A raides

facteur d'in-fluence impor-tant, déformation donnée relative à H

introduction de l'indice de stabilité Nb

PALPL et PBERL; pas d'influence déterminante identifiable

pas de facteur d'influence primordial

pas de facteur d'influence primordial

d’Appolonia (1971)

le type de sol est le facteur d'influence déterminant, distinction de S/G, A molles, A raides, L compressibles

facteur d'in-fluence impor-tant, défor-mation donnée relative à H

cause de déforma-tions supplémen-taires

l'indice de stabilité influence nettement l'ordre de grandeur des déformations

PALPL et PBERL; pas d'influence déterminante identifiable

influence proba-ble, mais pas assez de don-nées disponibles

les butons réduisent les dé-formations : rôle important de la séquence temporelle de l’excavation, de l’installation des butons et de la précontrainte

Goldberg et al. (1976)

63 la résistance du sol est le facteur déterminant, distinction S/G, A très raide, A molles à raides

déformation donnée relative à H


l'indice de stabilité influence nettement l'ordre de grandeur des déformations

PALPL, PBERL, PMOUL, PIEUX; type d'écran facteur important

facteur détermi-nant dans les sols mous

définition de la rigidité du système ; la distance des appuis a une influence ; les butons réduisent les déformations plus que les tirants

Burland et al. (1979)

A raide de Londres EI n’a pas d’influence significative

les butons réduisent les déformations ; la séquence temporelle d’excavation et d’installation des butons est déterminante

Clough et al. (1979) & Mana et Clough (1981)

11 A molles (Oslo, Chicago, Boston, …), la raideur est déterminante, l’anisotropie a une influence significative

H pris en compte dans le facteur de stabilité, influence significative

Fsff est le critère principal de classifica-tion

PALPL, PMOUL

influence signi-ficative de EI pour Fsff <1, presque pas d’influence pour Fsff >1,5

influence significative de la rigidité des appuis et de leur distance verticale à partir de Fsff <1,5

O'Rourke (1981)

7 S et A molles (Chicago), le type de sol n’est pas un critère de distinction


PALPL, PBERL, PMOUL

influence significative du type et de la distance des appuis ; la précontrainte peut réduire les déforma-tions

Clough et al. (1989) & Clough et O'Rourke (1990)

Distinction entre S, A raide, A molle. Le type de sol est déterminant pour l’ordre de grandeur et la répartition de la déforma-tion

déformation donnée relative à H et à la rigidité deu système


PALPL, PBERL, PMOUL, PIEUX, CLOU et MIX-SOL

influence signifi-cative seulement dans les sols mous

influence significative de la rigidité des appuis et de leur distance verticale à partir de Fsff <1,5 ; la précontrainte peut réduire les déforma-tions

Ou et al. (1993)

10 principalement des sols cohésifs de Taiwan


PMOUL, PIEUX

Fernie et Sucking (1996)

61 principalement A raides du Royaume-Uni


Fsff - approche basé sur le digramme de Clough et al. (1989)

PALPL, PMOUL, PIEUX, PBERL

EI pris en compte influence significative de la distance verticale des appuis h

Masuda (1996)

52 Japon : S, A, sol mixte, différentiation d’après l’épaisseur de la couche molle

déformation horizontale donnée relative à H

PMOUL EI pris en compte précontrainte et nombre de lits d’appui pris en compte, l’espacement vertical est important

Duncan et Bentler (1998)

184 S/G, A molle, A raide; type de sol déterminant

pas d’influence significative de H


tous, observent une application croissante de PMOUL

pas d’influence significative observée

importance de la séquence temporelle de l’installation des butons, butons utilisés plus souvent que les tirants

Yoo (2001) 62 Corée : sols mixtes sur roche ; 48% sols mous, 20-32% roche altérée par rapport à H

déformation horizontale donnée relative à H


PALPL, PMOUL, PIEUX, PBERL, MIX-SOL

La distance entre appuis a in-fluence plus significative que EI

les systèmes avec tirants produisent moins de déplacements qu’avec des butons, car surexcavation moins probable

Long (2001) 296 sols mous/raides, différentiation d’après l’épaisseur de la couche molle


Fsff critère de différen-tiation

pas de distinc-tion d’après le type d’écran

rigidité d’écran pris en compte dans rigidité de système, pas d’influence significative

pas déterminant

Moormann (2002, 2004)

536 le type de sol est le facteur d'influence déterminant, distinction de A molles, A raides, S/G, sols mixtes

H est un facteur d'influence important

influence impor-tante

Fsff intéresse dans le contexte de comparai-son avec les études antérieures

tous, PALPL susceptibles à se déformer le plus

l’augmentation de la rigidité de l’écran ne semble pas avoir d’influence significative

le type du système d’appui n’a pas d’influence , mais l’excavation en taupe tend de produire des déforma-tions plus faibles


53

Tableau 1.1b. Synthèse des résultats d’études empiriques concernant le comportement d’écrans de soutènement (d’après Moormann, 2002, enrichi). Synopsis of the results of empirical studies concerning the behaviour of retaining walls (after Moormann, 2002, enriched).

Observations Exécution des travaux Analyse des déformations

Aauteur par exemple : gestion d’eau, consolidation

conduite des

travaux

méthode de cons-truction critère profils de

déformation δhmax / H [%] δv

max / H [%] δhmax /

δvmax

zone d’influ-ence de

tassements Peck (1969a)

la gestion d’eau et la consolidation produisent des tassements

facteur important

type de sol, indice de stabilité

diagramme avec 3 zones pour la prédiction de tassements

S et A molle à raide : <1% A molle (Nb< Nc) : <2%A molle (Nb> Nc) : >2%

S et A molle à raide : <1% A molle (Nb< Nc) : <2% A molle (Nb> Nc) : >2%

1 S, A molle : <2 H A molle (Nb< Nc) : <4 HA molle (Nb> Nc) : >4 H

d’Appolonia (1971)

les effets dus à la gestion de la nappe ou à l’installation de pieux sont traités à part

type de sol, indice de stabilité

60-80% des déplacements ont lieu en-dessous du fond de fouille

S, A raide : <0,2% A molle, L compres-sible : 1-2%

1 (A) A molle, L compressible :2 à 3 H

Goldberg et al. (1976)

la consolidation augmente la déformation dans les sols fins

facteur important

premières études avec PMOUL ; les risbermes ne condui-sent pas à une réduc-tion des déformations

type de sol, rigidité du système

S/G, A raide : <0,35% A molle : >1%

S/G, A raide : 0,5% A molle : <2,5%

0,5 à 1,5 dans A molles jusqu’à 2,0

A : 2,5 H S/G : 2 H

Burland et al. (1979)

influence impor-tante de la ges-tion d’eau, la consolidation cause des déformations fonction du temps

supposent une conduite de travaux « normale »

les risbermes condui-sent à une réduction des déformations, d’autant plus efficace que EI plus grand

A raide : <0,15% A molle : 2% S/G lâche : 0,5%

1 à 3 > 3 H

Clough et al. (1979)

indice de stabilité Nc et Fsff

Fsff >1,5 : <1% Fsff <1,5 : de 0,5% à >2,0 %

dépend de Fsff

O'Rourke (1981)

la consolidation a une influence importante sur δh,max / δv, max

les risbermes produi-sent une réduction des déformations

0,6 à 1,6

Clough et al. (1989) & Clough et O'Rourke (1990)

distinction entre les déformations dues au terras-sement et celles dues à autres facteurs

facteur important

dans les sols raides, utilisation de risbermes est conseillée, mais pas dans les sols mous

type de sol proposition de 3 profils de déformation dépendant du type de sol

S, A raide : 0,2%, max 0,5% A molle : Fsff >2 : <0,5% Fsff <1,2 : >2,0%

S, A raide : 0,15%, max 0,5% A molle : <2,5% (en fonction de Fsff)

A raide : 0,6 A molle et S : 1,0

A raide : 3 H A molle et S : 2 H

Ou et al. (1993)

prend en compte EXTAUPE et risber-mes

H, t déformation maximale proche du fond de fouille

0,2% à 0,5% 0,5% à 0,7% 1,4 à 2,0 équation empirique dépendant de H, t et ϕ´

Fernie et Sucking (1996)

H, h, t, type de sol et FSsff

démarche modifiée de Clough et al. (1989)

0,15% (max = 0,3%) 0,15% ~1

Masuda (1996)

prend en compte EXTAUPE et l’amélioration des sols

0,05% à 0,5% relation empirique pour PMOUL butonnées

Duncan et Bentler (1998)

gestion d’eau peut mener à des tassements importants dans des argiles

méthode de travail soignée ré-duit défor-mations

observent une aug-mentation de l’emploi de EXTAUPE

1990-98 : A molles à raides : 0,42% A très raides : 0,08% S/G : 0,17%

1990-98 : A molles à raides : 0,41% A très raides : 0,1% S/G : 0,08%

forte disper-sion : 0,25 à 4,0

Yoo (2001) rigidité du système, H, h

0,12 % (max : 0,3%) PBERL : 0,15% PMOUL : 0,05% MIX-SOL : 0,15%

Long (2001) trouve des tassements relativement impor-tants aussi pour EXTAUPE

type de sol, épaisseur des couches molles, Fsff

sols raides ( Fsff): 0,05-0,25% sols mous ( Fsff) : 0,21% sols mous ( Fsff) : 0,5-3,2%

sols raides ( Fsff) : 0-0,2%

Moormann (2002,2004)

une métho-de de travail soignée ré-duit les déforma-tions

EXTAUPE tend à montrer des déforma-tions plus faibles

type de sol, H sont les facteurs les plus impor-tants

A molle : 0,87% A raide : 0,25% S/G, sols mixtes : 0,27%

A molle : 1,07% A raide : 0,18% S/G : 0,33 % sols mixtes : 0,25%

0,5-1,0 (max.2,0)

≤ 0,5 H, mais pour A molle jusqu’à 2 H


54

Comme indiqué précédemment, toutes ces études sont assez restreintes dans leur ap-plication. En reprenant l’idée initiale des comportements repères, l’idéal pour la prati-que serait une base de données à deux niveaux :

• au premier niveau, les cas sont classés dans des tableaux abstraits comme ceux proposés par Long ou Moormann (annexe 1.b). Grâce à cette classifica-tion, il serait possible de lancer une recherche de mots clés, menant à un nom-bre réduit de cas correspondant aux caractéristiques cherchées. Ces caractéris-tiques peuvent être le lieu et le type de sol dominant, si l’on cherche des in-formations sur le comportement d’une excavation effectuée dans des terrains comparables. Les caractéristiques peuvent aussi être liées au type de paroi, au système d’appuis ou à une combinaison de facteurs cités dans la base ;

• au deuxième niveau sont classées les études elles-mêmes, directement dispo-nibles dans tous leurs détails. A priori, il peut s’agir des publications utilisées pour les bases de données existantes, mais il serait plus intéressant d’y trouver une information plus détaillée. Tous ces dossiers devraient être structurés de la même façon, afin de trouver vite l’information souhaitée. Une proposition pour une telle structuration est donnée dans le chapitre 3 de ce travail.

Le dernier problème de ce type de « référentiel » est le choix de la langue utilisée. Dans un contexte européen, il serait préférable d’utiliser non seulement l’anglais, mais aussi l’allemand et le français, sachant que chaque langue supplémentaire complique le tableau initial, mais peut augmenter le nombre des cas documentés. L’utilisation d’un thésaurus multilingue pourrait aussi être décidée, pour élargir le nombre de langues. 1.7. CONCLUSIONS L’analyse des origines du comportement observé d’un écran de soutènement et de ses alentours est liée à une bonne connaissance des paramètres en jeu, de leur poids et de leur interaction éventuelle. La faisabilité et l’utilité de la définition de comportements repères dépend fortement de la qualité de cette analyse. Le travail à entreprendre dans ce but est très complexe car chaque chantier constitue un ouvrage unique, dont les ca-ractéristiques sont plus difficiles à classifier que dans d’autres domaines de l’ingénierie favorisant une production en chaîne. Afin de comparer un ouvrage à l’autre, on doit définir les principaux facteurs déterminant leur comportement et les différences doivent être soulignées afin de pouvoir en exclure certains aspects. Comme on a pu le constater dans ce chapitre, les études empiriques ou semi-empiriques synthétiques mènent à des résultats relativement hétérogènes, selon les dif-férents critères de distinction et le poids attribué aux différents facteurs d’influence. Ainsi, il n’existe pas actuellement d’approche universelle comparable à une base de comportements repères, malgré les nombreux efforts entrepris. Un facteur qui limite fortement la fiabilité générale des études empiriques synthétiques (basées principalement sur des publications) est le fait que la qualité des données


55

d’origine n’est que difficilement jugeable. Pour donner un exemple, sans savoir com-ment les déplacements latéraux ont été mesurés (inclinomètres, topographie, etc.), et à quels endroits (suivi en tête de l’écran uniquement ? où se trouvent les déplacements maximaux ?), il est quasiment impossible de juger s’il s’agit de déformations de l’écran ou de déplacements absolus de la structure. Les résultats des mesures inclino-métriques supposent que le pied de l’inclinomètre soit fixe, ce qui n’est pas le cas si le tube inclinométrique ne dépasse pas le pied de l’écran, lequel est susceptible de bou-ger. Dans les études de Long (2001) ou Moormann (2002, 2004), le grand nombre des cas intégrés dans la base de données peut réduire l’influence de cas extrêmes, mais ne peut pas l’éliminer car l’analyse des données reste assez abstraite. Néanmoins, ces études présentent l'assemblage du savoir-faire accumulé dans le do-maine de la construction des soutènements au cours du siècle dernier. On constate une amélioration remarquable vis-à-vis de la réduction des effets de l’excavation grâce à des méthodes de construction plus perfectionnées, notamment l’utilisation de parois moulées et de systèmes d’appuis performants (Duncan et Bentler, 1998). Comme la rigidité du système est moins significative pour le comportement de l’écran (Long, 2001, et Moormann, 2002, constatent que la rigidité des systèmes de soutène-ment a atteint un tel niveau que les faibles déformations qui en résultent sont peu af-fectées par une nouvelle augmentation de la rigidité), les paramètres « secondaires », dépendant largement de l’exécution des travaux, gagnent de l’importance.


56


57

Chapitre 2 Instrumentation des soutènements 2.1. INTRODUCTION Au premier rang des problèmes soulevés par l’instrumentation des ouvrages de soutè-nement, on trouve les questions d’organisation et de mise en œuvre de l’instrumentation et de choix des techniques d’instrumentation. Ce chapitre rappelle, dans une première partie, les enjeux de l’instrumentation tels qu’ils sont en particulier définis par l’Eurocode 7, d’une part, et par la méthode observationnelle proposée par Peck (1969b), d’autre part. Dans une deuxième partie, il rapporte les recommandations en usage pour la mise en œuvre d’une instrumentation et présente le principe des dis-positifs de mesure utilisables pour l’instrumentation des soutènements. 2.2. LE CADRE DE L’ INSTRUMENTATION À côté du cadre de la surveillance des travaux par l’entreprise et du cadre des recher-ches scientifiques, on peut définir aussi la place de l’instrumentation des soutènements dans le cadre réglementaire posé par l’Eurocode 7 et dans le cadre de la méthode ob-servationnelle, que l’on appelle maintenant « dimensionnement interactif des ouvra-ges ». La surveillance des travaux, c’est à dire l’instrumentation « au quotidien » d’un chantier, est discutée dans les chapitres 3 et 4 de ce travail, le cadre plutôt scientifique dans le chapitre 5. 2.2.1. L’ Eurocode 7 L’Eurocode 7 (Partie 1) souligne l’importance de la surveillance des travaux souter-rains. Dans la définition du « rapport de calcul géotechnique », la nouvelle norme exige l’indication d’un plan de suivi et de mesures8 : les points qui nécessitent un contrôle pendant la construction ou de l’entretien après la construction doivent être clairement identifiés. Le plan d’instrumentation devrait indiquer

• l’objectif de chaque ensemble d’observations ou de mesures, 8 Le paragraphe 2.8(4) définit un « principe » (P), c’est à dire il s’agit d’une exigence pour laquelle aucune alter-native n’est admise (voir aussi EC 7-1 1.4(2)).

Chapitre 2. Instrumentation de soutènements __________________________________________________________________________________________

58

• les parties de la structure qui doivent être surveillées et les endroits où ces mesures doivent être faites,

• la fréquence avec laquelle les mesures doivent être faites, • la façon dont les résultats vont être évalués, • le domaine de valeurs où l’on s’attend à trouver les résultats des mesures (par

référence à la méthode observationnelle), • la période de temps pendant laquelle on doit continuer les mesures après la fin

de la construction, • les parties responsables des mesures et des observations, pour interpréter les

résultats obtenus et entretenir les instruments. Le chapitre 4 de l’Eurocode 7 – Partie 1 (2004) est consacré à la « surveillance des travaux, suivi et entretien ». Globalement, les conseils donnés par la norme restent peu précis et n’apportent aucune obligation. Un suivi est recommandé, lorsque c’est « pertinent » afin d’assurer la sécurité et la qualité de l’ouvrage. À côté du suivi du déroulement des travaux de construction et de la qualité de la réalisation (a priori une évidence), la norme propose le suivi du comportement de l’ouvrage pendant et après sa construction. La « surveillance » comprend principalement l’inspection et le contrôle, qui peuvent par exemple se limiter à une inspection visuelle dans le cas d’ouvrages de la catégorie géotechnique 1 (la définition des catégories géotechniques selon l’EC 7 est résumée en annexe 2.a). La norme n’est pas très précise en ce qui concerne les moyens d’instrumentation à mettre en œuvre pour le « suivi du comportement de l’ouvrage ». Elle fixe l’objectif de vérifier la validité des prévisions de comportement effectuées au cours de l’élaboration du projet et de s’assurer que l’ouvrage continuera de fonctionner après sa réalisation conformément aux exigences fixées. Le catalogue des mesures proposées est un peu plus précis. Il est ainsi conseillé de suivre entre autres :

• les déformations du terrain affecté par l’ouvrage, • les valeurs de la pression de contact entre le terrain et l’ouvrage, • les pressions interstitielles, • les forces et les déplacements dans les éléments de structure,

mais aucune indication n’est donnée quant à la fréquence des mesures ou à la consis-tance de l’instrumentation elle-même. Enfin, la norme indique qu’il « convient d’enregistrer le comportement réel des ouvrages pour établir des banques de données d’expérience comparables » (EC 7-1, 4.5(3)). Cette recommandation souligne l’importance de l’idée des comportements repères, présentés dans le chapitre 1 de ce travail. Une proposition de méthodologie pour un tel « enregistrement » est discutée dans le chapitre 3. 2.2.2. La méthode observationnelle L’utilisation de la méthode observationnelle lors de la construction d’ouvrages géo-techniques a déjà été proposée par Terzaghi et aussi Peck (1969b). Ce dernier indique qu’elle permet des économies importantes de temps et d’argent, sans sacrifier pour autant la sécurité. D’après Peck (1969b), la mise en œuvre de la méthode nécessite


59

« huit ingrédients » : (1) la reconnaissance de terrain, (2) l’estimation des conditions les plus probables et des conditions les plus mauvaises possibles d’après la reconnais-sance de terrain, (3) le dimensionnement de la structure sur la base des hypothèses de calcul les plus probables, (4) la sélection des grandeurs à observer lors de l’avancement des travaux et l’estimation de leurs valeurs à partir des hypothèses de calcul, (5) le calcul des mêmes grandeurs sur la base des hypothèses les plus défavora-bles, (6) l’élaboration préalable d’un catalogue de mesures à prendre pour chaque cas envisageable où les grandeurs observées dépassent les valeurs calculées d’après les hypothèses de calcul « probables », (7) le suivi et la mesure des grandeurs concernées et l’établissement du comportement réel, (8) la modification du dimensionnement ou de l’exécution afin de les accorder au comportement réel. Peck indique aussi les limites de la méthode. Principalement, elle ne peut être appli-quée que si le dernier point (la réaction aux observations faites) est possible (ce qui suppose que les résultats des observations sont disponibles, analysés et communiqués sans délai). De plus, l’ingénieur responsable doit avoir l’autorité d’agir rapidement en fonction de ses conclusions. D’après Peck, « l’ingrédient » le plus important est l’identification de toutes les éventualités possibles et l’élaboration par avance d’un catalogue des mesures à prendre vis-à-vis de chacune des éventualités. Plus récemment, Powderham (2002) explique que la méthode observationnelle facilite les modifications durant la construction et qu’elle constitue un cadre pour le manage-ment des risques. Il souligne qu’il est important de maintenir une approche relative-ment simple de la méthode. Par exemple, dans les deux cas qu’il présente (Limehouse Link et Heathrow cofferdam), il a été possible, grâce au suivi accompagné, d’accélérer l’avancement des travaux (le constat que les déformations de la paroi sont bien dans les limites a permis d’augmenter les passes d’excavation successives). Un troisième exemple (Mansion House) présente un autre scénario, où l’intérêt principal était le contrôle de dommages à des structures voisines au chantier. Ces exemples illustrent que de telles instrumentations dans le cadre de la méthode observationnelle sont mises en œuvre et conçues en association avec un programme de modification progressive des travaux – au cas il y en a le besoin. Du point de vue de la pratique de l’ingénieur, Powderham (2002) indique en outre que les avantages de la méthode observationnelle étaient aussi

• une relation plus forte des études en bureau et de la construction, • une sécurité améliorée durant la construction, • une meilleure compréhension de l’interaction sol-structure, • une amélioration dans l’utilisation de l’instrumentation, • une meilleure qualité de résultats de mesures des cas observés, • une grande motivation et un bon travail en équipe.

Dans l’Eurocode 7 (EC 7-1, 2004), la méthode observationnelle est recommandée pour les cas où il existe des difficultés pour prévoir le comportement géotechnique de l’ouvrage. La norme propose une démarche de mise en œuvre de cette méthode et exige que


60

• les limites du comportement acceptable et un domaine de comportement pro-bable soient établis ;

• un plan d’instrumentation soit établi, pour suivre le comportement avec une fréquence adéquate, avec un temps de réponse des instruments de mesure ra-pide et permettant de mettre en œuvre efficacement les mesures dessinées à rectifier le projet ;

• un plan d’actions de sauvegarde doit être établi, pour être mis en œuvre si le suivi révèle un comportement sortant des limites acceptables.

Figure 2.1 La tour de Pise

The tower of Pisa. (d’après Rodatz,1994)

Rodatz (1994) signale que l’un des plus anciens exemples d’application de la mé-thode observationnelle était la tour de Pise : rapidement après le début des tra-vaux en 1173, les constructeurs de l’époque se sont rendu compte de l’inclinaison de la tour (mesure à l’aide d’un fil à plomb…) et ont entrepris des modifications lors de la suite de la cons-truction (figure 2.1). Du côté vers la-quelle le tour penche, ils ont augmenté la longueur des piliers afin de regagner la verticalité. Ainsi, même si l’on constate aujourd’hui que les architectes de l’époque n’ont pas pleinement réussi puisque le mouvement de la tour n’a pas été interrompu, leur idée était claire : observer et adapter la suite des travaux aux observations.

En résumé, il doit être clairement dit que l’instrumentation ne constitue qu’un volet de la mise en œuvre de la méthode observationnelle. Ainsi, dans la littérature, on trouve un certain nombre de cas instrumentés se référant à cette méthode, mais qui, si on les regarde plus précisément, ne remplissent pas tous les critères requis (les bornes limites ne sont pas définies et les variantes de construction permettant de respecter ces bornes ne sont pas établies). 2.2.3. L’organisation de l’instrumentation dans la pratique La préparation d’un programme de mesures comprenant de l’instrumentation géotech-nique se heurte à un certain nombre de difficultés. Quelques-unes sont dues à l’instrumentation elle-même, d’autres au contexte contractuel de l’instrumentation, mais certaines sont aussi dues au personnel. Le tableau 2.1 reprend les recommanda-tions (jugées les plus importantes) proposées par Dunnicliff (1995). Généralement, la réussite d’une expérimentation dépend fortement de la bonne coopération entre le per-sonnel du chantier et les intervenants de l’instrumentation.


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Tableau 2.1. Recommandations pour l’organisation de l’instrumentation (d’après Dunnicliff, 1995). Recommendations for monitoring organisation (after Dunnicliff, 1995).

cadre problème approche

planning systématique

choix de l’instrumentation sans réflexion de l’utilité, des résultats que l’on peut attendre et comment les exploiter

définir l’objectif de l’instrumentation, les résultats attendus et aussi comment et où utiliser les données acquises

pratiques contractuelles

le principe du « moins-disant » s’oppose à l’achat des matériels les mieux adaptés à la problématique

l’achat d’une instrumentation adéquate devrait toujours suivre un chemin autre que l’achat du matériel de routine du chantier

calibrage à l’usine et garantie de qualité

si un instrument ne fonctionne pas par-faitement avant la mise en place, il ne le fera pas après

toujours vérifier l’instrumentation et prévoir un paragraphe sur l’assurance de la qualité dans le contrat, surtout si le matériel est acquis suivant le principe du « moins disant ».

systèmes auto-matiques d’acquisition de données

les utilisateurs sont souvent des ingé-nieurs du génie civil sans connaissance approfondie des problèmes électroniques – aucun système automatique ne peut remplacer le jugement « humain »

les données acquises automatiquement doivent être dépouillées régulièrement afin de « détecter » des erreurs, et il est important de se rendre sur le chantier et de noter les observations

coopération sur chantier

la réputation de l’instrumentation est de ralentir voire bloquer les travaux sur chantier

le personnel d’instrumentation devrait faire un effort particulier pour établir un bon climat de coopération sur chantier

motivation des intervenants

pour le personnel d’instrumentation sur chantier, les mesures peuvent être fati-gantes et répétitives, surtout si l’on ne trouve pas de changements significatifs

expliquer au personnel l’importance et l’intérêt de leur tâche : (1) avant projet, expliquer comment « ses » mesures col-lent dans l’image globale et (2) expliquer régulièrement « ce qui se passe » et com-ment leur travail est utilisé pour le projet

dépouillement permanent

tout effort entrepris pour le choix et l’installation des instruments est vain, si les données ne sont pas vérifiées sans délai

ne pas retarder le dépouillement et l’interprétation des données, sinon on risque de se retrouver avec des données incompréhensibles et indépendantes des évènements sur chantier

« causes et effets »

particulièrement lors d’une instrumenta-tion très automatisée, on risque de ne pas prêter suffisamment attention aux évè-nements sur chantier

il faut soigneusement noter tout évène-ment qui pourrait influencer le compor-tement de la structure observée (mesu-res : phases de chantier, évènements inattendus, météo, …)

partager l’information

pour des raisons multiples, les résultats des campagnes d’instrumentation sont « enterrés » dans des dossiers internes

il faut publier et faire part au « le monde géotechnique » de ses observations

Dans la littérature, on peut recommander deux livres traitant de l’instrumentation en géotechnique, ceux de Dunnicliff (1993) et de Hanna (1985). Les deux auteurs décri-vent d’une façon détaillée l’instrumentation elle-même et son installation et ils don-nent des indications pour le dépouillement des mesures. Plus généralement, on peut


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aussi se rendre sur les sites Internet des fournisseurs9 qui ont souvent un bon catalogue en ligne donnant aussi des exemples d’application. 2.3. QUELQUES EXEMPLES DE MÉTHODES D’INSTRUMENTATION La figure 2.2 illustre différents moyens d’instrumentation d’une excavation. Suivant la numérotation de la figure, on y trouve les matériels suivants : 1 piézomètre ouvert 2 tube et sonde inclinométrique 3 nivelle électronique (suivi d’inclinaison) 4 peson de mesure de l’effort d’appui 5 capteur hydraulique (efforts dans l’appui) 6 extensomètres à corde vibrante / jauges collées 7 capteur de contraintes totales intégré dans une paroi moulée 8 capteur de contraintes totales accroché à la surface de la structure 9 extensomètres à corde vibrante / jauge de déformation intégrée à la structure 10 piézomètre fermé 11 extensomètre mobile, type INCREX (distance entre des points de mesure) 12 extensomètre fixe (distance entre encastrement et tête)

Figure 2.2. Exemple d’outils d’instrumentation pour une excavation.

Example of measurement devices for an excavation. (Boart Longyear Interfels) Dans la partie suivante sont présentés quelques moyens d’instrumentation, particuliè-rement ceux qui ne sont pas décrits dans le chapitre 5. L’attention est portée sur les techniques innovantes et sur les comportements qui ne sont pas forcément mesurés lors

9 Par exemple Roctest-Telemac (www.telemac.fr), Boart Longyear Interfels (www.interfels.com), IRIS Instru-ments (www.iris-instruments.com) ou Glötz Baumesstechnik (www.baumesstechnik.com) pour ne citer que quelques uns.


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d’une instrumentation courante mais qui mériteraient une plus grande attention. Sou-vent, ces comportements, par exemple le soulèvement du fond de fouille ou les tasse-ments du terrain en arrière de l’écran, ne sont pas suivis, car les techniques d’instrumentation paraissent « trop compliquées », l’investissement financier trop éle-vé ou la mise en place et le maintien trop gênant pour l’avancement du chantier. Les exemples choisis essaient de démontrer que ces arguments peuvent être réfutés et qu’il existe sur le marché bon nombre d’instruments innovants et intéressants. 2.3.1. L’emploi de la technologie des fibres optiques L’utilisation des fibres optiques en géotechnique est un domaine d’application encore relativement peu connu. Pourtant, la technologie dispose d’avantages remarquables vis-à-vis des techniques traditionnelles (électriques) et a connu un développement ra-pide au cours des dernières années. La conduite de la lumière dans une fibre optique se fait par réflexion totale sur une surface limitée entre le matériau du noyau et le matériau du manteau (figure 2.3). Les conducteurs de lumière consistent en des fibres de verre caractérisées par un indice de réfraction important (n1) entourées par des fibres d’un indice plus petit (n2). La lumière se propage dans le noyau et est reflétée sur les bornes « extérieures » à la limite du revêtement. Afin d’homogénéiser la propagation de la lumière dans les fibres, la limite entre le noyau et le matériau du revêtement peut être graduelle (Dobrinski et al., 1993).

Légende : n : indice de réfraction condition (réflexion totale) : n1 > n2

gaine mécaniquerevêtement optiquen2

noyau optiquen1

rayon de lumière

gaine mécaniquerevêtement optiquen2

noyau optiquen1

rayon de lumière

Figure 2.3. Principe de le réflexion totale dans une fibre optique. Principle of total reflection in optical fibres.

Les propriétés de conduite dépendent de la géométrie (diamètre du noyau) et des indi-ces de réfraction du noyau et du revêtement. Une modification de l’une ou l’autre de ces caractéristiques, endogène ou exogène, affecte le comportement intrinsèque de la fibre. Tandis que dans le domaine des télécommunications, la transmission d’information via des fibres optiques nécessite un environnement stable bien isolé des influences externes, les capteurs utilisés pour l’instrumentation profitent de la variation des caractéristiques optiques (de transmission) pour détecter la grandeur et l’endroit de l’action. Il existe deux principaux types de fibres optiques, les fibres simples (diamètre du noyau entre 5 et 10 µm) et les fibres multi-mode (diamètre du noyau > 50µm). Pour les deux types, la mesure peut être effectuée par transmission (figure 2.4a) ou par ré-flexion (figure 2.4b). Pour l’application en métrologie, la fibre optique sert à la fois à mesurer et à communiquer la grandeur observée.


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(a) émission de lumière réceptionfibre optiqueémission de lumière réceptionfibre optique

(b) émission de lumière miroirfibre optique

réception

émission de lumière miroirfibre optique

réception Figure 2.4. Modes d’interrogation de fibres optiques.(a) Transmission. (b) Réflexion.

Interrogation modes of optical fibres. (a) Transmission. (b) Backreflection. Les avantages techniques généraux de cette méthode sont les suivants :

• immunité vis-à-vis des perturbations électromagnétiques, • résistance contre les températures extrêmes (quasiment inflammable), • résistance contre les réactions chimiques (notamment la corrosion), • non-affecté par l’humidité, • câbles très flexibles, • possibilité de profiter des développements récentes d’autres domaines (com-

posants, connexions, éléments d’émission et de réception optiques). Pour l’instrumentation en géotechnique, différents aspects pratiques jouent un rôle im-portant (Holst et Habel, 1994) :

• la capacité de mesurer l’influence d’une grandeur sur la fibre d’une façon in-tégrale ou discrète,

• les petites dimensions des endroits sensibles et des raccordements (c’est à dire que la grandeur mesurée n’est pas influencée par le système de mesure),

• la possibilité de mesurer à des endroits plus accessibles plus tard, • la haute précision de la mesure.

D’après Voet et Glötzl (1996), pour l’application en géotechnique, les capteurs doivent être (1) fiables pour une utilisation à long-terme, (2) simples à manipuler et gérables automatiquement et semi-automatiquement, (3) peu onéreux à installer et (4) d’une maintenance facile. Au cours des dix dernières années, les fournisseurs d’instrumentation ont intégré la technologie des fibres optiques dans leur gamme de produits et l’utilisation des fibres optiques intéresse la mesure des contraintes, de la température, des pressions intersti-tielles, des déformations, des flexions, de la valeur du pH et de la concentration de dif-férents gaz (par exemple O2 et CH4). Les méthodes de mesure, la fourchette de mesure typique, la résolution et la précision varient d’une grandeur mesurée à l’autre. A priori, une fibre est influencée par tous les impacts. Les capteurs par contre doivent être conditionnés pour n’être sensibles qu’à un seul paramètre d’environnement. Pour ne donner que deux exemples, pour la mesure de la pression on peut utiliser la méthode de polarisation (figure 2.5a) et, pour la mesure de la déformation, la technique de la micro-flexion (figure 2.5b). D’autres techniques de conditionnement sont résumées par exemple par Caussignac (2001).


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polarisation à l’entrée

polarisation à la sortie

fibre optique simple

coque métallique

pression

polarisation à l’entrée

polarisation à la sortie

fibre optique simple

coque métallique

pressionpression

fibre optique multi-mode

pression

fibre optique multi-mode

(a) (b)

Figure 2.5. Conditionnement de fibres optiques pour (a) la polarisation et (b) la micro-flexion. Optical fibre conditioning (a) for polarisation and (b) micro-bending. D’après Caussignac, 2001.

La technique de la polarisation s’applique principalement aux fibres simples. Un pro-cédé de conditionnement consiste à placer une coque métallique autour de la fibre op-tique. À l’entrée dans la zone de mesure, la lumière est polarisée d’une façon détermi-née. L’action sur la coque modifie la polarisation. À la sortie est mesuré la nouvelle direction de la polarisation. Cette technique permet de mesurer un changement de température ou de pression La technique de la micro-flexion consiste à placer une fibre optique entre deux pièces en forme de peigne. La déformation de l’ensemble, sous l’action d’une pression exté-rieure par exemple, modifie la flexion de la fibre optique entre les dents du peigne et l’atténuation de la lumière dans la fibre. Pour l’instrumentation d’écrans de soutènement, l’utilisation de cette technologie peut concerner :

• la mesure des déformations d’une paroi moulée à l’aide d’une jauge de dé-formation à noyer dans le béton,

• le suivi du mouvement de la nappe phréatique à l’aide de piézomètres à fibre optique,

• le tassement ou le soulèvement autour et dans l’excavation à l’aide d’un tas-somètre à fibre optique,

• le suivi de la déformation (et de l’effort) dans un tirant à l’aide d’une jauge de déformation intégrée à un composite,

• la mesure de la pression totale avec des cellules de pression à fibre optique. Des exemples d’application sont fournis sur le site Internet de Roctest-Telemac. Glötzl Baumesstechnik propose de sa part aussi des extensomètres à tiges et de forage à fibre optique. Les sites des fournisseurs témoignent ainsi du fait que la technique des fibres optiques est déjà bien établie. En pratique, on observe que ce développement n’est pas


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encore reflété par la littérature couvrant l’instrumentation des écrans de soutènement. 2.3.2. Mesure de la pression des terres La mesure des pressions de contact du sol et des ouvrages reste un enjeu important pour le développement des études expérimentales en mécanique de sol. À l’heure ac-tuelle, il n’existe pas de dispositif de mesure capable de mesurer directement les contraintes effectives. On utilise donc, de façon couplée, des capteurs de contraintes totales et des capteurs de pression interstitielle (piézomètres). Les contraintes effecti-ves sont calculées par différence. On peut distinguer :

• les capteurs de mesure disposés à l’interface d’un massif de sol avec une structure, par exemple un soutènement ou une fondation superficielle ou pro-fonde,

• les capteurs de mesure placés au sein d’un massif de sol, qui peuvent être ins-tallés dans un remblai ou foncés dans le terrain naturel.

Il existe des capteurs mesurant uniquement les pressions normales et d’autres qui me-surent les pressions normales et tangentielles. Dans sa thèse de doctorat, Duca (2001) décrit de façon détaillée le principe de la mesure des pressions totales. Pour le premier champ d’application (à l’interface), il présente différents types de capteurs et donne des exemples d’application sur chantier. Dans son travail expérimental, il s’est concen-tré sur des essais à échelle réduite en laboratoire et en centrifugeuse, d’une part, et a effectué une expérimentation en vraie grandeur sur chantier, la paroi moulée de la « Trémie Pasteur » à Rouen (Duca et al., 2003), d’autre part. L’instrumentation com-prend six capteurs de pressions totales (type Kiowa et Slope Indicator) mis en place dans la cage d’armature de la paroi moulée, dont quatre capteurs mesurent les contraintes du côté amont et les deux autres mesurent la butée en dessous du fond de la fouille, du côté aval. Les capteurs ont été mis en contact avec le sol par vérinage et étaient ainsi placés à l’interface entre le sol et la paroi moulée. Les mesures de contraintes étaient accompagnées par des mesures inclinométriques et un suivi des bu-tons. Les résultats de cette expérimentation ont été très satisfaisants : il a été possible de suivre le comportement de la paroi pendant son exécution et, en redondance avec les mesures inclinométriques, de déterminer les moments fléchissants de la paroi d’une façon cohérente. Un bon exemple d’utilisation de cellules de mesure de la pression des terres (type Glötzl) est donné par Gattermann (1998), qui a suivi le comportement de nombreux quais dans le Port Autonome d’Hambourg en Allemagne. Contrairement aux capteurs étudiés par Duca, ces cellules, en forme de bêche (voir figure 2.6), sont foncés dans le terrain naturel au fond d’un forage exécuté dans ce but. Les capteurs mesurent d’une part les contraintes totales régnant dans le sol et, d’autre part, grâce à un piézomètre intégré, les pressions interstitielles au même endroit. La mise en place des capteurs est décrite par exemple par Gattermann (2004). Dans le cadre d’une instrumentation courante, les capteurs de contraintes sont rare-


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ment utilisés. Pourtant, pour la vérification des hypothèses de calcul, la mesure « di-recte » des sollicitations du terrain ainsi que de la butée développée devant le pied de l’écran est le meilleur moyen actuellement disponible.

Figure 2.6. Capteurs combinés de contraintes totales et pression interstitielle.

Combined pressure cells for total earth pressure and pore pressure. (Kombinierte Spannungsgeber für Totalspannungen und Porenwasserdruck, Glötzl Baumesstechnik)

2.3.3. Mesure de déplacement avec des capteurs fixes en place Le plus souvent, la déformation de l’écran de soutènement ou les mouvements dans le terrain soutenu sont souvent suivis par des inclinomètres mobiles ou un suivi topogra-phique. Ces deux techniques, présentées dans les chapitres 5.3.3 et 5.4.1 (inclinomé-trie) et 5.3.4 (topographie) ont un certain nombre d’inconvénients : elles sont ponctuel-les, manuelles et elles prennent du temps. La qualité des mesures inclinométriques, par exemple, est non seulement liée à la bonne installation du matériel (tube rainuré de guidage bien orienté, bien scellé et bien encastré en pied), mais fondamentalement à la bonne exécution de la mesure elle-même. Ce facteur « humain » peut jouer un rôle assez important. De plus, le lieu d’instrumentation peut être difficilement accessible et, dans certains cas, il peut être intéressant (par exemple pour des raisons de sécurité) d’avoir un suivi en continu. En conséquence, il est souhaitable de pouvoir suivre la déformation d’un écran d’une manière semi- ou entièrement automatisée. Plusieurs systèmes permettant un tel suivi sont disponibles sur le marché. Un inclino-mètre fixe en place consiste en une chaîne de tiltmètres (aussi appelés clinomètres) uni- ou bi-axiaux, installée à l’intérieur de tubages horizontaux (pour le suivi de tas-sements, par exemple) ou verticaux (pour le suivi de la déformation d’une paroi) et mesurant les déplacements différentiels et les changements d’inclinaison le long d’une ligne de mesure. A priori, les tubes de guidage sont des tubes classiques rainurés de l’inclinométrie. Lorsque les mesures sont terminées, les tiltmètres peuvent être retirés. Généralement, un tiltmètre mesure des changements d’inclinaison (rotation) de points de mesure définis. L’appareil est conçu pour être installé à la surface ou au sein d’une structure ou du terrain. À la surface de la structure, le capteur peut être fixe ou porta-


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ble, au sein de la structure, il est habituellement installé dans un forage. La sonde dé-termine l’inclinaison par le biais du changement de niveau entre deux points de me-sure, par exemple à l’aide d’un transducteur électrolytique (canalicule en verre conte-nant un électrolyte avec mesure de résistance entre le centre et les deux extrêmes) ou un transducteur à corde vibrante (voir chapitre 5.3.8.3 et Dunnicliff, 1993). A priori, le principe des tiltmètres est principalement utilisé pour la détection de surfaces de glis-sement ou des tassements différentiels. La figure 2.7a montre le principe de la sonde inclinométrique intégrale. Avec ce type « d’inclinomètre » les déplacements sont calculés de la même façon que pour l’inclinomètre mobile (chapitre 5.4.1.4). D’après Dunnicliff (1993), la précision de mesure est de ± 0,5 à 1 mm/3 m. L’utilisation d’un inclinomètre en chaîne pour le sui-vi d’un soutènement est par exemple rapporté par Lings et al. (1991). Une seconde méthode de mesure en place est le déflectomètre multiple. Le principe de mesure est comparable à celui de l’inclinomètre, sauf que les sondes sont équipées de transducteurs d’angle au lieu de transducteurs de gravité (figure 2.7b). Dans un modèle de capteurs, un fil tendu passe par des pièces de guidage, et le changement d’angle à l’arrivée et à la sortie est mesuré par un transducteur. Les mesures peuvent être faites selon un ou deux axes (Hanna, 1985). Le système de guidage peut consister en des tubes inclinométriques. L’application du déflectomètre est rarement citée dans la litté-rature. Hanna (1985) ainsi que Dunnicliff (1993) se réfèrent à la même référence (Mül-ler et Müller, 1970) indiquant une précision de mesure de ± 0,04 mm/5m, qui paraît assez élevée, surtout sous conditions de chantier. Dunnicliff (1993) propose de retenir plutôt la précision citée pour les inclinomètres en place. À part le coût relativement élevé des systèmes de mesure en place, plusieurs aspects techniques limitent l’étendue de leur utilisation. Ainsi, malgré la bonne qualité des capteurs, il est toujours possible que l’un montre des défaillances. Contrairement à la mesure à l’inclinomètre mobile, une erreur ne peut pas être éliminée en retournant la sonde et en vérifiant la demi-somme de deux mesures à 180 degrés. Par ailleurs, pour des raisons de coûts, les sondes ne sont en général pas proches l’une de l’autre, mais relativement espacées afin de couvrir la longueur totale du tube. Alter-nativement, on peut combiner un système en place avec un suivi ponctuel de deux ma-nières :

• mesure à l’aide de l’inclinomètre mobile afin de détecter la zone la plus in-fluencée par le déplacement, puis mise en place d’un système fixe couvrant cette zone, permettant de programmer un alarme si le déplacement dépasse une certaine limite lors d’un suivi en continu (pratique pour la méthode ob-servationnelle) ;

• installation d’un système fixe afin de détecter le début du mouvement en mi-nimisant l’investissement de main d’œuvre et de déplacement avant ne rien se passe, ensuite enlèvement du système et suivi ponctuel à l’aide d’une sonde


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classique (dans ce cas là, il faut également faire dès le début une mesure du zéro avec la sonde mobile).

L’avantage du déflectomètre est l’indépendance du capteur vis-à-vis l’inclinaison ini-tiale : comme le capteur ne dépend pas de la gravité, les bornes classiques d’une sonde inclinométrique, de ±30 degrés (sonde mobile) et ±10 degrés (sondes fixes en place) ne s’appliquent pas. Le désavantage du déflectomètre vient du fait que le déplacement est mesuré en relatif d’une section de mesure à l’autre. D’une part, ceci permet la pro-pagation d’erreurs (au cas où elles restent non détectées), d’autre part la rotation du système en entier ne peut pas être mesurée (absence de partie « fixe »).

(a) (b)

Figure 2.7. (a) Principe d’une chaîne inclinométrique (Glötzl-Baumesstechnik) et (b) comparai-son des principes de mesures par inclinomètre et par déflectomètre (d’après Dunni-cliff, 1993). (a) Schematic of chain inclinometer (Glötzl-Baumesstechnik) and (b) schematic of in-place inclinometer and multiple deflectometer (after Dunnicliff, 1993).

2.3.4. Mesure de la déformée axiale au moyen de sondes mobiles Il existe plusieurs façons de mesurer la déformée d’un écran de soutènement ou d’un autre élément de structure. Dans le cas d’une paroi moulée, on peut par exemple inté-grer une série d’extensomètres dans la structure (soudés sur l’armature, par exemple). Cette méthode a été présentée par Delattre (1999) pour l’instrumentation des murs de quai de Calais et du Havre. Une autre méthode de mesure est inspirée du principe de la mesure inclinométrique :


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une sonde est descendue dans un forage équipé d’un tubage spécialisé. La mesure de la déformée est effectuée en remontant la sonde et en prenant des mesures à des points définis le long du tube. Le résultat est la distribution complète des déformations et dé-placements axiaux le long de la ligne de mesure, dans une roche, un béton ou un sol. De telles sondes sont par exemple proposées par SolExperts : le micromètre de forage et le déformètre de forage. Les deux sondes fonctionnent d’après le même principe, sauf que le micromètre a une précision plus grande (±0,003 mm/m) que le déformètre (0,03 mm/m). La figure 2.8 montre le principe d’une mesure au déformètre.

(a) (b) (c) (d) Figure 2.8. Principe du déformètre de forage : (a) descente de la sonde dans le tube de guidage en

dépassant le plot de mesure, (b) rotation de la sonde de 45 degrés, (c) remontée de la sonde et (d) sonde arrêtée au niveau du plot, en position de mesure. (SolExperts) Schematic views of the sliding deformeter : (a) Lowering of the probe in the guide tube, (b) 45deg- rotation of the probe, (c) uplift of the probe and (d) probe at measur-ing position.

Le tube de mesure en HPVC est muni de plots de mesure répartis tous les mètres. Ces plots divisent la ligne de mesure en sections d’un mètre, ce qui correspond à la lon-gueur de la sonde entre les deux « têtes » de mesure à forme de croix (la figure 2.8 ne montre que la croix supérieure). Les connexions entre le tube et les plots de mesure sont coulissantes, ce qui permet aux plots de mesure de suivre exactement les dépla-cements de la construction ou du terrain. Pour une mesure, les deux têtes sont glissées à travers le plot de mesure, tournées de 45 degrés et ensuite remontées jusqu’au bloca-ges. Ensuite on mesure la distance entre la tête inférieure et la tête supérieure. En mesurant les déformations le long de deux lignes situées de part et d’autre de l’axe d’un pieu ou d’une paroi moulée, il est possible de déterminer la courbure et, par inté-gration, la courbe de déflexion. Un instrument particulièrement intéressant dans ce contexte est la sonde Trivec, éga-lement de SolExperts. Cet appareil combine micromètre (mesure de ∆z) et inclinomè-tre (mesure de ∆x et ∆y). Le tubage est aussi disponible en version rainurée, pour l’utilisation de déformètre et inclinomètre. Dans ce cas-là, les niveaux des deux types de mesure sont décalés verticalement l’un par rapport à l’autre (d’environ 10 cm).


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À part les écrans de soutènement, le fournisseur donne comme exemple d’application le suivi de tunnels et cavités souterrains, de pentes et de barrages. Gattermann (2004) décrit l’utilisation du micromètre de forage pour le suivi de tirants d’ancrage du nou-veau quai Altenwerder à Hambourg. Le « tirant », constitué d’un profil en I, est incliné de 34 degrés et équipé de deux réservations pour l’installation du tube de guidage du micromètre. Ce système a permis de suivre le comportement d’un tirant (ancré en tête de la paroi et donc relativement bien accessible) sur l’intégralité de sa longueur. Plus généralement, lors de l’application de cette technique dans des sols compressi-bles, Thut (2001) indique qu’il faut prendre en compte la compressibilité du coulis de scellement du tube de guidage dans le sol. 2.3.5. Mesure de tassements et de soulèvement de terrain Les mouvements verticaux du terrain autour d’un écran de soutènement sont parmi les aspects les plus importants à suivre car ils affectent directement les ouvrages avoisi-nants. Pourtant, le suivi de ces mouvements n’est pas facile : l’entourage d’une exca-vation est rarement bien accessible à tout instant (du fait du stockage de matériaux, par exemple) et l’intégrité de l’instrumentation n’est pas toujours garantie (du fait du pas-sage de véhicules, par exemple). Le suivi de points de mesures sur ou dans des bâti-ments au voisinage donne un information ponctuelle sur le tassement en surface, mais ne donne pas d’éclaircissements sur la répartition des tassements dans le massif de sol. C’est entre autres pour ces raisons qu’au quotidien l’instrumentation est souvent limi-tée à la déformation de la paroi, cette dernière étant considéré comme contrôlant l’amplitude et la forme des tassements (voir chapitre 1.5). La mesure précise du soulèvement du fond temporaire de fouille ne présente pas d’intérêt particulier, car il n’est pas nécessaire de connaître le niveau au centimètre près. En tout cas, lors des phases de construction, un suivi dépassant la topographie est quasiment impossible. Un aspect très intéressant par contre, particulièrement dans de l’argile, est le soulèvement ou la relaxation du massif de sol devant la paroi, en-dessous du fond final de la fouille. Ceci implique l’installation d’une instrumentation relativement sophistiquée (idéalement combinée avec un suivi des pressions intersti-tielles), et surtout un comportement respectueux du personnel du chantier vis-à-vis cette instrumentation. Globalement, le suivi de la composante verticale du mouvement peut être effectué de trois façons :

• sur une ligne verticale, intégral ou ponctuel sur une certaine profondeur en dessous de la surface du terrain,

• sur une ligne horizontale, à la surface ou à l’intérieur du terrain, • ponctuellement, au moyen de points de mesure distincts.

Pour le suivi de la construction des soutènements, la mesure ponctuelle à la surface comprend le suivi topographique de cibles installées sur des bâtiments avoisinants ou


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sur la partie haute du soutènement (mesures en x, y, et z). Une autre possibilité, plutôt utilisée dans les remblais, est l’emploi de tassomètres sous forme de cellules (par exemple le tassomètre LPC, Peignaud, 1977) ou de jauges électriques (par exemple l’élongamètre de remblai de Roctest-Telemac, qui peut être installé horizontalement ou verticalement). Pour les expérimentations à finalité de recherche, le suivi linéaire vertical ou horizon-tal est plus intéressant car il donne des informations sur la forme des tassements ou des soulèvements et leur distribution le long de la ligne de mesure. A priori, comme pour le suivi des déplacements horizontaux d’un écran ou d’un massif de sol, l’instrumentation peut être installée en permanence dans le terrain ou constituée d’un tube de guidage permettant l’auscultation à l’aide d’un sonde. Dunnicliff (1993) donne une excellente vue d’ensemble des matériels disponibles en distinguant des extenso-mètres de sondage (micromètre présenté au chapitre 2.3.4, sondes magnétiques, sondes à bobines d’induction, etc.) et des extensomètres fixes (en remblai ou en forage, ces derniers principalement à tiges ou à câbles). Les fournisseurs proposent aussi des ex-tensomètres à fibre optique (Glötzl ou Telemac, par exemple). Globalement, un extensomètre fixe comprend un certain nombre de capteurs liés les uns aux autres par une tige ou un câble, ancré au fond du forage (la figure 2.9a montre un exemple d’ancrage dans du béton ; dans le sol, on peut utiliser par exemple un an-crage pneumatique ou métallique). Le changement de la distance relative entre les cap-teurs est ensuite mesuré et, si le niveau de l’un des points est connu (suivi topographi-que du haut ou scellement fixe du bas), il est possible de déterminer le mouvement vertical absolu. Lors du suivi à l’aide d’une sonde, cette dernière est descendue dans un tube de guidage équipé de points de mesures à différentes distances (sous forme d’anneau magnétique, par exemple). Le passage de la sonde au niveau de chaque point provoque un signal (sonore, électrique ou lumineux) et le niveau relatif de la sonde par rapport au haut du tube est enregistré. Une application très intéressante consiste en la combinaison d’un extensomètre avec un inclinomètre. Un tel système est proposé par exemple par Boart Longyear Interfels. En ce qui concerne le suivi à l’horizontale, à côté du suivi par topographie, il existe par exemple des systèmes de mesure de tassement constitués d’une série de réservoirs re-liés les uns aux autres par une tubulure saturée d’un liquide (figure 2.9b). Chaque ré-servoir est muni d’un flotteur, à savoir une masse creuse suspendue à un capteur à corde vibrante. Le tassement d’un réservoir provoque une variation du niveau de l’eau dans celui-ci, ce qui modifie la poussée hydrostatique agissant sur la masse et la fré-quence de résonance du capteur à corde vibrante. Avec ce système à points multiples, le calcul du tassement relatif des divers réservoirs est réalisé par rapport à l’un des ré-servoirs, choisi comme référence. Des exemples d’application, notamment pour ce qui concerne le soulèvement du fond de fouille, qui est plus rarement suivi que les tassements derrière l’écran, ont été pu-bliés par Klym et al. (1981), Sugimoto et al. (1995), Ng (1992) et Maybaum (1998).


73

Ng (1992) décrit le suivi vertical du soulèvement du fond de fouille. Un tube de gui-dage avec des points de mesure magnétiques est installé au centre de l’excavation, avant le début du terrassement. Les points de mesure sont localisés en dessous du fond final de la fouille. Le soulèvement est suivi lors du terrassement à l’aide d’une sonde extensométrique magnétique mobile. Au fur et à mesure du terrassement, les parties supérieures du tube de guidage sont enlevées. Ng (1992) souligne l’importance d’une bonne coopération avec le personnel du chantier pour le succès de ce genre d’opération.

(a) (b)

Figure 2.9. (a) Extensomètre de forage récupérable utilisable dans la roche ou le béton.(b) Sys-tème de mesure de tassements (les deux : Roctest-Telemac) (a) Reusable borehole extensometer for rock and concrete. (b) Settlement measure-ment system with liquid levels (both : Roctest-Telemac)

Un système complètement différent est décrit par Maybaum (1998), qui présente l’instrumentation d’une excavation effectuée sous l’eau. Après la mise en place du ra-dier de fond, l’excavation est vidée de l’eau par pompage. La perte de charge entraîne un soulèvement du radier. Le but de l’instrumentation est donc de suivre le comporte-ment du radier le long d’une ligne de mesure horizontale. La mesure est effectuée au moyen d’une sonde inclinométrique modifiée pour un usage à l’horizontal. Après le bétonnage du radier, les tubes inclinométriques sont emboîtés et collés les uns aux au-tres sur le terrain, transportés sur l’eau à l’endroit souhaité au moyen d’un ponton, et enfin descendus au fond à l’aide de plongeurs. Le début de la ligne de mesure est en tête de l’écran, les tubes descendent le long de l’écran au fond de la fouille, décrivent un arc afin de rejoindre la bonne direction de mesure, traversent l’excavation et remon-tent de l’autre côté de la même manière. Pour la mesure, la sonde inclinométrique mo-difiée est déplacée au moyen d’un câble et l’inclinaison est mesurée tous les mètres.


74

2.3.6. Suivi des efforts dans des butons Le suivi des efforts dans les appuis est l’un des aspects les plus anciens de l’observation du comportement des écrans de soutènement. De telles mesures ont été réalisées dès les années 1930 afin de surveiller au cours de chantier les efforts d’appui sur les butons (Delattre et Marten, 2003). Aujourd’hui, il existe deux méthodes classiques de mesure des efforts dans les appuis :

• la mesure « directe » des efforts à l’aide de pesons d’efforts installés entre l’écran et l’extrémité du buton ou la tête du tirant,

• la mesure des déformations axiales de l’appui et le calcul des efforts normaux avec la loi de Hooke.

A priori, tous les fournisseurs cités ci-dessus proposent de l’instrumentation pour ces deux méthodes. Classiquement, pour le suivi des tirants, on se sert plutôt de pesons d’efforts (par exemple électriques, hydrauliques ou à fibre optique) tandis que le suivi de butons fait plutôt appel aux jauges de déformation (par exemple à fibre optique, voir aussi 2.3.1) ou aux extensomètres à corde vibrante ; les deux systèmes sont collés ou soudés sur le profil du buton (un ou deux sur l’axe, une paire sur des fibres symé-triques par rapport à l’axe, ou bien trois capteurs distribués à 60 degrés afin de pouvoir également suivre la flexion d’un profil cylindrique dans 2 axes). Lors du suivi de butons, il faut particulièrement faire attention aux changements de température. Pour la bonne interprétation des résultats, il est indispensable de noter la température, et – surtout si les appuis ne sont pas protégés contre le soleil – la météo de la journée. Boone et Crawford (2000) indiquent que, dans l’hypothèse où la correc-tion thermique de la jauge elle-même a été prise en compte, l’effet de la température est moins important si le terrain est constitué de sols mous ou si la surface de contact entre le buton et l’écran est large par rapport à la longueur du buton. Par contre, si le terrain est rigide ou rocheux, l’effet thermique peut être significatif, du fait de la rigidi-té relative du système sol-écran-appui. 2.4. CONCLUSIONS Ce chapitre a présenté d’une façon assez rapide différentes facettes des projets d’instrumentation. Sans revenir sur les aspects de l’instrumentation mentionnés dans le tableau 2.1, plusieurs points doivent être retenus, en guise de la conclusion :

• Tout d’abord, il faut préciser quel est le but donné à l’instrumentation. S’il s’agit d’un suivi de chantier courant, on va favoriser une instrumentation sim-ple, mais efficace, probablement sans choisir les instruments les plus inno-vants, surtout si le suivi doit être effectué par le personnel du chantier. Par contre, dans ces conditions d’instrumentation, il faut d’autant plus faire atten-tion à soigner l’installation, afin de ne pas se retrouver dans la situation où l’instrumentation n’est pas exploitable simplement. S’il s’agit d’une instru-mentation mise en place en coopération avec un institut de recherche, les dé-tails des matériels peuvent être choisis plus librement, mais toujours en faisant


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attention à la redondance, à la bonne mise en place et l’accessibilité du site au moment des mesures et idéalement à long-terme.

• En phase de définition de l’instrumentation, il est indispensable de se rensei-gner d’une façon détaillé chez plusieurs fournisseurs – non seulement sur les coûts du matériel, mais aussi sur ses aspects techniques, afin de choisir le sys-tème le mieux adapté au site.

• Idéalement, le choix de l’instrumentation doit permettre un suivi redondant, deux types d’instruments différents donnant des informations directes ou indi-rectes sur une seule grandeur observée ou dépouillée. L’exemple classique est le suivi parallèle de l’écran par inclinométrie (pied de tube scellé dans le ter-rain) et topographie (suivi de la tête de l’écran)10 ou la mesure des efforts dans les appuis accompagnée par la mesure des pressions sur l’écran. De plus, pour une bonne qualité des mesures (c’est à dire pour que les mesures soient com-parables entre elles), il ne suffit pas de placer, pour donner un exemple facile, un seul inclinomètre par section. Deux instruments de chaque type paraissent à première vue doubler les coûts de l’instrumentation mais, dans la majorité des cas, les mesures isolées ne sont pas fiables et donc peu valorisables, ce qui remet en question l’ensemble de l’instrumentation.

10 Il est important de noter, que cette combinaison n’est pas redondante, si le pied de l’inclinomètre n’est pas encastré en dessous de l’écran : dans ce cas, le double suivi est indispensable afin de déterminer le déplacement absolu.


76

PARTIE II. ÉTUDE METHODOLOGIQUE

LE RETOUR D’INFORMATION DE SOUTENEMENTS INSTRUMENTES

Partie II. Étude méthodologique – Le retour d’information de soutènements instrumentés __________________________________________________________________________________________

79

Chapitre 3 Une méthodologie de recueil d’information 3.1. INTRODUCTION Dans le domaine du génie civil, le retour de l’information relative au comportement d’un ouvrage ne parvient pas d’une manière systématique aux responsables de la conception ou du dimensionnement. En ce qui concerne la géotechnique et, pour notre étude, les écrans de soutènement, cette situation est liée entre autres à des questions financières et d’organisation. Pourtant, des mesures sont assez fréquemment réalisées sur les ouvrages en cours de construction pour contrôler leur bonne exécution et leur bon comportement. Cet aspect est aussi intégré dans l’Eurocode 7. Sont notamment concernés les ouvrages dont la construction peut provoquer des mouvements des ouvrages voisins (ouvrages dont la stabilité en phase de travaux est soumise à des aléas tels que par exemple des mouve-ments de nappe) ou encore des ouvrages présentant un caractère innovant. L’intérêt d’une valorisation des résultats ainsi recueillis pour une meilleure compréhension de la structure et de son interaction avec le sol et pour l’amélioration des méthodes de cal-cul, qui mène à des structures plus performantes et à des risques mieux maîtrisés, est ainsi en partie négligé. Cette même problématique concerne également les ouvrages en service. Verdure (2004), dont le travail se concentre principalement sur le suivi d’ouvrages en service, distingue deux catégories de suivi : le suivi de « surveillance » et le suivi « d’investigation ». Le suivi de surveillance constitue l’approche du gestionnaire d’ouvrage, à savoir l’ensemble des moyens mis en œuvre pour s’assurer de la pérenni-té des ouvrages. Le suivi d’investigation est une problématique de recherche : il s’agit, par des mesures sur l’ouvrage réel, d’améliorer nos connaissances sur son comporte-ment. Verdure constate également la faible valorisation scientifique de l’information résultante du suivi de surveillance. Les travaux présentés dans ce chapitre visent à analyser dans quelle mesure les résul-tats des instrumentations menées au titre du contrôle de l’exécution des ouvrages peu-

Chapitre 3. Une méthode de recueil d’information __________________________________________________________________________________________

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vent être valorisés sur le plan scientifique. Les questions posées concernent le recueil de ces données de mesure, leur qualité sur le plan scientifique et enfin leur exploitation dans le cadre des travaux de recherche. L’enjeu d’un tel recueil de données est multiple. En premier lieu, il doit permettre la définition de « comportements repères », qui permettent une première estimation du comportement d’un futur ouvrage et de ses alentours. Deuxième aspect tout aussi im-portant, les données ainsi recueillies doivent permettre l’identification et la validation de modèles et de lois de comportement grâce à une bibliothèque de cas documentés. Pour les intervenants (maîtres d’œuvre, entreprises, bureaux d’étude, laboratoires, …) enfin, un troisième intérêt réside dans la « publicité » qui leur est donnée à l’aide de références documentées de façon comparable et faciles à comprendre. 3.2. SOURCES D’INFORMATIONS SUR LE COMPORTEMENT DES ÉCRANS DE SOUTÈNEMENT Dans la suite, on rappelle d’abord les différentes sources d’informations et on propose ensuite un recueil systématique d’information encadré par une coopération entre les activités opérationnelles et la recherche. On ne traite ici que des sources d’information « passives », pour lesquelles il n’existe pas de moyen d’influencer l’instrumentation (c’est à dire, d’un recueil d’information non-guidé par le laboratoire de recherche). La figure 3.1 identifie les différentes sources de données et résume leurs avantages et dé-savantages.

Expérimentations menées au titre de la recherche(études internationales, centres de recherche, thèses)

Monographies d’études

Articles et communications

++--

beaucoup de références données souvent incomplètes

1

++--

données complètes et de qualitépeu de références

2

++--

de nombreux cas, a priori peu de références et des données fragmentées

3

Instrumentation de contrôle(entreprise de construction, bureau de contrôle, maître d’œuvre)

Dossiers internes, études préliminaires, rapports de mesures




++--


1

++--


2

++--


3






++--


++--++--


1

++--


++--++--


2

++--++--


3



Figure 3.1. Trois types différents de sources d’informations.

Three different origins of information.


81

3.2.1. Les instrumentations de recherche Les résultats d’instrumentations menées au titre de travaux de recherche sont classi-quement documentés de deux façons. Des rapports de recherches détaillés, monographies d’études, peuvent exister sous forme de mémoires de thèse de doctorat ou de rapports d’une institution de recherche ou d’une université. Ces travaux sont certainement les sources les plus riches en in-formation. Leur nombre étant limité et leur accessibilité au niveau international parfois difficile (il faut d’abord savoir qu’ils existent…), ces sources restent très demandées mais pas faciles à organiser. De bons exemples d’études expérimentales approfondies sont les travaux liés aux soutènements expérimentaux de Karlsruhe (von Wolffers-dorff, 1997) et de Rotterdam (Kort, 2002), l’étude de murs de quai à Hambourg en Allemagne (Gattermann, 1998) et, en France, les travaux de Delattre (1999) ou ceux de Kastner (1984) sur le métro de Lyon. Il existe également de nombreuses communications dans des congrès, journées ou symposiums nationaux et internationaux et les articles publiés dans des revues. Selon le caractère de la conférence ou de la revue, ces publications peuvent être plus ou moins détaillées. De manière générale, malgré une quantité très importante de référen-ces disponibles, l’information reste relativement limitée et ne traite souvent qu’un point particulier de l’ouvrage, de sa modélisation ou du comportement observé. 3.2.2. Les instrumentations de contrôle de chantier Les instrumentations d’ouvrages réalisées dans le cadre du contrôle de leur exécution sont nécessaires dans plusieurs cas, comme indiqué précédemment :

• pour les solutions innovantes, dont la performance n’a pas été prouvée par des expériences antérieures ;

• lorsqu’une situation de chantier présente un risque pour la stabilité des ouvra-ges (risque de rupture d’appui en phase travaux, par exemple) ;

• lorsqu’il est nécessaire de limiter les déformations et plus généralement les impacts sur les ouvrages environnants (ça peut aussi être des vibrations).

L’instrumentation peut être demandée par le maître d’œuvre dans le cadre du marché de travaux ou par le maître d’ouvrage au titre d’un contrôle extérieur. Elle peut égale-ment être demandée par le bureau de contrôle, lorsqu’il estime que toutes les garanties ne peuvent pas être apportées par les notices méthodologiques et les notes de calcul. L’instrumentation peut également être rendue obligatoire par les normes. C’est le cas par exemple des essais de contrôle réalisés de façon systématique sur les tirants scel-lés. Suivant le cas, l’instrumentation peut être réalisée par un prestataire agissant pour le compte du maître d’ouvrage, du maître d’œuvre ou de l’entreprise. D’une façon générale, les positions du maître d’œuvre et de l’entreprise sont celles qui donnent accès à la plus grande quantité et qualité d’informations intéressantes, no-tamment aux détails du projet. En particulier, la conception de l’ouvrage, les plans, les calculs et la nature du terrain ainsi que le déroulement des travaux sont bien connus du maître d’œuvre et de l’entreprise.


