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Les remblais d'essai sur argiles molles

de Muar Fiats (Malaisie) Jean-Pierre MAGNAN

études et recherches des laboratoires des ponts et chaussées

B Ministère de !'Équipement, - du Logement, des Transports et de !'Espace

laboratoire Central des Ponts et Chaussées

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Les remblais d'essai sur argiles molles

de Muar Fiats (Malaisie) Jean-Pierre MAGNAN

2• trimestre 1992

1;::1 Laboratoire Central des Ponts et Chaussées

58, bd Lefebvre, F 75732 Paris Cedex 15

Collection " Études et recherches des Laboratoires des Ponts et Chaussées '" série Géotechnique, ISSN 1157 -3910. Fait suite à la collection " Rapports des laboratoires '" série Géotechnique - Mécanique des sols - Sciences de la terre, ISSN 0761 - 2389.

Diffusion:

Jean-Pierre MAGNAN Ingénieur en chef des Ponts et Chaussées Docteur ès sciences Directeur technique Laboratoire Central des Ponts et Chaussées

Laboratoire Central des Ponts et Chaussées IST - Section des publications 58, bd Lefebvre, F 75732 Paris Cedex 15 ~ 33 (1) 40435226 -Télécopie: 33 (1) 40435498

Ce document est propriété de l'Administration et ne peut être reproduit, même partiellement, sans l'autorisation du directeur du Laboratoire Central des Ponts et Chaussées

(ou de ses représentants autorisés). © 1992 - LCPC

SOMMAIRE

RESUME ABSTRACT - RESUMEN - ZUSAMMENFASSUNG - AHHOTA~V\5\

AVANT-PROPOS

Partie 1 - LE REMBLAI D'ESSAI A LA RUPTURE

1.1 Introduction

1.2 Prévision du comportement du remblai d'essai à la rupture de Muar Flats J.P. Magnan

1.3 Calcul complémentaire et commentaires sur le comportement du remblai d'essai à la rupture de Muar Flats J.P. Magnan et A. Kattan

Partie 2 - LES REMBLAIS D'ESSAI DE METHODES DE CONSTRUCTION

2.1 Introduction

2.2 Comportement des drains verticaux préfabriqués sur le site expérimental de Muar Flats (Malaisie) J.P. Magnan

2.3 Analyse des drains verticaux dans les argiles molles : le cas des remblais d'essai de Muar Flats J.P. Magnan

4 5

9

11

13

25

33

35

59

3

RESUME

LES REMBLAIS D'ESSAI SUR ARGILES MOLLES

DE MUAR FLATS (MALAISIE)

Jean-Pierre Magnan

Première partie - Le remblai d'essai à la rupture 1.1 Prévision du comportement à la rupture du remblai d'essai à la rupture de Muar Flats 1.2 Calcul complémentaire et commentaires sur le comportement du remblai d'essai à la

rupture de Muar Flats Seconde partie - Les remblais d'essai de méthodes de construction

2.1 Comportement des drains verticaux préfabriqués sur le site expérimental de Muar Flats (Malaisie)

2.2 Analyse des drains verticaux dans les argiles molles : le cas des remblais d'essai de Muar Flats

Ce rapport rassemble quatre articles consacrés à l'analyse des remblais d'essai construits à l'initiative de la Direction des Routes de Malaisie dans la plaine côtière de Muar Flats, dans une zone comportant une vingtaine de mètres de sols argileux compressibles.

Les deux premiers textes présentent les prévisions du comportement du remblai à la rupture établies au LCPC : .prévisions "manuelles" à base d'abaques et de lois empririques, et calcul en éléments finis au moyen du logiciel CESAR-LCPC, en utilisant le modèle Mélanie pour les argiles. Ces prévisions sont compa­rées aux résultats des mesures et aux autres prévisions faites sur ce remblai.

Les deux derniers textes analysent les observations faites sur les onze remblais édifiés pour le test des méthodes de construction des remblais sur argiles molles. Une attention particulière est accordée au com­portement des drains verticaux plats préfabriqués (drains Desol), dont l'efficacité avait fait l'objet d'appré­ciations divergentes immédiatemènt après les essais. L'analyse confirme le bon fonctionnement de ces drains verticaux.

Mots-clés : argile molle - remblai <l'essai - rupture - méthodes de construction - drains verticaux -prévisions - mesures - analyse.

4

ABSTRACT

THE TEST EMBANKMENTS ON SOFT CLAYS

AT MUAR FLATS (MALAYSIA)

Jean-Pierre Magnan

First part - The test embankment built to failure 1.1 Prediction of the behaviour of Muar Flats test embankment built to failure 1.2 Additional analysis and comments on the behaviour of the test embankment built to

failure at MuarFlats Second part - The test embankments for construction methods

2.1 Behaviour of prefabricated vertical drains on the test sections of Muar Flats, Malaysia

2.2 Analysis of vertical drains in soft clays : the case of Muar Flats test embankments

This report comprises four papers devoted to the analysis of the test embankments that were built on the initiative of the Malaysian Highway Authority in Muar Flats coastal plain, in an area made up of about twenty meters of compressible clayey soils.

The first two texts present the predictions of the behaviour of the embankment built to failure which were prepared at LCPC : "hand-made" predictions based on charts and empirical rules, and a finite element analysis using the FEM program CESAR-LCPC and the Melanie model for clays. The predictions are compared to the observed behaviour of the soils and fill and to the other predictions made for this embankment.

The last two texts are devoted to the analysis of the observations made on the eleven test sections built to compare the construction methods for embankments on soft clays. Emphasis was put on the analysis of the behaviour of the prefabricated vertical band drains (Desol drains), the efficiency of which had been commented upon in differing ways immediately after the tests. Our analysis confirms the satisfactory behaviour ofthese vertical drains.

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RESUMEN

LOS TERRAPLENES DE PRUEBA CON ARCILLAS BLANDAS

DE MUAR FLA TS (MALASIA)

Jean-Pierre Magnan

Primera parte - El terraplén de prueba a la rotura 1.1. Previsi6n del comportamiento en ratura del terraplén de prueba a la

ratura de Muar Fiats 1.2. Calcula complementario y comentarios sobre el comportamiento del

terraplén de prueba a la ratura de Muar Flats Segunda parte - Los terraplenes de prueba de métodos de construcci6n 2 .1. Comportamiento de los drenes verticales prefabricados en el

ernplazamiento experimental de Muar Fiats (Malasia) 2.2. Analisis de los drenes verticales en Jas arcillas blandas: el caso de

los terraplenes de prueba de Muar Flats

Se recopilan en este informe cuatro articulas dedicados al analisis de los terraplenes de prueba construidos por iniciativa de la Direcci6n de Carreteras de Malasia en la planicie litoral de Muar Flats, una zona que consta de veinte metros de suelos arcillosos compresibles.

Los dos primeras textos exponen las predicciones del comportamiento del terraplén a la rotura elaboradas por el Laboratorio Central de "Ponts et Chaussées" (LCPC): predicciones "rnanuales" a base de abacos y leyes ernpiricas, y calcula con elementos finitos valiéndose del software CESAR­LCPC, y haciendo uso del modela Mélanie para las arcillas. Se comparan estas predicciones con los resultados de las mediciones y demas predicciones efectuadas con relaci6n al terraplén.

En los dos ultimos textos se analizan las observaciones efectuadas sobre los once terraplenes edificados para la prueba de métodos de construcci6n de terraplenes con arcillas blandas. Se hizo hincapié en el comportamiento de los drenes verticales planas prefabricados (drenes Desol), cuya eficacia habia sido objeto de apreciaciones divergentes inmediatamente después de las pruebas. El analisis confirma el correcto funcionamiento de estos drenes verticales.

Verfasser:

ZUSAMMENFASSUNG

DIE VERSUCHSSCHDITUNGEN AIJF WEICHI'ON

IN MUAR FIATS (MALAYA)

Jean-Pierre Magnan

1. Teil - Die Bruchversuchsschüttung

l .1 Vorhersage des Bruchverhal tens der Bruchversuchsschütbmg von Muar Flats

l. 2 Erganzende Berechnungen und Erlauterungen zum Verhalten der Bruchversuchsschüttung von Muar Flats

2. Teil - Die Versuchsschüttungen für Bauverfahren

2.1 Verhalten der am Erprobungsort von Muar Flats (Malaya) vorgefertigten Vertikaldrans

2. 2 Analyse der Vertikaldrans im Weichton: Beispiel der Versuchs­schüttungen von Muar Flats

Dieser Bericht umfasst vier Artikel einer Analyse der Versuchs­schüttungen, die auf Initiative der Strassenbaudirektion von Malaya in der Küstenebene von Muar Flats in einem Gebiet von etwa 20 M:eter Z'ù.sai.rnendrlickbarem Tonboden gebaut w..:i.rden.

Die ersten beiden Texte enthalten die im Laboratoire Central des Ponts et Chaussées (LCPC) erstellten Verhaltensvorhersagen der Bruchversuchsschüttung: "rranuelle" Vorberechnungen mit Hilfe graphischer Darstellungen und empirischer Gesetze und Berechnungen mit finiten Elenenten rnittels der CESAR-Software des LCPC unter Verwendung des Melanie-Modells für Ton. Diese Vorhersagen werden mit den Messergebnissen und den anderen an dieser Schüttung er­stellten Vorhersagen verglichen.

Die letzten beiden Texte sind eine Analyse der Beobachtungen an den elf Schüttungen, die für die Prüfung der Bauverfahren von Schüttungen auf Weichton errichtet wurden. Besondere Aufmerksamkeit karmt dem Verhalten der vorgefertigten, flachen Vertikaldrans (Desol) zu, deren Effizienz gleich nach der Prüfung unterschiedlich beur­teilt worden war. Die Analyse bestatigt die gute Funktionsweise der Vertikaldrans.

7

8

AHHOT8LUOt

OIIblTHbIE HACbIIII1 HA M5JTKI1X rnl1HAX B PAHOHE MIOAP <t>nATC ( MAJIAH3I15I)

IlepBa.sI qacTb: HaCbIIlb AJI.sI MCJibITamu1 Ha pa3pyIIIeHMe 1.1. IlporH03 pe3yJibTaTOB MCilbITaHMH Ha pa3pyIIIeHMe Ha OilbITHOH HaCbITIM B MIOap <l>JiaTC. 1.2. ,IJ;onOJIHMTeJibHhIH pacqeT c KOMMeHTapH.sIMM 0 pe3yJibTaTax MCJibITaHMH Ha pa3pyIIIeHMe Ha OIIhITHOH HacbIIIM B MIOap <l>naTc.

BTopa.si: qacTh: HachmH p;n.si: onpo6oBaHM.sI cTpottTeJihHhrx MeTop;oB 2.1. IloBep;eHMe c6opHbIX BepTHKaJihHhIX p;peH Ha onbITHOM yqacTKe B MIOap <l>naTc.

2.2. AHaJIM3 BepTHKaJibHhIX p;peH B M.si:rKMx rJIMHax; np11Mep onhITHhIX Hacbrrre:i1 B MIOap <l>naTc.

B p;aHHOM oTqeTe o6nep;MHeHbI qeThrpe cTaThM, nocB.si:rn;eHHbIX aHaJIM3Y onhrTHbIX Hacbme:i1, B03Bep;eHHhIX YnpaBJieHMeM aBTOM06MJibHhIX gopor Manai13MM B npttMopcKoi1 paBHMHe MIOap <l>naTc, xapaKTeptt3yIOrn;e:i1c.si: HanttqtteM p;Bap;~aTMMeTpOBOH TOJirn;H C.>IŒMaeMbIX rJIHHHCTbIX rpyHTOB. ,IJ;Be nepBbie CTaTbM 3HaKOM.sIT c nporH03aMH IlOBep;emrn HaChIIlM npH HCilbITaHH.sIX Ha

pa3pyIIIeHMe, COCTaBJieHHhIM IJ;eHTpaJibHOH na6opaTOpHeH aBTOM06HJibHbIX MOCTOB H

p;opor <l>paHI.J;HH M COCTO.sirn;HM, c Op;HOM CTOpOHbI, H3 nporH03a, pa3pa60TaHHOro Tpap;m~HOHHbIM crroco6oM Ha 6a3e HOMürpaMM 11 3MIIHpttqecKMX 3aKOHOMepHOCTe:i1, H, c p;pyro:i1 CTOpOHbl, M3 pacqeTa MeTOf);OM KOHeqHbIX 3JieMeHTOB c IIOMOrn;bIO

rrporpaMMHoro cpep;cTBa CESAR-LCPC H Mop;entt MELANIE p;n.si: rJIHH. 3Ttt rrporH03bl COIIOCTaBJieHhl c pe3yJibTaTaMH H3MepeHHH H p;pyrHMH rrporH03aMH, OTHOC.sirn;MMHC.sI K p;aHHOH HaCbIIlH. B p;Byx rrocnep;HHX MaTepttanax M3JI02KeHhr Ha6nIOp;eHH.si: Ha OAHHHap;~aTtt Hachm.si:x, IIOCTpOeHHbIX f);JI.sI orrpo6oBaHM.sI MeTOf);OB B03Bep;eHH.sI HaChlileH Ha M.sirKMX rJIMHaX. Oco6oe BHHMaHHe yp;eneHo noBep;eHHIO c6opHbIX rrnocKMx BepTttKaJihHbIX p;peH (p;peH Desol), 06 3cpcpeKTMBHOCTM KOTüphrx 6bIJIM BhICKa3aHhI cpa3y rrocne MCIIbITaHMH rrpOTHBOIIOJI02KHhre MHeHH.si:. AHaJIM3 nop;TBepp;ttn rrp11rop;HOCTb 3THX p;peH.

AVANT-PROPOS

De 1987 à 1989, l'Administration des Routes de Malaisie a édifié une série de remblais expéri­mentaux sur sols mous dans la plaine de Muar Flats, près de la ville de Malacca, dans le cadre des travaux de construction de l'autoroute qui doit traverser la Malaisie du Nord au Sud. Cette expé­rimentation, d'ampleur inhabituelle, a permis d'observer :

- le comportement d'un remblai à la rupture (fig. 1),

- les effets de différentes techniques de cons­truction de remblais sur sols mous (remblais sur pieux, préchargement par le vide, drains verti­caux, renforcement de la base du remblai, notam­ment) (fig. 2).

Figure 1 Vue du remblai à la rupture (Photo: Malaysian Highway Authority)

Figure 2 Vue des sections d'essai de techniques de construction

(Photo: Malaysian Highway Authority)

Les résultats de ces études ont été présentés et discutés lors d'un symposium organisé à Kuala Lumpur en novembre 1989, en présence de plus de 350 personnes. Les comptes rendus du sympo­sium, diffusés par l'institution of Engineers Ma­laysia, comprennent trois volumes. Les deux pre­miers volumes, de conception classique, présentent les données expérimentales (vol. 1) et les interpré­tations qui en ont été faites (vol. 2). Le troisième volume est une collection de disquettes contenant l'ensemble des résultats des mesures (sous Lotus 1-2-3), avec un bref fascicule de présentation.

Le remblai à la rupture

Le comportement du remblai construit jusqu'à la rupture sur le site de Muar Flats a fait l'objet de prévisions par

- A.S. BALASUBRAMANIAM (Asian Institute ofTechnology, Bangkok)

- J.P. MAGNAN (Laboratoire central des Ponts et Chaussées, Paris)

-A. NAKASE (Tokyo Institute ofTechnology) - H.G. POULOS (Université de Sydney).

L'ensemble des données relatives aux sols, au matériau de remblai et au rythme de construction leur a été transmis environ un an avant le sympo­sium. Les prévisions portaient sur l'épaisseur du remblai lors de la rupture, l'évolution des tasse­ments ou soulèvements de la surface du terrain naturel, les déplacements horizontaux sur trois verticales et les pressions interstitielles en sept points, dans le plan de symétrie du remblai.

Les prévisions faites avant la construction du remblai sont décrites en détail dans le volume 2 des comptes rendus du symposium, qui contient également le rapport de synthèse de E.W. BRAND (Hong Kong), qui était chargé de comparer les pré­visions entre elles et avec les résultats des mesu­res, et d'animer la première journée du sympo­sium, consacrée à ce remblai à la rupture.

A part les calculs de stabilité, tous effectués par la méthode classique des cercles de glissement en contraintes totales, les prévisions présentées lors du symposium reposent sur des bases très diffé-rentes: ·

9

- calcul élastoplastique en éléments finis (modè­le Cam clay modifié) pour AS. BALASUBRAMA­NIAM;

- calculs manuels utilisant des abaques et les résultats empiriques tirés de l'étude du comporte­ment observé de remblais sur sols mous, pour J.P. MAGNAN;

- modélisation en centrifugeuse et calculs visco-élastoplastiques, en contraintes effectives, par la méthode des éléments finis, pour A NAKA­SE;

- calculs élastoplastiques par la méthode des éléments finis en contraintes totales et contraintes effectives, pour H.G. POULOS.

Elles ont néanmoins toutes en commun de se référer aux observations faites antérieurement sur des remblais expérimentaux à la rupture pour cor­riger les données du calcul ou les compléter. Sans être identiques, les quatre prévisions ont des or­dres de grandeur comparables ... Il s'est avéré tou­tefois que la résistance au cisaillement du remblai, constitué d'un matériau sablo-argileux cohérent, avait une influence essentielle sur la hauteur du remblai à la rupture ; trois des calculs prévision­nels avaient fourni des épaisseurs de 3,5 à 3,8m en négligeant ou sous-estimant cette résistance au cisaillement, pour une épaisseur réelle de 5,4 m. Seule l'épaisseur calculée par AS. BALASUBRA­MANIAM (5m), qui avait choisi une valeur beau­coup plus forte de la cohésion du remblai, est pro­che de cette épaisseur réelle. La prise en compte de la résistance au cisaillement des remblais, no­tamment lorsqu'ils ont une cohésion, reste un objet d'étude important. Le remblai expérimental à la rupture de Muar Flats et les autres remblais édi­fiés sur le même site fournissent des informations très utiles pour cette étude.

Les remblais d'essai de méthodes de construction

La méthode utilisée jusqu'à présent pour la construction des remblais de l'autoroute qui tra­verse la Malaisie du Nord (Thailande) au sud (Sin­gapour) dans les zones de sols mous est celle des remblais sur pieux. Pour tester l'adéquation d'au­tres méthodes aux conditions de construction des futures sections de cette autoroute, !'Administra­tion des Routes de Malaisie a proposé aux entre­prises ou bureaux d'études intéressés de construi­re une section d'essai dimensionnée pour obtenir au bout de quinze mois un tassement résiduel in­férieur à 10 cm par an. Il en est résulté un site ex­périmental comportant treize sections :

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3/1 Injection d'un produit chimique 3/2 Référence

3/3 Sandwich au sable 3/4 Préchargement avec drains verticaux et

géogrilles 6/1 Injection d'un produit chimique 6/2 Préchargement par pompage (pointes

filtrantes) 613 Electro-osmose 6/4 Remblai sur pieux 615 Pieux de sables et drains de sable 616 Référence 617 Préchargement par le vide et drains

verticaux 618 Préchargement avec drains verticaux et

géogrilles 6/9 Préchargement avec drains verticaux

Les quatre remblais de 3 mètres de hauteur (3/1 à 3/4) correspondent aux remblais courants, tandis que les neuf remblais de 6 mètres de hau­teur (6/1 à 6/9) correspondent aux conditions d'ac­cès aux ouvrages d'art.

Toutes ces expérimentations n'ont pas été me­nées à leur terme, soit par manque de temps, soit parce que des ruptures intempestives sont venues perturber le bon déroulement des travaux. D'autre part, l'exploitation des données disponibles n'a en général pas encore été vraiment achevée. Néan­moins, les remblais d'essai de Muar Flats consti­tuent une référence expérimentale de grande va­leur pour la poursuite des études sur les méthodes de construction de remblais sur sols mous.

Le présent rapport rassemble quatre textes re­latifs à l'interprétation des observations effectuées sur le site expérimental de Muar Flats. Deux d'en­tre eux concernent le remblai à la rupture et les deux autres portent sur les remblais d'essai de méthodes de construction.

Le premier texte (1.1) décrit les prévisions du comportement du remblai à la rupture qui ont été présentées lors du symposium. Du fait du retard pris dans la préparation de ces prévisions, un se­cond ensemble de calculs, exécutés au moyen du logiciel de calcul en éléments finis CESAR-LCPC, a été envoyé aux organisateurs après le sympo­sium. Ce deuxième article (1.2) contient également des commentaires sur les résultats des mesures et sur les prévisions des autres participants, qui étaient alors connues.

Le troisième texte (2.1) analyse les observa­tions effectuées sur l'ensemble des sections d'essai de méthodes de construction, en insistant sur les drains verticaux. Le dernier texte (2.2) décrit la méthode d'analyse des résultats des mesures effec­tuées dans les zones traitées par des drains verti­caux et l'applique à la section 6/9.

Première partie

LE REMBLAI D'ESSAI A LA RUPTURE

1.1 INTRODUCTION

Le remblai d'essai à la rupture édifié sur des argiles très molles à Muar Fiats (Malaisie) est à notre connaissance le troisième remblai sur argiles molles ayant fait l'objet d'un concours de prévisions, après ceux du M.I.T. à Boston (1975) et de Gloucester, Canada (1987). Le Laboratoire central des Ponts et Chaussées a été invité à présenter des prévisions et à participer au symposium international organisé à Kuala Lumpur pour comparer ces prévisions avec la réalité et les commenter, ce que j'ai eu le plaisir de faire en novembre 1989.

