Traitement du sol par colonne ballastées

République Algérienne Démocratique et Populaire

Ministère de L'Enseignement Supérieur et de la Recherche Scientifique

Université SAAD DAHLEB - BLIDA - Faculté des Sciences de L'Ingénieur

Département de Génie Civil

En vue de l'obtention du diplôme d'ingénieur d'Etat en Génie Civil

Option : géotechnique

Présenté par :

Encadré par:

Mr. DJEBROUN Belkacem Mr. GRINE Khaled

Mr. SAIDI Mohamed Amine

Promotion 2007/2008

XEliEQCLliENTS

Notre reconnaissance éternelle et nos vi~s remerciements à notre grand

créateur, « ALLA5( », qui nous a donné la santé et la volonté a~in
d'accomplir ce PeFE.

Nous tenons à remercier vivement notre promoteur lir. ÇXLNE
75(ALED pour sa disponibilité, son aide et ses conseils qui nous ont
servis de ré~érence, ainsi que pour sa patience et sa contribution
précieuse dans l' 'élaboration de ce travail.

Nous adressons nos remerciements à lir. BENKOLAÏ SliAIL
l'ingénieur géotechnicien de la société XELLEXTondations
Spéciales-agence d'Algérie, qui nous a permis d'e~~ectuer un stage
pratique au sein de la société et pour toute son aide et ses précieuses
conseils.

Enfin, on tient à remercier l'ensemble des enseignants du département
de génie civil qui ont participés à notre formation d'ingénieur et tous
ceux qui ont contribués de prés ou de loin à la réalisation de ce travail.

Djebroun et Saïdi

Je dédie et ouvre ce modeste travail
A ma mère et à mon père qui ont éclairé ma route
par leurs compréhension, leurs sacrifices et leurs
affection ainsi que leur soutien moral et matériel
A mes chères soeurs
À mes chers frères et à leurs épouses
Sans oublier mes chers neveux et nièces
A tout LA famille DJEBROUN
A tous mes amis, surtout Ali, Nabil, Ismail, Kamel,
et mon binôme Amine qui a fait un effort pour
réalisé ce modeste travail.

Belkacem

Je dédié ce modeste travail:

A mes chers parents, qui ont éclairé ma route par leurs

compréhension, leurs sacrifices et leurs affection ainsi

que leur soutien moral et matériel

A mon cherfrère : Oussama

A mes chères soeurs : Zahida, Taiza, Sarah, Zeineb et

Soummeiya.

Sans oublier mon très cher neveu Ayoub et mes très

chères nièces :Mariah et %hadidja.

A mes cousins : .7-fabib et Tarid.

A toute la famille SAIDI et la famille C.7-fEBAB.

A tous mes amis, en particulier Mustapha, Ahmed~

Et surtout à mon binôme Belkacem qui a fait un

effort pour réalisé ce modeste travail.