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3.3. RÉFLEXIONS SUR LES MOYENS DE STOCKAGE ET DE DISTRIBUTION L’analyse de la littérature disponible (chapitres 1.4 et 1.6) montre que le stockage de données fait le plus souvent appel à des tableaux, comme l’ont fait par exemple Mana et Clough (1981), Wong et Broms (1989), Ou et al. (1993), Masuda (1996), Fernie et Suckling (1996), Long (2001) et Moormann (2002). Les avantages sont évidents : tou-tes les données d’une étude sont facilement comparables entre elles et, en plus, l’exploitation sous forme de graphiques de données chiffrées est également rendue relativement simple. Les possibilités modernes de traitement électronique sont très variées et permettent de faire figurer des liens relativement complexes entre des différentes données. L’Internet, jouant un rôle de plus en plus important dans le domaine de l’information, en ajoute un aspect supplémentaire : l’interactivité. Pourtant, dès que l’on s’éloigne de l’idée de collectionner uniquement des données abstraites pouvant être exprimées par des chiffres (par exemple : profondeur de la fouille) ou des abréviations facilement compréhensibles (par exemple : type de soutè-nement), l’utilisation de tableaux ne suffit plus. Si l’intérêt est de documenter non seulement l’information quantifiable, mais aussi l’historique qualitatif, les évènements non-prévus et les explications et interprétations éventuelles, on est obligé de compléter les dossiers par du texte. Afin de garantir la comparabilité d’un cas avec l’autre, la structure de ces documents de texte doit néan-moins rester relativement similaire. L’avantage de cette solution est de permettre l’intégration d’une information variée et riche, bien compréhensible. Elle rend par contre plus complexe l’exploitation d’ensembles de données sous forme de graphi-ques. En ce qui concerne la gestion d’une telle « base de données », plusieurs questions se posent, qui sont fortement liées entre-elles

• où sera-t-elle stockée ? • par qui sera-t-elle gérée ? • qui a le droit de la consulter ?

En général, le lieu de stockage peut être un endroit réel (bibliothèque) ou un endroit virtuel (site Internet). Dans les deux cas se pose la question de l’accès des tiers. Sou-vent les intervenants ne souhaitent pas une mise à disposition à tout public et ainsi l’accès est restreint (Faure et al., 2002). Sur Internet, ceci peut se faire par l’introduction d’un mot de passe. La gestion des documents peut être faite par un ingé-nieur ou un stagiaire de l’établissement. Sur Internet, une fois que les modalités de stockage de l’information sont programmées (par exemple au moyen d’un « questionnaire » en ligne programmé pour « produire » un document structuré), il suf-firait de gérer les mots de passe.


83

3.4. DÉVELOPPEMENT D’UNE DÉMARCHE SYSTÉMATIQUE Le présent travail porte principalement sur le recueil d’informations provenant d’instrumentations de contrôle réalisées lors de la construction de l’ouvrage (type 3 de la figure 3.1). Dans le cadre d’une coopération du LCPC avec l’entreprise Solétanche Bachy, l’entreprise nous a donné accès à de nombreux dossiers de chantiers instrumen-tés. Dans la plupart des cas, cette instrumentation a été mise en place sur demande du maître d’œuvre ou à l’initiative de l’entreprise afin de vérifier les déplacements de l’ouvrage. Les dossiers mis à disposition comprennent :

• les études de sol du projet (entreprise de reconnaissance des sols) ; • des hypothèses générales et notes de calcul (entreprise, bureau d’études) ; • quelques plans des études préliminaires (entreprise, bureau d’études) ; • des (extraits de) rapports de mesures (entreprise, chantier ou sous-traitant) ; • des rapports de stage ou mémoires de fin d’études traitant en partie les résul-

tats des mesures et, par exemple, des calculs a posteriori ; • d’autres notes diverses (auteurs variés).

On a pu s’appuyer sur les informations existant dans les archives, classées sous forme de « dossiers ». On a également pu organiser sur des chantiers en cours un retour d’information « quasi-instantané », cette variante demandant une coordination com-plexe mais ayant un effet sensible sur la qualité des informations obtenues. En première approche, il a été élaboré une « check-list » permettant d’établir un do-cument au format de MS-Word. Ce document a pour but de rassembler les informa-tions hétérogènes tirées des fichiers mentionnés ci-dessus et de les stocker d’une façon uniforme et comparable. Le traitement des dossiers a permis de se rendre compte de la diversité des fichiers source et de leur caractère fréquemment incomplet ou contradictoire. Souvent, l’avancement du chantier et les problèmes rencontrés lors des travaux ne sont pas do-cumentés. Il peut également manquer des rapports sur la mise en place de l’instrumentation (la longueur d’encastrement en pied des inclinomètres, par exemple). L’incertitude est aggravée par la question de l’actualité des plans : on se demande sou-vent si les plans réalisés pour les études préliminaires représentent effectivement l’ouvrage construit (suppression de niveaux d’ancrage, de séries de micro-pieux, etc.) . Tous ces problèmes, rencontrés lors de l’analyse des dossiers, ont amené l’idée de dé-velopper une sorte de guide pratique, schématique, qui permettra de rassembler à l’aide de questionnaires toutes ces informations pour un projet en cours en s’adressant aux différents participants. En résumé, deux approches de recueil d’information ont été retenues et seront présen-tées dans la suite : l’analyse d’un ensemble de dossiers existants et l’organisation d’un retour d’informations en temps réel dans le cas d’un chantier en cours.


84

3.4.1. Analyse d’un ensemble de dossiers existants La check-list rassemble en plusieurs sections toute l’information caractérisant l’interaction sol-structure d’un écran de soutènement. Les aspects principaux sont montrés sur la figure 3.2 et le dossier lui-même est donné en annexe 3.a.

I D E N T I F I C A T I O NI D E N T I F I C A T I O Nréférencesgénéralités

information supplémentaire

C O N D I T I O N S C O N D I T I O N S G É O T E C H N I Q U E SG É O T E C H N I Q U E Scampagne d’investigation

description du solparamètres géotechniques

H Y D R O G É O L O G I EH Y D R O G É O L O G I Esituation de la nappe

traitement et suivi de la nappe

C O N F I G U R A T I O N C O N F I G U R A T I O N D E D E L L ’’ O U V R A G EO U V R A G Efouille

écran - appuisle phasage des travaux & terrassement

É C R A NÉ C R A Nparoi moulée

rideau de palplanchesparoi berlinoise ou similaire

paroi clouéeautre

A P P U I SA P P U I Stirants actifs

tirants passifsbutons

risbermesautre

E N V I R O N N E M E N TE N V I R O N N E M E N T

C A L C U L SC A L C U L Sdimensionnement

résultatscalculs à posteriori

I N S T R U M E N T A T I O N I N S T R U M E N T A T I O N plan d’instrumentationmesures sur chantier

topométrieinclinométriepiézométrie

efforts dans les appuismétéorologie - autres

C O M P O R T E M E N T D E L ’ O U V R A G E C O M P O R T E M E N T D E L ’ O U V R A G E résultats des mesures

résuméqualité des mesures et de la documentation

11

22

33

44

55

66

77

88

I D E N T I F I C A T I O NI D E N T I F I C A T I O Nréférencesgénéralités

information supplémentaire

C O N D I T I O N S C O N D I T I O N S G É O T E C H N I Q U E SG É O T E C H N I Q U E Scampagne d’investigation

description du solparamètres géotechniques

H Y D R O G É O L O G I EH Y D R O G É O L O G I Esituation de la nappe

traitement et suivi de la nappe

C O N F I G U R A T I O N C O N F I G U R A T I O N D E D E L L ’’ O U V R A G EO U V R A G Efouille

écran - appuisle phasage des travaux & terrassement

É C R A NÉ C R A Nparoi moulée

rideau de palplanchesparoi berlinoise ou similaire

paroi clouéeautre

A P P U I SA P P U I Stirants actifs

tirants passifsbutons

risbermesautre

E N V I R O N N E M E N TE N V I R O N N E M E N T

C A L C U L SC A L C U L Sdimensionnement

résultatscalculs à posteriori

I N S T R U M E N T A T I O N I N S T R U M E N T A T I O N plan d’instrumentationmesures sur chantier

topométrieinclinométriepiézométrie

efforts dans les appuismétéorologie - autres

C O M P O R T E M E N T D E L ’ O U V R A G E C O M P O R T E M E N T D E L ’ O U V R A G E résultats des mesures

résuméqualité des mesures et de la documentation

11

22

33

44

55

66

77

88 Figure 3.2. Structure de la check-list.

Outline of the check-list.

L’identification de la section 1 comprend notamment le pays, l’année, le lieu et le nom de l’ouvrage. Chaque cas est défini par ces quatre in-formations. Pour donner un exemple, pour le chantier Ilot 7 à Nantes, construit en 2002 on propose d’écrire : F-02-NTS.Ilot7. Comme information supplémentaire on peut par exemple noter le système de nivellement utilisé. La section 2 comprend toute information tirée du rapport géotechnique des sols. L’annexe de la check-list prévoit aussi des tableaux récapitulatifs regroupant les résultats des essais géotechniques. L’ information disponible sur la situation de la nappe et sa gestion est rassemblée dans la section 3. La section 4 sur la configuration de l’ouvrage rassemble non seulement les informations géométriques mais aussi des détails sur la mise en place de l’ouvrage. Ces informations semblent plutôt d’importance secondaire du point de vue du comportement d’un soutène-ment, mais elles permettent d’identifier par exemple des problèmes liés à l’étanchéité des joints de parois moulées ou aux vibrations exercées sur d’autres parties d’un écran par la mise en place de palplanches.

La section décrit également le phasage des travaux, c’est à dire le phasage de calcul et aussi, ce qui est important pour l’interprétation des mesures, le phasage réellement adopté lors de l’exécution de l’ouvrage (état du chantier lors les dates des mesures). Dans cette section sont aussi décrits les éléments de structure, c’est à dire l’écran et le système d’appuis.


85

La section 5 rassemble toute l’information relative au voisinage du chantier ainsi que les facteurs limitant les déplacements acceptés. La méthode de dimensionnement et les résultats de calcul obtenus sont résumés dans la section 6. Dans le cas d’une étude a posteriori, les résultats principaux sont rappelés dans ce contexte. La section 7 décrit toute l’instrumentation réalisée (les instruments et capteurs utilisés, leur mise en place, les protections éventuelles) et identifie les aspects du comportement que l’on souhaite mesurer. Les résultats des mesures sont rassemblés dans la section 8, de préférence sous forme de graphiques afin que l’on puisse profiter des courbes et non seulement de valeurs extrêmes. La check-list comprend aussi des annexes : coupes, vues en plans, photos, schémas de l’instrumentation ou des terrassements ainsi que les résultats des mesures sous forme de tableaux, mais aussi des pages simplement scannées. Afin de faciliter la recherche dans une base de données rassemblant un grand nombre de dossiers établis à l’aide de la check-list, il serait utile d’établir un tableau « récapitu-latif », qui rassemble les informations essentielles de chaque cas étudié. Ce tableau pourrait être conçu comme celui de Moormann (2002), dont un extrait est présenté en annexe 1.b. 3.4.2. Retour d’information d’un chantier en cours La figure 3.3 présente un schéma d’organisation du retour d’informations d’un chan-tier en cours. La check-list décrite dans le chapitre 3.4.1 ainsi que les deux question-naires à remplir par les responsables des travaux sur chantier (ainsi que par le ou les sous-traitants en charge des mesures) constituent le moyen de transmission des infor-mations.

Sous-traitant

MesuresObservations

Bureau d’études (entreprise)

Rapport de solPlans

Calculs(Coordination)(Exploitation)

Chantier (entreprise)

Étapes réellesEnvironnement

PhotosImprévusMesures

Laboratoire de recherche

Coordination Exploitation

Sous-traitant

MesuresObservations

Sous-traitantSous-traitant

MesuresObservations

MesuresObservations

Bureau d’études (entreprise)

Rapport de solPlans


Bureau d’études (entreprise)Bureau d’études (entreprise)

Rapport de solPlans


Chantier (entreprise)



Chantier (entreprise)Chantier (entreprise)









Figure 3.3. Proposition pour un schéma simplifié d’organisation du retour d’informations.

Proposition for a simplified organisation of the data flow.

A priori, la coordination et l’exploitation sont prises en charge par le laboratoire de recherche, mais ces tâches peuvent également être prises en charge par l’entreprise si


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elle souhaite constituer une base de données interne. Le travail de coordination com-prend notamment le remplissage de la check-list, la gestion des questionnaires et la prise de contact avec les intervenants, au cas où il manquerait des informations. La figure 3.4 présente la démarche et les actions des intervenants sur une échelle de temps. Dans le cadre d’une coopération, il est de la responsabilité de l’entreprise de faire appel au laboratoire de recherche pour la coordination.

appel d’offre dimensionnement

décision de mise en place de l’instrumentation

dossier type : paragraphes 1 – 6 et 7.1

début de chantier

premières semaines du chantier

temps

bureau d’études / coordinateur

envoyer questionnaire CH et INSTR sur chantier

étude : appel au coordinateur

premier retour du questionnaire pour les aspects généraux

chantier / sous-traitant (instrumentation)


maître d’œuvre /entreprise

au cours des travaux / mesures

mise à jour au fur et à mesure du questionnaire

résultats de mesures

documentation

fin de chantier envoi du questionnaire rempli

être disponible pour des questions éventuelles

coordinateur suite du projet étude : mise en forme et à disposition

appel d’offre dimensionnement

décision de mise en place de l’instrumentation

dossier type : paragraphes 1 – 6 et 7.1

début de chantier

premières semaines du chantier

temps


envoyer questionnaire CH et INSTR sur chantier

étude : appel au coordinateur

premier retour du questionnaire pour les aspects généraux

chantier / sous-traitant (instrumentation)


maître d’œuvre /entreprise

au cours des travaux / mesures

mise à jour au fur et à mesure du questionnaire

résultats de mesures

documentation

fin de chantier envoi du questionnaire rempli

être disponible pour des questions éventuelles

coordinateur suite du projet étude : mise en forme et à disposition

Figure 3.4. Visualisation de la démarche sur une échelle de temps. Illustration of the procedure in function of a time scale.

Une fois que les intervenants (c’est à dire les entreprises et, dans l’idéal, de chaque côté un responsable) sont identifiés, le coordinateur « lance » l’étude. Dans un premier temps, le bureau d’étude est chargé de remplir les paragraphes 1 à 6 de la check-list. A priori, ceci demande un investissement modéré de l’ingénieur en charge de l’appel d’offres, car les informations sont principalement des extraits des hypothèses générales et des notes de calcul. En ce qui concerne les informations géotechniques, par contre, il est souhaitable de davantage rentrer dans le détail et d’utiliser le rapport de sols pour remplir l’annexe de la check-list. Dès le début des travaux sur chantier, deux questionnaires (annexes 3.b et 3.c) sont envoyés aux responsables des travaux sur chantier et aux responsables des mesures. En gros, ces questionnaires sont des extraits de la check-list : ils rassemblent toutes les questions liées à l’exécution des travaux, à l’installation de l’instrumentation et aux


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situations du chantier lors des mesures. Contrairement à la check-list par contre, leur conception autorise qu’ils soient remplis manuellement et qu’il leur soit ajouté des schémas sur papier, ce qui convient mieux à la pratique du chantier. Bien évidemment, il est également possible d’utiliser une version électronique ou de s’abstenir entière-ment de l’utilisation des questionnaires en favorisant pour toutes les phases du projet et tous les participants l’emploi de la check-list seule. Le premier questionnaire CHANTIER rassemble les aspects « pratiques » des sections 1 à 5 de la check-list. On demande par exemple de décrire des observations géotechni-ques faites sur le terrain lors de l’exécution et s’il y a eu des sondages géotechniques supplémentaires. En ce qui concerne l’écran, la méthode de construction et les techni-ques appliquées sont aussi mieux décrites par une personne du chantier que par le bu-reau d’études. Enfin, un aspect très important est la description de « l’environnement » et de la situation réelle (par exemple : stockage de matériel ou matériau non-prévu) autour du chantier. Le deuxième questionnaire INSTRUMENTATION & MESURES permet de rensei-gner la section 7 de la check-list. Ce questionnaire doit être envoyé à tout intervenant relatif à l’instrumentation. Il se peut, en conséquence, que le topographe (suivi topo-métrique), le spécialiste des mesures (mesures inclinométriques, extensomètres) et le conducteur de travaux (suivi piézométrique, cales de tirants) se retrouvent tous avec le même formulaire. Dans ce cas, chaque intervenant a bien sûr la liberté d’adapter le questionnaire à ses besoins, l’important étant de remplir soigneusement la dernière page qui rassemble les dates des interventions et les observations faites. En fin de compte, il est absolument indispensable que toutes les mesures (les résultats dépouillés ainsi que les valeurs brutes) soient renvoyés au coordinateur, ce qui semble évident mais qui en réalité, d’après l’expérience faite lors de cette étude, ne l’est mal-heureusement pas. Le remplissage du questionnaire se fait pendant toute l’exécution du chantier car il y a des informations sur la conduite et l’avancement des travaux qui ne peuvent être ajou-tées qu’au fur et à mesure. Du côté du coordinateur, il convient de rappeler de temps en temps l’importance de l’étude. Vers la fin du chantier, les questionnaires complets sont renvoyés au coordinateur qui est chargé de la mise en forme du document final, et notamment de rassembler tous les résultats de mesures et de les mettre en relation. Pour faire cela, il est très souhaitable de disposer des mesures sous forme électronique et non, à l’extrême, sous forme de « télécopie illisible », mais ceci dépend largement de la coopération de l’intervenant en charge des mesures. Un dernier mot est consacré au « coordinateur ». Afin de personnifier cette position, on peut imaginer deux approches : soit il s’agit d’un ingénieur ou d’un technicien qui est lié au projet par les calculs (bureau d’études) ou une partie des mesures (laboratoire de recherche, spécialiste de mesures), soit on s’appuie sur des stagiaires. Dans le der-nier cas, il faut prévoir la présence d’un conseiller qui connaît le projet et qui peut sui-vre l’affaire si le stage se termine avant la fin du chantier.


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3.5. DISCUSSION DE L’APPLICABILITÉ La check-list présentée ici n’a jamais été appliquée réellement hors du cadre des tra-vaux de cette thèse. La discussion de son applicabilité sur des projets à venir, menée avec les responsables de projets dans l’entreprise ainsi que les intervenants du côté laboratoire de recherche, a montré plusieurs difficultés. Dans l’entreprise, il paraît difficile d’identifier un responsable de la gestion de la check-list au sein du bureau d’études. L’intérêt de l’entreprise porte tout d’abord sur le projet de construction, et à la limite les parties 1 à 6 de la check-list, qui sont importan-tes pour la documentation interne. La documentation des parties 7 et 8, qui concernent l’instrumentation et l’interprétation des mesures, demande un investissement temporel assez intensif et les ingénieurs qui en sont responsables n’ont souvent tout simplement pas le temps de s’en occuper avec le soin nécessaire. Encore, sur ce point, faut-il dis-tinguer l’exploitation des mesures (par exemple inclinométriques) pour un calcul à posteriori servant à valider la méthode de calcul (mise en œuvre de temps en temps dans l’entreprise), de la documentation de tous les aspects de l’instrumentation afin de pouvoir mener des études plus larges dans le futur, tel que proposée par la check-list. L’embauche de stagiaires pourrait résoudre ce problème, mais comme déjà indiqué dans le chapitre précédent, il faut garantir la continuité du projet « check-list » au delà du projet « stage », sans perdre d’informations à la « jonction ». Le système allemand de l’étudiant travailleur n’est probablement pas idéal mais mérite réflexion : les étu-diants travaillent souvent une journée ou demi-journée de la semaine dans une entre-prise, même lors des semestres de cours. Les deux profitent du système : l’entreprise parce que l’étudiant peut dégager les ingénieurs de travaux relativement faciles mais qui demandent un certain investissement en temps, et l’étudiant parce qu’il gagne une première expérience dans le domaine appliqué. Une autre idée évoquée par l’entreprise, qui paraît comparable au système allemand présenté, serait de faire appel à des « junior entreprises », qui existent au sein des gran-des écoles ou des universités. Ces deux propositions demandent par contre un investis-sement financier. Toutes ces réflexions montrent que l’intervention d’un établissement « extérieur » comme un laboratoire de recherche peut jouer un rôle très important, notamment si l’on considère que c’est pour une bonne partie la recherche qui va profiter d’une do-cumentation détaillée de cas réels d’ouvrages de génie civil. Dans l’établissement de recherche, cependant, la problématique est autre que dans l’entreprise : les priorités de recherche peuvent varier et, en conséquence, les bons contacts établis avec des entreprises peuvent se perdre et ainsi la possibilité d’intervenir et de profiter d’études telles que celles qui sont présentées dans la partie II de ce document.


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Chapitre 4 Exemples de soutènements instrumentés « au quotidien » 4.1. INTRODUCTION Fortement lié au chapitre précédent, le chapitre 4 présente des exemples de soutène-ments instrumentés « au quotidien ». Dans la première partie sont présentés cinq chan-tiers d’excavation récents, qui ont servi de base pour établir et approfondir la « check-list » du chapitre 3. La mise en pratique de l’approche méthodologique est ainsi discu-tée, de même que l’instrumentation rencontrée et la qualité des données acquises. Dans la deuxième partie, les résultats de ces expérimentations ainsi que les résultats d’expérimentations analysées précédemment sont exploités en termes de comporte-ments repères (cf. chapitre 1). La coopération de Solétanche-Bachy à ce travail a rendu possible l’accès non seule-ment à des dossiers d’archives de l’entreprise mais a ouvert un chemin encore plus intéressant : le suivi du retour de relevés de mesures de chantiers instrumentés en cours. Lors de cette étude, il a donc été possible d’identifier les points forts et les points faibles d’une telle approche de récupération de données, au delà des sources d’informations classiques pour la recherche. L’étude permet de présenter, dans la limite des cas disponibles, une expertise française dans le domaine des écrans de soutènement. Ont été choisis des cas situés en France ou calculés avec des méthodes de calcul françaises ou exécutés par une entreprise fran-çaise. Ce choix est certainement assez limitatif, mais les cas de ce type sont sous-représentés dans les bases de données existantes (Long, 2001 ou Moormann, 2003, par exemple), leur identification et exploitation paraissait être un chemin intéressant à sui-vre. 4.2. LES SOUTÈNEMENTS INSTRUMENTÉS ANALYSÉS Parmi une vingtaine de cas d’excavations en site urbain ainsi que de murs de quai construits dans le période 1980 – 2002, cinq ont été choisis pour une analyse plus dé-taillée. Dans une première approche, la méthodologie présentée en chapitre 3 a été éta-

Chapitre 4. Exemples de soutènements instrumentés « au quotidien » __________________________________________________________________________________________

90

blie sur la base de deux dossiers « anciens » : le Palais de Justice à Lyon (1992) et le métro de Bilbao (1992). La méthodologie rassemble toute l’information considérée comme utile pour un dépouillement approfondi. Ensuite, trois autres cas récents, qui étaient partiellement encore en travaux lors de l’assemblage des dossiers ont été analy-sés en utilisant cette méthodologie. Ces dossiers concernent une fouille circulaire à Nantes (2002), l’immeuble Le Dauphiné Part-Dieu à Lyon (2002) et la Caisse Auto-nome des Retraites (C.A.R.) à Monaco (2002-2003). Grâce à l’expérience obtenue lors de ces études, la méthodologie a été améliorée et on est parvenu à la forme présentée dans le chapitre 3. Tous ces chantiers ont en commun que l’instrumentation a été ef-fectuée au titre du contrôle d’exécution, soit à la demande du maître d’œuvre, soit à l’initiative de l’entreprise. Le tableau 4.1 compare les caractéristiques principales des chantiers. Dans la partie supérieure sont listés les cas pour lesquels un dossier détaillé a été établi en appliquant la méthodologie recommandée. Dans la partie inférieure sont rassemblées les données d’études supplémentaires qui enrichissent les graphiques éta-blis au chapitre 4.3. Tableau 4.1. Caractéristiques principales des cas étudiés. Main characteristics of the assembled case studies.

n° Code Date Ville Pays Type Lieu Géométrie de la fouille

Sol dominant

Fond (m) Appui*

9 E-92-BIL.metro 1992 Bilbao E paroi

moulée site

urbain linéaire argile molle 12,3 1

buton

10 F-92-LY.Justice 1992 Lyon F paroi

moulée site

urbain rectangulaire sable 12,3 2 tirants

11 F-02-LY.Dauphine 2002 Lyon F paroi

moulée site

urbain rectangulaire sable 15,0 1 tirant

12 F-02-NTS.Ilot7 2002 Nantes F paroi

moulée site

urbain circulaire argile moyenne 14,7 -

13 F-02-MNCO.CAR.

2002-03 Monaco (F) paroi

moulée site

urbain rectangulaire rocheux (éboulis) 15,3 butons

tirants

1 F-75-PAR.SERETE 1975 Paris F paroi

moulée site

urbain rectangulaire sable argile 17,4 4

tirants

2 F-75-LY.metro.kle 1975 Lyon F palplanches site

urbain linéaire sable limon 6,8 1

buton

3 F-75-LY.metro.ney 1975 Lyon F paroi

moulée** site


butons

4 F-78-LY.metro.sax 1978 Lyon F paroi

moulée** site


buton

5 F-81-LIL.metro 1981 Lille F palplanches site

urbain linéaire rocheux (craie) 13,5 2

butons

6 F-90-PAR.bibl 1990 Paris F paroi moulée (T)

site urbain rectangulaire sable 15,3 -

7 CH-90-GEN.pm 1994 Genève CH paroi

moulée site

urbain rectangulaire limon argileux 14,7 5

tirants

8 F-93-COL.pm 1993 Colom-bes F paroi

moulée rive rectangulaire sable 12,0 2 tirants

* nombre de lits et type ** panneaux préfabriqués installés dans une paroi moulée


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Cette liste comprend deux parois moulées à contreforts. La paroi de la Bibliothèque de France à Paris (n° 6) est constituée de panneaux en T, les contreforts étant du côté ter-rain. La paroi amont de la C.A.R. à Monaco (n° 13) est constituée également de pan-neaux en T, mais cette fois, les contreforts se trouvent du côté de la fouille. Les critères pour le choix des chantiers analysés parmi les travaux de Solétanche-Bachy portaient sur plusieurs aspects :

• technologie française, de préférence en site urbain, • présence d’instrumentation de contrôle, • disponibilité de résultats de mesures de suffisamment bonne qualité, • informations techniques sur l’ouvrage et le terrain assez détaillées, • existence d’informations sur l’avancement du chantier et la situation des tra-

vaux lors des mesures. Peu de dossiers d’archive de l’entreprise respectent l’ensemble de ces critères. Le cri-tère du « site francophile » a déjà été expliqué ci-dessus. Le critère de la « technologie française » est assurée par le fait que l'ensemble des ouvrages a été réalisé par Solétan-che-Bachy. Le critère du « site urbain » est motivé par l’idée de traiter un ensemble de cas relativement homogène ainsi que par la quantité importante de cas disponibles dans cette famille d’ouvrages. La présence d’instrumentation et la disponibilité de ré-sultats de bonne qualité est évidemment nécessaire. Compte tenu du fait que souvent les chantiers sont suivis uniquement par topographie et que, parfois, les résultats ne sont pas communiqués au bureau d’étude de l’entreprise et ainsi pas disponibles pour une étude approfondie, ces critères conduisent à une sélection sévère des dossiers. De même, l’information technique (actuelle et correspondant à l’ouvrage réellement cons-truit) n’est pas forcément disponible, surtout dans des cas où l’entreprise a effectué les travaux d’exécution sans être concernée par le dimensionnement. Enfin, le critère le plus difficile à respecter était celui de la disponibilité d’une information assez précise sur l’avancement du chantier et la situation des travaux lors des mesures. Ces ques-tions sont documentées dans les journaux des chantiers et accompagnent très rarement les résultats des mesures envoyés au bureau d’études de l’entreprise. C’est principale-ment ce dernier point qui est visé par la méthodologie proposée dans ce travail. Dans la suite sont présentés des extraits récapitulatifs des dossiers établis. L’étude est faite suivant l’ordre proposé dans la check-list et rappelé ci-dessous :

• Identification de l’ouvrage • Conditions géotechniques du site • Hydrogéologie du site • Configuration de l’ouvrage • Environnement • Calculs • Instrumentation • Comportement de l’ouvrage • Résumé


92

4.2.1. Métro de Bilbao, 1992 4.2.1.1. Identification

Le métro de Bilbao (section Deusto-Olaveaga) est construit à l’abri d’une paroi mou-lée soutenant une tranchée ouverte dans des sols de faible portance constitués principa-lement de vases et argiles. Lors de la construction du métro, six sections ont été ins-trumentées. Dans les rapports disponibles figurent les résultats de deux de ces sections. La distance entre ces sections est environ 70 m. L’instrumentation comporte le suivi de la déformation de la paroi, des efforts dans les butons et des niveaux de la nappe phréatique. Les rapports disponibles sont les suivants :

Solétanche (1992) – Instrumentación del tramo Deusto-Olaveaga. Métro de Bilbao. Calculs à posteriori du radier. (archive Solétanche-Bachy, en espagnol)

Départemento de Geotecnica de Agroman (1990) – Recopilacion de los datos geotecnicos de los fangos cuaternarios de Bilbao. Étude de sols antérieure. (archive Solétanche-Bachy, en espagnol)

Geotheknika (1986) – Estudio geologico-geotecnico. Puerto Autonomo de Bilbao. Zorroza (Vizcaya). Étude de sols antérieure (archive Solétanche-Bachy, en espagnol)

4.2.1.2. Conditions géotechniques

Les essais géotechniques effectués, complétés les études antérieures, permettent de dégager la structure suivante à partir de la cote +4,0 (tête de la paroi moulée et réfé-rence 0 m pour les profondeurs) : Tableau 4.2. Description des sols et caractéristiques géotechniques pour le métro à Bilbao. Soil description and geotechnical parameters for Bilbao Metro. n° Cote* Épaisseur Nature du sol γ (kN/m³) cu (kPa) ϕu (degré) 1 +4,00 3,30 m remblais 20 0 30 2 +0,70 11,70 m vase 17,5 14 0 3 -11,00 1,50 m argile molle 18,5 25 0 4 -12,50 2,00 m argile limoneuse 20 100 15 5 -14,50 - roche 20 2000 0

(6) -8,25 à -9,75** 1,50 m jet-grouting 23 2000 0 * tête de la couche / il n y a pas de système de référence indiqué pour les cotes ** en fond de fouille uniquement

4.2.1.3. Hydrogéologie

Il n’y a pas d’information explicite concernant l’hydrogéologie et la méthode de rabat-tement de nappe. D’après le dossier de Solétanche-Bachy, initialement la nappe est à la cote +1,30, tandis que la nappe rabattue est environ à la cote 0. D’après des études antérieures, les vases sont quasiment imperméables et la perméabilité des couches li-moneuses et argileuses est inférieure à 10-5 m/s.


93

4.2.1.4. Configuration de l’ouvrage

Figure 4.1 Coupe (Métro, Bilbao). Cross-section.

La longueur de la fouille est de 110 m environ. Au niveau du buton instrumenté n°1533 (sec-tion 1), la largeur de la fouille est de 14 m. Au niveau du buton instrumenté n° 1538 (section 2), la largeur est de 17,80 m. La profondeur finale de la fouille est de 12,25 m, ce qui correspond au toit du radier de fond, réalisé par jet-grouting. Le soutènement est constitué par une paroi moulée d’épaisseur 1 m et de hauteur totale 22 m (figure 4.1). Les parois sont appuyées sur des butons (tubes d’acier) qui se trouvent à la cote +3,25 (0,75 m de profondeur). Les butons présentent une sec-tion de 120 cm² environ et sont espacés de 7,50 m. Il n’est pas fait mention d’une éventuelle protection (ombre / peinture en blanc) contre des températures élevées ni d’une précontrainte éventuelle. Le phasage des travaux consiste en la mise en place en premier lieu du radier de fond par jet-grouting. Les butons sont installés après la première étape de terrassement (à la profondeur 1,50 m). Ensuite, le terrassement a avancé relativement vite : 14/04/1992 : profondeur 1,50 m 23/04/1992 : profondeur 6,10 m 29/04/1992 : profondeur 7,30 m 05/05/1992 : profondeur 8,40 m 25/06/1992 : profondeur 11,30 m 29/07/1992 : profondeur 12,25 m

Les dates correspondent aux mesures inclinométriques et les profondeurs aux valeurs documentées pour les mesures respectives.

4.2.1.5. Environnement

L’environnement de l’ouvrage n’est pas décrit. Les calculs menés à posteriori prennent en compte une surcharge uniforme verticale de 10 kN/m des deux côtés de la paroi.

4.2.1.6. Calculs

Les dossiers disponibles ne comprennent pas les calculs de dimensionnement de l’ouvrage. Par contre, deux calculs à posteriori ont été effectués avec le logiciel PA-RIS. Ces calculs portent sur l’influence du radier, étudiée en simulant la raideur au moyen d’un coefficient de réaction d’une part (deux valeurs testées) et en le modéli-sant comme poutre, d’autre part. Les résultats ne sont pas présentés ici.


94

4.2.1.7. Instrumentation

Dans les sections 1 et 2, le suivi comporte • des mesures inclinométriques, • un suivi piézométrique, • un suivi des efforts dans les butons (cales), • des relevés de la longueur des butons, • des mesures de convergence des parois.

La configuration de l’instrumentation est rapporté sur la figure 4.2.

inclinomètre B-61A 60 – B 62(n° 1538)

B 61 EXT

B 61 INT

inclinomètre B-73

inclinomètre A-72

A 71 – B 73(n°1533)

A 72 EXTA 72 INT

B 73 INT

B 73 EXT

cibles pour lesmesures deconvergence

A-71

B-73

B-62 inclinomètre B-61A 60 – B 62(n° 1538)

B 61 EXT

B 61 INT

inclinomètre B-73

inclinomètre A-72

A 71 – B 73(n°1533)

A 72 EXTA 72 INT

B 73 INT

B 73 EXT



B 61 EXT

B 61 INT

inclinomètre B-73

inclinomètre A-72

A 71 – B 73(n°1533)

A 72 EXTA 72 INT

B 73 INT

B 73 EXT



B 61 EXT

B 61 INT


B 61 EXT

B 61 INT

inclinomètre B-73

inclinomètre A-72

A 71 – B 73(n°1533)

A 72 EXTA 72 INT

B 73 INT

B 73 EXT


inclinomètre B-73

inclinomètre A-72

A 71 – B 73(n°1533)

A 72 EXTA 72 INT

B 73 INT

B 73 EXT


A-71

B-73

B-62

Légende section 1 : buton A71-B73 (n° 1533) longueur 14 m inclinomètres A72 et B73 piézomètres A72 EXT,

A72 INT, B73 INT, B73 EXT section2 : buton A60-B62 (n° 1538) longueur 17,80 m inclinomètre B61 piézomètres B61 INT,

B61 EXT

Figure 4.2. Configuration de l’instrumentation (Métro, Bilbao). Instrumentation plan.

Les panneaux observés se trouvent en section courante de l’ouvrage dans la partie cen-trale de la paroi et leur comportement n’est que faiblement influencé par des effets de coins. Les inclinomètres A72 et B73 sont installés face à face. Les tubes inclinométri-ques ne dépassent pas le pied de la paroi. À côté de chaque inclinomètre se trouvent deux piézomètres, l’un à l’intérieur de la fouille, l’autre à l’extérieur. Les butons ins-trumentés se trouvent également au droit des inclinomètres (voir figure 4.2).


95

4.2.1.8. Comportement de l’ouvrage

On ne présente ici que quelques résultats intéressant la section 1. Les lectures des cales dynamométriques ont été faites pendant la période de mars à juillet 1992. Pour quel-ques mesures, il est précisé si elles ont été effectuées le matin ou le soir. On peut faire l’hypothèse que la température du buton est plutôt basse le matin et qu’elle augmente au cours de la journée. Cet effet est bien visible sur la figure 4.3, qui montre le suivi des efforts dans le buton A71-B73. Les mesures du 13/05/1992, choisies à titre d’illustration, sont très significatives de ce phénomène : ce jour là, la différence entre les deux lectures est de 190 kN. Les deux lignes pointillées illustrent cet effet des va-riations thermiques journalières.

12,2

5 m

11,3

0 m

1,50

m

6,10

m

8,40

m

7,30

m

13/05 matin: 919,0 kN

13/05 soir: 1109,2 kN

froid

0

200

400

600

800

1000

1200

1400

1600

1800

2000

29/02

/1992

07/03

/1992

14/03

/1992

21/03

/1992

28/03

/1992

04/04

/1992

11/04

/1992

18/04

/1992

25/04

/1992

02/05

/1992

09/05

/1992

16/05

/1992

23/05

/1992

30/05

/1992

06/06

/1992

13/06

/1992

20/06

/1992

27/06

/1992

04/07

/1992

11/07

/1992

18/07

/1992

25/07

/1992

01/08

/1992

08/08

/1992

15/08

/1992

effo

rt no

rmal

dan

s le

but

on A

71-B

73 [k

N]

0,0

0,5

1,0

1,5

2,0

2,5

long

ueur

du

buto

n : 1

4060

+ x

[mm

]

force [kN]longueur [mm]

profondeur de la fouille :

Figure 4.3. Développement des efforts dans les butons dans la section 1 (Métro, Bilbao).

Development of prop forces in section 1. Les lignes verticales indiquent les étapes du terrassement. Pour les premiers étapes, on observe une augmentation continue de la force dans le buton. L’arrêt des travaux d’excavation pendant plusieurs semaines au début de l’été est par contre accompagné par une réduction de cette force d’une valeur maximale de 1100 kN le 25/05/1992 à une valeur minimale de 650 kN environ le 09/06/1992. Cette diminution peut être ex-pliquée par le raccourcissement du buton consécutif à une période plutôt froide. Après cette date, l’effort augmente à nouveau, ce qui est dû à la reprise des travaux de terras-sement et peut-être également à une nouvelle période chaude. La comparaison avec les mesures inclinométriques n’apporte pas des précisions sur le phénomène puisque les mesures sont trop discrètes : une mesure le 25/05/1992 (~6 mm) et une mesure le 24/06/1992 (~6,5 mm), ne couvrant pas de façon détaillée la période en question. Le suivi de la longueur des butons commence à la mi-juin. Pendant la période d’observation, la longueur varie de moins d’un millimètre. La précision de la mesure est inconnue et la « courbe » n’est pas facilement exploitable.


96

Les résultats du suivi inclinométrique sont présentés sur la figure 4.4 dans un graphi-que synthétique qui montre les déplacements maximaux du soutènement, la différence du maximum de la nappe de part et d’autre de la paroi et la profondeur de la fouille.

7,30 m

8,40 m

6,10 m

1,50 m

11,30 m

12,25 m

0

2

4

6

8

10

12

14

16

18

29/02

/1992

07/03

/1992

14/03

/1992

21/03

/1992

28/03

/1992

04/04

/1992

11/04

/1992

18/04

/1992

25/04

/1992

02/05

/1992

09/05

/1992

16/05

/1992

23/05

/1992

30/05

/1992

06/06

/1992

13/06

/1992

20/06

/1992

27/06

/1992

04/07

/1992

11/07

/1992

18/07

/1992

25/07

/1992

01/08

/1992

08/08

/1992

15/08

/1992

dépl

acem

ent [

mm

]

0

2

4

6

8

10

12

14

16

18

prof

onde

ur d

e fo

uille

& h

aute

ur d

e na

ppe

[m]

déformation max. A72 [mm]

déformation max. B73 [mm]

profondeur de la fouille [m]

delta nappe EXT-INT (B 73) [m]

delta nappe EXT-INT (A 72) [m]

Figure 4.4. Déformation maximale de la paroi, charge hydraulique appliquée sur la paroi et pro-

fondeur du fond de fouille (Métro, Bilbao). Maximum wall deformation, groundwater pressure acting on the wall and excavation depth.

En absolu, les déplacements maximaux sont de l’ordre de dix à quinze millimètres, le maximum mesuré atteignant 16,2 mm (B73, mesure du 29/06/92). Lors des différentes phases de travaux, le rapport du déplacement à la profondeur de l’excavation varie entre 0,08 % et 0,13 %. Ces valeurs sont très petites, surtout si l’on considère que le terrassement se fait dans des argiles molles. Le rapport des profondeurs du niveau du déplacement maximal de la paroi et du fond de fouille varie entre 0,5 et 1,0 (le maxi-mum du ventre se trouve largement au-dessus du fond de fouille).

4.2.1.9. Résumé

Une fois surmontée la difficulté liée à la langue (les dossiers disponibles sont en espa-gnol uniquement), il a été possible d’obtenir l’essentiel de l’information intéressant le comportement de l’ouvrage et décrivant les états des travaux qui correspondent aux dates de mesures. Par contre, les dossiers ne comprennent pas les éléments intéressant le dimensionnement de l’ouvrage et, du fait que l’étude de dimensionnement n’a pas été effectuée en France, il a été considéré comme improbable de pouvoir les obtenir dans le cadre de cette étude.


97

4.2.2. Palais de Justice de Lyon, 1992 4.2.2.1. Identification

Le nouveau Palais de Justice de Lyon, construit en 1991 et 1992, comprend sept ni-veaux de sous-sols à usage de parking souterrain. La première étape de l’excavation a été effectuée à ciel ouvert et la deuxième partie en taupe (pour cette deuxième phase il n’existe pas de mesures et elle n’est donc pas présentée en détail ici). La fouille ou-verte, d’une profondeur finale de 12,30 m et soutenue par une paroi moulée, s’inscrit dans un rectangle de 140 m par 50 m de côtés. Les documents disponibles sont deux rapports d’études, établis sous la direction de R. Kastner (INSA à Lyon). Il n’y a pas de références originales.

Calvalan R., Somaglino P. (1992) – Comportement d’une excavation de grande hauteur. Mémoire de stage. INSA Lyon, Département Génie Civil et Urbanisme. 51 p. (archive Solétanche)

Renoux B. (1992) – Interprétation des mesures sur parois moulées. Rapport de tra-vail de fin d’études. École Centrale de Lyon. 95p. (archive Solétanche)


La campagne d’investigation comprend des carottages pour l’établissement de la coupe de terrains et pour la prise d’échantillons, des sondages pressiométriques, des essais Lefranc et une campagne complémentaire d’essais au phicomètre (Philipponnat, 1986) qui vise à confirmer les valeurs de la cohésion effective c´ et de l’angle de frot-tement interne ϕ´ de la couche d’alluvions graveleuses. Les paramètres principaux re-tenus pour les calculs sont rassemblés dans le tableau 4.3. Tableau 4.3. Conditions géotechniques pour le Palais de Justice de Lyon.

Geotechnical parameters for the ‘Palais de Justice’ in Lyon.

n° Cote NGF*

Épais-seur Nature du sol γ

(kN/m³) cu / c´ (kPa)

ϕu / ϕ´ (degrés)

EM (MPa)

pL (MPa)

1 +166,7 3,10m remblais 19 5 / 0 20 / 25 2,0 à 7,3 0,55 à 0,71

2 +163,6 3,9 m alluvions sablo-limoneuses 20 5 / 0 25 / 30 7,3 à 66,7 1,53 à 5

3 +159,7 13,0 m alluvions graveleuses 20 - / 0 - /

30 à 35 15,5 à 120,3 3 à 6

4 +146,7 - sable molassique 21 5 / 0 35 / 40 77,4 à 120,3 > 6

*tête de la couche Les résultats de l’essai pressiométrique EM et pL ne sont rapportés que pour une coupe à titre d’exemple. Les résultats des mesures au phicomètre conduisent pour la couche des alluvions graveleuses à un angle de frottement interne un peu plus élevé ϕ´ = 37 degrés. Toutefois, il existe dans ces alluvions quelques passages sableux ou limoneux très localisés pour lesquels ϕ´ = 20 degrés.


98


Le niveau de la nappe est à +162,40 m NGF et le niveau des plus hautes eaux est à +165,10 m. Pendant les travaux d’excavation jusqu’au cinquième sous-sol, la nappe est progressivement rabattue dans la fouille jusqu’à la cote +149,30 m. Le rabattement est effectué au sein de la fouille à l’abri des parois moulées ancrées dans le substratum molassique. Pour les remblais et les alluvions, aucun coefficient de perméabilité n’est rapporté. Pour les sables molassiques sont indiquées les valeurs khor = 5.10-5 m/s et kvert = 10-5 m/s.


La paroi moulée a une hauteur de 26,30 m et une épaisseur de 82 cm. L’ouvrage repré-sente au total 5100 m² de paroi moulée, 285 tirants et 130.000 m³ de terrassement. La fouille est excavée à ciel ouvert jusqu’au cinquième niveau de sous-sols (cote 151,30 m). La stabilité pendant cette phase provisoire de travaux est assurée par deux lits de tirants d’ancrage inclinés respectivement à 30 et 35 degrés et placés aux cotes 162,50 m et 158 m (figure 4.5). Ensuite, le plancher du cinquième niveau est réalisé. La suite de l’excavation s’effectue en taupe jusqu’à la cote 145,80 m. Les cinq premiers ni-veaux sont coulés ultérieurement et servent d’appuis définitifs à la paroi moulée. Les dates de terrassement et d’installation des tirants ne sont pas documentées.

NGF 166,7

0,00 m

~ 1 m (NGF 163,0)

30°

7 m

13 m

1,60 m (NGF 162,00)

6,10 m (NGF 157,50)

12,30 m (NGF 151,30)

26,30 m (NGF 137,30)

~ 14,30 m (NGF 149,30)

3,90 m (NGF 159,70)

0,00 m (NGF 163,60)

16,90 m (NGF 146,70)

1,10 m (NGF 162,50)

9 m

8 m

5,60 m (NGF 158,0)

10 kN/m²

35°

8,10 m (NGF 155,50)

3,60 m (NGF 160,0)

NGF 166,7

0,00 m0,00 m

~ 1 m (NGF 163,0)

30°

7 m

13 m

1,60 m (NGF 162,00)

6,10 m (NGF 157,50)

12,30 m (NGF 151,30)12,30 m (NGF 151,30)

26,30 m (NGF 137,30)26,30 m (NGF 137,30)

~ 14,30 m (NGF 149,30)

3,90 m (NGF 159,70)

0,00 m (NGF 163,60)

16,90 m (NGF 146,70)

1,10 m (NGF 162,50)1,10 m (NGF 162,50)

9 m

8 m

5,60 m (NGF 158,0)5,60 m (NGF 158,0)

10 kN/m²

35°

8,10 m (NGF 155,50)

3,60 m (NGF 160,0)3,60 m (NGF 160,0)

Le phasage des terrassements est le suivant : • Réalisation depuis la cote 166,70 m

de la paroi arasée à 163,60 m (0 m) • Terrassement à 162,00 m (1,60 m) • Mise en place et tension du lit supé-

rieur de tirants, espacés de 3,75 m et d’une capacité unitaire de 1050 kN, à la cote 162,50 m (1,10 m)

• Terrassement à 157,50 m (6,10 m) • Mise en place et tension du lit infé-

rieur de tirants, espacés de 1,50 m et d’une capacité unitaire de 1250 kN, à la cote 158,00 m (5,60 m)

• Terrassement à 151,30 m (12,30 m) Le phasage des travaux suivants (cons-truction du plancher du cinquième sous-sol, excavation en taupe et mise en place des autre dalles) n’est pas do-cumenté.

Figure 4.5. Coupe (Palais de Justice, Lyon). Cross-section.


99


L’environnement du site (plan du site, ouvrages avoisinants) n’est pas documenté.

4.2.2.6. Calculs

Les calculs de dimensionnement ne sont pas documentés.


Le suivi du comportement de la paroi comporte des mesures topographiques, des me-sures inclinométriques, un suivi piézométrique et un suivi des efforts des tirants. La figure 4.6 montre l’implantation de l’instrumentation. Les déplacements en tête du mur sont mesurés par un géomètre expert au moyen de réglettes disposées aux cotes NGF +163,00 m et +163,50 m au droit des inclinomètres. Les tubes inclinométriques ne dépassent pas du pied de la paroi moulée (encastré dans les molasses sur une hauteur de 9,40 m). Neuf mesures inclinométriques ont été effectuées entre décembre 1991 et mars 1992. Les tubes inclinométriques I3, I7 et I8 sont inutilisables dès le début : les tubes I3 et I8 ont subi des dommages ; le tube I7 gêne le chantier. La déformée réelle n’a pas pu être mesurée car les mesures ont commencé après les premiers terrassements. Lors de la mesure initiale du 20 décembre 1991, le terrassement est déjà de 1,60 m.

N

I 2 / R1bI 1 / R2

I 3 / R15bI 4 / R13bI 5 / R11b

I 6 / R 10

I 7 / R9

I 8 / R7

PZ 4 PZ 3

PZ 1 PZ 5 PZ 2

Rue Duguesclin

Rue de Créqui

50 m

140 m

NN

I 2 / R1bI 1 / R2

I 3 / R15bI 4 / R13bI 5 / R11b

I 6 / R 10

I 7 / R9

I 8 / R7

PZ 4 PZ 3

PZ 1 PZ 5 PZ 2

I 2 / R1bI 1 / R2

I 3 / R15bI 4 / R13bI 5 / R11b

I 6 / R 10

I 7 / R9

I 8 / R7

PZ 4 PZ 3

PZ 1 PZ 5 PZ 2

Rue Duguesclin

Rue de Créqui

50 m

140 m

Légende I : inclinomètre R : réglette topographique PZ : piézomètre

: tubes inclinométriques obstrués

Figure 4.6. Configuration de l’instrumentation (Palais de Justice, Lyon). Instrumentation plan.

Le rabattement est suivi avec cinq piézomètres, dont trois sont situés à l’intérieur de la fouille et deux à l’extérieur (PZ 1 et PZ 2 sont bouchés à partir du 24/02/92, un nou-veau piézomètre PZ 5 est mis en place le 10/03/92).


Les déplacements en tête de la paroi mesurés à l’aide du suivi topographique sont très faibles et ne dépassent pas 2 mm. Lors de la première et de la deuxième étapes de ter-rassement, les maximaux se trouvent en majorité en dessous du fond de la fouille. La mise en place des deux lits de tirants à la profondeur de 1,10 m et 5,60 m respective-ment empêche les déformations de la partie supérieure de la paroi. Dès que le fond de fouille à la profondeur de 12,30 m est atteint, le rapport s’inverse et, à part


100

l’inclinomètre I6, toutes les mesures montrent des maximaux au-dessus du fond de la fouille, à environ 3 m au-dessous du tirant inférieur. La figure 4.7 montre la déforma-tion maximale, la profondeur à laquelle ce déplacement maximal est atteint et la pro-fondeur de la fouille pendant la période de mesures.

6,10 m

1,60 m

12,30 m12,30 m

0

2

4

6

8

10

12

14

30/11/91 14/12/91 28/12/91 11/01/92 25/01/92 08/02/92 22/02/92 07/03/92 21/03/92 04/04/92 18/04/92 02/05/92 16/05/92 30/05/92 13/06/92 27/06/92

unité

s de

long

ueur

profondeur du fond de fouille [m] I1 I1 I2 I2 I4 I4 I5 I5 I6 I6

mesure initiale

déformation maximale [mm]

profondeur du maximum [m]

+ x

+ x

I1 / I2

I4 / I5 / I6

Figure 4.7. Évolution du déplacement maximal en fonction du temps (Palais de Justice, Lyon).

Development of maximal displacements vs. time. Les lignes pointillées marquent le fond de fouille du côté est (I1/I2) et du côté ouest (I4/I5/I6), respectivement. La profondeur des maxima est assez constante vers 8,50 m. Les déplacements les plus grands se trouvent du côté est, où le terrassement avance plus vite que de l’autre côté. De ce côté-là, on observe que les valeurs des déforma-tions augmentent non seulement avec la profondeur de la fouille, mais aussi en fonc-tion au temps. Le déplacement maximal début juin, 3 mois après le terrassement maximal de la phase à ciel ouvert, est de 6 mm (I2). Du côté ouest, ce déplacement est beaucoup moins prononcé. Les déplacements de la paroi au niveau du tirant inférieur (mesures entre mars et juin 1992) valent en moyenne 70 % des déplacements maxi-maux. Ce rapport diminue de façon continu avec le temps : au début du mois de mars 1992 il est égal à 77 % et, début juin, il a diminué de 10 % et vaut 67 %. Le tirant su-périeur, par contre, ne se déplace pas (< 1 mm). Le suivi des tirants n’est pas exploitable car les photocopies disponibles sont illisibles. Globalement, les valeurs de la tension des tirants inférieurs avoisinent 1000 kN. Les informations documentées ne permettent pas de distinguer entre les tirants des côtés est et ouest.

4.2.2.9. Résumé

Les deux références disponibles donnent des informations assez précises sur le com-portement observé de la paroi. Par contre, les informations restent sujettes à caution du


101

fait qu’il ne s’agit pas de données de « première main » mais de l’information accumu-lée sous forme de rapports de stage. Par ailleurs, les deux études se concentrent sur le calcul paramétrique et les informations concernant le terrain lui-même ne sont pas ex-haustives et ne peuvent pas facilement faire l’objet d’une interprétation indépendante. L’analyse de ce cas est révélatrice de la difficulté rencontrée lorsque les données bru-tes ne sont pas accessibles mais que seul un dossier d’analyse, filtrant les données pour une application définie, est disponible. 4.2.3. Le Dauphiné Part-Dieu à Lyon, 2002

4.2.3.1. Identification

« Le Dauphiné Part-Dieu » à Lyon consiste en la construction d’un ensemble immobi-lier de bureaux. Le projet est contigu à l’immeuble « VIP » existant et comprend un rez-de-chaussée et 9 étages ainsi que 5 niveaux en sous-sol. Le fond de la fouille est à la cote +152,50 NGF environ. Le soutènement est une paroi moulée de 0,80 m d’épaisseur et les dimensions de la fouille sont de 96 x 23 m. Les dossiers consultés pour l’analyse du comportement de l’ouvrage sont au nombre de trois :

Soletanche-Bachy (2002) – Notes de calcul. Plans. Correspondance. Archive Solé-tanche-Bachy, Nanterre

Fondasol (2001) – Rapport d’études géotechniques. Lyon 3ème, Le Dauphiné Part-Dieu. Archive Solétanche-Bachy, Nanterre

Solen (2002) – Dossier E02135/LY/LY/3/03: Mesures inclinométriques. Archive Solétanche-Bachy, Nanterre


Quatre couches principales de sols sont présentes sur le site. Les remblais sont de na-ture plutôt graveleuse en surface (sable et graviers) et argilo-graveleuse à limono-graveleuse en dessous. Les alluvions, dans lesquelles on rencontre des lentilles de sa-ble graveleux, règnent jusqu’à des profondeurs comprises entre 17,30 m et 19,60 m. Elles sont constituées de sables moyens à grossiers, de graviers et de galets et compor-tent parfois quelques grosses graves. Le toit géologique de la molasse est composé de sables compacts mais non grésifiés. Cet horizon peut présenter une perméabilité plus importante que la molasse saine sous-jacente. La molasse saine est rencontrée en des-sous de la cote +145 NGF. Il s’agit de formations sableuses très compactes plus ou moins gréseuses. Le tableau 4.4 résume les caractéristiques géotechniques des diffé-rentes couches (valeurs retenues pour les calculs de dimensionnement).


Lors de la reconnaissance des sols, trois sondages ont été équipés de piézomètres. Le rapport de reconnaissance des sols indique un niveau moyen de 163,5 NGF, sans pré-ciser la date de la mesure. Les valeurs (hypothétiques) des niveaux extrêmes de la nappe sont pour la centennale +166,10 NGF et pour la décennale +165,00 NGF envi-ron.


102

Tableau 4.4. Conditions géotechniques pour le projet Le Dauphiné à Lyon. Geotechnical parameters for the project Le Dauphiné in Lyon.

n° Cote (NGF) Épaisseur Nature du sol γ / γ´ (kN/m³) cu / c´ (kPa) ϕu / ϕ´ (degrés)1 +167,5 à +167 ~ 2,2 m remblais graveleux 18 / 9 10 / 0 25 / 27

2 +165 à +149 15 à 17 m

alluvions modernes sableuses-graveleuses 20 / 10 20 / 0 33 / 37

2a +165 à +161 4 m lentilles de sable grave-leux dans les alluvions 19 / 10 - / 0 - / 30

3a +149 à +145 4 m molasse remaniée 3b +149 molasse 20 / 11 - / 0 - / 40


0,00 m (+167,50 NGF)

2,20 m (+165 NGF)

18,50 m (+149 NGF)

21 m (+146,5 NGF)

15 m (+152,5 NGF)

6,80 m (+160,7 NGF)

~7,10 m (+160,4 NGF)

remblai

alluvions modernes sableuses-graveleuses

molasse

22°

tirant L=10,50 m

scellement = 8 m

espacement = 1,70 m

GRUE (de côté rue de la Villette)

~ 4 m (+163,5 NGF)

~12 m (+155,5 NGF)(côté rue de la Villette)

paroi mouléeépaisseur e = 0,80 m

~10 m (+157,5 NGF) (côté SNCF)

0,00 m (+167,50 NGF)

2,20 m (+165 NGF)

18,50 m (+149 NGF)

21 m (+146,5 NGF)

15 m (+152,5 NGF)

6,80 m (+160,7 NGF)

~7,10 m (+160,4 NGF)

remblai

alluvions modernes sableuses-graveleuses

molasse

22°

tirant L=10,50 m

scellement = 8 m

espacement = 1,70 m

GRUE (de côté rue de la Villette)

~ 4 m (+163,5 NGF)

~12 m (+155,5 NGF)(côté rue de la Villette)

paroi mouléeépaisseur e = 0,80 m

~10 m (+157,5 NGF) (côté SNCF)

Figure 4.8 Coupe (Le Dauphiné, Lyon). Cross-section.

Le soutènement est une paroi moulée de 0,80 m d’épaisseur. La hauteur totale est de 21 m et la fiche de 6 m. En phase de terras-sement, la tête de la paroi est à la cote 167,50 NGF (figure 4.8). Après la construction des planchers du sous-sol, la paroi est rehaussée côté SNCF jusqu’à la cote 173,70 NGF afin de permet-tre en arrière la construction d’un remblai pour des voies SNCF futures. La fouille est rectangulaire, de 23 et 96 m de côtés, et présente une surface de 2200 m² Le fond de fouille est situé à la cote +152,50, la profondeur étant de 15 m. La figure 4.9montre une vue en plan de l’excavation ainsi que l’implantation des sondages et de l’instrumentation. Côté sud-ouest, une rampe permet l’accès aux niveaux des sous-sols. De ce côté, sur une longueur de 15 m environ la paroi ne s’appuie pas sur les planchers en phase de service.

rampe

grue

I2, T 21

I1, T 69

gare Rue de la Villette

Rue

P. B

ert

existant

NSNCF

SPF4

SPF3SC5

PR1

PR2

96 m

23 m

A+ B+

A+

B+ rampe

grue

I2, T 21

I1, T 69

gare gare Rue de la Villette

Rue

P. B

ert

existant

NNSNCF

SPF4

SPF3SC5

PR1

PR2

96 m

23 m

A+ B+

A+

B+

Légende I : inclinomètre T : tirant instrumenté PR : sondage pressiométriqueSC : sondage carotté SPF : sondage au pénétromètre FONDASOL

Figure 4.9 Vue en plan (Le Dauphiné, Lyon). Top view.

En phase de construction, les tirants situés dans cette zone ont une longueur un peu plus importante que les tirants voisins. En phase de construction, les parois sont sou-tenues par une nappe de tirants actifs à la cote +160,7 NGF (Tableau 4.5). Chaque tirant est constitué de 5 à 6 torons vrillés, de section égale à 150 mm² avec une charge admissible de 252,28 kN. Le taux de travail admissible par tirant est de 75 % de sa capacité.


103

Tableau 4.5. Configuration des tirants d’ancrage précontraints(Le Dauphiné, Lyon). Configuration of prestressed ground anchors.

Côté SNCF (T21) Côté SNCF (rampe) Côté grue (T69) Niveau NGF +167,70 +167,70 +167,70 Inclinaison 22° 22° 22° Espacement horizontal 1,68 m 1,68 m 1,70 m Nombre de torons 6 6 5 Section d’acier (par m de paroi) 5,36 cm² 5,36 cm² 4,41 cm² Longueur libre 11,5 m 12 m 10,5 m Longueur du scellement ~ 8 m ~ 8 m ~ 8 m Longueur totale du tirant ~ 19,50 m ~ 20 m ~ 18,50 m Force de précontrainte ~ 900 kN ~ 900 kN ~ 800 kN Le terrassement est réalisé par phases, avec installation d’un niveau de tirants en phase provisoire, puis installation des planchers servant d’appui en phases permanentes. Le terrassement avance plus vite du côté de l’inclinomètre I1 (rue de la Villette à l’Est) que du côté de l’inclinomètre I2 (SNCF à l’Ouest). Les dates indiquées dans le tableau 4.6 correspondent aux dates des mesures inclinométriques. Tableau 4.6. Phases des travaux (Le Dauphiné, Lyon).

Construction steps. n° Description Date Observations

1 terrassement à +160,40 NGF 23/09/02 23/09 au 06/11/02

1ère mesure de I1 1ère à 4ème mesure de I2

2 pré-contrainte des tirants 3 terrassement à +155,50 NGF 14/10 au 06/11/02 2ème à 4ème mesure de I1

4 terrassement à +152,5 NGF 04/12/02 fond de fouille 5ème mesure de I1 et de I2

5 installations des planchers pas de mesures D’après un croquis ajouté au compte rendu des mesures des cales des têtes des tirants le 08/11/02, une berme augmente pour le phase de travaux considérée la stabilité du côté rue de la Villette. La raison pour laquelle cette berme a été mise en place n’est pas citée.


La paroi moulée se limite à trois côtés de l’enceinte, le 4ème côté (au nord) est limité par l’immeuble « Le V.I.P. » et ses sous-sols. Côté est et sud, la fouille est limitée par les rues de la Villette et P. Bert. A l’ouest, se trouve un terrain de la SNCF, destiné à l’installation des futures voies de chemin de fer. Dès que le terrassement a atteint le fond de fouille, une grue a été mise en place côté est.

4.2.3.6. Calculs

La paroi moulée est calculée comme une juxtaposition de poutres verticales soumises à la poussée des terres, à la butée et à la poussée de l’eau. Le programme de calcul utili-sé est PARIS (Solétanche-Bachy), qui est fondé sur la méthode du coefficient de réac-tion.


104

Le tableau 4.7 rassemble les résultats des calculs des phases 2 et 4 (cf. tableau 4.6) pour le moment fléchissant, la force transversale, la force dans les tirants et le dépla-cement maximal. Tableau 4.7. Résultats du calcul de dimensionnement (Le Dauphiné, Lyon).

Results of the design calculations. côté rue de la Villette (Est) côté SNCF (Ouest)

Phase Mmax [kNm]

Vmax [kN]

Tirant [kN]

δx (max) [mm]

Mmax [kNm]

Vmax [kN]

Tirant [kN]

δx (max) [mm]

2 412 237 471 6,3 478 280 536 8,6 4 804 372 515 14,0 992 443 603 18,2

Les valeurs se comprennent par mètre de paroi En phase 2, le moment maximal ainsi que la force transversale maximale se trouvent au niveau du tirant, tandis que l’encastrement en pied est négligeable. Le déplacement maximal se produit en tête de la paroi. En phase 4, quand le terrassement atteint le fond de la fouille, les moments au niveau des tirants diminuent et le moment fléchis-sant maximal ainsi que la déformation maximale sont atteints à 4 m environ au dessus du fond de fouille. L’encastrement augmente mais reste inférieur à 250 kNm par mètre de paroi.


L’instrumentation documentée est relativement légère et ne comprend que le suivi in-clinométrique et le suivi des cales des tirants. Les cotes exactes des têtes des tubes in-clinométriques ne sont pas documentées et, pour le dépouillement, le niveau d’inflexion marqué au droit du tirant a été pris comme niveau de référence connu. D’après cette procédure, la tête de l’inclinomètre I1 est à la cote +168,20 NGF et de I2 à +168,70 NGF. Au total, cinq mesures inclinométriques ont été effectuées ainsi que six lectures des cales. Le suivi piézométrique n’est pas documenté dans les dossiers disponibles. D’après une note sur le relevé inclinométrique du 04/12/2002, la nappe intérieure était ce jour-là à +152,25 NGF et la nappe extérieure à +163,50 NGF.


Les déplacements mesurés dans la première direction principale des inclinomètres (A) peuvent être considérés comme perpendiculaires à la paroi car les valeurs mesurées dans la direction B (voir figure 4.9) restent à l’échelle de l’erreur. Les résultats des mesures inclinométriques effectuées dans la direction perpendiculaire à la paroi sont rassemblés sur la figure 4.10. Ils montrent que la déformation est maximale en tête, mais qu’il se forme également un ventre au dessous du niveau des tirants. Tandis que pour l’inclinomètre I2 du côté SNCF, le déplacement augmente d’une me-sure à l’autre jusqu’à un déplacement en tête de 1,1 cm environ, le suivi de l’inclinomètre I1 côté rue Villette montre une particularité : les déplacements de la 3e mesure du 28/10 (1,3 cm) sont plus important que ceux de la dernière mesure du 04/12 (1,1 cm). Ceci est assez étonnant, même en sachant que la grue a dû être posée entre le


105

16/10 et le 08/11. Trois hypothèses peuvent être faite quant à la cause de cette cinéma-tique particulière :

• la mesure 3 est correcte car, si l’on regarde les déplacements en pied de la pa-roi, on peut supposer que la mesure 4 a subi un défaut lors de la mesure elle-même ou de son dépouillement et qu’en réalité la courbe est déplacée et tour-née vers la droite,

• la mesure 4 est correcte et c’est la mesure 3 qui a subi une fausse rotation, les deux mesures sont correctes et la pré-tension du tirant a été augmentée entre les mesures 3 et 4 au cours de la pose de la grue.

tirant : + 160,70 NGF

1 2 34

terrassement mesure (1)

terrassement mesure (2) -

(4)

terrassement au fond de

fouille mesure (5)

pied de la paroi

5

0

5

10

15

20

25

-20-15-10-505déformation [mm]

prof

onde

ur [m

]

142,5

147,5

152,5

157,5

162,5

167,5

cote

NG

F en

mèt

re

tirant

(1) 23/09/2002

(2) 14/10/2002

(3) 28/10/2002

(4) 06/11/2002

(5) 04/12/2002

terrassement mesure (1) -

(4)

terrassement

au fond de fouille

mesure (5)

tirant : +160,70 NGF

pied de la paroi

12

3 4 5

0

5

10

15

20

25

-20-15-10-505déformation [mm]

prof

onde

ur [m

]

142,5

147,5

152,5

157,5

162,5

167,5

cote

NG

F en

mèt

re

(1) 23/09/2002

(2) 14/10/2002

(3) 28/10/2002

(4) 06/11/2002

(5) 04/12/2002

(a) (b) Figure 4.10. Résultats des mesure inclinométriques dans la sens perpendiculaire à la paroi pour

I1 (a) et I2 (b). (Le Dauphiné, Lyon). Results of inclinometer measurements in A-direction for I1 (a) and I2 (b).