Comme indiqué dans l'avant-propos de ce rapport, les prévisions élaborées au LCPC ont été doubles : des prévisions semi-empiriques ont été préparées d'urgence dans les quel­ques jours précédant le symposium, pour pallier le retard pris dans l'exécution du calcul en éléments finis initialement pré­vu. Ces premières prévisions ont été présentées au sympo­sium, les calculs en éléments finis (logiciel CESAR-LCPC, modèle Mélanie pour les argiles) étant présentés dans un se­cond article, immédiatement postérieur au symposium. Ce sont ces deux articles qui sont regroupés dans la première partie de ce rapport.

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1.1

PREVISION DU COMPORTEMENT DU REMBLAI D'ESSAI

A LA RUPTURE DE MUAR FLATS

Jean-Pierre MAGNAN Laboratoire central des Ponts et Chaussées, Paris, France

RESUME

Cet article présente les prévisions faites au LCPC pour les déformations et les pressions interstitielles des argiles de fondation du remblai d'essai à la rupture construit à Muar Flats, en Malaisie, en 1989. Les prévisions ont été faites sur la seule base de l'expérience, d'abaques classiques de distribution des contrain­tes et des résultats d'une étude paramétrique du comportement en fin de construction des remblais sur ar­giles molles, fondée sur le modèle Mélanie, développé au LCPC pour les argiles. L'article décrit les métho­des de prévision, la façon dont les paramètres ont été obtenus, la surface de rupture prévue et l'épaisseur du remblai à la rupture, ainsi que les déplacements et pressions interstitielles jusqu'à la rupture.

INTRODUCTION

A la fin de 1988, les organisateurs du Sympo­sium International sur les remblais d'essais sur argiles marines de Malaisie ont proposé au Labo­ratoire central des Ponts et Chaussées (LCPC) de préparer des prévisions du comportement du rem­blai qui devait être monté jusqu'à la rupture à Muar Flats. Cette proposition fut acceptée et, mal­gré les difficultés rencontrées lors de la prépara­tion des prévisions, ces dernières furent finale­ment adressées au Comité d'organisation quelques jours avant le symposium. Cet article explique comment ces prévisions ont été préparées et pré­sente les réponses données aux questions posées.

Initialement, nous avions l'intention de faire un calcul en éléments finis du comportement du remblai d'essai de Muar Flats, en utilisant le même modèle Mélanie que pour la prévision du comportement du remblai d'essai de Gloucester (1987) au Canada. Ce modèle avait donné d'excel­lents résultats dans le cas du remblai à la rupture édifié à Cubzac-les-Ponts et avait été également appliqué avec succès au calcul du comportement d'autres remblais en cours de consolidation. Les données nécessaires furent donc tirées des rap­ports d'études des sols envoyés aux participants et mises sous une forme adaptée aux calculs en élé­ments finis.

Quand il devint évident que le calcul en élé­ments finis prévu ne serait pas terminé en temps

utile, les prévisions numériques se transformèrent en prévisions "manuelles" semi-empiriques, fon­dées sur l'expérience accumulée par les Laboratoi­res des Ponts et Chaussées, en association avec le groupe de géotechnique de l'Université Laval (Québec, Canada), lors de l'analyse du comporte­ment observé de nombreux remblais sur argiles molles (Leroueil et al., 1985) et sur les résultats des différentes analyses numériques effectuées au LCPC. Les prévisions préparées pour le sympo­sium furent donc fondées sur des méthodes très simples (une calculatrice de poche avec les quatre opérations +,-,x et ; fut le seul outil utilisé, en plus des abaques classiques de distribution des con­traintes et de résultats moins classiques d'une étu­de paramétrique des déplacement latéraux des sols mous pendant la construction d'un remblai). Le calcul en éléments finis qui avait été initiale­ment prévu a néanmoins été effectué après le sym­posium , en utilisant les données publiées dans cet article, qui ont été sélectionnées avant le sympo­sium.

La prévision par des méthodes simples des dé­placements et des pressions interstitielles sous un remblai monté jusqu'à la rupture n'est pas une opération courante dans l'état actuel de la mécani­que des sols et des travaux de fondations. Les mé­thodes de prévision utilisées sont pour cette raison décrites en détail dans cet article. Les valeurs pré­vues de la hauteur du remblai lors de la rupture, des déplacements et des surpressions interstitiel­les sont ensuite présentées.

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LE REMBLAI D'ESSAI A LA RUPI'URE DE MUAR FLATS

Remarques préliminaires

Lors de l'examen des nombreuses informa­tions adressées aux participants sur la stratigra­phie et les propriétés des sols du site expérimental (y compris les remblais d'essais pour les méthodes de construction), trois questions se posèrent immé­diatement:

a. les sols étaient-ils réellement homogènes sur tout le site et était-il possible d'utiliser les nom­breuses informations relatives aux autres rem­blais d'essais pour estimer les propriétés des sols sous le remblai à la rupture ? b. comment estimerions-nous les valeurs des pa­

ramètres qui n'avaient pas été mesurés (ceux dé­crivant l'anisotropie mécanique) ?

c. devions-nous attribuer une cohésion non drai­née au matériau de remblai, constitué de sable ar­gileux, malgré la pratique classique qui consiste à ignorer la cohésion du remblai lors du calcul de la stabilité des remblais sur argiles molles ?

Il fut finalement décidé d'utiliser les résultats des essais en place et en laboratoire réalisés au voisinage du remblai à la rupture (en particulier pour les essais au scissomètre), d'utiliser les carac­téristiques d'anisotropie mesurées sur l'argile française de Cubzac (malgré la distance plutôt grande entre la France et la Malaisie !) et de don­ner une cohésion non drainée au remblai.

Propriétés géotechniques de l'argile molle de Muar Flats

Les reconnaissances organisées par la Direc­tion des Routes de Malaisie ont mis en évidence une coupe des sols assez homogène sur tout le site expérimental: - une croûte argileuse de 1,5 à 2 m d'épaisseur, - une couche d'argile très molle de 6 m d'épaisseur, - une couche d'argile moins molle de 9 m d'épais-seur, - une fine couche de tourbe (0,5 m), - une couche de 2m d'argile sableuse recouvrant des sables. Le toit de la nappe dans l'argile est proche de la surface du sol. La charge hydraulique dans les sa­bles sous-jacents semble être un peu plus faible et n'avoir aucune influence sur les pressions intersti­tielles dans les couches d'argiles sus-jacentes, ce qui est surprenant. Néanmoins, ce problème n'a pas été analysé et l'étude a été limitée au compor­tement des couches d'argiles avec leurs pressions interstitielles hydrostatiques initiales à partir de la surface du terrain naturel.

14

La coupe géotechnique des sols sur le site de Muar Flats est représentée sur la figure 1.

2m

6m

9m

0,5m

4m

croûte argileuse·-wp~·rp = 50 e0 = 1à2

argile limoneuse très molle Wp = 30 Ip = 70 e0 = 2,5 à 3

argile limoneuse molle Wp = 20 Ip = 40 e0 = 1à1,5

tourbe

argile sableuse

sable

Figure 1 Propriétés et stratigraphie des sols sur le site expérimental de Muar Flats

Le remblai à la rupture

La géométrie et le calendrier de construction du remblai adoptés pour les prévisions sont donnés sur la figure 2. Le poids volumique du remblai était estimé à 20 kN/m3. Comme indiqué plus haut, les essais réalisés sur le matériau de remblai révélaient que ce sable argileux avait une cohésion assez élevée.

Instrumentation

La disposition des appareils de mesure des dé­placements verticaux et horizontaux et des pres­sions interstitielles est indiquée sur la figure 3.

Prévisions demandées

Il était demandé aux participants au sympo­sium de prédire :

- l'épaisseur du remblai lors de la rupture et la position de la surface de rupture ;

- les mouvements verticaux de la surface du terrain naturel ;

- les mouvements horizontaux des inclino­mètres Il, 12 et I3 ;

- les surpressions interstitielles aux points Pl, P2, P3, P4, P5 et P7.

A-A

J s I. 15 J. 35m .. 1

hauteur du remblai Hr (m)

3

2

1

temps (semaines) 0 ._-+-+--+--+--t ...... i---+--+--+--+--t---.i---t ....

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 1112

Figure 2 Géométrie et calendrier de construction du remblai d'essai

S1 S2 S3~9 l-!_7 H5 H3 1:!1 ~ - -

l:-'I

+ P2 i+- P5 .. "P7

C)

+ P4

u 12 I1 Si - tassomètre Pi - piézomètre f L. ~ncl.ncrnët.ce

Figure 3 Instrumentation du remblai d'essai

VALEURSDESPARAMETRESDECALCUL POUR LE SOL ET LE REMBLAI

Comme les paramètres du sol dépendent du modèle de calcul que l'on va utiliser, on rappellera d'abord les principales caractéristiques du modèle Mélanie, qui décrit le comportement des argiles molles naturelles.

Le modèle Mélanie pour les argiles molles naturelles : concepts et paramètres

Le modèle Mélanie peut être décrit comme un modèle élastoplastique anisotrope avec écrouissa­ge en contraintes effectives, que l'on utilise norma­lement dans un programme de calcul par éléments finis en couplage avec les équations de la consoli­dation de Biot, avec un fluide interstitiel compres­sible. Ce modèle a été décrit dans plusieurs rap­ports et articles, notamment par Lépidas (1987) et Magnan (1989).

Le modèle Mélanie a été initialement dérivé du modèle bien connu Cam-clay modifié, dont il a con­servé la forme elliptique des courbes d'état limite sur chaque mur élastique. Les principales diffé­rences résident dans l'inclinaison du grand axe de l'ellipse (en fonction de J\i) et dans l'élasticité ani­sotrope à l'intérieur de la courbe d'état limite (ce qui entraîne que les murs élastiques ne sont pas verticaux). En outre, l'intersection de la courbe d'état limite avec le plan des contraintes isotropes est fixée à o"P (valeur moyenne obtenue pour de nombreuses argiles molles naturelles). Les princi­pales caractéristiques de ce modèle sont présen­tées sur la figure 4. Le fluage est décrit de la même façon que dans le modèle des lignes de temps de Taylor-Bjerrum. Pour un calcul en cours de construction, il a été décidé de ne pas inclure explicitement les propriétés de fluage (viscosité) dans le modèle.

15

Sous cette hypothèse, le comportement de l'ar­gile est complètement décrit par les seize paramè­tres suivants :

*courbe d'état limite : - pression de préconsolidation verticale cr' P ;

- coefficient de pression des terres au repos ~ = 1 sin cp'

(en pratique, ~ est remplacé par cp'),

* écoulement plastique (associé ou non associé avec la "loi bissectrice") : indice = 0 ou 1 ;

* écrouissage (sur la base de la courbe de compres­sibilité oedométrique) : indice de compression Cc ;

* déformations élastiques (élasticité orthotrope de révolution) :

- cinq paramètres E'v• E'h, G'vh• v'vh' v'hh;

* état initial (contraintes et déformations) : - contraintes effectives verticales et horizonta­

les cr' vo' cr' ho [Le rapport K0 oc de ces contraintes est égal à cr' hdcr' vo = ( 1 - sin cp') --J cr' Jcr' vo] ;

- indice des vides initial e0 ;

* perméabilité : - coefficients de perméabilité verticale et hori­

zontale kv, kh; - taux de variation de la perméabilité en fonc­

tion de l'indice des vides ck ;

* compressibilité de l'eau interstitielle aw (liée au degré de saturation Sr).

t

s'

a. Surface d'état limite

Valeurs de calcul des paramètres utilisés pour la prévision des déformations et des pressions interstitielles

Les valeurs attribuées aux paramètres du cal­cul en éléments finis sont données dans le tableau 1 et sur la figure 5.

Ces valeurs ont été choisies comme suit : - pour tous les paramètres mesurés : valeur

moyenne des données expérimentales ; - pour les cinq modules et coefficients d'élastici­

té : les rapports E'h/E'v = n et G'vhlE'v = m, et les coefficients de Poisson v'vh et v'hh ont été pris égaux à ceux de l'argile de Cubzac. Le module res­tant E' v a pu alors être déduit de la courbe de re­compression oedométrique (en dessous de la pres­sion de préconsolidation) ;

- le coefficient de compressibilité choisi pour l'eau interstitielle correspond à un degré de saturation de 98%.

Valeurs des paramètres de résistance pour les calculs de stabilité

Suivant la procédure classiquement utilisée en France pour l'analyse de la stabilité des remblais sur sols mous, la cohésion non drainée mesurée au scissomètre de chantier a été corrigée dans chaque couche en utilisant le coefficient de Bjerrum µ(Ip). Comme indiqué précédemment, les deux essais scissométriques les plus proches ont été choisis (GVl et GV2). La figure 6 présente les résultats obtenus et les compare avec les valeurs que l'on

t

t = (0"1 - cr'3)/2

s'= (cr' 1 + cr' 3)/2

loi d'écoulement plastique

--~~,.,, droite~

----

b. Projection d'une courbe d'état limite

Fig. 4 Principales caractéristiques du modèle Mélanie pour les argiles molles

16

Couche

...... -:i

No

1

2

3

4

5

6

7

8

9

10

11

12

Profondeur (m)

0,0-1,3

1,3-3,5

3,5-5,0

5,0-7,5

7,5-8,5

8,5-10,5

10,5-12,5

12,5-14,5

14,5-16,5

16,5-17,5

17,5-18,0

18,0-21,3

y; (kN/m3)

Â

17,0 0,65

15,0 0,65

14,5 0,65

14,7 0,65

15,0 0,61

15,5 0,56

15,5 0,52

15,5 0,30

15,5 0,30

15,5 0,26

15,5 0,26

15,5 0,26

Tableau 1 Valeurs des paramètres des argiles de Muar (Modèle Mélanie)

eo a-:o cr' Koc Knc Cs Cc Lfl' 10-4.aw n 10-4 .kv p 0 0 (kPa) (kPa) ( 0) (kPa-1) (m/j)

2,00 4,4 65 1,93 0,55 0' 15 1,50 27 2,80 0,667 1, 728

2,55 14,4 42 0,92 0,54 0,15 1,50 27,5 2,50 0,718 1, 728

2,66 24,5 34 0,66 0,56 0,15 1,50 26 2,30 0, 727 1,642

2,68 33,7 39 0,59 0,55 0,15 1,50 26,5 2,20 0,728 1,555

2,40 40,9 45 0,58 0,55 0' 14 1,40 27 2,00 0,706 1,469

2,20 48,9 53 0,57 0,55 0,13 1,30 27 1,90 0,687 1,382

2,00 59,9 65 0,57 0,55 0,12 1,20 27 1,70 0,667 1,296

1,70 70,9 75 0,57 0,55 0,07 0,70 27 1,60 0,630 1,210

1,60 81,9 86 0,56 0,55 0,07 0,70 27 1,50 0,615 1,123

1,60 90,2 95 0,56 0,55 0,06 0,60 27 1,40 0,615 1,037

1,60 94,3 100 0,57 0,55 0,06 0,60 27 1,30 0,615 0,950

0,71 104,6 130 0,56 0,50 0,06 0,60 30 2,80 0,417 0,864

kh E' V E!'i G~h v~h v!'ih Kh (kPa) ~ (kPa)

2 2014 0,66 906 0' 1 0,25

2 1380 0,66 621 0' 1 0,25

2 1600 0,66 720 0' 1 0,25

2 2014 0,66 906 0' 1 0,25

2 2358 0,66 1061 0' 1 0,25

2 2835 0,66 1276 0' 1 0,25

2 3530 0,66 1589 0' 1 0,25

2 6363 0,66 2863 0' 1 0,25

2 7052 0,66 3173 0' 1 0,25

2 9072 0,66 4082 0' 1 0,25

2 9519 0,66 4284 0' 1 0,25

2 7552 0,66 3398 0' 1 0,25

"((kN/m3) kv, kh (104 m3/jour) E'v (MPa)

0 5 10 15

cp' (degrés) 10 ~o 30 0 1 2 3 0 2 4 6 8

0 1 -

- -

5 5 5 5 5 1

1 1

10 10 1 0 1 0

1

1 5 15 1 5 1 5 1

15

1

2 0 20 2 0 20 kv kh 2

1 , ,, z (m) z (m) z m) z ( m) z (m) z (m)

Figure 5 Coupe géotechnique schématique des sols de fondation du remblai d'essai à la rupture de Muar Flats

peut calculer au moyen de la relation

Cu = 0,22 cr' p

proposée par Leroueil et al. (1985), en utilisant les pressions de précons-0lidation du tableau 1. Néan­moins, aucun calcul n'a été fait avec ces dernières données.

Comme on l'a déjà noté, la résistance au ci­saillement du sable argileux cohérent utilisé com­me matériau de remblai a été ressentie comme un paramètre d'importance primordiale pour les pré­visions à faire. Habituellement, dans la pratique, la résistance des remblais cohérents est négligée et les calculs de stabilité sont faits dans l'hypothè­se où une fissure verticale apparaît dans le rem­blai. Toutefois, dans plusieurs cas où une rupture s'est produite dans un remblai cohérent (par exem­ple, dans le cas du remblai de la vallée de la Dives décrit par Magnan et al., 1977), la cohésion du remblai a joué un rôle important dans la stabilité avant la rupture, qui s'est produite après l'appari­tion d'une fissure dans le remblai.

Il a donc été décidé que le matériau de rem­blai aurait une cohésion non drainée de 20 kPa, ce

18

qui semblait être une limite inférieure de sa résis­tance. Il semblait aussi que la rupture se dévelop­perait après la fissuration du remblai et qu'elle produirait un grand déplacement de la partie rom­pue du remblai par rapport à la partie stable, com­me dans le cas du remblai de la vallée de la Dives.

ETUDE DE LA STABILITE

L'épaisseur finale du remblai a été calculée par la méthode classique des surfaces de glissement circulaires (méthode de Fellenius ou de Bishop). Les cercles de rupture critiques sont représentés sur la figure 7. En fait, beaucoup de cercles ont à peu près le même coefficient de sécurité (1,00 à 1,01) et il n'était pas possible de choisir une surfa­ce de rupture unique. Il est toutefois probable que la surf ace de rupture réelle passera par le milieu du remblai, si ce dernier doit se fissurer comme le remblai de la vallée de la Dives. Dans un tel sché­ma de rupture, le coefficient de sécurité calculé sans fissure contrôlera d'une certaine façon la sta­bilité puis, pour quelque raison (vraisemblable­ment à cause des déplacements horizontaux de l'argile de fondation), le remblai se fissurera et un nouveau schéma de rupture sera observé.

cohésion non drainée (kPa) 0 0 1 0 2 0 30 40 50

5

10

15

1 t 0 ~

1

+' • Io

+ GV2 • GVl o sous le remblai

profondeur à partir de la surface du terrain naturel (m)

lp µOp)

0,83

3 ~· u'

0,86

0~8~1 50 1

0 80 .; ' 1

321 0,88

32 0,88·

0

5

résistance de calcul (kPa) 0 10 20 30 40

10--~--.

15

20

, "

q

1

L-, u

0,22 cr'p i

Figure 6 Cohésion non drainée des argiles pour le calcul de stabilité

épaisseur du remblai = 3,8m

coefficient de sécurité= 1,00-1,01

TN + 10,3m R=21,3m

TN + 5,8m R= 12,Sm

Figure 7 Epaisseur finale prévue pour le remblai et position de la surface de rupture

PREVISION DES DEPLACEMENTS ET PRESSIONS INTERSTITIELLES

Comme, à la date de rédaction du présent ar­ticle, il n'avait pas été possible de réaliser le calcul en éléments finis prévu, les déplacements et pres­sions interstitielles ont été estimés au moyen de méthodes simplifiées. Ces prévisions sont présen­tées ci-après.

Tassements de la surface du terrain naturel

Pour les déplacements verticaux, les résultats d'une étude paramétrique des déplacements dans une couche d'argile molle sous un remblai, en fin de construction (Magnan et Lepidas, 1990), ont été utilisés. Dans cette étude paramétrique, la couche molle de fondation était supposée d'épaisseur finie, avec une croûte surconsolidée homogène surmon-

19

0

5

10

15

20

tant une couche homogène d'argile molle élasto­plastique décrite par le modèle Mélanie (Figure 8). De ce fait, il a été nécessaire de simplifier la coupe géotechnique représentée sur la figure 5 afin de l'adapter aux hypothèses de l'étude paramétrique. Les valeurs supposées constantes des caractéristi­ques du sol sont présentées sur la figure 9. Les dé­placements des argiles molles de Muar Flats sous le remblai d'essai à la rupture ont ensuite été esti­més de la façon suivante. La distribution des dé­placements verticaux de la surface du terrain na­turel a été supposée suivre la courbe représentée sur la figure 10. La valeur maximale du tassement a été déduite des résultats du cas H20C2 analysé par Magnan et Lépidas (20 mètres d'argile molle, dont une croûte surconsolidée de 2 m d'épaisseur). Des corrections ont été appliquées pour tenir compte de la largeur du remblai (facteur 0,85), de la plus faible surconsolidation de l'argile au des­sous de la croûte surconsolidée (facteur 1,25) et des valeurs plus faibles des modules de déforma­tion (facteur 2). Ceci a conduit à un tassement de 30,6 cm des argiles de fondation (pour une charge appliquée de 60 kPa). L'influence de la charge ap­pliquée a ensuite été estimée au moyen de coeffi­cients déduits de l'étude paramétrique :

charge (kPa) 12 20 40 60 70 80

facteur 0,16 0,33 0,60 1,00 1,33 1,70

tassement (cm) 4,9 10,0 18,4 30,6 40,7 52,0

y(kN/m3) ) 5 {O -\5 - 1-

0 0 1. 3 0 .2. . -

5 5 5

1

10 1 10 10 ~

-15 15 ~ 15

->---

20 20 -·· 20 -

z(m) z(m) ~z(m)

0 contraintes effectives <J'vo• cr'P

croûte

D

Figure 8 Profil géotechnique pour l'étude paramétrique de Magnan et Lépidas (1990)

L'évolution du tassement maximal sous le rem­blai est représentée sur la figure 11. Les tasse­ments de la surface du terrain naturel ont été sup­posés proportionnels au tassement maximal, ce qui produit les courbes de la figure 12.