A tous ceux que j'aime et qui m'aiment

MohamedAmine

TcbL c s vvtc~~~- s

I. Introduction générale 1

II. Etude bibliographique 3

II.1. Eléments fondation . 3

II.1.1 .Facteurs de choix du type de fondation ... 3

II.1.2.Les types des fondations 3

II.1.2.1. Fondations superficielles 3

1. Les semelles . 3

· Semelles isolées 3

· Semelles continu ou filantes 4

· Semelles en gradins .. 5

2. Les radiers 5

II.1.2.2. Fondations profondes 6

· Les pieux 6

1. Le mode de fonctionnement des pieux .. 6

2. Types de pieux 6

2.1. Pieux battus 6

2.2. Pieux forés 9

II.1.3. Ruptures des fondations 13

II.1 .4.Conclusion .. 13

II.2. Techniques de traitement du sol 14

II.2.1.Colonnes ballastées . 14

II.2.1.1 .Domaine d'application 14

II.2.1.2.Techniques de mise en oeuvre . 14

II.2.1.3.Mode opératoire . 16

II.2.1.4.Avantage du vibreur à sas 17

II.2.1.5 .Limite du domaine d'application 17

Autre types des colonnes ..18

1. Colonnes à module contrôlé (CMC) .18

2. Colonnes à module mixte (CMM) 20

3. Plots ballastés 21

II.2.2.Renforcement des sols par vibroflotation 23

II.2.2.1 .Domaine d'application 23

II.2.2.2.Principe de l'amélioration de sol par vibrocompactage . 23

II.2.2.3.Objectifs de traitement par vibrocompactage . 24

II.2.2.6.Mode opératoire . 25

II.2.2.7.Limite d'utilisation .. 28

II.2.3. Compactage dynamique 28

II.2.4.Renforcement par jet grouting 29

II.2.4.1 .Soilcrete-Histoire 29

II.2.4.2.Le procédé de jet grouting soilcrete ... 30

II.2.4.3 .Domaine d'application des différentes techniques d'injection 30

II.2.4.4.Applications 30

II.2.4.5.Les propriétés du soilcrete 31

II.2.4.6.Développement de la résistance du soilcrete .. 31

II.2.4.7.Les différents procédés 31

II.2.4.8.Séquences de mise en oeuvre 33

II.2.5 Autres techniques 34

1. Préchargement ..34

1.1.Principe . 34

1 .2.Domaine d'application et technique de mise en oeuvre 34

II.3. Liquéfaction . 36

II.3.1 .Notion de dilatance/contractance . 36

II.3.2.Description de phénomène de liquéfaction . 37

II.3.3.Explication physique du phénomène 37

II.3 .4.Identification des sites liquéfiables . 38

II.3.5 .Etude des paramètres qui affectent la résistance à la liquéfaction . 39

II.3.6.Comportement des sables en cisaillement monotone . 40

II.3.7.Cisaillement drainé et non drainé d'un sable à l'appareil triaxial . 40

II.3.8.Constatation sur les ouvrages 41

II.3.9.Evaluation du potentiel de liquéfaction 43

II.3.9.1.Evaluation du potentiel de liquéfaction à partir de l'essai SPT

(Méthode de Seed & Idriss, 1971) 44

II.3.9.2.Evaluation du potentiel de liquéfaction à partir de l'essai SPT

(Méthode de l'Eurocode 8) . 44

II.3.9.3.Evaluation du potentiel de liquéfaction à partir de l'essai CPT

(Méthode de Seed & Idriss, 1982) 44

II.3 .9.4.Evaluation du potentiel de liquéfaction à partir de la célérité V_s

(Méthode de l'institut NIST, 1999) . 44

II.3.10.5.Evaluation du potentiel de liquéfaction à partir des essais cycliques

de laboratoire (Méthode d'Ishihara, 1976) . 45

II.3.9.6.Evaluation du potentiel de liquéfaction avec les colonnes ballastées

(Méthode empirique de priebe) 45

II.4. Conclusion 45

III. Synthèse et interprétation des données géotechniques ..46

III.1. Présentation du projet . 46

III.1.1.Situation du projet et morphologie du terrain 46

III.1 .2.Aperçu géologique de la région . 46

III.1.3.Sismicité da la région 46

III.2. Synthèse géotechnique . 47

III.2.1 .Introduction 47

III.2.2.Coupe lithologique des sondages carottés 47

III.3. Interprétation des données géotechniques . 48

III.3.1 .Caractéristiques physiques et mécaniques du sol 48

III.3.2.Essais de laboratoire 48

III.3.2.1 .Identification physique 48

III.3 .2.2.Caractéristiques mécaniques 51

III.3.2.3.Analyse chimique du sol ..51

III.3.2.3 .Récapitulation des résultats 52

III.4.Résultats des essais in-situ . 57

III.4.1.Essais au pénétromètre standard (SPT) ... ...58

III.4.2.Essais pressiométriques (PMT) 59

III.3.4.Compagne géophysique 63

I. Méthode Down-Hole 63

I.1.Objectif de l'étude 63

I.2.Principe 63

I.3.Mise en oeuvre 63

I.4.Résultats des mesures . 64

II. Méthode sismique réfraction 68

1. Principe de l'essai 68

2. Réalisation des essais de reconnaissance . 68

3. Résultats obtenus . 69

III. Méthode électrique . 75

1. Principe 75

2. Réalisation des essais de reconnaissance 75

IV. Méthode des ondes de surface M.A.S.W 80

III.4. Interprétation des résultats . 85

IV. Calcul des fondations	.87
IV.1 .Introduction	.87
IV.2.Calcul de la capacité portante des fondations superficielles	87
IV.2. 1 .Cas des semelles isolées	.87
IV.2.2.Cas du radier	. ...102
IV.3. Dimensionnement des fondations profondes	105		IV.4. Calcul du tassement
113	IV.4. 1. Tassement du radier
113	IV.4.2. Tassement des fondations profondes à partir de l'essai SPT
..121

IV.5. Etude du risque de Liquéfaction				.122			IV.5.1.Vérification des conditions de prédisposition de la liquéfaction
.122				IV.5.2.Calcul du potentiel de liquéfaction à partir des essais au pénétromètre Standard (SPT)
122				IV.6. Conclusion générale
. 131
V. Dimensionnement des colonnes ballastées			.132
V.1.Introduction			.132
V.2.Concept			.132
V.2. 1 .Définition des paramètres caractéristiques			.132
V.2.2.Modèles de ruptures			133
V.3. Dimensionnement des colonnes ballastées			135					V. 3.1. Mailles de référence
135			V.3.2. Justification des contraintes pour le sondage PR01
136			V.3.3. Justification des contraintes pour le sondage PR02
138			V.4. Justification en terme de tassements
.140
Conclusion			142
V.5.Essai de chargement			142
Références bibliographiques Annexes		.151
A. Méthodes d'évaluation du risque de liquéfaction		153							B. Abaques de dimensionnement de Priebe (1995)
. 174		C. Coupes verticales des sondages carottés
.177		D. Courbes des essais de laboratoire
183		E. Résultats de calcul par le programme StoneC
.195		F. Résultats de l'essai de chargement
..200		G. Réalisation des colonnes ballastées
.201

Introduction générale

Le sol est généralement un matériau hétérogène avec des caractéristiques très variables. Les principaux problèmes liés aux sols de façon générale se manifestent par une capacité portante faible, des déformations (tassement absolu ou différentiel) importants sous charges statiques, ou dynamiques (séisme) surtout pour les sols sableux lâches et saturés.