La figure 4.11 rassemble les résultats du suivi des cales des tirants ainsi que le déve-loppement des déplacements au niveau du tirant. Les pré-tensions théoriques des ti-rants instrumentés sont de 900 kN côté SNCF (T21) et de 800 kN côté Villette (T69). Au droit de chaque point de mesure des efforts des tirants est indiquée la profondeur de la fouille au moment de la mesure. Au droit des points de mesure de la déformation est indiqué le numéro de la mesure ainsi que la profondeur de la fouille. Du côté Villette, on observe que les déplacements augmentent suite à la pose de la grue, de même que les efforts dans le tirant concerné. On note que les terrassements


106

avancent tout d’un coup très vite début novembre 2002, ce qui pose la question de l’influence de bermes éventuelles (qui certainement existaient, au moins pour l’accès à la fouille), dont la géométrie n’est pas connue.

15 m15 m (grue posé)

12 mT 69 : prétension théorique 800 kN (7,10 m)

15 m15 m

10 m

7,10 mT 21 : prétension théorique 900 kN (7,10 m)

(5) 15 m

(4) 12 m

(3) 12 m

(2) 12 m(1) 7,10 m

(5) 15 m

(4) 7,10 m

(3) 7,10 m

(2) 7,10 m(1) 7,10 m800

810

820

830

840

850

860

870

880

890

900

91014

/09/02

21/09

/02

28/09

/02

05/10

/02

12/10

/02

19/10

/02

26/10

/02

02/11

/02

09/11

/02

16/11

/02

23/11

/02

30/11

/02

07/12

/02

14/12

/02

forc

e [k

N]

-10

-8

-6

-4

-2

0

déformation au niveau du tirant [m

m]

force tirant : T 69 (Villette)force tirant : T 21 (SNCF)déformation : I 1 (Villette) déformation : I 2 (SNCF)

I 1

I 2

Figure 4.11. Suivi des tirants (Le Dauphiné, Lyon).

Observation of the anchors.

4.2.3.9. Résumé

L’analyse de ce cas a relevé la problématique d’obtenir de l’information précise de la part du chantier. L’interprétation des mesures est très limitée car il manque de l’information essentielle concernant la situation de chantier lors des mesures. On s’est rendu compte qu’il est quasiment impossible de contacter le personnel responsable une fois que le chantier est terminé. Les points suivants doivent être pris en compte lors de l’interprétation des données présentées ci-dessus :

• la situation des tirants au droit des inclinomètres au moment de la première mesure du 23/09/02 n’est pas connue. Le terrassement était à « 0,30 m envi-ron au-dessous du niveau du tirant », mais l’on ne sait pas si les tirants étaient déjà mis en place et éventuellement déjà précontraints ;

• les résultats des mesures inclinométriques mettent en évidence que le mou-vement de la paroi vers la fouille augmente au fur et à mesure du temps, bien que le terrassement n’avance pas (I1 : 12 m de mesure 2 à 4 ; I2 : 7,1 m de mesure 1 à 4). Il est possible que les profondeurs respectives se réfèrent à des « bermes » devant la paroi mais que les terrassements principaux étaient déjà poursuivis dans la fouille.


107

4.2.4. Fouille circulaire à Nantes, 2002 4.2.4.1. Identification

Le parc de stationnement site LU - ILOT 7 à Nantes est construit à l’abri d’une paroi moulée circulaire auto-stable. Le comportement de l’ouvrage est suivi au moyen d’une instrumentation légère. Trois dossiers ont été consultés pour l’analyse du comporte-ment de l’ouvrage :

Solétanche-Bachy (2002) – Construction d’un immeuble de bureaux. ILOT 7 – Site LU – Nantes (Notes de calcul, plans, correspondance). Archive Solétanche-Bachy, Nanterre

EEG-Simecsol (2001) – Nantes Aménagement. ZAC Madeleine – Champ de Mars. ILOT N°7. Projet de construction un immeuble. (Etude de sols. Rapport). Ar-chive Solétanche-Bachy, Nanterre

APC Ingénierie (2002) – Procès-verbal d’essais N°02.02.E004 et E006. Mesures à l’inclinomètre. Archive Solétanche-Bachy, Nanterre


Le terrain est dominé par des alluvions qui sont rencontrées en dessous d’une faible couche de remblais. Le tableau 4.8 résume les conditions géotechniques. Le référentiel IGN est utilisé pour ce projet. À Nantes, la cote IGN 0 est égale à une cote NGF + 0,27. Tableau 4.8. Conditions géotechniques pour le projet Ilot 7 à Nantes.

Geotechnical parameters for the project Ilot 7 in Nantes.

N° Cote (IGN) Épaisseur Nature du sol γ / γ´ (kN/m³)

cu / c´ (kPa

ϕu / ϕ´ (degrés)

1 +7,0 ÷ +6,5 2,3 ÷ 2,8 m remblais sablo-limoneux 18 / 11 - / 0 - / 25

2 +4,2 20,1 m alluvions modernes 16 / 7 sup. : 40 / 0 inf. : 55 / 0 0 / 27

3 -15,9 1,1 m alluvions anciennes 21 / 11 - / 0 - / 40 4 -17,0 - substratum rocheux 22 / 12 - / 100 - / 45

Les alluvions modernes argileuses peuvent être divisées en deux parties suivant leurs caractéristiques mécaniques :

• IGN +4,20 à IGN -5,90 : partie supérieure constituée de limon argileux, • IGN -5,90 à IGN -15,90 : partie inférieure constituée d’une argile vasarde.

Les alluvions anciennes sont constituées de sables fins à grossiers, plus ou moins argi-leux. La formation peut localement atteindre 4 m d’épaisseur et contenir des graviers. Le substratum rocheux consiste en des micaschistes fracturés (frange d’altération de 0,9 à 2,4 m d’épaisseur) reposant sur le micaschiste compact.


108


D’après le rapport de reconnaissance des sols, il existe trois nappes superposées, de régimes différents. La nappe superficielle est alimentée par l’Erdre (par l’intermédiaire du canal St-Felix) à la base des remblais. Le toit de cette nappe se trouve à IGN +4,0 environ. La nappe intermédiaire sature les terrains alluvionnaires, son niveau piézomé-trique se trouvant à la cote IGN +4,5. La nappe inférieure, retenue dans les alluvions sablo-graveleuses, se trouve à la cote IGN -0,85 environ (mesure en août 2000, avant le début des travaux). Pendant les travaux, le maintien hors d’eau de la fouille est assu-ré par l’enceinte périphérique en paroi moulée, complétée au besoin par des puits de décompression de la nappe présente au sein des alluvions sableuses de base et du subs-tratum rocheux ; ces puits sont destinés à capter les venues d’eau résiduelles en fond de fouille et surtout à éviter tout risque de soulèvement général du fond de fouille lors des travaux de terrassement.


IGN +7,00

20,80 m (IGN -15,90)21,90 m (IGN - 17,00)

remblais(sableux et limoneux)

alluvion modernes (sup : limon argileux)

mica schiste altéré

mica schiste sain

14,70 m (IGN -9,80)

0 m égale à IGN + 4,90

Øfouille = 46,32 m

phase 1 : 6,0 m (IGN -1,10)

alluvions anciennes (sables fins à grossiers)

~ 24,0 m à 25,0 m

phase 2 : 9,0 m (IGN -4,10)

0,70 m (IGN +4,20)

alluvion modernes (inf : argile)

10,80 m (IGN -5,90)

~ 2m ÷ 3 m

~ 15,50 m (IGN -10,60)

lierne

IGN + 4,40

?

?

~ 0,50 mniveau moyen

IGN +4,50

(arase de la paroi moulée)

IGN +7,00

20,80 m (IGN -15,90)21,90 m (IGN - 17,00)

remblais(sableux et limoneux)

alluvion modernes (sup : limon argileux)

mica schiste altéré

mica schiste sain

14,70 m (IGN -9,80)

0 m égale à IGN + 4,90

Øfouille = 46,32 m

phase 1 : 6,0 m (IGN -1,10)

alluvions anciennes (sables fins à grossiers)

~ 24,0 m à 25,0 m

phase 2 : 9,0 m (IGN -4,10)

0,70 m (IGN +4,20)

alluvion modernes (inf : argile)

10,80 m (IGN -5,90)

~ 2m ÷ 3 m

~ 15,50 m (IGN -10,60)

lierne

IGN + 4,40

?

?

~ 0,50 mniveau moyen

IGN +4,50

(arase de la paroi moulée)

Figure 4.12. Coupe (Ilot 7, Nantes). Cross-section (Ilot 7, Nantes).

Le soutènement est une paroi moulée circu-laire de diamètre intérieur 46,32 m, auto-stable, comprenant 21 panneaux. L’épaisseur de la paroi est de 0,8 m. La tête de la paroi moulée est surmontée par une lierne de 50 cm de hauteur. La haut de cette poutre de cou-ronnement se trouve à la cote IGN +4,90, pour un recépage de la paroi moulée à la cote IGN +4,40, et le fond de fouille final se trouve à IGN -9,80. La profondeur maximale de la fouille est de 14,70 m. La fiche de la paroi varie entre 9 et 10 m car le toit du mica-schiste sain, sur lequel repose le pied de la paroi, n’est pas uniforme sur le site. En phase de construction, la paroi est auto-stable. Le radier a été construit en fond de fouille environ 4 mois après la fin des terras-sements. La figure 4.13 présente une coupe de l’ouvrage tenant compte des phases de terras-sement et de la lithologie.

Le terrassement est effectué depuis le niveau du terrain naturel au moyen d'une pelle mécanique, en trois étapes correspondant à des profondeurs de 6 m, 9 m et 14,70 m. Pour des raisons pratiques, les deux premières étapes ne concernent pas toute la sur-face de l’excavation : un promontoire permettant la mise en station de cette pelle mé-canique a été conservé (voir figure 4.13).


109


Sur trois côtés de la fouille existent des bâtiments à une distance de plus de 20 m envi-ron. Du côté est se trouve, à environ 30 m, un bassin pour petits bateaux de plaisance. Les déplacements maximaux du soutènement admis par le CCTP (cahier des clauses techniques particulières) sont de 20 mm en tête et de 60 mm en fond de fouille, avec la nappe en situation de travaux. Ces critères s’appliquent à la solution de base en paroi moulée plane.

Figure 4.13. Excavation dissymétrique à l'intérieur de la paroi (Ilot 7, Nantes).

Dissymmetric soil excavation inside the diaphragm wall. Photo © Solétanche-Bachy, 2002.

4.2.4.6. Calculs

Ce type d'ouvrage pose un problème complexe sur le plan du calcul, car la paroi ne se comporte pas comme une paroi plane. Les panneaux de la paroi circulaire peuvent s'appuyer les uns sur les autres : la géométrie autorise le développement d'efforts dans la direction perpendiculaire à la direction radiale. Lors des études, les efforts ont été calculés par le bureau d’étude de l'entreprise Solétanche-Bachy (qui a réalisé les tra-vaux) à l'aide du logiciel interne « Paris », qui repose sur la méthode du coefficient de réaction. Le caractère circulaire de l’ouvrage est pris en compte par une raideur cylin-drique d’appui (k = e E / r² où e désigne l’épaisseur de la paroi, r le rayon de la fouille et E le module d’élasticité du béton). Sur cette base, le programme calcule l’ouvrage en déformations planes.


Le schéma de l’instrumentation est présenté en figure 4.14. Les mesures ont commen-cé début avril 2002 et ont été ensuite effectuées pour chaque phase d’excavation. Le terrassement a duré un mois environ, et le fond de fouille a été atteint fin avril. Les mesures ont été poursuivies jusqu’à fin juillet 2002. La pelle se trouve au Nord-Est, à


110

côté de l’inclinomètre I4 et de la cible C1. Les flèches indiquent l’orientation des in-clinomètres dans le sens radial et orthogonal, des valeurs positives indiquent un dépla-cement vers la fouille (A+) et dans un sens anti-horaire (B+). Légende

I 1 à I 4 PZ 1 à PZ 4

C1 à C 4 C5 et C6 A+ / B+

r

inclinomètres piézomètres cibles topométrique de la paroi cibles topométriques dans le terrain orientation des inclinomètres rayon de la fouille

Figure 4.14. Schéma de l’instrumentation. Instrumentation lay-out. (Ilot 7, Nantes)

N

r = 23,16 m

C5

C6

C1

I 4

A+

B+

C2I 1

A+

B+C3

I 2

A+

B+

C4

I 3B+

A+ PZ 1

PZ 2

PZ 3

PZ 4

N

r = 23,16 m

C5

C6

C1

I 4

A+

B+

C2I 1

A+

B+C3

I 2

A+

B+

C4

I 3B+

A+ PZ 1

PZ 2

PZ 3

PZ 4

r = 23,16 m

C5

C6

C1

I 4

A+

B+

C2I 1

A+

B+C3

I 2

A+

B+

C4

I 3B+

A+ PZ 1

PZ 2

PZ 3

PZ 4


Les mesures mettent en évidence un mouvement de déversement de la paroi, l’ouvrage venant s’appuyer du côté non encore terrassé. Ce mouvement devient perceptible après 5 à 10 m de terrassement. De plus, l’ensemble du soutènement montre une légère rota-tion dans le sens anti-horaire. Les résultats du suivi topométrique, rassemblés sur la figure 4.15, mettent en évidence le mouvement global de la paroi vers le Nord-Est, c’est à dire en direction de la pelle. Pour mieux visualiser ces déplacements en tête, qui ne dépassent pas le centimètre, l’échelle est largement augmentée.

C1

C2

C3

C4 C5

C6

280

290

300

310

320

330

190 210 200 220260

270

150 160 170 180

?

?

C1 / I4

C2 / I1

C3 / I2

C4 / I3

C5

C6

280

290

300

310

320

330

190 210 200 220 260

270

150 160 170 180

10 mm

7 mm

4 mm

3 mm

9 mm

8 mm

M

(a) (b)

Figure 4.15. (a) Évolution du déplacement de la tête de la paroi moulée, ( b) déplacement final (coordonnées X-Y du système Lambert : X + 306.000 et Y + 253.000). (a) Displacement development of the diaphragm wall, ( b) final displacements (co-ordinates X-Y of the Lambert-System : X + 306.000 and Y + 253.000).


111

Les résultats inclinométriques montrés sur la figure 4.16 (déplacements positifs vers la fouille) confirment les observations topométriques. La différence du comportement entre les panneaux opposés dans l’axe Sud-Ouest/Nord-Est est bien visible : l’inclino-mètre I2 mesure des déplacements similaires à ceux d’une paroi linéaire appuyée en tête ; en revanche, l’inclinomètre I4 montre que, de ce côté-là, la paroi « s’appuie » sur le terrain. Du côté I2, après avoir atteint le fond de fouille (mesure 3 du 26/04/02), le déplacement maximal reste voisin de 6 mm, mais la profondeur du maximum s’approche du fond de fouille. Un comportement similaire est observé du côté de l’inclinomètre I3 (maximum 4,5 mm) et de l’inclinomètre I1 (maximum 4 mm).

1

(2)3

4

5étape 1 :

12/04

étape 2 : 19/04

25/04

pied de la paroi

-22

-20

-18

-16

-14

-12

-10

-8

-6

-4

-2

0

2

4

6-4 -2 0 2 4 6 8

déplacement [mm]

cote

IGN

enm

ètre

s

12/04/2002

19/04/200226/04/2002

22/05/200224/07/2002

1 2 3

pied de la paroi

-22

-20

-18

-16

-14

-12

-10

-8

-6

-4

-2

0

2

4

6-6-4-202

déplacement [mm]

cote

IGN

enm

ètre

s12/04/2002

19/04/2002

26/04/2002

I2 I4

Figure 4.16. Résultats des mesures inclinométriques des tubes opposés I2 et I4. Results of inclinometer measurements for opposite tubes I2 and I4. (Ilot 7, Nantes).

La figure 4.16 résume la relation entre la profondeur du déplacement maximal et la profondeur de la fouille pour les inclinomètres 1, 2 et 3. Le graphique montre que, pour toutes les phases de terrassement, les déplacements maximaux sont localisés à proximité du niveau du fond temporaire de la fouille.


112

Un comportement comparable est, par exemple, rapporté par Walter et Tarallo (1985) pour des parois moulées cylindriques à Zeebrugge (terrain dominé par des sables fins argileux), où trois fouilles de 20 m de profondeur ont été suivies lors de leur construc-tion.

au-dessus du fond de fouille

en-dessous le fond de fouille

0

4

8

12

16

20

0 4 8 12 16 20Profondeur du déplacement maximal [m]

Pro

fond

eur d

e l'e

xcav

atio

n [m

]

I1

I2

I3

Figure 4.17. Profondeur du déplacement maximal par rapport à la profondeur de la fouille.

Depth of the bottom of the excavation vs. depth of the maximum displacement. (Ilot 7, Nantes)

4.2.4.9. Résumé

Le suivi du comportement de cette paroi a été exécuté au titre du contrôle du compor-tement de l’ouvrage, mené dans un cadre « allégé » de la méthode observationnelle (cf. chapitre 2.2.2) couvrant une interprétation plus ou moins immédiate des résultats de mesure par l’ingénieur en charge du projet. Les résultats présentés ici permettent une bonne étude qualitative du comportement des écrans de la fouille cylindrique, mais l’interprétation quantitative reste très limitée. Le comportement visiblement tridimen-sionnel observé a donné lieu à une étude approfondie par éléments finis. Par nature, le calcul bidimensionnel utilisé pour le dimensionnement ne permet pas de prévoir la déformation dissymétrique de la paroi. En revanche, on peut entreprendre une modéli-sation tridimensionnelle pour vérifier que le fait que l’excavation est effectuée à partir d'une plate-forme suffit à expliquer la dissymétrie observée (figure 4.18a). Cette mo-délisation, réalisée à l'aide de CESAR-LCPC, est publiée dans le cadre des Journées des Sciences de l’Ingénieur organisées par le LCPC à Dourdan (Marten et al., 2003) et dans une version approfondie anglaise au congrès du TC-28 à Amsterdam (Marten et Bourgeois, 2005). La déformée calculée (figure 4.18b) montre que la paroi ne fonctionne pas comme une paroi rectiligne : bien que la paroi ne soit pas soutenue, le déplacement maximal n'est pas obtenu en tête, mais un peu au-dessus du fond de fouille. La figure 4.18c présente


113

le déplacement calculé des points de la paroi situés au niveau du terrain naturel, en vue de dessus (avec un rappel du contour circulaire initial). La paroi s'ovalise nettement et se déplace vers le terrain du côté où se trouve la pelle au cours de l'excavation (en haut de la figure).

géométrie initiale

paroi déformée

(a) (b) (c) Figure 4.18. (a) Aperçu du maillage, (b) allure générale de la déformée de la paroi (la plate-

forme est située à droite), (c) déformée de la tête de la paroi vue de dessus (la posi-tion de la pelle se trouve en haut de la figure ; les déplacements sont multipliés par 300) (a) Details of the mesh, (b) general view of the deformation of the wall alone (the platform is on the right) (c) displacements in the horizontal plane of the wall head (the excavation machine is located on the top of the figure; displacements are ma-gnified by a factor 300). (Ilot 7, Nantes)

La modélisation tridimensionnelle est intéressante pour la compréhension du compor-tement des parois circulaires et incite à s'interroger sur l'influence du phasage sur le comportement d'une paroi plane. La modélisation tridimensionnelle effectuée confirme que la méthode des éléments finis permet une analyse fine de phénomènes que les mé-thodes de calcul traditionnelles, principalement tournées vers le dimensionnement, ne permettent pas de prendre en compte. 4.2.5. La Caisse Autonome des Retraites à Monaco, 2002-2003

4.2.5.1. Identification

La Caisse Autonome des Retraites de Monaco (C.A.R.) est situé à Monte Carlo, 46-48 Boulevard d’Italie. Il s’agit d’un immeuble de 11 étages et 3 niveaux de sous-sols qui a une surface de 32 x 30 m environ. Comme le terrain est en pente depuis le boulevard d’Italie (amont) vers la mer, cinq de ces onze étages se trouvent aussi en sous-sol par rapport au boulevard. À une distance de 13 m environ vers l’amont se trouve l’immeuble « Rocazur » (figure 4.19). Le voisinage est constitué à l’est par le bâtiment de la « Villa Pavi », et à l’ouest par une chapelle et le bâtiment « Château d’Azur ». Trois dossiers ont été étudiés dans le cadre de l’analyse menée :

EEG-SIMECSOL (2001) – Rapport Reconnaissance Géotechnique. Archive Solétanche-Bachy, Nanterre


114

Solétanche-Bachy (2002) – Plans. Dossier étude d’exécution. SB.PRO.198815. Archive Solétanche-Bachy, Nanterre

Sol-Essais (2002-2003) – Rapports sur les mesures inclinométriques. Archive Solétanche-Bachy, Nanterre.

C.A.R. de Monaco ~ 13 m immeubles existants

toit du substratum

Bd d’Italie

Figure 4.19. Coupe générale du site de la C.A.R.. et des bâtiments situés en amont.

General cross-section of the C.A.R.. site and the buildings uphill.


Du haut vers le bas, on rencontre en surface une formation constituée d’éboulis hété-rométriques, noyés dans une matrice argileuse contenant des éléments calcaires et do-lomitiques millimétriques à centimétriques (age quaternaire). En profondeur, le subs-tratum marno-calcaire est constitué de bancs calcaires peu fracturés dolomitisés alter-nant avec des marnes grises compactes, par passes de 0,80 à 3 m (crétacé supérieur). Le tableau 4.9a résume les niveaux des couches en amont et en aval du site et le ta-bleau 4.9b donne leurs caractéristiques géotechniques. Le rapport de sols distingue des éboulis liés par une matrice argileuse (couche supérieure n° 1-1) et des éboulis peu ou non-liés (couche inférieure n° 1-2). Toutes les élévations sont données en « NGM », le Nivellement Général Monégasque.


La nappe phréatique se trouve légèrement sous le toit du substratum et circule libre-ment vers la mer. Les calcaires du toit du substratum sont très peu altérés. Il est consi-déré que les circulations d’eau sont peu importantes dans les calcaires.


115

Tableau 4.9. (a) Brève description des sols, (b) Paramètres géotechniques (C.A.R., Monaco) (a) Short subsoil description, (b) geotechnical parameters. (a)

Amont Aval N° Cote NGM Épaisseur Cote NGM Épaisseur Nature du sol

1 +38,50 24,5 m +31,20 19,2 m éboulis calcaires, matrice argileuse plus ou moins importante

2 +14,00 - +12,00 - substratum marno-calcaire (b) Valeur par couche Éboulis supérieurs (n° 1-2) Éboulis inférieurs (n° 1-1) Substratum (n° 2)

γ / γ´ [kN/m³] 20 / 11 22 / 12 23 / 13 cu / c´ [kPa 5 / - 15 / - 50 / -

ϕu / ϕ´ [degrés] 30 / - 24 / - 35 / - EM [MPa] 5 8 > 300


La fouille comprend deux zones principales se distinguant par les profondeurs atteintes par les niveaux en sous-sols du futur immeuble : la partie amont vers le boulevard d’Italie, avec un fond de fouille variant entre les cotes +14 et +14,15 NGM, et la partie aval, avec un fond de fouille à la cote +12,85 NGM. Le terrain du côté du boulevard d’Italie se trouve à la cote +38,5 NGM environ et la fouille a au total une profondeur maximale de 24,50 m. La figure 4.20 montre une vue en plan de la fouille au niveau du premier lit de butons. La partie supérieure du système de soutènement (surmontant la paroi moulée) est constituée d’une paroi berlinoise, qui n’est pas instrumentée. La tête de la paroi moulée se trouve à la cote +29 NGM. Au total, 7 panneaux de paroi moulée sont instrumentés (figure 4.20 : inclinomètres I 01 – I 07).

Boulevard d‘Italie

La C

hape

lleCh

âtea

u d‘

Azur

Villa Pavi

terrain vaste (jardin)

N

~ 30 m

~ 3

2 m

~ 7,30 m

~ 26 m

I 01

I 02 I 03 I 04

I 05

I 06I 07

FF +12,85 NGM

FF +14,15 NGM

FF +14,0 NGM

buton incliné

~ 20 m

Boulevard d‘Italie

La C

hape

lleCh

âtea

u d‘

Azur

Villa Pavi


NN

~ 30 m

~ 3

2 m

~ 7,30 m

~ 26 m

I 01

I 02 I 03 I 04

I 05

I 06I 07

FF +12,85 NGM

FF +14,15 NGM

FF +14,0 NGM

buton incliné

~ 20 m

inclinomètre

contrefort (paroi moulée en T)

tirant

buton (1er lit)

butons d’angle (dalles)

poutre de couronnement / lierne

Légende:

inclinomètre


tirant

buton (1er lit)


poutre de couronnement / lierne

Légende:

Figure 4.20.

Vue en plan de l’excavation au niveau du premier lit de butons. C.A.R., Monaco. Top view of the excavation at the 1st prop level .C.A.R., Monaco.

FF : fond de fouille / excava-tion base


116

axe

buto

n lit

1 +

27,8

0 NG

M

axe

buto

n lit

3 +

21,5

0 N

GM

axe

buto

n lit

23 +

24,8

0 N

GM

Nfo

nd d

e fo

uille

+

12,8

5 N

GM

+14

,1

NG

M

axe

buto

n lit

4 +

17,8

0 N

GM

axe

buto

n lit

3 +

21,5

0 N

GM

axe

buto

n lit

2 +

24,8

0 N

GM

axe

buto

n lit

1 +

27,8

0 N

GM

ax

e bu

ton

lit 0

+29

,30

NG

M

+26

NG

M+

27 N

GM

+29

NG

M (

NBR

)

I 07

295

765

640

pout

rede

cou

ronn

emen

t:

+29

,7 N

GM

+10

,8 N

GM

+9,

7 N

GM

+9

NG

M

133

595

680,

582

I 01

+8

NG

M

~ 1650

B2/2

B2/1

B2/3

B2/6

~1090

B4/6

B4/1

B4/2

B4/3

lierne

B3/6

B3/1

B3/2

B3/3B1/2

B1/6

B0/5

B1/6 – B4/6

520

82+8 N

GM

+10 N

GM

370264,5

+9 N

GM

~1170

+9

NGM

+10

NG

M

+9

NGM

700

1378

pout

rede

cou

ronn

emen

t :

+29

,8 N

GM

+10

,8 N

GM

I 05

+19

,7 N

GM I 06

+14

,1 N

GM

+12

,85

NGM

+14,1 N

GM

fond

de

foui

lle

+29

NG

M (

NBR

)

axe

buto

n lit

4 +

17,8

0 N

GM

297,

578

0,5

650

700

170

B2/2

B2/1

B2/3

B2/8

~850

B4/1bis

B4/8

B4/2

B4/3

B3/8

B3/1bis

B3/2

B3/3

B1/2

B0/5

B1/8

B1/7

B1/7

B1/8 – B4/8

656

657

1876

axe

buto

n lit

1 +

27,8

0 NG

M

axe

buto

n lit

3 +

21,5

0 N

GM

axe

buto

n lit

23 +

24,8

0 N

GM

NNfo

nd d

e fo

uille

+

12,8

5 N

GM

+14

,1

NG

M

axe

buto

n lit

4 +

17,8

0 N

GM

axe

buto

n lit

3 +

21,5

0 N

GM

axe

buto

n lit

2 +

24,8

0 N

GM

axe

buto

n lit

1 +

27,8

0 N

GM

ax

e bu

ton

lit 0

+29

,30

NG

M

+26

NG

M+

27 N

GM

+29

NG

M (

NBR

)

I 07

295

765

640

pout

rede

cou

ronn

emen

t:

+29

,7 N

GM

+10

,8 N

GM

+9,

7 N

GM

+9

NG

M

133

595

680,

582

I 01

+8

NG

M

~ 1650

B2/2

B2/1

B2/3

B2/6

~1090

B4/6

B4/1

B4/2

B4/3

lierne

B3/6

B3/1

B3/2

B3/3B1/2

B1/6

B0/5

B1/6 – B4/6

520

82+8 N

GM

+10 N

GM

370264,5

+9 N

GM

~1170

+9

NGM

+10

NG

M

+9

NGM

700

1378

pout

rede

cou

ronn

emen

t :

+29

,8 N

GM

+10

,8 N

GM

I 05

+19

,7 N

GM I 06

+14

,1 N

GM

+12

,85

NGM

+14,1 N

GM

fond

de

foui

lle

+29

NG

M (

NBR

)

axe

buto

n lit

4 +

17,8

0 N

GM

297,

578

0,5

650

700

170

B2/2

B2/1

B2/3

B2/8

~850

B4/1bis

B4/8

B4/2

B4/3

B3/8

B3/1bis

B3/2

B3/3

B1/2

B0/5

B1/8

B1/7

B1/7

B1/8 – B4/8

656

657

1876

Figure 4.21. Distribution des quatre lits de butons des parois Est et Ouest. (C.A.R., Monaco).

Prop distribution of all 4 layers for the opposite walls of the excavation.

La paroi moulée amont ou nord (côté Boulevard d’Italie) est constituée d’éléments avec contreforts de 82 cm d’épaisseur. Les contreforts sont rabotés par la suite des tra-vaux pour ramener leur épaisseur à une valeur de 60 cm sur la hauteur dégagée pen-dant les phases de terrassement. Les parois moulées latérales (côté Château d’Azur / La Chapelle et côté Villa Pavi) sont planes et ont une épaisseur de 82 cm. En phase de construction, la paroi moulée est appuyé sur un système de butons (parois Est-Ouest) ainsi que sur un système de contreforts (paroi moulée en T) et tirants (paroi amont). Les parois des côtés sont appuyés sur un système de 4 lits de butons. Selon leur ni-veau, les butons (peints en blanc) sont inclinés horizontalement ainsi que verticale-ment. La figure 4.21 montre les parois moulées Est et Ouest. Chaque buton est numé-roté et correspond à un buton de l’autre côté de la paroi. Les butons de la série Bx/6 et Bx/8 s’appuient sur des contreforts de la paroi Nord. Les butons de la série Bx/1bis s’appuient sur la paroi Sud (constituée d’une paroi composite de type berlinoise ; comme elle ne faisait pas partie des prestations de Solétanche-Bachy, il n’y a pas de détails disponibles). Les trois contreforts centraux sont liés avec des liernes, afin de servir d’appui pour les butons du côté (voir figure 4.20). Le terrassement a été effectué en plusieurs étapes, permettant l’installation des butons et tirants, respectivement. Pour l’interprétation, seules les mesures réalisées pour les niveaux de terrassement à +28 NGM (17/12/02), +26 NGM (15/01/03), +16,5 NGM (25/03/03), +13,70 NGM (08/04/03) ont été retenues.


117


La fouille de la C.A.R. se trouve dans un quartier densément bâti (voir figure 4.20). La distance des immeubles à l’Est et Ouest est de 3 m environ, au Nord, l’immeuble Roc Azur se trouve de l’autre côté du boulevard d’Italie (voir aussi figure 4.19). Dans ce contexte, les déplacements en tête des parois moulées sont limités : Boulevard d’Italie < 15 mm, Villa Pavi < 10 mm, La Chapelle / Château d’Azur < 15 mm.

4.2.5.6. Calculs

Le dimensionnement des parois a été effectué avec le logiciel PAROI2, développé par Solétanche-Bachy (méthode du coefficient de réaction). D’après les calculs, les valeurs maximales absolues du déplacement en tête de la paroi moulée sont atteintes pendant la phase de détente des premiers lits de tirants et de butons, respectivement :

• Boulevard d’Italie: dmax = 14,4 mm (phase de détente du premier lit de tirants) • Villa Pavi : dmax = 6,66 mm (dépose du premier lit de butons) • La Chapelle : dmax = 8,48 mm (installation de la dalle du premier étage et dé-

pose du premier lit de butons).


Un suivi du comportement de la paroi moulée a été effectué au moyen de mesures in-clinométriques. Le tableau 4.10 rassemble les dates de chaque mesure inclinométrique ainsi que les observations faites concernant les résultats.

Tableau 4.10. Dates des mesures inclinométriques (C.A.R. à Monaco). Dates of inclinometer measurements (C.A.R. at Monaco).

Date I 01 I 02 I 03 I 04 I 05 I 06 I 07 Observations 04/12/02 mes.ini mes.ini mes.ini mes.ini mes.ini 17/12/02 1 1 1 1 1

15/01/03 2 2 non-ex 2 2 mes.ini non-ex I 03 : affecté par

perforation de tirant

23/01/03 - 3 2bis - - non-ex I 06 : roulettes quit-tent rainures

06/02/03 3

07/02/03 non-ex non-ex non-ex non-ex non-ex mes.ini tous : perte de préci-sion

11/02/03 3bis 4bis 3bis tous : nouvelle sonde inclinométrique

12/02/03 3bis 3bis 1 mes.ini

26/02/03 4 5 4 4 4 2 1 I 06 : flambage du tube

04/03/03 2bis 25/03/03 5 6 5 5 5 3 2 08/04/03 6 7 6 6 6 4 3 21/05/03 7 8 7 ? ? 5 4

mes.ini = mesure initiale ; non-ex = non-exploitable Lors de la pose, chaque tube inclinométrique a subi une rotation par rapport aux axes principaux de la paroi moulée. Les angles de rotation des rainures des tubes en tête de


118

l’inclinomètre varient entre -10 et +40 degrés. Le rapport de dépouillement des mesu-res donne des valeurs corrigées (rotation prise en compte) pour les composantes nor-males et tangentielles de la paroi. La sonde inclinométrique a été échangée pendant la période des mesures (11/02/2003). Une nouvelle mesure initiale n’a pas été effectuée, et les mesures se réfèrent à la mesure initiale du 04/12/2003. Le changement de la sonde est justifié par la perte de précision des résultats de mesure du 07/02/2003 (me-sures non-documentées). Le suivi topographique de la paroi moulée et l’éventuel suivi de la paroi berlinoise, ne sont pas documentés dans les dossiers disponibles.


L’interprétation des résultats inclinométriques doit tenir compte des caractéristiques tridimensionnelles de l’ouvrage. La paroi amont, par exemple, est non seulement rete-nue par les contreforts et les tirants, mais s’appuie aussi sur les parois des côtés (et vice-versa). Pour tous les inclinomètres, les déplacements mesurés sont très faibles et ne dépassent pas 4 mm en direction de la fouille. Il convient de noter qu’il s’agit de déformations relatives : les inclinomètres ne dépassent pas du pied de la paroi moulée et leur base ne peut donc pas être considérée fixe. En l’absence de mesures topogra-phiques, le déplacement absolu de la paroi reste inconnu. La figure 4.22 montre les résultats pour les inclinomètres I 01 et I 03. Afin de visuali-ser le changement de la sonde du 11/02/2003, les mesures du 17/12/2002 au 06/02/2003 sont tracées avec des lignes pointillées. Les mesures suivantes sont tracées avec des lignes continues. On observe que les déformations n’augmentent pas au fur et à mesure du terrassement, mais qu’elles évoluent dans une enveloppe de ±3 mm environ. Qualitativement, ceci peut être expliqué par le fait que les butons et tirants précontraints modifient à chaque étape les conditions d’appui tridimensionnelles. Quantitativement, ces variations sont apparemment tellement petites que seule la forme globale de l’enveloppe est significa-tive. En général, les déformations normales à la paroi sont davantage négatives que positives, ce qui traduit un déplacement de la paroi vers le terrain (inclinomètres I 01, I 03, I 04, I 06, I 07). Seules les mesures réalisés dans les tubes inclinométriques I 02 et I 05 (en profondeur) indiquent une déformation de la paroi vers la fouille. La figure 4.23 reprend la vue en plan de la fouille en visualisant qualitativement les directions des déformations de chacun des inclinomètres. Les inclinomètres de la paroi Ouest montrent une faible déformation orientée vers l’aval. La même observation est faite pour l’inclinomètre I 05 du côté Est. Les mesures de l’inclinomètre I 06 ne sont pas exploitables à partir de la deuxième série de mesures : le tube inclinométrique semble avoir subi une flexion importante, probablement due à un tassement de la paroi moulée et/ou à un scellement incomplet dans la moitié inférieure du tube inclinométrique. Cette flexion obère toutes les mesu-res consécutives.


119

Inclinomètre I 01 (La Chapelle) Composante normale n

1

2

3bis

4

terrassement mesure 1


terrassement mesures 3 et 4 : inconnu


fond de fouille mesures 6 - 7

5

6

7

pied de la paroi : +9 NGM

B 1/6

B 2/6

B 3/6

B 4/6

0

2

4

6

8

10

12

14

16

18

20

-8 -6 -4 -2 0 2 4 6déformation [mm]

prof

onde

ur p

ar ra

ppor

t à l'

aras

e de

la p

aroi

(+29

NG

M) [

m]

9

11

13

15

17

19

21

23

25

27

29

cote

NG

M e

n m

ètre

(1) 17/12/2002 (2) 15/01/2003 (3bis) 11/02/2003(4) 26/02/2003 (5) 25/03/2003 (6) 08/04/2003(7) 21/05/2003

Inclinomètre I 01 (La Chapelle)Composante tangentielle t

1

23bis

4terrassement mesure 1


terrassement mesures 3 et 4 : inconnu


fond de fouille mesures 6 - 7

5

67 B 1/6

B 2/6

B 3/6

B 4/6

0

2

4

6

8

10

12

14

16

18

20

-8 -6 -4 -2 0 2 4 6déformation [mm]

prof

onde

ur p

ar ra

ppor

t à l'

aras

e de

la p

aroi

(+29

NG

M) [

m]

9

11

13

15

17

19

21

23

25

27

29

cote

NG

M

(1) 17/12/2002 (2) 15/01/2003 (3bis) 11/02/2003(4) 26/02/2003 (5) 25/03/2003 (6) 08/04/2003(7) 21/05/2003

Inclinomètre I 03 (Bd d'Italie) Composante normale n

1

2bis

pied de la paroi +8 NGM

3bis4


terrassementmesure 2


terrassement mesure 3 et 4 :

inconnu

fond de fouillemesure 6 et 7

5

67

0

2

4

6

8

10

12

14

16

18

20

-8 -6 -4 -2 0 2 4 6déformation [mm]

prof

onde

ur p

ar ra

ppor

t à l'

aras

e de

la p

aroi

(+29

NG

M) [

m]

9

11

13

15

17

19

21

23

25

27

29

cote

NG

M

(1) 17/12/2002 (2bis) 23/01/2003 (3bis) 12/02/2003(4) 26/02/2003 (5) 25/03/2003 (6) 08/04/2003(7) 21/05/2003

Inclinomètre I 03 (Bd d'Italie) composante tangentielle t

1

2bis

3bis4

T 4

T 18

T 32

T 46

T 60

T 74


terrassement mesures 3 et 4 :

inconnu



fond de fouille mesures 6 et 7

5

67

pied de la paroi +8 NGM

0

2

4

6

8

10

12

14

16

18

20

-8 -6 -4 -2 0 2 4 6déformation [mm]

prof

onde

ur p

ar ra

ppor

t à l'

aras

e de

la p

aroi

(+29

NG

M) [

m]

9

11

13

15

17

19

21

23

25

27

29

cote

NG

M

(1) 17/12/2002 (2bis) 23/01/2003 (3bis) 12/02/2003(4) 26/02/2003 (5) 25/03/2003 (6) 08/04/2003(7) 21/05/2003

Figure 4.22. Composantes normale et tangentielle de I 01 et I 03. C.A.R., Monaco. Normal and tangential component of I 01 and I 03. C.A.R., Monaco.


120

Boulevard d‘ItalieLa

Cha

pelle

Chât

eau

d‘Az

ur

Villa Pavi


N

I 01

I 02 I 03

I 04

I 05

I 06I 07

FF +12,85 NGM

2e lit

3e et 4e lit

FF +14,15 NGM

?

Boulevard d‘ItalieLa

Cha

pelle

Chât

eau

d‘Az

ur

Villa Pavi


NN

I 01

I 02 I 03

I 04

I 05

I 06I 07

FF +12,85 NGM

2e lit

3e et 4e lit

FF +14,15 NGM

?

inclinomètre


tirant

butons (2e au 4e lit)


lierne

direction approximative de l’inclinomètre (qualitativement!)

Légende:

inclinomètre


tirant

butons (2e au 4e lit)


lierne

direction approximative de l’inclinomètre (qualitativement!)

Légende:

Figure 4.23.

Directions des déformations en tête de la paroi moulée. C.A.R., Monaco. Direction of head deformations of the diaphragm wall. C.A.R., Monaco.

Les déplacements de la paroi amont, mesurés par les inclinomètres I 02 et I 03 qui se trouvent dans le même panneau en T, laissent supposer une légère rotation de ce der-nier. Le panneau situé dans le coin, suivi par l’inclinomètre I 04, ne montre presque pas de déformation.

4.2.5.9. Résumé

Les déformations de la paroi moulée mesurées par les inclinomètres sont extrêmement faibles et largement inférieures aux valeurs calculées. Pourtant, plusieurs aspects im-portants empêchent l’interprétation complète des mesures et au final de juger si la pa-roi a trop « bougé » ou si les déplacements restent dans la fourchette acceptable. Tout d’abord, les inclinomètres ne sont pas encastrés dans le sol au-dessous de la paroi moulée. Ceci implique que toute déformation observée reste relative, et on ne connaît pas le déplacement total de la paroi même. Un suivi topographique qui aurait pu clari-fier cette question n’est pas disponible. Deuxièmement, les dossiers ne fournissent aucune information sur le comportement de la paroi composite (« berlinoise ») du côté Nord et Ouest. Il est fortement possible que cette paroi a déjà subi un mouvement bien avant la construction de la paroi moulée. En principe, le déplacement résultant du déversement au niveau de la plate-forme de tra-vail réalisés pour la paroi moulée à +29 NGM, aurait dû être cumulé avec les déplace-ments en tête de la paroi moulée elle-même, afin de pouvoir juger l’impact total de la construction sur les structures voisines. Enfin, le comportement d’une fouille comme celle de la C.A.R. est gouverné par un ensemble complexe d’interactions, dont aucune n’est réellement dominante. Il en ré-


121

sulte un comportement difficile à apprécier dans le détail à l’aide des seules mesures inclinométriques. 4.2.6. Autres cas étudiés Huit d’autres cas d’écrans instrumentés ont été analysés lors d’une étude préliminaire (Marten, 2000 ; cf. tableau 4.1). Tous existent sous forme d’articles et communications et font donc partie de la catégorie 2 de sources d’information (voir figure 3.1). Le ta-bleau 4.11 donne les références pour chacun des cas. Tableau 4.11. Cas supplémentaires analysés. Additional case studies. n° Nom du projet Référence 1 Immeuble S.E.R.E.T.E., Paris Delmas et al. (1977) / Josseaume et Stenne (1979) 2 Métro de Lyon, Place Kléber 3 Métro de Lyon, Rue Ney 4 Métro de Lyon, Rue Saxe-Gambetta

Gielly et al. (1977) Kastner (1984) / Kastner et al. (1989)

5 Métro de Lille Schmitt (1995) 6 Bibliothèque de France, Paris Lavisse (1997) 7 Immeuble Le Mail, Genève Monnet et al. (1994) 8 Station d’épuration, Colombes Londez et al. (1997) 4.3. COMPARAISON DES CAS ANALYSÉS 4.3.1. L’instrumentation L’instrumentation installée sur les différents chantiers est relativement hétérogène mais montre quand même quelques parallèles. Le tableau 4.12 résume les différents moyens de mesure utilisés pour les treize cas. Les moyens de mesure indiqués comprennent uniquement ceux qui sont cités dans les publications et dossiers internes disponibles. Généralement, on peut supposer qu’un suivi topographique a été effectué pour tous les cas, mais apparemment les résultats sont rarement communiqués au bureau d’études ou au responsable rassemblant les ré-sultats des autres mesures. Ce défaut, limitant sensiblement la redondance des mesures et la possibilité de les interpréter, est commun à presque tous les chantiers analysés. Le minimum d’instrumentation commune à chacun des cas étudiés consiste en des mesu-res inclinométriques. Pourtant, pour les cas n°1 et n°6, les déplacements maximaux sont déterminés par des mesures de convergence entre les têtes des parois car les tubes inclinométriques étaient obstrués (n°1) ou montraient des déplacements vers le terrain, qui, par manque d’encastrement en pied, étaient interprétés comme « relatifs » (n°6). Pour les mêmes raisons, le cas n°13 ne figure pas sur les diagrammes synthétiques pré-sentés ci-après : manque de suivi topographique, déplacements très faibles ou négatifs ne pouvant être pris en compte. Pour un suivi courant d’un chantier, il serait souhaitable de disposer d’un dispositif d’instrumentation minimal permettant une meilleure interprétation du comportement de l’ouvrage : un suivi des efforts dans les appuis, l’inclinométrie, le suivi piézométri-que de la nappe phréatique et un suivi topographique (E – I – P – T). À condition que


122

cette instrumentation minimale soit bien surveillée, effectuée et communiquée, elle constituerait déjà une base de données remarquable. Pourtant, l’expérience faite lors de la présente étude montre que l’on est encore relativement loin de cet objectif. Tableau 4.12. Moyens d’instrumentation des différents cas analysés. Instrumentation devices of the different case studies. n° code instrumentation durée du suivi observations

1 F-75-PAR.SERETE

C – D – E – I – T – X

05/1975 – 08/1975(3 mois)

I : mesures inexploitables ; T : accès au déplacement en tête ; X : distancemètre

2 F-75-LY.metro.kle D – E – I – T 06/1975 – 03/1976

(9 mois)

3 F-75-LY.metro.ney D – E – I – T 03/1975 – 03/1976

(12 mois)

4 F-78-LY.metro.sax D – E – I – T 08/1978 – 03/1980

(7 mois)

instrumentation menée dans un cadre de recherche

5 F-81-LIL.metro I 03/1981 – 06/1981

(3 mois) E : type d’appui inconnu

6 F-90-PAR.bibl I – X ?

mesure publiée uniquement pour la dernière phase des travaux (fond de fouille) ; X : mesure de convergence entre les parois

7 CH-90-GEN.pm E – I ? mesures publiées uniquement pour la der-

nière phase des travaux (fond de fouille)

8 F-93-COL.pm E – I – T 6 mois ? mesure publiée uniquement pour la dernière phase des travaux (fond de fouille)

9 E-92-BIL.metro E – I – L – P – X 03/1992 – 08/1992

(5 mois) X : mesures des convergences entre les parois (non disponibles)

10 F-92-LY.Justice I – P – T 12/1991 – 06/1992

(6 mois)

I : 3 de 8 tubes inclinométriques inutilisa-bles dès le début ; I : mesure initiale tardive (profondeur : 1,60 m)

11 F-02-LY.Dauphine E – I 09/2002 – 12/2002

(3 mois) E : situation initiale inconnue ; présence d’une berme supposée, mais pas confirmée

12 F-02-NTS.Ilot7 I – P – T 04/2002 – 07/2002

(3 mois) T : mesure intermédiaire douteuse

13 F-02-MNCO.CAR. I 12/2002 – 05/2003

(5 mois) I : déplacements de la paroi composite en amont de la paroi moulée inconnus

Légende : C – contraintes dans le terrain, D – déformée/courbure de l’écran, E – efforts dans les appuis, I – suivi inclino-métrique, L – longueur des butons, P – suivi piézométrique, T – topographie, X – autre (voir observations) 4.3.2. Qualité des données La qualité des données porte sur plusieurs niveaux. Vis-à-vis l’instrumentation, elle concerne :

(a) l’étendue de l’instrumentation mise en place, (b) la qualité de la mise en place et l’intégrité du dispositif, (c) la fréquence des mesures, leur dépouillement et les notes sur la situation de

chantier, (d) la communication de l’ensemble des observations accumulées, l’interprétation

et enfin le stockage à un endroit commun, de préférence sous forme électroni-que.


123

(a) Comme déjà discuté dans le chapitre précédent, l’étendue de l’instrumentation mise en place paraît, à priori, suffisante – au moins d’un point de vue du contrôle du chan-tier. Généralement, il serait souhaitable d’augmenter le nombre de chantiers qui in-cluent aussi un suivi des tassements des immeubles ou du terrain voisin : l’information acquise en supplément serait d’une valeur importante pour l’interprétation du compor-tement de l’ouvrage (voir aussi chapitre 2.3.5). (b) La qualité de la mise en place du dispositif d’instrumentation est assez bonne. Pourtant, on peut critiquer le fait que les tubes inclinométriques dépassent rarement les pieds des sections instrumentées (encastrement d’un point fixe du tube de guidage), mais normalement cette faiblesse pourrait être compensée par un suivi conséquent par topographie. La problématique la plus gênante sur chantier concerne l’intégrité du dis-positif mis en place. Il est évident que, si le dispositif gêne l’avancement des travaux, le risque qu’il soit détruit est grand. Il est alors indispensable que les parties concer-nées fassent un effort afin de planifier, mettre en place et exploiter l’instrumentation de la façon la moins gênante possible. Une bonne communication et sensibilisation sont souvent suffisantes (voir aussi chapitre 2.2.3), mais, dans le futur, il faudrait aussi que les équipes sur chantier acceptent, d’une façon systématique, la surveillance comme une partie indispensable de leur travail. En ce qui concerne les cas récents analysés pour cette étude, la défaillance des tubes inclinométriques est importante à Lyon (1992, n°10) où trois tubes sur huit étaient non-exploitables, et à Monaco (2002, n°13) où le scellement d’un tube sur sept était mal effectué et, en conséquence, les mesures furent inexploitables (indépendamment du fait que la sonde inclinométrique a été changée lors de la campagne de mesures sans qu’il soit effectué une nouvelle mesure de zéro). Dans ce contexte, on peut citer deux chantiers initialement pris en considéra-tion pour l’analyse, puis abandonnés (et non présentés dans cette étude), entre autres pour des raisons d’intégrité des tubes inclinométriques :

• le chantier du « Musée Toulouse-Lautrec » à Albi (2002-2003) : cinq tubes inclinométriques étaient initialement prévus mais, lors de la construction de la paroi de pieux sécants, trois tubes de réservation n’ont pas été posés et, par conséquent, le suivi ne comportait que deux tubes inclinométriques et un suivi topographique avec des cibles installées au fur et à mesure du terrassement ;

• le chantier du Parc Auto de la Cité Internationale à Lyon (2002-2003) : deux de quatre inclinomètres étaient obstrués dès le début. La mesure initiale des deux autres était rendue compliquée par la couverture du premier et le sciage du haut du deuxième tube après la mesure initiale (ce qui a rendu obsolète cette dernière). En conséquence, la mesure initiale finalement effectuée à la troisième reprise ne correspondait pas à l’état initial du chantier.

Ces exemples, probablement représentatifs d’un nombre inconnu de chantiers instru-mentés, montrent d’une part l’attention qui doit être prêtée à la mise en place du dispo-sitif et, d’autre part, l’importance d’une bonne analyse des conditions des mesures. (c) La fréquence des mesures est très importante vis-à-vis de l’avancement du chantier. Pour les cinq cas n° 9 à 13, le nombre de mesures est en principe correct et permet une


124

interprétation satisfaisante. Il serait toutefois souhaitable de mieux insister sur la me-sure initiale avant tout terrassement sur chantier – une exigence qui paraît évidente, mais dont l’expérience montre qu’elle est difficile à respecter. Le dépouillement de-vrait être effectué sans délai afin d’être sûr du « bon » comportement de l’écran et pour avoir la possibilité de répéter la mesure en cas de besoin. Lors des études présentées, une interprétation immédiate des données sur le site est rare, mais normalement elle est effectuée sans retard. Par contre, un problème commun à tous les chantiers instrumen-tés est la disponibilité d’informations relatives à l’avancement des travaux lors de la mesure. Souvent, la profondeur de la fouille est notée à la main sur les relevés de me-sure, et parfois on y trouve aussi la cote de la nappe. La situation générale du chantier par contre (qui est normalement notée dans le journal de chantier) n’est presque jamais mise en relation avec les mesures. (d) La communication des dossiers (chantier → bureau d’études de l’entreprise) se fait d’habitude sous forme de fax. Dans les dossiers internes disponibles, les résultats de mesure sont souvent donnés sous forme de graphiques, tandis qu’une documentation sous forme de tableaux ou même électronique est rarement disponible. En consé-quence, la précision des valeurs dépend fortement de l’échelle des graphiques et, dans un certain sens aussi, de la qualité de la photocopie de la source et de l’impression. Outre les résultats de l’instrumentation et des mesures, l’étude comparative s’appuie sur les dossiers d’études comprenant le rapport de reconnaissance des sols, des plans, les hypothèses du projet, des calculs et les notes sur l’avancement du chantier. Les chapitres 3.3 et 3.4 indiquent les points faibles du mode de stockage de l’intégralité de ces informations – notamment vis-à-vis du développement d’un modèle de synthèse uniformisé permettant de s’apercevoir systématiquement des questions restant encore à résoudre et des information à rassembler. Pour les cas étudiés à Solétanche-Bachy, ces documents sont relativement bien disponibles, mais les informations sur le déroule-ment du chantier restent plus difficiles à obtenir. Le problème principal de l’interprétation des résultats des mesures repose alors sur le fait que, sans connaître la situation du chantier et de son environnement lors de la mesure (et de préférence aussi quelque temps avant et après), les informations théoriques de l’avant-projet ne sont qu’accessoires. 4.3.3. Comportements repères Les graphiques synthétiques présentés ci-après s’inscrivent dans le cadre de l’étude de comportements repères du chapitre 1. Comme le nombre de cas étudiés est très res-treint, ces graphiques ne peuvent pas être considérés comme représentatifs du compor-tement général des écrans de soutènement. Quelques hypothèses et notations doivent être notées :

• dans les diagrammes, les cas sont identifiés d’après leur numérotation dans le tableau 4.1. Pour les cas 8 à 12, plusieurs panneaux instrumentés sont repré-sentés (cités sous la forme 8a, 8b) ;

• conformément à la majorité des études antérieures (cf. chapitre 1), l’aspect


125

analysé graphiquement est le déplacement maximal de l’écran. Le suivi du tassement de la surface ou d’immeubles avoisinants n’est pas documenté dans les dossiers originaux disponibles. Les déplacements négatifs (c’est à dire vers le terrain) ne sont pas pris en compte. Par conséquent, le cas n° 13 ne fi-gure pas dans les diagrammes ;

• pour toutes les résultats, le pied de l’écran a été considéré comme fixe, malgré le fait que, dans la grande majorité de cas, ceci n’ait pas été prouvé par le dé-pouillement des mesures inclinométriques ;

• le type de sol a été choisi en fonction du terrain dominant (>70%) sur la hau-teur totale de l’écran : on distingue les « sols sableux », les « sols argileux (de consistance molle) », les « sols argileux (de consistance moyenne) », les « sols mixtes » et les terrains « rocheux ».

4.3.3.1. La profondeur de l’excavation

L’exploitation graphique des cas présentés montre que le rapport entre le déplacement maximal et la profondeur de la fouille est très faible : 70 % des panneaux instrumentés montrent des déplacements inférieur à 0,1% de la hauteur libre de l’écran – sachant qu’environ 90% sont des panneaux plutôt rigides en paroi moulée.

1

2

3

4

5

6

7

8a

0,1 %

0,25 %0,5 %

8b

12a

12b

9a

9b

10c

10b

11a

0,0

0,5

1,0

1,5

2,0

2,5

3,0

3,5

4,0

4,5

5,0

0 2 4 6 8 10 12 14 16 18 20profondeur de l'excavation H [m]

dépl

acem

ent h

oriz

onta

l max

imal

de

l'écr

an [c

m]

parois moulées

rideaux de palplanches

79a

4

1

5

2

3 6

8a

0,1%

0,25%0,5%

8b

12a12b

9b

10c

10b

11a

0,0

0,5

1,0

1,5

2,0

2,5

3,0

3,5

4,0

4,5

5,0


dépl

acem

ent h

oriz

onta

l max

imal

de

l'écr

an [c

m]

sol argileux (consist. moy.)sol argileux (consist. molle)sol sableuxsol mixterocheux (craie)

(a) (b)

Figure 4.24. Déplacement horizontal maximal de l’écran par rapport à la profondeur du fond de fouille. Critère de distinction (a) type d’écran, (b) type de sol. Horizontal wall displacements vs. excavation depth. Differentiation criteria (a) wall type, (b) soil type.

D’après la figure 4.24(a), les deux rideaux de palplanches (n°2 et 5) ont des déforma-tions relatives comprises entre 0,1 et 0,25%. Sur la figure 4.24(b), on distingue les dif-férents types de sols rencontrés. On observe que les déplacements sont minimes dans les sables et argiles moyennes, et légèrement supérieurs dans les argiles molles. Ces valeurs sont inférieures aux moyennes indiquées par les auteurs cités au chapitre 1.6. Dans ce contexte, il est aussi intéressant de regarder l’influence de la présence d’eau sur les déplacements. La figure 4.25a rassemble les déplacements maximaux en fonc-


126

tion de la charge hydraulique appliquée à l’écran (différence du niveau des nappes ex-térieure et intérieure). Contrairement à ce qui aurait pu être attendu, la présence d’eau ne paraît pas exercer d’influence déterminante sur les déplacements. Dans tous les cas présentant une pression d’eau supérieure à 100 kPa (triangles), un faible niveau de dé-formation est constaté.

79a

4

1

5

2

3 6

8a

0,1%

0,25%0,5%

8b

12a12b

9b

10c

10b

11a

0,0

0,5

1,0

1,5

2,0

2,5

3,0

3,5

4,0

4,5

5,0


dépl

acem

ent h

oriz

onta

l max

imal

de

l'écr

an [c

m]

vide = faible perméabilitéplein = forte perméabilitéinconnu1 - 5 m5 - 10 m10 - 15 m

1

2

3

4

6

7

8a8b

9a

9b

10b

10c

11a & 11b

12a

12b

0,00

0,05

0,10

0,15

0,20

0,25

0,30

0%10% 20% 30% 40%50%60%encastrement relatif [%]

dépl

acem

ent m

axim

al /

H [%

]

paroi mouléepalplanches

paroi moulée en Tparoi moulée circulaire

(a) (b)

Figure 4.25. Déplacement horizontal maximal de l’écran. (a) par rapport à la profondeur du fond de fouille en fonction de la présence d’eau, (b) par rapport à l’encastrement relatif (fiche divisée par la hauteur totale de l’écran), en fonction du type d’écran. Horizontal wall displacements (a) vs. excavation depth according to the differentia-tion criteria wall type, (b) vs. embedment depth percentage, according to the differ-entiation criteria : wall type.

3

5

7

8a

z(max) = H

5

3

3

3

3

4

4

9b

9b

9b

9a9b

9a

9a

9a

9a

9a

10c

10c

10d

10d

11a

12b

12b

8b

1

6

0

2

4

6

8

10

12

14

16

18

20

0 2 4 6 8 10 12 14 16 18 20profondeur du déplacement maximal [m]

prof

onde

ur d

e l'e

xcav

atio

n [m

]

étape finale - palplanchesétape finale - parois mouléesétape intermédiaire - palplanchesétape intermédiaire - parois moulées

déplacement maximal au-dessus du fond de fouille

déplacement maximal au-dessous du fond de fouille

9a

43 8a

11a

1

57

9b 10c10d

12b

8b

6

0

2

4

6

8

10

12

14

16

18

20

0 2 4 6 8 10 12 14 16 18 20profondeur du déplacement maximal [m]

prof

onde

ur d

e l'e

xcav

atio

n [m

]

buton hautbuton(s) central(s)butons repartistirant(s) haut(s)tirant(s) cenral(s)tirants repartisparoi circulaire autostableparoi en T autostable

z(max) = H

déplacement maximal au-dessous du fond de fouille

déplacement maximal au-dessus du fond de fouille

(a) (b) Figure 4.26. Niveau du déplacement maximal par rapport à la profondeur de la fouille. Critère :

(a) type d’écran, (b) type d’appui. Level of maximum displacement vs. excavation depth. Criteria: (a) wall type, (b) support type.


127

Par ailleurs, les trois graphiques présentés n’ont pas permis de comprendre le dépla-cement important du cas n°1, dépassant 0,25% et soutenu par une paroi moulée dans des sols sableux et argileux (« mixtes »). Il convient donc de chercher d’autres appro-ches. On propose ici de regarder l’encastrement relatif de l’écran (figure 4.25b), calcu-lé en divisant la fiche par la hauteur totale de l’écran. Le graphique montre la valeur très faible de la paroi moulée n°1 (15%), suivie par le rideau de palplanches n°2 (25%), qui montre aussi des déplacements relativement importants par rapport à sa profondeur. La figure 4.26a représente la profondeur du déplacement maximal par rapport à la profondeur de la fouille. On observe que, lors des étapes de construction, les déplacements maximaux se produisent à peu près au fond du fouille (z = H) et, en phase finale, légèrement au-dessus du fond de la fouille, à une profondeur de 0,8 H environ. L’analyse du même graphique selon les types d’appui et leur niveau (haut / central / reparti) est peu fructueuse (figure 4.26b). Pour le faible nombre de cas, au-cune corré-lation n’est détectable.

4.3.3.2. La rigidité de l’écran de soutènement

Vis-à-vis de l’influence de la rigidité du soutènement sur les déplacements, les études précédentes montrent des résultats assez hétérogènes. Tandis que, par exemple, Clough et al. (1989) et Addenbrooke (1994) y voient un facteur déterminant, d’autres, comme Long (2001) et Moormann (2002, 2004) trouvent l’influence plutôt faible voire nulle, mais indiquent qu’ils trouvent relativement étonnants ces résultats de leurs étu-des empiriques (cf. chapitre 1.4.2.5). Comme le faible nombre de cas présentés ici ne permet pas de développer une nouvelle approche, on s’est limité à regarder l’influence de la rigidité exprimée par Rowe (1952). Sur les figures 4.27a et b on a tracé le coeffi-cient de rigidité K2 = H4/EI sur une échelle logarithmique (H désigne la hauteur totale du soutènement, E son module d’élasticité et I son inertie). Une valeur élevée indique une rigidité faible par rapport à la profondeur de la fouille.

1

2

3

4

6

78a8b

9a

9b

10b10c

11a & 11b

12a12b

0,00

0,05

0,10

0,15

0,20

0,25

0,30

0,10 1,00 10,00 100,00 1000,00coefficient de rigidité d'après Rowe (1952) : K2 = H4 / EI

dépl

acem

ent m

axim

al /

H [%

]

paroi mouléepalplanchesparoi moulée en Tparoi moulée circulaire

12a

9a

1

6

2

3

4

78a

8b

9b

10b

10c

11a

12b

0,00

0,05

0,10

0,15

0,20

0,25

0,30

0,10 1,00 10,00 100,00 1000,00coefficient de rigidité d'après Rowe (1952) : K2 = H4 / EI

dépl

acem

ent m

axim

al /

H [%

]

sol argileux (consist. moy.)

sol argileux (consist. molle)

sol sableux

sol mixte

(a) (b)

Figure 4.27. Déplacement relatif de l’écran par rapport au coefficient de rigidité d’après Rowe (1952). Critère : (a) type d’écran, (b) type de sol. Relative displacement vs. wall stability after Rowe (1952). Criteria : (a) wall type, (b) soil type).


128

Ce graphique permet de constater qu’un deuxième facteur influence le comportement de la paroi moulée n°1 : non seulement elle est faiblement encastrée, mais elle est éga-lement peu rigide par rapport à la profondeur finale de la fouille. Concernant le rideau de palplanches n°2, la faible profondeur de l’excavation (6,80 m) lui confère une rigi-dité forte, qui n’explique donc pas le déplacement observé. Le type de sol, enfin, ex-plique le déplacement relativement important des parois du cas n°9 : la forte rigidité paraît compter moins dans les argiles molles.

4.3.3.3. L’influence des appuis

La figure 4.28 met en relation (a) la densité d’appuis et (b) l’intensité d’appuis selon les critères proposés en chapitre 1.4.3.3. Comme indiqué en l’occurrence, le compor-tement de la paroi est non seulement influencé par l’espacement vertical entre les ap-puis mais aussi par leur espacement horizontal, d’où la « densité », exprimée ici en nombre d’appuis par mètre carré. L’intensité des appuis pour sa part traduit la force d’appui par mètre carré de paroi, elle est exprimée en MPa par mètre de paroi.

4

9a

9b

10b

10c

2

1

11a 11b

0,00

0,05

0,10

0,15

0,20

0,25

0,30

0,00 0,05 0,10 0,15 0,20densité d'appuis [1/m²]

dépl

acem

ent m

axim

al /

H [%

] sol mixtesol argileux

sol sableuxplein = buton

vide = tirant

2

9a

10b 4

1

9b

10c

11a

11b

0,00

0,05

0,10

0,15

0,20

0,25

0,30

0 5 10 15 intensité d'appuis [MPa/m]

dépl

acem

ent m

axim

al /

H [%

]

sol mixte sol argileux sol sableux plein = buton vide = tirant

(a) (b)

Figure 4.28. Déplacement relatif de l’écran par rapport (a) à la densité d’appuis et (b) à l’intensité d’appui. Relative displacement (a) vs. support density and (b) vs. support intensity.

Le critère de distinction choisi est le type de sol (forme du symbole) ainsi que le type de tirant (remplissage du symbole). Tous les cas rassemblés sont des soutènements en paroi moulée, sauf le cas n° 2 (rideau de palplanches). Pour les deux graphiques, par manque d’un nombre représentatif de cas, il est impos-sible d’établir des corrélations. Par contre, les graphiques permettent d’éclairer des particularités de certains cas : la paroi moulée n° 9 par exemple connaît, malgré une rigidité importante, des déplacements relativement grands. D’une part, le sol est cons-titué d’argiles molles de faible portance et, d’autre part, les deux graphiques montrent que la densité et aussi l’intensité des appuis n’est pas élevée (par rapport aux autres cas observés). Pour la paroi moulée n° 4, l’intensité des appuis (butons) est importante


129

(par rapport à une densité relativement faible) et peut expliquer les faibles déplace-ments de la paroi. En ce qui concerne les tirants, la question du niveau du fond de fouille au moment de la pose du tirant, tel que cela a été proposé par exemple par O’Rourke (1981), est éga-lement un élément d’appréciation important. Un autre critère d’analyse est l’inclinaison des tirants, mise en relation avec l’effort : ceci permettrait de visualiser l’effort horizontal exercé sur l’écran. Le manque de données ne permet pas de déve-lopper ces facettes de l’analyse.