Déplacements horizontaux des inclinomètres 11, I2et13

Pour les déplacements horizontaux, les résul­tats de la même étude paramétrique ont été utili­sés. Dans ce cas, la forme des déplacements des tubes inclinométriques 11, 12 et 13 a été déduite

~o zo 30 - -

5 -------..

1

5 _- -~] 15 1

-·----

2 0 20 .... --.. --

. z(m) z(m) z(m)

Figure 9 Caractéristiques moyennes des sols de fondation

20

0

Figure 10 Allure des tassements de la surface du terrain naturel

s(cm)

50

40

30

20

10 /

/ épaisseur du remblai (m)

0 0 1 2 3 4

Figure 11 Tassement maximal sous le remblai, en fonction de l'épaisseur du remblai

des résultats des cas H20C2 et R14 analysés par Magnan et Lépidas. Les valeurs adoptées pour le rapport du déplacement horizontal y(z) à la pro­fondeur z à la valeur maximale du déplacement horizontal sur la verticale considérée, Ymax' sont données dans le tableau 2.

L'étape suivante de la méthode de prévision consiste à estimer le déplacement horizontal maxi­mal en fonction de l'épaisseur du remblai. Cela peut se faire de façon semblable à la méthode utili­sée pour les déplacements verticaux : les déplace­ments horizontaux calculés par Magnan et Lépi­das (cas H20C2 et R14) ont été corrigés en fonction de la largeur du remblai (facteur 1,16), de la sur­consolidation (facteur 1,25), des modules (facteur 2) et de la charge appliquée (même facteurs que pour les tassements). On a ainsi obtenu les valeurs des déplacements horizontaux maximaux rassem­blées dans le tableau 3.

Les déplacements horizontaux prévus pour des hauteurs données du remblai sont représentés

sur la figure 13. Il faut noter que le rapport du dé­placement horizontal maximal au tassement maxi­mal est nettement plus faible que les valeurs indi­quées par Leroueil et al. (1985) ou que celles ob­servées sur le site expérimental de Cubzac-les­Ponts (Figure 14). Les déplacements horizontaux maximaux qui auraient été obtenus sur la base de l'expérience française sont représentés sur la figu­re 15. Les valeurs calculées sont probablement plus faibles parce que l'étude paramétrique a été en pratique limitée à des remblais stables.

Pressions interstitielles en quelques points

Malgré la vitesse de construction plutôt faible, on a estimé que le degré de consolidation à la rup­ture serait de l'ordre de 10 à 15% (coefficient de consolidation voisin de 3.10-7 m2/s). Il fut décidé, pour cette raison, de négliger la consolidation pen­dant la construction du remblai et d'utiliser lamé­thode de prévision suivante pour l'augmentation de la pression interstitielle en un point donné :

- estimation de l'accroissement de la contrain­te totale verticale !!..crv (en utilisant l'abaque d'Os­terberg);

- estimation de l'accroissement de la contrain­te totale moyenne D..cr0 ct' dont on a supposé qu'il était égal à 0,8 D..crv ;

- calcul de l'accroissement de la pression in­sterstitielle, en utilisant l'équation

D.u = 0,8 !!..crv - (cr' p - cr' vo) ·

Les surpressions interstitielles calculées ont été corrigées empiriquement pour tenir compte de la consolidation plus rapide de la couche de surfa­ce. En outre, lorsque les contraintes effectives ver­ticales déduites des surpressions interstitielles étaient inférieures à la pression de préconsolida­tion crp, les surpressions interstitielles furent fixées à (crvo + !!..cr) - crp, comme on l'observe habi­tuellement en place. Les surpressions interstitiel­les prévues sont présentées sur la figure 16.

21

z (m)

y/y max Il 12 I3

22

Sl S2 S3 S4 H9 H7 H5 H3

~ + ~ • ~ + + s + 0,2 .._,

5 :e 0 ~ ....., c:: s - 0,2 Cl)

~ 0

s - 0,4

- 0,6 rupture

Figure 12 Tassements prévus de la surface du terrain naturel

Tableau 2

0 2 4 6 8 10 12 14 16 18

0,62 0,75 0,86 0,93 1,00 1,00 0,92 0,68 0,57 0,26 0,30 0,70 0,90 0,98 0,98 0,91 0,81 0,65 0,46 0,25 0,90 0,92 0,95 0,98 1,00 0,93 0,86 0,70 0,52 0,30

Tableau 3

épaisseur du remblai (m) 0,6 1 2 3 3,5 4

Ymax(Il) (cm) 0,74 1,53 2,8 4,6 6,2 7,9 Ymax(l2) (cm) 1,4 2,9 5,2 8,7 11,6 14,5 YmaxCI3) (cm) 0,5 1,0 1,7 2,9 3,9 4,9

----- ----·

mouvement latéral (m) mouvement latéral (m) mouvement latéral (m) 0 0, 1 --~--,.._

+ 1, 75 : \ \ 1 'i

Il 1 !

0 1 1 remblai

-2

_....++--·- 0,6m -~---lm

~-+--2m

--3m

0 o, 1 0, 2

I2

remblai IMt-~-4--n---·- 0,6m \--~,_..;.;-·- 1 m

1 --..--T---- 2 m 1 '4t--11--- 3 m 1

1 1 a ·--3,5m ·--3,5m ~ rupture : j rupture

~ -6,5 1 I JI ~ 1 ~ 1 1 1

1 / 1 1 I

ü o, 4

1 1 8

: 1 u I3 1

Q remblai llff+-~-- 0, 6m 11 .... ~-- lm

-2m -3m --3,5m rupture

·!1!1 g 1 1 1 1 J 1 '1 ,:,

-11 f'" I !J /j' -~ Figure 13 Déplacements horizontaux prévus (inclinomètres 11, 12 et 13)

20

0,00 0,00 0,00

mouvement latéral maximal mouvement vertical maximal

1 Leroueil et al. (12)

e e e e e e• •••aeeeeeeee

o,8

Cubzac-les-Ponts (12) o,6 111111111111111111111111111111

o,4

0,214-4~'9 ,.... ____________________ 11

t--------------------13 0

0 2 3 4 épaisseur du remblai (m)

Figure 14 Evolution du rapport Yma·i/smax en fonction de l'épaisseur du remblai

surpression interstitielle (kPa)

0 20 40 60 80

+1,75 \ \

~Pl

\ 1 1 l

-2 1 ...- P2 1 1m 2m 1 0.6m

3.5m

1 1

-6,5 l 1 ,.__ P3 l 1 1 1 1

-11 1 1 --P4 I

profondeur (m RL)

a. lsœhrones de surpression interstitielle

Ymax (cm)

30

20

10

0 0

prévision comme à Cubzac

12

Il

13

10 20 30 40 50 smax (cm)

Figure 15 Augmentation du déplacement horizontal maximal Y max en fonction

du tassement maximal smax

surpression interstitielle (kPa) a

80

60

40

20

0 0 1 2 3

,? P2 I

I I

,, ? P5

P7

4 épaisseur du remblai (m)

b. Surpressions interstitielles en fonction de l'épaisseur du remblai

Figure 16 Surpressions interstitielles prévues

23

REFERENCES BIBLIOGRAPHIQUES

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LEROUEIL S., MAGNAN J.P., TAVENAS F. (1985) Remblais sur argiles molles. Technique et Documentation - Lavoisier, Paris, 167 pages.

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24

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MAGNAN J.P., PILOT G., VAUTRAIN J. (1977) Traversée en remblai de la vallée de la Dives par !'Autoroute de Normandie. Bulletin de liaison des Laboratoires des Ponts et Chaussées, Paris, n' 81, pp. 73-86.

1.2

CALCUL COMPLEMENTAIRE ET COMMENTAIRES

SUR LE COMPORTEMENT

DU REMBLAI D'ESSAI A LA RUPTURE DE MUAR FLATS

Jean-Pierre MAGNAN Anis KATTAN

Laboratoire central des Ponts et Chaussées, Paris, France

RESUME

Les prévisions du comportement du remblai d'essai à la rupture de Muar Flats présentées par le pre­mier auteur au Symposium International de Kuala-Lumpur (Novembre 1989) avaient été préparées au moyen de méthodes simplifiées. Des calculs complémentaires du même remblai d'essai par la méthode des éléments finis ont été réalisés au LCPC à la fin de 1989, en utilisant les données présentées au symposium. Les résultats de ces calculs sont comparés dans le présent article aux résultats des prévisions "manuelles" présentées au symposium, aux prévisions présentées par les autres participants et au comportement obser­vé du remblai et des sols mous sous-jacents. Le calcul élastoplastique en éléments finis, utilisant le modèle Mélanie développé au LCPC pour les argiles et le programme de calcul par éléments finis CESAR-LCPC, a donné des résultats plus proches des déplacements et surpressions interstitielles observés.

Les différences entre les prévisions et les déplacements et pressions interstitielles observés sont ensui­te commentées. La plupart d'entre elles pourraient s'expliquer par la cohésion du matériau de remblai et par le remaniement possible des carottes d'argiles avant les essais de laboratoire, qui provoquerait une sous-estimation de la rigidité de la couche d'argile inférieure.

INTRODUCTION

Comme l'indiquait l'article décrivant les pré­visions faites au LCPC avant le Symposium, le cal­cul par éléments finis qui avait été initialement prévu n'a pas été terminé en temps utile et des prévisions "manuelles" ont dû être présentées (Ma­gnan, 1989a). Néanmoins, les données nécessaires au calcul par éléments finis utilisant le modèle Mélanie du LCPC pour les argiles molles furent préparées et présentées dans l'article, afin d'avoir la possibilité de publier après le symposium des prévisions de type "quasi-A". En fait, le calcul cor­respondant fut exécuté pendant le symposium et les auteurs ont saisi l'opportunité de les présenter dans un article complémentaire, avec leurs com­mentaires sur les prévisions et le comportement du remblai d'essai.

Les résultats du calcul par éléments finis sont d'abord présentés et comparés avec les autres pré­visions et les données expérimentales, en utilisant les figures préparées par Brand et Premchitt (1989). Ensuite, la validité des prévisions faites avant le symposium et la représentativité des don­nées expérimentales forunies aux participants sont commentées.

CALCULPARELEMENTSFINISDU REMBLAI D'ESSAI A LA RUPTURE DE MUAR FLATS

Les caractéristiques des sols utilisées dans le présent article (Tableau 1 et figure 1) sont identi­ques à celles du tableau 1 et de la figure 5 de l'arti­cle présentant les prévisions de Magnan (1989a). Sauf pour le remblai, qui a été décrit comme indi­qué plus loin, aucune modification n'a été apportée à ces données et un seul calcul par éléments finis a été effectué, afin de conserver l'esprit du sympo­sium et de présenter des prévisions de type "quasi-A". Ces caractéristiques correspondent aux paramètres du modèle Mélanie, qui ont été rappe­lées dans l'article de Magnan (1989a ; voir aussi Magnan, 1989b, ou Lépidas et Magnan, 1990) et ne seront pas reproduites ici pour cette raison.

Le maillage d'éléments finis bidimensionnel utilisé pour le calcul du remblai d'essai comprend 1999 noeuds, 626 éléments quadrilatères isopara­métriques à 8 noeuds et 10 éléments triangulaires isoparamétriques à 6 noeuds (Fig. 2). Les condi­tions aux limites suivantes ont été retenues :

- déplacements et surpressions interstitielles nuls sur la limite inférieure du maillage ;

25

Couche N•

1

2

3

4

5

6

7

8

9

10

Il

12

26

y(kN/m3)

0 5 10 15 0 2 0

1

5 5

10

5

2 :c

z (m) z(m)

5

10

15

20

z m)

ql' (degrés)

10 20 30

5

z(m)

kv, kh (10-4 m3/jour) E'v(MPa)

0 1 2 3 0 2 4 6 8

15 15

20 2

z (m) z (m)

Figure 1 Coupe géotechnique schématique des sols de fondation du remblai d'essai à la rupture de Muar Flats

Tableau 1 Valeurs des paramètres des argiles de Muar Flats (modèle Mélanie)

Profondeur '{ Â eo CT~o cr' Koc Knc Cs Cc tp' 10-4.a., n 10-4 .kv kh E' Ei\ <kPa>

0 0 V (m) (kN/m3) (kPa) (") (kPa-1) (m/j) "" (kPa) ~

0,0-l ,3 17,0 0,65 2,00 4,4 65 1,93 0,55 0, 15 1,50 27 2,80 0,667 1,728 2 2014 0,66

1,3-3,5 15,0 0,65 2,55 14,4 42 0,92 0,54 0, 15 1,50 27,5 2 ,50 0,718 1,728 2 1380 0,66

3,5-5,0 14,5 0,65 2,66 24,5 34 0,66 0,56 0, 15 1,50 26 2,30 0,727 1,642 2 1600 0,66

5,0-7,5 14,7 0,65 2,68 33,7 39 0,59 0,55 0, 15 1,50 26,5 2,20 0,728 1,555 2 2014 0,66

7,5-8,5 15,0 0,61 2,40 40,9 45 0,58 0,55 0, 14 1,40 27 2,00 0,706 1,469 2 2358 0,66

8,5-10,5 15,5 0,56 2,20 48,9 53 0,57 0,55 0, 13 1,30 27 1,90 0,687 1,382 2 2835 0,66

10,5-12,5 15,5 0,52 2,00 59,9 65 0,57 0,55 0, 12 1,20 27 1, 70 0,667 1,296 2 3530 0,66

12,5-14,5 15,5 0, 30 1,70 70,9 75 0,57 0,55 0,07 0, 70 27 1,60 0,630 1,210 2 6363 0,66

14,5-16,5 15,5 0,30 1,60 81,9 86 0,56 0,55 0,07 0, 70 27 1,50 0,615 l, 123 2 7052 0,66

16,5-17,5 15,5 0' 26 1,60 90,2 95 0,56 0,55 0,06 0,60 27 1,40 0,615 1,037 2 9072 0,66

17,5-18,0 15,5 0,26 1 ,60 94,3 100 0,57 0,55 0,06 0,60 27 1,30 0,615 0,950 2 9519 0,66

18,0-21,3 15,5 0,26 0, 71 104,6 130 0,56 0,50 0,06 0,60 30 2,80 0,417 0,864 2 7552 0,66

G{,h v{.h .Jfih (kPa)

906 0, l 0,25

621 0, l 0,25

720 0, l 0,25

906 0, 1 0,25

1061 0, 1 0,25

1276 0, 1 0,25

1589 0, 1 0,25

2863 0, 1 0,25

3173 0, 1 0,25

4082 0, I 0,25

4284 O, 1 0,25

3398 O, l 0,25

Croûte

Argile 1

Argile II

Couche -1-

3

4 -s-

6

B

9 -11r

Tourbe {:=rr:: Sable argileux _12_

-T Rembl a1 II / Remblai_!_ ~(

eS Tassomètre eH Jalon

11 12 13

i ' '\ 1/ ~9 SI S1 o ~ Hl H5 H3 Hi

.Pl

PZ p P1

P3

21,25m

P4

125 m

><P Piézomètre l1Tube inclinomêtrique

Figure 2 Représentation du remblai et de son sol de fondation pour le calcul par éléments finis

- déplacements horizontaux nuls sur les bords verticaux du maillage;

- surpressions interstitielles nul­les sur le bord supérieur du maillage (on a admis que le toit de la nappe est au niveau de la surface du terrain na­turel).

2,2 r-r-------------r-----.oa. 2

1,8 1,6

Y2 = 20,5<X.i (kN/m3)

1,4 t-.-------------~d-----~

La construction du remblai est modélisée par l'augmentation de la densité des éléments correspondants (Fig. 3). Les propriétés mécaniques du remblai, qui sont supposées exister dès le début du calcul, même quand la densité du remblai est nulle, ont été décrites par un modèle élastoplastique

1,2 t---------------1.,..__ ___ 0._1_-I

1 0,8 r----,,,----r-1------=~--------l 0,6 t----=:l=---------Jr-----------J 0,4 r---,-----------Jl"'"'-------------1

0,2t-:r~--;~-----=::l---------------1 •

utilisant les paramètres suivants: - élasticité linéaire isotrope

E' = 17 MPa vh0,2 ,

- critère de Mohr-Coulomb c' = 20kPa q>' = 35 degrés.

0

On a considéré que le modèle de Mohr-Coulomb serait mieux adapté au comportement du remblai que le modèle Mélanie pour argiles qui avait été annoncé par Magnan (1989a, tableau 1).

La correspondance entre les noeuds du mail­lage de calcul par éléments finis et les piézomè­tres, tassomètres et tubes inclinométriques est in-

0

temps (jours)

Figure 3 Représentation de la construction du remblai pour le calcul

diquée sur la figure 2.

100

Les calculs ont été faits sur un ordinateur Matra-Norsk Data MD570, en utilisant le pro­gramme de calcul en éléments finis CESAR déve­loppé au LCPC (Humbert, 1989). L'ensemble du calcul a duré près de 21 heures (pour 3 h 30 min de résidence en unité centrale). Le programme s'est arrêté pour une hauteur de remblai de 6 m, comme spécifié dans le jeu de données, sans avoir atteint la rupture.

27

Les déplacements et surpressions interstitiel­les calculés sont représentés sur les figures 4 et 8, avec les prévisions présentées au symposium et le comportement mesuré du remblai et des argiles.

ments et surpressions interstitielles calculés sont en bon accord avec les mesures, sauf pour les dé­placements horizontaux dans la couche d'argile in­férieure. Cette couche semble plus raide qu'on ne l'a supposé dans les calculs. Comme on le voit sur ces figures, les déplace-

(iî 100 MK_. ,--._

(ÎÎIOO Cd 100 p.. p.. p.. ~ ë ~ '--' '--'

~ 80 ~ 80· p5 MK ~ 80 p, - ] 0) Q)

:e ..... _.., _.., ......

~ 60 _..,

60 tÈ 60 Cl) h h h

~ Q) Q) _.., _.., r::: '40 .s 40 .s '40 Ml< ...... r::: r::: r::: N .. .·· 0 0 0 ... ·;n '@ '@ .P·• Cl) 20 Cl) 20 ~ 20 Q) Q) .:--M h h ·~

h e e e B ::::! 0 ::::! 0 5l 0 Cl) Cl)

0 1 2 3 4 5 0 1 2 3 4 5 0 1 2 3 • 5 épaisseur du remblai (m) épaisseur du remblai (m) épaisseur du remblai (m)

Figure 4 Comparaison des surpressions interstitielles prévues et réelles dans les piézomètres P2, P5 et P7 pendant la construction du remblai

(Les courbes A = mesures, B = Balasubramaniam, M = Magnan, N = N akase et P = Poulos ont été reproduites de l'article de Brand et Premchitt

[1989]. Les courbes MK = Magnan-Kattan viennent du présent calcul)

surpression interstitielle (kPa) surpression interstitielle (kPa) surpression interstitielle (kPa) 0 20

-10)0

28

épaisseur du remblai

lm

-10,0

0 20 40 0 20 40 60 b 20 40 60 80 1 OO

. . • • f MK • •

épaisseur du remblai

2m

0

s '--'

] -2,s Cd -Q) h ~ -s,o

~ ·a -1,s

-10,0

épaisseur du remblai

3m

Figure 5 Comparaison des profils de surpressions interstitielles prévus et réels sous le milieu du remblai pendant la construction

épaisseur du remblai 4m & 5m

(Les courbes A= mesures, B = Balasubramaniam, M =Magnan, N = Nakase et P = Poulos ont été reproduites de l'article de Brand et Premchitt

[1989]. Les courbes MK = Magnan-Kattan viennent du présent calcul)

A

,....... s

'--'

~ u ..... _..., i... Q)

> _..., c Q)

s Q)

> ::l 0 s

~ ~ .~ _..., i... Q)

> _..., c Q)

s Q)

~ 0 s

,.......

5 ~ u ..... ....., i... Q)

> ....., c Q)

s Q)

> ::l 0 s

distance depuis S 1 (m)

0 10 15 20 30 35

•0,2

A .B 0

r-,_~--r ~---.- p M J

-0,2 N MK pied

épaisseur du remblai : lm

•0,2

1A -----.-· 0

-0,2 pied

épaisseur du remblai : 2m

•0,2 ,,,,,.-_ /.---.::::::-.~

0 N

-0,2

M épaisseur du remblai : 3m -0,4

•0,2 ~·-·-·--~'~~---

0 • ;o••: • & • o • •

-0,2

-o,4

-o,e

A

Figure 6 Comparaison des déplacements verticaux prévus et réels de la surface

du terrain naturel pendant la construction (Les courbes A= mesures, B = Balasubramaniam,

M =Magnan, N = Nakase et P = Poulos ont été reproduites de l'article de Brand et

Premchitt (1989). Les courbes MK = Magnan-Kattan viennent du présent calcul)

Comme le comportement des sols de fonda­tions en contraintes et déformations est correcte-

ment modélisé, la stabilité numérique du remblai jusqu'à son épaisseur finale de 6 m, c'est à dire au-delà de son épaisseur réelle à la rupture, pose une question difficile, que l'on n'a pas pu résoudre pendant la préparation du présent article. Une ex­plication possible est que le type d'éléments utili­sés pour représenter le remblai, sans éléments de continuité permettant de modéliser l'apparition d'une fissure verticale, n'est pas adapté. Cette hy­pothèse sera vérifiée ultérieurement, au moyen de calculs complémentaires.