Le développement de la mécanique des sols et les recherches dans le domaine de la géotechnique ont permis la mise au point d'une large gamme de techniques permettant l'amélioration du sol présentant de faibles propriétés géotechniques et présente l'aptitude a se déforme de façon considérable sous l'action d'un chargement. Parmi ces sols compressibles on note les sols fin (argiles, limons vases, tourbe) et les sols pulvérulent tel que, les alluvions récents, les remblais d'origine anthropique.

Actuellement, la construction d'ouvrages sur de tel sol fait souvent appel a ce genre de techniques qui sont relativement récent pour le traitement de ces sols afin d'améliorer leur caractéristiques géotechniques. Ces techniques sont nombreux et peuvent être classé comme suit (ASEP-GI, 2004) :

> Technique d'amélioration du sol en masse (densification des sols grenues,

compactage dynamique, explosif, vibro flottation, compactage statique en profondeur, consolidation et pré-chargement des sols fins et des sols organiques, pré-chargement par vide, électro-consolidation) ;

> Injection des sols grenus et sols fins ;

> Amélioration des sols par inclusion verticale (colonnes ballastées, inclusions rigides, colonnes de mortier sol-ciment réaliser par jet (jet grouting), colonnes de sol traité à la chaux et/ou au ciment) ;

La démarche d'application de chaque technique d'amélioration des sols comporte quatre étapes (Dhouib et al. 2004) :

Définition des critères du projet : emprise, sollicitations, tassements tolérés ; Identification des sols : nature granulométrie, présence d'eau ;

Choix de la solution d'amélioration des sols ;

Optimisation de la solution d'amélioration des sols la mieux adaptée ;

Le cas d'étude faisant partie de notre projet de fin d'étude consiste a la réalisation d'une central électrique à gaz, qui situe au niveau du port d'Alger, à coté de l'ancienne centrale électrique, le terrain présente une morphologie plate, et s'étale sur une superficie de 5500 m², soit un rectangle de 110 x 50m.

Les études géotechniques établis révèlent l'existence de couches superficielles présentent des caractéristiques peuvent affecter la stabilité de l'ouvrage projeté.

Le but de ce projet consiste à faire une étude détaillé des différents caractéristiques géotechnique des sols constituant le site afin d'opter pour le choix de type de fondation le plus adéquat (fondation superficielle, semi-profonde, profonde) ou opter pour la techniques d'amélioration la plus favorable qui peut proférer au sol une portance suffisante capable de reprendre les charges transmis par l'ouvrage sans risque de rupture.

Pour ce faire, ce présent travaille est subdivisé principalement en cinq grand chapitres : Chapitre I : introduction générale.

Chapitre II : synthèse bibliographique.

Chapitre III: synthèse et l'interprétation des données géotechniques.

Chapitre IV : calcul des fondations.

Chapitre V : dimensionnement des colonnes ballastées

Et enfin, on terminera par une conclusion générale.

II.1.Eléments fondations :

Les fondations agissent comme interface entre la structure et le sol naturel. Elles ont comme fonction de distribuer l'ensemble des charges de l'ouvrage dans le sol. Si leur dimensionnement est convenable, les contraintes générées dans le sol suit au chargement ne vont pas entraîner la rupture du sol.

II.1.1.Facteurs contrôlant le choix du type de fondation :

Les facteurs qui contrôlent le choix de type de fondations peuvent se résumés comme suit:

· La nature de l'ouvrage à fonder;

· La nature du terrain;

· Le coût.

II.1.2.Les types des fondations:

On peut citer trois grands types de fondations, fondations superficielles, semi-profondes et profondes.

II.1.2.1 .fondations superficielles :

1. Les semelles :

Ils sont utilisés lorsque la capacité portante du sol est suffisante. Ils ont l'avantage d'être rapide à exécuté, et d'avoir un coffrage simple. Elles sont largement utilisées dans la réalisation d'ouvrages qui produisent des faibles charges.

· semelles isolées :

Cette catégorie inclut aussi bien les semelles de forme carrées (B/L = 1) et circulaires de diamètre B, un exemple de semelle est représenté dans la figure « 1 ».

a*b

A*B

Fig.1. Semelle isolée

. Semelles continu ou filantes :

Ces semelles est caractérisées par une longueur L>>B. Elles sont représentées dans les figures « 2.a » et « 2.b ».