4.3.3.4. Discussion critique des diagrammes présentés

Les graphiques présentés dans ce chapitre s’inscrivent dans l’esprit des études synthé-tiques discutées au chapitre 1.6 de ce travail. De plus, des critères supplémentaires et plus détaillés sont proposés, comme la densité ou l’intensité des appuis ou la mise en relation de l’encastrement relatif avec la rigidité de l’écran. Il est évident que le faible nombre de cas intégrés dans les diagrammes ne permet pas d’identifier des corré-lations, mais il faut souligner qu’une telle analyse permet une bonne comparaison des cas entre eux et qu’elle est bien utile pour identifier quelques particularités des ouvra-ges. Vis-à-vis de la conception des diagrammes, on peut critiquer l’approche simpli-fiée consistant à toujours rechercher une relation par rapport à la profondeur du fond de fouille H (final ou temporaire). Une approche alternative serait d’introduire une contrainte effective σ´, tenant compte d’une part de la profondeur et d’autre part du type de sol et de la présence éventuelle de l’eau. Un autre point criticable est lié au fait que les résultats des mesures de toutes les études synthétiques s’appuient exclusivement sur le déplacement maximal de l’écran. Cette analyse unilatérale risque de cacher le comportement intégral de l’écran car elle ignore deux aspects importants :

• premièrement, le manque d’encastrement du pied de l’inclinomètre (au cas où les déplacements sont déterminés par inclinométrie), qui fait que le déplace-ment absolu de l’ouvrage entier n’est pas forcement connu,

• deuxièmement, le déplacement « maximal » réduit le comportement complexe en un seul point. La courbure et donc la forme de l’écran, qui sont aussi im-portants pour la compréhension du mécanisme de déplacement, ne sont pas considérées.

Sur la base d’une étude de cas récents plus large que celle présentée ici, une approche supplémentaire d’analyse serait de mettre en relation les déplacements en tête, en pied et au maximum du ventre, afin d’obtenir un indice de déformation ou de courbure maximale. Une telle approche fournirait un moyen d’analyse supplémentaire, qui, no-tamment en relation avec la rigidité à la flexion de la paroi, pourrait permettre de juger l’influence d’autres critères sur le comportement de l’écran (sol, fiche, eau, etc.) à par-tir d’un point de vue différent du point de vue habituel.


130

4.4. CONCLUSIONS Le travail rassemblé dans ce chapitre a été mené au sein d’une entreprise spécialisée dans l’exécution d’excavations profondes. La diversité des ouvrages suivis par de l’instrumentation est remarquable. La mise à disposition pour la recherche de l’intégralité des données rassemblées dans les dossiers internes est très appréciable. Toute critique exprimée ici est censée améliorer la qualité de cette instrumentation de contrôle et d’augmenter sa valorisation. Globalement, pour tous les cas étudiés (et choisis ou non pour être présentés ici), le planning de l’instrumentation est satisfaisant, bien qu’en réalité ces plans soient sou-vent allégés voire en partie abandonnés, du fait de problèmes de communication entre les intervenants, de disponibilité de matériel ou de manque d’insistance de la part de la personne qui a programmé l’instrumentation. Si l’on considère qu’en outre la qualité de l’exécution et la documentation des mesures donnent parfois lieu à des soucis (me-sure initiale tardive / télécopies illisibles, par exemple), on pourrait arriver à la conclu-sion qu’une instrumentation n’est qu’un gaspillage d’argent et de temps. L’obstacle est donc de convaincre les intervenants que ce n’est pas le cas ! Comme la conception du chantier, la conception de l’instrumentation est une tâche très individuelle. Par contre, certains aspects peuvent être systématisés et en conséquence faciliter le déroulement et l’acceptation de l’instrumentation et des mesures. Ces as-pects concernent principalement la coopération et l’échange d’informations, car le sa-voir faire de la mise en place est sans doute connu. Les chapitres 3 et 4 sont conçus sous ces points de vue. La méthodologie proposée, même si elle est modifiée et adap-tée aux besoins de l’entreprise ou du laboratoire de recherche, fournit les moyens d’une bonne sensibilisation du personnel. La présentation des cas et l’étude compara-tive prouvent qu’il existe un réservoir de données de qualité suffisamment bonne pour une analyse approfondie. La conclusion de cette étude est donc qu’elle doit être conti-nuée, afin d’identifier des cas exploitables sur le plan scientifique pour la validation des modèles de calcul ainsi que l’identification de comportements repères. Reprenant l’idée des comportements repères, développée dans le chapitre 1.2, l’étude effectuée dans ce chapitre ne peut constituer qu’un point de départ. Il est évident qu’un nombre important d’ouvrages instrumentés est nécessaire pour établir une base de données adéquate. De même, il est aussi devenu évident lors de cette étude que l’élaboration de tels comportements repères nécessite que la qualité de la documenta-tion des instrumentations de contrôle doit être améliorée. Sans cette ressource, permet-tant l’accès à un nombre important de données, la synthèse sous forme de comporte-ments repères serait privée d’un appui fondamental. Le recueil des données n’est pas forcément un travail compliqué. Par contre, un intérêt pour le détail et une certaine compétence de « détective » sont indispensables. Lorsque l’on établit le dossier du projet d’instrumentation, il faut absolument être conscient que toute information qui n’est pas rassemblée quasi-instantanément est perdue à tout ja-mais.

PARTIE III. ÉTUDE EXPERIMENTALE ET NUMERIQUE

LE PORT 2000 AU HAVRE

Partie III. Etude expérimentale et numérique – Le Port 2000 au Havre __________________________________________________________________________________________

133

Chapitre 5 Suivi du comportement d’un mur de quai en paroi moulée 5.1. INTRODUCTION La croissance du volume de marchandises conteneurisées et l’utilisation de navires porte-conteneurs de plus en plus grands présentant un tirant d’eau croissant ainsi que des temps d’escale réduits nécessitent que les ports adaptent leurs moyens d’accueil et de stockage. Dans ce contexte, le Port du Havre, premier port français pour les trafics conteneurisés (Port du Havre, 2003), équipe ses quais existants de nouveaux portiques et augmente sa capacité en construisant à l’extérieur du port existant un nouveau quai en eau profonde de 1400 m de longueur utile en première phase, directement accessi-ble à toute heure de la marée (figure 5.1).

Figure 5.1. Infrastructures existantes du Port du Havre et implantation du nouveau Port 2000.

Existing Harbour facilities and location of the new Port 2000. D’après Port Autonome du Havre, 1999.

Chapitre 5. Suivi du comportement d’un mur de quai en paroi moulée __________________________________________________________________________________________

134

Le nouveau quai Port 2000 est un quai extérieur en eau profonde, protégé par une di-gue de plusieurs kilomètres et en contact direct avec la marée. L’ouvrage comprend le mur de quai lui-même, un système d’endiguement et de nouveaux terre-pleins entre l’ancienne digue et le futur chenal (figure 5.2).

Figure 5.2. Vue en plan du site du nouveau port.

Top view of the new harbour area.

Figure 5.3. Vue aérienne de la partie Ouest du chan-tier. Photo prise au début de l’année 2004. Aerial photo of the Western part of the construction site. Photo taken in be-ginning of the year 2004. © PAH, 2004

La figure 5.3 montre une vue aérienne de la partie Ouest du quai. On distingue l’es-tuaire de la Seine sur la gauche de la photo, et les réservoirs de stockage du port ainsi la zone d’extension future du quai sur la partie supérieure droite de la photo. Au cen-tre, on voit le quai en phase de terrassement arrière pour la mise en place des tirants d’ancrage.


135

5.2. LE SITE ET L’OUVRAGE Dans la suite on présente le site et l’ouvrage de Port 2000. Les informations de ce cha-pitre proviennent de références variées, résumées par le Port Autonome du Havre (1999) et Solétanche-Bachy (2001). 5.2.1. Géologie Les altitudes du projet sont rapportées au zéro des cartes marines du Havre (CMH) lequel est situé 4,38 m au-dessous du zéro du nivellement général de la France NGF (IGN69). Le site a été gagné sur la Seine par remblaiement hydraulique de matériaux sablo-limoneux jusqu’à la cote +10 CMH environ. Sous-jacent aux remblais, l’ancien lit du fleuve se trouvait initialement aux environs de la cote 0 CMH. Il est constitué de dé-pôts récents alluvionnaires limoneux et organiques, aussi appelés dépôts vasards. Ces deux couches sont entièrement terrassées en avant du quai lors des opérations de dragage à la cote nominale, et remplacées en arrière par du remblai sableux après la pose des tirants. Sous ces dépôts, la formation alluviale principale, d’une épaisseur de 19 à 29 m, est composée de sables fins à grossiers, répartis en deux couches principales : en partie supérieure, des sables fins coquilliers, généralement assez propres et pulvérulents, lo-calement finement stratifiés par des lits silteux ; en partie inférieure, des sables fins à grossiers gris-vert avec des graviers roulés, des galets et des inclusions de sables fins à moyens. La couche contient par ailleurs des débris végétaux provenant d’anciens cor-dons littoraux. En profondeur, des sédiments fins continentaux, constitués de silts fins plastiques et organiques et de silts grossiers sablonneux riches en débris végétaux, constituent un horizon très peu perméable. Cette couche présente la plus grande variabilité sur le tra-cé de la paroi moulée. Sous ces sédiments fins est disposée la couche de « graves de fond » constituée de sé-diments fluviatiles : sables grossiers, graviers assez anguleux, galets de silex et blocs de plus de 100 mm. L’épaisseur de la couche varie généralement entre 2 m et 5,50 m, mais il y a des endroits à l’est de l’ouvrage où elle n’apparaît pas du tout. Enfin, le substratum est formé par les argiles de Villerville. Il s’agit d’argiles marneu-ses noires fermes à raides assez plastiques avec quelques lits de débris de coquilles écrasées. Le long la paroi, leur toit ne varie que faiblement entre -29 et -32 CMH. 5.2.2. Hydrogéologie

5.2.2.1. Marée

Les conditions de marée de Port 2000 peuvent être résumées, pour l’étude qui nous concerne, par les niveaux extrêmes du plan d’eau :

• Marée basse de vive eaux d’équinoxe : +0,10 CMH • Marée haute de vives eaux d’équinoxe : +9,10 CMH • Marée basse accidentelle : +0,00 CMH • Marée haute accidentelle : +9,45 CMH


136

5.2.2.2. Nappes dans les terres-pleins

Sur le plan hydrologique, trois nappes différentes ont été identifiées lors des recon-naissances préliminaires. La nappe superficielle est située au-dessus des dépôts organiques récents. Son toit va-rie entre +10,00 CMH à l’Est et +6,60 CMH au Nord-Ouest. Les relevés des piézomè-tres du Port montrent qu’il n'y a aucune fluctuation de cette nappe avec les marées. Elle n’existe plus après terrassement. En profondeur, on peut distinguer deux niveaux aquifères, les sables fins et grossiers et les graves de fond. Ces deux nappes captives sont séparées entre elles par l’horizon de silt inférieur peu perméable, tandis que la nappe des sables est séparée de la nappe su-perficielle par les sédiments organiques peu perméables. Les deux nappes subissent l’influence des marées. Les variations avec la marée de la nappe des sables sont plus amorties que celles de la nappe des graves (à la même dis-tance de la mer compte tenu de leurs perméabilités respectives). Pour un coefficient de marée de 110 (mesure du 17/05/1999, au niveau du PM 417), les deux nappes varient entre marée haute marée basse piézomètre sables : +6,70 CMH +3,45 CMH SPz 2557 graves : +7,00 CMH +3,00 CMH SPz 2556. Pour les études de dimensionnement du quai, la nappe dans les sables est estimée à la cote +6,50 CMH. La nappe dans les graves est prise en compte avec les deux niveaux variables indiqués ci-dessus. 5.2.3. Reconnaissance de sol Pour l’étude préalable, il a été réalisé :

• 8 sondages carottés continus conduits au substratum, avec prélèvements d’échantillons intacts et remaniés ;

• 14 sondages destructifs avec essais pressiométriques tous les 1,50 m ; • 19 essais de pénétration statique poussés au refus.

Ces sondages de reconnaissance avaient été implantés près du tracé du quai prévu en 1998. Suite à la modification de l’implantation de la magistrale, les sondages se trou-vent à une distance de 45 m environ en arrière de cette dernière. La figure 5.4 montre l’emplacement des sondages aux environs du panneau instrumenté. Dans le cadre de la reconnaissance des sols, de nombreux piézomètres ont été mis en place dans des sondages :

• piézomètres courts non sélectifs : destinés au suivi de la nappe superficielle alimentée par les remblais hydrauliques et terrestres ;

• piézomètres longs non sélectifs : destinés au suivi de la nappe alluviale ali-mentée par les sables gris-vert ;


137

• piézomètres longs sélectifs : destinés au suivi de la nappe alluviale alimentée par les graves de fond.

L’ensemble de ces piézomètres a été détruit au fur et à mesure de l’avancement des travaux sur chantier. Pour la période d’observation du panneau instrumenté, aucun de ces piézomètres n'est encore disponible.

Nlle D

i g u e O u e s t

Sdp.2508

Sdp.2510

Sdp.2509

Sdp 2507

Sdp.2511

Sdp.2544

Spe.2520Spe.2521

Spe.2522Spe.2523

Spe.2533

Spe.2532

Spe.2534

Spe 2547

Sca.2500

Sca.2502

Sca.2539

Sca 2501

PM

0

PM

350

PM 4

17

PM -8

4

PM

90

PM 1

04

sondage carotté Sca.

sondage pénétrométrique Spe.sondage pressiométrique Sdp.

paroi moulée

panneau instrumenté

NORD

Figure 5.4. Sondages effectués aux alentours du panneau instrumenté. Extrait du plan n°100102 Sampling locations around the instrumented wall panel. Detail of plan n° 100102. (Port Autonome du Havre, 1999).

5.2.4. Paramètres géotechniques Au niveau du panneau instrumenté, les essais mécaniques in situ ont été menés jus-qu’aux cotes -24 CMH (essai de pénétration) et -30 CMH (sondage pressiométrique). Le sondage carotté Sca. 2500 a été descendu jusqu’à la cote -31 CMH, avec prise de 5 échantillons. Les résultats de ces trois sondages sont résumés en annexe 5.a. Les essais en laboratoire couvrent principalement la granulométrie-sédimentométrie, les limites d’Atterberg, la teneur en carbonate et en matière organique et la densité. Trois essais triaxiaux CU+u ont été effectués sur les remblais hydrauliques, les silts inférieurs et les argiles de Villerville. Un seul essai oedométrique a été fait pour les argiles. Le tableau suivant résume les caractéristiques mécaniques. Il s’agit des valeurs rete-nues pour les calculs. Elles ont été obtenues en comparant par corrélation les essais in situ avec les essais de laboratoire.


138

Tableau 5.1. Synthèse des caractéristiques géotechniques du sol (profil du sondage carotté Sca. 2500 à proximité du panneau instrumenté). Synopsis of the geotechnical soil properties (profile of core sampling Sca. 2500 nearby the instrumented wall panel).

nature des terrains1) cotes CMH γ ϕ´ (ϕu) c´ (cu) qc pL-p0 EM2)

m kN/m³ degré kPa MPa MPa MPa remblais nouveaux +10,2 à -7,5 19,5 35 0 8 - (15) remblais hydrauliques TN à +0,0 18,0 33 0 10 0,7 7 dépôts organiques récents +0,0 à -2,0 16,0 20 (0) 0 (2 à 15) 1 - (10) sables supérieurs -2,0 à -5,0 19,0 37 0 15 2,3 27 sables inférieurs -5,0 à -8,0 17,0 29 0 3 0,9 6 sables inférieurs denses -8,0 à -17,0 20,0 35 0 10 1,7 16 sables très denses -17,0 à -24,8 22,5 39 0 30 4,2 46 silts inférieurs -24,8 à -26,5 17,0 29 (0) 0 (100) - 1,5 22 graves de fond -26,5 à -29,5 22,0 40 0 - 4,6 36 argiles de Villerville substratum 20,0 20 (0) 20 (200) - 1,9 22 1) Lors de l’exécution du sondage Sca.2500, la nappe phréatique se trouvait à la cote +8,30 CMH. 2) Les valeurs entre parenthèses ont été données par Solétanche-Bachy (2001) 5.2.5. La structure du quai L’ouvrage est constitué d’une paroi moulée de 1,20 m d’épaisseur et de 40 m de pro-fondeur ancrée dans les argiles de Villerville, surmontée par une poutre de couronne-ment en béton armé de 3,43 m de largeur et de 1,50 m de hauteur. L’ensemble est mu-ni d’un masque d’accostage de 9,10 m de hauteur et 1,60 m de largeur. La paroi est retenue par deux nappes de tirants passifs faiblement inclinés, mis en place dans les terrains remblayés après terrassement sur 17 m de hauteur environ derrière la paroi. Ces tirants sont fixés à un rideau de palplanches situé à une distance de 45,40 m der-rière la paroi moulée. Devant la paroi, le bassin sera dagué jusqu’à la cote -15,50 CMH, pour permettre l’accueil des navires porte-conteneurs d’un tirant d’eau de 14,50 m, en toutes condi-tions de marée. Les rails du futur portique de transbordement des conteneurs se trouvent d’une part sur la poutre de couronnement dans l’axe de la paroi moulée, et d’autre part sur une se-melle superficielle filante située 35 m en arrière. La solution initiale consistant à fon-der la voie arrière du portique sur des pieux Starsol a été abandonnée pour des raisons économiques : d’après les calculs effectués, une semelle filante étant suffisante pour les sollicitations attendues. Le béton de la paroi moulée est un B30, celui de la poutre de couronnement est un B40. Les palplanches constituant le rideau d’ancrage arrière sont des palplanches Lars-sen de type PU25. Au niveau de la coupe de calcul n°1 (il y en a 7 le long de la paroi), les tirants sont des barres d’acier de diamètre 80 mm en section courante et 95 mm au niveau des manchons de raccordement. La figure 5.5 montre la coupe de la structure dans la zone instrumentée.


139

Mag

istra

le

poutre voie de grue

pente 1,2%

35 m

pente 1,2%

sables inférieurs denses

sables très denses

silts inférieursgravesargiles de Villerville

dépôts récents

remblais nouveaux

sables supérieurs

-29,50

-26,50-24,80

-17,00

sables inférieurs -8,00

-5,00

-2,00

niveau fini

paroi moulée ep.=1,20m

axe du rail arrière

axe du rail avant

-15,50 cote de dragage

-16,50 cote de calcul

-7,50

+3,00

+10,20

45,40 m

+0,50

poutre de couronnement

et front d’accostage

+6,50

-31,00

semelle filante

tirants 80R95 non-précontraints

+8,70

1,50

1,60

2,30

cotes CMH

10

- 10

0

- 20

- 30

palplanche rideau arrière

remblais

-7,00

-1,80-5,20

Mag

istra

le

poutre voie de grue

pente 1,2%

35 m

pente 1,2%


sables très denses

silts inférieursgravesargiles de Villerville

dépôts récents

remblais nouveaux

sables supérieurs

-29,50

-26,50-24,80

-17,00

sables inférieurs -8,00

-5,00

-2,00

niveau fini

paroi moulée ep.=1,20m

axe du rail arrière

axe du rail avant

-15,50 cote de dragage

-16,50 cote de calcul

-7,50

+3,00

+10,20

45,40 m

+0,50


et front d’accostage

+6,50

-31,00

semelle filante

tirants 80R95 non-précontraints

+8,70

1,50

1,60

2,30

cotes CMH

10

- 10

0

- 20

- 30

palplanche rideau arrière

remblais

-7,00

-1,80-5,20

Figure 5.5. Coupe de la paroi au niveau du panneau instrumenté.

Cross-section of the quay wall. 5.2.6. Le phasage de construction Le phasage de construction est assez classique pour ce type de quai. Il s’agit d’un ou-vrage linéaire de longueur totale 1600 m, construit par phases se développant dans le temps et dans l’espace. Les dates accompagnant par la suite les étapes des travaux sont relatives au panneau instrumenté (point métrique PM 84-90). La paroi moulée a été réalisée en décembre 2002 et un ensemble de puits de rabatte-ment de la nappe a été installé, ainsi qu’un écran d’étanchéité encadrant les extrémités du quai (terminé en mai 2003 ; voir aussi figure 5.8). La phase initiale (figure 5.6) correspond à la fin de la construction de la paroi et du voile étanche à l’Ouest. Les nappes sont dans leur état initial, avant rabattement.

sables

graves

silts

argiles

puits de rabattementvo

ile é

tanc

he

puits de rabatte-ment vo

ile é

tanc

he

-31 CMH

MH +7 CMH

MB +3 CMH+6,5 CMH

+8,7 CMH

remblais

dépôts récents

bassin terre-plein

90 m35 m

sables

graves

silts

argiles

puits de rabattementvo

ile é

tanc

he

puits de rabatte-ment vo

ile é

tanc

he

-31 CMH

MH +7 CMH

MB +3 CMH+6,5 CMH

+8,7 CMH

remblais

dépôts récents

bassinbassin terre-pleinterre-plein

90 m35 m

Figure 5.6. Situation du chantier après la construction de la paroi moulée et l’écran étanche.

Construction site after the finishing of diaphragm wall and auxiliary watertight walls.


140

(1) Excavation aval et superstructure

-31 CMH

-5 CMH

+10,2 CMH

+0 CMH

sables

gravesargiles

remblais

silts

dépôts récents

-31 CMH

-5 CMH

+10,2 CMH

+0 CMH

sables

gravesargiles

remblais

silts

dépôts récents

(2) Terrassement amont et tirants

-31 CMH

-8 CMH

+10,2 CMH

+0 CMH

sables

gravesargiles

silts

-5 CMHtirants inférieurs 80R95

rideau d’ancrage(palplanches)-7,5 CMH

45,5 m

-31 CMH

-8 CMH

+10,2 CMH

+0 CMH

sables

gravesargiles

silts

-5 CMHtirants inférieurs 80R95

rideau d’ancrage(palplanches)-7,5 CMH

45,5 m

(3) Remblaiement

-31 CMH

+6,5 CMH

+10,2 CMH

+0 CMH

sables

gravesargiles

silts

remblai nouveau

-31 CMH

+6,5 CMH

+10,2 CMH

+0 CMH

sables

gravesargiles

silts

remblai nouveau

(4) Dragage

-31 CMH

+6,5 CMH+10,2 CMH

-15,5 CMH sables

gravesargiles

silts

MH +9,1 CMH

MB+0,1 CMH

remblai nouveau

semelle filante

-31 CMH

+6,5 CMH+10,2 CMH

-15,5 CMH sables

gravesargiles

silts

MH +9,1 CMH

MB+0,1 CMH

remblai nouveau

semelle filante

(1) La gestion de la nappe débute en mai 2003. À l’abri du rabattement à -5,00 CMH environ, à partir de juillet 2003, le terrain est terrassé devant la paroi jusqu’à la cote +0,00 CMH environ sur quelques mètres de large (atteint en octobre 2003). La superstructure en béton armé est cons-truite en novembre 2003, posée sur un bé-ton de propreté au fond de fouille. Le som-met de la poutre de couronnement est à +10,20 CMH, et le bas du masque d’accostage à +1,10 CMH. Lors de la phase de construction, la poutre de couronnement n’est pas bétonnée en continuité afin d’éviter des contraintes de retrait. Ces ré-servations (tous les 24 m) sont bétonnées vers la fin du chantier. (2) En décembre 2003, le béton de propreté est enlevé en dessous du masque. Derrière la paroi, après rabattement à -8,00 CMH environ, le terrain est terrassé jusqu’au ni-veau du lit des tirants inférieurs. Les tirants et le rideau d’ancrage sont mis en place en mars 2004. (3) Le terrain est remblayé jusqu'à la cote du lit de tirants supérieur et ces derniers sont mis en place (avril 2004). Le rabatte-ment de nappe est diminué au fur et à me-sure des remblaiements. (4) Réalisation de la fondation arrière du portique. Le quai est dragué à l’aide d’une drague stationnaire à désagrégateur. La cote de dragage nominale est de -15,50 CMH. À partir de cette phase, l’ouvrage se trouve en contact direct avec la mer. Les digues d’enclôture sont terminées et le quai est mis en service. Figure 5.7. Étapes principales des travaux. Main construction steps.


141

5.2.7. La gestion de la nappe Les terrassements de part et d’autre de la paroi se font à l’abri d’un rabattement à -1,00 et -8,50 CMH respectivement. Aux extrémités du quai, un voile d’étanchéité ancré dans les argiles a été réalisé afin de limiter les débits à pomper. Côté Seine, le voile se trouve à une distance variant de 22 et 35 m devant la paroi ; côté terre-plein, l’emprise du déblai réalisé pour la mise en place des tirants a conduit à implanter le voile à 90 m derrière la paroi moulée. La figure 5.8 montre l’emplacement de cette paroi étanche, le dispositif de rabattement ainsi que les piézomètres mis en place par Solétanche-Bachy.

PM

84

-90

mur de quai /paroi moulée

rivevoile d’étanchéité

Pz 110-1A

Pz 110-1 Pz 160-1 Pz 210-1 Pz 310-1

Pz 110-2

Pz 110-3

Pz 110ExtN Pz 200ExtN Pz 275ExtNPz -40ExtN Pz 30ExtN

Pz -30-1A

Pz -80-1 Pz -40-1 Pz 10-1

Pz -80-2 Pz -40-2 Pz 10-2

Pz -120-3 Pz -40-3

Pz 60-2

Pz 60-3

Pz 160-2

Pz 170-3

Pz 160-3A

Pz 260-1A

Pz 260-2

Pz 230-3

Pz 260-3A

Pz 290-3

Pz 310-2

Pz 394-2bis

Pz 360-3A

Seine

0

série 1A 60 m

série ExtN100 m

série 140 m

série 215 m

série 325 m

série 3A50 m

50 m

2 8 1 7

3 4

5

6

~ P

M 4

00

PM -

84 PM

84

-90

mur de quai /paroi moulée

rivevoile d’étanchéité

Pz 110-1A

Pz 110-1 Pz 160-1 Pz 210-1 Pz 310-1

Pz 110-2

Pz 110-3

Pz 110ExtN Pz 200ExtN Pz 275ExtNPz -40ExtN Pz 30ExtN

Pz -30-1A

Pz -80-1 Pz -40-1 Pz 10-1

Pz -80-2 Pz -40-2 Pz 10-2

Pz -120-3 Pz -40-3

Pz 60-2

Pz 60-3

Pz 160-2

Pz 170-3

Pz 160-3A

Pz 260-1A

Pz 260-2

Pz 230-3

Pz 260-3A

Pz 290-3

Pz 310-2

Pz 394-2bis

Pz 360-3A

Seine

0

série 1A 60 m

série ExtN100 m

série 140 m

série 215 m

série 325 m

série 3A50 m

50 m50 m

2 8 1 7

3 4

5

6

~ P

M 4

00

PM -

84

piézomètre (entreprise)piézomètre (LCPC-CETE)puits (pompe 40 m³/h Ø 375 mm)puits (pompe 80 m³/h Ø 440 mm)puits (pompe 120 m³/h Ø 440 mm)

piézomètre (entreprise)piézomètre (LCPC-CETE)puits (pompe 40 m³/h Ø 375 mm)puits (pompe 80 m³/h Ø 440 mm)puits (pompe 120 m³/h Ø 440 mm)

Figure 5.8. Vue en plan de la partie Ouest du quai. Paroi étan-che, dispositif de rabattement et piézomètres. Western part of the quay. Mono-phase slurry wall, groundwater management and piezometers.

Dans la zone du panneau instrumenté, le rabattement de la nappe a débuté en mai 2003 après la fermeture du voile étanche (voir aussi chapitre 5.5.1). En premier lieu, la nappe a été rabattue à un niveau inférieur à la cote 0,00 CMH, permettant l’excavation côté bassin. Côté terre-pleins, la nappe a été rabattue en dessous de la cote -7,50 CMH lors de la phase de terrassement. En mai 2004, le rabattement de nappe est progressi-vement arrêté. Côté bassin, la fouille a en outre été remplie d’eau fin mai 2004 jusqu’au niveau de la mer. Côté terre-pleins, une mesure piézométrique réalisé au début juillet 2004 indique une nappe de +4,50 CMH à marée haute. 5.3. STRATÉGIE DE L’INSTRUMENTATION 5.3.1. L’objectif de l’intervention et les résultats attendus L’objectif principal de l’instrumentation au Port 2000 est d’acquérir des données sur le comportement d’un grand ouvrage géotechnique. Elle permet de préciser des observa-tions déjà connues sur le comportement de grandes structures similaires. Elle permettra le cas échéant de procéder à des adaptations de la structure du quai prévu en prolon-gement. En particulier, le suivi de cet ouvrage permet non seulement de recueillir des données indispensables pour des études numériques ou analytiques a posteriori, mais aussi pour la comparaison des résultats avec des murs de quai instrumentés antérieurement, no-tamment le quai d’Osaka du Port du Havre (Delattre et al., 1999), dont la structure est


142

similaire à celle du quai de Port 2000 et qui a été construit dans un contexte géotechni-que comparable. Plusieurs murs de quais dont la structure est comparable à celle du Port 2000 ont été instrumentés en France, notamment au Port de Calais (Pincent et al., 1991 et Delattre et al., 1995) et au Havre (Blivet et al., 1981 et Delattre et al., 1999), mais aussi en Bel-gique à Anvers (Aerts et al., 1996). De nombreuses études allemandes sont aussi bien documentées, principalement au Port de Hambourg (Maybaum, 1994 ; Gattermann, 1998 ; Rodatz et al., 1999) et Bremerhaven (Stahlhut, 2000). Ces derniers quais sont construits d’après la « méthode danoise » ou « méthode allemande » qui comprend une dalle de couronnement assez large reposant d’une part sur l’écran de soutènement (pa-roi moulée, écran de pieux sécants ou palplanches) et d’autre part sur un ensemble de pieux souvent inclinés (figure 5.9). En supplément, la tête de l’écran est souvent rete-nue par une ou plusieurs nappes de tirants.

-31,00

+10,20

± 0,00

paroi moulée e = 1,20 m

+3,00

-7,50sable

remblai

limon

sable limoneux

sable très dense

gravesargile marneux

45,40 m

palplanches

-15,50fond du bassin

± 0,00

-13,00

-21,00

+6,00

21 m

remblai

limon côtier

sable

sable moyen

éboulis

argile paroi moulée e = 1,20 m

fond du bassin

-31,00

+10,20

± 0,00


+3,00

-7,50sable

remblai

limon

sable limoneux

sable très dense


45,40 m

palplanches


-31,00

+10,20

± 0,00


+3,00

-7,50sable

remblai

limon

sable limoneux

sable très dense


45,40 m

palplanches


± 0,00

-13,00

-21,00

+6,00

21 m

remblai

limon côtier

sable

sable moyen

éboulis


fond du bassin

± 0,00

-13,00

-21,00

+6,00

21 m

remblai

limon côtier

sable

sable moyen

éboulis


fond du bassin

(a) (b)

Figure 5.9. Deux schémas de murs de quai différents. (a) Quai « allemand » . O’Swaldkai à Ham-bourg, d’après Rodatz et Maybaum (1997). (b) Quai « français ». Port 2000 au Havre.Two different quay types. (a) “German” quay. (b) “French” quay.

Les deux types de structures diffèrent principalement :

• pour la structure « danoise / allemande », par une dalle haute permettant de descendre les charges d’exploitation en profondeur et d’alléger d’autant les efforts de poussée sur l’écran de soutènement ;

• pour la structure « française », par des tirants d’ancrage suffisamment bas permettant de réduire les efforts de flexion dans la paroi.

En ce qui concerne les résultats attendus, la structure de Port 2000 est très comparable au quai d’Osaka. L’observation de ce quai (Delattre et al., 1999) avait montré que la paroi travaille en console jusqu’après la construction de la poutre de couronnement.


143

L’excavation derrière la paroi menait à un inversement du sens du déplacement, la pa-roi travaillant alors en profondeur toujours en console. En tête, la flexion restait toute-fois positive, résultat du poids de la poutre de couronnement. Le remblaiement ne mo-difiait que très peu la flexion de la paroi, par contre, les déplacements négatifs vers le terrain diminuaient. Enfin le dragage conduisait à un déplacement important vers le bassin et à une décompression latérale du massif soutenu. Les observations sur la paroi de Port 2000 seront comparées aux résultats détaillés de l’étude antérieure (chapitre 5.6.3). 5.3.2. Le profil instrumenté Les différents dispositifs instrumentaux visent essentiellement la mesure des déforma-tions des éléments de structure de l’ouvrage : la paroi moulée, les tirants d’ancrage et le contre-rideau d’ancrage. La figure 5.10 montre l’ensemble du dispositif.

b

e

35 m

45,4

0 m

a

c

d

f

g

g

PM 90-84 ~ 10 m

I 7I 8Pz 5

I 6 I 5

I 4, 3, 2, 1

Pz 1Pz 2

. Pz 6 : en amont de la voile étanche

Pz 7Pz 8

Pz 3 à 11,70 m et

Pz 4 à 8,10 m du

regard

3 m

bb

ee

35 m

45,4

0 m

aa

cc

dd

ff

gg

gg

PM 90-84 ~ 10 m

I 7I 8Pz 5

I 6 I 5

I 4, 3, 2, 1

Pz 1Pz 2

. Pz 6 : en amont de la voile étanche

Pz 7Pz 8

Pz 3 à 11,70 m et

Pz 4 à 8,10 m du

regard

3 m

L é g e n d e :

a - paroi moulée e=1,20 m

b - poutre de couronnement et masque d’accostage

c - tirants 80/95 e=1,20 m

d - semelle filante (pour le portique)

e - rideau de palplanches PU 25

f - regard (acquisition des données)

g - rail du portique

inclinomètres

repère topographique x, y, z (A1)

base topographique (réflecteur) x, y (A2)

piézomètres

extensomètres à cordes vibrantes

sans échelle - plan schématique

L é g e n d e :

a - paroi moulée e=1,20 m

b - poutre de couronnement et masque d’accostage

c - tirants 80/95 e=1,20 m

d - semelle filante (pour le portique)

e - rideau de palplanches PU 25

f - regard (acquisition des données)

g - rail du portique

inclinomètres

repère topographique x, y, z (A1)

base topographique (réflecteur) x, y (A2)

piézomètres

extensomètres à cordes vibrantes

sans échelle - plan schématique

Figure 5.10. Dispositif d’instrumentation de la paroi et du terrain en arrière. Instrumentation of the quay wall.

L’instrumentation mise en place concerne en particulier :

• la déformation de la paroi suivie par quatre inclinomètres, deux étant limités à la hauteur de la paroi moulée (I2 et I3) et deux étant prolongés dans le terrain sous-jacent (I1 et I4),

• la déformation du terrain entre la semelle de fondation du portique et le rideau d’ancrage, suivie par deux inclinomètres (I5 et I6),

• la déformation du rideau d’ancrage, mesurée par deux inclinomètres (I7 et I8),

• le déplacement de la tête de la paroi, suivi par des mesures topographiques,


144

• les déformations des tirants et donc les efforts auxquels ils sont soumis, mesu-rés au moyen de 40 extensomètres à cordes vibrantes et,

• l’évolution des nappes, observée à l’aide d’un ensemble de piézomètres. L’installation et le suivi des inclinomètres, des extensomètres et de six des piézomètres a été effectuée par le CETE Normandie-Centre. Toutes les mesures topographiques ont été effectuées par la section topographique de Port Autonome du Havre. 5.3.3. Inclinométrie Les inclinomètres de la paroi ont une longueur de 49,50 m (I1 et I4, encastrés dans les argiles de Villerville) ou de 39,50 m (I2 et I3, inclinomètres arrêtés dans la paroi). Dans les remblais nouveaux (I5 et I6) et sur les rideaux d’ancrage (I7 et I8), les incli-nomètres ont une longueur respective de 30,00 m (I5), 32,50 m (I6), 30,50 m (I7) et 34,50 m (I8) (leurs pieds se trouvent dans les sables). Lors de la pose, les inclinomètres de la paroi ont subi une rotation, c’est à dire que la direction principale de mesure (A) n’est pas sur la normale (Y) à la paroi par rapport à son axe (X). Cette question va être discutée en détails au chapitre 5.4.1.5.

5.3.3.1. Les inclinomètres de la paroi

La conception et la mise en place des inclinomètres de la paroi sont décrites de façon détaillée par Marten et al. (2004c). Les principaux aspects sont rappelés ici. Avant le bétonnage, la cage d’armature a été instrumentée avec deux tubes d’acier de réservation Ø 150/159 pour les deux tubes inclinométriques qui seront scellés ultérieu-rement dans le terrain, et avec deux tubes inclinométriques type Sinco Øext 70 mm, directement scellés dans le béton de la paroi. La position dans la cage d’armature dé-pendait de trois facteurs importants :

• les tubes ne pouvaient pas être posés au droit des tirants, • il fallait éviter la zone d’influence du tube plongeur de bétonnage, • les tubes ne pouvaient pas être installés complètement verticalement car leur

tête aurait été bloquée par la platine du rail du portique : il fallait ainsi prévoir une déviation des tubes.

Compte tenu du ferraillage, l’inclinaison préalable du tube ne commence qu’à partir de la cote du tirant supérieur (+3,00 CMH), ce qui mène à un angle de déviation de 1,5 degré environ en partie supérieure des tubes inclinométriques. La poutre de couronnement et le front d’accostage sont liées par un ferraillage à la pa-roi moulée en deux endroits :

• à l’aide des aciers en attente dépassant en tête de la paroi moulée, • avec des aciers mis en place au niveau de la cote +1,50 CMH par perforation

et scellement dans la paroi.


145

La mise en place de ces derniers était susceptible de causer des dommages aux tubes de l’instrumentation. Plusieurs méthodes de protection avaient été envisagées :

• l’intégration à la cage d’armature d’éléments métalliques de protection des tubes,

• la localisation des tubes avant les perforations à l’aide d’une sonde, • la mise en place de manchons de raccordement dans la cage d’armature de la

paroi moulée pour éviter la perforation. La dernière solution est celle qui a finalement été retenue. La première solution aurait augmenté la densité d’acier à un endroit de la cage déjà hautement ferraillé et aurait probablement empêché le béton de bien se diffuser autour du tube inclinométrique. La deuxième solution présentait des garanties limitées et demandait la présence d’une équipe spécialisée pour le repérage des tubes. La solution retenue se compose de six manchons disposés tous les 30 cm au niveau supérieur de l’ancrage du masque d’accostage et de quatre manchons au niveau inférieur. Les manchons ont été mis en place au fur et à mesure de la descente de la cage d’armature dans la tranchée. Après leur mise en place, les manchons ont été repérés à l’aide de planches en bois afin qu’ils puissent être retrouvés plus facilement à l’issue du terrassement. Toutefois, les plan-ches n’étaient pas bien fixées au ferraillage et l’une des deux s’est libérée pendant la descente de la cage. Les tubes inclinométriques sont de type « SINCO » rainurés en ABS (Acrylonitrite Butadiène-Styrène) et présentent un diamètre de 60/70 mm et une longueur de 3 m par élément. Les éléments sont manchonnés et collés avec une colle spécifique. À l’extrémité inférieure, ils sont munis d’une pointe étanche collée également et, à l’extrémité supérieure, d’un bouchon de protection amovible. Des joints toriques assu-rent une protection étanche supplémentaire de chaque manchonnage et de la pointe. Le collage des manchons doit être réalisé à sec afin d’assurer une bonne qualité du résul-tat. Les tubes de réservation en acier ont un diamètre de 150/159 mm. Ils étaient fer-més à leur base avec un bouchon en plâtre. Chaque tube court, non scellé dans l’argile sous la paroi (ces tubes seront aussi appelés « flottants » par la suite) comporte 13 éléments manchonnés et collés. Ils ont été bridés dans les poutres métalliques par l’intermédiaire de 5 centreurs, eux-mêmes ligaturés à la cage. Des liaisons métalliques complémentaires assuraient le blocage définitif. Les pieds des tubes inclinométriques flottants se trouvent en retrait à une distance de 40 cm environ de l’extrémité de la cage. En tête, des tubes métalliques d’un diamètre de 150/159 mm et d’une longueur de 1,20 m assuraient leur protection. Ils dépassaient de 0,50 m de la cage d’armature. Après le bétonnage, ils ont été prolongés dans la poutre de couronnement. Des modifications ont été apportées par la suite à l’instrumentation par le sous-traitant en charge du ferraillage, afin de tenir compte des déviations à ap-porter en tête de cage et d’apporter un supplément de fixation. Elles sont à l’origine d’une rotation des tubes telle que les directions de mesures ne coïncident pas avec les directions principales de l’ouvrage.


146

Le bétonnage du panneau instrumenté a été effectué le 18 décembre 2002. La cage d’armature, d’une masse de 40 tonnes, est transportée horizontalement et ensuite bas-culée à la verticale par deux puissantes grues (figure 5.11).

Figure 5.11. Transport de la cage d’armature.

Transport of the reinforcement cage. D’après les informations du chantier, la densité de la boue de stabilisation est de 1,16 g/cm³, une valeur qui tient compte de la présence de l’eau marine. Il n'y a pas d’additifs dans la boue et la teneur en sable de la boue avant le début du bétonnage est limitée à 2,5 %, valeur bien inférieure à la valeur requise par la norme (< 5 %) et à la valeur fixée par le PAQ de Solétanche-Bachy (< 3 %). Cette valeur permet de couvrir le fait que le délai conseillé entre la fin du curage et le bétonnage (< 2h) est dépassé, compte tenu de la difficulté d’équiper des panneaux de cette taille en moins que 2h. La durée du bétonnage est de 4h30. Le béton utilisé pour le bétonnage de la paroi moulée est un B 30 dosé à 400 kg de ciment CHF 42.5 PM ES LAFARGE. Le système d'étan-chéité entre panneaux est réalisé avec un joint « waterstop ». La pose des inclinomètres encastrés dans les argiles sous le pied de la paroi a été faite en mars 2003. Deux forages de 12 m environ ont été réalisés sous le pied de la paroi moulée en prolongement des tubes de réservation. Une sur-profondeur de 2 m était réalisée pour tenir compte d’éventuels dépôts de fines en fond de forage. Au total, 18 tronçons de tubes inclinométriques ont été mis en œuvre pour chacun des inclinomè-tres. Le coulis utilisé pour le scellement est un coulis de scellement des câbles de pré-contrainte. Ce choix permettait d’éviter des problèmes de prise de coulis dans les tubes de réservation rencontrés sur des chantiers antérieurs. L’injection a été effectuée par trois tuyaux, descendant à trois profondeurs différentes. Ces tuyaux d’injection étaient relativement rigides et difficiles à manipuler. Lors de la descente des tubes inclinomé-triques dans le tube acier et dans le forage le prolongeant au-dessous, les tubes incli-nométriques ont subi une rotation, et leurs rainures n’étaient plus positionnées perpen-diculairement à la paroi moulée. Apparemment les tuyaux coincés en étaient la cause. Ce défaut n’a pas été corrigé, afin d’éviter le risque d’ajouter un vrillage à la rotation.


147

Les quatre tubes inclinométriques ont été recepés à la cote +9,85 CMH. La mesure initiale a été faite le 28/04/2003. Sept mois plus tard, en novembre 2003, la poutre de couronnement a été bétonnée. En situation définitive, la protection de la tête des tubes inclinométriques a été assurée par une bouche à clé en fonte munie d’un verrouillage.

5.3.3.2. Les inclinomètres dans le terrain

Les inclinomètres dans le terrain I5, I6, I7 et I8 ont été réalisés fin juin et en juillet 2004. Les inclinomètres ont été forés à la boue (produits naturels adaptés au milieu salin) et descendus jusqu’à la cote -22 CMH environ. Les inclinomètres disposés à côté de la voie arrière du portique (I5 et I6) ont été scellés avec un coulis classique (Peignaud & Chaput, 1983). Les deux inclinomètres du rideau d’ancrage (I7 et I8) ont été installés dans des tubes de réservation de Ø 150/159 qui avaient été préalablement soudés aux palplanches et rehaussés au fur et à mesure de la mise en place des remblais nouveaux. Ces deux in-clinomètres ont été scellés avec le même coulis de précontrainte que les inclinomètres I1 et I4 de la paroi. Pour les inclinomètres I6, I7 et I8, la mesure initiale a été faite le 02/07/2004. Suite à des délais d’installation, la mesure initiale de I5 a été effectuée le 26/07/2004 (le même jour que la mesure n°2 de l’inclinomètre voisin I6). 5.3.4. Topographie Les mesures inclinométriques ont été accompagnées par un suivi topométrique. Le choix de la méthode topographique a été principalement influencé par la géométrie du site : le chantier Port 2000 est très étendu et comprend de nombreux sections qui se chevauchent. Lors du planning de l’instrumentation, trois méthodes ont été prises en considération :

• le suivi triangulaire / la méthode d’intersection, • le suivi de distance, • le GPS (Global Positioning System).

La méthode d’intersection, demandant la construction de stations fixes à une certaine distance derrière la paroi moulée, donne la meilleure qualité de résultats – à condition que l’intégrité des points fixes et la visibilité des cibles soient garanties. Si la stabilité des points de référence est assurée, la précision est de ±5 mm. Le suivi à distance serait praticable sans installer des stations sur chantier car ils exis-tent des points fixes « sûrs » installés sur la digue intérieure D1 du Port (c’est à dire à une distance de 600 m de la paroi moulée). Par contre, l’écart de mesure pour une telle distance est important et peut atteindre dans les meilleurs des cas une dizaine de mil-limètres. Par ailleurs, la visibilité des cibles vers la paroi ne peut pas être assurée pen-dant les travaux. La troisième possibilité envisagée est l’application du Global Positioning System (GPS). La méthode différentielle (DGPS) permet, à l’aide d’un point de référence connu, de définir les coordonnées X-Y-Z d’un deuxième point mobile à un endroit choisi. Les applications en géotechnique, notamment sur des terrains peu accessibles,


148

sont très variées (Niemeier, 1994 et 1996). Les écarts de mesure sont de ±20 mm. L’avantage de cette méthode est d’être peu soumise aux contraintes du chantier, le GPS nécessitant une visibilité vers le ciel (satellites) et non vers des instruments posés à distance à l’horizontale. Cette méthode n’a pas été retenue car elle ne permettait pas d’accéder à une précision suffisante compte tenu des points de référence disponibles. Finalement le suivi triangulaire, demandant la pose de stations fixes dans les terre-pleins en amont de la paroi moulée, a été retenu. Les remblais hydrauliques et les dé-pôts récents sont de mauvaise capacité portante, et il a été envisagé de fonder ces sta-tions sur des pieux Starsol ou des palplanches, deux solutions qui ont été abandonnées entre autres par manque de disponibilité de machines. Les stations ont finalement été « fondées » sur des blocs de béton de 1 m³ environ, po-sés sur l’écran d’étanchéité qui se trouve à 90 m derrière la paroi moulée. Ce choix est un compromis, parce que l’effet des mouvements de la nappe sur l’écran étanche n’est pas suivi par de l’instrumentation. La figure 5.12 montre l’emplacement des cibles sur la paroi et des deux stations en arrière.

S1S2

A1A2 (Spit)

B C

Poutre de couronnement

Cible

Réservation

Station sur bloc Station sur bloc

Cible

S1S2

A1A2 (Spit)

B C

Poutre de couronnement

Cible

Réservation

Station sur bloc Station sur bloc

Cible

(a) (b)

Figure 5.12. Le système topographique. (a) Repérage des points. (b)Détails des points à contrôler A1 et A2 situés sur la poutre de couronnement. The topographic system. (a) Location of the measuring points. (b) Detail of the con-trolled points on top of the quay superstructure.

Les contrôles topographiques ont pour objet de définir :

• la position altimétrique du repère laiton de centrage à tête hémisphérique scel-lé dans la poutre de couronnement (A1),

• la position planimétrique de deux points situés à proximité sur la poutre de couronnement (A1 & A2) ,

• la distance entre la station de référence S1 et le réflecteur C, • la distance entre la station de référence S2 et le réflecteur B.


149

En altimétrie, la tête du repère A1 est nivelée à partir de repères de nivellement des deux stations de référence. Les repères de nivellement de ces stations sont rattachés au réseau IGN 69 et au 0 des cartes marines du Havre à partir de points connus situés sur la digue D1. La précision de positionnement (relative) entre les repères de nivellement des deux stations de référence, et le repère A1 est d’environ ±4 mm. La position planimétrique du repère A1 et de la plaque de centrage A2 est déterminée par la méthode d’intersection. Simultanément, des mesures de distances sont effec-tuées entre chacune des stations de référence S1 et S2 et les prismes respectifs B et C. La mesure topographique initiale a été effectuée le 19/01/2004. 5.3.5. Extensomètres Les déformations des tirants sont suivies à l’aide de 40 extensomètres à corde vibrante de type Telemac SC2 N. L’étendue de mesure est de 3000 µm/m et la précision moyenne de 0,5 µm/m (autour de 800 Hz), la longueur du capteur est de 300 mm. Les deux extrémités de cinq tirants de chacun des deux lits sont instrumentées. Les extensomètres sont posés selon le schéma montré sur la figure 5.13, à une distance de 3,50 m respectivement de la paroi moulée et du rideau d’ancrage. Les extensomètres ne sont pas soudés sur le tirant mais attachés avec des colliers de fixation en acier cadmié.

tirant

extensomètresbride

numéro pair (dessus)

numéro impair (dessous)

tirant

extensomètresbride

numéro pair (dessus)

numéro impair (dessous)

(a) (b) Figure 5.13. Extensomètres. (a) Schéma de principe des extensomètres. (b) Jauges mises en place.

(a) Principle of extensometer settings. Even numbered gauges are installed above, and uneven numbered gauges below the anchor bar. (b) Installed gauges.

La protection des capteurs est assurée avec des capots préfabriqués. Au lieu d’utiliser des capots en inox susceptibles de favoriser une oxydation des tirants, une version en PVC de diamètre 200 mm de type CR8 (épaisseur de paroi 8 mm) a été choisie. Les capteurs extensométriques sont étanches jusqu’à une pression d’eau de 25 bar. Leurs câbles sont rassemblés dans des gaines et connectés à une centrale d’acquisition située dans un regard dans la poutre de couronnement (voir « f », figure 5.10). Le lit inférieur a été installé le 31/03/2004, et le lit supérieur le 26/04/2004. Les mesu-res initiales respectives ont eu lieu le jour même de l’installation. Tous les capteurs avaient été testés en laboratoire avant la mise en place.

© LCPC, 2004


150

5.3.6. Piézométrie Le rabattement de nappe est surveillé par une quantité importante de piézomètres ins-tallés par l’entreprise (voir figure 5.8). Il s’agit de piézomètres ouverts de 18 m (sables inférieurs) à 31 m (sables très denses) de profondeur. En moyenne, les piézomètres ont une profondeur de 23,50 m (sables inférieurs denses). Ces piézomètres ont été aus-cultés une fois par semaine environ jusqu’en septembre 2003, puis quotidiennement. La mesure a été faite à marée haute. Afin de disposer d’un suivi en continu, notamment pour ce qui concerne le battement des nappes profondes avec la marée, le LCPC a proposé l’installation de piézomètres descendant dans les graves et dans les sables très denses (profondeurs de 33 et 40 m), équipés de cellules de pression automatiques.

5.3.6.1. Les piézomètres du LCPC-CETE

Au total, le LCPC/CETE a installé 6 piézomètres pour le suivi de la nappe profonde et de la nappe des remblais. Suite à des problèmes de colmatage, deux piézomètres sup-plémentaires, servant à surveiller les piézomètres douteux, ont été mis en place. Les caractéristiques des piézomètres n°1 à n°8 sont rassemblées dans le tableau 5.2. Tableau 5. 2. Caractéristiques des piézomètres installés par le LCPC/CETE.

Properties of the piezometers installed by LCPC/CETE.

n° lieu nappe (sol)

cote du fond

cote du capteur

hauteur de la crépine1)

capteur (fournisseur)

date de mise en route (continu)

CMH [m] CMH [m] CMH [m]

1 paroi (aval)

sable dense -24,30 -22,00 -21,75 à -22,25 CNR - 4 bar

(IRIS) 25/11/2003

2 paroi (aval) graves -33,302) -23,00 -22,75 à -23,25 CNR - 4 bar

(IRIS) 25/11/2003

3 paroi (amont)

sable dense -23,90 -23,20 -23,10 à -21,60 PTM/N - 4 bar

(IRIS) 15/12/2004

4 paroi (amont) graves -28,40 -27,90 -28,10 à -26,60 PTM/N - 4 bar

(IRIS) 15/12/2004

5 rideau d'ancrage remblais +0,50 +1,00 +0,50 à +2,50 NIV-LOG - 2,5 bar

(Glötzl) 26/07/2004

6 hors voile étanche remblais +1,65 +1,70 +1,65 à +3,65 NIV-LOG - 2,5 bar

(Glötzl) 10/03/2004

7 paroi (aval) sables -8,40 -7,40

(puis -4,60) -8,40 à +1,60 CNR - 4 bar (IRIS)

15/12/2003 (24/02/2004)

8 paroi (aval) sables -5,65 -5,65 -5,65 à -0,65 CNR - 4 bar

(IRIS) 15/12/2003

1) approximatif 2) arrêt du forage

Les capteurs du fournisseur IRIS sont des cellules de pression électriques liées à l’aide de câbles avec capillaire à une centrale d’acquisition à six voies MADOSIX (4-20mA) située en haut de la poutre de couronnement (figure 5.10) et programmée pour enregis-


151

trer automatiquement des mesures toutes les heures (jusqu’au 21/02/2004) et ensuite toutes les 2h. La centrale d’acquisition est munie d’un modem GSM qui permet de faire des mesures à distance. La précision donnée par le fournisseur est de ±0,2 % de la pleine échelle. Les piézomètres de GLÖTZL mis en oeuvre dans les nouveaux remblais entre la paroi et le rideau, et derrière le voile étanche, sont autonomes avec des stockages de données individuels. Les mesures sont enregistrées toutes les 2h. D’après les informations des fournisseurs, les capteurs résistent à l’eau marine. Les piézomètres n°1 et 2 devant la paroi ont été réalisés avant le début des terrasse-ments, en juillet 2003. Afin de pouvoir garantir une bonne installation du capteur élec-trique dans le tube piézométrique (sable calibré au droit du capteur, bouchon inférieur et supérieur), une longueur de 2 m de tube crépiné était pré-équipée en atelier (figure 5.14). La sonde se trouvait donc à une distance moyenne de 0,75 m du pied du tube. L’extérieur de la partie crépinée était enrobé d’un filtre en géotextile.

~ 50 cm de sobranite

~ 50 cm de sable

haut du tube : sobranite

sonde piézométrique (23 cm)

~ 13 cm de sable

textile de protection entre sable et argile

profondeur de la sonde par rapport au haut du tube

~ 50 cm de sobranite

~ 50 cm de sable

haut du tube : sobranite

sonde piézométrique (23 cm)

~ 13 cm de sable

textile de protection entre sable et argile

profondeur de la sonde par rapport au haut du tube

(a) (b) Figure 5.14. (a) Schéma de pré-équipement des piézomètres profonds et (b) préparation sur le site

avant la pose. (a) Principle of piezometer tube equipment and (b) preparations before installation on the site.

Les piézomètres étaient forés à une distance de 20 cm de la paroi moulée. Cette petite distance a permis de les accrocher à la paroi moulée au fur et à mesure du terrassement aval, de les intégrer ensuite dans le masque d’accostage et de minimiser le risque de destruction lors du dragage sous l’eau du bassin. En raison de cette dernière phase de travaux, le tubage piézométrique est nécessairement en PVC afin de s’affranchir du risque de dégâts dus aux engins de dragage, et il n’a pas été possible d’utiliser de tu-bage perdu pour le maintien du forage. Le forage a été réalisé en rotation à l’aide d’un tricône Ø 140 mm, sous boue de fo-rage STAFOR 5000. Cette boue est réputée résister 48 h à la dégradation par l’eau de

© LCPC, 2003


152

mer. Les paramètres de forage ont été enregistrés pour préciser la cote des couches. Une sur-profondeur de forage a été exécutée dans le substratum afin de permettre aux sédiments du forage de se déposer sans entraver la descente du tube à la bonne cote. Malgré les précautions prises, il s’est produit des éboulements après le lavage du fo-rage et au cours de la descente du tube piézométrique n°2, et la cellule n’a pas pu être descendue jusqu’à la cote voulue. Enfin, pour les deux piézomètres n°1 et 2, le colma-tage n’a pas pu être effectué correctement. Suite à ces événements, il a été décidé

• d’installer deux piézomètres courts ouverts (n°7 et n°8) après la construction de la poutre de couronnement, afin de surveiller une éventuelle montée de l’eau le long les tubes mal colmatés (n°1 et n°2),

• de ne pas réaliser les piézomètres n°3 et n°4 avant la pose des tirants, considé-rant qu’il était trop risqué de poser des piézomètres avec une nappe piézomé-trique profonde en charge dans les tubes à la cote +6,00 CMH et un terrasse-ment et un rabattement de la nappe supérieure à la cote -7,50 CMH.

Les piézomètres de surveillance n°7 et n°8 ont été installés par l’entreprise en décem-bre 2003, ils ont été équipés des cellules piézométriques initialement destinées aux piézomètres n°3 et n°4 (figure 5.15).

pied de la paroi -31,00-29,50

-26,50-24,80

-17,00

-8,00

-5,00

-2,50

Marnes de Villerville

Graves

Silts inférieurs

Sables très denses

Sables inférieurs denses

-1,00

Sables inférieurs

Sables supérieurs

Dépôts recentsRemblais

0 CMH

-30 CMH

-20 CMH

-10 CMH

-39,15 CMH

haut de la poutre de couronnement +10,20

-5,65 CM-7,40 CM

-22 CM-23 CM

4 m

crépine 1 : 0,50 m

crépine 2 : 0,50 m

crépine 8 : 5 mcrépine 7 : 10 m

8 7Pz n°: 2 1

Les capteurs ne sont pas à l‘échelle

bas de la poutre d’accostage +1,10terrassement 0,00 CMH (déc. 2003)

?

pied de la paroi -31,00-29,50

-26,50-24,80

-17,00

-8,00

-5,00

-2,50


Graves

Silts inférieurs

Sables très denses

Sables inférieurs denses

-1,00

Sables inférieurs

Sables supérieurs

Dépôts recentsRemblais

0 CMH

-30 CMH

-20 CMH

-10 CMH

-39,15 CMH

haut de la poutre de couronnement +10,20

-5,65 CM-7,40 CM

-22 CM-23 CM

4 m4 m

crépine 1 : 0,50 m

crépine 2 : 0,50 m

crépine 8 : 5 mcrépine 7 : 10 m

8 7Pz n°: 2 1

Les capteurs ne sont pas à l‘échelle

bas de la poutre d’accostage +1,10terrassement 0,00 CMH (déc. 2003)

?

Figure 5.15. Disposition des piézomètres devant la paroi (section longitudinale).

Piezometer distribution in front of the diaphragm wall (longitudinal section). Les piézomètres dans les terre-pleins ont été posés en mars 2004 (n°6) et en juillet 2004 (n°5). Descendu à une profondeur de 8 m environ, le forage n’a pas posé de pro-blème significatif. Les piézomètres (Øext = 45 mm) sont des tubes ouverts dans les-quels ont été posées les cellules électriques autonomes. Le piézomètre n°6 suit la nappe superficielle dans les remblais hydrauliques. Cette nappe est séparée de la nappe des sables par une couche silteuse à 10 m de profondeur


153

environ. Le piézomètre n°5 suit la nappe dans les remblais reconstitués au droit des ancrages, après la remontée de la nappe. On note que les piézomètres de l’entreprise ne sont plus auscultés ou ont été détruits à l’issue de la pose des ancrages et des travaux de terrassement réalisés à cette fin. Les piézomètres (Øext = 45 mm) n°3 et n°4 ont finalement été installées en novembre 2004. Cette fois, le forage avec un tubage à l’avancement et des tubes perdus en acier était possible. De la même façon que pour les piézomètres réalisés devant la paroi, les deux derniers mètres du tube PVC crépiné étaient pré-équipés en atelier. Les piézomè-tres ont été installés à une distance de 1 m environ de la poutre de couronnement, es-pacés de 3,60 m en tenant compte des tirants d’ancrage, et ont été branchés à la boîte d’acquisition dans le regard (figure 5.10).

5.3.6.2. Les piézomètres de Solétanche-Bachy

L’entreprise a mis à disposition toutes les mesures piézométriques de la zone Ouest du quai. La distribution générale des piézomètres est montrée sur la figure 5.8 (vue en plan). L’implantation des piézomètres aux alentours du panneau instrumenté, qui sont plus particulièrement intéressants pour notre étude, est indiquée sur la figure 5.16 (coupe au PM 90 environ).

Pz 110-1A (60 m)

Pz 110ExtNPz n°6 (100 m)

Pz 110-1 (40 m)

Pz 60-2(Pz 110-2)

(15 m)Pz 110-3(25 m)

Pz 110-3A(50 m)

Pz n°1

paro

i mou

lée

voile

éta

nche

voile

éta

nche

Pz n°2

?

?

Pz 110-1A (60 m)

Pz 110ExtNPz n°6 (100 m)

Pz 110-1 (40 m)

Pz 60-2(Pz 110-2)

(15 m)Pz 110-3(25 m)

Pz 110-3A(50 m)

Pz n°1

paro

i mou

lée

voile

éta

nche

voile

éta

nche

Pz n°2

?

?

Figure 5.16. Implantation des piézomètres aux alentours de la paroi moulée.

Piezometers located in the vicinity of the quay wall . Les piézomètres de la série 1A se trouvent à une distance de 60 m, ceux de la série 1 à 40 m et ceux de la série 2 à 15 m derrière la paroi. Les piézomètres de la série 3 se trouvent environ à 20 m devant la paroi. Les piézomètres de la série ExtN et 3A se trouvent à l’extérieur de la paroi étanche. Les résultats du suivi du piézomètre 110-2 font supposer que la crépine était bouchée (niveau constant non-influencé par le rabattement de nappe) et on a donc retenu les résultats de Pz 60-2 pour cette étude. On notera que les piézomètres de la série 3 se trouvent en ligne avec les puits de rabat-tement ; en conséquence, leurs niveaux piézométriques sont influencés par l’effet du pompage. Les valeurs mesurées peuvent être considérées comme inférieures aux va-leurs réelles devant la paroi. Les caractéristiques des piézomètres sont rassemblées en annexe 5.b.


154

5.3.7. Observations complémentaires 5.3.7.1. Marégraphes

Le Port Autonome du Havre maintient un suivi continu de la marée à l’aide d’un en-semble de marégraphes automatiques installés d’une part dans les bassins portuaires en service, c’est à dire à l’intérieur de l’écluse François I, et d’autre part à l’extérieur du port dans la Seine. Pour notre étude, les mesures de la « Balise A » ont été dépouillées et figurent sur les courbes des piézomètres du LCPC-CETE (voir par exemple chapitre 5.5.1, figures 5.31 à 5.34). Le marégraphe « Balise A », géré par le Port Autonome de Rouen et situé à la balise A à l'extrémité ouest de la digue du Ratier qui délimite le Sud du chenal de Rouen, représente le mieux les variations de la marée près du chan-tier Port 2000. La précision de ces mesures est de l’ordre de 10 cm.

5.3.7.2. Pluviométrie

La pluviométrie est documentée par Météo France. Leur site de mesure est le séma-phore de cap de la Hève. Les cumuls journaliers sont comptés sur 24 heures à partir de 6 h du matin de la journée considérée. 5.3.8. Les mesures Le tableau 5.3 résume la totalité des mesures effectuées entre la fin de l’année 2003 et mi-septembre 2004. En 2003, uniquement les mesures inclinométriques dans la paroi ont été faites. Tableau 5.3. Résumé des dates de mesure pour la période de 12/2003 à 09/2004.

Summary of all measurement dates between 12/2003 and 09/2004.

15

/12/

03

19/0

1/04

02

/02/

04

12/0

2/04

13

/02/

04

18/0

2/04

09

/03/

04

10/0

3/04

24/0

3/04

25/0

3/04

31/0

3/04

01/0

4/04

21/0

4/04

23/0

4/04

26/0

4/04

27/0

4/04

28/0

4/04

18/0

5/04

04/0

6/04

09/0

6/04

15/0

6/04

18/0

6/04

01/0

7/04

02/0

7/04

15/0

7/04

22/0

7/04

23/0

7/04

26/0

7/04

30/0

7/04

10/0

8/04

10/0

9/04

23/0

9/04

1 à 4 7 8 9 10 11 12 13 14 15 16

17

18

5

ini 1

6 ini 1

2 3

INC

LIN

O

7 & 8 ini 1

2

Z 1 2 3 4 5 1a 2a 3a 4a 5a

TOPO

X, Y 1 2 3 4 5 1a 2a 3a 4a 5a

inf. ini 1 2 3 4 5 6 7

8

9

EXTE

NSO

sup. ini 1 2 3 4 5 6

7

8


155

Les mesures suivent les étapes d’avancement du chantier. Seul le suivi piézométrique du LCPC/CETE, grâce aux sondes électriques, est fait en continu. La mesure inclinométrique initiale a été faite le 28 avril 2003, avant le début de la ges-tion de la nappe dans la zone concernée. Pourtant, la nappe diffère déjà de celle du jour de la construction de la paroi moulée, du fait de la présence de l’écran étanche à l’extrémité Ouest du quai. Par la suite, les mesures inclinométriques sont faites au fur et à mesure du terrassement en aval de la paroi, de la construction de la poutre de cou-ronnement et du terrassement et remblai définitif de la zone des terre-pleins. À partir du début de l’année 2004, à l’issue de la construction de la poutre de couron-nement, chaque mesure inclinométrique est accompagnée par une mesure topométri-que. Les mesures extensométriques débutent avec l’installation des tirants en avril 2004. Le suivi de la déformée du terrain entre la voie arrière du portique et le rideau d’ancrage ne commence qu’en juillet 2004, une semaine avant le début du dragage du bassin. Le tableau 5.4 montre le calendrier des mesures inclinométriques de la paroi et le ni-veau de la nappe et du terrain correspondant. Tableau 5.4. Calendrier des mesures des inclinomètres 1 à 4 et niveaux correspondant des terrains

et des nappes. Summary of the measurement dates of inclinometers 1 to 4 in relation with soil and groundwater elevations.