COMMENTAIRES SUR LES PREVISIONS FAITES AVANT LE SYMPOSIUM

Nous aimerions tout d'abord clarifier un point de détail concernant les prévisions de Magnan au symposium. Dans leur rapport, Brand et Prem­chitt (1989) commentent la modification de la zone de rupture entre les prévisions présentées par Magnan au Symposium et son texte écrit. En réa­lité, un seul calcul a été fait, avant le symposium. Les courbes représentées par Brand et Premchitt ont les mêmes centres et rayons que ceux de l'arti­cle de Magnan (1989a). L'impression produite par les courbes est peut-être différente parce que la li­gne horizontale tracée au milieu de la couche d'ar­gile ne correspond pas à la même profondeur dans les deux articles (- 7 ,5 m par rapport au terrain naturel sur la figure 26 de Brand et Premchitt ; -10 m par rapport au terrain naturel sur la figure 7 de Magnan (1989a).

A part ce détail, les commentaires faits dans l'article de Brand et Premchitt sur la qualité des prévisions des déplacements et pressions intersti­tielles sont tout à fait justifiés. Les déplacements horizontaux sont souvent mal prédits dans l'état actuel de la pratique. Les calculs par éléments fi­nis faits au LCPC donnent toutefois de meilleurs résultats que les prévisions "manuelles" présen­tées au symposium et nous confirment dans l'idée que des prévisions satisfaisantes peuvent être ob­tenues maintenant, en utilisant des calculs en élé­ments finis et des lois de comportement du type du modèle Mélanie.

Lorsque l'on regarde les déplacements horizon­taux et les surpressions interstitielles dans la cou­che d'argile inférieure (en dessous de la cote - 5,6 m RL), on a l'impression que la rigidité de cette argile est beaucoup plus élevée que celle de l'argile supérieure, plus molle. Des conclusions semblables ont été tirées de l'analyse de la consolidation au­tour des drains verticaux sous l'un des remblais d'essai voisins (Magnan, 1989c). Les résultats des essais de laboratoires envoyés aux participants ne reflétaient pas une telle différence de comporte-

29

ment entre ces deux argiles, car l'argile inférieure n'était qu'un peu plus raide que l'argile supérieu­re. Si l'argile inférieure est vraiment beaucoup plus raide que l'argile supérieure, le biais des don­nées de laboratoire pourrait s'expliquer par le re­maniement partiel du squelette de l'argile pendant le prélèvement et le transport des carottes d'argile jusqu'au laboratoire d'essai (une partie des essais ont été réalisés à Bangkok). De tels remaniements sont fréquents pour les carottes prélevées à une profondeur supérieure à 10 mètres.

Comme l'ont noté Brand et Premchitt (1989), la résistance au cisaillement du remblai a créé de nombreux problèmes aux participants au sympo­sium. Des cohésions de l'ordre de 40 kPa auraient

s o,• S 014 '-' '-'

ta -"" 0 13 11 ~ 0)3 12

'<l.l '<l.l ....., ....., al ai ....... = 0,2 .....,

0,2 s:: s::

dû être adoptées dans notre calcul de stabilité pour prévoir correctement la hauteur du remblai à la rupture. Néanmoins, comme l'a noté Magnan (1989a), la cohésion du matériau de remblai a per­mis au remblai de résister pendant plus long­temps, et la rupture a produit des déplacements de la partie rompue du remblai plus importants que dans les remblais habituels en matériaux granu­laires, ce qui indique que les conditions de stabilité de l'argile de fondation correspondaient réellement à une charge plus faible. Pour cette raison,la prati­que qui consiste à négliger la cohésion du remblai pour les calculs de dimensionnement des remblais sur sols mous ne doit pas être abandonnée sans prendre des mesures spéciales pour éviter la for­mation de fissures dans le remblai.

HK:

/N /AS 0.,.f B '-'

/ /• -/ ./~.:° ~ o,3 -

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~ 0 s 0

0

6 /~>- 6 ~·~ 0 ,,.,. 0

s 0 s 0

1 2 3 .. 5 0 1 2 3 .. 5 0 1 2 3 .. épaisseur du remblai (m) épaisseur du remblai (m) épaisseur du remblai (m)

Figure 7 Comparaison des déplacements horizontaux prévus et réels à 4,5 m de profondeur dans les tubes inclinométriques Il, 12 et 13

(Les courbes A= mesures, B = Balasubramaniam, M =Magnan, N = Nakase et P = Poulos ont été reproduites de l'article de Brand et Premchitt

[1989]. Les courbes MK = Magnan-Kattan viennent du présent calcul)

5

mouvement latéral (m) mouvement latéral (m) mouvement latéral (m) 0 0 o, 1 o o, 1 0,2 0,3 0,4

+ 2,5-t--.---f-.----'--.-r-'---.-J + 2 ,5 -t--.---<r----(----C:'T""--..-'

A !! \ \ \ +2,5 .. ..

0

s -2 5 '-' ' ...... ..... ....., ~ -50

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"" ~ ~ -1,s ·a

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30

1 ··. .. 1 o 1 HK"• ••••

1 H~.: I J 0 \ \

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1 .. / 13 -10,0 1 •

/ I I :: . ''.:'/ - J " •• / If 1 ... . /! I • 0 MK (pour H = 5,4 m) -12,s I :MK (pour H = 5,4 m) -12,5 MK (pour H = 5,4 m)

Figure 8 Comparaison des déformées prévues et réelles des tubes inclinométriques 11, 12 et 13 à la rupture

(Les courbes A = mesures, B = Balasubramaniam, M = Magnan, N = N akase et P = Poulos ont été reproduites de l'article de Brand et Premchitt

[1989]. Les courbes MK = Magnan-Kattan viennent du présent calcul)

) .•

CONCLUSION

Le Symposium international orgarnse par l'Autorité des Routes de Malaisie a offert à tous les participants une excellente occasion de passer en revue les difficultés qui sont encore associées à la prévision des déplacements et pressions intersti­tielles dans les argiles sous les remblais. Malgré la mauvaise qualité de certaines prévisions, les don­nées expérimentales et les analyses numériques rassemblées à cette occasion aideront à améliorer la capacité de la profession géotechnique à prévoir de façon fiable le comportement des remblais sur argiles molles. Les organisateurs méritent nos re­merciements pour les efforts qu'ils ont consacrés à l'organisation du symposium et à son succès.

REFERENCES BIBLIOGRAPIDQUES

BRAND E.W., PREMCHI'IT J. (1989) Compari­son of the predicted and observed performance of the Muar test embankment. Proceedings, Interna­tional Symposium on Trial Embankments on Ma­laysian Marine Clays, Kuala-Lumpur, vol. 2.

HUMBERT P. (1989) CESAR-LCPC. Un code gé­néral de calcul par éléments finis. Bulletin de liai-

son des Laboratoires des Ponts et Chaussées, Pa­ris, n· 160, pp. 112-115.

LEPIDAS 1., MAGNAN J.P. (1990) Fluage et con­solidation des sols argileux : modélisation numéri­que. Laboratoire Central des Ponts et Chaussées, Paris, Rapport de recherche LPC, 167 pages.

MAGNAN J.P. (1989a) Experience-based predic­tion of the performance of Muar Flats trial em­bankmen t to failure. Proceedings, International Symposium on Trial Embankments on Malaysian Marine Clays, Kuala-Lumpur, vol. 2.

MAGNAN J.P. (1989b) Bases expérimentales et principes de la modélisation des argiles. Comptes rendus du Symposium franco-soviétique sur "les méthodes et modèles de calcul des déformations des sols mous et leur vérification expérimentale", Moscou, avril 1989. Laboratoire Central des Ponts et Chaussées, Paris, Rapport des Laboratoires, Sé­rie Géotechnique - Sciences de la terre, n· GT 39, pp. 5-31.

MAGNAN J.P. (1989c) Analysis of vertical drains in soft clays : the case of Muar Flats test embank­ments. Proceedings, International Symposium on Trial Embankments on Malaysian Marine Clays, Kuala-Lumpur, vol. 2.

31

Seconde partie

LES REMBLAIS D'ESSAI DE METHODES DE CONSTRUCTION

2.1 INTRODUCTION

Les treize sections d'essai de méthodes de construction du site expérimental de Muar Flats ont permis de mettre en oeuvre onze techniques de construction de remblais sur sols mous, seules ou en combinaison :

- banquettes latérales, - construction par phases, - préchargement par remblai, - préchargement par pompage dans des puits filtrants,

- préchargement par application du vide, - drains verticaux, - pieux de sable compacté, - remblais sur pieux, - électro-osmose, - injection de produit chimique, - renforcement du corps du remblai au moyen de géosynthétiques.

Le déroulement des différentes expérimenta­tions et l'efficacité des techniques de construction mises en oeuvre dans chacune des sections sont analysés dans le premier des deux textes qui sui­vent : "Comportement des drains verticaux sur le site expérimental de Muar Flats (Malaisie)".

Comme son titre l'indique, cet article accorde une place particulière à l'étude du comportement des drains verticaux préfabriqués (drains Desol), qui ont été utilisés dans trois des sections d'essai. L'efficacité des drains, mise en cause par certains auteurs, y est démontrée de façon incontestable, y compris dans les circonstances à priori pénalisan­tes de certaines sections d'essai (attente de plus d'une année avant le début du remblaiement).

Pour compléter l'analyse du fonctionnement de ces drains verticaux plats préfabriqués, les publica­tions traitant de drains préfabriqués parues au cours des dernières années sont analysées et dis­cutées, en tentant de comprendre et d'expliquer les raisons des divergences d'opinions d'un pays à l'autre. Les règles de dimensionnement appliquées en France nous paraissent confirmées par cette étude.

Le dernier texte de ce recueil porte également sur l'analyse du comportement des drains verti­caux préfabriqués dans les argiles de Muar Flats. L'article, qui est issu d'une conférence improvisée lors du Symposium International de Kuala Lum­pur, présente la technique d'analyse des résultats des mesures effectuées dans les zones de sols mous traités par des drains verticaux, puis l'illustre par sur le cas des mesures effectuées dans la section 6/9 du site expérimental. Alors que les responsa­bles de cette section avaient laissé entendre que leur projet avait été un échec parce que les drains avaient mal fonctionné, l'analyse présentée dans l'article montre que la consolidation des argiles de Muar autour des drains s'est déroulée comme il est normal qu'elle le fasse, avec une vitesse variable en fonction de l'état de consolidation du sol. Les données disponibles permettent d'évaluer les para­mètres de compressibilité et de perméabilité du sol, ainsi que leurs variations au cours de la con­solidation.

L'analyse des sections :omportant des drains a donc confirmé les résultats que nous avons trouvés sur tous les sites que nous avons pu analyser jus-

33

qu'à présent, qui sont que les drains plats préfa­briqués sont équivalents à des drains cylindriques de 5 cm de diamètre et que l'on peut évaluer le coefficient de consolidation sur la base d'essais oe­dométriques convenablement exploités et d'essais de perméabilité en place.

Les remblais d'essai de Muar Flats ont fourni un très grand nombre de données expérimentales,

34

dont l'exploitation n'a encore été que très partielle. L'étude des drains verticaux pourrait être prolon­gée par l'étude détaillée des autres techniques, no­tamment celles qui ont subi un échec dans les con­ditions où elles ont été mises en oeuvre, car l'ana­lyse du comportement d'ouvrages à la rupture est toujours très fructueuse. Nous espérons qu'un tel travail sera effectué à l'avenir.

2.1

COMPORTEMENT DES DRAINS VERTICAUX PREFABRIQUES

SUR LE SITE EXPERIMENTAL DE MUAR FLATS (MALAISIE)

Jean-Pierre MAGNAN Laboratoire central des Ponts et Chaussées, Paris, France

RESUME

Les résultats des mesures effectuées sur les treize remblais d'essai du site expérimental de Muar Flats, en Malaisie, sont examinés afin d'en tirer des indications sur l'efficacité des méthodes de construction tes­tées pour les remblais sur sols mous : drains verticaux, banquettes latérales, pieux de sable compacté, pré­chargement au moyen de remblai, par pompage dans des puits filtrants ou par application du vide, électro­osmose, injection de produit chimique, remblai sur pieux, renforcement du corps du remblai par géosynthé­tiques.

Une attention particulière est accordée au fonctionnement des drains verticaux préfabriqués utilisés dans trois des sections d'essai (drains Desol). L'analyse détaillée des courbes de tassement au cours du temps dans ces trois sections conduit à la conclusion que les drains verticaux ont parfaitement fonctionné et que les difficultés rencontrées dans certaines sections sont la conséquence des choix faits lors de l'élabora­tion des projets correspondants, tant pour ce qui concerne les propriétés des sols que les méthodes de calcul.

On discute ensuite la validité des études en laboratoire faites sur les propriétés mécaniques et hydrau­liques des drains préfabriqués plats. Les spécifications énoncées dans certaines publications ne paraissent pas justifiées au vu de l'expérience accumulée sur les chantiers depuis le début des années 1980. C'est no­tamment le cas pour les essais réalisés sur des drains artificiellement pliés et sur l'effet des pressions laté­rales sur la perméabilité longitudinale des drains.

L'équivalence pratique des propriétés de drainage des principaux types de drains verticaux plats préfa­briqués est réaffirmée.

INTRODUCTION

En novembre 1989, un symposium a été orga­nisé à Kuala Lumpur par la Direction des Routes de Malaisie, pour discuter les résultats des expéri­mentations réalisées sur un site expérimental si­tué dans la plaine côtière de Muar Flats, dans une zone où l'épaisseur d'argiles molles atteint une vingtaine de mètres.

Outre un remblai à la rupture, dont le com­portement a fait l'objet d'un concours de prévisions international, auquel le LCPC a été invité à parti­ciper (Magnan, 1989a ; Magnan et Kattan, 1990), un long remblai divisé en treize sections de hau­teurs égales à 3 ou 6 mètres fut utilisé pour tester différents procédés de construction de remblai sur sols mous.

Les remblais d'essai de Muar Flats ont ceci de particulier que les responsables du projet ont im­posé aux entreprises ou bureaux d'études qui vou­laient montrer l'efficacité de leurs techniques une règle du jeu apparemment très simple : élaborer et réaliser un projet qui assure que le tassement rési­duel, après une date donnée, sous un remblai de hauteur finale imposée ait une valeur inférieure à un certain seuil. Concrètement, les performances de chaque méthode ont été évaluées sur la base des deux critères suivants :

- la durée totale des travaux de construction du remblai, y compris le traitement du sol, les pério­des de repos, l'application d'une surcharge, et tous les autres travaux éventuellement nécessaires pour assurer la stabilité de remblais de 3m et 6m de hauteur au dessus du terrain naturel, ne devait pas excéder 15 mois ;

35

- le tassement total enregistré en tout point du sol de fondation au cours des 24 mois suivant la fin de la construction ne devait pas excéder 100 mm.

Treize sections d'essai furent finalement orga­nisées, sous la responsabilité des équipes suivan­tes:

Remblais de 3 m de hauteur finale

Section 3/1 Injection électro-chimique Proses Kimia (Malaysia) Sdn Bhd

Section 3/2 Section de contrôle (sans traitement) Direction des routes de Malaisie

Section 3/3 Sandwich de sable Jurutera Konsultant (Sea) Sdn Bhd

Section 3/4 Préchargement, géogrille et drains verticaux préfabriqués Zaidun Leeng Sdn Bhd

Remblais de 6 m de hauteur finale

Section 6/1 Injection électro-chimique Proses Kimia (Malaysia) Sdn Bhd

Section 6/2 Préchargement par pompage dans des pointes filtrantes Energoproekt Engineering and Construction Co

Section 6/3 Electro-osmose Esa Jurutera Perunding et Maunsell and Partners Pte Ltd

3/1 Injection d'un produit chimique 3/2 Référence 3/3 Sandwich au sable 3/4 Préchargement avec drains verticaux et géo­

gri lies 6/1 Injection d'un produit chimique 6/2 Préchargement par pompage (pointes fil­

trantes)

Section 6/4 Pieux battus précontraints IJM-ICP-CEPCQ joint venture

Section 6/5 Pieux de sable compacté Fudo Construction Co. Ltd

Section 6/6 Section de contrôle (sans traitement) Direction des routes de Malaisie

Section 6/7 Préchargement par le vide et drains verticaux préfabriqués Sepakat Setia Perunding (Sdn) Bhd

Section 6/8 Préchargement, géogrille et drains verticaux préfabriqués Pilecon Engineering Bhd

Section 6/9 Préchargement et drains verticaux préfabriqués Moh and Associates (S) Pte Ltd

La position des différentes sections d'essai sur le site expérimental est indiquée sur la figure 1.

Les deux volumes de comptes rendus du sympo­sium de novembre 1989 où furent présentés et dis­cutés les résultats contiennent une abondante do­cumentation sur le site, les détails des différentes zones d'essai, du point de vue des projets et de ce qui fut effectivement réalisé, et des commentaires faits par les auteurs des projets sur leurs propres travaux et l'efficacité de leurs techniques.

La figure 2 donne les détails du déroulement des travaux sur chaque section au cours des an­nées qui ont séparé le lancement du projet et la date du symposium. On remarque que l'objectif as-

6/3 Ë 1 ectro-osm ose 6/4 Remblai sur pieux 6/5 Pi eux de sables et drains de sable 6/6 Référence 617 Préchargement par le vide et drains verticaux 6/8 Préchargement avec drains verticaux et géo-

gril 1 es 6/9 Préchargement avec drains verticaux.

Figure 1 Les sections de remblais d'essai de Muar Flats (Malaisie)

36

SECTION N" 1987 1988 1989 1990 1991 COMMENTAIRES

INJECTION 2/8 17/3

ELECTRO- 3/1 -.. CHIMIQUE

V / / ~

2 1112 26/3 26/3

2E /1 27/6 CONTROLE 3/2 -3m / / /

25/4 24/7 24/7

SANDWICH 28/12 26/3

3/3 ... DE SABLE /

17/1 16/4 16/4

PRE CHARGEMENT 30/4 6111

GEOGRILLE 3/4 V

DRAINS VERTICAUX 1717 16110 16/10

INJECTION 9/4 5/10 Rupture le 6.11.88 ELECTRO- 6/1 à une hauteur de 4, 7 m CHIMIQUE Section abandonnée

PRE CHARGEMENT 24/3 7110 Rupture le 6.11.88 PAR 6/2 - à une hauteur de 4 m POMPAGE Section abandonnée

ELECTRO-2913 30/10

6/3 - Section abandonnée OSMOSE

PIEUX 3/4 26/10 Rupture le 25.11.88 BATIUS 6/4 à une hauteur de 6,3 m PRECONTRAINTS Section abandonnée

PIEUX 18/3 817

DE SABLE 6/5 / /

COMPACTE V

27/7 26/K 26/IC

CONTROLE 3/1 12/8

6/6 -6m / / / / /

11/4 10/7 10/7

CHARGEMENT 4/5 27/12

PAR LE VIDE 617 DRAINS VERTICAUX

/ / / /

12/4 11/7 11/7

PRE CHARGEMENT 4/6 2817

GEOGRILLE 6/8 DRAINS VERTICAUX

/ / / / /

!/lu 31 12 31/12

26/2 16 12 Section abandonnée PRE CHARGEMENT 6/9 lorsque le remblai DRAINS VERTICAUX

avait atteint 4, 7 m

Légende

t L Fin réelle du remblaiement Début réel des travaux

r- Fin de la période de construction de 15 mois

Début corrigé des travaux (pour ajuster le rythme de remblaiement)

12 z 2 2 2 2 21 Période de test de 2 ans 1

Figure 2 Calendrier d'exécution des travaux des différentes sections

37

signé par les organisateurs, et jugé sur la base des critères indiqués plus haut, ne pourra être atteint que pour un nombre limité de sections, puisque cinq sections d'essai étaient déjà abandonnées à la date du symposium et qu'il fallait encore attendre la vérification du second critère pour les huit au­tres.

Les commentaires faits par les auteurs des projets de certaines sections pourraient induire en erreur sur les capacités réelles des techniques les lecteurs peu au fait du détail des projets et des conditions dans lesquelles ils furent réalisés. C'est notamment le cas pour ce qui concerne les drains verticaux, dont certains auteurs ont écrit qu'ils avaient bien fonctionné, tandis que d'autres ont accusé les drains de l'insuccès de leur tentative. L'examen détaillé de toutes les données relatives aux sols et aux mesures faites sur les trois sec­tions d'essai de préchargement par remblai avec drains verticaux préfabriqués montre au contraire que les drains ont parfaitement fonctionné et que ce sont soit les choix faits dans le projet, soit les conditions de réalisation de certaines sections qui sont responsables de l'échec décrit dans les actes du symposium.