L

B

Fig.2.a. Semelle continue sous mur

L

B

Fig.2.b. Semelle continue sous poteaux

. Semelles en gradins :

Ce type des semelles et utilisé lorsque les fondations sont installées sur un terrain en pente en rabaissant la fondation successivement par paliers horizontaux, elles sont représentées dans la figure « 3 ».

TN

Fig.3. Semelle en gradins

2. les radiers:

Un radier est considéré comme une dalle unique qui transmet uniformément l'ensemble du chargement au sol.

Il existe quatre types de radiers :

1. Le radier dalle plate (le plus courant)

2. Le radier nervuré

3. Le radier champignon sous poteaux

4. Le radier voûte

La structure d'un radier général est représentée dans la figure « 4 ».

Fig.4. Fondation superficielle de type radier

II.1.2.2.fondations profondes :
· Les pieux :

Un pieu est une fondation élancée qui reporte les charges de la structure sur des couches de terrain de caractéristiques mécaniques suffisantes pour éviter la rupture du sol, et limiter les déplacements, à des valeurs très faibles. Le mot pieu désigne aussi bien les pieux, les puits et les barrettes (pieu foré de section allongée ou composite).

1. Le mode de fonctionnement des pieux : Selon leur fonctionnement on peut distinguer principalement trois modes :

- En frottement : si la langueur de pieu est importante ce frottement peut être suffisant pour dissiper la charge et maîtriser le tassement. Dans ce cas, n'est pas nécessaire d'enfoncer les pieux jusqu'au substratum. Ce type des pieux est dit pieux a friction.

- En pointe : on dit qu'un pieu travail en pointe s'il s'appui sur le roc ou sur une couche de sol très dense. Ce mode de fonctionnement est très coûteux quand le roc est très profond

- Mixtes : rassemble les deux modes cités précédents (en frottement, en pointe) ce mode est largement adopté lors de la réalisation des pieux.

2. Types de pieux

2.1. Pieux battus :

Les principaux types de pieux actuels entrant dans ce groupe sont les suivants. Pieu battu préfabriqué :

Ces pieux, préfabriqués en béton armé ou précontraint, sont fichés dans le sol par battage ou vibro-fonçage.

Pieu en métal battu :

Ces pieux, entièrement métalliques, constitués d'acier E 24-2 ou similaire avec addition éventuelle de cuivre (0,2 à 0,5 %), sont fichés dans le sol par battage. Leur section est en forme de H, anneau (tube) et de formes quelconques obtenues par soudage de palplanches par exemple (pal-pieux) :

Pieux en béton foncé :

Ces pieux sont constitués d'éléments cylindriques en béton armé, préfabriqués ou en métal de 0,50 à 2,50 m de longueur et de 30 à 60 cm de diamètre. Ces pieux sont foncés dans le sol à l'aide d'un vérin qui prend appui sous un massif de réaction.

Pieu battu pilonné :

Ce sont des pieux en béton, réalisées par battage. La mise en uvre de ces pieux est représentée dans la figure « 5 ».

Base élargie

Fut

TN

Bouchon de
béton ferme

Figure 5. Procédure : réalisation des pieux en béton à base élargie

Pieu tubulaire précontraint :

Ces pieux sont constitué d'éléments tubulaires en béton légèrement armé, assemblés par précontrainte, antérieurement au battage. Les éléments ont généralement 1,5 à 3 m de longueur et 0,70 à 0,90 m de diamètre intérieur. Leur épaisseur est voisine de 0,15 m. Des passages longitudinaux de 2 à 4 cm de diamètre sont ménagés pour permettre l'enfilage des câbles de précontrainte. La mise en uvre est normalement faite par battage avec base ouverte. Le lançage et le havage (benne, émulseur) peuvent être utilisés pour la traversée des terrains supérieurs, ce type est représenté dans la figure « 6 ».

TN

Pieu préfabriqué (BA ou BP)

Sections courantes

Sabot de battage optionnel

Figure 6. Pieu préfabriqué

Pieu vissé moulé :

Ce procédé, qui ne s'applique pas aux sols sableux sans cohésion situés sous la nappe en raison des éboulements importants qu'il risquerait de provoquer, consiste à faire pénétrer dans le sol, par rotation et fonçage, un outil en forme de double vis surmonté d'une colonne cannelée. Cet outil est percé dans l'axe de la colonne cannelée et muni d'un bouchon. Au sommet de la colonne est disposé un récipient rempli de béton. L'extraction de l'outil est obtenue en le tournant dans le sens inverse de celui de la pénétration.

2.2. Pieux forés : Pieu foré simple :

Mis en uvre à partir d'un forage exécuté dans le sol par des moyens mécaniques tels que (tarière, benne). Ce procédé, qui n'utilise pas le soutènement de parois, ne s'applique que dans les sols suffisamment cohérents et situés au-dessus des nappes phréatiques.