AVAL - cotes en CMH [m] AMONT - cotes en CMH [m] mesures inclino-métriques terrain piézomètres terrain piézomètres date n° n°1 1) n°2 1) n°7 1) 60-3 110-3 60-2 110-1 110-1A

01/07/03 1 +8,70 - - - - - +8,70 - -0,60 - 28/07/03 2 +5,00 - - - -5,00 - +8,50 0,00 -1,40 - 12/09/03 3 +1,50 - - - -6,30 -3,00 +8,50 0,00 -2,00 - 09/10/03 4 +1,10 -4,30 +4,00 - -6,80 -6,60 +8,50 -4,00 -4,00 - 18/11/03 5 +1,10 - - - -6,20 -5,30 +8,50 -4,20 -4,50 - 20/11/03 6 +1,10 - - - -6,00 -5,20 +8,50 -4,50 -5,00 - 15/12/03 7 0,00 -5,40 3,20 - -8,20 -7,40 +8,50 -6,00 -6,30 - 02/02/04 8 0,00 -4,50 détruit - -8,00 -6,90 +6,00 détruit détruit -4,70 12/02/04 9 0,00 -4,80 - - -7,60 -7,30 +0,00 - - -3,90 10/03/04 10 0,00 -4,60 - - -8,00 -6,70 -3,00 - - -5,40 25/03/04 11 0,00 -3,70 - - -7,00 -6,00 -7,50 - - -6,60 27/04/04 12 0,00 -5,00 - -2,10 -8,80 -7,10 +3,00 - - -6,30 18/05/04 13 0,00 -1,40 - -0,60 -0,40 - +6,20 - - +3,00 04/06/04 14 0,00 +7,20 - 5,30 - - +8,00 estimé : +6,00 CMH

01/07/042) 15 0,00 +7,40 - 5,50 - - +9,00 PM 350 : +4,40 CMH 15/07/04 16 -5,00 vers marée haute (+6,50 CMH environ) +9,00 estimé : +4,50 CMH

26/07/043) (0) -5,00 vers mi-marée (+4,30 CMH environ) +9,00 estimé : +4,50 CMH 30/07/04 17 -15,50 vers marée haute (+6,50 CMH environ) +9,00 Pz n°5 : +4,80 CMH 10/09/04 18 -15,50 vers marée haute (+6,00 CMH environ) +9,00 Pz n°5 : +5,30 CMH

1) à marée haute 2) idem le 02/07/04 (mesure initiale I6, I7, I8) 3) pour info : mesure initiale de I5


156

La situation de chantier pour chacune des phases de mesure est par ailleurs : • n°1 : le suivi piézométrique quotidien ne débute qu’en septembre 2003. Les

mesures précédentes ont été faites indépendamment de la marée haute et sont donc à interpréter avec précaution. Pour la 1ère mesure du 01/07/03, le rabat-tement de nappe a commencé des deux côtés de la paroi : on estime que le ni-veau de nappe aval est à 0,00 CMH et le niveau amont à +3,00 CMH ;

• n°2 : le niveau de la nappe se rapportant à la deuxième mesure (28/07/03) a été mesuré le lendemain, le 29/07/03 ;

• n°4 : le terrassement en aval se poursuit jusqu’au 09/10/03. Le jour de cette mesure, le béton de propreté en fond de fouille, permettant le coffrage et le bétonnage du masque d’accostage, est déjà mis en place ;

• n°5 et 6 : le bétonnage de la poutre de couronnement a été effectué le 15/11/03, et le décoffrage le 17/11/03. Les deux mesures inclinométriques du 18 et du 20/11/03 ont été effectuées pendant la période de refroidissement (température d’hydratation) de la poutre de couronnement ;

• n°7 : le 15/12/03, le béton de propreté est enlevé. Le fond de fouille est alors à la cote 0,00 CMH ;

• n°8 : la mesure du 02/02/04 sert de mesure de « recalage » avec les mesures topométriques du 19/01/04 ;

• n°9 : les informations sur le niveau du terrassement amont sont contradictoi-res. Chantier : 0,0 CMH ; CETE : +2,5 CMH ; Géomètre : -1,0 CMH ;

• n°10 : les mesures piézométriques du chantier se rapportant à la mesure incli-nométrique du 10/03/04 datent du 09/03/04 ;

• n°11, n°12 : installation du lit de tirants inférieur et supérieur ; • n°13 et 14 : en mai 2004, le rabattement de nappe est progressivement arrêté

(début de l’arrêt des pompes : 03/05 amont et 04/05/04 aval). À partir du 11/05/04, les pompes sont quasiment toutes arrêtées. À partir du 28/05/04, le niveau de l’eau devant la paroi a monté progressivement pendant 1 semaine jusqu’à atteindre le niveau de la mer ;

• n°15 : mesure correspondante à la mesure initiale des inclinomètres arrières ; • n°16 : début du dragage côté bassin ; • n°17, n°18 : deux jours et six semaines après le dragage au fond du bassin.

Le suivi topométrique est toujours décalé d’au moins une journée des mesures incli-nométriques, car la présence de la personne faisant les mesures inclinométriques sur la poutre de couronnement réduit la visibilité des cibles. Le décalage dans le temps entre les mesures en altitude (Z) et les mesures en plan (X, Y) est dû à des mauvaises condi-tions qui empêchaient de continuer les mesures dans la journée (visibilité, vibrations, etc.).

5.3.8.1. Principe des mesures inclinométriques

Les mesures inclinométriques ont été effectués par le CETE Normandie-Centre suivant les instructions de la Norme NF P 94-156. La sonde utilisée pour les mesures est une sonde cylindrique SINCO. Elle est équipée d’un corps de diamètre 25,4 mm dans le-


157

quel sont disposés deux capteurs. Ceux-ci sont situés dans l’axe et à 90 degrés des rou-lettes de guidage. Elles-mêmes sont fixées sur deux balanciers à ressort. La distance entre l’axe des deux balanciers est de 50 cm. Un connecteur étanche relie la sonde au câble de mesure. Les mesures inclinométriques sont effectuées par comparaison des positions successives dans le temps. L’étendue maximale de la mesure est de 53 de-grés. La précision est

• en A : ±0,20 mm / 10 m (2.10-5 rad) ; • en B : ±0,90 mm / 10 m (9.10-5 rad) .

Pour une mesure, la sonde est descendue au fond du tube, les roulettes de guidage tou-jours dans la même axe pour toutes les séries de mesure d’un même tube (direction A). À la remontée, l’angle d’inclinaison est mesuré en des points régulièrement espacés d’une distance de 50 cm. Ensuite, la sonde est retournée à 180 degrés et la mesure est répétée de la même manière. Les angles dans la direction perpendiculaire (direction B) sont mesurés automatiquement par la sonde à chaque palier de mesure. En résultat, on obtient quatre valeurs : A0, B0, A180 et B180. Pour la sonde SINCO, ces angles exprimés en 4*10-5 radian, prenant en compte un facteur de correspondance de 1/25000 entre le système métrique et le système d’unités américain. Les mesures sont enregistrées et dépouillées en laboratoire.

5.3.8.2. L’historique des mesures topographiques

Cinq mesures topographiques ont été faites entre la mesure initiale du 19/01/2004 et le 23/04/2004. Le 21/04/2004, le géomètre a constaté un mouvement de la station S2, et le 03/06/2004 un nouveau mouvement de la station S1 (voir figure 5.12a). Le dépla-cement des stations a probablement été causé par de camions circulant à proximité sur une piste de chantier. En conséquence, l’entreprise a décalé la piste et posé des balises de protection. Une nouvelle mesure de zéro a été faite le 09/06/2004. Outre les déplacements de plusieurs centimètres initiés par le passage des camions, les stations sont exposées à des mouvements de plus petite échelle dus à des mouvements de nappe à l’intérieur et à l’extérieur du voile étanche. La figure 5.17 montre le mouvement de la nappe en amont de la paroi moulée depuis le mois de juillet 2003, l’implantation des piézomètres concernés par rapport à la paroi moulée et l’écran étanche est rappelé sur la figure 5.16. Lors de l’installation des stations sur l’écran étanche, la nappe non-rabattue derrière la voile est environ à la cote +6,00 CMH (Pz 110ExtN), tandis que la nappe rabattue en-tre le voile étanche et le mur de quai est située vers la cote -5,00 CMH (Pz 110-1A). À partir du mois de mars 2004, la nappe remonte doucement derrière le voile et elle descend entre le mur de quai et le voile (rabattement pour la pose des tirants), avant de remonter à partir de fin avril 2004. En conséquence, la pression derrière le voile étan-che augmente de 30 kPa environ, une sollicitation qui entraîne une déformation du voile vers l’aval, les déplacements en tête restant inconnus. Ces mouvements proba-bles des stations doivent être pris en compte lors du recoupement des mesures topo-graphiques avec les mesures inclinométriques.


158

Pz 110ExtN détruit

?

Pz 110-1 détruitPz 60-2 détruit

-10

-8

-6

-4

-2

0

2

4

6

8

1007/2003 08/2003 09/2003 10/2003 11/2003 12/2003 01/2004 02/2004 03/2004 04/2004 05/2004 06/2004

cote

en

CM

H [m

]

Pz n°6 Pz 110ExtN Pz 110-1A Pz 110-1 Pz 60-2 marée (haute)

Figure 5.17. Développement de la nappe amont. Piézomètres de l’entreprise et du LCPC / CETE. Groundwater table development behind the quay wall. Contractor’s and LCPC / CETE’s piezometers .

5.3.8.3. La technique des mesures extensométriques

Le principe de la corde vibrante est utilisé pour de nombreux capteurs : cellules de pression pour piézomètres, cellules de pression de terre, tassomètres, jauges de défor-mation, fissuromètres ou autres cellules de pression (Dunnicliff, 1993). Le corps de l’extensomètre à corde vibrante est constitué d’un cylindre creux muni de deux flasques entre lesquelles est tendue une corde métallique. Cette corde est libre de vibrer à sa fréquence propre, qui varie avec la tension de la corde et donc avec la dis-tance entre les deux flasques. La corde peut donc être utilisée comme jauge de défor-mation en sollicitant la corde en vibration, mesurant la fréquence et reliant la fré-quence à la distance entre les flasques. La corde est sollicitée à l’aide d’une bobine électrique située à mi-distance entre les flasques. La figure 5.18 montre le principe de cette mesure.

corde vibrante

bobine électrique

compteur de fréquencecâble de transmission

corde vibrante

bobine électrique

compteur de fréquencecâble de transmission

Figure 5.18. Principe d’une jauge de déformation à corde vibrante fixée sur une surface.

Schematic of surface-mounted vibrating wire strain gauge.(Dunnicliff, 1993)


159

En mode amorti (méthode appliqué à Port 2000) l’électro-aimant joue le rôle d’excitateur et de microphone. Les fréquences sont ainsi transmises au compteur (pla-cé dans le regard sur la poutre de couronnement) et notées par l’intervenant. Exceptées les mesures initiales, les mesures extensométriques sont effectuées le même jour que les mesures inclinométriques.

5.3.8.4. Informations au sujet du suivi piézométrique de l’entreprise

Le suivi des piézomètres situés à proximité du panneau instrumenté a commencé au niveau du PM 160 en mars 2002. Au départ, ces mesures ponctuelles ont été faites in-dépendamment de la marée, ce qui les rend difficile à exploiter. À partir du mois de mai 2002 environ, le début du relevé des piézomètres commençait théoriquement 1h après la marée haute environ (les relevés de mesures donnent l’heure à cinq minutes près). À partir de septembre 2003, l’heure « exacte » de la marée est documentée. Le circuit de relevé des piézomètres commence au niveau du « batardeau ouest » (~PM 400) et passe par le « batardeau est » (~PM 700) avant d’arriver dans la zone concer-née par la figure 5.8. Solétanche-Bachy avait choisi d’appliquer cette technique car il était estimé qu’avec un décalage d’une heure par rapport au début de la marée haute, les valeurs des piézo-mètres étaient au maximum. Ce qui n’était pas documenté, par contre, était l’heure de mesure de chaque piézomètre ; en conséquence, la relation exacte entre la marée et la mesure correspondante reste mal connue. Afin de connaître au moins approximativement la durée du circuit de mesure, les ho-raires exacts de la prise des mesures ont été notés pendant quelques jours en octobre 2003. Les résultats étaient les suivants : Tableau 5. 5. Décalage d’horaire entre le début des mesures et l’arrivée au niveau du PM 110

Time-shift between the beginning of the measurements and the arrival at PM 110. date Pz 110-3 Pz 110-2 et Pz 110-1 23/10/2003 après 90 min environ après 120 min environ 30/10/2003 après 100 min environ après 130 min environ En conclusion, pour la période concernée (le décalage varie avec le nombre de piézo-mètres suivis), les mesures devant la paroi étaient prises 2h30, et derrière la paroi 3h après le début de la marée haute. 5.4. MÉTHODE DE DÉPOUILLEMENT DES MESURES 5.4.1. Les mesures inclinométriques Un premier dépouillement des mesures inclinométriques (Marten et al., 2004a) est ef-fectué à l’aide du logiciel Capitoul 2000 (Rojat et Bets, 2005). Ce logiciel permet de déterminer les déplacements dans les axes A et B et fournit une vue en azimut mon-trant la direction du déplacement dans le plan A-B. Cette vue en azimut met bien en évidence la rotation des tubes inclinométriques de la paroi moulée (voir chapitre 5.3.3). Un dépouillement détaillé complémentaire avec MS-Excel a été fait afin d’isoler le déplacement qui se produit dans la direction transversale à la paroi.


160

5.4.1.1. Repères et notations

Les notations utilisées sont principalement celles de la norme NF P94-156. Les mesu-res brutes sont par ailleurs appelées A0 et A180, pour les deux mesures réalisées dans la direction principale du tube inclinométrique, et B0 et B180 pour la direction se-condaire, où 0 désigne la mesure réalisé dans le sens positif et 180 la mesure réalisée avec la sonde tournée d’un angle π autour de son axe longitudinal. Les mesures ainsi effectuées en retournant la sonde sont voisines en valeurs absolues et de signe oppo-sées. Ces valeurs brutes, correspondant aux pentes de l’inclinomètre par rapport à la verticale, sont exprimées en 4.10-5 radians, tenant compte d’un facteur métrique de la sonde Sinco (voir aussi chapitre 5.3.8.1). Les angles moyens retenus pour le dépouil-lement sont notés αA et αB.

La figure 5.19 montre une vue schématique des repères liés aux inclinomètres et à la paroi. Les directions de mesure A et B ne correspondent pas aux axes X et Y de la pa-roi. En ce qui concerne les inclinomètres arrière dans le sol, par contre, les axes de me-sures sont bien orientées, et correspondent aux directions X,Y de la structure du quai (orientation par rapport à la poutre du rail).

X

Y

axe de la paroi moulée

bassin (aval)

terre-plein (amont)

ωB0

A0

X

Y

axe de la paroi moulée

bassin (aval)

terre-plein (amont)

ωB0

A0

Figure 5.19. Position des repères (X, Y) lié au quai et (A, B) lié aux inclinomètres.

Position of references(X, Y) of the quay wall and (A, B) of the inclinometer tubes. Dans ce repère, chaque point du tube inclinométrique a pour coordonnées {x(z), y(z), z}, z indiquant la profondeur sur l’axe vertical Z. Par ailleurs, la mesure inclinométri-que étant discrète de pas a (ici a = 0,50 m), on ne s’intéresse qu’aux positions de l’inclinomètre aux niveaux z(k) = k a.

5.4.1.2. Le dépouillement statistique

Les mesures inclinométriques constituent des séries provenant d’un même appareillage et peuvent donc relever d’un traitement statistique permettant de mieux apprécier leur domaine d’incertitude. L’exactitude de la mesure dépend entre autre de la sonde inclinométrique, des tubes inclinométriques, du vrillage des tubes, de la température ainsi que de la qualité de mise en place des tubes et de l’exécution de la mesure (Marte et Semprich, 1998). La qualité de mise en place couvre notamment le scellement des tubes (tube, scellement et


161

sol doivent former une unité) et la bonne fermeture des joints entre les différents élé-ments successifs d’un tube (Sappa et Sappa, 1995). L’inclinaison donnée aux tubes de la paroi moulée lors de leur installation n’a qu’une influence négligeable sur les résultats de mesure. Gattermann (1998) et Weidle (1997) montrent que, pour des petites inclinaisons initiales, l’exactitude reste dans les marges indiquées par le fabricant. D’après Marte et Semprich (1998), une inclinaison supé-rieure à 20 degrés dans le sens principal du tube (A) suscite une diminution de qualité pour le sens secondaire de mesure (B). En fonction du type de la sonde et du tube, la détérioration est de l’ordre de 2 à 8 fois l’écart-type des mesures.

Une erreur systématique est due au décalage du zéro de l’appareil de mesure et varie avec le temps, et dérive donc avec les différentes séries de mesures. Cette erreur sys-tématique est supposée constante pour tous les paliers k de la mesure effectuée dans une direction. Elle est non-maîtrisable, mais elle peut être pratiquement éliminée à l’aide du calcul de la demi-différence des deux mesures effectuées en retournant la sonde. L’estimation d’autres erreurs plus aléatoires (dues par exemple au frottement de la sonde ou aux défauts locaux des tubes inclinométriques) peut être faite en analysant la demi-somme des deux mesures. Le dépouillement sous MS-Excel des mesures inclinométriques est fait en plusieurs étapes :

• analyse (graphique) des mesures brutes en comparant les valeurs en direction 0 et -180 pour les deux voies de mesure A et B (voir par exemple figure 5.20a) ;

• calcul des demi-différences α à chaque palier de mesure, )180A0A(5,0A −⋅=α et )180B0B(5,0B −⋅=α ;

• détermination des valeurs β désignant la demi-somme à chaque palier de me-sure, )180A0A(5,0A +⋅=β et )180B0B(5,0B +⋅=β ;

• calcul des valeurs moyennes βmoy des demi-sommes β ; • calcul des écart-types σ de β et analyse des séries afin de localiser les mesures

aberrantes (valeurs de β différant trop de la moyenne, voir l’exemple donné sur la figure 5.20b) ;

• détermination du coefficient de la variation Cv , avec Cv = σ/(|βmoy|). Pour les inclinomètres 1 et 4 de la paroi, la partie du tube « encastrée » dans le substra-tum est analysée séparément.

5.4.1.3. Les corrections de valeurs aberrantes

La demi-somme β étant à peu près constante (figure 5.20b), les mesures aberrantes peuvent être détectées si l’une des valeurs s’écarte « fortement » de la valeur moyenne. En adoptant un intervalle de confiance de ±3σ (d’après NF P 94-156), correspondant


162

à un degré de confiance de 99,73 %, on peut identifier les cotes pour lesquelles les me-sures ne sont pas fiables. D’après Pincent et Blondeau (1978), une des deux mesures 0 ou 180 est généralement « bonne ». Pour déterminer laquelle des deux est correcte, il suffit de tracer les cou-ples A0 et -A180 (B0 et -B180, respectivement) sur le même graphe (figure 5.20a).

A0 et A 180

B0 et B180

0

5

10

15

20

25

30

35

40

45

50

-200 0 200 400 600 800 1000 1200 1400

[4*10-5 rad]

prof

onde

ur [m

]

13-A0

13-A180

13-B0

13-B180

0

5

10

15

20

25

30

35

40

45

50

-30 -25 -20 -15 -10 -5 0 5 10

[4*10-5 rad]

prof

onde

ur [m

]

beta A

beta B

limite (B) : βmoy ± 3σ

limite (A) : βmoy ± 3σ

(a) (b)

Figure 5.20. Inclinomètre 4 : Dépouillement des valeurs brutes de la mesure 13 du 18/05/2004. Les flèches montrent les valeurs « aberrantes » de la voie B. (a) Comparaison pour les voies A et B des valeurs de la mesure à 0 degré avec celles de la mesure à 180 degrés multipliées par (-1). (b) Demi-sommes β pour les voies A et B avec identifica-tion des limites à βmoy±3σ (lignes pointillées). Inclinometer 4 : Analysis of the untreated data of measure 13, 18/05/2004. The ar-rows indicate aberrant measurement values of direction B. (a) Comparison for di-rections A and B of the 0 degree-measure with the 180 degrees-measure multiplied by (-1). (b) Half-sumβ of measurement directions A and B; identification of their limits at βmoy±3σ (dotted lines).

Les deux courbes sont parallèles sauf aux points erronés où l’allure des courbes indi-que les valeurs à corriger (flèches). L’analyse des profondeurs de ces erreurs montre que les valeurs aberrantes apparaissent principalement au niveau des joints entre deux tubes inclinométriques. On observe que, pour les inclinomètres 2 et 3 fixés directement dans la cage d’armature avant bétonnage, de tels points aberrants sont plus nombreux que pour les inclinomètres scellés dans les tubes de réservation. Le procédé de béton-nage et les effets du béton dans le temps (température d’hydratation, retrait) ont pu


163

détériorer les tubes inclinométriques. Pour les tubes inclinométriques 2 et 3, on peut supposer qu’aux niveaux concernés les joints n’étaient pas bien exécutés (par exemple, les conditions météorologiques au début du collage en novembre 2002 étaient relati-vement défavorables). L’erreur peut être corrigée en modifiant la valeur aberrante de telle sorte que la demi-somme β du couple de mesure corresponde à la moyenne de la demi-somme βmoy. Cette méthode permet également de détecter les fautes liées à l’exécution de la mesure ou à l’enregistrement des valeurs brutes. La figure 5.21a montre un décalage important des mesures 0 et 180 entre les profondeurs 14,50 et 22,50 m. Apparemment la mesure à la profondeur 22,50 m a été enregistrée deux fois. Pour la correction, toutes les me-sures de la voie 0 sont déplacées d’un palier k vers le bas. Pour les inclinomètres courts qui ne dépassent pas le pied de la paroi, ce traitement n’est quasiment pas possible car les courbes des résultats de mesures présentent une régularité bien moindre que les courbes des résultats des inclinomètres profonds. On peut identifier les profondeurs des mesures aberrantes, mais il n’est pas possible d’identifier avec certitude la direction de mesure (0 ou 180) qui serait à corriger (figure 5.21b).

10

15

20

25

-500 -250 0 250 500 750[4*10-5 rad]

prof

onde

ur [m

]

5-A05-A1805-B05-B180

zone

de

traite

men

t

15

20

25

30

-1200 -800 -400 0 400 800 1200[4*10-5 rad]

prof

onde

ur [m

]

6-A06-A180

6-B06-B180

(a) (b)

Figure 5.21. Dépouillement des valeurs brutes. Comparaison des valeurs de la mesure 0 avec celles de la mesure 180 multipliées par (-1). (a) Inclinomètre 1, mesure 5 du 18/11/2003. (b) Inclinomètre 2, mesure 6 du 20/11/2003. Analysis of the untreated data. Comparison of the 0°-measure with the 180°-measure multiplied by (-1). (a) Inclinometer 1, measure 5, 18/11/2003. (b) Inclinometer 2, measure 6, 20/11/2003.

En termes de déplacement (voir chapitre 5.4.1.4), l’effet de ces corrections (telles quel-les sont présentées sur la figure 5.20) est très minime tant que les valeurs aberrantes sont en nombre limité : la différence entre les mesures corrigées et les mesures non-corrigées reste inférieure au millimètre. En conséquence, les mesures « aberrantes » n’ont pas été systématiquement corrigées.


164

L’une des corrections retenues est une correction en pied de l’inclinomètre n°1. Les cinq derniers paliers de mesures laissaient supposer un mauvais scellement de l’inclinomètre et leur prise en compte conduisait à un écart-type σ(β) de 6,41 (direc-tion A) et 5,07 (direction B). Après avoir éliminé les mesures entre les profondeurs 47,5 m à 49,5 m, l’écart type est descendu à 2,19 (direction A) et 0,99 (direction B). Le bas du tube a alors été fixé à la profondeur 47,0 m.

5.4.1.4. Le calcul des déplacements

Les déplacements dans les directions A et B sont calculés à partir de la demi-différence (αn) des valeurs brutes de chaque mesure. Ces valeurs sont prises par rap-port à la demi-différence de la mesure initiale (α0) de telle sorte que le déplacement calculé est en référence à la situation initiale :

( ))k(sina)k( An0

ik

1k

n0A α∆⋅=δ −

=

=

− ∑ , équation 5.1

pour la direction A, avec a = 500 mm (pas de mesure) et

∆0-nαA (k) = αAn (k) – αA0 (k), équation 5.2

n désignant le rang dans le temps d’une série de mesures, et i le rang d’une mesure lors de la remonté de la sonde dans le tube inclinométrique. Tenant compte du fait que pour les petites angles on peut écrire ∆α = sin ∆α et du fac-teur attaché à la sonde Sinco (fsinco = 25000), on obtient :

∑=

=

−− α∆⋅=δik

1kA

n0n0A )k(

25000500)k( équation 5.3

avec αA(k) en 4.10-5 rad et )k(n0

A−δ en mm.

Les déplacements sont ainsi calculés pour le sens principal A et le sens secondaire B de chaque inclinomètre, pour chaque incrément k de mesure.

5.4.1.5. Corrections apportées en fonction de la rotation des tubes ω

Lors de leur installation, les tubes inclinométriques de la paroi ont subi une rotation d’axe vertical. Il en résulte que les axes A et B des tubes inclinométriques ne corres-pondent pas aux axes de la paroi moulée (voir aussi chapitre 5.3.3). Pour le calcul de la déformée normale de la paroi, il faut donc prendre en compte un angle de rotation ω. La vue en azimut des quatre inclinomètres de la paroi illustre le vrillage des tubes in-clinométriques (figure 5.22).


165

Inclinomètre 1

-30

-20

-10

0

10

20

30

40

-20 -10 0 10 20 30

δB [mm]

δA[m

m]

1 2

3 4

5 6

7 8

9 10

11 12

13 14

15 16

17 18

Inclinomètre 4

-30

-20

-10

0

10

20

30

40

-20 -10 0 10 20 30

δB [mm]

δA[m

m]

1 23 45 67 89 1011 1213 1415 1617 18

(a) Inclinomètre 1 (b) Inclinomètre 4

Inclinomètre 2

-30

-20

-10

0

10

20

30

40

-20 -10 0 10 20 30

δB [mm]

δA[m

m]

1 23 45 67 89 1011 1213 1415 1617

Inclinomètre 3

-30

-20

-10

0

10

20

30

40

-20 -10 0 10 20 30

δB [mm]

δA[m

m]

1 2

3 4

5 6

7 8

9 10

11 12

13 14

15 16

17

(c) Inclinomètre 2 (d) Inclinomètre 3

Figure 5.22. Vue en azimut des déplacements δA et δB pour les inclinomètres de la paroi. Top view of the displacements δA and δB for inclinometers of the quay wall.


166

On observe que, à l’exception de l’inclinomètre 3 qui connaît un changement d’angle à partir de la mesure n°11, c’est à dire à partir du moment où les déplacements de la pa-roi changent leur signe, la direction du déplacement reste relativement constante. La figure 5.23 illustre l’application du transfert de coordonnées auquel conduit la rota-tion d’angle ω :

⎟⎟⎠

⎞⎜⎜⎝

⎛⋅⎟⎟

⎠

⎞⎜⎜⎝

⎛ωωωω−

=⎟⎟⎠

⎞⎜⎜⎝

⎛ba

sincoscossin

yx

. équation 5.4

Deux hypothèses doivent être faites afin de pouvoir déterminer l’angle de rotation ω :

• hypothèse 1 : les déplacements dans le sens longitudinal sont nuls (la paroi moulée se déforme uniquement dans la direction transversale),

• hypothèse 2 : l’angle ω reste constant pour toutes les phases des mesures.

ω

a, bx, y

a

A

b

B

y

Y

x

X

x1

x2

y1

y2

ω

a, bx, y

a

A

b

B

y

Y

x

X

x1

x2

y1

y2

Inclinomètres 1, 2 et 4 : x = x1 - x2 avec x1 = b · cos ω et x2 = a · sin ω y = y1 + y2 avec y1 = a · cos ω et y2 = b · sin ω x : direction longitudinale à la paroi y : direction transversale à la paroi a : sens principal de la mesure b : sens secondaire de la mesure

Figure 5.23. Rapport entre les mesures faites suivant les directions A-B (mesurée) et les axes principaux de la paroi X-Y. Vue de dessus pour le cas des inclinomètres 1, 2 et 4 de la paroi moulée. Relation between the measurements in A-B direction (measured) and in X-Y direction (wall orientation). Top view for inclinometers 1, 2 and 4 of the diaphragm wall

L’hypothèse 1 indiquée ci-dessus, permet d’écrire

0sinacosbx =ω⋅−ω⋅= , équation 5.5

et l’on obtient

abtan =ω équation 5.6


167

Le tube inclinométrique 3 a subi une rotation négative (la plus faible des quatre incli-nomètres de la paroi). Suivant le même principe, on obtient tan ω = -b/a. L’hypothèse 2 permet de calculer les déformations normales par rapport à l’axe de la paroi. Avec

ω⋅+ω⋅= sinbcosay , équation 5.7

et les relations angulaires

1sincos 22 =ω+ω et ω+

=ω2tan1

1cos ,

on obtient pour y

ω+⋅= 2tan1ay . équation 5.8

En pratique, l’angle ω est déterminé en admettant a = ∆0-nαA (k) et b = ∆0-nαB (k). L’équation 5.8 et la conversion d’unités des angles de 4.10-5 rad vers 10-4 rad conduit à exprimer l’angle ∆0-nαN (k), N symbolisant la direction normale à la paroi, de la ma-nière suivante :

ω+⋅α∆⋅=α∆ −− 2A

n0N

n0 tan1)k(5,2

1)k( . équation 5.9

L’angle ω est indéterminé si ∆0-nαB (k) = 0 et tend vers l’infini dans le cas contraire pour ∆0-nαA (k) = 0. L’hypothèse d’un déplacement nul dans le sens longitudinal du quai conduit à retenir la valeur 0 pour ∆0-nαN (k). La problématique de l’orientation de l’angle de rotation ω est décrite en détail par De-lattre et Mespoulhe (1999), qui proposent aussi un calcul de l’incertitude sur l’angle de vrillage. Ce traitement n’a pas été appliqué ici. La figure 5.24 présente les valeurs prises par la tangente de la rotation ω en fonction de la cote CMH pour un inclinomètre « encastré » (a) et un inclinomètre « flottant » dans la paroi moulée (b).

On observe pour les inclinomètres encastrés (forage au-dessous de la paroi moulée, tubes inclinométriques placés dans des tubes de réservation, scellement de haute quali-té – voir chapitre 5.3.3.1) que l’angle de rotation est constant sur la hauteur du tube (hypothèse 2) sauf au-dessus de la cote +5 CMH et au-dessous de la cote -22 CMH (le pied de la paroi étant à la cote -31 CMH). Le « bruit de mesure » en profondeur est relativement aléatoire et indépendant de la série de mesures (numéros ajoutés entre parenthèses). Il peut être estimé qu’en profondeur, le scellement a été moins bien réus-si et que les valeurs aberrantes sont présentes en plus grand nombre, ce qui augmente la dispersion dans le calcul de ω.


168

Inclinomètre 4

-40

-35

-30

-25

-20

-15

-10

-5

0

5

10

-10 -5 0 5 10tg ω [-]

cote

en

CM

H [m

]

tg ω (moy) = 0,23→ rotation de 13 degré

Inclinomètre 2

(1)(1)

(7)

(10)

(11)

(12)

(13)

(12)

(14)

(14)

-40

-35

-30

-25

-20

-15

-10

-5

0

5

10

-20 -10 0 10 20tg ω [-]

cote

en

CM

H [m

]

(a) (b)

Figure 5.24. Rotation du tube en fonction de la cote CMH pour les inclinomètres 4 (a) et 2 (b). Tube rotation vs. altitude CMH of inclinometers 4 (a) and 2 (b).

Le même phénomène peut être observé pour les inclinomètres bétonnés dans la paroi, sauf qu’ici, il se produit sur toute la hauteur. Ici encore, les valeurs aberrantes présen-tes en plus grand nombre se traduisent par une grande dispersion dans l’estimation de ω. Il est intéressant que les sauts ne soient pas forcément liés à des joints entre les tu-bes inclinométriques, comme on aurait pu l’imaginer. Le vrillage aurait pu faire l’objet d’une mesure avec une sonde spécifique. Générale-ment il s’agit de « fausses » sondes inclinométriques (corps + roulettes) de la même longueur qu’une sonde inclinométrique ou de tiges rigides avec roulettes de 2 à 4 fois cette longueur. L’angle de rotation doit être mesuré au mêmes paliers k (ou tous les 2 à 4 k) de la mesure inclinométrique. Par exemple, le « spiral sensor », distribué en Europe par Boart Longyear (Spiral Sen-sor de Slope Indicator) est une tige à roulettes d’une longueur de 1,50 m et est connec-tée au câble et à la boîte d’acquisition inclinométrique. L’angle de vrillage est mesuré entre les roulettes inférieures et les roulettes supérieures de la sonde à l’aide d’un res-sort. Un autre principe consiste à mesurer l’angle de rotation à l’aide d’un senseur magnéti-que (Kompass-Sonde de Glötzl).


169

5.4.1.6. Correction de l’erreur systématique et domaine d’incertitude

Sous la condition qu’une partie des mesures corresponde à une partie fixe du tube in-clinométrique, l’erreur systématique de mesure peut être éliminée en supposant que les variations angulaires de cette partie fixe soient égales à zéro. Généralement, la partie fixe du tube est la partie inférieure, 1 ≤ k ≤ r. A chaque niveau, la variation angulaire est écrite comme suit :

( ))rk(...)1k(r1)k()k( n0n0

An0

Acn0 =α∆++=α∆−α∆=α∆ −−−− , équation 5.10

c’est à dire en soustrayant la moyenne arithmétique α∆ −n0 (1 ≤ k ≤ r) aux valeurs ∆0-nα (k) calculés au-dessus de la partie encastrée (NF P 94-156). Ce traitement entraîne une translation des variations angulaires. Comme les déplace-ments sont calculés avec l’intégrale des variations angulaires sur la longueur du tube, l’effet sur la courbe des déplacements combine une translation et une rotation.

AMONTAVAL

-40

-35

-30

-25

-20

-15

-10

-5

0

5

10

-1001020304050déplacement [mm]

cote

en

CM

H [m

]

(6) 20/11/2003 original

(6) 20/11/2003 pied fixe

(6) 20/11/2003 NF P 94-156

AMONTAVAL

-40

-35

-30

-25

-20

-15

-10

-5

0

5

10

-40-30-20-1001020déplacement [mm]

cote

en

CM

H [m

]

(11) 25/03/2004 original

(11) 25/03/2004 pied fixe

(11) 25/03/2004 NF P 94-156

(a) (b) Figure 5.25. Inclinomètre 4 : Déplacements transversaux de la paroi moulée. Mesure originale,

mesure corrigée en pied (translation), mesure corrigée d’après la Norme NF P 94-156 (translation et rotation). (a) Mesure 6 du 20/11/2003. (b) Mesure 11 du 25/03/2004. Inclinometer 4 : Transversal displacements of the diaphragm wall. Original meas-ure, measure with toe-correction, measure corrected using the French standard NF P 94-156. (a) Measure 6, 20/11/2003. (b) Measure 11, 25/03/2004.


170

La figure 5.25 montre l’application de cette correction pour deux courbes de déplace-ment de l’inclinomètre 4. Sur chacun des graphiques, trois courbes sont représentées :

• la mesure originale sans correction (trait pointillé) ; • la mesure corrigée en pied par simple translation (rotations supposées nulles

dans la partie encastrée et intégration des variations angulaires non-corrigées au-dessus de la cote -31,15 CMH (trait noir) ;

• la mesure corrigée d’après l’équation 5.10 (trait gris). Pour la mesure n°6 du 20/11/2003 (figure 5.25a), les deux types de correction élimi-nent les déplacements en pied de l’inclinomètre, la correction d’après la norme NF P 94-156 ajoutant une légère rotation. Dans cette phase (5 jours après le bétonnage de la poutre de couronnement, voir tableau 5.4), la paroi se déforme comme une poutre en-castrée et travaille en console, se déformant vers le bassin (aval). L’allure de la courbe corrigée reste similaire à celle de la courbe non-corrigée. La correction paraît raison-nable, compte tenu du fait qu’un déplacement du pied de la paroi dans cette phase de travaux est peu réaliste. Dans la phase de travaux 2 (voir figure 5.7), les déplacements de la paroi changent de signe et la paroi s’incline vers le terre-plein (amont). En parallèle, en pied de la paroi, on observe un déplacement mesuré vers l’amont, qui augmente au fur et à mesure du terrassement (voir aussi chapitre 5.5.2.1). Ainsi, dans la zone « encastrée », les rota-tions angulaires deviennent de plus en plus importantes. Le facteur de correction des angles donnée par l’équation 5.10 devient très important, et en conséquence, la rota-tion imposée à la courbe de déplacement est très forte (figure 5.25b). Cette correction n’est pas réaliste du fait qu’elle conduit à un déplacement de la paroi vers l’aval alors que les terrassements sont réalisés à l’amont. On est donc obligé d’admettre que la correction faite avec l’hypothèse que les varia-tions angulaires sont nulles dans l’argile de Villerville n’est pas réaliste. Les argiles de Villerville connaissent des déformations sensibles au cours des travaux et en consé-quence, le déplacement réel en pied de paroi n’est pas connu. On est donc amené à ne pas corriger les courbes de déplacement et on considère qu’elles sont valables à une rotation d’ensemble et une translation d’ensemble près. Le domaine d’incertitude sur les variations angulaires sur la profondeur 1 ≤ k ≤ i s’exprime par ia2 nσ± (NF P 94-156). Pour notre étude, le facteur a = 500/25000 prend en compte le pas de mesure ainsi que le facteur métrique de Sinco.

5.4.1.7. Conclusion sur le dépouillement des mesures inclinométriques

En résumé, malgré la rotation des tubes, les mesures inclinométriques sont générale-ment d’une bonne qualité. Elles n’ont pas été soumises à un traitement systématique des valeurs brutes, tandis qu’une correction en pied telle qu’elle est proposée par la


171

norme NF P 94-156 n’est pas praticable en raison d’un déplacement réel du terrain sous la paroi. La correction systématique des valeurs « aberrantes » selon la norme NF P 94-156 n’a pas été poursuivie pour deux raisons :

• pour les inclinomètres profonds (1 et 4), la correction des valeurs pour les-quelles la demi-somme β dépasse les limites de βmoy ± 3σ, donnait une diffé-rence de déplacements inférieure à un millimètre et n’améliorait pas la qualité des courbes ;

• les valeurs brutes des inclinomètres courts (2 et 3) sont relativement inhomo-gènes et on ne peut pas déterminer avec certitude laquelle des directions (la mesure à 0 degré ou celle à 180 degrés) devrait être corrigée.

Les corrections retenues sont

• pour l’inclinomètre 1, une correction en pied systématique pour les dernières 5 pas de mesure (valeurs extrêmement aberrantes). Ces valeurs ont été enlevés et le dépouillement commence à la cote -37,15 CMH au lieu de -29,65 CMH ;

• pour l’inclinomètre 1, une correction du décalage de 0,5 m en altitude qui af-fecte la mesure n°5 du 18/11/2003 ;

• pour les inclinomètres 2 et 3, la déformée expérimentale a été soumise à un lissage en appliquant le procédé de la moyenne mobile (sur trois valeurs suc-cessives).

Les courbes de déplacement inclinométriques « non-corrigées » sont valables à une rotation d’ensemble et une translation d’ensemble près. Une appréciation de cette transformation des courbes est donnée par la comparaison des déplacements ainsi cal-culés aux résultats du suivi topographique (voir chapitre 5.5.3). 5.4.2. Les mesures extensométriques

5.4.2.1. Principe du dépouillement des mesures à corde vibrante

La fréquence de vibration d’une corde vibrante en fonction de la tension de la corde (Dunnicliff, 1993) est donnée par l’expression :

ρ⋅σ

⋅=g

L21f , équation 5.11

où f [1/s] désigne la fréquence, L [m] la longueur du fil, σ [kPa] la tension dans le fil, ρ [kN/m³] la densité du matériau de la corde et g [m/s²] l’accélération de la pesanteur. Si l’on écrit l’équation en fonction de la déformation et du module d’Young, on ob-tient


172

ρε

=gE

L21f , équation 5.12

où E [kPa] désigne le module d’Young du matériau de la corde et ε [m/m] la déforma-tion de la corde. Il en résulte que la déformation s’exprime par

222

fKgEfL4

LL

=ρ

=∆

=ε , équation 5.13

où ∆L [m] désigne l’allongement ou le raccourcissement de la corde et

gE

L4K2 ρ

= , équation 5.14

la constante K propre à chaque type d’extensomètre. Suite à l’installation des capteurs sur chantier, une mesure initiale de référence doit être effectuée. Pour les mesures suivantes, les nouvelles fréquences mesurées sont comparées à cette fréquence initiale f0. L’équation retenue pour le calcul de la défor-mation est alors de

( )20

2 ffKLL

−=∆

=ε . équation 5.15

Pour les extensomètres SC2 N de Telemac utilisés au Port 2000, la valeur de la cons-tante K donné par le fabricant est

K = 0,00625 * 0,5. L’allongement relatif ε = ∆L/L calculé avec cette valeur K est exprimé en micromètre par mètre ou 10-6.

5.4.2.2. Analyse des mesures effectuées

L’analyse des mesures effectuées à Port 2000 consiste à séparer l’effort normal (c’est à dire la tension dans le tirant) du moment fléchissant auquel il est soumis.

z

yd

extensomètre supérieur

extensomètreinférieur

tirant(n° pair)

(n° impair)

z

yd

extensomètre supérieur

extensomètreinférieur

tirant(n° pair)

(n° impair)

Figure 5.26. Schéma du calcul des efforts normaux et des moments flé-chissants. Schematic figure for the determination of anchor forces and bending moments.


173

La force dans le tirant est déterminée en faisant la moyenne des valeurs mesurées, avec

AE2

N xixs ε+ε= équation 5.16

où N = force normale dans l’axe longitudinale x, A = surface de la section du tirant, E = module Young de l’acier du tirant, εxs et εxi = déformations mesurées aux fibres extrêmes (figure 5.26). La position des extensomètres permet le calcul des moments dans le tirant, une infor-mation intéressante pour ce type de tirant sollicité par les remblais en dessus.

z1IE

2M y

xsxiy

ε−ε= équation 5.17

avec My = moment fléchissant de l’axe y, Iy = moment d’inertie du même axe, z = d/2 d’après la figure 5.26. 5.5. LE COMPORTEMENT DE L’OUVRAGE Dans ce chapitre, on présente le comportement observé de l’ouvrage depuis le début des mesures jusqu’à mi-septembre 2004. Une partie des résultats que l’on présente ici a été publiée lors des Journées Nationales du Génie Civil et Côtier à Compiègne (Mar-ten et al., 2004a). En préliminaire aux analyses, il convient d’observer que les résultats de mesures ac-quis sur un chantier en cours ne peuvent jamais être d’une qualité comparable à des mesures effectuées sous des conditions contrôlées comme en laboratoire ou sur un site expérimental. Les effets parasites et secondaires, comme par exemple l’avancement du chantier en longitudinal (effet 3D), les vibrations des engins qui passent ou des machi-nes de compactage ou les effets de temps (que se passe-t-il autour due panneau instru-menté entre deux mesures ?), sont très difficiles à prendre en compte. Malgré un assemblage soigneux des informations caractérisant l’ouvrage et son envi-ronnement et une excellente coopération du chantier, il n’est ainsi pas possible d’établir une chronique « continue » des évènements influençant le comportement de l’ouvrage. Les mesures sur chantier sont comparables à une photographie instantanée. Il s’ensuit que l’information manquante entre deux dates de mesure, voire les doutes sur les mesures elles-mêmes, multiplient le nombre d’interprétations possibles et les rendent dépendantes d’hypothèses supplémentaires. Dans la suite, on présente les résultats du suivi piézométrique, des mesures inclinomé-triques, du suivi topographiques et des mesures extensométriques et l’on propose une interprétation du comportement de la structure et du terrain. 5.5.1. Le suivi piézométrique et les niveaux des différentes nappes Le comportement de l’ouvrage est fortement lié aux mouvements de la nappe phréati-que. Il convient donc de discuter tout d’abord des résultats du suivi piézométrique.


174

Le suivi piézométrique de l’entreprise donne un bon aperçu de la gestion qu’elle a fait de la nappe le long de la zone ouest du quai. Les mesures ont été faites à peu près 1h30 à 2h après la marée haute (la méthode de lecture est décrite au chapitre 5.3.8.4). La distribution des piézomètres est donnée sur la figure 5.8 du chapitre 5.2.7. La figure 5.27 montre les mesures effectuées avec les piézomètres du PM 160 pour la période de mars 2002 à septembre 2003. On peut observer l’effet de la construction progressive de la paroi moulée11 vers la fin de l’année 2002 : l’écran coupe l’écoulement d’eau entre l’amont (Pz 160-2) et l’aval (Pz 160-3), le niveau à distance (Pz 160-1) restant inchangé. La nappe amont remonte en mois de mars 2003, pendant qu’elle commence à descendre en aval, probablement du fait de la construction du voile étanche (figure 5.8). Le voile étanche a été terminé en mai 2003 et le rabattement de nappe amont et aval a débuté en parallèle. Le piézomètre Pz 160-3, qui aurait pu donner des informations plus détaillées pour la suite, a été détruit accidentellement en juin 2003. Un piézomètre de remplacement (Pz 170-3) a été installé en octobre 2003.

PM 160 (2002 - 2003)

début du rabattement

aval

-6

-4

-2

0

2

4

6

8

1003/02 04/02 05/02 05/02 06/02 07/02 08/02 09/02 10/02 11/02 12/02 01/03 02/03 03/03 04/03 05/03 06/03 07/03 08/03 09/03

cote

[CM

H]

Pz 160-1 (40 m derrière) Pz 160-2 (15 m derrière) Pz 160-3 (20 m devant) marée au début de la série de mesures

8

Figure 5.27. Suivi de la nappe autour du PM 160 pour la période de 03/2002 à 09/2003.

Ground water monitoring around PM 160 for the period from 03/2002 to 09/2003. Les mesures des piézomètres au niveau des PM 60 et PM 110, plus proches du pan-neau instrumenté, n’ont débuté qu’en juin 2003. La gestion de la nappe aux environs du panneau instrumenté est également bien illustrée par le tracé des niveaux phréati-ques le long de la paroi pour chacune des séries de piézomètres. 11 Dans la zone ouest du quai, la construction de la paroi moulée a débuté en décembre 2001 au PM 100 environ et avancé ensuite avec une vitesse de 30 m / semaine (5 panneaux) vers l’Est. Les travaux pour l’extrémité Ouest du quai ont été repris début décembre 2002 au même PM et avançaient avec la même vitesse vers l’Ouest. Le panneau instrumenté (PM 84-90) a été bétonné le 18 décembre 2002. La paroi moulée a été terminée en février 2003. Les travaux pour l’écran étanche à l’ouest ont débuté le 15/03/2003. L’écran a été fermé le 25/05/2003.


175

La figure 5.28 résume la situation de la nappe amont lors des mesures inclinométri-ques, à partir du 12/09/2003.

Série 1 : Développement de la nappe 40 m en arrière de la paroi

PM 90

-10

-8

-6

-4

-2

0

2

4

6

8

10-150 -100 -50 0 50 100 150 200 250 300 350

PM (point métrique)

cote

[en

m C

MH

]

12/09/03 - (1) 02/02/04 - (1)

09/10/03 - (1) 12/02/04 - (1)

18/11/03 - (1) 09/03/04 - (1)

15/12/03 - (1)

Série 2 : Développement de la nappe 15 m en arrière de la paroi

?

PM 90

-10

-8

-6

-4

-2

0

2

4

6

8

10-150 -100 -50 0 50 100 150 200 250 300 350


cote

[en

m C

MH

]

12/09/03 - (2)

09/10/03 - (2)

18/11/03 - (2)

15/12/03 - (2)

Figure 5.28. Développement de la nappe rabattue en arrière de la paroi.

Development of the groundwater lowering behind the quay wall. Les piézomètres de la série 1 se trouvent à mi-distance entre les puits de rabattement et la paroi moulée, tandis que les piézomètres de la série 2 sont à proximité de la paroi. On observe que, pour les mêmes dates de mesure, la nappe piézométrique est plus pro-fonde pour la série 1, ce qui est logique compte tenu de la proximité des puits. Au cours du temps, la nappe a été rabattue de -1,50 CMH environ (mesure du 12/09/2003)


176

à -7,50 CMH (mesures de février et mars 2004). Pour la série 1, le rabattement était relativement constant entre les PM -100 et 150, tandis que l’influence de la fin de l’enceinte de l’écran étanche se fait observer au delà du PM 300. Cette dernière obser-vation est également valable pour la série 2, bien que les valeurs mesurées au piézomè-tre Pz 110-2 soient trop élevées. L’absence d’évolution de ce piézomètre peut toutefois laisser penser qu’il est bouché. À partir de mi-décembre, les piézomètres de la série 1 et 2 ont été successivement dé-truits lors de la réalisation du terrassement derrière la paroi. En conséquence, pour la phase de construction des tirants (printemps 2004) pendant laquelle le rabattement amont était le plus profond, il n’existe que très peu de mesures. Le suivi aval (figure 5.29) comprend notamment les piézomètres de la série 3 et s’étend jusqu’à fin mai 2004, ce qui permet d’observer le rabattement (triangles et car-rés) ainsi que la remontée de la nappe (losanges). On remarque que le rabattement aval était bien plus profond que nécessaire pour tenir la fouille à sec (-1,00 CMH environ). D’une part, ceci est dû au fait que les piézomètres se trouvaient en ligne avec les puits de rabattement, d’autre part, l’écran étanche se trouvait, de ce côté-là, très proche de la paroi, ce qui a certainement amplifié l’effet du rabattement.

Série 3 : Développement de la nappe devant la paroi

PM 90

-10

-8

-6

-4

-2

0

2

4

6

8

10-150 -100 -50 0 50 100 150 200 250 300 350


cote

[en

m C

MH

]

12/09/03 - (3) 02/02/04 - (3) 27/04/04 - (3)

09/10/03 - (3) 12/02/04 - (3) 18/05/04 - (3)

18/11/03 - (3) 09/03/04 - (3) 27/05/04 - (3)

15/12/03 - (3) 25/03/04 - (3)

Figure 5.29. Développement de la nappe rabattue devant la paroi.

Development of the groundwater lowering in front of the quay wall. En complément de ce résultat, les piézomètres installés par le CETE et le LCPC au droit du panneau instrumenté permettent d’apprécier l’influence du rabattement cou-che de sol par couche de sol.


177

La figure 5.30 résume les mesures piézométriques de la nappe aval de l’entreprise et du CETE/LCPC pour la période de juillet 2003 à juin 2004. Les mesures considérées correspondent toutes à la marée haute, conformément au protocole de mesure de l’entreprise (à une demi-heure près). La piézométrie dans les sables profonds est donné par les piézomètres Pz 110-3 et Pz n°1 (losanges) à différentes profondeurs et distances de la paroi (voir aussi le tableau 5.2) :

piézomètre profondeur distance Pz 110-3 -12,30 CMH 25 m Pz n°1 -22,00 CMH 0,3 m

Les puits de rabattement voisins descendent jusqu’à la cote -20 CMH environ. Ils sont crépinés sur toute leur hauteur et équipés de pompes d’une capacité de 40 m³/h. Les observations rendent très perceptible l’influence du pompage sur la piézométrie de la nappe dans les sables. Le moindre rabattement constaté au piézomètre n°1 peut s’expliquer par la plus grande distance aux puits de rabattement. Il peut également s’expliquer par la présence d’une alimentation par la nappe des graves. La piézométrie dans les graves (triangles), séparées des sables par une couche limo-neuse très peu perméable, est donnée par le piézomètre n°2. Il montre le niveau pié-zométrique comparable à celui du Pz 160-3A, situé à l’extérieur de l’écran étanche, du côté Seine.

Piézomètres aval (2003 - 2004)

-10

-8

-6

-4

-2

0

2

4

6

8

1007/2003 08/2003 09/2003 10/2003 11/2003 12/2003 01/2004 02/2004 03/2004 04/2004 05/2004 06/2004

cote

en

CM

H [m

]

Pz n°1 Pz 110-3 Pz n°2 (graves) Pz 160-3A Pz n°7 Pz n°8 marée (haute)

Figure 5.30. Développement de la nappe aval. Piézomètres de l’entreprise et du LCPC/CETE.

Waterside groundwater development. Contractor’s and LCPC/CETE’s piezometers .


178

En partie supérieure des sables (carrés), les piézomètres n°7 et n°8 fournissent des ré-sultats difficiles à interpréter. Les deux sont des piézomètres courts à tube ouvert des-cendant à une cote de -5,65 CMH (n°8) et -7,40 CMH (n°7). Pour la période de décembre 2003 à janvier 2004, le piézomètre n°8 indique une pié-zométrie des sables supérieurs comparable à celle des sables inférieurs (Pz n°1). Ce piézomètre est néanmoins installé aux environs du bout de la nappe et les mouvements ultérieurs de la nappe le laissent à sec et il est démonté. Le piézomètre n°7 indique pour sa part une piézométrie beaucoup plus élevée, qui ne peut s’expliquer que par la possibilité d’infiltration depuis la surface du sol. À partir du mois de mai, la gestion de la nappe est arrêté successivement et la nappe remonte. Le suivi continu du CETE/LCPC met par ailleurs en évidence les variations des nap-pes avec la marée. La figure 5.31 présente les mouvements de la nappe dans les graves ainsi que ceux de la nappe rabattue dans les sables pour la semaine 50/2003. On constate des fortes os-cillations des nappes avec la marée. L’influence des précipitations (triangles ombrés, échelle à droite) n’est par contre pas détectable. La descente de la nappe le 10/12/2003 est due à une augmentation du rabattement. Elle est aussi visible pour le piézomètre Pz 110-3 sur la figure 5.30 (première dizaine de décembre).

Mesures piezométriques - semaine 50/2003

rupture du câble

-8

-6

-4

-2

0

2

4

6

8

10

08/12/0300:00

08/12/0312:00

09/12/0300:00

09/12/0312:00

10/12/0300:00

10/12/0312:00

11/12/0300:00

11/12/0312:00

12/12/0300:00

12/12/0312:00

13/12/0300:00

13/12/0312:00

14/12/0300:00

14/12/0312:00

15/12/0300:00

cote

[CM

H e

n m

]

-16

-12

-8

-4

0

4

8

12

16

20

Pluv

iom

étrie

[mm

/ jo

ur]

P1(sable) P2(graves) marée pluie

Figure 5.31. Mesures piézométriques du CETE/LCPC pour la semaine 50/2003.

Piezometer measurements of CETE/LCPC for week 50/2003. La figure 5.32 met en évidence le lien entre le battement de la marée et l'amplitude de la nappe dans les différents horizons. Pour une période sélectionnée du 25/11 au


179

15/12/2003 comprenant la période de fonctionnement du piézomètre n°2 et aussi des niveaux extrêmes de la marée, on observe que le coefficient de corrélation, calculé comme le rapport des amplitudes respectives du battement de la nappe et de la marée, reste un peu près constant pour chacun des niveaux. Pour les graves, ce coefficient est égal à 0,6 environ, et pour les sables (en profondeur) à 0,3. Le décalage horaire entre les extrêmes est mieux visible pour la marée basse que pour la marée haute (la remontée de l'eau après la marée basse reprend plus vite que la des-cente de l'eau après la marée haute). Pour la nappe dans les graves, le décalage est en-viron d'une demi-heure et pour la nappe dans les sables d'une heure.

Determination du coefficient d'amortissement

amplitude Pz 1 / marée = 0,32

amplitudePz 1 / marée = 0,29

01/12/2003 00:00

amplitude minimale

amplitude maximale

amplitude Pz 2 / marée = 0,63

amplitudePz 2 / marée = 0,59

09/12/2003 14:00

25/11/2003 11:00

-8

-6

-4

-2

0

2

4

6

8

10

cote

[CM

H e

n m

]

P1(sable) P2(graves) marée

Figure 5.32. Mesures piézométriques du CETE/LCPC pour la période du 25/11 au 09/12/2003.

Piezometer measurements of CETE/LCPC for the period from 25/11 to 09/12/2003 . En haut du diagramme figure la courbe du piézomètre n°6 installé depuis le 12/02/2004. Ce piézomètre suit la nappe dans les remblais hydrauliques, à l’extérieur amont de l’écran d’étanchéité. Il met en évidence que la nappe perchée n’est pas in-fluencée par la marée. La figure 5.33 montre l’évolution des niveaux piézométriques lors de la remontée de la nappe aval. L’eau dans le bassin atteint le fond de fouille le 19/05/2004 et monte en-suite régulièrement jusqu’à la cote +4 CMH environ (atteint la semaine d’après, le 25/05/2004). L’effet de l’arrêt successif des pompes est également visible sur les me-sures faites en Pz n°1, quoique de façon plus limitée car les pompages étaient encore en cours dans les sables.


180


marégraphes hors service


-8

-6

-4

-2

0

2

4

6

8

10

17/05/0400:00

17/05/0412:00

18/05/0400:00

18/05/0412:00

19/05/0400:00

19/05/0412:00

20/05/0400:00

20/05/0412:00

21/05/0400:00

21/05/0412:00

22/05/0400:00

22/05/0412:00

23/05/0400:00

23/05/0412:00

24/05/0400:00

cote

[CM

H e

n m

]

-16

-12

-8

-4

0

4

8

12

16

20

pluv

iom

étrie

[mm

/ jo

ur]

P1(sable) P7 marée P6 pluie


Piezometer measurements of CETE/LCPC for the week 21/2004 . La semaine suivante, les pompes étaient arrêtées (sauf de PM 0 à PM -84), et les ni-veaux piézométriques mesurés suivent la marée (figure 5.34). En juin, le bassin a été ouvert sur la Seine (figure 5.35b, 01/07/2004).



-8

-6

-4

-2

0

2

4

6

8

10

24/05/0400:00

24/05/0412:00

25/05/0400:00

25/05/0412:00

26/05/0400:00

26/05/0412:00

27/05/0400:00

27/05/0412:00

28/05/0400:00

28/05/0412:00

29/05/0400:00

29/05/0412:00

30/05/0400:00

30/05/0412:00

31/05/0400:00

cote

[CM

H e

n m

]

-16

-12

-8

-4

0

4

8

12

16

20

pluv

iom

étrie

[mm

/ jo

ur]

P1(sable) P7 marée P6 pluie


Piezometer measurements of CETE/LCPC for the week 22/2004 .


181

(a) (b)

Figure 5.35. Situation en aval du quai (a) fin mai et (b) début juillet 2004. Situation on the waterside of the quay wall (a) at the end of May and (b) the beginning of July 2004. Photos © (a) Solétanche-Bachy et (b) CETE Normandie-Centre.

Les résultats donnés par ce suivi piézométrique lors des mesures inclinométriques et topographiques sont résumés dans le tableau 5.4 du chapitre 5.3.8. Les valeurs piézo-métriques sont prises à marée haute. 5.5.2. Résultats des mesures inclinométriques Le diagramme de la figure 5.36 présente le domaine d’incertitude du déplacement en tête de la paroi résultant du calcul d’incertitude sur les mesures inclinométriques (cf. chapitres 5.4.1.2 et 5.4.1.6).

Domaine d'incertitude

0,0

0,5

1,0

1,5

2,0

2,5

3,0

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 13 14 15 16 17mesure n°

[mm

]

I 1 (47 m) I 2 (39,5 m) I 3 (39,5 m) I 4 (49,5 m)

Figure 5.36. Incertitude sur l’évolution du déplacement en tête de la paroi résultant des mesures inclinométriques. Range of uncertainty for the quay wall head displacements of the inclinometer meas-urements.

Le tableau 5.6 résume les valeurs moyennes des résultats de l’analyse statistique des 17 mesures inclinométriques effectuées pour la période du 28/04/2003 au 30/07/2004. Il donne, pour les mesures « brutes » de chaque sens de mesure A et B, la demi-somme


182

βmoy, l’écart- type σ(β) sur cette demi-somme et le coefficient de variation Cv relatif, ainsi que la valeur moyenne de l’incertitude sur les déplacements calculés (moyenne des valeurs figurant sur la figure 5.36). Tableau 5.6. Résumé du dépouillement statistique des mesures inclinométriques.

Summary of the statistic evaluation of the inclinometer measurements . valeurs moyennes sur 17 mesures inclinomètres unité 1 2 3 4 β moy (A) [4.10-5 rad] -7,7 -10,8 -11,7 -8,2 β moy (B) [4.10-5 rad] -13,7 -14,3 -14,6 -13,7 σ (β) (A) [4.10-5 rad] 1,7 9,1 11,9 2,1 σ (β) (B) [4.10-5 rad] 1,2 5,3 6,9 2,6 Cv (A) [ - ] 0,2 0,9 1,0 0,3 Cv (B) [ - ] 0,1 0,4 0,5 0,2 ± σ(δN) [mm] 0,4 2,0 1,9 0,6

Ces valeurs, notamment l’écart-type et le coefficient de variation, montrent clairement que les mesures sur les inclinomètres encastrés sont d’une qualité bien supérieure par rapport à celle des inclinomètres qui ne dépassent pas le pied de la paroi.

5.5.2.1. La déformée de la paroi

La figure 5.37 représente les diagrammes de variation sur la hauteur de la paroi des différences d’inclinaison de l’inclinomètre n°1 entre la mesure 0 du 28/04/2003 et les mesures suivantes, la mesure 17 du 30/07/2004 inclue. Chaque figure représente qua-tre à cinq mesures successives. Les valeurs, qui se comprennent perpendiculairement à la paroi, ont été obtenues d’après la méthode de dépouillement présentée au chapitre 5.4.1.5. Les valeurs positives de la variation angulaire correspondent à une croissance de la flèche de la paroi vers le bassin. L’examen des diagrammes montre une déformée excessive en pied du tube inclinomé-trique. Ce défaut a déjà été détecté par l’analyse statistique (voir chapitre 5.4.1.3). En conséquence, cette partie (en dessous du trait horizontal à la cote -37,15 CMH) n’est pas prise en compte pour le calcul des déplacements. Le signal dans la partie encastrée est relativement perturbé, ce qui est probablement dû à un mouvement vertical de la paroi (léger tassement) accompagnant son mouvement horizontal. L’oscillation du signal traduit alors un léger flambement du tube inclino-métrique sous la paroi. L’effet sur les déplacements est négligeable. Pour les quatre premières mesures, qui sont faites au fur et à mesure du terrassement devant la paroi (tableau 5.4), on observe une inclinaison croissante vers le bassin (aval). La construction de la poutre de couronnement et du front d’accostage en no-vembre 2003 entraînent une augmentation de l’inclinaison de la paroi (mesures 5 à 8).


183

mesures 1 - 4

Inclinomètre n°1

-40

-35

-30

-25

-20

-15

-10

-5

0

5

10

-30-20-100102030variation angulaire ∆α N [10-4 rad]

cote

en

CM

H [m

]

(1) 01/07/2003(2) 28/07/2003

(3) 12/09/2003(4) 09/10/2003

mesures 5 - 8

Inclinomètre n°1

-40

-35

-30

-25

-20

-15

-10

-5

0

5

10


cote

en

CM

H [m

]

(5) 18/11/2003(6) 20/11/2003

(7) 15/12/2003(8) 02/02/2004

mesures 9 - 12

Inclinomètre n°1

-40

-35

-30

-25

-20

-15

-10

-5

0

5

10


cote

en

CM

H [m

]

(9) 12/02/2004(10) 10/03/2004

(11) 25/03/2004(12) 27/04/2004

mesures 13 - 17

Inclinomètre n°1

-40

-35

-30

-25

-20

-15

-10

-5

0

5

10


cote

en

CM

H [m

]

(13) 18/05/2004(14) 04/06/2004(15) 01/07/2004(16) 15/07/2004(17) 30/07/2004

Figure 5.37. Variations angulaires des inclinomètres dans la paroi (inclinomètre n°1) . Angular variations of the inclinometers of the quay wall(inclinometer no.1) .


184

À ce stade, on commence à observer un mouvement inverse sous le pied de la paroi moulée, qui devient de plus en plus prononcé suite au début du terrassement du côté du terre-plein (mesures 9 à 12). Ces terrassements du côté du terre-plein conduisent à une inversion de l’inclinaison de la paroi et les variations angulaires deviennent négatives. Le terrassement maximal est atteint le 25/03/2004 (mesure 11). La mise en place des remblais à partir de fin mars 2004 inverse ce mouvement et, lors de la mesure 12, on observe déjà un léger recul de la paroi, qui atteint son maximum en mai 2004 quand les remblais ont été mis en place jusqu’à la cote +6,20 CMH. À partir de la mesure 14, la paroi est soumise côté bassin aux mouvements de la marée, et la pression de l’eau augmente l’inclinaison de la paroi vers la terre. Par rapport aux mesures précédentes, les maxima de l’inclinaison se trouvent plutôt dans la partie cen-trale de la paroi, tandis que l’inclinaison est proche de zéro en tête. En même temps, l’intensité des variations angulaires négatives en pied de la paroi di-minue et, à partir de la mesure 16 qui correspond au début du dragage du bassin (fond à la cote -5, 00 CMH environ), on observe une inclinaison positive vers le bassin. Ce mouvement est encore plus prononcé pour la mesure 17, suite au dragage en fond du bassin (-15,50 CMH). En termes de déplacements, qui vont être présentés ci-après, ceci indique un mouvement du pied de la paroi vers le bassin.

5.5.2.2. Les déplacements de la paroi

Les mesures inclinométriques ont été traitées d’après la méthode décrite au chapitre 5.4.1.4. Les déplacements de la paroi déduits de ces mesures sont présentés sur les fi-gures 5.38 à 5.42. Sur ces figures sont indiqués, pour chaque date de mesure, le niveau du terrain en amont et en aval ainsi que le niveau de la nappe pour les différents points de mesure du suivi piézométrique. La courbe de déformation des inclinomètres encastrés dans le terrain, I1 et I4, est tra-cée en trait continu, et les deux inclinomètres arrêtés en pied de la paroi, I2 et I3, sont tracés en pointillé. La qualité des courbes des inclinomètres encastrés est très bonne, tandis que les cour-bes des inclinomètres non-encastrés sont plus perturbées et donc plutôt indicatives. Les résultats de mesures présentés ici se comprennent à un déplacement de translation et une rotation près, compte tenu de la déformation de l’argile sous le pied de l’inclinomètre et des erreurs systématiques non-corrigées. Néanmoins, les courbes per-mettent une interprétation détaillée du comportement de l’ouvrage. Lors des deux premières phases de mesure (figure 5.38 en haut), le déplacement par rapport à la mesure initiale reste inférieur au centimètre. Le principal facteur influen-çant ce mouvement est le rabattement de la nappe descendant de l’état initial (+6,50 CMH environ) à la cote -5,00 CMH en aval en phase 2, tandis que le terrassement de 3,70 m en aval joue un rôle plus secondaire. La paroi travaille en console et, au fur et à mesure de la poursuite du terrassement jusqu’au niveau du béton de propreté de la poutre d’accostage à la cote +1,10 CMH (figure 5.38 en bas), elle atteint un déplace-ment en tête de 2 cm environ.