La présente étude a pour objet de revoir les conclusions tirées par certains auteurs et de discu­ter l'efficacité des drains verticaux Desol qui ont été utilisés sur ce site, d'autant qu'ils sont, de la part de certains chercheurs, l'objet de commentai­res mettant en doute leur efficacité, ce qui est con­traire à toute l'expérience française, confirmée par l'analyse objective de toutes les données qui ont pu être recueillies sur les chantiers de par le monde.

LE SITE EXPERIMENTAL DE MUAR FLATS

Le site choisi pour l'expérimentation de Muar Flats est situé dans une plaine alluviale côtière dont la coupe géotechnique comporte, du haut vers le bas :

- une croûte d'argile limoneuse brune d'environ 1,5 m d'épaisseur; - une couche d'argile très molle verdâtre conte­

nant de fines lentilles de sable, des feuilles décom­posées, des racines et quelques coquillages (6,8 m);

- une couche discontinue d'argile sabla-limoneuse de moins d'un mètre d'épaisseur, contenant par endroit un lit de coquillages ;

- une couche d'argile très molle verdâtre d'origine marine de 11 mètres d'épaisseur comportant beau­coup de fragments de coquillages et sans lentilles de sable;

- une couche de tourbe brun foncé d'environ 0,2 mètres d'épaisseur, dont la datation au carbone 14

38

a montré qu'elle s'était formée il y a environ 10.000 ans; - une couche de près de 12 mètres d'épaisseur

comportant des alternances de sable moyenne­ment dense à dense et de limons argileux raides, d'origine vraisemblablement alluviale ;

- une couche constituée d'une alternance de sable limoneux dense et d'argiles sablo-limoneuses rai­des du trias supérieur.

L'histoire géologique probable du site comporte, à l'ère quaternaire, le remplissage des trente mè­tres supérieurs de la dépression correspondant au toit des dépôts triasiques (profondeur de 30 m par rapport à la surface actuelle du terrain naturel) d'abord par des sables et limons argileux allu­viaux, puis par une couche de tourbe formée dans un environnement de marécages, lorsque le niveau de la mer était plus bas qu'actuellement. Le ni­veau de la mer aurait ensuite remonté en deux phases : tout d'abord une remontée rapide jusqu'à la cote du terrain naturel actuel, avec formation de la couche d'argile molle inférieure, puis une des­cente de quelques mètres il y a environ 4.000 ans et une remontée progressive jusqu'au niveau ac­tuel (- 2,3 m), avec formation de la couche d'argile marine supérieure.

Du point de vue géotechnique, les difficultés proviennent des quatre couches supérieures : croû­te, argile supérieure, argile inférieure et tourbe, le niveau de sable sous-jacent servant de limite drai­nante aux dépôts peu perméables qui le recou­vrent. Les reconnaissances géotechniques organi­sées par la Direction des routes de Malaisie, avec la participation de l'Asian Institute of Technology (Bangkok), ont attribué aux deux couches d'argiles les caractéristiques suivantes, dont l'expérience a prouvé qu'elles surestimaient sensiblement la dé­formabilité de la couche d'argile inférieure, sans doute à cause des conditions de prélèvement des carottes d'argile à plus de 10 m de profondeur :

Couches

Teneur en eau [%] Limite de plasticité Limite de liquidité Indice de plasticité Poids volumique [k.N/m3] Indice des vides e0

Pression de préconso-

inférieure

60 - 80 20 -40 80 - 120 35 - 55 14 - 15 2,3 - 3

lidation [k.Pa] 25 - 60 Indice de compression Cc 1 - 2,3 Coefficient de compression Cj(l+e

0) 0,35-0,55

Coefficient de consolidation cv (10-7 m2/s) 0,3 - 1,5

supérieure

40 - 60 18 - 35 50 - 80 18 - 40 15 - 17 1,4 - 2,2

50 - 140 0,5 - 1,3

0,25-0,45

1,5 - 2,4

Couches inférieure supérieure

Cohésion non drainée (scissomètre) [kPa] 7 - 17 17 -35

Angle de frottement interne [degré] 26,5 27

Le matériau de remblai est une argile sableu­se provenant de l'altération du granite. Sa densité en place varie de 1,9 à 2,2, avec une moyenne de l'ordre de 2,05. Sa caractéristique essentielle est de posséder une cohésion assez importante une fois compacté dans le corps de remblai. Cette cohé­sion fait travailler le remblai en dalle jusqu'à ce qu'il se fissure, provoquant alors une rupture avec des déplacements importants.

Sur le site, les pressions interstitielles mesu­rées à diverses profondeur dans le sol naturel, à l'écart de la zone expérimentale, fluctuent de plus ou moins 0,5 m au cours de l'année.

TECHNIQUES DE CONSTRUCTION EXPERIMENTEES

Les méthodes d'amélioration des sols utilisées dans les différentes sections du remblai peuvent être résumées au moyen des schémas de principe regroupés dans la figure 3, qui donnent les princi­pales caractéristiques de chaque système de cons­truction.

Dans la section 3/1 et la section 6/1, le traite­ment consiste à injecter un produit breveté appelé Condor-SS jusqu'à une profondeur de 8 mètres, se­lon un maillage de puits d'injection de 3m x 3m, sauf sur les bords où le maillage est de 1,5m x 1,5m. Le produit, présenté comme un catalyseur de transformation de l'eau liée en eau libre, est in­jecté sous pression dans le sol (0,69 à 0,96 MPa).

Dans les sections 3/2 et 6/6, aucun traitement particulier n'est appliqué au sol. Le remblai est construit à une vitesse normale, avec des banquet­tes latérales pour assurer sa stabilité. Ces deux sections servent de référence.

Dans la section 3/3, on introduit dans le corps du remblai une couche de sable compacté d'un mè­tre d'épaisseur, afin d'uniformiser les tassements du remblai. Une surcharge d'un mètre est tempo­rairement appliquée.

Dans les sections 3/4 et 6/8, on accélère les tassements au moyen de drains verticaux, en ap­pliquant une surcharge pour anticiper les tasse-

ments de fluage. Une couche de géogrille (Tensar SR 80) est placée à la base du remblai de 3m pour limiter les mouvements horizontaux du sol et con­tribuer à maintenir un coefficient de sécurité de 1,3. Pour le remblai de 6m (9,7m d'épaisseur totale de remblai), deux couches de géogrille (Tensar SR 110) sont mises en place et le remblai est construit en deux phases espacées de quatre mois. Le coeffi­cient de sécurité final en fin de construction vaut 1,2.

Dans la section 6/2, le principe du renforcement consiste à abaisser le niveau de la pression inter­stitielle dans le sol en pompant dans des puits équipés de pointes filtrantes. Les puits de pompa­ge sont des tubes de 6 mètres de longueur et 38 mm de diamètre, implantés selon une maille car­rée de 3m de côté. Une dépression de 60 à 70 kPa pendant un mois doit assurer la préconsolidation nécessaire.

Dans la section 6/3, on a traité le sol au moyen de 70 électrodes de 15 m de longueur, avec des gé­nérateurs fournissant 375 ampères sous 60 volts. Le traitement devait être appliqué pendant quatre mois, sous un remblai de deux mètres d'épaisseur.

Dans la section 6/4, le remblai est posé sur des plaques en béton armé de l,8m x 1,8m de surface coiffant la tête de pieux de 400 mm de diamètre, espacés de 3,5 m.

Dans la section 6/5, des colonnes de sable com­pacté de 700 mm de diamètre dans les 10 m supé­rieurs et 500 mm de diamètre dans les 10 m infé­rieurs servent à la fois à supporter partiellement le remblai et à drainer les deux couches d'argile. Le coefficient de sécurité minimal est de 1,2.

Dans la section 617, on a prévu de consolider le sol en appliquant le vide sous une membrane po­sée en surface du sol, avec des drains verticaux pour accélérer l'écoulement de l'eau interstitielle hors du sol. La membrane est installée sur une couche drainante à travers laquelle on fonce les drains préfabriqués, puis on place un mètre de remblai, on applique le vide et on continue pro­gressivement la construction du remblai jusqu'à sa hauteur finale. Trois types de drains ont été mé­langés sur le site : Mebra MD7007, Colbond CXlOOO et Nylex Flodrain.

Dans la section 6/9, on a organisé un charge­ment par étapes, avec un coefficient de sécurité voisin de 1,2. Des drains verticaux préfabriqués espacés de 1,3 m et disposés selon une maille triangulaire doivent accélérer la consolidation et le renforcement des sols.

39

Une instrumentation très complète, à base de tassomètres de surface et de profondeur, de piézo­mètres et d'inclinomètres, a été mise en place dans chaque section du remblai. L'ensemble des résul­tats de mesures a été fourni par les organisateurs à toutes les personnes intéressées. Un exemplaire de ces mesures (sur support informatique), dési­gné sous le nom de "Volume 3" des Comptes ren-

dus du Symposium, a été acquis par le LCPC.

Tous les renseignements donnés sur les techni­ques de renforcement des sols et de construction des remblais ont été extraits du volume 1 des comptes rendus du Symposium, qui contient la description détaillée des essais et auquel le lecteur •.>ourra se reporter pour plus de détails.

40

lOm

_!;r==,1.~1 .. ?

.: : '-o.:-.!--;~~..-~.-~~-------0>--.~~~ - points d'injection

E : : ! . : : , d ., : : : . . espacés e 3 m i- 1 i i · · (maille carrée)

3/1 INJECTION ELECTRO-CHThIIQUE

lOm

~t=-~Y_i _t_ -_ -_ -_ -_ -_ ___,__-~-' .. =---' --

3/2 CONTRÔLE (3 m)

3/3 SANDWICH DE SABLE

surcharge à enlever (0,5 m)

1 couche de

1_20m

géogrille SR 80 "-.

1, couche de sable (0,5 m)

"-.. ~ / ~~ec drains horizontaux

E ~

x..;"'=o.=-==-==-=::..:-=-==-::.z~>...._ < 50 mm espacés de 2 m

1 1 drains verticaux espacés de 2 m (maille carrée)

3/4 PRECHARGEMENT, RENFORCEMENT PAR GEOGRILLE ET DRAINS VERTICAUX PREFABRIQUES (3 m)

Figure 3 (début) Schémas de construction des remblais d'essai

t!>­t--"

E ~

E "'

. 1. ,.

20m

<

:-; :- points d'injection ; : ! chimique espacés

! ! de 2 mètres ' ' (maille carrée)

6/1 INJECTION ELECTRO-CHIMIQUE (6 m)

20m

~ 1 //..--\ ·. ;._.... 1 c...,.._,,

surcharge à enlever (3 m)

couche de sable (0,5 m) 1 couche de géosynthélique

1 . (HATE Type 70.154) '? E ..,,

1---l i-- puits de pompage : : : espacés de 3 m n n n (maille carrée) ~

612 PRECHARGEMENT PAR POMPAGE

., 20m "

1 1

~1~1-~ ~ -- -- - --r ·r r-1-1-~ électrodes - + - + - +

j 1 1 \ 1 \ l esp~cées de 5 m + _ ... _ _.. _ (maille carrée)

1 1 1 1 1 1 1 + - + -+ - +

1 1 1 1 1 1 1

E

"'

6/3 ELECTRO-OSMOSE

E ., "'

rm l 0m r ~ [ '"m 1, tow do piou ( 1,Bm d ,8m)

,, l

E \ ·. M ll / TP TP 'TT' 'T? 'TI' '17 'Ü1 =-=>,

6/4 PIEUX BA'ITUS PRECONTRAINTS

> ml

1 ; m ! >O m ! >Om l

11 1

pieux battus précontraints de<j>400 mm espacés de 3,5 m (maille triangulaire)

Couche de sable (1 m)

SCP ' , , , . ' , ' ' , ' l ~ 1 ?pie~

0

~~bl~ j Î j J j J 11 ! l Î Î ! ! ) j i Î i i · s~mpaclél j 1 j 1 i ! ! i ! ! ! ! ! ! ! ! ! ! ! ! ! !

51 t~O? ~ i i i i i 1 !! ! ! ! ! 1 ! ! j ! ! ! ! ! 1 !

pieux de sable espacés de 2,2 m (maille carrée)

s:~fe) ~ j 1 1 j j j 1 \ 1 1 \ 1 1 J 1 1 1 1 1 1 1 1 J

6/5 PIEUX DE SABLE COMPACTE

Figure 3 (suite) Schémas de construction des remblais d'essai

42

4m 2Jm 4m lJm 4m 20m

~r r îJ l,J L ]k>

;.,--- "'-!

E "'

'/

7m 20.8m

f f couche de gravier ( 3 m)

membrane imperméable

. 1. ~-------..'-~../ \.

" 616 CONTROLE (6 m)

12.2m lOm

î 10m

vitesse de / : <

remblaiement contrôlée

puits de pompage (4,lm x 4,lm)

2 drains en pierres (200= X 300=)

I . "<

M'..f.-~.é:.:.=======:=:::::.=:;L=i.p:;:~~M"i'c;:::?-r?;.~f"ji;!::;;:;s;;w::;;;:ç:>r'rt"f~=>=:i:'.:!f.=i=.==...::~-~-=-=-=-~-~-~-:=:=:,~~-

E 0

drains verticaux espacés de 1,32 m (maille carrée)

6/7 PRECHARGEMENT PAR LE VIDE ET DRAINS VERTICAUX

surcharge à enlever (0,5 m) 1Sm 8m

ouche de sable (0,5 m) Î t dnin• hnriwntou< <!> 50 =X c

e e

lOm

j 1!.4m

î î î

E

-

- -spacés de 2 m ' ·. 1. I . 2 couches de E vitesse de '? - géogrille SRllO

..,

~ -

remblaiement "' contrôlée ~< < E ...

618 PRECHARGEMENT, RENFORCEMENT PAR GEOGRILLE ET DRAINS VERTICAUX PREFABRIQUES (6 m)

20m !lm !Sm 7m ..

l 1

1 - drains vertica ux espacés de 2 m (maille carrée)

. 1 l couche de sable (0,5 m) =< vitesse de E

"' remblaiement "' / contrôlée ~

E

"' ..; ..

'-- drains verticaux espacés de 1,3 m (maille triangulai re)

6/9 PRE CHARGEMENT ET DRAINS VERTICAUX PREFABRIQUES

Figure 3 (fin) Schémas de construction des remblais d'essai

COMPORTEMENT DES DIFFERENTES SECTIONS D'ESSAI

Le deuxième volume des comptes rendus du symposium de 1989 contient des textes présen­tant, pour les sections de remblai qui n'ont pas subi de rupture, une analyse des résultats par les auteurs de chaque projet. Ces analyses et com­mentaires sont rapidement passés en revue dans ce qui suit, avec les commentaires qu'ils nous pa­raissent mériter.

Section 3/1 Le remblai 3/1 a été construit de façon analogue

s ~ '-'

•t;; -..a 3 s section 3/2 <J.) ,_. ::s i "O ,_. ::s

1 <J.)

jour 0 = 11.1.88 (section 3/1) rn rn

•t;; jour 0 = 25.1.88 (section 3/2) o. 0 '<I.)

1 0 0

20 ---~ ...... _

au remblai de contrôle 3/2, de façon à permettre une comparaison directe de l'effet du traitement effectué. Aucune analyse des résultats des mesu­res n'a été effectuée par les auteurs. Néanmoins, la simple comparaison de l'évolution des tasse­ments, des pressions interstitielles et des courbes inclinométriques montre que le traitement n'a eu aucun effet sur le déroulement de la consolidation (fig. 4). Les différences entre les courbes relatives aux deux sections sont explicables par la différen­ce des calendriers de construction des remblais, la section 3/1 ayant atteint plus vite l'épaisseur de 3,5m, ce qui a accéléré le tassement et augmenté le déplacement horizontal.

section 3/1

60

s --3 ------...., 40 ~ <J.)

s 60 <J.) rn rn

io al ....,

-iOO ,___ al 60 p., c 50 ~ 40 -~ ....,

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10 e ::s rn 0

,___ s 20 t) '-'

0

0

±§} section 3/1

1 ~ remblai à 3,5 m depuis 100 jours 'lOO

+-.. ...-· section 3/1 =-..cr" ~ section 3/2

section 3/1 : déplacement latéral à RL - 0,84m

200

piézomètres sur l'axe du remblai

400 temps (jours)

600

60

600

Figure 4 Comparaison des mesures effectuées sur les sections 3/1 et 3/2

43

Section 3/2 De nombreux calculs ont été effectués sur ce rem­blai, qui ne permet pas de commentaires particu­liers sur l'efficacité des méthodes de traitement, mais constitue un bon exemple de remblai sur sol mou bien instrumenté pour tester des méthodes de calcul. L'application de la méthode d'Asaoka à l'a­nalyse des courbes de tassement conduit, comme noté par les auteurs du rapport sur ce remblai (Malaysian Road Authority, 1989), à des valeurs élevées du coefficient de consolidation (de l'ordre de 104 à 10-5 m2/s), dont l'explication est peut-être liée à la superposition des tassements de deux cou­ches d'argiles de vitesses de consolidation différen­tes, et à la surconsolidation des sols.

Section 3/3 Cette section du remblai s'est comportée normale­ment, à l'exception du développement d'une fissure sur l'axe du remblai. Les courbes de tassement se­lon le profil en travers du remblai sont identiques à celles du remblai de contrôle 3/2, compte tenu des différences de construction de ces deux rem­blais. La technique adoptée n'a pas eu l'effet an­noncé en matière de modification de la répartition des tassements (fig. 5). On note que l'apparition de la fissure centrale dans le remblai a facilité le dé­veloppement des déplacements horizontaux, beau­coup plus grands que pour le remblai 3/2.

Section 3/4 Ce remblai, plus large et plus haut que les précé­dents, ne peut faire l'objet d'une comparaison di­recte avec la section de contrôle 3/2. Le remblai s'est comporté normalement, à l'exception d'une fissuration axiale, dont il est noté que les fissures sont apparues dans la section voisine (3/3) et se sont propagées le jour suivant dans la section 3/4. L'analyse détaillée présentée par Ting et al. (1989) conclut à l'efficacité du procédé de construction adopté, y compris les drains verticaux. Les valeurs des paramètres fournies aux auteurs des projets sont critiquées et des valeurs différentes, impli­quant l'existence d'une couche drainante entre les couches d'argile, sont données. La méthode d'Asao­ka n'est utilisée par les auteurs que pour détecter la réponse du sol aux accroissements de charge. Nous avons obtenu, en analysant les tassements de la couche de surface, dans l'hypothèse d'une consolidation radiale dominante, une valeur du coefficient de consolidation radiale cr = 3,9.10-7

m2/s.

Section 6/1 Les travaux de construction du remblai dans cette section n'ont pu être menés à terme, du fait de la rupture du remblai quand son épaisseur a atteint 4, 7 m. Cette rupture, pour une hauteur voisine de

44

celle du remblai à la rupture construit à proximité, confirme l'inefficacité du traitement proposé, puis­que le sol de fondation se comporte après le traite­ment comme le sol naturel.

Section 6/2 Les travaux dans cette section ont été également interrompus par la rupture du remblai, lorsque son épaisseur a atteint 4 mètres. Les mesures de pression interstitielle n'ont pas montré de rabatte­ment de la nappe lors du pompage, ce qui explique l'absence de consolidation du sol et sa rupture dans des conditions proches de celles des remblais sur sols non traités.

Section 6/3 Dans cette section, les travaux ont été abandonnés après trois mois de traitement par électro-osmose, faute d'effet visible du traitement sur les tasse­ments du sol. Wilkins et Chandler (1989) commen­tent cet échec en indiquant que les essais prélimi­naires avaient permis d'extraire de l'eau du sol, tandis que, sur le chantier d'essai, il n'a pas été possible de maintenir pendant plus de quelques heures l'effet drainant en direction des cathodes.

Section 6/4 Dans cette section de remblai, construite sur pieux, l'expérience s'est terminée par une rupture du remblai, avec des déplacements latéraux impor­tants des pieux. L'explication de cet insuccès est sans doute à rechercher dans le fait que les pieux n'ont été placés que sous la plateforme du remblai et, de plus, verticalement, de sorte qu'ils étaient incapables de résister aux déplacements horizon­taux du sol de fondation vers l'extérieur du rem­blai. Néanmoins, cette expérience est intéressante, parce qu'un essai de chargement statique a été exécuté sur un pieu et des essais d'enfoncement à vitesse constante, avec des cycles, ont été réalisés sur quatre autres pieux.

Section 6/5 Le comportement de la section du remblai cons­truite sur des pieux de sable compacté a été analy­sé avec beaucoup de détails par Mizuno et al. (1989). Cette section a connu une fissuration im­portante en cours de remblaiement, ce qui a con­duit à mettre en place une banquette stabilisatri­ce. L'origine de cette fissuration, accompagnée de mouvements horizontaux importants, est attribuée par les auteurs à l'influence de la rupture de la section 6/4 précédente. Il nous est difficile de juger la valeur de cette explication car les coefficients de sécurité imposés lors du dimensionnement étaient égaux à 1,1, ce qui est tout à fait en contradiction avec la pratique française. La comparaison des nombreuses méthodes citées par Mizuno et al.,

s 3 _....,

$::::1 <1l

s <1l en en Cil _....,

0

0 -

20

40

60

80

100

fissure de traction observée le 93ème jour (section 3/3)

jour 0 = 27.12.87 (section 3/3) jour 0 = 25.1.88 (section 3/2)

= } section 3/3 ~

200 i.oo

section 3/3 section 3/2

Section 3/3 uniquement (PC2)

200 400 temps (jours)

{§ section 3/3

20m lüm Axe

60

600

20m

Figure 5 Comparaison des mesures effectuées sur les sections 3/2 et 3/3

45

toutes d'auteurs japonais, avec les pratiques des pays occidentaux serait à l'évidence intéressante. Néanmoins, la méthode de construction utilisée a été efficace.