Pieu foré à la boue et barrette :

Mis en uvre à partir d'un forage exécuté dans le sol par des moyens mécaniques tels que (tarière, benne). Sous protection d'une boue de forage. Le forage est rempli de béton de grande ouvrabilité sous la boue en utilisant une colonne de bétonnage.

Pieu foré tubé :

Mis en uvre à partir d'un forage exécuté dans le sol par des moyens mécaniques tels que (tarière benne). Sous protection d'un tubage dont la base est toujours située au-dessous du fond de forage. Le tubage peut être enfoncé jusqu'à la profondeur finale par vibration, ou foncé avec louvoiement au fur et à mesure de l'avancement du forage. Le forage est rempli partiellement ou totalement d'un béton de grande ouvrabilité, puis le tubage est extrait sans que le pied du tubage puisse se trouver à moins de 1 m sous le niveau du béton, sauf au niveau de la cote d'arase, ce type de pieux représenté dans la figure « 7 ».

Chapitre II Etude bibliographique

Fonçage du caisson et excavation du sol

TN

Armature et bétonnage

TN

TN

Extraction du caisson

Figure 7. Procédure : réalisation d'un pieu foré

Les caractéristiques générales des pieux sont représentés dans le tableau suivant

Tableau -1- Caractéristiques générales des pieux :

Type des pieux	Modes de fonctionnement habituel	Charge de service	Longueurs Dimensions courantes		Type de sols
Bois	Surtout a friction	100 a 500 KN	6 a 15 m	20 a 400 mm de diamètre	Sable, silt, argile
Préfabriqué		Jusqu'à	Sans raccord		Tous sols
béton armé	A friction et en	700KN	15 m	200a 600 mm	(ce type doit
ou béton précontraint	pointe	Jusqu'à		de diamètre	être muni d'un sabot)
		100KN	40m
Profils en H	A friction et en		12 a 21 m	200a 350 mm
acier	pointe	350 a 1800 KN	Sans soudage	de largeur	Tous sols (ce type doit être muni d'un sabot dans les sols denses)
Tubulaire	A friction et en
en acier	pointe, a	Jusqu'à	variable	Jusqu'à	Tous sols
	emboîture	1800 KN		600 mm de diamètre	(ce type doit être muni d'un sabot dans les sols denses et dans le roc)
Béton	En pointe	500 a			Sol
pilonné a base élargie		1600 KN	3 a 18 m	300a 600 mm de diamètre	pulvérulents (<15% de fines, sables lâches
	En pointe, a	Jusqu'à 18000 KN			Argiles raides, roc
Foré	emboîture	(45000	Jusqu'à	Jusqu'à 3 m	et sols
		selon le supplément du CNB)	100m	de diamètre	denses

-Etapes de conceptions des fondations superficielles :

La conception des fondations superficielles est représentée dans l'organigramme qui suit:

Exigences structurales et
fonctionnelles

Données topographiques,
géologiques et climatiques

Etude préliminaire de configuration et de coûts

Reconnaissance géotechnique in situ

Essai en laboratoire

Choix de type, de profondeur et de la
disposition des fondations

Vérifier si la capacité
portante a la rupture offre
un Fs=3

Choix des dimensions des semelles

Construction
Inspection de comportement du sol
et de substratum

Choix des méthodes de
construction (pompage, drainage)

Vérifier la stabilité aux forces
horizontale et le soulèvement

OK

Conception
conforme aux
prévisions

Calcul des charges appliquées

Vérifier si le tassement
total et différentiel est
excessif
(Sol cohérent FS=2)

Sol instable

Oui Non

n
o
n

Non

Modification
de la
conception

Oui

Fin des travaux 12

II.1.3. Ruptures des fondations :

Les ruptures des fondations sont souvent liées à un choix non adapté aux conditions du site.

Pour les fondations superficielles, 85% des ruptures sont dus à la méconnaissance des caractéristiques des sols. De plus, la venue d'eau, tassement excessive, le non respect des profondeurs et l'effet d'ouvrages voisins peuvent être les facteurs majeur peuvent entraîné la rupture des fondations.

D'autre part, pour les fondations profondes on peut citer la reconnaissance incomplète qui cause 40% de ruptures, la mauvaise interprétation des résultats avec un taux de 35%,

et finalement l'agressivité de sol traversé par la fondation.

II.1.4. Conclusion :

Le choix de type de fondations dépend de la charge apportée par l'ouvrage et la capacité portante du sol, il faut donc dimensionner les fondations de manière qu'elles puissent résister sans rupture aux charges transmises par l'ouvrage, tout en limitant les risques de déformation ou de tassement.

II.2. Techniques de traitement du sol :

Les techniques développées pour l'amélioration des sols présentant de la faible caractéristique géotechnique, sont largement utilisées à travers le monde.

Ces techniques peuvent être devisé en trois catégories, en fonction de la manière avec laquelle l'amélioration est obtenue.