185

mesure 1 01/07/2003

terrainaval et amont à +8,70 CMH nappe à

+3,00 CMH(estimée)

nappe aval à 0,00 CMH

(estimée)

-40

-35

-30

-25

-20

-15

-10

-5

0

5

10

-20-1001020304050déplacement [mm]

cote

en

CM

H [m

]

I 1 I 2

I 4 I 3

mesure 2 28/07/2003

terrain amont à 8,50 CMHterrassement

aval à +5,00 CMH

0,00 CMH(Pz 60-2)

-5,00 CMH (Pz 60-3)

-1,40 CMH (Pz 110-1)

-40

-35

-30

-25

-20

-15

-10

-5

0

5

10

-20-1001020304050déplacement [mm]

cote

en

CM

H [m

]

I 1 I 2

I 4 I 3

mesure 3 12/09/2003

terrain amont à +8,50 CMHterrassement

aval à +1,50 CMH 0,00 CMH

(Pz 60-2)

-6,30 CMH(Pz 60-3)

-3,00 CMH (Pz 110-3) -2,00 CMH

(Pz 110-1)

-40

-35

-30

-25

-20

-15

-10

-5

0

5

10

-20-1001020304050déplacement [mm]

cote

en

CM

H [m

]

I 1 I 2

I 4 I 3

mesure 4 09/10/2003

terrain amont à +8,50 CMH

terrassement aval à

+1,10 CMH -4,00 CMH (Pz 60-2 & Pz 100-1)

-6,60 CMH(Pz 110-3 &

Pz 60-3)

-4,30 CMH (Pz n°1)

-40

-35

-30

-25

-20

-15

-10

-5

0

5

10

-20-1001020304050déplacement [mm]

cote

en

CM

H [m

]

I 1 I 2

I 4 I 3

Figure 5.38. Déplacements de la paroi (mesures inclinométriques 1 à 4) . Inclinometer displacements of the quay wall (measurements 1 to 4).


186

La construction du masque d’accostage et de la poutre de couronnement entraîne une augmentation des déplacements vers la fouille, qui atteignent 2,5 cm en tête. On ob-serve par ailleurs un « flambement » du tube inclinométrique I3 au niveau du masque d’accostage, qui peut être dû à une mauvaise adhérence entre la surface du tube incli-nométrique et le béton. Les deux mesures 5 et 6 (figure 5.40 en haut) sont quasiment identiques pour ce qui concerne les conditions de la nappe et du terrain, la seule différence étant le temps écoulé entre le bétonnage de la poutre (15/11/2004) et les deux dates de mesure (18 et 20/11/2004). Ces mesures permettent d’apprécier l’effet de l’élévation différentielle de la température de la paroi du fait de l’hydratation du nouveau masque d’accostage. L’influence d’une telle élévation différentielle de la température de la paroi, dilatant les fibres aval de la paroi, se traduit par une inversion de la courbure de la paroi dans sa partie haute, par rapport aux mesures précédentes du 09/10/2003. Elle ne se traduit par contre pas par un recul en tête de la paroi. Les mesures 7 et 8 (figure 5.40 en bas) mettent en évidence l’influence de l’effet du temps. D’une part, le refroidissement de la paroi joue sur la courbure. Cet effet de la température d’hydratation est montré sur la figure 5.39. L’inversion de courbure notée précédemment pour les mesures 5 et 6 sur la partie haute de la paroi disparaît du fait de son refroidissement. On observe par ailleurs que le flambement du tube inclinomé-trique I3 diminue. D’autre part, le déplacement de la paroi augmente et atteint en tête 3,5 cm. Il paraît, bien que le masque d’accostage ait été bétonné sur une console encas-trée dans la paroi, que l’enlèvement du béton de propreté en dessous de cette console ainsi que le terrassement de dépôts récents jusqu’à la cote 0 CMH entraîne un dépla-cement assez important. De plus, la circulation d’engins derrière la paroi joue un rôle non négligeable. Enfin, on remarque un mouvement du pied de la paroi moulée (en dessous de la cote -31,00 CMH) vers les terre-pleins, bien que les terrassements de ce côté-là ne fassent que démarrer (cote +6,00 CMH). Ce mouvement peut alors être pro-voqué par un effet tridimensionnel, sachant qu’à proximité, à l’Est, les terrassements ont déjà progressé. Ils peuvent également être dus à une réponse différée, à long-terme, des couches basses d’alluvions (limons). On note que la mesure 8 sert de mesure de référence pour les mesures topographiques, dont la mesure initiale a été faite sous les mêmes conditions extérieures le 19/01/2004.

chaud

froid

mesure 5

chaud

froid

mesure 5

froid

mesure 7

froid

mesure 7

Figure 5.39.

Effet de la température d’hydratation sur la courbure de la paroi moulée. Effect of the hydration temperature on the bending of the diaphragm wall.


187

mesure 5 18/11/2003


terrain aval à +1,10 CMH

-5,30 CMH(Pz 110-3)

-6,20 CMH (Pz 60-3)

-4,50 CMH (Pz 110-1 &

Pz 60-2)

-40

-35

-30

-25

-20

-15

-10

-5

0

5

10

-20-1001020304050déplacement [mm]

cote

en

CM

H [m

]

I 1 I 2

I 4 I 3


& masque d'accostage

mesure 6 20/11/2003



-5,20 CMH(Pz 110-3)

-6,00 CMH (Pz 60-3)

-5,00 CMH (Pz 110-1)

-4,50 CMH (Pz 60-2)

-40

-35

-30

-25

-20

-15

-10

-5

0

5

10

-20-1001020304050déplacement [mm]

cote

en

CM

H [m

]

I 1 I 2

I 4 I 3

mesure 7 15/12/2003


terrassement aval à

+0,00 CMH

-7,40 CMH(Pz 110-3)

-8,20 CMH (Pz 60-3)

-6,30 CMH (Pz 110-1 &

Pz 60-2)

-5,40 CMH (Pz n°1)

-40

-35

-30

-25

-20

-15

-10

-5

0

5

10

-20-1001020304050déplacement [mm]

cote

en

CM

H [m

]

I 1 I 2I 4 I 3

mesure 8 02/02/2004

pré-terrassement

amont à +6,00 CMH


-6,90 CMH(Pz 110-3)

-8,00 CMH (Pz 60-3)

-4,70 CMH (Pz 110-1A)

-4,50 CMH (Pz n°1)

-40

-35

-30

-25

-20

-15

-10

-5

0

5

10

-20-1001020304050déplacement [mm]

cote

en

CM

H [m

]

I 1 I 2

I 4 I 3

Figure 5.40. Déplacements de la paroi (mesures inclinométriques 5 à 8).

Inclinometer displacements of the quay wall (measurements 5 to 8).


188

mesure 9 12/02/2004

terrassement amont à +0,00 CMHterrain aval à

+0,00 CMH

-7,60 CMH (Pz 60-3 & Pz 110-3)

-3,90 CMH (Pz 110-1A)

-4,80 CMH (Pz n°1)

-40

-35

-30

-25

-20

-15

-10

-5

0

5

10

-20-1001020304050déplacement [mm]

cote

en

CM

H [m

]

I 1 I 2

I 4 I 3

mesure 10 10/03/2004

terrassement amont à -3,00 CMH


-8,00 CMH (Pz 60-3)

-5,40 CMH (Pz 110-1A)

-4,60 CMH (Pz n°1)

-6,70 CMH (Pz 110-3)

-40

-35

-30

-25

-20

-15

-10

-5

0

5

10

-20-1001020304050déplacement [mm]

cote

en

CM

H [m

]

I 1 I 2

I 4 I 3

mesure 11 25/03/2004

terrassement amont à -7,50 CMH


-7,00 CMH (Pz 60-3)

-6,60 CMH (Pz 110-1A)-3,70 CMH

(Pz n°1)

-1,00 CMH (Pz n°7)

-8,00 CMH (estimé)

-40

-35

-30

-25

-20

-15

-10

-5

0

5

10

-50-40-30-20-1001020déplacement [mm]

cote

en

CM

H [m

]

I 1 I 2

I 4 I 3

mesure 12 27/04/2004

remblai amont à +3,00 CMH


-8,80 CMH (Pz 60-3)

-6,30 CMH(Pz 110-1A)-5,00 CMH

(Pz n°1)

-2,10 CMH (Pz n°7)

-7,10 CMH (Pz 110-3)

-40

-35

-30

-25

-20

-15

-10

-5

0

5

10

-50-40-30-20-1001020déplacement [mm]

cote

en

CM

H [m

]

I 1 I 2

I 4 I 3

Figure 5.41. Déplacements de la paroi (mesures inclinométriques 9 à 12).

Inclinometer displacements of the quay wall (measurements 9 to 12).


189

mesure 13 18/05/2004



+3,00 CMH(Pz 110-1A)

-1,40 CMH (Pz n°1)

-40

-35

-30

-25

-20

-15

-10

-5

0

5

10

-50-40-30-20-1001020déplacement [mm]

cote

en

CM

H [m

]

I 1 I 2

I 4 I 3

mesure 14 04/06/2004


+6,00 CMH ?(estimé)

marée (12h)marée (9h)

fond bassin

+7,20 CMH (Pz n°1)

-40

-35

-30

-25

-20

-15

-10

-5

0

5

10

-50-40-30-20-1001020déplacement [mm]

cote

en

CM

H [m

]

I 1 I 2

I 4 I 3

mesure 1501/07/2004


fond bassin

+4,40 CMH05/07/04 10hPM 350, 40 m amont

+7,40 CMH Pz n°1

-40

-35

-30

-25

-20

-15

-10

-5

0

5

10

-50-40-30-20-1001020déplacement [mm]

cote

en

CM

H [m

]

I 1 I 2

I 4 I 3

mesure 1615/07/2004


+6,50 CMHvers marée haute

fond bassin

+4,50 CMHéstimé

-40

-35

-30

-25

-20

-15

-10

-5

0

5

10

-50-40-30-20-1001020déplacement [mm]

cote

en

CM

H [m

]

I 1 I 2

I 4 I 3

Figure 5.42. Déplacements de la paroi (mesures inclinométriques 13 à 16). Inclinometer displacements of the quay wall (measurements 13 to 16).


190

mesure 1730/07/2004


+6,50 CMHvers maréehaute

fond final du bassin

+4,80 CMHPz n°5

-40

-35

-30

-25

-20

-15

-10

-5

0

5

10

-50-40-30-20-1001020déplacement [mm]

cote

en

CM

H [m

]

(I 1) I 2

I 4 I 3

mesure 1810/09/2004


+6,50 CMHvers marée

haute

fond final du bassin

+4,80 CMHPz n°5

-40

-35

-30

-25

-20

-15

-10

-5

0

5

10

-20-1001020304050déplacement [mm]

cote

en

CM

H [m

]

(I 1) I 4

Figure 5.43. Déplacements de la paroi (mesures inclinométriques 17 et 18).

Inclinometer displacements of the quay wall (measurements 17 and 18). Les mesures 9, 10 et 11 (figure 5.41) ont été effectuées au cours de la progression du terrassement derrière la paroi moulée. Le déplacement en pied de la paroi devient de plus en plus perceptible et traduit clairement les déformations affectant la couche d’argiles de Villerville au fur et à mesure des terrassements de grande ampleur qui sont réalisés côté amont. La courbure de la paroi change de sens dans sa partie médiane, traduisant l’inversement progressif de la console au fur et à mesure des terrassements. Cette in-version de courbure de la paroi est également bien traduite par les inclinomètres flot-tants, qui suivent les mouvements de la paroi à une translation près (de déplacement en pied). La combinaison de ce déplacement en pied et de cette inversion de courbure de la pa-roi se traduisent par un recul de la paroi, les déplacements en tête diminuant et deve-nant négatifs. L’amplitude maximale vers l’amont est atteinte lors de la mesure 11, quand le terrassement atteint le fond de fouille à la cote -7,50 CMH. Le déplacement en tête est alors de -3 cm environ. À partir de la mesure 12, le terrain derrière la paroi est remblayé. Ceci se traduit à nouveau par un changement de sens du mouvement de la paroi et de l’allure de la dé-formée. En profondeur, la courbe est comparable à celle de la mesure précédente, mais en partie supérieure les déplacements se réduisent. En conséquence, la déformée pré-


191

sente deux points de courbure maximale (cotes -17,00 et -5,00 CMH). La poursuite du remblaiement (figure 5.42, mesure 13) fait encore diminuer les déplacements. À partir de la mesure 14 (figure 5.42 en haut), le remblai est presque terminé (cote +8,00 CMH). L’arrêt du pompage a permis à l’eau de remonter devant la paroi. La paroi ré-agit avec un recul important, de l’ordre du centimètre, vers les terre-pleins, le dépla-cement atteint en tête étant à nouveau de -3 cm. On observe par ailleurs qu’à partir de la mesure 13 les déplacements en pied de la paroi diminuent, cette évolution devenant encore plus perceptible lors de la mesure 15 (même figure en bas). Les déformations subies par la couche d’argile lors des terrassements apparaissent donc comme réversi-ble lors du remblaiement, avec toutefois un différé dans le temps. La diminution des déplacements en pied ainsi que la mise en place d’une dernière cou-che de remblai bien compactée entraînent une nouvelle réduction des déplacements de la paroi. À partir de cette phase, le bassin devant la paroi a été ouvert vers la Seine.

Les trois phases 16, 17 et 18 (figure 5.42 en bas et figure 5.43) illustrent l’effet des dernières phases de travaux, c’est à dire du dragage du bassin devant le quai. Dans un premier temps, (phase 16, dragage à -5,00 CMH), l’allure de la paroi reste quasiment inchangée par rapport à la phase 15, le déplacement étant gouverné par un mouvement en pied vers l’aval. Les dragages progressent et la déformée de la paroi subit une trans-formation d’ensemble :

• en pied, la paroi subit un déplacement de 1 cm environ (pour les mesures 17 et 18, la correction en pied des résultats de l’inclinomètre I1 fait disparaître une partie du déplacement) ;

• la partie inférieure de la paroi, au-dessous du fond final du bassin, a basculé vers l’aval ;

• le déplacement vers l’aval de la partie supérieure de la paroi est limité par les tirants (situés aux cotes +3,0 CMH et -7,50 CMH) ;

• en partie médiane, on observe une forte accentuation de la courbure de la pa-roi entre les cotes -10 et -15 CMH.

• en partie supérieure, la courbure précédente de la paroi de redresse. Lors de la phase 18, le maximum du déplacement est de l’ordre de 3 cm et est situé au niveau du fond de fouille. La dernière mesure, effectuée 6 semaines après le dragage du bassin, met en évidence un effet de temps. De plus, si l’on prend en compte que les mesures 16, 17 et 18 ont été effectuées à marée haute, on peut estimer que les dépla-cement sont encore plus prononcés pendant la marée basse. Le planning du suivi à long-terme prévoit des séries de mesures à marée basse et marée haute dans une jour-née.

5.5.2.3. Le sol soutenu et le rideau d’ancrage

Le suivi des inclinomètres installés dans le terrain et au droit du rideau d’ancrage a débuté après la mise en place du remblai. Pour les inclinomètres 6 (terrain), 7 et 8 (pal-planches), la mesure initiale a eu lieu le 02/07/2004. La première mesure a été effec-tuée quinze jours plus tard le 15/07/2004. Lors de la mesure initiale, le terrain amont


192

était à +9,00 CMH environ, tandis que le fond du bassin était encore à zéro. Par ail-leurs, la paroi était déjà soumise aux mouvements de la marée. Le dragage du bassin a débuté le 05/07/2004 au niveau du PM 350. Mi-juillet, la drague a avancé vers le PM 110, en draguant jusqu’à la cote -15,50 CMH. On peut alors supposer l’existence d’un talus montant vers l’ouest, d’où le niveau estimé au droit du panneau instrumenté (PM 90) de -5,00 CMH. Pour les deux mesures indiquées, un premier dépouillement a été fait avec le logiciel Capitoul. Les résultats obtenus pour I6 et I8 indiquent que les mouvements maximaux du terrain sont inférieurs à 3 mm. Ces résultats montrent par ailleurs que l’inclinomètre 8, fixé aux palplanches, est encastré en pied sur une hauteur de 10 m environ, tandis que l’inclinomètre 6 est soumis à des déplacements dès le bas du tube. 5.5.3. Recoupement de la topographie avec l’inclinométrie La comparaison entre les courbes des inclinomètres encastrés et des inclinomètres flot-tants met en évidence qu’un encastrement important en dessous le pied de la paroi est absolument indispensable si l’on souhaite obtenir des information sur le comportement de la structure paroi-sol en dehors de la déformée de la paroi elle-même. Dans le cas de Port 2000, même l’encastrement de 10 m n’était pas suffisant pour garantir que le pied du tube inclinométrique serait fixe. Il est donc important d’effectuer un recoupement des mesures inclinométriques avec des mesures topographiques, afin de pouvoir mieux estimer l’ordre de grandeur de ces mouvements en pied. Le suivi topographique débute le 19/01/2004, soit au moment où la paroi connaît son inclinaison maximale vers le bassin. La figure 5.44 montre l’évolution des déplace-ments de la tête de la paroi tels qu’ils résultent des mesures topographiques, d’une part, et des mesures inclinométriques, d’autre part. Ces dernières ont été évaluées en considérant la moyenne des mesures provenant des deux inclinomètres encastrés, ex-trapolées à la cote +10,20 CMH, car les têtes des tubes inclinométriques se trouvent seulement à la cote +9,35 CMH. L’intervalle d’inclinaison de référence +6,35 CMH et 8,35 CMH a été choisi pour cette extrapolation. La mesure inclinométrique de réfé-rence est celle du 02/02/2004, date à laquelle les déplacements inclinométriques et to-pographiques ont été supposés égaux.

Pour la suite des travaux, c’est à dire lors du terrassement derrière la paroi, les dépla-cements mesurés avec la topographie évoluent plus vite que ceux de l’inclinométrie. La valeur maximale atteinte, le 24/03/2004, dépasse de plus d’un centimètre la mesure inclinométrique correspondante. En avril et mai 2004, les deux stations ont été déplacées accidentellement, probable-ment du fait du trafic de chantier sur une piste adjacente. Il s’est avéré nécessaire de mieux protéger les stations et d’effectuer de nouvelles mesures de référence (état de zéro). Ces mesures ont été effectuées le 18/06/2004, les conditions de chantier de cette mesure correspondant à celles qui existaient lors de la mesure inclinométrique du 04/06/2004.


193

Cette deuxième série de mesures topographiques montre à nouveau que, d’après le suivi topographique, les déplacements sont plus importants que ne l’indiquent les me-sures inclinométriques.

10/09/04

23/04/0424/03/04

09/03/04

18/02/04

19/01/04

23/09/04

10/08/04

23/07/04

02/07/04

18/06/04

-5

-4

-3

-2

-1

0

1

2

3

4

5

07/03 08/03 09/03 10/03 11/03 12/03 01/04 02/04 03/04 04/04 05/04 06/04 07/04 08/04 09/04 10/04 11/04 12/04

dépl

acm

ent p

ositi

f ver

s le

futu

r bas

sin

[cm

]

Inclinomètres 1 & 4 (moy)

Topographie série 1

Topographie série 2

Figure 5.44. Comparaison des déplacements de la tête de la paroi déduits des mesures topographi-

ques et inclinométriques. Comparison between displacements obtained by topographic and inclinometer meas-urements.

Trois raisons contribuent au décalage observé :

• la mesure initiale du 19/01/04 avait peut-être dépassé 4 cm vers le bassin ; • les déformations de la couche d’argile de Villerville ne sont pas totalement

prises en compte par les mesures inclinométriques (chapitre 5.5.2.2), mais probablement non plus par les mesures topographiques du fait de la distance limitée entre les cibles et les références ;

• les stations de référence S1 et S2, par rapport auxquelles les distances sont mesurées, sont susceptibles de se déplacer car elles sont fondées sur l’écran étanche, qui est soumis aux sollicitations du mouvement de la nappe (voir chapitre 5.3.8.2). La figure 5.45 illustre les mouvements relatifs possibles.

On est donc amené à considérer les déplacements non comme des valeurs absolues, mais comme des déplacements horizontaux relatifs, d’une part entre les niveaux de pied et de tête des inclinomètres, et d’autre part entre la tête de la paroi et la tête du voile étanche.


194

déplacements :

x1 = δinclino (02/02/04)

x2 = δinclino (25/03/04)

x3 = δtopo (24/03/04)

x4 = f(yeau) (mars 2004)paroi

mouléevoile

étanche

x1 x2

x3

x4= ?x4= ?

yeau> 3 m

station topographique

déplacements :

x1 = δinclino (02/02/04)

x2 = δinclino (25/03/04)

x3 = δtopo (24/03/04)

x4 = f(yeau) (mars 2004)paroi

mouléevoile

étanche

x1 x2

x3

x4= ?x4= ?

yeau> 3 m

station topographique Figure 5.45.

Schéma des déplacements en tête de la paroi moulée par rapport au mouve-ment probable de la sta-tion topographique. Schematic of the head displacements of the quay wall and the possible movements of the survey stations.

5.5.4. Le suivi des tirants

5.5.4.1. Les efforts

La distribution des extensomètres sur les cinq tirants est résumée sur la figure 5.46. Les efforts normaux déduits des mesures pour les deux lits de tirants et pour les diffé-rentes phases de travaux ont été reportés sur les figures 5.48 et 5.49. Sur les graphiques, les 2 x 2 couples d’extensomètres installés sur un tirant sont à cha-que fois représentés par le même symbole : par exemple des losanges pleins pour les couples 506-507 et 496-497 du côté paroi moulée (PM) et des losanges vides pour les couples 526-527 et 516-517 placés du côté palplanches (PALPL). Du fait des défail-lances des appareils, quelques couples n’ont pas pu servir au calcul des efforts dès le début des mesures. La distance entre les extensomètres, la paroi moulée et, respecti-vement, les palplanches est de 3,50 m.

506507

paroi moulée (PM)

PM 90

PM 84

508509

510511

512513

514515

526527

528529

530531

532533

534535

palplanches (PALPL)

INFÉRIEUR

506507

paroi moulée (PM)

PM 90

PM 84

508509

510511

512513

514515

526527

528529

530531

532533

534535

palplanches (PALPL)

INFÉRIEUR

496497

paroi moulée (PM)

PM 90

PM 84

498499

500501

502503

504505

516517

518519

520521

522523

524525

palplanches (PALPL)

SUPÉRIEUR

496497

paroi moulée (PM)

PM 90

PM 84

498499

500501

502503

504505

516517

518519

520521

522523

524525

palplanches (PALPL)

SUPÉRIEUR

(a) (b) Figure 5.46. Distribution des extensomètres du lit inférieur (a) et du lit supérieur (b).

Positioning of extensometer gauges. Lower (a) and upper (b) anchor level. Sauf pour les mesures initiales et la première mesure après la mise en place d’une pre-mière couche de remblai sur les tirants, les dates des mesures extensométriques corres-


195

pondent à celles des mesures inclinométriques. Une mesure supplémentaire a été effec-tuée le 15/06/2004, lors de la dernière étape de remblaiement arrière. En complément de l’évolution des efforts appliqué à chaque tirant, la figure 5.47 pré-sente l’effort moyen d’ancrage, évalué à partir de l’ensemble des extensomètres. L’estimation de cet effort moyen tient compte du fait que la flexion à laquelle sont soumis les tirants au droit des sections de mesure reste très modérée (chapitre 5.5.4.2). Il est ainsi possible d’évaluer la moyenne des déformations mesurées en sous-face des tirants et en fibre supérieure pour chacune des quatre familles12 de sections instrumen-tées, et de calculer la tension à partir de la valeur moyenne des deux valeurs de défor-mation ainsi obtenues13. Ce diagramme permet de donner l’évolution de l’effet d’ancrage en dépit du nombre croissant d’extensomètres défaillants, et avec une préci-sion relative croissant au fur et à mesure que l’effet de la tension augmente par rapport au moment de flexion, qui devient de second ordre. Ainsi les déformations moyennes sont calculées au minimum à partir du résultat de mesure obtenu sur deux extensomè-tres, sauf pour les trois mesures de juillet 2004 concernant le lit de tirant inférieur, côté paroi moulée, où seul subsistent un extensomètre en fibre inférieure (n°507) et un ex-tensomètre en fibre supérieure (n°508).

Effort normal moyen

0

50

100

150

200

250

300

350

400

450

500

01/04/04 ( - )

28/04/04 (12)

18/05/04 (13)

04/06/04 (14)

15/06/04 ( - )

01/07/04 (15)

15/07/04 (16)

30/07/04 (17)

10/09/04 (18)

date de la mesure extensométrique et numéro de la mesure inclinométrique correspondante (n°)

effo

rt [k

N]

INF-PAROI

INF-PALPL

SUP-PAROI

SUP-PALPL

Figure 5.47. Efforts de tension moyen dans les tirants pour les quatre endroits de mesures.

Medium anchor forces for all four different measuring locations.

12 Une « famille » d’extensomètres comprend cinq extensomètres de même caractéristiques, par exemple : exten-somètres au-dessous des tirants, côté paroi, lit de tirants supérieur. 13 Les couples 526-527 ainsi que 516-517 ne sont pas pris en compte, car leurs fréquences se stabilisent à un niveau bien différent de celui des autres extensomètres. Ce décalage devient moins visible pour l’effort normal (car la demi-somme reste à l’échelle) que pour les moments qui montrent un déphasage (voir figures 5.50 et 5.51).


196

Les diagrammes des figures 5.48 et 5.49 montrent bien l’évolution des efforts avec le temps, mais aussi la fourchette des efforts mesurés pour une seule journée. La première mesure du 01/04/2004 a été faite un jour après l’installation des extenso-mètres inférieurs. Le terrain derrière la paroi était à la cote -5,50 CMH. À proximité de la paroi moulée et des palplanches, les tirants étaient déjà couverts de 2 m de remblai constituant les deux rampes d’accès des camions de chantier. Ces deux rampes avaient chacune une largeur de 7 m environ. Entre les rampes, les tirants n’étaient pas encore couverts de sable. Les efforts dans les tirants lors de cette mesure sont assez faibles. On observe qu’ils sont plus élevés côté palplanches (entre 8 et 40 kN) que du côté pa-roi moulée (entre 10 et 15 kN). À ce moment-là, la paroi travaille encore en console et les tirants ne sont que très peu sollicités.

Lit de tirants inférieur

0

50

100

150

200

250

300

350

400

450

500

01/04/04 ( - )

28/04/04 (12)

18/05/04 (13)

04/06/04 (14)

15/06/04 ( - )

01/07/04 (15)

15/07/04 (16)

30/07/04 (17)

10/09/04 (18)


effo

rt [k

N]

506-507 (PM) 526-527 (PALPL)

508-509 (PM) 528-529 (PALPL)

512-513 (PM) 532-533 (PALPL)

530-531 (PALPL) 534-535 (PALPL)

Figure 5.48. Efforts de tension dans les tirants du lit inférieur.

Anchor forces of the lower layer. La deuxième mesure a été faite le 28/04/2004, deux jours après l’installation des ex-tensomètres sur les tirants supérieurs. Le niveau du remblai lors de la mesure atteint la cote +5,00 CMH. Du côté des palplanches, les efforts augmentent progressivement dans les tirants infé-rieurs. Du côté de la paroi moulée, seul le couple 506-507 ( ) montre un effort crois-sant. Le couple 512-513 ( ) indique un effort décroissant et le couple 508-509 ( ) in-dique même un effort de 0 kN. Si l’on analyse ces résultats au regard des déplacements mesurés par inclinométrie (figure 5.41), cette évolution ne surprend pas, car la paroi ne bouge presque pas en profondeur. Le lit de tirants supérieur montre par contre déjà des efforts atteignant 20 à 90 kN (côté paroi moulée) et 10 à 40 kN (côté palplanches). Du fait de la mise en place du remblai,


197

la partie supérieure de la paroi moulée a commencé à se déformer vers le bassin, ap-portant une sollicitation aux tirants supérieurs.

Lit de tirants supérieur

0

100

200

300

400

500

600

01/04/04 ( - )

28/04/04 (12)

18/05/04 (13)

04/06/04 (14)

15/06/04 ( - )

01/07/04 (15)

15/07/04 (16)

30/07/04 (17)

10/09/04 (18)


effo

rt [k

N]

496-497 (PM) 516-517 (PALPL)

489-499 (PM) 518-519 (PALPL)

500-501 (PM) 520-521 (PALPL)

502-503 (PM) 522-523 (PALPL)

504-505 (PM)

Figure 5.49. Efforts de tension dans les tirants du lit supérieur.

Anchor forces of the upper layer. La sollicitation des tirants supérieurs continue à augmenter au fur et à mesure du rem-blaiement et, lors de la mesure du 18/05/2004, elle atteint 80 à 230 kN côté paroi mou-lée et 50 à 90 kN côté palplanches. Cette augmentation d’effort normal a deux origi-nes : d’une part, les travaux de remblaiement et de compactage associé (vibrations) et, d’autre part, la remontée de la nappe d’eau derrière la paroi. Lors de cette phase, les efforts sont beaucoup plus importants du côté paroi moulée que du côté palplanches. Le frottement du remblai sableux sur les barres d’acier des tirants fait diminuer l’effort normal le long des tirants. Les efforts dans les tirants inférieurs ne connaissent pas une telle croissance du côté paroi moulée. Du côté palplanches, ils augmentent progressivement jusqu’à la mesure du 04/06/2004, à partir de laquelle ils se stabilisent à une valeur comprise entre 100 et 175 kN. On note que, pour une longueur moyenne des deux lits de tirants de 45,50 m, un effort de 100 kN (supposé ici constant le long du tirant) est associé par un allonge-ment du tirant de 4,5 mm. À partir des mesures de juin 2004, le quai est soumis aux mouvements de la marée côté bassin. La pression d’eau cause un recul de la tête du mur et ainsi une réduction de l’effort d’ancrage, principalement visible pour le lit supérieur du côté paroi moulée. Les efforts diminuent de 70% en moyenne environ, la mesure donnant des valeurs comprises entre 20 et 80 kN. Ces valeurs sont même inférieures à celles mesurées côté


198

palplanches (entre 80 et 100 kN), ce qui montre l’effet important du frottement du sol sur les tirants : le changement de sollicitation est quasiment absorbé par le sol. Le remblai derrière la paroi moulée a été terminé fin juin et le dragage a commencé début juillet. Au niveau des palplanches, les efforts dans les tirants sont presque cons-tants. Ils augmentent légèrement lorsque le niveau de dragage atteint la cote -5 CMH devant la paroi. Les extensomètres du lit de tirants supérieur indiquent une augmenta-tion progressive des efforts normaux. Les efforts atteignent des valeurs comprises en-tre 60 et 160 kN le 01/07/2004, et entre 95 et 360 kN le 15/07/2004. La progression du dragage jusqu’à la cote finale de -15,50 CMH le 30/07/2004 conduit à une augmenta-tion importante des efforts dans les tirants supérieurs et inférieurs du côté paroi mou-lée, la paroi se déplaçant vers le bassin (voir figure 5.43a). Les efforts mesurés sont compris entre 235 et 465 kN pour le lit supérieur (Figure 5.49) et de l’ordre de 400 kN pour le lit inférieur (figure 5.47). Cette augmentation de la sollicitation (due à la perte de butée du côté bassin) se traduit aussi par une augmentation des efforts dans les ti-rants du côté palplanches (lit inférieur : 230 à 260 kN, lit supérieur 100 à 135 kN).

De façon générale, les efforts dans les tirants sont influencés par • le tassement du sol autour du tirant sous l’action du remblai et des travaux de

compactage ; • le jeu des serrures de palplanches entraînant un comportement variable de

l’une à l’autre (glissement, tassement différentiel) ; • la différence de déformation entre le rideau de palplanche et la paroi ; • le mode de « mise en tension » des tirants : les barres sont simplement posées

sur le sol et manchonnées. Du côté palplanches, les barres passent à travers des trous précoupés et sont attachées en face arrière à l’aide de manchons vis-sés manuellement, par une personne (de 80 kg environ) avec un bras de levier de 1 m. La « pré-tension » atteinte à l’aide de cette méthode n’est pas grande, mais n’est pas connue. L’installation et les mesures initiales des extensomè-tres ont été faites après cette « mise en tension » des tirants.

5.5.4.2. Les moments fléchissants

Les figures 5.50 et 5.51 présentent les valeurs de flexion mesurés à 3,50 m des extré-mités des tirants, respectivement des nappes inférieure et supérieure. Des valeurs posi-tives du moment My (équation 5.17) correspondent à des contraintes de traction en sous-face du tirant. Les figures montrent en premier lieu que les valeurs mesurées sont faibles, comprises dans leur ensemble entre -2 à +2 kNm, et souvent comprises entre -1 et +1 kNm. La faiblesse des valeurs constatées à Port 2000, ainsi que la variabilité du sens de flexion tendent à montrer que les extensomètres, installés à 3,50 m du point d’attache avec la paroi ou le rideau d’ancrage, ne sont plus dans la zone d’influence de cette at-tache.


199

Lit de tirants inférieur

-3

-2

-1

0

1

2

3

01/04/04 ( - )

28/04/04 (12)

18/05/04 (13)

04/06/04 (14)

15/06/04 ( - )

01/07/04 (15)

15/07/04 (16)

30/07/04 (17)

10/09/04 (18)


mom

ent [

kNm

]

506-507 (PM) 526-527 (PALPL)

508-509 (PM) 528-529 (PALPL)

512-513 (PM) 532-533 (PALPL)

530-531 (PALPL) 534-535 (PALPL)

Figure 5.50. Évolution de la flexion des tirants dans le plan vertical (lit inférieur).

Development of flexural bending in the anchors bars (lower layer).

Lit de tirants supérieur

-3

-2

-1

0

1

2

3

01/04/04 ( - )

28/04/04 (12)

18/05/04 (13)

04/06/04 (14)

15/06/04 ( - )

01/07/04 (15)

15/07/04 (16)

30/07/04 (17)

10/09/04 (18)


mom

ent [

kNm

]

496-497 (PM) 516-517 (PALPL)489-499 (PM) 518-519 (PALPL)500-501 (PM) 520-521 (PALPL)502-503 (PM) 522-523 (PALPL)504-505 (PM)

Figure 5.51. Évolution de la flexion des tirants dans le plan vertical (lit supérieur).

Development of flexural bending in the anchors bars (upper layer). Les flexions mesurées ne seraient donc dues qu’aux conditions locales d’appui des tirants sur le sol support, et ne semblent pas causées par le tassement différentiel des tirants provoqué en extrémité par leur accrochage à la paroi et au rideau de palplan-ches. La figure 5.52 montre l’allure de la flexion attendue des tirants.


200

tassement du terrain

compactage

paro

i mou

lée

ridea

u de

pal

plan

ches

tassement du terrain

compactage

paro

i mou

lée

ridea

u de

pal

plan

ches

Figure 5.52. Schéma de la flexion attendue des tirants.

Schematic of the expected anchor bending. En ce qui concerne le signe des moments mesurés, il est intéressant de considérer que le signe négatif se présente principalement sur les tirants supérieurs, côté palplanches, et sur les tirants inférieurs côté paroi moulée. Pour ces deux endroits, l’inclinaison des tirants est orientée légèrement vers le haut, ce qui cause peut-être un décalage de la zone de flexion positive, sachant que les engins de compactage ne s’approchent qu’à une certaine distance des écrans. Il convient d’observer que les valeurs de la flexion n’évaluent que faiblement avec les travaux, et restent limitées à l’intervalle [-2 ;+2] kN.m. Ainsi, lorsque la tension dans le tirant devient importante (dragage devant le quai), la déformation de tension devient prépondérante sur la déformation de flexion, ce qui autorise d’évaluer la tension d’ancrage à partir de la simple moyenne des mesures faites (cf. chapitre 5.5.4.1). L’incertitude sur cette évaluation reste néanmoins significative puisque la déformation de flexion est de l’ordre de ∆ε = 200.10-6 pour M = 1 kN.m, tandis que la déformation due à l’effort normal est de l’ordre de ε = 400.10-6 pour N = 400 kN. De la même façon, les mesures faites au quai d’Osaka avaient mis en évidence une flexion variant faiblement autour de zéro le long des tirants, typiquement de -1 kN.m à +1 kN.m, excepté aux extrémités où la flexion due à l’accrochage des tirants à la paroi moulée et au rideau d’ancrage atteignait des valeurs de l’ordre de 10 kN.m à 1 m du point d’ancrage. 5.6. CONCLUSION L’instrumentation visant à connaître de façon détaillée le comportement d’un ouvrage et pas seulement à faire un suivi général de chantier est toujours relativement délicate à mettre en œuvre sur chantier, même si la coopération de chaque acteur (maître d’œuvre, entreprise, laboratoire) est assurée. Ceci est particulièrement vrai pour un chantier aux dimensions importantes que celui de Port 2000, où les problèmes de plan-ning, d’accessibilité et aussi de sécurité atteignent un degré de complexité important et demandent une très forte coordination.


201

Le plan d’instrumentation et surtout les modalités de mise en place du dispositif doi-vent alors être révisés de façon continuelle en fonction de l’avancement du chantier et des modifications apportées aux travaux. Dans le cas de Port 2000, le plan d’instrumentation piézométrique du laboratoire a ainsi été réduit de douze piézomètres à six : la construction d’un voile étanche, qui n’était pas envisagée initialement a rendu la moitié des piézomètres superflue. Dans ce qui suit, on propose une conclusion sur le fonctionnement des appareillages et le comportement de l’ouvrage. Les résultats acquis sur Port 2000 sont ensuite compa-rés à ceux des études antérieurs. 5.6.1. Le fonctionnement des appareillages L’exemple du quai d’Osaka (Delattre et al., 1999) avait montré l’importance de la mise en place d’une instrumentation redondante : des défaillances de plusieurs appa-reillages avaient sensiblement diminué la quantité des données disponibles. Pour le projet Port 2000, l’instrumentation n’a donc pas été dispersée sur plusieurs panneaux, et a été limitée à quelques grandes caractéristiques du comportement. Par ailleurs, la coopération avec les acteurs principaux du chantier (maître d’œuvre, entreprise) est primordiale. Dans le cas de Port 2000, cette coopération du chantier a été excellente. L’installation des appareillages a pu être coordonnée de façon précise avec l’avancement des travaux sur chantier et il a été possible d’entreprendre des sé-ries de mesure pour chaque phase de construction. La grande disponibilité des diffé-rents intervenants (notamment pour l’inclinométrie et la topographie) doit être souli-gnée.

5.6.1.1. Inclinométrie

L’inclinométrie représente la part la plus importante de l’instrumentation, en termes de volume de données - la quantité importante et la bonne qualité des mesures permettant de donner une bonne description du comportement de la structure. L’attention toute particulière apportée au scellement des tubes dans les tubes de réser-vation, notamment au moyen de coulis de scellement de câble de précontrainte, a pu jouer un rôle dans la qualité des mesures finalement obtenues. Deux difficultés ont néanmoins été rencontrées :

• la longueur de l’encastrement des tubes inclinométriques en dessous de la pa-roi moulée s’est avérée insuffisante. Les mesures montrent qu’une longueur supplémentaire importante (>10 m) aurait été nécessaire pour prendre en compte plus complètement les déformations de la couche d’argile ;

• le deuxième problème rencontré pour ce type de mesures est classique : la ro-tation des tubes inclinométriques, qui fait que l’axe de l’inclinomètre ne correspond plus à l’axe de l’ouvrage. Même si l’on arrive à bien traiter ce pro-blème lors du dépouillement, les hypothèses faites sur la correction des va-leurs brutes des mesures entachent la qualité de la courbe déformée calculée.


202

5.6.1.2. Topographie

À part la difficulté du choix d’une méthode adéquate pour le suivi topographique, qui était liée à la géographie du site, plusieurs problèmes ont été rencontrés lors l’exécution des mesures. Premièrement, l’intégrité des stations « fixes » n’a pu être garantie. Leur déplacement brutal de plusieurs centimètres aurait probablement pu être empêché si l’on avait dès le début prévu une plus grande distance par rapport à la piste de chantier et une meilleure protection (balises). Deuxièmement, l’exécution des mesures était souvent rendue difficile et demandait une intervention répartie sur plusieurs journées à cause de contraintes de visibilité (ca-mions bloquant l’axe de visée, mais aussi des conditions météorologiques défavora-bles) et de vibrations lors du compactage. L’absence de références garanties fixes constitue également l’une des difficultés ren-contrées. Les bases de référence sont soumises au déplacement de la paroi étanche mais sont probablement également dans la zone d’influence de la construction de la paroi moulée, compte tenu des déformations subies jusqu’à grande profondeur par la couche d’argiles de Villerville. Enfin, on peut regretter que le suivi topographique n’ait débuté qu’après la construction de la poutre de couronnement et qu’il n’a pas concerné les points de mesure dans les terre-pleins (les têtes des inclinomètres arrière). Néanmoins, les mesures elles-mêmes sont d’une bonne qualité et complètent bien le suivi des déformations de l’écran.

5.6.1.3. Les extensomètres

La réponse des extensomètres installés sur les tirants s’est avérée décevante puisque, si elle a permis de suivre l’évolution de l’effort normal et de la flexion avec le temps, elle a connu une dégradation sensible et continue. Le dysfonctionnement des extensomètres, particulièrement ceux du lit inférieur côté paroi moulée, est probablement dû à des faiblesses de la protection des câbles électri-ques. A priori, toutes les fixations ont été effectuées avec beaucoup de soin, mais il est possible que les câbles n’avaient pas été suffisamment protégés au droit des assembla-ges, par exemple à la sortie du capot de protection (figure 5.53a) et aux connexions entre les différentes gaines (figure 5.53b). Les deux connexions ont été en plus entou-rées par du ruban auto-collant de haute résistance, mais il est possible que la traction exercée sur l’ensemble des gaines et câbles lors du remblaiement (compactage) et du passage des camions (piste de chantier) ait altéré les protections.


203

(a) (b)

Figure 5.53. Protection des câbles des extensomètres. (a) Sortie du câble du capot de protec-tion.(b) Connexion des gaines venant des extensomètres avec celle montant vers le regard. Photos © LCPC, 2004. Protection of the extensometer cables. (a) Cable coming out of the protection cylin-der. (b) Cable connexion: Small jacket coming from the extensometers and large jacket leading to the acquisition box.

Une autre raison possible des défaillances rencontrées peut résider dans le fait que la longueur totale des câbles était relativement juste, la sur-longueur initialement prévue ayant été utilisée pour augmenter la distance des capteurs par rapport à la paroi mou-lée.

Pour une meilleure qualité des mesures extensométriques, il est donc conseillé • de prolonger les premières gaines (figure 5.53a) jusqu’à l’intérieur du capot

de protection ; • d’ajouter un « entonnoir » rigide au droit de la connexion des petites gaines à

la gaine principale, afin que les petites puissent « pénétrer » dans la grande ; • de prévoir une sur-longueur importante de câble (> 5 m) ; • de mieux répartir les extensomètres, par exemple 2 paires au-dessus et au-

dessous du tirant et 2 paires à gauche et à droite. Dans ce dernier cas, on per-dra de l’information sur les moments fléchissants de ce type de tirant, mais on ne perdra pas la totalité de données si l’un des capteurs du couple ne fonc-tionne plus ;

• de choisir un matériau plus résistant pour les capots de protection. À Port 2000, il était initialement prévu d’utiliser des demi-coquilles en inox, mais compte tenu du risque de corrosion des aciers du tirant (la présence d’un mé-tal pauvre risquait de créer une pile), la version en PVC épais a été retenue.

5.6.1.4. La piézométrie

La piézométrie est la partie la plus décevante de l’expérimentation. Parmi les six pié-zomètres initialement prévus afin de suivre en continu les différents aquifères, seuls deux (ceux dans les terre-pleins) ont été mis en place correctement. Les contraintes du


204

chantier, la profondeur importante des piézomètres au droit de la paroi et un manque de machines adéquates pour les mettre en place ont conduit au résultat que deux des piézomètres ont été installés sans étanchéité correcte entre les couches (piézomètres aval) et que deux autres n’ont pas pu être installés dans les délais prévus (piézomètres amont). En conséquence, les informations sur le niveau de la nappe devant et derrière la paroi lors des différentes phases de construction ne sont pas pleinement satisfaisan-tes d’un point de vue scientifique. En effet, elles font principalement appel au suivi piézométrique de l’entreprise, qui comprend beaucoup d’incertitudes, notamment pour ce qui concerne l’interaction de la nappe avec la marée. 5.6.2. Résumé du comportement de l’ouvrage L’ouvrage est construit en quatre phases principales (voir figure 5.7). À chacune de ces phases est associé un comportement spécifique, lié à la nature du chargement.

• L’excavation devant l’ouvrage conduit ce dernier à travailler en console. Le terrassement aval et le rabattement de la nappe l’accompagnant entraînent un déplacement en tête de 2,15 cm pour une différence de niveaux de terrain égale à 7,4 m. La réalisation de la superstructure conduit à appliquer un mo-ment de flexion additionnel en tête de la paroi. Lors de cette phase, les dépla-cements en tête atteignent 2,66 cm immédiatement après le coulage du béton et 3,75 cm en décembre 2003, suite au refroidissement du béton et à l’enlèvement du béton de propreté en-dessous de la poutre d’accostage. Le terrain se trouve alors à la cote 0,00 CMH environ. Le rapport entre déplace-ment en tête et profondeur de la fouille pour cette phase est de 0,44%.

• L’excavation derrière la paroi provoque un recul important de la structure et

un changement de l’allure de la déformée. En partie supérieure, l’inclinaison de la paroi se réduit et le déplacement maximal en tête atteint -2,82 cm lors-que le terrassement arrive à la cote -7,50 CMH. En profondeur, par contre, la paroi reste quasiment verticale et subit un déplacement transversal de -0,75 cm environ. À ce stade, on observe une forte inclinaison du tube inclinométri-que en dessous du pied de la paroi, qui traduit des déformations significatives du substratum argileux. Le rapport entre le déplacement en tête et la différence de niveau des terrains amont et aval est égal à 0,38% pour cette phase. Les mesures topographiques effectuées lors de cette période de travaux confirment la direction du déplacement. Pourtant, le recoupement des mesures donne un ordre de grandeur plus important des déplacements, qui atteignent -4,36 cm. Le décalage entre ces valeurs est attribué à la différence de prise en compte des déformations subies en profondeur par la couche d’argile pour chacun des types de mesure.

• La troisième phase de construction consiste en la mise en place des tirants

d’ancrage et du remblai des terre-pleins derrière la paroi. La poussée des rem-


205

blais en partie supérieure de la paroi ainsi que la remontée de la nappe en amont font que les déplacements en tête diminuent légèrement (-2,06 cm). Lors de cette phase, on observe la mobilisation des tirants supérieurs du côté paroi moulée, dont la tension atteint en moyenne 167 kN. Du côté palplan-ches, les efforts atteignent 69 kN, ce qui montre bien l’effet du frottement des barres d’acier dans les remblais. Les tirants de la nappe inférieure restent pour leur part faiblement mobilisés. La mise en eau du bassin conduit à un recul de la tête de la paroi dans les terre-pleins. Ce recul est traduit par une perte de tension dans les tirants du côté paroi moulée, tandis que, du côté palplanches, les efforts restent presque constants du fait de la rémanence d’un frottement sol-tirant. Par ailleurs, les déplacements de la partie inférieure de la paroi diminuent au fur et à mesure du remblaiement et se retrouvent proche du zéro lorsque le remblai a atteint son maximum à la cote +9,00 CMH, traduisant une réversibi-lité de la déformation subie par la couche d’argile lors de la phase précédente du terrassement.

• La quatrième étape de la construction est constituée par le dragage sous l’eau

devant le quai. La diminution de la butée devant le pied de la paroi entraîne un déplacement ainsi qu’une rotation vers le futur bassin. Par rapport à la situa-tion initiale, le pied de la paroi subit une translation de presque 1 cm vers l’aval, la partie inférieure restant assez rigide et sans flexion significative. Les déplacements en tête diminuent (inclinomètre 4 : -1,00 cm environ), mais restent négatifs par rapport à la mesure initiale. La deuxième série de mesures topographiques (nouvelle mesure de zéro suite au déplacement des stations de référence et reprise du suivi) montre une bonne concordance avec ces résul-tats. Cette cinématique de l’ouvrage se traduit aussi dans les efforts mesurés dans les tirants. La tension des tirants du lit supérieur augmente en moyenne à 344 kN du côté paroi moulée et 114 kN du côté palplanches. Pour le lit inférieur, les efforts s’élèvent à 406 kN côté paroi et à 214 kN côté palplanches.

Ces quatre phases représentent les étapes principales de la construction de l’ouvrage. Elles doivent être complétées par le suivi des phases de comportement à long terme de l’ouvrage et de comportement en service sous l’effet de la sollicitation par des conte-neurs, des grues et les mouvements de la marée. 5.6.3. Comparaison avec les études antérieures

5.6.3.1. Port de Calais et Quai d’Osaka (type français)

Deux grands quais ont été instrumentés en France lors de leur construction au début des années 1990. Les deux structures de quais, réalisés en paroi moulée, diffèrent prin-


206

cipalement par leurs méthodes de construction, la profondeur du bassin de 24 m étant la même. Les deux structures sont décrites en détail dans Delattre (1999), Delattre et al. (1999) et Delattre et Mespoulhe (1999).

rideau de palplanches

38 m

0 m

10,50 m

24 m

30 m

13,50 m

4,50 m

sables flandriens

argile de Flandres

remblai

tirants

e = 1,33 m

42 m

rideau de palplanches

38 m

0 m

10,50 m

24 m

30 m

13,50 m

4,50 m

sables flandriens

argile de Flandres

remblai

tirants

e = 1,33 m

42 m 42 m

0 m

argile

limons

graves


23,5 m

27,5 m 28.5 m

35,5 m

36 m

15 m

4,5 m

24 m

3 m

7 m

14,5 m

sables coquilliers

remblai de sable

e = 1,50 m

palplanches

42 m

0 m

argile

limons

graves


23,5 m

27,5 m 28.5 m

35,5 m

36 m

15 m

4,5 m

24 m

3 m

7 m

14,5 m

sables coquilliers

remblai de sable

e = 1,50 m

palplanches

(a) (b) Figure 5.54. Structures de quai similaires.(a) Calais, 1989 - 1991. (b) Le Havre, Quai d’Osaka,

1992 - 1993 Similar quay structures.

À Calais (figure 5.54a), la paroi a une épaisseur de 1,33 m et une hauteur de 38 m, la fiche étant de 14 m en phase finale. Le quai a été réalisé en 4 phases :

• à partir d’une plate-forme établie à 13,50 m sous le niveau final des terre-pleins, construction de la paroi moulée (épaisseur 1,33 m) jusqu’à la profon-deur de 38 m,

• construction de la superstructure en béton armé (niveau 0 à 13,50 m) et réali-sation du rideau d’ancrage,

• mise en place du lit inférieur de tirants, ensuite du remblai et du deuxième lit de tirants. Finition du remblai,

• excavation devant la paroi pour le futur bassin du quai et remontée de la nappe.

Le quai d’Osaka au Havre, quant à lui (figure 5.54b), a une épaisseur de 1,50 m, une hauteur de 36 m et une fiche de 12 m après le dragage du bassin. Le quai a été cons-truit suivant la même technique que le quai de Port 2000. Le tableau 5.7 présente l’instrumentation installée pour les deux structures de quai. Le comportement de la paroi moulée est fortement lié à la méthode de construction. Quoique les structures finales soient analogues, les chemins de contraintes et de dé-formations suivis diffèrent. Dans la suite, le comportement des différents éléments de structure est comparé pour le quai de Calais, le quai d’Osaka et Port 2000.


207

Tableau 5.7. Instrumentation des études antérieures. Monitoring devices of the prior studies.

Instrumentation Port de Calais Quai d’Osaka (Le Havre) Repères topographiques x x Piézomètres x Tubes inclinométriques : - dans la paroi x x - sur le rideau x x - dans le terrain x x Extensomètres à corde vibrante : - dans la paroi x x - aux extrémités des tirants x - le long des tirants x Embases clinométriques x Capteurs de contrainte biaxiaux x

Le comportement de la paroi moulée Lors des premières phases de mesure, le terrain est excavé devant la paroi moulée dans le cas du quai d’Osaka et il est remblayé en arrière dans le cas du Port de Calais. Le résultat n’est pas strictement comparable entre une paroi moulée ancrée de 13,50 m de hauteur libre surmontée par une super-structure (Calais), et une paroi non ancrée de 10,50 m de hauteur libre (Le Havre). Dans le cas du quai à Calais, les tirants ont été installés lors du remblaiement, contrairement au Havre, où la fouille en avant servait principalement à la réalisation de la superstructure, le terrain en amont étant des an-ciens remblais sableux. Lors de ces phases, la paroi au Havre travaille en console, les moments de flexion me-surés à l’aide des extensomètres montant jusqu’à 560 kN.m à la cote -8,00 CMH. Le comportement de la paroi à Calais est assez comparable : compte tenu de la fiche im-portante de la paroi, le comportement est celui d’un rideau encastré avec un moment d’encastrement en partie inférieure. Par ailleurs, on assiste au développement d’un moment sur appui, dans la partie supérieure de la fiche : appui sur le sable sollicité en butée devant l’écran. Avec une valeur atteignant 300 kNm, ces deux types de moments sont plus faibles que ceux qui ont été mesurés au quai d’Osaka. Ceci s’explique par le faite qu’en partie supérieure de l’écran, à Calais, la poussée des remblais est reprise par les tirants d’ancrage. Les déplacements en tête à Calais sont de 20 mm environ, soit de l’ordre de 0,15% de la hauteur libre de l’écran. Au quai d’Osaka, à ce stade là, les mesures du déplacement n’ont pas encore commencé. Avec 0,44%, à Port 2000, le rapport entre le déplacement et la hauteur libre est beaucoup plus prononcé qu’à Calais, la paroi n’étant pas encore retenue par les tirants et travaillant entièrement en console, comme la paroi moulée du quai d’Osaka. La phase suivante de construction des deux quais au Havre, c’est à dire l’excavation en arrière, inverse le sens du déplacement, la paroi travaillant alors toujours en console en


208

profondeur, avec une flexion inversée. En tête, la flexion reste toutefois positive, résul-tat du poids de la poutre de couronnement. Les déplacements négatifs (vers les terre-pleins) qui résultent de cette phase de travuax sont pour le quai d’Osaka de l’ordre de 65 mm (mesures topographiques) et pour Port 2000 de 44 mm (mesures topographiques) et 28 mm respectivement (mesures inclino-métriques). La hauteur libre est de 14,50 m pour le quai d’Osaka et de 17,70 m pour Port 2000. La mise en place des tirants et le remblaiement derrière la paroi ne modifient que très peu la flexion des deux parois au Havre, mais ils font que les déplacements négatifs vers le terrain diminuent. À la fin de ces travaux, les trois murs de quai sont tout à fait analogues du point de vue de la hauteur libre et de la présence de deux nappes de tirants passifs. Pourtant, la ci-nématique est différente : au Port de Calais, le déplacement reste toujours dirigé vers le futur bassin, la paroi étant bien encastrée en profondeur, tandis qu’au Havre, le pied de la paroi a déjà subi un déplacement vers les terre-pleins lors de l’excavation en ar-rière, et les déplacements en tête restent négatifs. Lors de l’excavation devant la paroi, l’encastrement en pied de la paroi à Calais dispa-raît et la paroi commence à fonctionner en butée simple. Les déplacements en tête augmentent pour atteindre 50 mm environ (mesures topographiques), ce qui corres-pond à 0,25% de la hauteur libre. Les efforts de flexion dans la paroi atteignent 1000 kN.m. Enfin, la remontée de la nappe dans le bassin après l’excavation en fond de fouille entraîne une diminution des efforts dans la structure, le poids des sols pous-sant sur la paroi étant réduit sans qu’il apparaissent d’une pression d’eau différentielle significative entre les deux côtés de la paroi. Au quai d’Osaka et aussi à Port 2000, le dragage est fait sous l’eau après la remontée de la nappe. Pour le premier, le dragage mène à un déplacement important vers le bas-sin, de l’ordre de 100 mm (mesures topographiques), c’est à dire 0,42% de la hauteur libre. À Port 2000, la dernière mesure faite deux jours après le dragage au fond du bas-sin montre que l’ensemble de la paroi subi une translation vers le bassin, le pied se déplaçant de presque 10 mm. En tête, les déplacements restent négatifs et de l’ordre de 10 mm (mesures inclinométriques et topographiques). Le point de déplacement nul se trouve environ au niveau du tirant inférieur. Le comportement des tirants À la fin de la phase de remblaiement, à Calais, la répartition des efforts d’ancrage en-tre les deux nappes de tirants est inégale, la nappe inférieure (300 kN en moyenne) étant plus chargée que la nappe supérieure (180 kN en moyenne). Ce dernier résultat met en évidence des forces de poussée plus fortes à la base du remblai qu’en partie supérieure. Au contraire, au quai d’Osaka et à Port 2000, le remblaiement conduit à une mobilisa-tion relativement forte des tirants supérieurs du côté de la paroi moulée, dont la tension atteint un niveau très supérieur à celle de la nappe inférieure. Cette différence de com-portement est clairement liée au phasage de la construction, et au niveau du lit de ti-


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rants inférieur. L’écran de Calais, lors des remblaiements successifs, s’incline progres-sivement vers le bassin. Ainsi, pendant que les tirants inférieurs (installés à un niveau relativement haut) sont déjà sollicités, la paroi se déforme encore librement en sa par-tie supérieure. Enfin, après la mise en place du lit de tirants supérieur, la poussée du terrain n’augmente que peu et en conséquence les tirants de la nappe supérieure sont plus faiblement mobilisés. Dans le cas des parois au Havre, les tirants inférieurs sont inclinés et installés à un ni-veau plus bas, sous le fond de fouille (intermédiaire) aval. Le fait de mettre en place le remblai ne fait donc pas travailler les tirants inférieurs, mais mobilise en butée le ter-rain côté aval, puis les tirants de la nappe supérieure pour les couches supérieures du remblai. À Calais, l’excavation devant la paroi conduit à une augmentation des efforts dans les tirants, et notamment des tirants de la nappe inférieure, ce qui accentue le dé-séquilibre de chargement entre la nappe supérieure et la nappe inférieure. La remontée de la nappe se traduit par une réduction des efforts dans les tirants tant que le différen-tiel des niveaux de nappe reste faible entre l’amont et l’aval. Au Havre, ce phasage est renversé et le dragage se fait sous l’eau après la remontée de la nappe. Les mesures au Port 2000 montrent que la remontée de la nappe fait dimi-nuer fortement les efforts normaux dans les tirants, principalement en partie supérieure de l’écran. Ensuite, le dragage conduit à la pleine mobilisation des deux nappes de ti-rants à un niveau d’effort comparable, un comportement qui est confirmé par les mesu-res au quai d’Osaka.

Le comportement du sol soutenu et du rideau d’ancrage Il n’existe que peu d’informations sur le comportement du sol soutenu et du rideau d’ancrage. À Calais, les inclinomètres implantés au droit du rideau ont relevé des dé-formations qui n’étaient pas interprétables sans mesures supplémentaires. À Port 2000, le suivi du comportement du terrain a débuté trop tard pour être correctement pris en compte pour cette étude. Au quai d’Osaka enfin, la seule estimation fiable déduite des mesures inclinométriques est celle qui concerne le tube inclinométrique intermédiaire dans les terre-pleins, les autres courbes n’étant valables qu’à une rotation et à une translation près. Cette estimation montre que l’excavation devant le quai a conduit à des déplacements horizontaux de l’ordre de 20 mm, vers le bassin, à la surface des terre-pleins. Ces dé-placements en surface résultent de la décompression latérale qui affecte le massif de sol soutenu au cours des dragages, du fait du déplacement de l’écran vers le bassin. Au droit de l’inclinomètre considéré, cette décompression intéresse les sols situés au-dessous de -18,00 CMH (28 m de profondeur) et est à peu près uniforme au-dessus de ce niveau. Six mois après la mise en service du quai, ces déplacements se trouvent amplifiés, le déplacement à la surface du terre-plein étant porté à 40 mm environ. Le schéma de déformation sur la hauteur des sols soutenus reste toutefois inchangé (De-lattre, 1999). Le tableau 5.8 résume les valeurs maximales des résultats des mesures pour les trois quais. Toutes les valeurs sont arrondies.


210

Tableau 5.8. Comparaison des valeurs extrêmes des résultats de mesure des différentes études. Comparison of the maximum measured values of the different studies.

Port de Calais Quai d’Osaka Port 2000 déplacements en tête de la paroi 1)

(a) dragage au fond de fouille ÷ 6 cm (T) ÷

(b) paroi soumise à la marée 10 cm (T) ; 4 cm (I) ÷ 0,7 cm (I) 2) ; 1,2 cm (T)

déplacements en surface des terre-pleins1)

(b) paroi soumise à la marée ÷ ÷ < 0,5 cm (I)3)

(c) après la mise en service ÷ 4 cm (I) ÷

efforts maximaux dans les tirants (côté paroi moulée)

(a) dragage au fond de fouille 300 kN (sup) 600 kN (inf) ÷ ÷

(b) paroi soumise à la marée ÷ 200 kN 430 kN (sup)2) 400 kN (inf)4)

(c) après la mise en service 80 kN (sup) 550 kN (inf)

400 kN (sup) 200 kN (inf) ÷

1) déplacements topographiques (T) – déplacements inclinométriques (I) 2) six semaines après le dragage, à marée haute environ 3) deux jours après le dragage, valeurs susceptibles d’agrandir avec le temps 4) deux jours après le dragage, dernière mesure disponible

5.6.3.2. Quais à Hambourg (type allemand)

La méthode de construction d’un quai du type danois sur un chantier terrestre est mon-trée sur la figure 5.55 suivant l’exemple du Burchardkai à Hambourg (Allemagne). Le principe de ce quai, expliqué déjà brièvement en chapitre 5.3.1, consiste à transmet-tre les charges du quai vers les couches de sol portantes en profondeur, tout en évitant le remplacement total des sols hétérogènes de la période glaciaire qui dominent la géo-logie de surface dans le Nord de l’Allemagne. Dücker (1993) présente les résultats du concours ouvert pour le nouveau quai d’Altenwerder à Hambourg. Il est intéressant d’observer qu’aucune des sept variantes présentées dans l’article ne renonce à la conception d’éléments verticaux ou légère-ment inclinés derrière la paroi servant à la descente des sollicitations dans les sols fer-mes. Cette méthode a une longue tradition en Allemagne et les expériences faites sont suffisamment convaincantes pour que son utilisation perdure (voir aussi Sass, 1990 et Dücker et al, 1996). Le dimensionnement de ce type de quai suit généralement les recommandations alle-mandes, en particulier l’EAU (1996), l’EAB (1994) ou les recommandations locales (Freie und Hansestadt Hamburg, 2001). Pourtant, ces modalités de calcul ne peuvent pas prendre en compte l’interaction complexe de tous les éléments de structure et, en conséquence, plusieurs murs de quai ont été instrumentés ces dernières années.


211

(a) (b)

(c) (d) Figure 5.55. Burchardkai (10), Hamburg,1993 - 1996. Phases de construction. (a) Travaux de

paroi moulée, (b) forage des pieux de fondation, (c) installation de l’ancrage, et (d) superstructure et dragage. (Gattermann, 1998) Burchardkai (10), Hamburg, 1993 - 1996. Construction steps. (a) Diaphragm wall, (b) piled foundation, (c) anchor installation, (d) superstructure and dredging.

L’écran du Burchardkai présenté sur la figure 5.55 consiste en des palplanches, instal-lés dans une tranchée remplie de coulis. La plate-forme en arrière du quai repose sur des pieux inclinés. Cette conception est comparable à celle du O’Swaldkai, qui est présentée sur la figure 5.56. Ce dernier ouvrage consiste en une paroi moulée de 1,20 m d’épaisseur, retenue par un système de pieux en traction. La hauteur libre du O’Swaldkai est de 19 m et celle du Burchardkai de 21,50 m. La fiche du premier est de 8 m et celle du deuxième de 12,40 m.


212

Figure 5.56. O’Swaldkai, Hamburg, 1992 - 1993.(Maybaum, 1996)

La construction des deux quais a été suivie au moyen d’un plan d’instrumentation as-sez complet (Rodatz et al., 1995). Les différents éléments de structure instrumentés sont rapportés dans le tableau 5.9. Les mesures, initiées par les Autorités du Port de Hambourg, ont été suivies et documentées par l’institut de géotechnique de l’Université de Braunschweig (IGB·TUBS).

Tableau 5.9. Instrumentation de deux quais à Hambourg. Monitoring devices of two quay walls in Hamburg.

Instrumentation O’Swaldkai Burchardkai (10) Repères topographiques x x Piézomètres x x Tubes inclinométriques : - dans la paroi x x - dans le terrain x x Jauges de déformation - sur les tirants x x - dans la paroi x Capteurs de contrainte - dans le sol x x - sur la paroi (poussée) x - dans la paroi x Micromètre de forage - dans la paroi x


213

L’observation confirme la fonction « porteuse » de la dalle haute, fondée sur le sys-tème de pieux (voir aussi chapitre 5.3.1). Les charges surfaciques sont complètement transférées dans les couches profondes, un mécanisme qui est notamment confirmé par l’ouverture d’une fissure de plusieurs centimètres entre la dalle et le remblai sous-jacent. Le comportement de l’écran de soutènement : Au O’Swaldkai, le suivi inclinométrique lors du dragage montre que la paroi moulée se déforme de façon analogue à une structure appuyée en tête. Le maximum de la dé-formée (δmax = 2,2 cm) se trouve 6 m en dessus du fond de fouille, les déplacements en tête (δtête = 1,55 cm) étant fortement limités par l’ancrage ainsi que par la superstruc-ture rigide. Pendant toutes les phases de travaux, on n’observe pas de moment d’encastrement en pied : la paroi ne se déforme quasiment pas dans sa partie en fiche. Lors de la variation du niveau du bassin avec la marée, les mesures inclinométriques et celles du micromètre mettent en évidence que la courbure de la paroi ne change pres-que pas. Il apparaît que le seul effet de la marée est une translation de la paroi. Au Burchardkai, la flexion de la paroi mesurée lors du dragage du quai est similaire à celle du O’Swaldkai. L’écran est retenu en tête, le maximum du déplacement (δmax = 4 cm) se trouvant à 8,50 m environ au-dessus du fond du bassin. Le pied de l’écran est supposé fixe, car le recoupement avec les mesures topographiques a confirmé que les déplacements inclinométriques restent proches de zéro en tête de la structure. Les efforts dans les pieux et dans les tirants : Pour le Burchardkai, l’effort maximal observé dans le tirant horizontal en tête de la structure est de 2000 kN (Gattermann, 1998). Le comportement de l’ancrage n’a pas pu être traité de façon satisfaisante par les études présentées. L’instrumentation du nouveau Altenwerderkai, aussi à Hambourg, vise à traiter cette question (Bergs, 2005).