Section 6/6 Cette section de contrôle, sur sol naturel, a été construite lentement, par étapes, avec deux ban­quettes latérales étagées. La construction s'est dé­roulée sans incidents. Les mesures ont fait l'objet de nombreuses analyses, de stabilité comme de consolidation. Ces données pourraient être réutili­sées pour d'autres analyses.

Section 6/7 La combinaison de drains verticaux, d'un préchar­gement par le vide et d'un remblaiement classique a été réalisée avec succès dans cette section. Mal­gré de nombreux problèmes liés à l'étanchéité de la membrane et au fonctionnement des pompes à vide, cette technique a prouvé son efficacité. Vis à vis des drains, par contre, aucune analyse n'a été effectuée (Sehested et Yee, 1989). L'application des méthodes d'analyse classiques est en effet prati­quement impossible, car l'on n'est jamais en situa­tion de chargement constant. Une amélioration des méthodes de calcul de ce type de traitement des sols argileux mous paraît souhaitable.

Section 6/8 Les travaux de construction de cette partie du remblai ont connu différents retards, dus à l'orga­nisation générale du chantier. Pour tenir compte de l'expérience de la section 3/4, exécutée selon le même principe, le calendrier de construction ini­tial a été modifié, en augmentant le nombre d'éta­pes de remblaiement, de sorte que le délai de 15 mois ne suffisait plus pour obtenir la hauteur fina­le du remblai, compte tenu du maillage des drains. La construction selon le nouveau schéma s'est dé­roulée convenablement, à l'exception de l'appari­tion d'une fissure de traction dans le remblai vers la fin de la première phase du chargement (rem­blai de 4 mètres d'épaisseur). Cette fissure n'a pas évolué ultérieurement. Ting et al. (1989) ont pré­senté une analyse détaillée des résultats de cette section, comparés à ceux de la section 3/4. Concer­nant les drains verticaux préfabriqués, ils con­cluent qu'ils ont fonctionné, mais que la vitesse de consolidation a été surestimée lors de l'élaboration du projet et que le réseau des drains aurait dû être plus serré.

Dans cette section, les drains verticaux ont été mis en place plus d'un an avant le début des travaux de remblaiement, de sorte que la sous­estimation de la consolidation peut provenir soit d'une mauvaise description des propriétés de

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consolidation du sol et des conditions de drainage, soit du mauvais fonctionnement des drains vieillis.

Les courbes de tassement à différentes profon­deurs sous l'axe du remblai 6/8, reproduites sur 1.1. figure 6a, ont été analysées par la méthode d'Asao­ka, en utilisant seulement, comme il se doit, les périodes pendant lesquelles la charge appliqut·r à la surface du sol est restée constante : c.e':ix P' io­des seulement sont analysées, car ks mes res sous la charge finale portent sur une durée ;rop courte pour que leur analyse soit précise. L'a 1aly­se a été limitée à la couche d'argile de St' 1face, c'est à dire à la différence des tassement~ de la surface (85) et du repère situé à la profon1 ,eur de RL-6,70m [ La profondeur RL-6,70m corre ;pond à une profondeur de 9m par rapport à la sm lace ini­tiale du sol, qui se trouvait initialement 1 la cote RL+2,3m. La couche ainsi découpée déb irde donc un peu sur la couche d'argile inféri1,ure]. Les points utilisés pour l'analyse sont indic ués sur la figure 6a. Les valeurs du tassement dis;rétisé sont regroupées dans le tableau de la figure 6b. Le dia­gramme (si_1,si) correspondant est représenté sur la figure 6c. Les pentes ~ 1 des droites reliant les points du diagramme, égales à 0,44 et 0,57, respec­tivement, sont utilisées pour calculer le coefficient de consolidation.

La relation entre ~1' l'incrément de temps ~t et les paramètres usuels des théories de la consolida­tion verticale (Terzaghi) et radiale (Barron) est la suivante:

1t2 c V

c =-- + 8 H2

avec

ln ~ 1 = ---- (1)

D2F(n)

cv - coefficient de consolidation verticale, H - distance de drainage verticale, cr - coefficient de consolidation horizontale

(radiale), D - diamètre de la zone drainée par un

drain, n = D/d, d - diamètre (équivalent) du drain, F(n) = n2 ln(n) / (n2-l) - 0,75 + 1/4n2.

Comme on connaît seulement la valeur de c, pour chaque couple de valeurs de ~ 1 et ~t, on ne peut évidemment pas distinguer sans hypothèses ou informations supplémentaires les coefficients de consolidation verticale et horizontale. Si l'on suppose que la consolidation verticale est négligea­ble par rapport à la consolidation radiale, on ob­tient, pour n = 46 et D = 2,3m :

- pour l'étape 1 (remblai d'épaisseur 4 mètres) cr= 3,9.l0-7 m2/s ,

9

8 ,.-.._

s 7 '-' •@ 6 :0 s 5

Cl) ,... ;:j 4

"'O ,... 3 ;:j Cl)

2 rn rn

•@ 1 o.

~

0

0

s 50 ~ '-' ....,

c::

Phase 2 Phase 3 Phase 1

a d b e c f ôt = 50 j

a d lb e c

,,,. ' fis~ration le 97èmejour

200 300

55 RL- 6,7m'

RL- 2,3m Cl)

~ 100-t-~~~~~~~~~~~~~lllll.i~:t;;;.t;;;:;::::::---~~~:--~~-i rn .5

150

0 100 200 300 400 temps (jours)

b. Tableau des points (si-1' si)

Phase 1 (27,47) (40,52) (47,55) Phase 2 (68,80) (75,84) (80,87) (84,89)

0 50 100 si-l (cm)

Figure 6 Application de la méthode d'Asaoka à l'analyse de la section 6/8

47

- pour l'étape 2 (remblai d'épaisseur 5,8 m) cr= 2,7.10·7 m2/s .

Ces valeurs surestiment certainement les coeffi­cients de consolidation réels. Si l'on fait l'hypothè­se que les sols sont isotropes et que la consolida­tion verticale se produit avec une distance de drai­nage de 9 mètres, on trouve, en utilisant l'équation générale précédente, des valeurs voisines :

- pour l'étape 1 (remblai d'épaisseur 4 m) cv =cr= 3,75.10-7 m2/s ,

- pour l'étape 2 (remblai d'épaisseur 5,8 m) cv =cr= 2,6.10-7 m2/s .

Si l'on fait l'hypothèse que les sols sont anisotro­pes (cr = 3 cy) et que la consolidation verticale se produit avec une distance de drainage de 9 mètres, on trouve, en utilisant la même équation :

- pour l'étape 1 (remblai d'épaisseur 4 m) cv = c/3 = 1,3.10-7 m2/s ,

- pour l'étape 2 (remblai d'épaisseur 5,8 m) cv = c/3 = 0,9.10-7 m2/s .

Si l'on fait l'hypothèse que les sols sont isotropes et que la consolidation verticale se produit avec une distance de drainage de 4,3 mètres, comme suggé­ré dans l'article de Ting et al. (1989), on trouve :

- pour l'étape 1 (remblai d'épaisseur 4 m) Cv = cr = 3,4. l0-7 m2/s ,

- pour l'étape 2 (remblai d'épaisseur 5,8 m) Cv = cr = 2,3.10-7 m2/s .

On voit que seule l'anisotropie est capable de dimi­nuer sensiblement la valeur du coefficient de cons­olidation verticale, qui est celui que l'on peut com­parer aux résultats des essais de laboratoire.

Pour contrôler la répétabilité du fonctionne­ment des drains verticaux après un an d'attente, nous avons comparé les valeurs de cr dans une hy­pothèse d'interprétation donnée pour les remblais 3/4 et 6/8. Cette comparaison est faite dans le cas de la consolidation uniquement horizontale, les autres hypothèses donnant des résultats identi­ques. Les valeurs à comparer sont les suivantes : - section 3/4 cr= 3,9.10·7 m2/s pour Hr = 4 m - section 6/8 cr= 3,9.10·7 m2/s pour Hr = 4 m

cr= 2,7.10-7 m2/s pour Hr == 5,8m. On peut en conclure que les drains verticaux ont eu le même comportement dans les deux sections 3/4 et 6/8, malgré le délai d'attente différent dans les deux cas, la diminution du coefficient de con­solidation radiale lorsque la charge augmente, dans un chargement par étapes, étant pour sa part un phénomène classique et normal.

On ne peut toutefois décider, au seul vu de ces mesures, si le comportement des drains s'est modi­fié pendant l'année précédant le début du rem­blaiement.

Section 6/9 Le projet établi pour cette dernière section du rem­blai expérimental prévoyait une construction en

48

quatre phases, avec des banquettes latérales stabi­lisatrices. Les drains verticaux ont été placés selon une maille triangulaire, avec un espacement de 1,3m. La construction a été interrompue avant la fin de ces travaux. Dans leurs commentaires des résultats de cette section d'essai, Wijemunige et Moh (1989) indiquent que la mise en· place des couches de remblai n'a pas été réalisée conformé­ment au projet : après avoir appliqué pendant trois mois une charge de 2,5 mètres de remblai, on n'a pu rajouter ensuite rapidement les 5,5 mètres de remblai supplémentaire prévus, car les déplace­ments horizontaux du sol sous le remblai avaient fortement augmenté pour une épaisseur totale de remblai de 4,75 m. La construction du remblai n'a pu être poursuivie ultérieurement parce que le chantier de l'autoroute voisine, auquel ce site ex­périmental avait été greffé, ne l'a pas permis.

Wijemunige et Moh (1989) indiquent que les difficultés rencontrées ont trois origines :

- la densité réelle du remblai était de 1,96 au lieu des 1,8 pris en compte lors de l'élaboration du projet. Il n'est donc pas étonnant que les épais­seurs prévues n'aient pas pu être atteintes ;

- l'efficacité du drainage vertical a été infé­rieure aux prévisions ;

- de plus l'efficacité des drains a diminué au cours des phases de chargement, ce qui indique que les drains se sont peut-être détériorés au cours du temps.

Ces trois explications méritent un examen ap­profondi: 1. L'augmentation du poids volumique du remblai est certainement l'un des facteurs des difficultés rencontrées. Néanmoins, il n'est que de 10%, ce qui rend les 4,75m de remblai équivalents à 5,20m de remblai "de projet", alors que le projet prévoyait d'appliquer en une trentaine de jours 5,5m de rem­blai en plus des 2,5m déjà en place. Il reste donc un déficit d'épaisseur de remblai de 2,8m par rap­port au projet. Un tel écart ne peut s'expliquer que par une mauvaise estimation de la stabilité du remblai en cours de construction. Cette surestima­tion de la résistance au cisaillement du sol est at­tribuée par les auteurs au mauvais fonctionne­ment des drains, ce que nous discutons ci-après. 2. L'affirmation selon laquelle "l'efficacité du drai­nage a été inférieure aux prévisions" n'est pas étayée par des analyses précises des mesures. Il est indiqué que les drains ont nettement accéléré la consolidation (environ 60% du tassement total estimé au lieu de 20% sans drains), mais que le projet avait prévu plus ... mais aussi que l'efficacité des drains dépend naturellement de la précision des paramètres géotechniques du sol utilisés dans les calculs, ce qui est indiscutable. L'efficacité des drains est également jugée sur la base d'un argu­ment "qualitatif', selon lequel la vitesse de tasse-

ment a été très forte juste après l'application de la charge, mais qu'au bout d'un certain temps elle était devenue voisine de celle des zones sans drains. Un tel argument est inattendu puisque la physique des phénomènes veut que, pour un tasse­ment final donné, si la vitesse de tassement est très forte au début, elle devient nécessairement plus faible par la suite ... Tous ces points seront discutés plus loin. 3. Le jugement selon lequel "l'efficacité des drains était plus faible pour la deuxième phase que pour la première" est aussi un jugement "fort" mais dont la justification par les auteurs est inexistan­te ... ou non exprimée ... Il semble que ce soit le fait que la vitesse de tassement diminue au cours du temps sous charge constante qui soit à l'origine de cette conclusion, l'extraction de drains étant affir­mée comme indispensable pour le vérifier. Il n'en reste pas moins que les auteurs reprennent dans leur conclusion que "les résultats des mesures in­diquent que l'efficacité des drains a pu se détério­rer au cours du temps". Cette dernière affirmation, qui est au centre de toute une controverse à la mode sur la pérennité des drains verticaux préfa­briqués, nous avait paru tellement peu étayée par les mesures que, dès le symposium de Kuala Kua­la Lumpur, nous avions analysé ces données et préparé une intervention spéciale pour expliquer comment les résultats des mesures effectuées dans les zones de drains verticaux doivent être analysés et pour présenter les résultats de l'analyse effec­tuée, analyse qui prouve que les drains verticaux préfabriqués ont parfaitement fonctionné dans cet­te section 6/9 (Magnan, 1989b).

L'analyse méthodique des tassements mesu­rés dans la section 6/9 du remblai (Magnan, 1989b) a conduit à des valeurs du coefficient de consolidation radiale voisines de 1,5.10-7 m2/s pour la première phase de la construction (sous 2,5m de remblai), soit environ deux fois moins que dans les sections 3/4 et 6/8. La variation du coefficient de consolidation radiale quand on passe de la phase 1 à la phase 2 du chargement correspond à une va­leur normale ck = 0,68 du coefficient de la relation entre l'indice des vides et le coefficient de perméa­bilité du sol

~e = ck ~ lgk . Il n'y a donc aucune preuve d'un fonctionnement anormal des drains dans cette section d'essai.

Si l'on écarte le mauvais fonctionnement des drains pour expliquer les difficultés rencontrées dans cette section, il faut trouver dans les paramè­tres de calcul de la stabilité du remblai les causes de l'erreur faite lors de l'élaboration du projet. Les explications présentées par Wijemunige et Moh (1989) sur les hypothèses de leur projet, dont la démarche globale est tout à fait comparable à celle des recommandations en vigueur en France, lais-

sent entrevoir quatre explications totales ou par­tielles possibles :

- tout d'abord, les calculs de stabilité sont faits avec des coefficients de sécurité plus faibles que dans notre pratique (F = 1,2 est considéré comme satisfaisant, avec des paramètres déterminés de la même façon que dans nos laboratoires des ponts et chaussées), ce qui fait que la moindre erreur dans l'estimation de la cohésion non drainée du sol pro­voque immédiatement de grands déplacements;

- si les valeurs de la cohésion non drainée ini­tiale introduites dans les calculs n'appellent aucun commentaire, la méthode de calcul utilisée pour estimer l'augmentation de la cohésion au cours de la consolidation lie l'augmentation de cu à celle de la contrainte effective moyenne, sans tenir compte du fait avéré que la cohésion ne commence à aug­menter qu'au delà de la pression de préconsolida­tion. Si l'on admet que le sol est surconsolidé de 20 kPa en moyenne, mais plus fortement dans les premiers mètres, on comprend que la charge appli­quée pendant la première période de chargement (50 kPa) n'a pratiquement pas augmenté la pres­sion de préconsolidation, de sorte que le sol n'a pas vu sa cohésion augmenter. Ceci explique pourquoi des signes d'instabilité se sont manifestés pour une épaisseur de remblai à peine supérieure à cel­le des sols non traités. Dans ces conditions, le schéma de construction adopté pour cette section n'avait aucune chance de succès. Il aurait fallu consolider le sol sous une pression plus élevée (dé­passant nettement la pression de préconsolidation du sol, comme ce fut le cas dans les sections 3/4 et 6/8), pour mener à bien la construction de cette section de remblai ;

- l'estimation du degré de consolidation d'après les théories de Barron et de Terzaghi correspond strictement à l'évolution moyenne des tassements des couches de sols compressibles. Pour caractéri­ser l'évolution des pressions interstitielles, c'est à dire des contraintes effectives, donc de la cohésion, il faut faire un calcul de correction des degrés de tassement pour passer aux degrés de consolidation définis sur les contraintes. Ce travail n'a semble­t-il pas été fait, de sorte que la vitesse d'évolution de la consolidation (en contraintes) a été suresti­mée, ce qui a encore contribué à surestimer la co­hésion non drainée effectivement mobilisable au début de la deuxième période de chargement ;

- enfin, l'analyse de l'ensemble des remblais édifiés sur le site expérimental de Muar Flats, no­tamment du remblai à la rupture, a prouvé que le matériau de remblai a une cohésion très importan­te (de l'ordre de 40 kPa), qui lui permet de fonc­tionner comme une dalle tant qu'il n'est pas fissu­ré sur son axe. Pour une hauteur de 2,5m, le rem­blai 6/9 n'était pas encore fissuré, de sorte qu'il était plus stable que dans le projet, et cela non pas

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parce que la cohésion du sol avait augmenté, mais parce que le remblai avait une résistance propre élevée qui n'avait pas été prise en compte dans le calcul.

Il y a donc de nombreuses raisons qui font que la cause des difficultés connues par cette section 6/9 doit être recherchée dans le choix des valeurs des paramètres géotechniques des sols et non pas dans le mauvais fonctionnement des drains verti­caux.

Conclusion L'analyse du comportement des différentes

sections du remblai expérimental de Muar Flats est un exercice très instructif et enrichissant. Il faut noter tout d'abord, pour en remercier les orga­nisateurs et acteurs, que toute l'instrumentation a été d'excellente qualité et que les données expéri­mentales rassemblées sur ce site représentent une richesse incomparable.

Les remblais d'essai de Muar Flats n'ont pas créé de surprise, en ce sens que les méthodes de construction qui se sont avérées efficaces, même si les critères proposés pour juger l'exercice n'ont pas toujours été satisfaits (dans tous les cas, une modi­fication du projet permettrait de remplir les condi­tions posées), sont celles dont toute l'expérience in­ternationale a déjà amplement prouvé l'efficacité. Ainsi, l'utilisation de drains verticaux, de renforce­ments dans le remblai ou de pieux de sable com­pacté, comme l'application d'un préchargement par le vide, ont été couronnées de succès. L'électro-osmose n'a pas fonctionné, pour les mê­mes raisons que celles que l'on a rencontrées sur la plupart des sites où l'on a voulu appliquer cette méthode. L'injection de produit chimique n'a pas eu d'effet, mais son principe mécanique n'est pas compréhensible.

L'analyse des résultats des remblais d'essai nous a conduit à accorder une attention particuliè­re au fonctionnement des drains verticaux préfa­briqués, parce que les commentaires faits dans les textes écrits du symposium énonçaient parfois des critiques très nettes dont la justification n'était pas évidente. L'analyse détaillée de toutes les in­formations disponibles nous a conduit à la conclu­sion que ces critiques ne sont pas justifiées et que les drains verticaux préfabriqués dont l'analyse était possible (tous des drains Desol) avaient fonc­tionné comme on doit le prendre en compte lors de l'élaboration des projets.

EFFICACITE DES DRAINS VERTICAUX PREFABRIQUES DESOL SUR LE SITE DE MUAR FLATS

Sur le site expérimental de Muar Flats, les drains Desol ont été utilisés dans trois sections,

50

chargées selon des calendriers différents, avec des délais d'attente différents entre l'installation des drains et l'édification du remblai. Nous disposons donc de données pour analyser de façon détaillée le comportement de ces drains.

Rappelons tout d'abord les situations dans les­quelles les drains ont fonctionné :

- section 3/4 : Maille carrée de 2m x 2m. Drains installés 10 mois avant le début du

remblaiement. Charge de 4m de remblai appliquée rapide­

ment. Ensuite, montée progressive jusqu'à 6m et

déchargement. - section 6/8 :

Maille carrée de 2m x 2m. Drains installés 13 mois avant le début du

remblaiement. Construction en trois étapes : 4m - 5,8m et

8,5m. - section 6/9 :

Maille triangulaire de 1,3m x 1,3m. Drains installés 3,5 mois avant le rem­

blaiement. Construction en deux étapes : 2,5m et

4,7m.

Dans les trois sections, les drains ont été mis en place avec le même matériel, incluant un mandrin cruciforme pour le fonçage.

Les valeurs des coefficients de consolidation radiale déduites des mesures de tassement sous les différentes charges imposées, dans les mêmes hypothèses de fonctionnement des drains (consoli­dation radiale prédominante, diamètre équivalent des drains de 5cm, drains idéaux dans un sol non perturbé par leur installation), servent de critère de comparaison du fonctionnement des drains dans les différentes conditions testées. Les valeurs obtenues:

* section 3/4 - pour l'étape 1 (remblai d'épaisseur 4 m)

cr= 3,9.10-7 m2/s , * section 6/8

- pour l'étape 1 (remblai d'épaisseur 4 m) cr= 3,9.10-7 m2/s ,

- pour l'étape 2 (remblai d'épaisseur 5,8 m) cr= 2,7.10-7 m2/s .