· La première catégorie regroupe celles qui conduisent à la densification du sol par réduction des vides tel que le pilonnage, le vibrocompactage, les colonnes ballastées, le préchargement et le compactage dynamique.

· La deuxième catégorie regroupe celle qu conduise a l'amélioration du sol par injection des coulis en suspension ou en solution.

· la troisième catégorie regroupe celles faisons intervenir l'inclusion dans le sol d'élément tel que les géosynthétiques.

Dans ce qui suit les techniques rentrant dans la premier et la deuxième catégorie seront présenté avec plus de détail.

II.2.1.Colonnes ballastées :

Les colonnes ballastées consistent en une incorporation par compactage de matériau granulaire, dans un terrain présentant des faibles caractéristiques géotechniques. De façon générale elles améliorent les caractéristiques mécaniques des sols par augmentation de leurs capacités portantes et réduction de leurs tassements sous les charges appliquées. Les colonnes ballastées peuvent aussi jouer le rôle d'un drain et réduire les risques de liquéfaction dans les zones sismiques.

II.2.1.1.Domaine d'application :

Les colonnes ballastées sont généralement utilisées avec sables limoneux, limons, limons argileux, argiles, remblais hétérogènes.

II.2.1.2. Techniques de mise en oeuvre :

Deux procéder de mises en uvre :

· par voie humide.

· par voie sèche.

Colonnes exécutées par voie humide

La mise en uvre en colonne ballastées par voie humide, dite aussi par vibro-substitution consiste à :

· réalise un forage par auto-fonçage et lançage à l'eau jusqu'à la profondeur désignée ;

· remonter le vibreur, avec parfois des ramonages successif, et laisser tomber gravitaire ment le ballast dans le forage préalable ;

· Compacter le ballast par passes successives jusqu'à la finition de la colonne.

Réalisation des colonnes ballastées en voie humide sur la plateforme d'assise du futur remblai
(SNTF - Liaison ferroviaire Oran / Hassi bounif /Tronçon Sebkha)

Colonnes exécutées par voie sèche :

La réalisation des colonnes ballastées par voie sèche, dite encore par vibro-refoulement consiste à :

· auto foncer le vibreur directement dans le sol par renflement jusqu'à la profondeur désignée ;

· remonter progressivement le vibreur tout en laissant descendre par gravité et par pression d'air, le ballast approvisionner par chargeur dans une benne coulissant le long du mât ;

· compacter le ballast par passes successives de l'ordre de 0,5 m jusqu'à finition de la colonne.

L'atelier de colonnes ballastées voie sèche
(Construction d'une Fromagerie BEL à Kolea)

Colonnes ballastées pilonnées (« pieux de gravier Franki ») :

La réalisation des colonnes ballastées pilonnées nécessite les étapes suivantes :

· confection du bouchon de battage « Franki » à l'aide du gravier ;

· battage au fond du tube avec dameur intérieur ;

· expulsion du bouchon de gravier ;

· réalisation de la colonne par damage de charges de gravier et extraction du tube ;

· finition de la colonne.

La technique des colonnes ballastées pilonnées du procédé « Franki » garantit la réalisation d'une colonne compactée énergiquement et dont le diamètre varie en fonction de la qualité du gravier apporté.

II.2.1.3. Mode opératoire :

Figure 08: les différentes étapes de réalisation des colonnes ballastées pilonnées.

1- Préparation :

La machine est mise en station au-dessus du point de fonçage, et stabilisée sur ses vérins. Un chargeur à godet assure l'approvisionnement en agrégats.

2- Remplissage :

Le contenu de la benne est vidé dans le sas. Après sa fermeture, l'air comprimé permet de maintenir un flux continu de matériau jusqu'à l'orifice de sortie.

3- Fonçage :

Le vibreur descend, en profondeur latéralement le sol, jusqu'à la profondeur prévue, grâce à l'insufflation d'air comprimé et à la poussée sur l'outil.

4- Compactage :

Lorsque la profondeur finale est atteinte, le vibreur est légèrement est légèrement remonté et le matériau d'apport se mis en place dans l'espace ainsi formé. Puit le vibreur est redescendu pour expanser le matériau latéralement dans le sol et le compacter.

5- Finition :

La colonne est exécutée ainsi, par passe successives, jusqu'au niveau prévu. Les semelles de fondation sont alors réalisées de manière traditionnelle.

II.2.1.4. Avantage du vibreur à sas :

- Le matériau d'apport arrive directement à l'orifice de sortie, ce qui assure la continuité de la colonne

- Le compactage se fait en une seule passe

- Il n'y a pas de risque d'éboulement du forage dans les sols instables

- Les vibreurs guidés montés sur porteurs garantissent la parfaite verticalité des colonnes

II.2.1.5. Limite du domaine d'application : -Sols concernés :

Les colonnes ballastées sont réalisées dans les sols mous non organique (argile , limon) , dans les sables fins argileux et / ou limoneux décomprimés et dans les remblais anthropiques inertes ( non « poubelliens » ) et qu'elles sont proscrites dans les sols organiques (tourbe , vase organique) et les matériau de décharge en raison de leur comportement évolutive dans les temps .La stabilité de la colonne est assurer par le confinement qu'exerce latéralement le sol qui doit présenté une étreinte latérale suffisante .