Développement des contraintes dans le sol : Pour les deux études, l'attention principale a été orientée vers la mesure et l’interprétation des contraintes. L’une des observations les plus intéressantes a été ob-tenue en examinant la variation des contraintes en fonction de la marée. Au O’Swaldkai, pendant la marée haute, une surpression hydraulique apparaît du côté du bassin (niveau de la marée supérieur au niveau de la nappe libre derrière la paroi), et, pendant la marée basse, les surpressions sont localisées en arrière de la paroi dans les terre-pleins (niveau de la marée inférieur au niveau de la nappe libre). Les contrain-tes totales mesurées dans le sol dépendent donc des niveaux d’eau en amont et en aval. Une première analyse par le calcul ne considère que l’augmentation du poids volumi-que du sol derrière la paroi, de γ´ à γ lors du rabattement de la nappe libre. En consé-quence, les contraintes effectives sont plus élevées lors de la marée basse que lors de la marée haute. Les mesures (capteurs combinés de contrainte totale et de la pression d’eau de type Glötzl PE/P dans le sol derrière la paroi) montrent par contre que la sollicitation résul-tante reste un peu près constante et que, lors de la marée basse, les contraintes effecti-


214

ves (obtenues par soustraction des pressions d’eau des pressions totales) chutent de façon significative.

Figure 5.57. Changement de sollicitation en fonction de la marée. Maybaum (1996)

Variation of pressure due to tidal range. Afin de mieux décrire l’effet sur la paroi, on compare sur la figure 5.57 les mesures pour les contraintes effectives (ea03), la surpression d’eau (∆u, c’est à dire la diffé-rence de pression entre les côtés amont et aval) et la sollicitation résultante (p 9.15 = ea03 + ∆u) pour une profondeur donnée (-9,15 m). Une surpression hydraulique néga-tive signifie l’orientation de la contrainte de l’aval vers l’amont, correspondant à la situation lors de la marée haute. Il est intéressant de voir que l’ordre de grandeur de la chute de la contrainte effective correspond environ à l’augmentation de la surpression hydraulique pour le même in-tervalle de mesure. En conséquence, la sollicitation sur la paroi reste quasiment cons-tante et égale à 20 kPa. Les mesures de Gattermann (1998) au Burchardkai confirment les observations faites par Maybaum (1996) au O’Swaldkai : contrairement à ce qui avait été indiqué par les études théoriques, les contraintes effectives diminuent lors de la marée basse. Deux explications sont proposées pour cet effet :

• lors de la marée haute, la surpression d’eau du côté bassin entraîne une tran-slation de la paroi vers le terrain et donc une augmentation de la contrainte ef-fective de la valeur active vers une valeur plus forte. Malgré la diminution du poids volumique grâce à la présence d’eau derrière la paroi, les contraintes restent élevées. Ensuite, lors de la marée basse, la croissance théorique des


215

contraintes effectives due à l’augmentation du poids volumique est compen-sée par un recul de la paroi vers le bassin faisant diminuer les contraintes vers les valeurs correspondant à la poussée. En conséquence, la sollicitation sur la paroi reste un peu près constante. Pourtant, cette explication est limitée par le fait que l’instrumentation de plusieurs quais à Hambourg n’a pas montré de mouvement cyclique sensible du quai avec la marée ;

• la sollicitation quasiment constante est fortement influencée par l’intensité de la surpression d’eau et son développement dans le temps. En théorie, on pour-rait attendre un déphasage des variations de pression d’eau de part et d’autre du quai. Dans le cas des deux quais de Hambourg (ce qui a été confirmé par d’autres observations faites sur des quais voisins), les mesures ne confirment pas l’existence d’un tel déphasage rencontré classiquement en hydrologie, mais les niveaux montent et descendent quasiment parallèlement sans décalage temporel significatif.

Il paraît pourtant que ce phénomène est assez spécifique pour les conditions de sol à Hambourg. L’instrumentation du « Container-Terminal III » à Bremerhaven a montré que, pour ce quai là, la descente de la nappe derrière l’écran menait quand même à une augmentation de la contrainte effective (Stahlhut, 2000).

5.6.3.3. Comparaison de la déformation « finale » des différents quais

Afin de pouvoir mieux comparer le comportement des différentes structures de quai présentées ci-dessus, on a tracé leurs courbes de déformation pour la dernière phase de construction sur un même graphique (figure 5.58). La profondeur a été normalisée par rapport à la hauteur libre et la profondeur du fond du bassin et, pour le graphique (b), la déformée a été transformée en valeurs adimensionnelles, toujours relatives au maxi-mum (d’après Maybaum, 1996). Les dates des mesures correspondent aux étapes sui-vantes : Burchardkai : après la mise en service du quai (07/11/1996) O’Swaldkai : dernier résultat d’une série de mesures lors du dragage du quai

(09/1993) Port de Calais : 3 mois après excavation au fond de fouille devant le quai (08/02/1990) Port 2000 : 6 semaines après le dragage au fond du bassin (10/09/2004) Toutes les courbes montrent un sens de déplacement positif, c’est à dire vers le bassin. Les valeurs maximales absolues pour les cinq différents quais sont les suivantes : Bur-chardkai (4,0 cm), O’Swaldkai (2,20 cm), Port de Calais (4,5 cm), Quai d’Osaka (3,30 cm), Port 2000 (3,10 cm).


216

-20

-15

-10

-5

0

5

10

15

20

25

0,0 1,0 2,0 3,0 4,0 5,0

déformation absolue [cm]

prof

onde

ur p

ar r

appo

rt a

u fo

nd d

u ba

ssin

[m]

Burchardkai, Hamburg (D)

O'Swaldkai, Hamburg (D)

Port de Calais (F)

Port 2000, Le Havre (F)

-0,8

-0,6

-0,4

-0,2

0,0

0,2

0,4

0,6

0,8

1,0

0,0 0,2 0,4 0,6 0,8 1,0

déformation relative au maximum [ - ]

prof

onde

ur r

elat

if à

la h

aute

ur li

bre

par

rapp

ort a

u fo

nd d

u ba

ssin

[ - ]

Burchardkai, Hamburg (D)

O'Swaldkai, Hamburg (D)

Port de Calais (F)

Port 2000, Le Havre (F)

(a) (b) Figure 5.58. Déformation absolue (a) et adimensionnelle (b) de quatre quais.

Absolute (a) and non-dimensional (b) deformation of four different quai structures. On observe que la courbure des deux quais français est moins prononcée que celles des quais allemands. Ceci est dû au système d’ancrage assez souple par rapport à la rigidi-té de la paroi et reparti sur la hauteur libre de la paroi – contrairement aux quais alle-mands où l’écran est relativement souple (surtout dans le cas du Burchardkai) par rap-port à la superstructure et ancré simplement en tête. Dans le cas du quai à Calais – par rapport à Port 2000 – joue encore un autre aspect : lors de la mise en place des tirants, la paroi est encore droite car la sollicitation ne dé-bute qu’avec la mise en place du remblai. Les déplacements absolus par contre sont les plus prononcés des quatre quais.

Il est intéressant de noter que, pour les mesures effectuées quelque temps après le dra-gage du quai, les maxima sont localisés bien au-dessus du fond du bassin pour les quais allemands et juste au niveau du fond pour les quais français. Les quatre quais ont par contre en commun une certaine rotation de la paroi autour du pied, sans encastre-ment significatif, ce qui laisse supposer un déplacement supplémentaire du pied plus important que celui mesuré par l’inclinométrie.


217

Chapitre 6 Modélisation en éléments finis du panneau instrumenté 6.1. INTRODUCTION Ce chapitre présente les calculs effectués dans le cadre du projet Port 2000. Une partie des résultats de ces calculs a été publiée par Marten et al. (2004b). La méthode des éléments finis est un outil très général de résolution numérique d’équations aux dérivées partielles, dont l’utilisation en géotechnique, notamment dans le domaine des soutènements, reste limitée dans la pratique. Cette limitation tient no-tamment aux spécificités des problèmes géotechniques : d’une part, le comportement des matériaux naturels est difficile à identifier et, d’autre part, les processus de cons-truction combinent l’apport, l’enlèvement et la variation du poids volumique des maté-riaux, selon un enchaînement complexe. Ces deux facteurs rendent l’emploi de la mé-thode moins immédiat en géotechnique que dans d’autres disciplines. Néanmoins, elle présente l’avantage de fournir un moyen de surmonter les limitations des méthodes traditionnelles : plus précisément, elle permet de prendre en compte des géométries quelconques des couches de terrain, elle ne fait pas d’hypothèse à priori sur la cinéma-tique de l’ouvrage de soutènement, elle permet de représenter les interactions du sou-tènement avec d’autres composants de l’ouvrage ou avec des ouvrages avoisinants (Bourgeois et al., 2004). La simulation de Port 2000 n’est pas conçue comme une étude paramétrique cherchant à reproduire le comportement de la structure en adaptant a posteriori les paramètres de calcul. Elle se propose au contraire de mettre en œuvre l’outil de calcul en utilisant les données qui étaient disponibles pour l’étude préliminaire en bureau d’étude. De cette manière, on pourra identifier les avantages et les inconvénients de la méthode des élé-ments finis par rapport aux méthodes plus classiques. La préparation d’un calcul en éléments finis prend en général beaucoup de temps et demande de préciser des para-mètres souvent difficiles à mesurer. En revanche, une fois que le maillage, le phasage de calcul et les caractéristiques du matériau sont préparés et intégrés dans la base de

Chapitre 6. Modélisation en éléments finis du panneau instrumenté __________________________________________________________________________________________

218

données du logiciel, le calcul de différentes variantes permet de discuter relativement simplement l’influence des paramètres. Les calculs présentés ne sont pas strictement prédicatifs : les premiers ont été effectués alors qu’un certain nombre de mesures étaient disponibles. Cela a permis notamment de prendre en compte dans le calcul les niveaux de nappe mesurés, ce qui élimine par-tiellement une des incertitudes dans le modèle, et de définir les étapes de calcul en fonction de la situation réelle du chantier aux dates où ont été effectuées les premières mesures. En revanche, les dernières phases ont été simulées avant les travaux et les mesures correspondantes, en adoptant les hypothèses du projet. 6.2. LE MODULE DE CALCUL « CSNL » La simulation numérique pour Port 2000 a été réalisée au moyen du module CSNL du progiciel CESAR-LCPC : il s'agit d'un module en développement destiné à la résolu-tion couplée des problèmes de consolidation pour des matériaux dont le comportement est non linéaire. Ce module en développement qui n’est pas encore disponible pour les utilisateurs extérieurs au LCPC. Il permet la prise en compte du couplage hydroméca-nique et est ainsi d’un intérêt particulier pour la modélisation d’ouvrages soumis aux mouvements de la nappe phréatique comme le mur de quai au Port 2000. Lors d’une analyse couplée, la pression interstitielle s’ajoute aux autres inconnues principales du problème, les déplacements. En appliquant la loi de comportement élas-tique parfaitement plastique de Mohr-Coulomb, 12 paramètres sont à définir :

• γ´ : poids volumique déjaugé (ou, en l’absence d’eau, γd le poids volumique du sol sec),

• E : module d’Young, • ν : coefficient de Poisson, • c´ : cohésion effective, • ϕ´ : angle de frottement effectif, • ψ : angle de dilatance, • γeau : poids volumique de l’eau • n : porosité, • S : coefficient d’emmagasinement, • kxx, kyy, kxz : coefficients du tenseur de perméabilité.

L’étendue du jeu de données laisse deviner la difficulté de la mise en œuvre d’un cal-cul couplé. 6.3. MODÉLISATION NUMÉRIQUE DE L’OUVRAGE Le modèle numérique a été configuré de façon à représenter le mieux possible toutes les phases de la construction ainsi que les variations de la nappe phréatique et les par-ticularités géométriques et géotechniques de Port 2000.


219

6.3.1. Géométrie et maillage Les calculs ont été réalisés en configuration bidimensionnelle pour une hauteur totale du terrain de 49,35 m (adaptée à la profondeur des tubes inclinométriques profonds scellés dans le substratum) et une longueur totale de 200 m, dont 70 m devant et 130 m derrière la paroi. Dans le but de ne pas trop compliquer la modélisation, on a adopté différents compro-mis pour ce qui concerne la géométrie des couches, la position des niveaux des rabat-tements en amont et en aval, ainsi que la position des lits de tirants. La figure 6.1 mon-tre les contours du modèle.

-31,0

-29,5

-26,5-24,8

-17,0

-8,0

-5,0-2,5

+8,7

-7,5

+0,5+3,0

-1,0remblais

130 m70 m1 : 1 +1,1

+5,0

+10,2

-15,5

-7,5

-39,15 CMH

+6,5

1 : 2

argiles de Villerville

gravessilts inférieurs

sables très denses


sables inférieurs

sables supérieurs

0,0 dépôts récents

+6,5nouveaux remblais

-31,0

-29,5

-26,5-24,8

-17,0

-8,0

-5,0-2,5

+8,7

-7,5

+0,5+3,0

-1,0remblais

130 m70 m1 : 1 +1,1

+5,0

+10,2

-15,5

-7,5

-39,15 CMH

+6,5

1 : 2

argiles de Villerville

gravessilts inférieurs

sables très denses


sables inférieurs

sables supérieurs

0,0 dépôts récents

+6,5nouveaux remblais

Figure 6.1. Contours du modèle numérique. Les cotes sont exprimés en mètres CMH 14.

Outline of the numerical model. The elevations are indicated in meters CMH. Les modifications principales par rapport aux cotes réelles de l’exécution concernent les fixations des tirants du côté du rideau de palplanches. L’une des contraintes de la modélisation numérique est qu’une couche de sol ou le toit de la nappe phréatique ne doivent pas être coupés par un tirant, sous peine de compliquer inutilement la constitu-tion du maillage. En pratique donc la fixation arrière du tirant supérieur est située à la cote -1,00 CMH au lieu de -1,80 CMH, et elle correspond au toit des dépôts récents qui est situé en réalité à la cote 0,00 CMH. Afin de ne pas trop réduire l’épaisseur de la couche de dépôts récents, le toit des sables supérieurs a été descendu de la cote réelle -2,00 CMH à la cote -2,50 CMH dans le modèle. La fixation du tirant inférieur n’a pas été modifiée de façon significative, elle se trouve à la cote -5,00 CMH au lieu de -5,20 CMH.

14 CMH = cotes des Cartes Marines du Havre


220

Par ailleurs, les cotes et épaisseurs des couches profondes (silts, graves, toit des argiles marneuses) ont été adaptées aux relevés de sondages que l’on a obtenus lors du forage des piézomètres à une distance inférieure à 50 cm devant la paroi. Ces cotes ne corres-pondent donc pas aux cotes utilisés par l’entreprise pour les calculs de dimensionne-ment 15.

Figure 6.2. Détail du maillage en élément finis. Phase de calcul 7, après la mise en place des

tirants et du remblai. Detail of the finite element mesh. Calculation step 7, after installing the anchors and the first part of the backfill.

Le maillage, dont une partie agrandie est représentée sur la figure 6.2, est constitué de 7005 triangles à six nœuds (T6), 524 quadrilatères à 8 nœuds (Q8) et 256 éléments de relation linéaire (RL) assurant la continuité des déplacements de part et d’autre des tirants. Il compte au total 7529 éléments et 15766 nœuds. La complexité du phasage des travaux et la diversité des natures d’opérations nécessite de définir 48 groupes d’éléments, dont 4 groupes sont introduits pour traiter l’interface entre les tirants et le sol. Pour l’enchaînement des calculs, il faut prévoir trois variantes du maillage, qui sont activées l’une après l’autre :

• un premier maillage sans relations linéaires (RL), à utiliser avant la mise en place des tirants (les éléments des tirants sont alors encore définis comme ‘sol’) ;

• un deuxième maillage dans lequel les relations linéaires sont activées pour le lit inférieur de tirants ;

15 (Solétanche-Bachy, 2001) : sables denses de -17 à -24 CMH ; silts inférieurs jusqu’à -28 CMH ; argiles de Villerville à partir de -30 CMH


221

• un troisième maillage dans lequel les relations linéaires sont activées pour les deux lits de tirants.

6.3.2. Conditions aux limites Sur les bords latéraux, le déplacement normal est nul et le cisaillement est nul (condi-tion de type « contact lisse ») tandis que, pour le bord inférieur, les valeurs des deux composantes du déplacement sont imposées nulles (condition de type « appuis fixes »). Les conditions aux limites hydrauliques consistent à imposer la charge sur le toit de la nappe et sur une partie des limites verticales. Elles varient d’un calcul à l’autre selon que la nappe est rabattue ou remonte lors de la phase de travaux étudiée. Ce dernier point est présenté en détail en 6.3.6. 6.3.3. Caractéristiques géotechniques du terrain La lithologie figurant dans l’étude de reconnaissance de sols a été adaptée pour le cal-cul numérique, de manière à réaliser une modélisation aussi détaillée que possible. Les caractéristiques géotechniques obtenues lors de la campagne de reconnaissance des sols ont déjà été présentées dans le chapitre précédent. Le tableau 6.1 présente les va-leurs des caractéristiques retenues pour le calcul par éléments finis. Tableau 6.1. Caractéristiques géotechniques utilisées dans le modèle.

Geotechnical soil parameters used for the model. sol γ E ν c´ ϕ´ ψ n k MN/m³ MPa - MPa degrés degrés - m/s remblais nouveaux 0,0195 34 0,3 0 35 8 0,4 10-4 remblais hydrauliques 0,0180 16 0,3 0 33 8 0,5 10-4 dépôts récents 0,0160 9 0,35 0 20 5 0,6 10-7 sables supérieurs 0,0190 61 0,3 0 37 8 0,4 10-4 sables inférieurs 0,0170 14 0,3 0 29 5 0,6 10-4 sables inférieurs denses 0,0200 36 0,3 0 35 8 0,4 10-4 sables très denses 0,0215 104 0,3 0 39 8 0,2 10-4 silts inférieurs 0,0170 25 0,3 0 29 5 0,6 10-7 graves de fond 0,0220 120 0,25 0 40 8 0,3 10-4 argiles de Villerville 0,0200 300 0,3 100 15 5 0,4 10-9 Le poids volumique, la cohésion drainée ainsi que l’angle de frottement effectif sont identiques aux valeurs indiquées dans le rapport de sols. Les caractéristiques élastiques sont évaluées à partir des résultats d’essais pressiomé-triques réalisés sur le site. En se servant de la corrélation entre les résultats de l’essai pressiométrique et de l’essai oedométrique proposée par Ménard (Amar et al., 1991, d’après Ménard & Rousseau, 1962),

α= M

oedEE équation 6.1

et de la relation entre le module œdométrique et le module d’Young


222

( )

( )( )ν−ν+ν−

=211

1EEoed , équation 6.2

on obtient

)1(

)21)(1(EE M

ν−⋅αν−ν+⋅

= . équation 6.3

Pour les sols sableux, on retient une valeur de α = 0,33 ; pour les graves une valeur de α = 0,25 et pour les sols plutôt mous (dépôts récents et limons inférieurs) une valeur de α = 0,66. Le coefficient de Poisson est compris entre 0,25 (graves) et 0,35 (dépôts récents). En ce qui concerne les argiles de Villerville, la démarche indiquée ci-dessus tend à sous-estimer le module d’Young, ce qui aggraverait l’effet classique du soulèvement du fond de fouille, largement exagéré dans les calculs par éléments finis conduits avec un module élastique constant. Les déplacements verticaux calculés dépendent à la fois du module de la couche profonde et de l’épaisseur prise en compte dans le maillage, de sorte que l’on cerne encore mal la fiabilité de l’estimation des déplacements verticaux dans les calculs de soutènements. D’un point de vue pratique, le meilleur compromis est de ne pas mailler trop profond et d’attribuer des modules élevés aux couches si-tuées en profondeur sous la zone excavée. En conséquence, on adopte ici une valeur de E = 300 MPa, sur la base de propositions par Delattre (1999). Ce problème est lié à l’utilisation d’un module élastique constant avec la profondeur, ce qui conduit à penser que le développement de lois de comportement incluant une loi élastique simple mais non-linéaire devrait améliorer très significativement les perfor-mances et la fiabilité de ce type de calculs (Bourgeois et al., 2004). L’angle de dilatance ψ est déterminé à partir des résultats des essais triaxiaux pour les remblais hydrauliques ainsi que pour les silts inférieurs. Par manque d’informations plus détaillées, on adopte une valeur de ψ = 8 degrés pour les sols sableux présentant un angle frottement interne ϕ´ > 30 degrés, et une valeur de ψ = 5 degrés pour les sols présentant un angle frottement ϕ´ < 30 degrés. Ces deux valeurs sont de l’ordre de grandeur des valeurs mesurées.

La porosité n joue entre autres un rôle important lors des mouvements de nappe et donc des changements des poids volumiques des sols. Pour un degré de saturation de Sr = 1, on détermine n au moyen de la formule

sw

srnγ−γγ−γ

= ,

où γs désigne le poids volumique de la phase solide, γr le poids volumique du sol saturé et γw le poids de l’eau. La valeur adoptée ici pour γs est de 26 kN/m³. En conséquence, n varie avec γr, et le plus grand est γr (supposant une densité importante), le plus petit devient n.


223

L’un des paramètres essentiels pour le calcul d’un modèle couplé est le coefficient de perméabilité k du sol. En pratique, ce paramètre est rarement déterminé pour toutes les couches lors la reconnaissance des sols. En s’appuyant sur les quelques essais de pom-page faits pour le projet Port 2000, les valeurs utilisées pour la modélisation sont ap-proximatives et on compte plutôt sur leurs différences relatives que sur leurs valeurs « réelles ». Pour l’étude numérique, et compte tenu du peu d’informations disponibles, on prend kv = kh. Pour les sols sableux, on adopte une valeur de 10-4 m/s pour le coef-ficient de perméabilité kv, et pour les sols limoneux 10-7 m/s. Les argiles de Villerville sont considérées comme quasiment imperméables avec un coefficient de perméabilité de 10-9 m/s. Le module CSNL demande par ailleurs un coefficient d’emmagasinement, que l’on peut prendre égal, pour une sol saturé, à n/kw , où kw est le module de compression d’eau. Avec kw = 2000 MPa et une porosité moyenne de n = 0,4 environ, on obtient

14

w

MPa10.2kn −−= .

Le coefficient de poussée des terres au repos K0 retenu pour les calculs est de 0,5 pour tous les sols. 6.3.4. Caractéristiques mécaniques des éléments de structure La paroi moulée, le rideau de palplanches ainsi que les tirants sont modélisés par des éléments de massif dont le comportement est supposé élastique linéaire. Le contact entre la paroi et le sol est considéré comme adhérent dans le calcul. Les propriétés adoptées pour la modélisation du comportement du sol et des éléments de structure sont récapitulées dans le tableau 6.2. Tableau 6.2. Récapitulation des caractéristiques des éléments de structure

Summary of the mechanical properties of the structural elements. élément de structure γ E ν c´ ϕ´ ψ n k MN/m³ MPa - MPa degrés degrés - béton paroi moulée 0,0250 20000 0,2 - - - 0,1 10-9 béton superstructure 0,0250 30000 0,2 - - - 0,1 10-9 palplanches d’ancrage 0,0785 52700 0,3 - - - 0,1 10-9 tirants 0,0785 8800 0,3 - - - 0,1 10-9 interface des tirants 0,0195 34 0,3 0,01 0 0 0,4 10-4 La paroi est maillée en respectant son épaisseur réelle. Le module d’élasticité considé-ré pour le béton de la paroi moulée est un module moyen entre le module instantané estimé par la formule : 3

2811000 ci fE = et le module différé estimé par : Ed = Ei/3. Le béton utilisé pour la paroi moulée est un B30. Les modules ont été calculés avec une résistance de ƒc28 prise égale à 21 MPa, pour tenir compte du mode d’exécution des bétons coulés dans le sol (Solétanche-Bachy, 2001). Le module d’Young retenu pour


224

les calculs est de 20000 MPa. Pour la superstructure (poutre de couronnement et mas-que d’accostage), on adopte un module d’Young de 30000 MPa. On respecte dans le modèle la géométrie réelle de la paroi. En revanche, la géométrie des rideaux des palplanches n’est pas respectée. On attribue aux éléments corres-pondants un module équivalent choisi de telle sorte que la rigidité en flexion du rideau modélisé soit égal à la rigidité EI du rideau réel. Pour les palplanches PU25, (EI)réel est égal à 118,6 MNm²/m. Prenant en compte une épaisseur de 0,3 m pour les palplanches dans le modèle, on obtient un Eéquivalent de 52700 MPa. (NB : on rappelle que (EI)équivalent = Eéquivalenth3/12, où h est l’épaisseur du rideau dans le modèle). Les lits de tirants d’ancrage sont modélisés par deux plaques « équivalentes » aux ti-rants (ces derniers sont discontinus dans la direction perpendiculaire au maillage). Pour faciliter la construction du maillage, on donne une épaisseur fictive à la plaque équivalente de φéquivalente = 10 cm. Ses caractéristiques sont déterminées en considérant uniquement l’égalité entre les rigidités en traction (EA)réel = (EA)équivalent (suivant les conclusions d’Unterreiner, 1994). Le module élastique équivalent est donné par :

tirant

2tirant

teéquivalentéquivalent E

4e1E φπ

φ= ,

où Etirant désigne le module d’élasticité de l’acier des tirants (210000 MPa), φtirant le diamètre du tirant (8 cm), et et l’espacement entre les tirants (1,20 m). On obtient une valeur de Eéquivalent égale à 8800 MPa. Des éléments particuliers assurent la continuité des déplacements de part et d’autre de la plaque équivalente. L’interface sol-tirant est modélisée par une couche d'éléments de faible épaisseur, auxquels on associe une résistance définie par une cohésion don-née cinterface par le frottement mobilisable équivalent qs, équivalent

st

tirantéquivalent,serfaceint q

e2qc φπ

== ,

où qs désigne le frottement mobilisable le long du tirant, φ son diamètre et et l'espace-ment entre deux tirants du même lit le long du quai. L’épaisseur de cette couche d’interface est de 0,2 m des deux côtés de chaque tirant. La continuité du sol de part et d’autre de la plaque équivalente est assurée au moyen d’éléments de relation linéaire (famille 9 de CESAR-LCPC). Ces éléments relient les nœuds opposés dans le sol, de part et d’autre de deux couches d’éléments d’interface afin d’imposer les mêmes déplacements à ces nœuds. Les éléments de relation linéaire sont introduits dans le calcul à l’aide d’un maillage modifié après la mise en place du lit de tirants inférieur (cf. chapitres 6.3.1 et 6.3.5). La modélisation de tirants d’ancrage d’un mur de quai à l’aide d’une plaque équiva-lente est décrit en détail par Nguyen (2003).


225

plaque équivalente

éléments de massif

éléments d'interface

éléments relation linéaire

éléments relation linéaire

Figure 6.3. Éléments de relation linéaire. Linear relation elements.

6.3.5. Prise en compte du phasage de la construction La modélisation numérique a été préparée alors que la deuxième étape de construction de l’ouvrage était en cours de réalisation, voir chapitre 5.2.6, figure 5.7 (terrassements derrière la paroi). En conséquence, on a pu définir les phases de calcul de telle manière qu’elles correspondent aux situations de travaux observées lors des mesures inclino-métriques. Au total, 10 phases de calcul ont été étudiées, dont six pour lesquelles exis-taient des mesures à l’heure de la modélisation. Les autres phases de calcul ont un ca-ractère prédictif. Le tableau 6.3 résume les conditions de ces calculs. Tableau 6.3. Récapitulatif des phases de calcul, des mesures inclinométriques et des cotes du terrain

et de la nappe. Les valeurs en italiques sont estimées. Overview over calculation steps, inclinometer measurements and soil- and water table levels. Values in italics are hypothesis.

phase de calcul inclinomètre cote du terrain

en mètres (CMH) cote de la nappe phréatique

en mètres (CMH) mesure n° (date) bassin terre-pleins bassin terre-pleins

0 0 (28/04/03) +8,70 +8,70 +6,50 +6,50 1 1 (01/07/03) +8,70 +8,70 0,00 +3,00 2 2 (28/07/03) +5,00 +8,70 -5,00 -1,00 3 3 (12/09/03) +1,50 +8,70 -5,00 -1,00 4 4 (09/10/03) 0,00 +8,70 -5,00 -5,00 5 7 (15/12/03) 0,00 +8,70 -5,00 -5,00 6 11 (25/03/03) 0,00 -7,50 -5,00 -8,00

6A - 0,00 -7,50 -2,50 -8,00 7 - 0,00 +3,00 -2,50 -8,00 8 - 0,00 +10,20 -2,50 -8,00 9 - -15,50 +10,20 0,00 -8,00

10 - -15,50 +10,20 +8,70 +6,50 8A - 0,00 +10,20 0,00 -1,00 9A - -15,50 +10,20 0,00 -1,00

10A - -15,50 +10,20 +8,70 +6,50


226

La remontée progressive de la nappe est modélisée par les phases 6A, 8A et 10A. Alors que la phase 6A donne des résultats assez satisfaisants, des problèmes rencontrés lors du calcul de la phase 8A ont conduit au choix de continuer les calculs après la phase 7 sans remontée de la nappe phréatique arrière (phase 8 et 9), et de modéliser les mouvements d’eau seulement en phase 10. Dans la simulation effectuée avec CESAR-LCPC, ces phases de calcul sont modéli-sées de la manière suivante :

• La phase zéro de calcul a pour but d’initialiser les contraintes et les pressions ré-gnant dans le massif avant toutes opérations de travaux. Cette étape a été réalisée à l’aide de l’option SIG du module CHAR et de l’option INP du module CSNL. Dans l’option SIG sont indiqués le poids volumique effectif γ´ et le coefficient de pression des terres au repos K0. L’option INP résume, groupe par groupe, les pressions interstitielles initiales en fonction de la cote dans le modèle.

• La 1ère phase de calcul modélise un premier rabattement de la nappe devant et derrière la paroi en imposant des conditions aux limites hydrauliques adéquates à la surface libre. Le changement du poids volumique du sol au-dessous et au-dessus de la nappe est pris en compte avec l’option POI du module CHAR (voir aussi chapitre 6.3.6).

• La 2ème phase de calcul comprend une première étape de terrassement devant la paroi, accompagnée par la poursuite du rabattement de la nappe phréatique. L’excavation est simulée par l’option LAM du module CHAR.

• Les phases 3 et 4 modélisent l’avancement du terrassement aval jusqu’au fond de la fouille à la cote 0 CMH. De plus, lors de la phase 4, les niveaux de la nappe amont et aval sont équilibrés à la cote -5,00 CMH.

• La phase 5 simule la construction de la superstructure en activant son poids vo-lumique et son module d’Young à l’aide de l’option POI.

• En phase 6, le terrain derrière la paroi est terrassé jusqu’au fond de fouille amont à la cote -7,50 CMH, avec un rabattement de la nappe à la cote -8,00 CMH. À nouveau, ces opérations sont modélisées au moyen des options LAM et POI, ain-si que par une modification des conditions aux limites.

• La phase 6A est une phase supplémentaire qui tient compte d’une remontée de la nappe aval. Cette phase a été modélisée parallèlement à l’exécution des travaux. Lors de cette phase, les résultats des mesures piézométriques n’étaient pas sans ambiguïté, mais indiquaient plutôt une remontée aval.

• La mise en place du lit inférieur de tirants, du rideau de palplanches et de la pre-mière partie du remblai jusqu’à la cote +3,00 CMH est simulée par la phase 7. Lors de cette phase sont « activés » les éléments de relation linéaire (RL) en in-troduisant un nouveau maillage. Dans un calcul de test, la mise en place du rem-blai a été modélisée en trois étapes séparées.

• La 8ème phase simule la mise en place du lit supérieur de tirants ainsi que de la deuxième étape de remblaiement derrière la paroi jusqu’à la cote +10,20 CMH. Afin de pouvoir activer les RL pour le lit de tirants supérieur, on utilise un troi-sième maillage.


227

• Lors de la phase 9, le bassin devant le quai est dragué jusqu’à sa profondeur fi-nale de 15,50 CMH. La surface libre de l’eau est remontée au niveau approxima-tif de la marée basse. Le dragage sous l’eau est effectué à l’aide de l’option LAM à partir de la lecture du fichier de résultats de l’étape précédente. Nguyen (2003) a introduit dans CESAR-LCPC la possibilité de stocker dans le fichier de résul-tats des contraintes effectives et des pressions d’eau (KSRE = 2 du module SRE) au lieu des pressions totales et de la charge hydraulique (KSRE = 1). En phase 9, pour le calcul des forces de déconfinement, ont été utilisés les résultats du champ de contraintes effectives de la phase 8. L’augmentation de la pression hydrauli-que due à la remontée de la nappe ∆h est prise en compte avec les options PHS (pression hydrostatique sur la partie immergée de la paroi entre les cotes 0 CMH et -2,50 CMH) et PUR (pression constante de ∆h·γw sur la partie immergée de la paroi en dessous de la cote -2,50 CMH et sur le fond du bassin) dans le module CHAR.

• En phase 10, la paroi est soumise à la marée haute et à la remontée de la nappe amont. La marée haute est simulée à l’aide des options PHS et PUR décrites ci-dessus.

6.3.6. Prise en compte des variations de nappe Les niveaux des nappes retenus pour les différentes phases de calcul sont évalués d’une part à l’aide des résultats du suivi piézométrique pour les phases de construction déjà réalisées et, d’autre part, sur la base des mouvements de nappe prévus pour les phases « futures » par rapport au moment où les calculs ont été menés. Les conditions hydrauliques sont caractérisées par deux nappes séparées par la couche des silts inférieurs : la nappe inférieure dans les graves suit le battement de la marée, et la nappe dans les sables est gérée par un système de puits et rabattue au fur et à mesure du terrassement. Dans les calculs, la nappe dans les graves est supposée inchangée à la cote +6,50 CMH. Le battement de la marée n’est pas pris en compte. Cette hypothèse permet de simplifier les calculs. Le toit de la nappe dans les sables par contre est variable et asso-cié aux opérations de travaux. Les graphiques de la figure 6.4 illustrent les conditions aux limites hydrauliques pour toutes les phases du calcul. Ces conditions sont définies à l’aide de l’option IMP du module CHAR. Un mouvement de la nappe est alors pris en compte en appliquant un changement de la charge hydraulique :

• dans le cas d’un rabattement, un incrément de charge négatif est appliqué sur le niveau du nouveau toit de la nappe (phases 1, 2, 4 et 6) ;

• dans le cas d’une remontée, un incrément de charge positif est appliqué sur le niveau du toit de la nappe de la phase précédente (phases 6A et 8A ; 10 et 10A en amont) ;

• dans le cas d’une remontée de l’eau libre, un incrément de charge positif est appliqué sur le fond du bassin (phases 9, 10 et 10A en aval).


228

Les variations de la charge se réfèrent à l’état initial qui est donné par l’option INP du module CSNL lors de la phase 0. Dans chacune des figures, les « zéros » des deux li-gnes inférieures traduisent la charge constante à la cote +6,50 CMH de la nappe infé-rieure dans les graves. Comme déjà indiqué, cette charge ne varie pas. Dans le cas d’un mouvement de l’eau libre (la marée par exemple), les charges doivent être appliquées sur le fond du bassin (et non sur le toit de la nappe de la phase précé-dente), car les parties du maillage en dehors du matériau solide ayant un module E = 0 ne sont pas prises en compte dans le calcul. Une marée haute à la cote +8,70 CMH par rapport à une marée basse à la cote 0 CMH (∆h = 8,70m) se traduit alors par une charge de ∆charge = +8,70 sur le fond du bassin.

phase 0

0 0

bassin

paroi moulée

+6,5CMH

0 0

0 0

phase 0

0 0

bassin

paroi moulée

+6,5CMH

phase 0

0 0

bassin

paroi moulée

+6,5CMH

0 0

0 0

0 0

0 0

0 0-3,5

-6,5

phase 1

+3,0CMH

0 0

0 0

0,0CMH

0 0-3,5

-6,5

phase 1

+3,0CMH

0 0

0 0

0 0-3,5

-6,5

phase 1

+3,0CMH

0 0

0 0

0 0

0 0

0,0CMH

0 0

0 0

phase 2

00

-4-5-5,0

CMH

-1,0CMH

0 0

0 0

0 0

0 0

phase 2

00

-4-5-5,0

CMH

-1,0CMH

0 0

0 0

phase 3

00

0 0

0 0

0 0

0 0

phase 3

00

0 0

0 0

phase 4

00

-4 -5,0CMH

0 0

0 0

0 0

0 0

phase 4

00

-4 -5,0CMH

0 0

0 0

phase 5

0 0

0 0

0 0

0 0

0 0

phase 5

0 0

0 0

0 0

phase 6

0-3

0-8,0CMH

0 0

0 0

0 0

0 0

phase 6

0-3

0-8,0CMH

0 0

0 0

phase 6A

0+2,5 0

-2,5CMH

0 0

0 0

0 0

0 0

phase 6A

0+2,5 0

-2,5CMH

0 0

0 0

phase 7

00

0 0

0 0

0 0

0 0

phase 7

00

phase 8

00

0 0

0 0

-2,5CMH

phase 8

00

0 0

0 0

phase 8

00

phase 8

00

0 0

0 0

0 0

0 0

-2,5CMH

0 0

0 0

phase 9

0

0,0CMH

+2,5-15,5CMH

0 0

0 0

0 0

0 0

phase 9

0

0,0CMH

+2,5-15,5CMH

0 0

0 0

phase 10

+14,5

0+8,7CMH

+6,5CMH

-15,5CMH

+8,7

0 0

0 0

0 0

0 0

phase 10

+14,5

0+8,7CMH

+6,5CMH

-15,5CMH

+8,7

-1,0CMH

phase 8A

+2,50,0

CMH0

+7,0

0

0 0

0 0

-1,0CMH

phase 8A

+2,50,0

CMH0

+7,0

0

0 0

0 0

phase 8A

+2,50,0

CMH0

+7,0

0

0 0

0 00 0

0 0

0 0

phase 9A

00

0 0

0 0

0 0

0 0

phase 9A

00

0 0

0 0

phase 10A

+7,5

0+8,7CMH

+6,5CMH

+8,7-15,5 CMH

0 0

0 0

0 0

0 0

phase 10A

+7,5

0+8,7CMH

+6,5CMH

+8,7-15,5 CMH

Figure 6.4. Conditions aux limites hydrauliques pour les différentes phases de calcul. Hydraulic boundary conditions for the different calculation steps.


229

À part le changement des conditions aux limites hydrauliques, les variations de la nappe se traduisent par un changement du poids volumique dans le module ELEM et par l’activation de ce changement à l’aide de l’option POI du module CHAR. Ce changement du poids volumique est directement lié à la porosité du matériau. Pour les sols saturés situés au-dessous de la nappe, le poids volumique est de γr = γsec + γwn, où γr désigne le poids volumique du sol saturé, γsec le poids volumique du sol sec, γw le poids volumique de l’eau et n la porosité. Le poids volumique du sol sec est déterminé avec γsec = γs (1–n), γs désignant le poids volumique de la phase solide. Ce dernier poids volumique est appliqué pour les sols au-dessus de la nappe. Chaque phase de calcul s’appuie sur le dernier pas de calcul de la phase précédente. Dans notre cas, pour les phases concernées, les contraintes totales et les charges hy-drauliques (KSRE = 1) sont stockées. Pour modéliser des mouvements de la nappe, on donne dans le module ELEM uniquement les changements du poids volumique total, ce qui veut dire ±∆γ = ± (γr – γsec) = ± γwn. Dans le cas d’un rabattement, la différence est négative et, dans le cas d’une remontée, elle est positive (note sur le fonctionne-ment du logiciel : lors de la phase de rabattement, le poids volumique de l’eau γw doit rester inchangé dans le jeu de données). C’est seulement dans la phase suivante que l’on applique γw = 0. Lors de la remontée de la nappe par contre, le poids volumique de l’eau est directement modifié. 6.3.7. Autres données importantes Deux autres facteurs ont une influence sur le bon déroulement des calculs avec CE-SAR-LCPC et le module CSNL en particulier. D’une part, le critère de convergence détermine l’exactitude avec laquelle les résultats sont calculés. Pour l’étude de Port 2000, la tolérance est de 0,001 pour les six premières phases des calculs. Des problè-mes lors de la phase 7 (tirants et réalisation du remblai) ont mené à augmenter cette tolérance à 0,01. D’autre part, la précision des calculs couplés dépend du choix de l’intervalle de temps. Pour nos calculs, nous avons utilisé les mêmes pas de temps que pour l’étude du Quai d’Osaka et du Port de Calais (Nguyen, 2003, suivant Nasri et Magnan, 1997) : 30, 60, 300, 450, 900, 1800 et 5 x 3600 s. 6.4. LE DÉROULEMENT DES CALCULS : PROBLEMES ET SOLUTIONS Pour le modèle de Mohr-Coulomb utilisé, les calculs se sont déroulés sans problème particulier jusqu’à la phase 6A incluse. 6.4.1. Stabilité du processus de convergence Les premières difficultés ont été rencontrées en phase 7, qui a montré des déplace-ments importants vers le terrain, de l’ordre d’une quinzaine de centimètres (pourtant, cette phase simule la mise en place des tirants et d’une première partie du remblai, on pourrait donc attendre un recul de la paroi vers le bassin, même si les déplacements absolus restent négatifs). Plusieurs facteurs ont été identifiés comme origine possible de ces irrégularités, notamment le fait de mettre en place le remblai en une seule fois. Dans un calcul supplémentaire, on a essayé d’améliorer le résultat en modélisant le


230

remblaiement par une série de trois calculs successifs. Le résultat de ces calculs, tous menés avec un critère de convergence de 0,001, était satisfaisant, les déplacements étaient inférieurs au centimètre (vers le terrain) ce qui était considéré comme raisonna-ble. Pourtant, la modélisation du remblai en trois étapes demande un travail supplé-mentaire important, à cause de la complexité du maillage, des conditions aux limites et de la définition des matériaux. Il est donc souhaitable de réussir à modéliser le remblai en une seule fois. Dans un deuxième temps, on a repris le calcul de la simulation du remblaiement en une seule fois, en augmentant le critère de convergence à 0,01. Ce calcul a donné des résultats du même ordre de grandeur que la série de calcul en 3 éta-pes. Bien que la suite des calculs ait été effectuée avec une tolérance de 0,01, le problème des déplacements trop importants vers le terrain s’est aggravé lors de la phase 8. Cette phase, contrairement à la phase 7, combinait initialement la mise en place du lit de ti-rant supérieur et du remblai avec une remontée de la nappe (donc 8 et 8A). Cette fois, la simulation de la mise en place en trois étapes n’améliorait pas les résultats (qui étaient de l’ordre de grandeur de 24 cm vers le terrain), et une augmentation supplé-mentaire de la tolérance ne pouvait plus être envisagée. Comme les difficultés rencontrées semblent être liées au processus de convergence, l’approche suivante consistait en l’augmentation des pas de temps du module CSNL. Ces calculs ont conduit à des déplacements plus faibles de l’ordre de grandeur de 8 cm vers le bassin. Au lieu de six pas de temps progressifs (30, 60, 300, 450 et 900 s) sui-vis par cinq pas égaux à 3600 s, on a défini 11 intervalles égaux de 3600 s. Pour ces calculs, il est intéressant de tracer le développement des déplacements en fonction des pas de temps (figure 6.5) pour les pas de temps n°1, 2, 4, 6, 8, 10 et 11. Sur la partie (a) de la figure, on observe une oscillation importante des déplacements lors des premiers pas de temps, avant que la courbe se stabilise autour de 24 cm en tête (carrés pleins). La partie (b) montre les résultats pour le calcul à pas constants. On note que les oscillations sont nettement moins importantes et que les déplacements en tête se stabilisent autour de 8 cm vers le terrain. Ce résultat montre l’influence déterminante du choix du pas de temps et de la tolérance sur les résultats des calculs couplés. Il semble indiquer que l’algorithme utilisé peut conduire à des déformations plastiques excessives dans certains cas. Sans chercher à donner une explication précise des oscillations observées, on peut signaler qu’il n’existe pas de règle simple pour choisir le pas de temps (en fonction par exemple de la taille des éléments) de manière à assurer la stabilité du processus de résolution, dans le cas général d’un problème bidimensionnel élastoplastique couplé. Un autre élément de réponse pourrait être apporté en discutant l’influence du type d’éléments utilisés. Une étude préliminaire due à Castan (2004) semble indiquer que les oscillations ob-servées se manifestent moins en utilisant des éléments Q8 au lieu des éléments T6, mais ce résultat reste à confirmer. Ces points montrent que l’analyse numérique des problèmes couplés sort du cadre mathématique habituel et doit faire l’objet d’une étude plus précise qui sort du cadre du travail présenté ici.


231

Déplacement [cm]5 0 -5 -10 -15 -20

Pas de temps:0 (0 s)1 (3600 s)2 (7200 s)4 (14400 s)6 (21600 s)8 (28800 s)

10 (36000 s)11 (39600 s)

0 (0 s)1 (30 s)2 (90 s)4 (840 s)6 (3540 s)8 (10740 s)

10 (17940 s)11 (21540 s)

Pas de temps :

0

10

-10

-20

-30

-38

Cot

e en

CM

H [m

]Déplacement [cm]

10 515 0 -5 -10 -15 -20 -25

(a) (b)

Figure 6.5. Déformée de la paroi moulée lors du calcul de la phase 8A. (a) Calcul prenant en compte des pas de temps progressifs de 30 à 3600 s, et (b) calcul avec des pas de temps constants de 3600 s (déplacements positifs vers le bassin). Deformation of the quay wall during calculation step 8A. (a) Calculation with pro-gressive time steps increasing from 30 to 3600 s, and (b) calculation using continuous time steps of 3600 s (positive displacements towards the basin).

6.4.2. Différentes variantes de calcul testées À côté des calculs de vérification effectués pour identifier les difficultés liés au pro-cessus de convergence, d’autres variantes ont été testés :

• la modélisation des tirants à l’aide d’éléments de barre, • l’influence de l’angle de dilatance (étudiée en considérant ψ = ϕ), • la réduction des caractéristiques de résistance du remblai (choix d’un angle ϕ´

diminué pour le matériau remblayé).

Ces variantes visent à simplifier la démarche du calcul numérique, soit parce que le maillage devient moins complexe, soit parce que le choix des paramètres est rendu plus facile.

6.4.2.1. La modélisation des tirants

Pour les calculs se servant de la plaque équivalente, la modification des caractéristi-ques des tirants et de leur couche d’interface montre que ces facteurs ne sont pas pri-mordiaux en ce qui concerne les déplacements importants vers le terrain. Dans un cal-


232

cul supplémentaire, on a modélisé les tirants en rajoutant des éléments de barre dans le maillage, au lieu de les simuler comme éléments de massif continus en acier. L’idée était de vérifier que le problème ne venait pas des efforts de flexion induits dans les tirants par la modélisation de la plaque équivalente ou de l’effet de la séparation en compartiments du massif de sol induit par cette modélisation. Les éléments de massif qui modélisent les tirants ont été caractérisés par les propriétés représentatives du sol avoisinant, le massif de sol étant ainsi rendu continu. Par souci de simplicité, les rela-tions linéaires ont été laissées en place. Les résultats de ce calcul mettent en évidence que l’origine du problème est ailleurs, les déplacements calculés après la phase 8A étant du même ordre de grandeur.

6.4.2.2. L’influence de l’angle de dilatance ψ

Dans la majorité des cas, l’angle de dilatance ψ des sols n’est pas déterminé par des essais géotechniques. Souvent, il est pris égal à l’angle de frottement interne ϕ. Pour Port 2000, l’angle de dilatance a été mesuré lors d’essais triaxiaux pour les remblais hydrauliques et pour les silts inférieurs. Un calcul supplémentaire a été effectué en prenant ψ = ϕ. Ce choix affecte principa-lement l’allure de la déformée de la paroi. En profondeur les courbes sont identiques mais, en partie supérieure, les déplacements vers le bassin sont beaucoup moins pro-noncés, tandis que ceux vers le terrain sont amplifiés.

6.4.2.3. La réduction des caractéristiques de résistance du remblai

En pratique, le remblaiement doit être conduit couche par couche avec un processus de compactage rigoureux. Nguyen (2003) a montré que la simplicité de la modélisation peut conduire à une sous-estimation de la pression sur la paroi. La solution proposée pour réduire cet effet consiste à réduire les caractéristiques de résistance du remblai (on diminue l’angle de frottement du remblai pour obtenir une pression sur la paroi correspondant à Ko). Les résultats du calcul montrent que les déplacements – encore orientés vers les terrains – sont légèrement moins importants. 6.4.3. Résumé sur le déroulement des calculs L’analyse des difficultés rencontrées lors de la modélisation numérique montre que le processus de résolution, dans le cas général d’un problème bidimensionnel couplé, avec les éléments choisis pour la modélisation, reste délicat. Pour les calculs effectués pour Port 2000, on peut constater que les résultats de la modélisation proposée pour les mouvements de la nappe, et notamment la remontée, ne sont pas satisfaisants. Dans un deuxième temps on a cherché à simplifier le jeu de données. Ces calculs sup-plémentaires montrent que les résultats sont peu affectés par les simplifications effec-tuées et que la préparation des calculs aurait pu être largement simplifiée. Les conséquences pour les calculs définitifs sont les suivants : Les oscillations étant observées principalement pour les phases de calcul incluant une remontée de la nappe arrière (lors des phases 8A et 10A), on a modélisé la poursuite


233

des étapes de construction sans prendre en compte cette remontée de la nappe arrière (les phases 8 et 9, voir tableau 6.3 et figure 6.4). La remontée ainsi que la marée n’est simulée qu’en phase 10. Les résultats pour la totalité de cette série de calculs sont pré-sentés dans le chapitre suivant. 6.5. RÉSULTATS DES CALCULS Dans la suite, on présente les différents résultats des calculs : les sollicitations sur la paroi, les déplacements de la paroi et les tensions dans les tirants. Les déplacements, notamment pour les six premières phases de calcul, sont comparés aux valeurs mesu-rées par inclinométrie. 6.5.1. Les sollicitations sur la paroi L’ordre de grandeur des sollicitations appliqué par le sol à la paroi a été contrôlé à l’aide d’un simple calcul analytique faisant appel à un coefficient de pression latérale du sol pris égal à 0,5 pour toutes les couches des deux côtés de la paroi. Cinq phases différentes ont été étudiées afin de voir le développement des contraintes en fonction de l’avancement des travaux :

• phase 3, excavation au fond de la fouille devant la paroi, • phase 5, mise en place de la superstructure, • phase 6A, terrassement derrière la paroi au niveau du tirant inférieur et pre-

mière remontée de la nappe aval, • phase 8, tirants en place et fin du remblaiement arrière, • phase 10, dragage du bassin terminé, remontée de la nappe et effet de la ma-

rée.

Sur les diagrammes des figures 6.6 et 6.7, on a tracé les contraintes régnant dans le sol de part et d’autre de la paroi moulée (le signe des contraintes ne signifie donc pas trac-tion ou pression, mais le côté de la paroi considéré). Deux coupes ont été étudiées, l’une à 5 m devant la paroi (cpe1), l’autre à 5 m derrière (cpe2). Les calculs analyti-ques (analyt) donnent une estimation des contraintes totales horizontales σh (Sx) ainsi que des pressions hydrauliques (hyd) sur la paroi ; les mêmes courbes ont été tracées à partir des résultats des calculs numériques avec CESAR-LCPC. Les diagrammes des phases de calcul 3 et 5 ne montrent pas de différence significa-tive. On observe que du côté bassin, tout au long de la paroi, les contraintes totales analytiques sont légèrement inférieures aux contraintes calculées numériquement. Ceci peut être expliqué par l’activation de la butée devant la paroi moulée. En phase 3, la butée est particulièrement visible juste en dessous du fond de la fouille aval (la défor-mée qui correspond à ces contraintes est montrée sur la figure 6.8). En phase 5, cette augmentation de contraintes disparaît, car le rabattement de la nappe arrière et le poids de la superstructure font que la paroi change de cinématique. Les calculs analytiques ne prennent pas en compte cette cinématique de la paroi, le coefficient K considéré restant inchangé.


234

contraintes totales & pressions hydrauliques

paro

i mou

lée

-40

-35

-30

-25

-20

-15

-10

-5

0

5

10

-1000 -500 0 500 1000contraintes [kN/m²]

cote

en

CM

H [m

]

Sx_cpe1 Sx_cpe2hyd_cpe1 hyd_cpe2Sx_cpe1_analyt Sx_cpe2_analythyd_cpe1_analyt hyd_cpe2_analyt

bassin

cpe1 : bassincpe2 : terrain

phase 3


paro

i mou

lée

-40

-35

-30

-25

-20

-15

-10

-5

0

5

10

-1000 -500 0 500 1000contraintes [kN/m²]

cote

en

CM

H [m

]


bassin


phase 5


paro

i mou

lée

-40

-35

-30

-25

-20

-15

-10

-5

0

5

10

-1000 -500 0 500 1000contraintes [kN/m²]

cote

en

CM

H [m

]


bassin


phase 6A


paro

i mou

lée

-40

-35

-30

-25

-20

-15

-10

-5

0

5

10

-1000 -500 0 500 1000contraintes [kN/m²]

cote

en

CM

H [m

]


bassin


phase 8

200 kN/tirant

490 kN/tirant

Figure 6.6. Contraintes totales et pressions hydrauliques (phases de calcul 3, 5, 6A & 8).

Total pressure and pore water pressure (calculation steps 3, 5, 6A & 8).


235

Le terrassement derrière la paroi en phase 6A fait qu’une certaine butée est activée du côté terre-pleins. En phase 8, les tirants sont installés et le remblai mis en place. Dans les remblais nouveaux derrière la paroi règnent des contraintes proches de la pression des terres au repos ; en profondeur les contraintes restent élevées, mais diminuent par rapport à la phase précédente. Devant la paroi, on observe une légère ré-augmentation des contraintes.


-40

-35

-30

-25

-20

-15

-10

-5

0

5

10

-1500 -1000 -500 0 500 1000 1500contraintes [kN/m²]

cote

en

CM

H [m

]


bassin


phase 10

4600 kN/tirant

1600 kN/tirant

Figure 6.7. Contraintes totales et pressions hydrau-

liques (phase de calcul 10) Total pressure and pore water pressure (calculation step 10).

Les résultats obtenus pour la phase 10 (figure 6.7) montrent que l’équilibre atteint n’est pas représentatif du com-portement généralement observé pour ce type d’ouvrage. La paroi connaît un déplacement vers l’amont tandis que des pressions laté-rales importantes se développent côté amont de la paroi ; en relation avec ces pressions, le tirant se trouve sou-mis à un effort de tension énorme. Ce schéma s’oppose au schéma norma-lement observé qui verrait la paroi se déplacer vers l’aval sous l’action du remblaiement, conduisant à une dimi-nution de poussée du sol soutenu, et à la mobilisation d’un appui dans le sol sous le fond de fouille (la butée).

6.5.2. Déplacements de la paroi Les déformations de la paroi sont résumées sur les graphiques 6.8 à 6.10. Sur chaque diagramme sont tracées les courbes calculées ainsi que celles des mesures inclinomé-triques du tube 4 pour la mesure correspondante (phases de calcul « a posteriori » 1 à 6) et pour la mesure la plus proche pour les phases de calcul « prédictives » 7 à 9. L’extrémité inférieure du maillage correspond au pied des tubes inclinométriques en-castrés dans les argiles de Villerville. Ce point est donc considéré comme fixe (corres-pondant aux conditions limites du maillage). Les niveaux de la nappe et du terrain de chaque phase de calcul sont aussi rappelés sur les diagrammes.


236

-40

-35

-30

-25

-20

-15

-10

-5

0

5

10

-101234déplacement [cm]

cote

enC

MH

[m]

mesure 1calcul 1

date de mesure : 01/07/2003calcul phase 1

bassin

-40

-35

-30

-25

-20

-15

-10

-5

0

5

10


cote

enC

MH

[m]

mesure 2calcul 2


-40

-35

-30

-25

-20

-15

-10

-5

0

5

10


cote

enC

MH

[m]

mesure 3calcul 3


bassin

-40

-35

-30

-25

-20

-15

-10

-5

0

5

10


cote

enC

MH

[m]

mesure 4calcul 4


bassin

Figure 6.8. Déformée de la paroi moulée (phases de calcul 1 à 4).

Deformation of the quay wall (calculation steps 1 to 4).


237

-40

-35

-30

-25

-20

-15

-10

-5

0

5

10


cote

enC

MH

[m]

mesure 7calcul 5


bassin

supe

rstru

ctur

e

-40

-35

-30

-25

-20

-15

-10

-5

0

5

10

-3-2-1012déplacement [cm]

cote

enC

MH

[m]

mesure 11calcul 6calcul 6 A

date de mesure : 25/03/2004

calcul phase 6calcul phase 6A

ph. 6A

ph. 6

bassin

-40

-35

-30

-25

-20

-15

-10

-5

0

5

10


cote

enC

MH

[m]

mesure 12

calcul 7


calcul phase 7

bassin

-40

-35

-30

-25

-20

-15

-10

-5

0

5

10


cote

enC

MH

[m]

mesure 13

calcul 8


calcul phase 8

mesurecalculbassin

Figure 6.9. Déformée de la paroi moulée (phases de calcul 5 à 8).

Deformation of the quay wall (calculation steps 5 to 8).


238

-40

-35

-30

-25

-20

-15

-10

-5

0

5

10


cote

en

CM

H [m

]

mesure 17

calcul 9

date de mesure :30/07/2004

calcul phase 9

bassin

-40

-35

-30

-25

-20

-15

-10

-5

0

5

10


cote

en

CM

H [m

]

calcul 10

calcul 10A

bassin

Figure 6.10. Déformée de la paroi moulée (phases de calcul 9 et 10).

Deformation of the quay wall (calculation steps 9 and 10).

Les quatre premières phases de calcul (figure 6.8) mettent en évidence, d’une part, l’influence du rabattement de la nappe sur les déplacements et, d’autre part, l’effet classique d’un calcul aux éléments finis réalisé sans prise en compte particulière de l’interface entre le sol et la paroi et sans prise en compte d’une loi modélisant correc-tement le comportement du sol au déchargement. Ainsi, si le sens et l’intensité du dé-placement de la paroi sont bien cohérents avec le chargement dû à la nappe, le déchar-gement élastique du sol côté excavé conduit à la mobilisation de contraintes tangentiel-les significatives à l’interface sol-paroi moulée ; il en résulte que la cinématique de l’écran n’est pas comparable à la déformée mesurée. L’ordre de grandeur des dépla-cements en tête (< 1,5 cm) est à la même échelle pour les trois premières phases, mais en phase 4, le rabattement aval fait que la paroi se redresse vers l’amont.

Lors de la phase de calcul 5, modélisant le bétonnage de la superstructure sur la paroi moulée (figure 6.9), la cinématique de l’écran change. Pourtant, les déplacements en tête n’atteignent que 30% des valeurs mesurées (qui pour leur part sont susceptibles d’être sous-estimées). À partir de la phase 6, les calculs deviennent prévisionnels, car la phase 6 représente l’avancement des travaux au moment de la modélisation. Des incertitudes sur le niveau de la nappe aval ont conduit à « l’insertion » d’une phase de calcul 6A, modélisant la remontée de la nappe devant la paroi.


239

Pour la phase 6, le terrain derrière la paroi est excavé jusqu’au niveau du tirant infé-rieur et la nappe est parallèlement descendue en dessous du fond de la fouille à la cote -8,00 CMH. Ces opérations conduisent à une rotation de la paroi vers l’arrière, mais les déplacements en tête restent toujours positifs. La comparaison avec la mesure correspondante montre qu’en réalité la paroi subit non seulement une rotation mais aussi un déplacement assez important vers les terre-pleins, accompagné par un chan-gement de la cinématique (forte rotation angulaire à 10 m en dessous du fond de fouille arrière). La remontée de la nappe aval, introduite par la phase 6A, se traduit par une rotation supplémentaire de la paroi vers l’amont, les déplacements en tête attei-gnant environ 50% des valeurs mesurées. Les déplacements en pied de paroi, ainsi que la courbure mesurée en dessous du fond de fouille amont, ne sont pas reproduits par le calcul. Lors des deux phases de calcul 7 et 8, qui modélisent l’installation des tirants et le remblaiement, la paroi change de cinématique : les tirants retiennent la partie supé-rieure de la paroi tandis que la partie inférieure tend à se déformer vers le bassin. Ces deux situations de calcul représentent assez bien l’état des travaux lors des phases de mesure 12 et 13, en avril et mai 2004, avant la mise sous l’eau du bassin. Malgré la discordance des courbes en absolu, on remarque que l’allure générale des courbes est bien comparable. La phase de calcul 9, à peu près comparable à la mesure 17 du 30/07/2004, est montrée sur la figure 6.10 à gauche. Le dragage du bassin conduit à un ventre des déplacements en dessous du fond. La bonne concordance des courbes est cependant trompeuse, car le niveau de la nappe arrière n’est pas identique pour la mesure et le calcul. Les déplacements résultant du calcul de la phase 10 (figure 6.10 à droite) sont ici don-nés par souci d’être complet : la remontée de la nappe arrière de 14,50 m d’un seul coup conduit à une erreur évidente des calculs (une remontée partielle de 7,50 m, mo-délisée par la phase 10A n’améliore pas sensiblement ce résultat). Les déplacements de l’ordre de 120 cm ne sont pas réalistes, de même que le retour du pied de la paroi à un déplacement zéro par rapport à la phase initiale. Dans cette phase, la remontée de la nappe a été modélisée en utilisant les mêmes pro-cédés que dans les phases précédentes, qui donnent des résultats tout à fait raisonna-bles. La figure 6.11 résume l’évolution des déplacements sur trois diagrammes successifs afin de mieux visualiser les mouvements de la paroi d’une phase à l’autre.

(a) les quatre premières phases modélisant l’excavation jusqu’au fond de la fouille aval,

(b) la construction de la superstructure accompagnée d’un changement de la ci-nématique et ensuite le terrassement en arrière,

(c) l’installation des tirants, le remblai et le dragage sous l’eau du bassin, avec une nouvelle modification de la cinématique.


240

12

3 4

-40

-35

-30

-25

-20

-15

-10

-5

0

5

10

012déplacement [cm]

cote

enC

MH

[m]

bassin

5 6 6A

-2-1012déplacement [cm]

bassin

7

8

9

-40

-35

-30

-25

-20

-15

-10

-5

0

5

10

-2-1012déplacement [cm]

cote

enC

MH

[m]

bassin

(a)

(b)

(c)

Figure 6.11. Résumé des déformations calculées de la paroi moulée. (a) Phases d’excavation devant la paroi, (b) construction de la superstructure et terrassement en arrière, (c) remblai, dragage du bassin. Summary of calculated deformations of the diaphragm wall. (a) Excavation in front of the wall, (b) construction of the superstructure and (c) backfill, dredge of water basin.

6.5.3. Efforts dans les tirants Les efforts dans les tirants sont présentés pour les phases 7 à 9 du calcul définitif (sans remontée de la nappe arrière). Au droit de l’attache des tirants à la paroi et des pal-planches, la réponse est perturbée, mais elle se stabilise à une distance de 2 m environ. Globalement, les efforts sont plus importants du côté paroi moulée que du côté rideau de palplanches. En phase 7, l’effort normal dans le tirant inférieur est quasi-linéaire le long du tirant (figure 6.12, losanges pleins), descendant de 200 kN du côté paroi à 45 kN du côté palplanches. Cette perte d’effort, encore mieux perceptible pour les tirants supérieurs lors des phases suivantes (carrés et triangles vides), est due au frottement du sol sur les tirants, que l’on contrôle assez bien avec la modélisation adoptée. Lors des phases de calcul 8 et 9, l’allure de la distribution des efforts le long des tirants inférieurs change. On observe une diminution de l’effort du côté paroi pendant qu’en partie intermédiaire les efforts croissent, avant de diminuer encore légèrement en s’approchant du rideau arrière.


241

Efforts dans les tirants

-100

0

100

200

300

400

500

600

700

0 5 10 15 20 25 30 35 40 45 50

Distance de la paroi moulée [m]

Effo

rt N

[kN

]INF_ph7

INF_ph8

INF_ph9

SUP_ph8

SUP_ph9

Figure 6.12. Efforts dans les tirants lors des différentes phases de calcul en fonction de la dis-

tance par rapport à la paroi. Anchor forces during the different calculation steps vs. distance from the quay wall.

Cette répartition peut être causée d’une part par l’activation des tirants supérieurs et donc une redistribution des efforts sur les deux lits. En même temps, le remblai cause des tassements du massif de sol, qui se traduisent par une augmentation des efforts dans la partie intermédiaire. Les tirants supérieurs sont principalement sollicités du côté paroi moulée, le maximum étant de 600 kN environ par tirant lors de la phase 8. Cet effort décroît avec la distance à la paroi et devient même négatif en phase 9 au point d’attache avec le rideau d’ancrage, ce qui peut être expliqué par un déplacement positif du rideau de palplan-ches par rapport à la paroi. La comparaison des valeurs calculées (graphes) et mesurées (entre parenthèses à côté du symbole du calcul correspondant) est présentée sur la figure 6.13. On peut constater que l’ordre de grandeur des efforts est assez comparable, sauf pour les valeurs du lit supérieur du côté paroi moulée. Une surestimation globale des efforts dans le calcul numérique, telle qu’elle a été décrite par Bourgeois et al. (2004) pour un mur de quai comparable, n’est donc pas confirmée dans le cas présent. Au contraire, l’augmen-tation importante des efforts lors du dragage du bassin n’est pas retrouvée dans les cal-culs. De l’autre côté, la comparaison entre mesures et calculs pour notre étude doit être prise avec précaution car les conditions du terrain et de la nappe des phases concernées ne sont pas équivalentes, et les résultats des mesures extensométriques (notamment du lit inférieur) relativement incertains.


242

Effort normal à une distance de 3,50 m de la paroi moulée / du rideau d'ancrage

(405 kN)

(55 kN)

(50 kN)

(75 kN)

(120 kN) (215 kN)

(345 kN)(170 kN)

(70 kN)

(115 kN)

-100

0

100

200

300

400

500

600

phase 7 (28/04/2004) phase 8 (18/05/2004) phase 9 (30/07/2004)

Phase de calcul et date de la mesure extensométrique correspondante (approx.)

Effo

rt [k

N]

INF-PAROI

INF-PALPL

SUP-PAROI

SUP-PALPL

Figure 6.13. Efforts dans les tirants lors des différentes phases de calcul correspondant aux 4 points

de mesure extensométrique (à 3,50 m de distance des écrans). Entre parenthèses sont affichées les valeurs mesurées par les extensomètres à corde vibrante. Anchor forces during the different calculation steps corresponding to the four different extensometer measuring points (at a distance of 3,50 m from the respective walls). In parentheses appear the values measured by the vibrating-wire extensometers.