* section 6/9 - pour l'étape 1 (remblai d'épaisseur 2,5 m)

cr= 1,5.l0-7 m2/s , - pour l'étape 2 (remblai d'épaisseur 4,75 m)

cr= 0,6.10-7 m2/s ,

sont à la fois suffisamment proches pour que l'on puisse en conclure que les drains ont fonctionné correctement, notamment pour les sections 3/4 et 6/8, et suffisamment différentes entre ces deux sections et la section 6/9, pourtant voisine de la section 6/8 et située entre les deux autres sections, pour que les valeurs plus faibles de cr doivent être expliquées. Dans cette section 6/9, on ne peut en effet ni incriminer le vieillissement du drain, puis­que l'attente n'y a duré que 3,5 mois, ni la valeur plus forte des charges appliquées, puisqu'elles y sont inférieures. D'autre part, comme le tassement n'y est pas plus élevé que dans les autres sections, l'hypothèse d'un pliage des drains, qui diminuerait leur efficacité, n'est pas non plus recevable. Il res­te deux explications possibles : la variabilité natu­relle des propriétés de con-solidation du sol et l'im­précision de la méthode d'analyse utilisée. La va­riabilité des propriétés de consolidation du sol peut être analysée seulement d'après les résultats des essais de consolidation en laboratoire (tableau 2/3 du chapitre 2 du volume 1 des comptes rendus du symposium). Les résultats déduits des diffé­rents paliers de chargement des essais oedométri­ques exécutés sur des éprouvettes taillées vertica­lement et horizontalement à différentes profon­deurs sont assez variés. Dans les huit mètres su­périeurs, qui sont ceux pour lesquels nous avons analysé les tassements du sol, les résultats varient dans un rapport de 2 à 5, suivant les essais. Il n'est donc pas exclu que la variabilité du sol suffi­se à expliquer les différences entre les sections. Néanmoins, il se peut également qu'une partie de la différence provienne de l'imprécision des cour­bes utilisées pour l'analyse (courbes publiées dans le volume 1 des comptes rendus du symposium) et de la latitude existant dans le choix de la droite passant par les points du diagramme d'Asaoka (si-1> si). Nous admettrons donc que l'analyse des données du calcul montre le bon fonctionnement des drains.

La méthode d'analyse appliquée pour les trois sections d'essai ne cherche pas à différencier les composantes du comportement observé des drains préfabriqués (effet de la taille du mandrin de fon­çage, remaniement du sol autour des trous, lissage des parois du forage, etc.), comme le tentent cer­tains chercheurs. La pratique de l'analyse de la consolidation autour des drains verticaux, depuis la fin des années 1970, nous a en effet convaincu de l'impossibilité de réaliser de telles analyses sur des résultats de mesures faites sur le terrain. D'autre part, dans le cas des drains préfabriqués en forme de bande de lûcm de largeur et de quel­ques millimètres d'épaisseur, on représente le drain par un cylindre "équivalent" de 5 cm de dia­mètre, sur lequel des théories variées, mais sans

fondement expérimental réel d'après nos analyses (Magnan, 1983), ont été publiées il y a une dizaine d'années, théories qui ont laissé des empreintes variées dans la mémoire des non spécialistes. La démarche adoptée dans les laboratoires français des ponts et chaussées consiste à élaborer les pro­jets en remplaçant les drains plats par un cylindre équivalent dans un sol non remanié dont les pro­priétés sont estimées le mieux possible lors de la reconnaissance géotechnique, puis vérifiées au dé­but du chantier pour réajuster si nécessaire l'espa­cement des drains. Cette démarche, appliquée dés­ormais de façon systématique, a toujours donné des résultats corrects et conformes aux observa­tions. On y considère donc l'effet "moyen" du drain et de son environnement immédiat, pour lequel la méthode d'analyse d'Asaoka est particulièrement efficace.

Notons, pour terminer ces commentaires, que l'analyse des vitesses de con-solidation est systé­matiquement effectuée sur les courbes de tasse­ment parce que, comme l'ont montré les travaux de nombreux chercheurs, les équations de Terzag­hi et de Barron sont valables pour les tassements et non pour les pressions interstitielles (Leroueil et al., 1985, 1990). Cette réalité bien établie et va­lidée par des études expérimentales comme théori­ques est malheureusement ignorée d'un grand nombre d'ingénieurs établissant des projets, ce qui ne peut provenir que du contenu inadapté de l'en­seignement dispensé dans beaucoup d'établisse­ments d'enseignement supérieur, où les théories linéaires comme celles de Terzaghi ou Barron sont affirmées sans nuances.

AUTRES DONNEES EXPERIMENTALES SUR LES DRAINS DESOL

Bien que les données expérimentales obtenues sur les chantiers de drains prouvent l'efficacité comparable (non distinguable) des principaux ty­pes de drains verticaux disponibles actuellement dans le monde, qu'ils comportent un filtre exté­rieur en géotextile entourant une âme de matière plastique, qu'ils soient constitués d'un assemblage de géosynthétiques ou qu'ils soient d'une seule piè­ce, comme le drain Desol, des articles paraissent régulièrement pour expliquer que des études de laboratoire ont montré que certaines marques de drains plats préfabriqués sont meilleures que les autres. D'autre part, dans certains pays sont éla­borés des projets de réglementations considérant comme acquis que ce type de drain doit nécessaire­ment comporter deux éléments séparés : l'âme, qui transporte l'eau vers les surfaces drainantes du massif de sol, et le filtre, qui contrôle la pénétra-

51

tion de l'eau dans les canaux d'évacuation que comporte l'âme du drain. Si tous les drains avaient cette configuration, cette tendance ne choquerait personne, mais l'existence de drains sans filtre ex­térieur, comme le drain Desol, et leur comporte­ment irréprochable dans tous les chantiers réali­sés à ce jour, nous ont conduit à examiner de façon détaillée la signification pratique des données pu­bliées dans le monde et qui sont présentées, expli­citement ou non, comme des raisons de n'utiliser que certains drains à filtre.

Sans chercher à être exhaustif, dans le cadre de cet article relatif aux chantiers d'essais de Muar Flats, nous examinerons essentiellement les publications relatives au pliage des drains en cours de consolidation et à l'effet de la pression du sol sur la capacité de décharge du drain, qui con­trôle la pression de l'eau dans le drain au cours de la consolidation et donc la vitesse d'écoulement de l'eau interstitielle vers le drain à chaque profon­deur.

L'analyse de la littérature internationale dans le domaine des drains verticaux préfabriqués mon­tre que le nombre de sources d'informations origi­nales y est très restreint, pour l'essentiel des comptes rendus de congrès (Mécanique des sols et travaux de fondations, Géotextiles et géomembra­nes) et des rapports d'organismes de tailles diver­ses (de la Federal Highway Administration des Etats-Unis aux producteurs de drains préfabri­qués, en passant par diverses administrations na­tionales). L'intérêt pour les drains préfabriqués étant né à la fin des années 1970, cette situation n'est pas anormale, mais elle mérite tout de même d'être rappelée, car le caractère décidé de certains conclusions ou spécifications déduites d'études de laboratoire en devient un peu excessif ...

La caractérisation des drains plats préfabri­qués s'est d'abord intéressée à la capacité de dé­charge, notée généralement qw (m3/s ou l/min ou m3/an), c'est à dire à la capacité du drain à trans­férer l'eau sortant du sol jusqu'à son extrémité. Les premiers résultats publiés par Hansbo (1981, reproduit en 1983) ont alarmé la communauté in­ternationale des utilisateurs de drains de ce type : les valeurs de qw y étaient de l'ordre de 10 à 25 m3/an, ce qui était tout juste suffisant pour que la con-solidation radiale ne soit perturbée qu'au delà d'une profondeur d'une dizaine de mètres. En 1983, au congrès européen de mécanique des sols et travaux de fondations d'Helsinki, la situation était déjà redevenue normale : Hansbo avait re­connu que ses premiers essais donnaient des va­leurs beaucoup trop faibles de qw (la perméabilité des circuits de mesure était trop faible dans les

52

premiers appareils) et les nouvelles valeurs pu­bliées par plusieurs chercheurs étaient de 50 à 100 fois plus fortes. Dans ces conditions, l'intérêt pour la capacité de décharge aurait pu retomber. Ce ne fut pas le cas, pour deux raisons principales :

- la première provient de problèmes rencontrés aux Pays-Bas lors de l'utilisation de drains plats préfabriqués pour consolider les sols sous un rem­blai routier près de Monnickendam (Kremer, 1983). Il fut découvert que les drains mis en place avaient plié au cours du tassement du sol et que certains d'entre eux avaient cessé de fonctionner à cause de ces perturbations de surface (lorsqu'on eut dégagé la partie supérieure abîmée d'un de ces drains, le reste se remit à fonctionner ... ). Les sols de surface étaient constitués de tourbe et d'argile molle, qui tassèrent de près de 40% pendant la consolidation. Des recherches furent alors lancées aux Pays-Bas pour caractériser l'effet des déforma­tions des drains sur leur capacité de décharge, phénomène dans lequel intervient aussi la pres­sion appliquée sur la paroi latérale du drain. Les recherches relatives, de façon plus générale, à la "qualité des drains" ont été particulièrement déve­loppées aux Pays-Bas, qui sont l'un des seuls pays, avec les USA, à avoir des règles précises pour le choix des drains préfabriqués ;

- la seconde raison du maintien de l'intérêt pour la capacité de décharge est la concurrence en­tre les fabricants de drains, pour lesquels l'afficha­ge de valeurs élevées de ce paramètre est un des arguments publicitaires.

Concernant la mesure de la capacité de déchar­ge et de ses variations en fonction de divers fac­teurs, dont le temps, on peut estimer à moins d'u­ne quinzaine le nombre de laboratoires effectuant ce genre de mesures. Parmi les résultats publiés, on peut citer ceux de Hansbo (Suède), Cortlever et Oostveen (Pays-Bas), Jamiolkowski et Lancellota (Italie), Chen et Chen (Taiwan), ceux des Labora­toires des Ponts et Chaussées en France et divers laboratoires aux Etats-Unis (Côte Est et Califor­nie).

Les appareils et principes des essais sont pour l'essentiel de deux types, selon que le drain est tes­té dans du sol (reconstitué) ou dans une membra­ne étanche, en l'absence de sol. De nombreux fac­teurs influencent les résultats, comme la dimen­sion de l'appareil d'essai, le temps d'application des pressions avant la mesure de la capacité de décharge, le gradient hydraulique imposé, etc. Même si l'on se limite à un gradient hydraulique de i = 1, la dispersion des valeurs mesurées est importante, comme on le voit sur la figure 7. Cette figure regroupe, dans sa partie gauche, les résul­tats donnés dans le rapport sur les drains verti-

01 <:.:>

pression latérale sur les drains (kPa) pression latérale sur les drains (kPa) 0 100 200 300 400 500 600 0 100 200 300 400 500 600 r .. 't 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1

~ J amiolkowski et Lancellotta 1200 ?. \ --j 1200 2,4f T\ ___ lTT 2,4 :.;~

o.._ •---•·Recherches FHWA +-+ ..... ..... 1100 ~ -l 1100 2,2 f- - 2,2 ..... ,.,

o---<> "Documentation du fabricant"

1000 2 1 ,\ \ \ Desol I -11000 2

•, 900 § 900 ,....._ 1,8 ' ~ 1,8 ' i::: ' ~ ..... ..... ' s ;§ ~ 1,6 ' ' 800 800 ' 1 ..__, '--' 1,6 .. _ 1 ::i:

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O' 14 o,

' 1 -- 700 O'

700 ' ' .._ • Mebradrain Cl) Cl) 1,4

Cl) ' '. ' bll

'o\ ' MD 7007 i-. bll b.O '4. al i-. i-.

600 ~ Cd 600 ~ 1,2 ;;;-, " 1 ', ·-5 1,2 \ ', 'Cl) <)

\ ' \ '• Amerdrain '""O '<l>

'<l> 'O, '""O '""O \ --l 500 ~ 1 1 - -o 407 Cl) 1 + Geodrain 500 Cl) '""O -0 1 Colbond CX-1000 'Cl)

\ ~ '<l> 'cl> i--- \ 1

..... ~ ~ 0

-~ 0,8 ·n 0,8 ' --~ 1 400 Cd Colbond CX-1000 '+ Alidrain-A 400 ', :::~~1-o-_ o.. Cd Cd o.. o.. ', , ........... \ ------ 0 Cd C\S '• \ \ '• Alidrain-S

<)

300 t) ü,6 300 0,6 + Amerdrain Colbond CX-1000 \ 1 Colbond CX-1000

0,4 ~ \ \ roo 0,4 ~ \\ J 200 \ b Desol

\

0,2 ~ ---t------0,2 ~ \ 100 ~ 100 1 + Desol I \

0 1 • Desoi

1 0 0 1 1 1 l 1 1 1 1 1 0 0 10 20 30 40 50 60 70 80 90 100 0 10 20 30 40 50 60 70 80 90 100

pression latérale sur le drain (psi) pression latérale sur le drain (psi)

7.a Extraits du rapport FHWA (Rixner et al., 1986) 7.b Extraits des essais du LRPC de Bordeaux (Queyroi, 1989)

Figure 7 Evolution de la capacité de drainage de quelques drains

~ C\S ~

5 ::i:

O' Cl)

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...i::: <)

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Cl)

'""O '<l> ~ 0 C\S o.. C\S <)

eaux préfabriqués préparé pour la FHW A par la firme Haley and Aldrich lnc. (Rixner et al., 1986) et, dans sa partie droite, les résultats des essais exécutés au Laboratoire régional des Ponts et Chaussées de Bordeaux (Queyroi, 1989). L 1 diver­sité des valeurs obtenues pour le drain f"".- rbond CX-1000, qui a été testé cinq fois, est impression­nante. Pour le drain Desol, présent sur les deux fi­gures, la courbe supérieure à gauche est extraite de "la documentation du fabricant'', c'est à dire des essais faits au LRPC de Bordeaux sur le drain De­sol initial (Type I). La courbe inférieure provient d'essais réalisés dans le cadre du programme de recherche attribué par la FHWA. A droite, on trou­ve les essais exécutés au LRPC de Bordeaux sur le drain Desol initial (1) et sur le nouveau drain De­sol (II), dont les propriétés mécaniques ont été modifiées pour tenir compte des remarques soule­vées par les premiers essais. Ce drain Desol II est actuellement le seul fabriqué.

Les études expérimentales en laboratoire sur l'effet de la déformation des drains préfabriqués sur leur capacité de décharge sont très peu nom­breuses. Cette préoccupation est importante aux Pays-Bas (Delft et Rotterdam), où des essais ont été publiés par Cortlever (1983), puis par van der Griend (1984). Les essais se font soit dans un cy­lindre de sol très mou ou en l'absence de sol, en pliant le drain mécaniquement. Des études analo­gues ont été effectuées plus récemment par Ali (1991), à l'université de Kuala Kuala Lumpur. La diminution de la capacité de décharge dans ces es­sais de laboratoire est parfois importante.

Les drains Desol, dont nous avons analysé le comportement satisfaisant dans le site expérimen­tal de Muar Flats, ont un comportement un peu atypique parmi les drains plats préfabriqués : leur absence de filtre séparé est en elle-même une ca­ractéristique marquante, qui a conduit à des dis­cussions sur la plus grande ou plus faible possibili­té de colmatage des perforations par rapport aux interstices entre les fibres des tissés ou non tissés. Leur rigidité leur confère une autre particularité, qui e.st un avantage tant que les pressions appli­quées au drain ne sont pas trop fortes, mais qui peut être un inconvénient quand ce seuil est dé­passé ou quand on cherche à plier le drain : la ca­pacité de décharge du drain non déformé est très grande, mais elle chute très rapidement en cas de déformation excessive.

Ces particularités font que le drain Desol est explicitement exclu de la liste des drains préap­prouvés par l'Administration Américaine Fédérale des Routes (FHWA), conformément aux recom­mandations du rapport précité (Rixner et al.,

54

1986), d'ailleurs précédé, près de deux ans à l'a­vance, par la diffusion d'une liste identique de drains préapprouvés. Comme le drain Desol est de loir.. 1e drain le plus utilisé en France, toujours avec succès, et qu'il a également de nombreuses références dans d'autres pays, cette situation est inattendue.

La différence essentielle entre la position des auteurs du rapport pour la FHWA et la position adoptée en France réside moins dans le détail des résultats d'essais (les essais exécutés au LRPC de Bordeaux et résumés sur la figure 7b sont au moins aussi fiables que les autres) que dans l'utili­sRt.ion que l'on fait de ces résultats :

- les spécifications américaines reposent sur cette idée que l'on ne sait pas exactement quelles dégradations pourrait subir le drain et qu'il faut prendre des sécurités importantes (pour la pres­sion horizontale sur le drain, pour ses déforma­tions, pour son fluage, pour son colmatage, pour l'effet du temps ... ), de sorte que l'on exige des drains de capacité de décharge au moins égale à qw = 100 m3/an sous la pression horizontale maxi­male attendue (cette condition s'est apparemment trouvée systématisée en "sous 276 kPa", puisque c'est pour cette raison, combinée avec le sentiment tiré des essais de van de Griend (1984) aux Pays­Bas, que le drain Desol a été exclu. On peut noter, d'ailleurs, que des propositions ont été faites aux Pays-Bas, pour imposer aux drains une capacité de décharge de 800 m3/an ... ). Pour les projets plus complexes, on exige une meilleure caractérisation des propriétés hydrauliques et mécaniques du sol à traiter, puis la prise en compte de la présence d'une zone perturbée par l'installation du drain ;

- dans la pratique qui s'est développée en Fran­ce, sous l'influence des Laboratoires des Ponts et Chaussées, on admet que la capacité de décharge des drains plats préfabriqués doit être au moins de l'ordre de 15 m3/an, ce qui est le minimum pour que l'eau sorte du sol sans retard de plus de quel­ques pourcents dans les conditions usuelles de drainage (jusqu'à 20 mètres de sols compressibles drainés par le bas et par le haut). Cette exigence correspond au début de la consolidation, quand la vitesse de tassement est la plus forte. Ensuite, les besoins réels sont plus faibles. Vis à vis d'un tel critère, dont la pertinence n'a jamais été démentie sur le chantier, les drains Desol, comme d'ailleurs tous les autres drains dont il est question dans les études publiées dans le monde, ont des propriétés suffisantes, qu'on les r; :Jmprime ou que le sol les plie au cours de la consolidation. Notre position reste donc que tous les drains qui comportent des canaux capables de conduire l'eau vers la surface du sol avec une telle capacité de décharge peuvent être proposés sur les chantiers.

L'opportunité d'introduire dans le calcul des drains une zone de sol perturbé entourant le drain et créée par le mandrin lors de l'installation des drains n'a pas été retenue. La raison principale en est que l'enfoncement du mandrin dans un sol "normal" (c'est à dire, disons, en excluant les boues de dragage liquides ou les tourbes décomposées) ne produit pas une zone remaniée collant au drain. Il reste toujours, à notre avis, une cicatrice dans le sol, surtout quand le mandrin a un aileron trans­versal pour augmenter sa rigidité. Le sol est re­poussé, son retour ne peut être élastique et, de plus, il est préfissuré par le mandrin de fonçage. Le sol n'est plus une masse homogène dont laper­méabilité aurait chuté d'un facteur 3 ou 5 comme certains proposent de l'admettre. Le cas des argi­les varvées, qui est avancé pour justifier cette com­plication du calcul, a été longuement discuté dans les années 1960 (Magnan, 1983), quant à l'avanta­ge qu'y procure ou non l'installation de drains ver­ticaux. Il ne saurait imposer la méthode de calcul générale, même si l'on prouve un jour qu'on amé­liore les calculs en les compliquant ainsi.

Pour revenir au critère d'acceptation des drains par référence à leur capacité de décharge, il est intéressant de noter que Jamiolkowski et al. (1983), dans leur rapport général de la session 6 du congrès européen de mécanique des sols et des travaux de fondations d'Helsinki, ont aussi donné comme critère une capacité de décharge de 10 à 15 m3/an, sous une pression latérale de 300 à 500 kPa. Ils ont également conseillé, dans la discus­sion, de "choisir de préférence les types de drains pour lesquels il existe une expérience vaste, positi­ve et bien documentée concernant leur utilisation sur chantier", ce qu'aucun ingénieur ne peut con­tester.

La capacité de décharge des drains plats pré­fabriqués doit être mesurée sous des contraintes latérales au moins égales aux plus grandes con­traintes horizontales existant dans le sol. L'éva­luation de cette contrainte maximale ne peut être faite que de façon approchée. Elle est égale, une fois que toute la charge appliquée à la surface du sol a été transférée de l'eau interstitielle au sque­lette, à la somme de :

- la contrainte effective horizontale initiale cr'ho = Ka (<Jvo - u) '

- l'effet de la surcharge ~cr'h = Ka ~(J.

Ce dernier terme n'est pas égal à la pression ~cr appliquée à la surface du sol, comme l'écrivent cer­tains. En effet, lors de l'application de ~0, faute de pouvoir se déformer instantanément, comme dans un oedomètre, le sol conserve ses contraintes effec­tives verticale et horizontale initiales, donc la sur-

pression interstitielle initiale ~u est égale à ~cr, et les contraintes totales verticale et horizontale sont augmentées de ~cr. Lors de la consolidation, la dé­formation horizontale peut être considérée comme nulle, si la zone chargée est assez grande, de sorte qu'on peut estimer que les contraintes resteront dans un état K0 pendant la consolidation, à cause de la loi de comportement du sol.

Concrètement, pour un remblai de 10 mètres de hauteur en sable de densité 2, reposant sur une couche de 30 mètres d'argile de densité 2 et de ~ = 0,5, si le toit de la nappe est en surface, la con­trainte maximale en fin de consolidation sera éga­le, à trente mètres de profondeur, à

cr'h = 0,5 (10 X 20 + 30 X 10) = 250 kPa. Il est tout à fait suffisant de limiter à 300 (et même 200) kPa les épreuves d'agrément subies par les drains ...