Le tableau II-1 détaille les sols concernés par l'amélioration des sols par colonne ballastée et les résistances latérales (étreinte latérale) que peut offrir le sol pour la stabilité de la colonne. Ces données sont recoupées avec les informations recueillies auprès des entreprises françaises spécialisées et celles disponibles dans la littérature.

Sols	Faisabilité	Etreinte latérale				Remarque
		PL (kPa)	qc (MPa)	Nspt (coups)	Cu (kPa)
Argile	Oui	150-400	0,6-1,2	4-6	25-50	-
Liment	Oui	150-400	0,6-1,2	4-6	25-50	-
Sable fin lâche	Oui	150-400	0,6-1,2	4-6	-	-
Tourbe	Non	-	-	-	-	Matériau évolutif
Autres sols organiques	Non	-	-	-	-	Matériau évolutif
Remblai inerte	Oui	200-500	0,6-1,6	-	-
Décharge	Non	-	-	-	-	Matériau évolutif

Tableau 02 : champ d'application des colonnes ballastées : nature et résistance des sols Autre types des colonnes :

1. Colonnes à module contrôlé (CMC):

Il est courant de renforcer des sols de fondation compressibles par des inclusions granulaires du type colonnes ballastées; cette technique atteint toutefois ses limites, soit lorsque le sol encaissant est trop mou ou organique et n'offre donc pas d'étreinte latérale suffisante, soit lorsque le facteur de réduction des tassements est trop faible en raison de charges très élevées.

C'est pourquoi une nouvelle technique a été récemment développée dite «colonnes à module contrôlé », consistant à renforcer le sol par des inclusions semi-rigides cimentées. Ces colonnes sont mises en oeuvre par une tarière particulière, motorisée par de puissants équipements, qui refoule le sol latéralement pratiquement sans remontée de terre ni vibrations. Durant la remontée de l'outil, un mortier spécialement formulé est injecté, dont le module de déformation se situe entre celui du ballast compacté et celui du béton de pieu classique.

La colonne à module contrôlé :

Les inclusions verticales répondent au souci de réduire les tassements sous les fondations et de les homogénéiser à l'échelle du massif traité.

Cette méthode de fondation trouve son prolongement actuel de façon économique et sophistiquée dans la technique des colonnes à module contrôlé (CMC), qui sont des inclusions semi-rigides.

Présentation des Colonnes à module contrôlé :

Les CMC sont des inclusions semi-rigides dont le module de déformation à long terme se situe entre le module du béton de pieux et le module des colonnes ballastées. Selon les formulations, ce module varie de 500 à 10 000 MPa.

La solution des CMC ne vise pas à réaliser des pieux devant supporter chacun directement la charge de l'ouvrage, mais à réduire la déformabilité globale du sol à l'aide d'éléments semi- rigides régulièrement répartis et en densité suffisante.

Le dimensionnement des CMC se base sur la recherche d'une répartition des efforts entre les colonnes et le sol encaissant en fonction du tassement admissible pour le projet.

Les CMC présentent les caractéristiques suivantes :

· Procédé de réalisation : Matériau cimenté mis en place à la tarière creuse

· Module de déformation : de 100 à 2 000 fois celui du sol

· Méthode de traversée du sol : à la vis refoulante, sans déblais

· Effet sur le sol : Amélioration des terrains entre les colonnes si elles sont assez rapprochées

· Diamètre des colonnes : diamètre de l'outil de forage

· Fabrication du matériau : en centrale

Les CMC permettent en particulier de fonder les ouvrages dans les cas qui ne pouvaient être traités par les inclusions souples et notamment :

· Sol trop lâche ou trop mou (manque d'étreinte latérale pour les inclusions souples)

· Sol tourbeux ou organique ou remblais divers (évolution incontrôlée de l'étreinte latérale)

· Charges très élevées

· Tassements admissibles très limités.

Tout comme les inclusions souples, les colonnes à module contrôlé permettent de réaliser des dallages sur terre-plein grâce à la mise en place d'une couche de répartition en tête des inclusions.

Elles permettent également de reprendre les semelles de fondation ou des radiers à l'exclusion des efforts horizontaux et de soulèvement.

D'autre part, les CMC présentent l'avantage de ne pas générer de vibrations ce qui permet de travailler en toute sécurité le long d'ouvrages mitoyens.

Méthode de réalisation des colonnes à module contrôlé :

Les colonnes à module contrôlé sont réalisées par refoulement du sol et sans déblais à l'aide d'un outil creux permettant l'alimentation des colonnes par la pointe. Il s'agit en général d'une vis refoulante.