6.6. CONCLUSION ET PERSPECTIVES Dans le cadre de ce travail, des calculs numériques en éléments finis ont été réalisés dans l’intention de tester l’applicabilité d’un module en développement du progiciel CESAR-LCPC, sans effectuer une étude paramétrique approfondie et sans modifier la programmation. Dans ce sens, les résultats obtenus pour les premières phases de calcul sont assez satis-faisants – compte tenu des limites des simulations effectuées et des incertitudes inévi-tables sur les caractéristiques géotechniques du site. Les résultats pour les dernières phases, et notamment pour toutes les phases prévoyant une remontée de la nappe, sont par contre décevants. Globalement, la réalisation de la modélisation numérique pour l’ouvrage portuaire de Port 2000 met clairement en évidence le rôle joué par le couplage hydromécanique (lors des rabattements et notamment des remontées de la nappe phréatique), l’influence déterminante des tirants d’ancrage sur le comportement de la paroi, dont la prise en compte suppose d’être capable de décrire l’interaction sol-tirant de manière correcte, et enfin la difficulté de simuler de manière satisfaisante le remblaiement derrière l’écran. Ces difficultés de modélisation sont accompagnées par la lourdeur générale de la mise en œuvre d’un calcul aux éléments finis pour un processus de construction aussi com-plexe (pourtant, la géométrie du quai même n’est pas spécialement compliquée). Le


243

maillage et les conditions du sol, les étapes de variation de nappe et de niveaux de ter-rain, la gestion des conditions aux limites en présence de l’eau, demandent un temps de préparation important et la moindre modification de la simulation du rabattement a une influence sur quasiment la totalité des données. Pour les calculs menés, plusieurs aspects restent à vérifier et à améliorer :

• la profondeur du maillage n’est probablement pas suffisante, compte tenu du fait que les zones plastiques atteignent en phase 9 le bord inférieur ;

• les modules d’Young, déterminés sur la base d’une corrélation avec les essais pressiométriques, sont assez faibles. De plus, il serait souhaitable d’adopter des modules qui dépendent de la profondeur ;

• le contact entre la paroi et le sol est considéré comme adhérent dans les cal-culs. On pourrait espérer améliorer le résultat en modélisant mieux l’interface entre le remblai et la paroi. Une étude consacrée à cette question simulant l’interface à l’aide d’un modèle à échelle réduite est en cours (Frih, 2005) ;

• le choix de la loi de comportement mérite certainement encore plus d’attention. La prise en compte d’une loi élastique simple mais non-linéaire semble prometteur (Coquillay et al., 2003) et pourrait améliorer les résultats des calculs. Pour l’instant par contre, ce modèle est introduit dans le code du module MCNL (mécanique en comportement non-linéaire), ne pas prenant en compte le couplage hydromécanique (Coquillay, 2005).

En ce qui concerne le déroulement des calculs vis-à-vis du processus de convergence, il convient d’examiner l’influence sur les déformations plastiques des pas de temps, de la tolérance et des types d’éléments.


244


245

Conclusion générale Le domaine de la géotechnique se caractérise par la construction d’ouvrages uniques adaptés dans chaque cas à un problème spécifique, et ceci dans un terrain connu uni-quement par prélèvements isolés, dont le comportement général relève donc de l’extrapolation sur la base de quelques mesures. Dans ce contexte, il est normal de constater des divergences entre les prévisions de comportement données par les mé-thodes de calcul et le comportement réellement observé et il est important, pour amé-liorer la fiabilité des méthodes de calcul, d’étudier le comportement de ces ouvrages et de leur environnement. Les informations recueillies permettent d’identifier les facteurs ayant une influence déterminante sur les interactions entre la structure et le terrain ainsi que sur le compor-tement de l’ouvrage. Petit à petit, les méthodes de calcul peuvent être améliorées grâce à des analyses à rebours. Il est donc nécessaire de constituer un référentiel solide en matière de comportement réel des ouvrages. Ce référentiel pourra servir à la définition de « comportements repè-res » pour certaines géométries d’ouvrage, pour certaines conditions de terrain ou d’autres facteurs caractérisant l’ouvrage. Ce travail constitue une contribution à cet objectif. Il vise dans sa première partie à l’identification des paramètres en jeu. Dans sa deuxième partie il se concentre sur les sources d’information existantes et propose une méthodologie pour leur exploitation. Dans la troisième partie il relate un cas réel instrumenté, suivi et analysé. Dans son ensemble, le travail traite la question du niveau possible d’exploitation des résultats de mesure acquis lors d’un suivi réalisé au titre de la surveillance sur chantier : ces cas sont riches en information, mais rarement accessibles et rarement utilisés pour la re-cherche. Proposer des moyens permettant de valoriser cette source d’information est l’un des objectifs de ce travail. Les synthèses empiriques discutées dans le cadre de l’étude bibliographique dans la première partie de ce mémoire se concentrent sur l’identification de corrélations entre le déplacement horizontal maximal de la structure (des écrans de soutènement de toute sorte construits dans des divers types de sol) ou le déplacement vertical de son envi-

Conclusion générale __________________________________________________________________________________________

246

ronnement, et des facteurs géométriques liés à l’ouvrage ou des facteurs géotechniques liés aux terrains. D’après ces études, les principaux paramètres en jeu sont le type de sol, la profondeur de l’excavation, la stabilité du fond de fouille et la rigidité du système. Un facteur im-portant, omis dans cette énumération, est l’influence de l’eau. Dans la majorité des études synthétiques révisées, la présence d’eau (et notamment sa gestion) est identifiée comme un facteur qui exerce un effet important sur la consolidation des sols fins (et ainsi sur les tassements derrière l’écran). Le facteur n’est cependant pas quantifié et corrélé au comportement de l’ouvrage comme le sont les facteurs géométriques et géo-techniques. C’est un aspect qui mériterait d’être mieux regardé.

Une observation très intéressante faite par les auteurs des études les plus récentes est que la rigidité des systèmes de soutènement a atteint un tel niveau ces dernières années que les faibles déformations qui en résultent sont peu affectées par une augmentation supplémentaire de la rigidité. Il en résulte que d’autres facteurs, habituellement plutôt considérés comme de deuxième ordre, gagnent de l’importance relative par rapport aux facteurs géométriques et géotechniques cités ci-dessus. Au premier rang de ces facteurs est le facteur humain, un facteur difficilement influen-çable dans un métier où les ressources « temps » et « coûts » sont comptées comme c’est le cas dans le secteur de construction du 21ème siècle. Le facteur humain inter-vient notamment sur la marge de manœuvre dont dispose la direction de chantier pour l’exécution du chantier. Il peut conduire à des différences significatives entre la situa-tion prévue lors du dimensionnement et la situation du chantier. Il peut également conduire à rendre une instrumentation inadéquate, voire gênante pour le chantier. Ce facteur est bien entendu corrélé au facteur de la qualité de l’exécution des travaux, identifié dès la première étude datant de la fin des années 1960. L’une des conclusions que l’on peut apporter à l’étude du comportement des ouvrages de soutènement est que l’analyse des résultats de mesure doit prendre en compte d’autant plus les facteurs de deuxième ordre que les méthodes de construction devien-nent sophistiquées. Dans la deuxième partie de ce mémoire, dans le but de pouvoir dans le futur envisager de recueillir de façon plus systématique des informations acquises par les entreprises au titre du contrôle de chantier, on a proposé une méthodologie de recueil d’information sur le comportement des écrans de soutènement. Cette approche s’appuie sur une check-list qui documente de façon très structurée toute l’information concernant la géométrie, la géotechnique, l’hydrogéologie, le phasage de construction et les résultats de l’instrumentation de l’ouvrage surveillé, et qui vise d’autre part à sensibiliser le personnel de chantier et de bureau d’étude à documenter aussi les « pe-tits » détails relatifs à la situation du chantier lors de chaque mesure. Cette liste a pu être établie grâce à une étude sur des cas réels dans le cadre d’une coo-pération avec l’entreprise Solétanche-Bachy. L’analyse des dossiers et rapports inter-


247

nes de cinq cas différents (dont deux âgés de plus de 10 ans, et trois récents, voire même encore en cours lors de l’étude) a permis de confirmer le problème majeur : chaque information qui n’est pas documentée lorsque le chantier est en cours et donc lorsque les interlocuteurs sont directement disponibles, est perdue de façon quasi cer-taine à tout jamais. Un délai de deux mois suffit à compliquer l’accès à des informa-tions complémentaires. Les cinq cas étudiés ont été exploités en termes de « comportements repères ». Cette analyse enrichie par d’autres cas extraits de la littérature s’est limitée à des cas situés en France, dimensionnés avec des méthodes de calcul françaises ou exécutés par une entreprise française : ce choix est motivé par le fait que ces cas sont sous-présentés dans les bases de données « mondiales », et que leur identification et exploitation per-met de combler, en partie, cette lacune. Le faible nombre de cas intégrés dans les diagrammes ne permet pas d’identifier de nouvelles corrélations, mais l’analyse permet, sous l’angle des corrélations existantes, une bonne comparaison des cas entre-eux. L’exploitation graphique de ces cas montre que le rapport entre le déplacement maxi-mal et la profondeur de la fouille est très faible : 70 % des panneaux instrumentés montrent des déplacements inférieurs à 0,1 % de la hauteur libre de l’écran – sachant qu’environ 90 % sont des panneaux plutôt rigides en paroi moulée. L’analyse des dé-placements relatifs montre que le type de sol joue un rôle prépondérant, les panneaux construits dans des argiles molles se déformant le plus – malgré un taux d’encastrement relativement élevé et une surpression d’eau moyenne par rapport aux autres cas. La troisième partie du mémoire est consacrée à l’étude expérimentale et, dans une moindre mesure, à l’étude numérique du comportement d’un panneau en paroi moulée du nouveau quai extérieur Port 2000 au Havre. Les principes de l’instrumentation mise en place ne correspondent pas entièrement aux critères d’une instrumentation dont la motivation serait strictement scientifique : on a ni utilisé de matériel innovant (par exemple des capteurs à fibre optique), ni installé de capteurs de contrainte dans le sol ou des capteurs de mesure de la déformée de la paroi moulée (par exemple, des extensomètres). En conséquence, l’instrumentation présen-tée est de caractère mi-surveillance de chantier et mi-scientifique. Néanmoins, les résultats du suivi sont très riches en information sur le comportement de la paroi elle-même, les tirants et les mouvements de nappe soumis à la gestion du rabattement et aux marées. De plus, l’étude enrichit les observations faites sur deux autres quais comparables, le quai d’Osaka au Havre et le quai en eau profonde de Ca-lais, qui ont été instrumentés au début des années 1990. La première conclusion porte sur l’instrumentation elle-même : le choix de surveiller un seul panneau au lieu de disperser le matériel sur plusieurs s’est avéré raisonnable.

Conclusion générale __________________________________________________________________________________________

248

Dans le cas de Port 2000, la redondance de l’instrumentation ne repose pas sur la mise en place de différents types d’instruments ciblant le suivi d’un seul paramètre (comme par exemple la mesure des pressions des terres au niveau d’un tirant permet juger l’effort mesuré dans le dernier), mais sur la pose de 4 inclinomètres l’un à côté de l’autre dans un seul panneau et sur l’instrumentation de 5 couples de tirants voisins par des extensomètres. Les résultats du suivi inclinométrique soulignent l’importance d’un excellent scelle-ment du tube inclinométrique et la nécessité d’une profondeur d’encastrement supé-rieure à 10 m en dessous du pied de la paroi. Les résultats des mesures inclinométri-ques, mais aussi le recoupement avec les mesures topographiques montrent ainsi que les argiles de Villerville sont relativement plastiques et susceptibles d’influencer sen-siblement le comportement de la paroi. Néanmoins, les déplacements observés lors des phases de travaux ne dépassent pas ± 5 cm de part et d’autre de la paroi, et ainsi restent largement inférieurs aux déplacements calculés lors du dimensionnement. Au-delà des résultats de l’instrumentation, cette étude expérimentale a permis de met-tre en œuvre un modèle encore en développement, destiné à la résolution couplée des problèmes de consolidation pour des matériaux dont le comportement est non-linéaire, du progiciel CESAR-LCPC. La modélisation numérique met clairement en évidence le rôle joué par le couplage hydromécanique (lors des rabattements et notamment des remontées de la nappe phréatique), l’influence déterminante des tirants d’ancrage sur le comportement de la paroi, dont la prise en compte suppose d’être capable de décrire l’interaction sol-tirant de manière correcte, et enfin la difficulté de simuler de manière satisfaisante le remblaiement derrière l’écran. Au-delà de la lourdeur de mise en œuvre d’un processus de construction complexe en éléments finis, les difficultés rencontrées ont permis d’identifier plusieurs points au regard desquels le développement du mo-dule de calcul doit être poursuivi : l’influence sur les déformations plastiques des pas de temps, du degré de convergence et des types d’éléments. En termes de perspectives, il apparaît clairement que l’effort de développement et de validation de la méthode des éléments finis sur des cas réels doit être poursuivi. La deuxième perspective réside dans la mise en pratique de la méthodologie proposée dans ce travail. L’instrumentation de surveillance présente une ressource d’information alimentant de façon quotidienne le savoir faire des entreprises, mais encore insuffi-samment exploitée en termes scientifiques. Une troisième perspective consiste en la poursuite d’études expérimentales, faisant notamment appel à des techniques d’instrumentation plus innovantes. La technique des fibres optiques ainsi que les techniques d’observation par satellite sont très prometteu-ses pour l’instrumentation des grands ouvrages géotechniques.


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Abréviations utilisées dans les références : AIGI Association Internationale de Géologie de l'Ingénieur AFNOR Association Française de Normalisation, Paris, France ASCE American Society of Civil Engineers, Reston, USA CEN Comité Européen de Normalisation, Bruxelles, Belgique CETE Centre d’études techniques de l’équipement DEA Diplôme des Études Approfondies DGGT Deutsche Gesellschaft für Geotechnik, Essen, Allemagne ECSMFE European Conference on Soil Mechanics and Foundation Engineering ECSMGE European Conference on Soil Mechanics and Geotechnical Engineering ENPC Ecole Nationale des Ponts et Chaussées, Paris, France FONDSUP Fondations Superficielles / Shallow Foundations (Symposium International) GSP Geotechnical Special Publication (ASCE) ICE Institution of Civil Engineers, London, UK ICSMFE International Conference on Soil Mechanics and Foundation Engineering ICSMGE International Conference on Soil Mechanics and Geotechnical Engineering INSA Institut National des Sciences Appliquées, Lyon, France JNGC Journées Nationales de Génie Civil / Génie Côtier JNGG Journées Nationales de Géotechnique et de Géologie LCPC Laboratoire Central des Ponts et Chaussées, Paris, France LRPC Laboratoire Régional des Ponts et Chaussées NUMOG Numerical Methods in Geomechanics PhD Philosophiae Doctor SMFE Soil Mechanics and Foundation Engineering TU Technische Universität (École d’Ingénieur en Allemagne)

259

ANNEXES

Annexe 1.a – Indice de reconnaissance de sol __________________________________________________________________________________________

261

Proposition d’un indice de reconnaissance de sol Dans ce qui suit, on propose un « indice de sondage », qui quantifie en quelque sorte la précision avec laquelle le site est caractérisé. L’idée générale consiste à mettre en rap-port la quantité des sondages réalisés avec la géométrie de l’ensemble terrain – édifice. Plusieurs réflexions doivent être menées préalablement à la définition d’un indicateur qui tienne compte non seulement du nombre absolu de sondages effectués et de la géométrie de la fouille mais aussi de la stratification du terrain et de la fonction de l’ouvrage étudié. En ce qui concerne la géométrie de l’ouvrage, on peut distinguer entre la géométrie du soutènement et celle de la fouille. La première peut être décrite par le périmètre de l’écran, et la deuxième par la surface excavée ou remblayée. Ensuite, il convient de déterminer des quantificateurs permettant de prendre en compte la variabilité des sols rencontrés et les types de sondages effectués. En premier lieu, on s’intéresse ici uniquement aux sondages d’identification des sols et non aux sondages destinés à la caractérisation mécanique (qui devrait être divisée en essais in situ et es-sais en laboratoire). En application de ces principes, le schéma donné sur la figure 1.a-1 montre une feuille MS-Excel présentant un mode de détermination de trois indices de sondage différents. Les trois indices proposés Ilin, Isurf et Iprof sont liés à la géométrie du problème étudié. Pour chaque ouvrage, les trois indices sont identifiés, mais pour l’interprétation, la prépondérance d’un des indicateurs Ilin ou Isurf sur l’autre dépend du type d’ouvrage (« caractère principal de l’ouvrage », point II). La variabilité du sol rencontré (point IV) est prise en compte au moyen de facteurs de variabilité verticale et horizontale. Ces facteurs peuvent augmenter (× 1,1) ou diminuer (× 0,9) l’indice de sondage, ou bien le laisser inchangé si la variabilité est inconnue ou moyenne. Dans le sens vertical, le facteur Fv se réfère au nombre des différentes cou-ches rencontrées. Une ou deux couches indiquent une certaine homogénéité du terrain, tandis que plus de 5 couches sont classées comme « hétérogène ». Dans le sens horizontal, le facteur Fh est plus subjectif et ne distingue qu’entre « homogène » (terrain relativement pareil partout), « inconnu » et « hétéro-gène » (couches disparaissant, forte inclinaison des couches…). Le facteur de variabilité résultant, FVAR = FH × FV, influence l’indice de sondage de telle sorte que si les couches de sol rencontrées sur le site sont homogènes, ce dernier augmente en indiquant que les sondages effectués représentent bien le terrain. Si la stratification du terrain par contre est plutôt hétérogène, il minore l’indice de son-dage traduisant ainsi le fait que l’on aurait eu besoin de sondages supplémentaires pour obtenir un « bon » indice.


262

I Identification de l'ouvrage Explications Nom, lieu & année de l'ouvrage Les valeurs prises par hypothèses figurent en italiques.

II Caractère principal de l'ouvrage étudié II (à cocher)Linéaire xSurfacique

Périmètre de l'écran U = 1 mSurface de la fouille A = 1 m²Profondeur de l'écran Le = 1,0 m

IV F verticalement horizontalement

Nombre de couches 0 1,1 1 ou 2 couches homogène (1)Facteur vertical Fv = 1,0 1,0 3 ou 4 couches ou moyenne/inconnue (0)IIb Horizontalement nombre inconnuVariabilité 0 0,9 > 4 couches hétérogène (-1)Facteur horizontal Fh = 1,0Facteur FVAR = 1,0

V Sondages V Sondages carottés (x 1) 0Sondages destructifs (x 0,4) 0Etudes antérieurs (oui = 0,2) 0Nombre de sondages N = 0,0Prof. moy. des sondages Ls = 0,0 m

VI Indice de sondageIndice - périmètre ILIN = 0,0 = 100 FVAR N / périmètreIndice - surface ISURF = 0,0 = 1000 FVAR N / surfaceIndice - profondeur IPROF = 0,0 = Ls / Le

Indice de sondage

Coefficient d'abattement pour les sondages destructifs : 0,4Crédit pour la consultation d'études antérieures : +0,2

Ecran de soutènement pour un ouvrage : "Linéraire" (A) : mur de quai, métro, ..."Surfacique" (B) : fouille de largeur limité, etc ...

IV Variabilité du sol rencontréIIa Verticalement

III Dimensions de l'ouvrage

Figure 1.a-1. Proposition de détermination de trois différents indices de sondages. Deux « types » de sondages différents (point V) sont pris en compte :

• les sondages carottés (valeur égale à « 1 ») • et les sondages destructifs d’essais in-situ (valeur égale à « 0,4 »).

À première vue, le coefficient d’abattement sur les essais in situ paraît sévère, mais il faut prendre en considération le fait que ces essais donnent accès à une information de nature mécanique et que la nature du sol n’est accessible qu’a posteriori par interpréta-tion. Les études antérieures qui incluent l’expérience faite sur des chantiers avoisinant sont prises en compte avec un crédit très faible de +0,2. Ces études peuvent donner une idée sur la quantité de sondages nécessaires pour le projet, mais elles ne peuvent pas remplacer la campagne de reconnaissance proprement dite.


263

Les indices de sondage sont calculés comme suit :

2VARLIN 10

UFN

I ⋅⋅

=

3VARSURF 10

AFN

I ⋅⋅

=

e

sPROF L

LI =

Les notations sont définies sur la figure 1.a-1. Pour les deux premiers indices, une al-ternative serait de considérer la longueur totale des sondages (Ls × N) au lieu du nom-bre N, mais cette option a été abandonnée car elle conférait un caractère hybride aux indices qui mixaient alors la géométrie horizontale avec la profondeur. Les facteurs 102 et 103 respectivement ont été choisis afin d’égaliser l’ordre de gran-deur des indices. En se servant des cas étudiés en chapitre 4, on peut représenter in fine, les indices Ilin et Isurf, sur une échelle variant de 1 à 5. Le nombre d’ouvrages étudiés étant très limité, cette échelle reste à ajuster (figure 1.a-2).

0 1 2 3 4 5

10.LY-J.92 (S)

11.LY-D.02 (S)

12.NTS.02 (S)

13.MON.02 (S)

cas étudié

valeur de l'indice de sondage

I-LIN

I-SURF

améliorable plutôt bien

Figure 1.a-2. Proposition d’une échelle de l’indice de sondage. La mention (S) figurant dans la

légende fait référence au type d’ouvrage ( voir figure 1.a-1, « caractère principal de l’ouvrage », point II).

Les cas étudiés sont les suivants (chapitre 4) :

- 10.LY-J.92 Palais de Justice, Lyon, 1992 - 11.LY-D.02 Le Dauphiné-Part Dieu, Lyon, 2002 - 12.NTS.02 Ilot 7, Nantes, 2002 - 13.MON.02 Caisse Autonome de Retraite, Monaco, 2002

Annexe 1.b – Proposition d’un tableau récapitulatif d’après Moormann (2002) __________________________________________________________________________________________

264

Tableau récapitulatif de la base de données de Moormann (2002) 1ère partie : structure et explication du tableau de la base de données (en anglais) 2ème partie : extrait du tableau (en allemand)


265


266


267


268


269

Annexe 2.a – Catégories géotechniques __________________________________________________________________________________________

270

Les catégories géotechniques d’après l’Eurocode 7 Extraits de l’EC 7-1 (2004), paragraphe 2.1 (14) La catégorie géotechnique 1 devrait seulement comprendre des ouvrages petits

et relativement simples : - pour lesquels il est possible d’admettre que les exigences fondamentales se-ront satisfaites en utilisant l’expérience et des reconnaissances géotechniques qualitatives ; - avec un risque négligeable.

(17) La catégorie géotechnique 2 devrait comprendre les types classiques

d’ouvrages et de fondations qui ne présentent pas de risque exceptionnel ou des conditions de terrain ou de chargement difficiles.

(19) […] NOTE Les ouvrages suivants sont des exemples de structures ou parties de structures qui entrent dans la catégorie géotechnique 2 : - fondations superficielles, - fondations sur radiers, - fondations sur pieux, - murs et autres ouvrages de soutènement retenant du sol ou de l’eau, - excavations, - piles et culées de ponts, - remblais et terrassements, - ancrages et autres systèmes de tirants, - tunnels dans les roches dures non fracturées, sans conditions spéciales

d’étanchéité ou autres exigences. (20) La catégorie géotechnique 3 devrait inclure les structures ou parties de structu-

res qui sortent des catégories géotechniques 1 et 2. (21) […] NOTE : La catégorie géotechnique 3 comprend par exemple :

- les ouvrages très grands ou inhabituels, - les ouvrages impliquant des risques anormaux ou des conditions de sols ou de

chargement inusuelles ou exceptionnellement difficiles, - es ouvrages construits dans des zones très sismiques, - les ouvrages situés dans des zones sujettes à des instabilités ou des mouve-

ments permanents du sol qui nécessitent des reconnaissances séparées ou des mesures spéciales.

Annexe 3.a – CHECK-LIST __________________________________________________________________________________________

271

Lieu (année)

Nom / Titre

* Etude de fouilles et soutènements instrumentés *

Nom du laboratoire Nom de l’entreprise

- AUTEUR (ANNEE) -


272

0 I N D E X 0 I N D E X................................................................................................................................................. 272 1 I D E N T I F I C A T I O N ................................................................................................................ 273

1.1 Références........................................................................................................................................ 273 1.2 Généralités ....................................................................................................................................... 273 1.3 Information supplémentaire ............................................................................................................. 273

2 C O N D I T I O N S G E O T E C H N I Q U E S ............................................................................ 273 2.1 Campagne de reconnaissance........................................................................................................... 273 2.2 Description du sol ............................................................................................................................ 274 2.3 Paramètres géotechniques ................................................................................................................ 274

3 H Y D R O G É O L O G I E ............................................................................................................... 275 3.1 Situation de la nappe........................................................................................................................ 275 3.2 Traitement et suivi de la nappe ........................................................................................................ 275

4 C O N F I G U R A T I O N D E L ’ O U V R A G E ..................................................................... 275 4.1 La fouille.......................................................................................................................................... 275 4.2 L’écran ............................................................................................................................................. 275

Paroi moulée ............................................................................................................................................ 275 Rideau de palplanches ............................................................................................................................. 276 Paroi berlinoise ou similaire .................................................................................................................... 276 Paroi clouée ............................................................................................................................................. 276 Autre ................................................................................................................................................ 276

4.3 Les appuis ........................................................................................................................................ 276 Tirants actifs ............................................................................................................................................ 276 Tirants passifs .......................................................................................................................................... 277 Butons ................................................................................................................................................ 277 Risbermes ................................................................................................................................................ 277

4.4 Le phasage des travaux et le terrassement ....................................................................................... 277 5 E N V I R O N N E M E N T ............................................................................................................... 278 6 C A L C U L S ..................................................................................................................................... 278

6.1 Dimensionnement ............................................................................................................................ 278 6.2 Résultats........................................................................................................................................... 278 6.3 Calculs à posteriori .......................................................................................................................... 278

7 I N S T R U M E N T A T I O N ......................................................................................................... 279 7.1 Plan d’instrumentation ..................................................................................................................... 279 7.2 Mesures sur chantier ........................................................................................................................ 279 7.3 Topométrie....................................................................................................................................... 279 7.4 Inclinométrie .................................................................................................................................... 279 7.5 Piézométrie ...................................................................................................................................... 280 7.6 Mesures des forces dans les appuis.................................................................................................. 280 7.7 Météorologie .................................................................................................................................... 280 7.8 Autre – à préciser… ......................................................................................................................... 280

8 C O M P O R T E M E N T D E L ’ O U V R A G E ...................................................................... 280 8.1 Introduction...................................................................................................................................... 280 8.2 Les mesures topométriques.............................................................................................................. 280 8.3 Les mesures inclinométriques .......................................................................................................... 281 8.4 Les relevés piézométriques .............................................................................................................. 281 8.5 Autre – à préciser ............................................................................................................................. 281 8.6 Résumé............................................................................................................................................. 281 8.7 Qualité des mesures et de la documentation .................................................................................... 281

9 I N F O R M A T I O N S M A N Q U A N T S / Q U E S T I O N S ............................................... 281 Mots clés : … indiquer quelques mots clés

mahaut

Note

Marked définie par mahaut


273

1 I D E N T I F I C A T I O N

1.1 Références

• Année, lieu • Nom : • Code : → par exemple : F-02-NTS.Ilot7 pour le chantier « Ilot7 à Nantes, 2002 » • Exemple de références : SOLETANCHE-BACHY (2002) - Construction d’un immeuble de bureaux. ILOT 7 – Site LU –

Nantes. Principe de calcul et coupe. Paroi moulée circulaire. Extraits. SB.1131125 NDC.001-ind.D. (Archive Solétanche-Bachy Nanterre)

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• Commentaires sur les références

1.2 Généralités Courte introduction : • Quel type d’ouvrage (parking / tranchée couverte / construction en taupe / … ) ? • Quelles parties de l’ouvrage sont instrumentées ? • Quels organismes / entreprises en font partie ? (maîtrise d’œuvre / appel d’offre / bureau

d’études / exécution / mesures / étude de sols / bureau de contrôle …) • Coupe générale ? Plan du site ? (→ insérer ou mettre en annexe)

1.3 Information supplémentaire • Quel système géométrique de nivellement est utilisé (IGN, système local, …) ? • Autres particularités ?

2 C O N D I T I O N S G E O T E C H N I Q U E S

2.1 Campagne de reconnaissance

• Qui a préparé le rapport de sol ? Quand ? Quelle est la nature de l’information (études antérieures / nouveaux sondages / … ) ?

• Quels sondages ont été effectués ? Date ? Profondeur ? • Y a-t-il un plan d’implantation des sondages ? (→ insérer ou mettre en annexe) • Y a-t-il des carottages et une prise d’échantillons intacts ? A quel endroit ? • Quels sont les essais effectués in situ ? Date ? Profondeur ? Intervalle d’essai ?

Par exemple : essai pressiométrique, SPT / CPT, essai au pénétromètre, essai Lefranc • Quels sont les essais effectués en laboratoire ? Combien d’échantillons par essai ?

Par exemple : granulométrie, masse volumique, consistance (teneur en eau, limites d’Atterberg…), essai triaxial (quel type d’essai ?), boîte de cisaillement, essai œdométrique, …

• Informations tirées d’études antérieures


274

• Lors de l’avancement du projet, a-t-on effectué des sondages / essais géotechniques supplémentaires ? Lesquels, Pourquoi ? Où ? Ajouter les résultats en annexe.

• Lors de l’exécution : observations sur la géotechnique du terrain ? Anomalies rencontrés ? • Indice de sondage (→ calcul en annexe 5 )

2.2 Description du sol • Quelles sont les couches principales rencontrées sur le site ? • Description de chaque couche rencontrée. Variabilité horizontale sur le site ? • Tableau récapitulatif :

n° cote / profondeur* épaisseur nature du sol observations 1 2

… * si profondeur, définir le zéro

Tableau 1. Description rapide des sols

• Quelle est la cote ( l’altitude NGF / IGN / …) qui correspond à la profondeur « 0 m » de la coupe du sol? ( voir annexe 2)

• Quel est la position de la coupe / des prélèvements? • Est-elle proche du/des panneau/x instrumenté/s ?

2.3 Paramètres géotechniques • Quels sont les paramètres principaux du sol retenus pour le calcul ? Ajouter / effacer des

lignes / colonnes si nécessaire. Attention aux unités ! • Au cas où, ajouter un autre tableau

- si, lors de l’avancement du projet, les caractéristiques sont jugés non-réalistes ou non représentatifs. - pour des valeurs ré-évaluées a posteriori (lors d’une étude paramétrique par exemple).

Indiquer la méthode de calcul.

valeur / couche n° 1 n° 2 n° 3

γ ; γ´ [kN/m³]

cu ; c´ [kPa]

ϕu ; ϕ´ [degré]

EM [MPa]

kh [kN/m³]

Ka

Kp

K0

Tableau 2. Paramètres géotechniques (indiquer la référence)

• Quelles sont les valeurs (caractéristiques / moyennes /…) déterminées par les essais décrits au-dessus ? voir annexe 1 ! Remplir un seul tableau par couche, effacer les lignes non-utilisées. Adapter le tableau aux besoins (par exemple dans les cas de roches…).


275

• Est-ce que le sol est plutôt homogène ou non ? Peut-on définir des zones homogènes « caractéristiques » ?

• Y a-t-il des observations ou des « anomalies » ? • Y a-t-il des pollutions ?

3 H Y D R O G É O L O G I E

3.1 Situation de la nappe • Y a-t-il plusieurs niveaux de nappes ? • La nappe est-elle libre, en charge ou artésienne ? • Quel est le niveau moyen naturel de cette/ces nappe/s ? • Quel est le niveau des plus hautes eaux ? • Y a-t-il un suivi piézométrique ? • Quelle est la perméabilité des sols ?

3.2 Traitement et suivi de la nappe

• Quelle est la solution pour la mise hors d’eau de l’excavation (rabattement / radier injecté / radier immergé / …) ?

• Quel est la quantité d’eau pompée en m³/h au cas où la nappe est « traitée »? • Y a-t-il un suivi piézométrique ? Combien de piézomètres sont installés et où ? Loin des

panneaux instrumentés ? Quel est le niveau de référence des mesures piézométriques (cote NGF ou équivalent) ?

• Y a-t-il des anomalies ? Quelle est « l’histoire » des piézomètres… (Mise en route / bouchons / dysfonctionnement / …) ?

• Quel est le gradient hydraulique d’un écoulement éventuel ? vers 6.4 Piézométrie

4 C O N F I G U R A T I O N D E L ’ O U V R A G E

4.1 La fouille • Quelles sont les dimensions la fouille ? Surface ? Volume ? Périmètre ? • Quelle est la profondeur de la fouille / de l’excavation ? • Y a-t-il plusieurs zones différentes ? • Quels sont les parties instrumentées ? Où se trouvent-elles ?

vers annexe 2 (croquis / coupe) et vers annexe 3 (vue en plan)

4.2 L’écran • De quel type de paroi s’agit-il ? Y a-t-il plusieurs zones différentes ? • Quelles sont l’épaisseur et la hauteur de la paroi ? • Quelle est la fiche ? • Y a-t-il une lierne / poutre de couronnement ? Quelles sont ses dimensions ? • À quelle cote se trouve le haut de la paroi / de la superstructure ? Paroi moulée

• Quelle est la méthode de construction (benne / hydrofraise/ …) ? • Quelle est la géométrie (longueur, épaisseur, profondeur du panneau et de la cage

d’armature) des panneaux instrumentés ? • Comment est réalisé la paroi (pianotage / autre )?


276

• Quel est le système d’étanchéité (Solstop / Waterstop / autre )? • Quel est le type de béton utilisé ? • Quel est le module d’Young E / la rigidité EI de la paroi ? • La cage d’armature descend jusqu’à quelle profondeur dans la paroi ? Rideau de palplanches

• Quelle est la méthode de mise en place des palplanches (battage / vibration / etc.) ? • Quelle est la section de la palplanche ? Quel est le type d’acier utilisé ? • Comment l’instrumentation a-t-elle été mise en place (soudée… ?), et où se trouve-t-elle ? Paroi berlinoise ou similaire

• Quel est le type d’éléments verticaux (pieux / micropieux / profils d’acier / … ) ? • Quel est le type d’éléments horizontaux (planches de bois / béton projeté …) ? • Comment a-t-on effectué le drainage ? • Quelle est la raideur du système (éléments verticaux / planches horizontales /

moyen par m²) ? • Où se trouvent les parties instrumentées par rapport aux éléments verticaux ? Paroi clouée

• Quel est le maillage des clous ? • Quelle est la section des clous ? • Quelle est la méthode de réalisation des clous ? • Quelle est la séquence d’excavation (largeur terrassée / hauteur des pas de terrassement /

risbermes éventuelles, etc. ) ? Autre

• Curiosités ? • Parois préfabriquées ?

4.3 Les appuis

• De quel type d’appui s’agit-il (tirants actifs provisoires ou définitifs / butons / … ) ? • Quelle est la hauteur des paliers de terrassement avant l’installation du prochain lit de

tirants ? • Quels sont les niveaux des appuis ? • Y a-t-il des risbermes ? • Combien de lits d’appuis y a-t-il ? Quel est leur niveau ? • Quelle est l’inclinaison ? • Quel est l’espacement horizontal (à côté du panneau instrumenté !) ? • Où se trouvent les têtes des appuis (p.ex. au milieu du panneau au cas de paroi moulée /

intégrées dans une lierne au cas de palplanches /… ) ? Tirants actifs

• Quelle est la section d’acier (type de torons /… ) ? • Quelle est la force de précontrainte ? Quand a-t-elle été introduite ? Par étapes ? • Quelle est la longueur libre du tirant ? • Quelle est la longueur du scellement? • De quelle manière a-t-on effectué le scellement ? Dans quel type de sol ?


277

Tirants passifs

• Quelle est la section d’acier (type de torons /… ) ? • Quel est le type de contre rideau (section de palplanche…) ? • De quelle manière a-t-on installé ce contre-rideau ? • Quelle est la longueur du tirant ?

Butons

• Quelle est la section d’acier (section / W / I /… ) ? • Y a-t-il une précontrainte ? Quelle est sa valeur ? Quand a-t-elle été introduite ? • Quel est l’angle du buton par rapport à l’horizontale ? Est-il perpendiculaire au mur ? • S’il s’agit d’une fouille rectangulaire butonnée : Quel est le « maillage » des butons ? • Les butons sont-ils protégés contre des effets de température (abri, couleur, …) ? Risbermes

• Quelle est la dimension de la risberme ? • Où se trouve-t-elle ? Quand a-elle été mise en place ? Pour quelle durée ? • Avec quel sol a-t-on construit la risberme ? Exemple d’un tableau récapitulatif (Lyon, Le Dauphiné Part-Dieu, 2002) : côté SNCF (T21) côté SNCF (rampe) côté grue (T69) niveau NGF +167,70 +167,70 +167,70 inclinaison 22 degrés 22 degrés 22 degrés espacement horizontal 1,68 m 1,68 m 1,70 m nombre de torons 6 6 5 section d’acier (par m de paroi) 5,36 cm² 5,36 cm² 4,41 cm² longueur libre 11,5 m 12 m 10,5 m longueur du scellement ~ 8 m ~ 8 m ~ 8 m longueur totale du tirant ~ 19,50 m ~ 20 m ~ 18,50 m force de précontrainte ~ 900 kN ~ 900 kN ~ 800 kN

Tableau 3. Configuration des tirants d’ancrage (d’après Solétanche-Bachy, 2002)

4.4 Le phasage des travaux et le terrassement

• Explications générales au sujet de l’avancement des travaux. • Quelle est le mode de terrassement (ciel ouvert / en taupe /…) ? • Terrassement non-symétrique ? Y a-t-il plusieurs zones de différents niveaux ? • Quel est le phasage (terrassements / appuis / rabattement de la nappe / …) retenu pour les

calculs … ?

1 Pré-terrassement à 29,00 NGF 2 Réalisation de la paroi moulée

… …

Tableau 4. Phases des travaux (d’après Solétanche-Bachy, 2002)

• … et effectué réellement (dates, mesures, observations) ? n° description date observation mesures 1 Pré-terrassement à +29,00 NGF … … … … …

Tableau 5. Phasage réel des travaux


278

• Y a-t-il des incidents éventuels (renards,…) ? • Y a-t-il des arrêts / interruptions importantes des travaux ? Quand ? de quelle durée ?

5 E N V I R O N N E M E N T

• Qu’y a-t-il à côté de l’ouvrage ? Bâtiments ? Routes ? Grues ? Stockage de matériel temporaire ? Autres surcharges ? Pour quelle durée ? A quelle distance ?

• Dans le cas d’un bâtiment : Quel est le mode fondation ? • Y a-t-il des limites légales (qui, par exemple, ont une influence sur le choix de la paroi ou

de sa construction) ? • Y a-t-il des vibrations au voisinage ? Risque de séisme ? • En cas de surcharge : Quel sont les valeurs / la distribution / la distance ? • Quels sont les déplacements acceptés du soutènement ? • Schéma des alentours du site ? Photos ? (en annexe)

6 C A L C U L S

6.1 Dimensionnement

• Quelle est la méthode de calcul ? Quel logiciel a été utilisé ? Décrire aussi les particularités : géométrie inhabituelle (par exemple : fouille circulaire), influence de temps (calcul drainé, non-drainé, consolidation), loi de comportement ...

• Quelles sont les phases de calcul ? Quelles sont les sections de la paroi utilisées pour les calculs (représentatives pour la partie instrumentée) ?

• Quels sont les paramètres utilisés : sol (module de réaction, coefficients de butée/poussée/repos, obliquité des contraintes), écran (E variable ?), nappe (niveau, perméabilité estimée ?), surcharge etc. – s’ils diffèrent des valeurs indiquées ci-dessus ?

• Quelles sont les sécurités prises en compte ? • Pour quelles phases calculées existent des résultats de mesures ?

6.2 Résultats

• Déformation maximale δx • Moment fléchissant maximal M • Efforts tranchants min et max V • Efforts dans les appuis Exemple d’un tableau récapitulatif (Lyon, Le Dauphiné Part-Dieu, 2002) :

côté rue de la Villette (Est) côté SNCF (Ouest) Phase M

[kNm] V

[kN] Tirant [kN]

δx (max) [mm]

M [kNm]

V [kN]

Tirant [kN]

δx (max) [mm]

2 412 237 471 6,3 478 280 536 8,6 4 804 372 515 14,0 992 443 603 18,2

Les valeurs se comprennent par mètre de paroi

Tableau 6. Résultats du calcul de dimensionnement (Solétanche-Bachy, 2002)

6.3 Calculs à posteriori • Décrire les hypothèses, modifications et résultats d’une étude éventuelle a posteriori. • Quels sont les conclusions tirées de ce travail ?


279

7 I N S T R U M E N T A T I O N

7.1 Plan d’instrumentation

• Quel est le plan d’instrumentation ? A t-il été réalisé comme prévu ? • Quelles sont les modifications, au cas où il y en a eu?

7.2 Mesures sur chantier • Quels types de mesures sont effectués ? • Qui sont les intervenants (entreprise ? spécialiste ?) ? • Comment les mesures sont-elles documentées ? Tableaux, graphiques, … ? • Où se trouve l’instrumentation (schéma de l’instrumentation) ? • Quand a-t-on commencé chaque mesure ? Quelles sont les dates des mesures (quel est le

rapport au phasage) ? Exemple d’un tableau récapitulatif (Ilot 7, Nantes, 2002) :

Date Mesures inclinométriques

Mesures topométriques

Suivi piézométrique

Observations

08/04/2002 initiale initiale terrain naturel 12/04/2002 x excavation à la cote … 15/04/2002 x

Tableau 7. Dates des mesures

7.3 Topométrie • Où se trouvent les cibles ? • Dates des mesures ? Mesure initiale sous quelles conditions ? • Qui fait les mesures ? • Quelle technique de suivi topométrique est utilisée ? Quelle est la fourchette d’erreur ?

7.4 Inclinométrie • Quelle est la position des tubes inclinométriques (schéma, chaîne de cotes) ? • Sont-ils posés dans des tubes de réservation, directement dans la paroi moulée, dans le

terrain, soudés sur des palplanches, … ? Comment a-t-on effectué le scellement des tubes inclinométriques (coulis, sable, …) ?

• Comment se présente le haut du tube inclinométrique ? Dépasse-t-il le haut du soutènement ? Y a t-il une protection (buse en fonte, par exemple) ?

• Quelle est la localisation du tube inclinométrique dans le soutènement (centré, creux de palplanche, …) ? Et dans le panneau ? A quelle distance des appuis ?

• Existe-t-il une rotation des axes des tubes inclinométriques par rapport aux axes du soutènement ? Les tubes ont-ils subi un vrillage ?

• Y a-t-il un suivi topométrique de chaque inclinomètre ? • A quelle profondeur / cote se trouve le fond du tube inclinométrique ? Ce fond de tube

dépasse-t-il le pied de l’écran ? Encastrement du pied de l’inclinomètre ? • Quel système inclinométrique est utilisé (tubes, sonde, système d’enregistrement, méthode

de dépouillement) ? La sonde a-t-elle été échangée ? • Quel est le pas des mesures ? • Qui réalise les mesures ? S’agit-il toujours de la même personne / équipe ? • Quelles sont les observations (résultats sommaires sous forme de tableau Annexe 4) ?


280

7.5 Piézométrie • Combien de piézomètres y a-t-il autour du panneau instrumenté qui peuvent servir à la

description de la situation de la nappe lors des différentes mesures ? • Quel est le type de piézomètres (ouvert, fermé) ? • Quel est le mode de mesure ? Y a-t-il un enregistrement automatique ? • Où se trouvent les piézomètres (localisation sur le chantier) • Quelle est leur profondeur ? Quelle est la hauteur de la zone crépinée ? Par quelle nappe

sont-ils alimentés ? • Quel est le niveau de la nappe / du rabattement pendant les différentes phases

d’excavation ? Dates ? • Y a t-il des informations sur la pluviométrie ou des évènements météorologiques

importants ? voir 3.2 Suivi de la nappe

7.6 Mesure des forces dans les appuis • Où se trouvent les panneaux ou appuis instrumentés ? • Type d’instrumentation (cales, extensomètres, jauges de déformation, …) ? • Comment ont-ils été mis en place ? Protections éventuelles ? • Fourchette d’erreur ? Autres particularités ? • Quelles sont les dates des mesures ? Correspondent-elles aux phases d’excavation ? • Quand les mesures sont-ils effectuées dans la journée (matin / midi / soir → température) ? • La force de précontrainte éventuelle, a-t-elle été appliquée avant ou après le début des

mesures ?

7.7 Météorologie • Y a-t-il un suivi de la température ? • Y a-t-il un suivi de la pluviométrie ?

7.8 Autres – à préciser…

8 C O M P O R T E M E N T D E L ’ O U V R A G E

8.1 Introduction Ce chapitre comporte une présentation des résultats de mesures. Si le dépouillement est fait sous MS-Excel, et si l’on souhaite introduire les graphiques dans le texte, il est proposé de coller les graphiques avec → Edition → Collage spécial → Image ou Graphique. Ensuite, cliquer sur le graphique → Format → Image → Habillage → Style d’habillage : Aligné sur le texte. Alternativement, les relevés de mesures peuvent être intégrés en tant que copies ou fichiers « pdf » dans l’annexe du dossier. Dans la suite, on propose des méthodes de dépouillement pour les différents types d’instrumentation.

8.2 Les mesures topométriques

• Progression en X et Y en fonction du temps ; • Progression de la cote Z en fonction du temps ;


281

8.3 Les mesures inclinométriques • Courbes de déplacements normal à l’écran et tangentiels par rapport à l’axe du

soutènement en fonction de la profondeur de l’excavation, éventuellement avec indication des niveaux des appuis et des étapes de terrassement ;

• Vue en plan ;

8.4 Les relevés piézométriques • Évolution du niveau piézométrique en fonction du temps ;

8.5 Autres – à préciser • Efforts dans les tirants en fonction du temps • Observations lors des essais de contrôle

8.6 Résumé • Profondeur du déplacement maximal par rapport à la profondeur de la fouille ; • Déplacement (maximal / en tête / au niveau de l’appui) en fonction du temps ; • Comparaison des déplacements en tête mesurés avec l’inclinométrie et la topométrie ;

8.7 Qualité des mesures et de la documentation Discussion critique. Observations.

9 I N F O R M A T I O N S M A N Q U A N T E S / Q U E S T I O N S

Eventuellement lister ici les points qui n’ont pas pu être traités manque d’information.


282

A N N E X E 1 Caractéristiques du sol

Couche n° : Nature : Sable argileux

Profondeur de 3,45 m à 10,34 m / Cote +3,00 à cote -20,00

caractéristiques symbole unité valeur min

valeur max

valeur moy essai

description poids volumique humide γ [kN/m³]

poids volumique sec γd [kN/m³] poids volumique de la phase solide γs [kN/m³]

poids volumique du sol saturé γsat [kN/m³]

poids volumique du sol déjaugé

γ´= γsat - γw [kN/m³]

granulométrie U ou Cu [ - ] densité D [ - ] indice des vides e [ - ] porosité n [ - ] degré de saturation S [ - ] teneur en eau w [%] teneur de chaux teneur organique consistance limite de liquidité wL limite de plasticité wp limite de retrait ws indice de plasticité IP indice de consistance IC cisaillement cohésion effective c´ [kPa] angle de frottement interne effectif ϕ´ [degrés]

cohésion non drainée cu [kPa] angle de frottement non drainé ϕu [degrés]

autres propriétés mécaniques SPT N module pressiométrique EM [kPa] pression limite pL* [kPa] module œdométrique Eoed, Es [kPa] module d’Young E [kPa] compression simple qu [kPa] coeff. de consolidation cv [m²/s]

coefficient de perméabilité verticale kv [m/s] horizontale kh [m/s]

vers 2.2 Description du sol vers 2.3 Paramètres géotechniques

E X E M P L E E X E M P L E E X E M P L E


283

A N N E X E 2 Lithologie et coupe de l’ouvrage

type de coupe – lieu de la coupe – panneaux ?

PAROI : L , hL , b LIERNE: h , b APPUIS : (buton Ø) , A , I , L espacement latéral RADIER : épaisseur d …

3,30 m (cote)

0,00 m (cote)

15,00 m (cote)

16,50 m (cote)

18,50 m (cote)

22,00 m (cote)

radier

sol 1 ϕ´ , c´ , ϕu , cu γsat , γ e , w


sol 3 ...


« sous-sol » ϕ´ , c´ , ϕu , cu γsat , γ e , w

0,75 m (cote)

12,25 m (cote)

13,75 m (cote)

~ 4 m (cote)

~ 14 m (cote)

BUTON

surcharges, environnement...

échelle 1 : xxx

phases de terrassement

largeur de la fouille

phase 1 : 6,10 m (cote)

vers 2.2 (description du sol)vers 4 (configuration de l’ouvrage)



284

A N N E X E 3 Vue en plan

vers 4 (configuration de l’ouvrage)

- Schéma de l’instrumentation - Schéma du terrassement (si dissymétrique) - Indication du NORD - Photos (date ?)


285

A N N E X E 4 Résultats des mesures inclinométriques / topométriques Proposition pour un schéma : Inclinomètre I 1 I2 I3 I4 Réglette / cible C2 C3 C4 C1 Lieu sud-est (A6) sud-ouest (A11) nord-ouest (A17) nord-est ( A1) Profondeur 24 m 26,50 m 25,50 m 24 m Cote du pied de l’inclinomètre

IGN -18,90 IGN -21,40 IGN -20,40 IGN -18,90

Différence paroi / inclinomètre

0,70 m 3,10 m 2,40 m 0,30 m

Date 12/04/02 (inclinométrie) 15/04/02 (topographie) Profondeur du fond (H) * 6 m 6 m 0,00 m 0,00 m Déplacement de la cible** 8 mm 5 mm -9 mm -2 mm Déplacement inclinométrique δx : … en tête 1,3 mm 1,6 mm < 1 mm - … au fond de fouille 1 mm ~ 2 mm 0 mm - …maximal (valeur) 1,5 mm 2 mm < 1 mm - …profondeur (du maxi.) * 3,30 m 3,80 m 0 m - δxmax / H 0,03 % 0,03 % - Date 19/04/02 (inclinométrie) 18/04/02 (topographie) Profondeur du fond (H) * 9 m 9 m 9 m 0,00 m Déplacement de la cible ** 3 mm -4 mm 8 mm 0 mm Déplacement inclinométrique δx : … en tête -2,2 mm 3,6 mm < 1 mm -2,8 mm … au fond de fouille < 1 mm 6,3 mm < 1 mm - …maximal (valeur) < 1 mm 6,3 mm < 1 mm - …profondeur (du maxi.) * 10,30 m 8,30 m ~ 9 m - δxmax / H 0,01 % 0,07 %

Si disponible, donner les courbes inclinométriques. Effectuer éventuellement un recoupement avec les mesures topographiques.

vers 7 (instrumentation)



286

A N N E X E 5 Indice de sondage vers 2.1 (campagne d’investigation) Mode d’emploi : → Double-clic sur le tableau pour l’activer. → Entrer les valeurs demandées dans les cellules colorées. Ne pas changer le contenu des

cellules blanches. → Cliquer en dehors pour fermer le mode sous Excel.

I Identification de l'ouvrage Explications Nom, lieu & année de l'ouvrage Les valeurs prises par hypothèses figurent en italiques.

II Caractère principal de l'ouvrage étudié II (à cocher)Linéaire xSurfacique

Périmètre de l'écran U = 1 mSurface de la fouille A = 1 m²Profondeur de l'écran Le = 1,0 m

IV F verticalement horizontalement

Nombre de couches 0 1,1 1 ou 2 couches homogène (1)Facteur vertical Fv = 1,0 1,0 3 ou 4 couches ou moyenne/inconnue (0)IIb Horizontalement nombre inconnuVariabilité 0 0,9 > 4 couches hétérogène (-1)Facteur horizontal Fh = 1,0Facteur FVAR = 1,0

V Sondages V Sondages carottés (x 1) 0Sondages destructifs (x 0,4) 0Etudes antérieures (oui = 0,2) 0Nombre de sondages N = 0,0Prof. moy. des sondages Ls = 0,0 m

VI Indice de sondageIndice - périmètre ILIN = 0,0 = 100 FVAR N / périmètreIndice - surface ISURF = 0,0 = 1000 FVAR N / surfaceIndice - profondeur IPROF = 0,0 = Ls / Le

Indice de sondage

Coefficient d'abattement pour les sondages destructifs : 0,4Crédit pour la consultation d'études antérieures : +0,2

Ecran de soutènement pour un ouvrage : "Linéraire" (A) : mur de quai, métro, ..."Surfacique" (B) : fouille de largeur limité, etc ...

IV Variabilité du sol rencontréIIa Verticalement

III Dimensions de l'ouvrage

Annexe 3.b – Questionnaire : CHANTIER __________________________________________________________________________________________

287

1 I D E N T I F I C A T I O N

Nom du chantier :

Date, lieu, pays :

Responsable :

Entreprise :

Emplacement de la / des partie/s instrumentée/s ? Ajouter un schéma en annexe, svp. 2 C O N D I T I O N S D U S O L

A-t-on effectué des sondages /essais géotechniques supplémentaires ? Lesquels ? Pourquoi ? Où ? Ajouter les résultats en annexe, svp.

Observations sur la géotechnique du terrain / anomalies rencontrées lors de l’exécution ?

3 H Y D R O G É O L O G I E & G E S T I O N D E N A P P E

Décrivez la solution pour la mise hors d’eau de la fouille.

Quel est la quantité moyenne d’eau pompée en m³/h ? Y a t-il différents zones ou périodes ?

Y a t-il un suivi piézométrique ?


288

4 C O N F I G U R A T I O N D E L ’ O U V R A G E : É C R A N & A P P U I S

Type d’écran :

Paroi moulée

Méthode de construction (benne / hydrofraise…) : Géométrie1) et ordre2) du / des panneau/x instrumenté/s : Système d’étanchéité : Type de béton utilisé :

1) longueur, épaisseur, profondeur du panneau et de la cage d’armature 2) en cas de pianotage Rideau de palplanches

Méthode de mise en place : Comment l’instrumentation a été mise en place ? Où se trouve l’instrumentation ? Schéma en annexe.

Paroi berlinoise ou similaire

Type d’éléments verticaux : … éléments horizontaux : Système de drainage ? Emplacement des parties instrumentées (par rapport aux éléments verticaux) :

Autre Préciser en annexe, svp.


289

Appuis

Type d’appuis :

Nombre de lits, niveaux :

Inclinaison :

Espacement horizontal : Méthode de réalisation : Hauteur des paliers de

terrassement :

Protection (par ex. contre des effets de météo) :

Présence de risbermes ? Où ? Géométrie? Période ?

Ajoutez des schémas en annexe, si nécessaire.

Phasage des travaux et terrassement

Quelles sont les étapes principales ? Dates & observations. Terrassement non-symétrique ? Indiquez les zones. Ajoutez des schémas en annexe, si nécessaire.

5 E N V I R O N N E M E N T

Qu’y a-t-il autour de l’écran / l’ouvrage ? Bâtiments ? Routes ? Grues ? Stockage de matériel temporaire ? Autres surcharges ? Sources de vibrations en voisinage ? Durée ? Distances ? Ajoutez des schémas en annexe, si nécessaire.

Annexe 3.c – Questionnaire : INSTRUMENTATION & MESURES ____________________________________________________________________________________________________

290

7 I N S T R U M E N T A T I O N & M E S U R E S

topométrie :

Types de mesures effectués ? Qui sont les intervenants ?

inclinométrie :

piézométrie :

autre :

Topométrie

Emplacement des cibles : Schéma en annexe. Technique de suivi topométrique utilisée ?

Inclinométrie

Emplacement des tubes 3) : Méthode de mise en place et technique de scellement : Situation du haut du tube (cote ? protection ? … ?) Rotation des axes des tubes inclinométriques ? Vrillage des tubes ? Suivi topo de chaque inclinomètre ? Profondeur du fond du tube inclino ? Dépasse-t-il le pied de la paroi ? Combien ? Système inclinométrique utilisé 4) Pas de mesure ? Qui réalise les mesures ? Toujours la même personne ?

3) Localisation générale des tubes sur le chantier et dans le soutènement (centré, distance des appuis…) 4) Tubes, sondes, système d’enregistreur, méthode de dépouillement. La sonde a-t-elle été échangée ?

Annexe 3.c – Questionnaire : INSTRUMENTATION & MESURES ____________________________________________________________________________________________________

291

Piézométrie

Type de piézomètre ? Mode de mesure ? Emplacement des piézomètres ? Profondeur / Hauteur de la crépine des piézomètres ouverts ? Niveau de la nappe lors les phases principales de travaux ?

Efforts dans les appuis

Emplacement des panneaux / appuis instrumentés ? Type d’instrumentation : Méthode de mise en place :

Butons : Quand fait-on les mesures dans la journée (matin, midi, soir → température ?) Tirants : La force de précontrainte éventuelle a-t-elle été appliquée avant ou après le début des mesures ? Météorologie

Suivi de température ? Suivi de la pluviométrie ?

Autre

Annexe 3.c – Questionnaire : INSTRUMENTATION & MESURES __________________________________________________________________________________________

292

! ! ! Listez les dates des mesures et la situation de chantier correspondante : type de mesure :

panneau instrumenté :

date observation

(mesure initiale)

Annexe 5.a – Sondages et essais in situ __________________________________________________________________________________________

293

Sondages et essais in situ Sondage carotté Sca. 2500 Sondage pressiométrique Sd. 2544 Sondage au pénétromètre statique Spe. 2532 (emplacement des sondages : cf. figure 5.4) Source : Sol-Essai-Études (1999) Le Havre, Port 2000 : Terre-plein au Sud de la CIM Rapport Factuel des Sondages, Tome 2, Vol. 1 N° de note : 2500-2 (archive Solétanche-Bachy)


294


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299

Annexe 5.b – Caractéristiques des piézomètres __________________________________________________________________________________________

300

Caractéristiques des piézomètres Piézomètres de Solétanche-Bachy

série n°ExtN 100 m derrière la paroi environ Légende :(à l'extérieur NORD de la paroi étanche) couches (sables) :

sables sup. -2,5 à -5 1piézomètre : Pz -40ExtN Pz 30ExtN Pz 110ExtN Pz 200ExtN Pz 275ExtN sables inf -5 à -8 2

-40 30 110 200 275 sab inf dense -8 à -17 3nivellement initial : 11,09 CMH 10,98 CMH 10,47 CMH 11,73 CMH 12,53 CMH sab très denses -17 à -25 4profondeur initial : 22,50 m 23,00 m 23,00 m 22,50 m 23,00 m piézomètre LONG : couche 3 ou 4

cote du pied : ? ? ? ? ?zone crépiné : 8,00 m 8,00 m 8,00 m 8,00 m 8,00 mtype de piézo : LONG LONG LONG LONG LONG

sol (couche) : ? ? ? ? ?

série n°1 40 m derrière la paroi environ

piézomètre : Pz -80-1 Pz -40-1 Pz 10-1 Pz 110-1 Pz 160-1 Pz 210-1 Pz 310-1-80 -40 10 110 160 210 310

nivellement initial : 10,07 CMH 9,77 CMH 11,22 CMH 10,28 CMH 10,44 CMH 9,85 CMH 9,58 CMHprofondeur initial : 24,00 m 24,00 m 24,00 m 29,00 m 24,70 m 24,10 m 24,00 m

cote du pied : -13,93 CMH -14,23 CMH ? -18,72 CMH -14,26 CMH -14,25 CMH -14,42 CMHzone crépiné : ? ? ? ? ? ? ?type de piézo : LONG LONG LONG LONG LONG LONG LONG

sol (couche) : 3 3 ? 4 3 3 3

série n°1A 60 m derrière la paroi environ

piézomètre : Pz -30-1A Pz 110-1A Pz 260-1A-30 110 260

nivellement initial : 11,10 CMH 10,13 CMH 10,06 CMHprofondeur initial : 21,50 m 22,50 m 23,00 m

cote du pied : ? ? ?zone crépiné : 8,00 m 8,00 m 8,00 mtype de piézo : LONG LONG LONG

sol (couche) : ? ? ?

série n°2 15 m derrière la paroi environ

piézomètre : Pz -80-2 Pz -40-2 Pz 10-2 Pz 60-2 Pz 110-2 Pz 160-2 Pz 260-2 Pz 310-2-80 -40 10 60 110 160 260 310

nivellement initial : 10,55 CMH 10,37 CMH 10,64 CMH 9,71 CMH 11,15 CMH 10,84 CMH 9,37 CMH 9,59 CMHprofondeur initial : 31,00 m 24,00 m 19,00 m ? 29,00 m 19,00 m 19,10 m 28,70 m

cote du pied : -20,45 m -13,63 m -8,36 m ? -17,85 m -8,16 m -9,73 m -19,11 mzone crépiné : 8,00 m 8,00 m TT Haut ? 8,00 m TT Haut TT Haut 8,00 mtype de piézo : LONG LONG LONG LONG LONG LONG LONG LONGsol (couche) : 4 3 3 ? 3 3 3 4

série n°3 20 m devant la paroi environ

piézomètre : Pz -120-3 Pz -40-3 Pz 60-3 Pz 110-3 Pz 170-3 Pz 230-3 Pz 290-3-120 -40 60 110 170 230 290

nivellement initial : 10,41 CMH 10,16 CMH 10,97 CMH 10,66 CMH 11,04 CMH 10,90 CMH 10,18 CMHprofondeur initial : 23,00 m 23,00 m 23,00 m 23,00 m 22,50 m 23,00 m 22,50 m

cote du pied : ? ? -12,03 m -12,34 m ? ? ?zone crépiné : 8,00 m 8,00 m 8,00 m 8,00 m 8,00 m 8,00 m 8,00 m

type de piézomètre : LONG LONG LONG LONG LONG LONG LONGsol (couche) : ? ? 3 3 ? ? ?

série n°3A 50 m devant la paroi environ (à l'extérieur SUD de la paroi étanche)

piézomètre : Pz 160-3A Pz 260-3A160 260

nivellement initial : 11,69 CMH 11,29 CMHprofondeur initial : ? ?

cote du pied : ? ?zone crépiné : ? ?type de piézo : LONG LONG

sol (couche) : ? ?

__________________________________________________________________________________________

Résumé Étude expérimentale et méthodologique sur le comportement des écrans de soutènement

Dans le domaine de la géotechnique, qui est caractérisé par la construction d’ouvrages uniques adaptés à un problème spéci-fique dans un terrain connu uniquement par prélèvements isolés, il est important pour le développement des méthodes de calcul d’étudier le comportement de ces ouvrages et de leur environnement. Les informations recueillies permettent – à con-dition qu’elles soient mises à disposition du public compétent – d’identifier les facteurs ayant une influence déterminante sur les ouvrages, les interactions entre la structure et le terrain ainsi que le comportement de l’ouvrage. Petit à petit, les méthodes de calcul peuvent être améliorées grâce à des analyses à rebours. Ce mémoire traite de l’observation du comportement des écrans de soutènement en se concentrant sur la question de la valo-risation des mesures effectuées de façon relativement routinière dans le cadre d’un suivi de contrôle de grands chantiers. Dans ce but on présente d’abord les synthèses disponibles dans la littérature, et les principaux outils de suivi des ouvrages. Dans le cadre d’une coopération avec l’entreprise Solétanche-Bachy on s’est attaché à discuter l’exploitabilité de résultats de mesures obtenus lors d’un suivi au quotidien et à développer une approche méthodologique pour le recueil de ces données. La troisième partie de ce mémoire présente une étude expérimentale originale : l’instrumentation et la surveillance du nou-veau port extérieur « Port 2000 » du Havre. Enfin, les données de mesures acquises sont comparées aux résultats d’une étude numérique. Le programme utilisé est un module en développement du logiciel de calcul en éléments finis CESAR-LCPC. Zusammenfassung Experimentelle und methodische Studie zum Verformungsverhalten von Verbauwänden

In einem Arbeitsfeld wie der Geotechnik, das durch die Errichtung einmaliger, problemspezifischer Bauwerke in einem nur durch Stichproben bekannten Baugrund gekennzeichnet ist, ist es für die Weiterentwicklung der Bemessungsmethoden wich-tig, das Verhalten dieser Bauwerke und ihres Umfeldes genau zu studieren. Die dabei gesammelten Erfahrungen dienen dazu, sofern sie dem Fachpublikum zugänglich gemacht werden, die Einwirkungen auf das Bauwerk, die entstehenden Interaktio-nen von Baugrund und Tragwerk sowie das Verhalten der Struktur zu identifizieren, so dass im Zuge einer Rückanalyse die Bemessungsmethoden verbessert werden können. Die vorliegende Arbeit zielt auf das Beobachten des Verformungsverhalten von Baugrubenwänden – und konzentriert sich dabei insbesondere auf die Frage, wie die Ergebnisse von Überwachungsmessungen, die bei größeren Bauvorhaben in der Regel routinemäßig durchgeführt werden, für die wissenschaftliche Auswertung genutzt werden können. Dazu werden zunächst in der Literatur bereits vorliegende Studien untersucht sowie diverse Messmethoden vorgestellt. Im Zuge einer Kooperation mit dem Spezialtiefbauunternehmen Solétanche-Bachy richtet sich schließlich das Augenmerk auf die Verwertbarkeit von im täglichen Baugeschehen zusammengetragenen Messungen. Hierzu wird ein methodischer Ansatz zur Erfassung dieser Daten entwickelt. Der dritte Teil dieser Arbeit konzentriert sich auf eine eigene Experimentalstudie: Die Instrumentierung und messtechnische Überwachung des neuen Außenhafens „Port 2000“ in Le Havre. Die hierbei gewonne-nen Messdaten werden anschließend den Ergebnissen einer numerischen Simulation gegenübergestellt. Für die Berechnung wurde ein Modul des Finite-Elemente-Programmes CESAR-LCPC benutzt, der zur Zeit entwickelt und getestet wird. Abstract Experimental and methodical study about the behaviour of embedded retaining walls

In a domain such as geotechnical engineering, which is characterised by the construction of unique structures adapted to specific problems in subsoils known only by isolated sampling, it is important for the evolution of the calculation methods to study the behaviour of those structures and their environment. The observed information enables – provided it is presented to professional audience – to identify the factors acting upon the structure, influencing the soil-structure interactions as well as the behaviour of the structure. By this means, the calculation methods can be improved by back analyses. This thesis deals with the observation of the behaviour of retaining walls. Major focus is put on the question of how measu-rements carried out under day-to-day conditions within the scope of site control can be utilised for scientific interpretation. For that purpose, at first, existing studies available in the literature as well as the principal instrumentation techniques are presented. In the second part of the study, within the framework of a cooperative effort with the contractor Solétanche-Bachy, focus is given on the usability of results obtained during site control measurements. At the same time, a methodical approach for the synthesis of those data is developed. The third part of this thesis presents an experimental study: the instrumentation and observation of the new deep water quay “Port 2000” in Le Havre. Finally, the obtained measurement results are compa-red to a numerical study carried out with a module in development of the finite element program CESAR-LCPC. Mots clés : approche empirique, approche méthodologique, calcul numérique couplé, comportement repère, contrôle de chantier, inclinomètre, instrumentation, mesure, mur de quai, paroi moulée, Port 2000, écran de soutènement.

Stichworte : Baugruben, Baustellenüberwachung, empirischer Ansatz, gekoppelte numerische Berechnung, Inklinometer, Instrumentierung, Kaimauer, Messen, methodischer Ansatz, Port 2000, Schlitzwand, Verbauwand, Vergleichsverhalten.

Key words: construction site control, coupled numerical calculation, diaphragm wall, empirical approach, inclinometer, instrumentation, measurement, methodical approach, Port 2000, quay wall, reference behaviour, retaining wall.

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