CONCLUSION

L'analyse des résultats des essais de traitement des sols et de construction de remblais exécutés sur le site expérimental de Muar Flats, en Malai­sie, a confirmé le bon comportement des méthodes connues et bénéficiant d'une longue pratique dans le monde entier. Parmi ces méthodes, l'accéléra­tion de la consolidation au moyen de drains verti­caux préfabriqués a été utilisée sur trois sections d'essai, où l'on a pu comparer le comportement de drains implantés selon deux maillages, sous des charges variées, appliquées selon des calendriers différents, tout en bénéficiant d'une reconnaissan­ce extrêmement détaillée des propriétés géotechni­ques des sols sur l'ensemble du site.

L'analyse des courbes de tassement au cours du temps, selon l'approche utilisée systématiquement depuis une dizaine d'années dans les Laboratoires des Ponts et Chaussées, a permis de vérifier le bon comportement de ces drains, malgré l'année qu'ils avaient passé, dans deux sections, sur le terrain, à attendre le début des travaux de remblaiement. Ces résultats confirment les conclusions des étu­des antérieures sur l'utilisation de ce type de drains sur les chantiers.

Les recherches expérimentales en laboratoire accordent beaucoup d'importance à l'influence de la pression, de l'âge, du colmatage et du pliage des drains sur leur capacité de décharge. Les seuils avancés dans certaines spécifications sont vrai­semblablement trop élevés par rapport aux be­soins du chantier, qui reste la seule validation lé­gitime. Sur ce plan, les remblais d'essai de Muar Flats ont validé une nouvelle fois l'emploi du drain

55

Desol, malgré son exclusion de certaines recom­mandations officielles ...

REMERCIEMENTS

Les données expérimentales analysées dans le cadre de la présente étude ont été obtenues dans le cadre d'un programme expérimental unique par son étendue, réalisé à l'initiative et grâce à l'appui de la Direction des Routes de Malaisie (Malaysian Road Authority). Nous remercions les responsa­bles et exécutants techniques de ces études expéri­mentales pour la qualité des informations qu'ils ont mis à la disposition de la communauté scienti­fique internationale grâce à leur travail patient et méticuleux.

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57

2.2

ANALYSE DES DRAINS VERTICAUX DANS LES ARGILES MOLLES

LE CAS DES REMBLAIS D;ESSAI DE MUAR FLATS

Jean-Pierre MAGNAN Laboratoire central des Ponts et Chaussées, Paris, France

RESUME

Les courbes de tassement obtenues sur les sites d'essais de drains verticaux peuvent être facilement utilisées pour estimer les propriétés de compressibilité et de consolidation réelles des argiles. La méthode d'analyse est d'abord brièvement rappelée, puis elle est appliquée aux courbes de tassement de la section 619 des remblais d'essai édifiés sur des argiles marines de Malaisie à Muar Flats.

INTRODUCTION

La construction de remblais d'essai de drains verticaux dans des zones d'argiles molles compres­sibles est devenue une pratique courante en Fran­ce : les tassements et les pressions interstitielles observés sont utilisés à la fois pour contrôler que les drains verticaux se comportent comme prévu lors de l'élaboration du projet et pour estimer les caractéristiques de compressibilité et de consolida­tion réelles des sols sur le site étudié. Différentes méthodes d'analyse ont été utilisées dans le passé (Magnan, 1983 ; Magnan et al., 1983) mais, à la lumière de l'expérience récente, la meilleure est certainement celle décrite par Asaoka (1978 ; voir aussi Magnan et Deroy, 1980), qui porte sur les courbes de tassement au cours du temps.

La méthode d'Asaoka pour l'analyse de la consolidation des couches d'argiles en place donne des résultats fiables quand elle est appliquée cor­rectement. Les tassements finals et les vitesses de consolidation estimés pour chaque couche de sol et pour chaque étape de chargement constant peu­vent être utilisés pour déterminer les valeurs des modules de déformation et des coefficients de con­solidation de chaque couche de sol, et leurs varia­tions avec le temps, la déformation ou les contrain­tes effectives. La comparaison des valeurs dédui­tes des tassements observés avec celles que l'on a obtenues dans les essais en place ou en laboratoire fournit des informations utiles sur le comporte­ment réel du sol et des drains sur le site considéré. Il a été prouvé que cette approche donne dans la plupart des cas des informations fiables sur les ca­ractéristiques réelles du sol à utiliser pour l'élabo­ration du projet final.

Après avoir rappelé les bases de la méthode d'Asaoka, nous analyserons les observations effec­tuées sur la section 6/9 des remblais d'essai de Muar Flats, afin de montrer comment les courbes de tassement peuvent être utilisées en pratique.

LA METHODE D'ASAOKA POUR L'ANALYSE DES TASSEMENTS DE CONSOLIDATION

Cette méthode est fondée sur le fait que, si une fonction s(t) est égale à

s(t) = a [1 - b exp(-ct)] , (1)

avec c > 0,

alors la série discrète des valeurs de s(t) à des in­tervalles de temps égaux

est caractérisée par l'équation de récurrence

(2) avec

~ 1 = exp(-c ~t) .

Les valeurs de s00 = s(t = oo) et ~ 1 peuvent être fa­cilement obtenues en utilisant les méthodes de ré­solution classiques pour les équations de ce type. La méthode graphique, qu'Asaoka (1978) a suggé­ré d'appliquer à l'analyse inverse de la consolida­tion, est fondée sur la construction simple présen­tée sur la figure 1. L'intersection de la droite pas­sant par les points (si_1,si) avec la bissectrice des axes de coordonnées (si-l = si) donne le tassement final s00 , tandis que ~ 1 est la pente de cette droite.

59

pente Pi

Figure 1 Méthode graphique de détermination de S00 et Bi

Les courbes de consolidation ont, dans certai­nes circonstances, une forme correspondant à l'é­quation (1). La solution de la théorie de la consoli­dation unidimensionnelle de Terzaghi peut être écrite sous la forme approchée suivante (en négli­geant les termes d'ordre supérieur) :

8 1t2 c t V

s(t) = s00 [ 1 - -exp (- ) ] (3)

7t2 4H2 d'où

7t2 CV ~t

Bi = exp (- ) ] , 4 H2

(3a)

ou 7t2 c

V ln ~ 1 c = = --- (3b)

4 H2 ~t

La solution de Barron de la théorie de la consolida­tion radiale est

8 cr t s(t) = s00

[ 1 - exp ( - ) ] , (4) D2 F(n)

d'où 8 cr~t

Bi = exp ( -D2 F(n)

(4a)

ou

8 cr ln ~1 c = = ---- (4b)

D2 F(n) ~t

60

La solution du problème couplé de la consolidation verticale et radiale peut aussi être écrite sous une forme semblable :

7t2 c t r 8 cr t s(t) = s

00 [ 1 - exp ( - )], (5)

4 H2 D2 F(n) d'où

7t2 c r 8 cr ~1 = exp[(---- ) ~t],

4 H2 D2 F(n) (5a)

ou 7t2 c r 8 cr ln Bi

c = --+ = --- (5b) 4H2 D2 F(n) ~t

Dans les formules précédentes, les notations clas­siques des théories de Terzaghi et de Barron ont été utilisées :

H - distance de drainage dans la couche de sol, D - diamètre extérieur du cylindre drainé par

un drain vertical, n = D/d, d - diamètre du drain vertical, cv - coefficient de consolidation verticale, cr - coefficient de consolidation radiale.

APPLICATION DE LA METHODE D'ASAOKA A DES PROBLEMES PRATIQUES

Les équations (3), (4) et (5) s'appliquent à la consolidation primaire de couches homogènes sou­mises à des charges constantes. Cela signifie que ni les tassements observés pendant les périodes où la charge varie, ni les tassements de massifs de fondation multicouches ne peuvent être analysés de cette façon. Les tassements secondaires des ar­giles molles sortent également du domaine d'appli­cation de la méthode.

Toutefois, la méthode d'Asaoka s'avère très uti­le dans deux cas simples souvent rencontrés en pratique : le cas de la consolidation unidimension­nelle de couches quasi-homogènes et le cas de la consolidation radiale de sols mous homogènes ou multicouches (dans ce dernier cas, les tassements des différentes couches doivent être mesurés sépa­rément). L'applicabilité des théories simplifiées de Terzaghi et de Barron a souvent été mise en cause dans le passé, principalement du point de vue de la rhéologie des sols. Toutefois, comme l'ont mon­tré Tavenas et al. (1979 ; voir aussi Leroueil et al., 1985), malgré les variations connues de la com­pressibilité et de la perméabilité du sol avec la contrainte effective (ou la déformation) au cours de la consolidation, les courbes de tassement unidi­mensionnelles sont proches de celles que l'on ob­tient par la solution de Terzaghi avec la valeur fi­nale du coefficient de consolidation cv. En outre,

comme l'ont expliqué Magnan et Deroy (1980), les tassements finals estimés par la méthode d'Asao­ka sont en général très proches de ceux que l'on déduit des essais oedométriques classiques.

Les coefficients de consolidation verticale ou radiale estimés par cette méthode correspondent bien au comportement réel des couches molles étu­diées. Leurs variations d'une phase de chargement constant à la suivante peuvent être utilisées pour estimer la valeur du coefficient ck de la relation connue entre la variation de l'indice des vides et celle du coefficient de perméabilité

avec (6)

kv, kr - coefficients de perméabilité verticale et horizontale, respectivement,

e - indice des vides.

A cette fin, le module de compressibilité oedo­métrique Eoed doit d'abord être estimé pour cha­que incrément de charge:

cr' v(II) - cr' vCI)

s(II) - s(I) (7)

où cr' v et s sont des valeurs moyennes représen­tatives des contraintes effectives et du tassement pour les phases de chargement considérées et H

0

est l'épaisseur initiale de la couche de sol.

Le coefficient de perméabilité est alors obtenu par la formule

Yw Cv kv = (8)

Eoed

ou

Yw Cr kr = --- (9)

Eoed

Si les paramètres du sol déduits de l'analyse de la courbe de tassement (consolidation) observée sont en bon accord avec ceux obtenus lors de la re­connaissance géotechnique, alors l'ensemble des paramètres de compressibilité, de perméabilité et de consolidation obtenus, et les hypothèses com­plémentaires faites pour calculer cv ou cr à partir de ~ 1 et ~t (distance de drainage H pour la consoli­dation unidimensionnelle ; diamètre d du drain et diamètre D de la zone drainée pour la consolida­tion radiale) peuvent être considérés comme repré­sentatifs du comportement réel du sol.

ANALYSE DES TASSEMENTS OBSERVES A MUAR FLATS (Section 6/9)

Principales caractéristiques de la section d'essai 6/9

Les sols de Muar Flats sont constitués pour l'essentiel d'une croûte argileuse de 1,8 m d'épais­seur, recouvrant une couche de 5 m d'argile très molle, une couche de 11 m d'argile moins molle, une couche de tourbe de 0,5 m d'épaisseur, puis des couches de sable argileux et de sable. Ces cou­ches sont représentées sur la figure 2, avec leurs caractéristiques moyennes de consolidation.

Sous la partie centrale du remblai, les tasse­ments ont été mesurés à différentes profondeurs. Les courbes sélectionnées par Wijemunige et Moh (1989) correspondent aux tassements de la surface du sol naturel (Point 85) et de trois autres points, notés A, B et C sur la figure 2. Ces courbes ont été utilisées dans la présente analyse, bien qu'elles ne correspondent pas strictement aux frontières de couches homogènes. Des analyses plus précises pourraient être faites, en utilisant les résultats dé­taillés des mesures rassemblés dans le troisième volume des comptes rendus du Symposium.

Drains verticaux

Des drains plats préfabriqués (Desol) ont été installés sous le remblai et les banquettes latéra­les. Les drains avaient une longueur de 18 m et étaient installés suivant une maille triangulaire de 1,3 m de côté. Des détails sur les drains et leur installation peuvent être trouvés dans le premier volume des comptes rendus du symposium.

Tassements observés et application de la méthode d'Asaoka

Les tassements des points 85, A, B et C sont représentés sur la figure 3, avec le calendrier de construction du remblai. Comme déjà noté, la mé­thode d'Asaoka peut seulement être appliquée aux périodes de chargement constant. Deux phases de chargement peuvent donc être analysées :

- une première période durant d'environ 20 jours à 110 jours (charge appliquée = 50 kPa),

- une seconde période, pour les temps supé­rieurs à 130 jours (charge appliquée = 94 kPa).

Comme la présente analyse vise à caractériser l'influence des drains verticaux, elle sera appli­quée aux tassements de couches homogènes du point de vue de la consolidation radiale. Ce sera probablement le cas de la couche BC et, dans une moindre mesure, de AB et 85-A.

61

+ 5 m drains

85 )

RL

A +- >

- 5 m

B +

- 10 m > c +

- 15 m

e0 = 1,6 cc= 0,5

e0 = 2,6 cc= 1,5

cv = ch= l0-7 m2/s

e0 = 1,6 Cc=0,75

cv = ch = 10-1 m2/s

0

contraintes (kPa)

100

h=-2m

profondeur (m)

200

Figure 2 Coupe géotechnique et disposition des tassomètres utilisés dans la présente analyse

épaisseur du remblai (m)

4 3 2 1

0 temps (jours)

0 0 100 200 300

----- ..... 0,5 --- -------

1

1,5

tassement (m)

Figure 3 Tassements observés à différentes profondeurs (Section 6/9)

c B A

S5

L'étape suivante de l'analyse consiste donc à tracer les courbes de tassement des trois couches (Figure 4).

L'application de la méthode d'Asaoka aux deux étapes de chargement des trois courbes (Fig. 5) donne l'ensemble de valeurs du tassement final s

00 et du paramètre de consolidation c indiquées

dans le tableau 1.

62

Caractéristiques de consolidation moyennes des couches étudiées

Afin d'estimer le coefficient de consolidation cr à partir de la valeur de c, il faut incorporer dans l'analyse des informations sur le drain.

Les drains plats préfabriqués de 10 cm de lar­geur sont classiquement supposés équivalents à des drains cylindriques de diamètre d = 5 cm. Pour un maillage triangulaire où les drains sont espacés de 1,3 m, le diamètre extérieur équivalent du cylindre drainé par chaque drain est égal à D = 1,3 x 1,05 = 1,365 m. Par conséquent, n = D/d = 27,3 et le terme D2F(n) de l'équation (4) est égal à 4,764 m2. En multipliant les valeurs de c (Tableau 1) par D2F(n), on a obtenu les valeurs de cr du ta­bleau 2.

Les tassements finals estimés s00

peuvent être utilisés pour calculer des valeurs approchées du module oedométrique Eoed de chaque couche, dans l'hypothèse où le tassement correspond à l'incré­ment de la charge pendant la phase de charge­ment analysée :

--=--avec

H0

- épaisseur initiale de la couche, l'.lcr - incrément de contrainte, M: - incrément de déformation, l'.ls - incrément de tassement.

(10)

1. 2.

3. 4.

5.

0 100 200 300 temps Gours) 0

c

A-B

0,5

85 -A

tassement (m)

Figure 4 Tassements des couches 85-A, AB et BC en fonction du temps

Tableau 1 Résultats de l'analyse des courbes de la fig. 4

par la méthode d'Asaoka

Cas àt G) ~1 c (s·1) s (m)

85-A Etape 1 25 0,6 2,3.10·7 0,28 85-A Etape II 50 0,65 1,0.10·7 0,71

AB Etape 1 25 0,53 2,9.10·7 0,13 AB Etape II 50 0,77 0,6.10·7 0,46

BC Etape II 50 0,8 0,5.10·7 0,15

si (cm)

80

70 II

60

50

40 s00 = 38 cm 1

30 c = 2,3.10·7 s·1

20

10

0 0 10 20 30 40 50 60 70 sil (cm)

Figure 5 Application de la méthode d'Asaoka aux courbes de la figure 4

Les valeurs calculées de Eoed sont données dans le tableau 2.

Ensuite, les coefficients de perméabilité hori­zontale des sols de chaque couche peuvent être dé­duits de l'équation (9) :

k -r -

Cette analyse a été effectuée pour chacune des trois couches, mais les résultats obtenus pour la couche supérieure 85-A, qui inclut la croûte et où la consolidation verticale ne peut être négligée, ne sont vraisemblablement pas représentatifs de la perméabilité réelle du sol. Le tableau 2 résume les résultats.

Connaissant l'indice des vides moyen et le coef­ficient de perméabilité horizontale d'une couche sous deux charges différentes, le coefficient ck de la loi de variation du coefficient de perméabilité (taux de variation de la perméabilité)

peut être estimé. Dans le cas de la couche AB, on obtient ck = 0,68.

63

Tableau 2 Caractéristiques moyennes de consolidation, compressibilité et perméabilité des sols, déduites des mesures en place

Couche c (s-1)

S5-A Etape I 2,3.10-7

S5-A Etape II 1,0.10-7

AB Etape I 2,9.10-7

AB Etape II 0,6.10-7

BC Etape II 0,5.10-7

COMPARAISON AVEC LES RESULTATS DES ETUDES DE SOL EN LABORATOIRE

Les argiles molles de Muar Flats ont été sou­mises à des études détaillées en laboratoire et en place, dont les résultats sont présentés dans le premier volume des comptes rendus de ce sympo­sium. Le tableau 3 donne les intervalles de varia­tion des principales caractéristiques de déformabi­lité et de consolidation des argiles de Muar dans les trois couches considérées dans cette étude.

,.----

l cr (m2/s) Eoed (kPa) ~

kr (mis)

1,4.10-7 473 3,û.10-9

0,6.10-7 480 1,3.10-9

1,7.10"7 1692 1,0.10-9

0,4.10-7 587 0,7.10-9

0,3.10-7 1320 0,2.10-9

Les valeurs déduites des tassements observés (Tableau 2) sont en général proches de celles four­nies par la reconnaissance géotechnique (Tableau 3), sauf pour les modules des couches AB et BC. La compressibilité de ces deux couches d'après les essais de laboratoire est beaucoup plus forte, ce qui pourrait indiquer que les éprouvettes testées étaient quelque peu remaniées et ne représen­taient pas le comportement réel des argiles de la couche inférieure. Des signes de remaniement peu­vent souvent être observés sur des éprouvettes

Tableau 3 Caractéristiques de déformabilité et de consolidation de l'argile de Muar dans les couches S5-A, AB et BC

...

Couche S5-A Couche Couche Paramètre (sous la AB BC

croûte)

Module oedométrique moyen (l) Eoed (kPa) . de cr' vo à cr' vo + 50 kPa 592 489 804 . de cr' vo + 50 kPa à cr' vo + 94 kPa 639 645 1523

Coefficient de perméabilité (2)(3) (mis) . vertical ky 2,5.10-9 2,0.10-9 0,5.10-9

. horizontal kh 3,0 à 5,0.10-9 1,5 à 4,0.10-9 0,9 à 1,5.10-9

ckv = ~e / ~lg ky - - -ckh = ~e / ~lg kh - - -

Coefficient de consolidation (2) (m2/s) . cv pour cr' v < cr' P 0,6 à 1,0.10-7 1,3 à 2,5.10-7 1,0 à 3,0.10-7

. cv pour cr',v > cr' ,P 0,2.10-7 0,2.10-7 0,06 à 0,15.10-7

. ch pour cr v < cr P 0,5 à 2,4.10-7 0, 76 à 3,2.10-7 2,9 à 4,0.10-7

. ch pour cr'v > cr'P - 0,25 à 0,44.10-7 0,4 à 0,6.10"7

~ (1) Déduits de e0 , cr' vo (à mi-couche), cr' P (mi-couche), C8 et Cc (2) D'après le Chap. 2 du Vol. 1 des Comptes rendus du Symposium (3) Semble être une valeur moyenne.

64

d'argiles "non remaniées" prélevées à plus de 8 à 10 m de profondeur. En outre, les observations fai­tes sur tous les remblais d'essai de Muar Flats in­diquent que la couche d'argile inférieure se com­porte comme une couche d'argile plutôt raide et surconsolidée. Pour les projets futurs, les valeurs déduites des mesures en place sont donc plus fia­bles que celles obtenues en laboratoire.

CONCLUSION

Une fois que les courbes de tassement ont été analysées de la façon décrite dans cet article et qu'on a trouvé les résultats en bon accord avec ceux de la reconnaissance géotechnique, deux con­clusions utiles peuvent être tirées :

- tout d'abord, les hypothèses complémentai­res utilisées après la construction de base de la méthode d'Asaoka (type de drainage, diamètre équivalent des drains) peuvent être considérées comme satisfaisantes, c'est à dire que les drains plats préfabriqués se comportent réellement com­me des drains cylindriques de 5 cm de diamètre ;

- en second lieu, des données fiables sont maintenant disponibles pour améliorer le dimen­sionnement du réseau de drains verticaux afin de satisfaire les conditions imposées au projet.

Cet exemple d'analyse de tassements mesurés sur le terrain illustre les possibilités offertes par des méthodes simples d'analyse inverse, lorsqu'el­les sont appliquées de façon méthodique. Leur uti­lisation dans la pratique peut être fortement re­commandée.

REFERENCES BIBLIOGRAPIDQUES

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Document publié par le LCPC sous le N° 502213 Impression LCPC

Dépôt léga! 2e trimestre 1992 ISBN 2-7208-2130-6