Les engins employés sont spécialement conçus pour développer conjointement une poussée sur l'outil particulièrement élevée, ainsi qu'un fort couple, de façon à refouler les sols latéralement au cours de la pénétration de la vis.

Celle-ci est vissée dans le sol jusqu'à la profondeur désirée puis lentement remontée sans déblais. Un mortier fluide est libéré au cours de la remontée dans la cavité de sol par l'âme de la vis spéciale, de façon à constituer une colonne de 40 à 50 cm de diamètre (figure 9).

Figure 9. Schéma de réalisation des CMC

Ces colonnes sont réalisées après mise en place d'une plateforme de travail de 30 cm en bons matériaux. Le dispositif opératoire proposé à sec et sans extraction de terre, n'entraîne pas de pollution significative de la plate-forme.

Les colonnes sont contrôlées par enregistrement des paramètres d'injection ainsi que la prise d'échantillons pour essais d'écrasement.

Les paramètres enregistrés et imprimés sur les fiches de contrôle comprennent :

· Les vitesses d'avancement et de rotation en descente

· Le couple de rotation en descente

· La pression et le volume de mortier injecté

Le profil des colonnes est dérivé de ces paramètres.

2. Colonne à module mixte (CMM):

Une CMM se décompose en deux parties:

· En partie supérieure : une colonne ballastée de l'ordre de 1,50 m de hauteur,

· En partie inférieure : une inclusion rigide exécutée par refoulement.

Le procédé a pour objet d'améliorer les performances du sol de fondation d'ouvrages fondés superficiellement en répondant aux spécifications suivantes :

· Réduction des tassements.

· Reprise des efforts horizontaux et des moments sans réaliser de matelas intercalaire sous les semelles.

· Augmentation de la capacité portante du sol.

· Suppression du phénomène de point dur.

De plus, le procédé a pour avantage de s'affranchir des risques de rupture inhérents aux inclusions rigides arasées au niveau ou légèrement en dessous de la plateforme de travail dans les cas suivants :

· Circulation des engins de chantier lors du nivellement et compactage des plateformes.

· Terrassement et remblaiement des réseaux dans l'emprise du traitement.

· Terrassement des fouilles de semelles.

Colonne ballastée Zone de recouvrement Inclusion rigide

Figure 10 : Coupe d'une Colonne à Module Mixte CMM 3. Plots ballastés :

Le principe de la substitution dynamique est le renforcement du sol par la création de colonnes de 2 à 3 mètres de diamètre, en matériaux granulaires très compactés. Les colonnes ainsi formées sont appelées plots ballastés pilonnés. La mise en oeuvre s'effectue à l'aide d'engins spécialisés, proches de ceux utilisés pour le compactage dynamique. Les deux techniques sont fréquemment employées de manière complémentaire sur les mêmes chantiers.

Figure 11. Engin réalisateur des plots ballastés

Les plots ballastés vont pénétrer dans le sol par pilonnage, à l'aide d'une masse de 15 à 30 tonnes, en chute libre de 10 à 30 mètres. L'emplacement du plot est préparé par une pré- excavation qui va être partiellement remplie d'un bouchon de matériaux que le pilonnage fera descendre à la profondeur voulue. Le plot est ensuite rechargé puis compacté par phases successives.

Figure 12. Plot ballasté avant remblaiement

Figure 13. Plots ballastés - Exemple de coupe type

Charges appliquées et tolérances imposées :

Les colonnes ballastées sont utilisées pour des fondations sous remblais (d'accès et de surélévation), des radies et dallages (station d'épuration et bâtiments industriels) et des fondations superficielles de bâtiments essentiellement de logistique et parfois d'habitation.

Les remblais, les radiers et les dallages apportent généralement des charges réparties sur de grandes surfaces ; mais des efforts plus concentrés (appuis des systèmes de stockage, par exemple) peuvent entraîner des charges localisées qui, en particulier sous les radiers souples et les dallages, nécessitent un examen détaillé des tassements différentiels pour s'assurer de la stabilité de la structure. Pour les fondation superficielles (isolées ou filantes), les descentes de charges apportées par les poteaux sont ponctuelles et concentrent les contraintes sous la base de la semelle. Là aussi, l'examen détaillé des tassements différentiels entre semelles s'impose.

II.2.2. Vibroflottation :

Le procédé de vibrocompactage consiste à compacter dans la masse les sols grenus sous ou hors nappe à des profondeurs variables par le biais des vibrations émises à l'aide de vibreurs radiaux spécifiques à basses fréquences.

Les outils sont suspendus à des grues, mais peuvent aussi, pour des faibles profondeurs, être montés sur porteur.

Figure 14: Chantier de vibrocompactage (barrage sur l'oued -Harka- Tunisie)

L'action de ces vibrations va provoquer un réarrangement des grains du sol grenu, réduisant ainsi l'indice des vides et augmentant la densité relative et la compacité du sol traité.

II.2.2.1 .Domaine d'application :

Le vibrocompactage est un procédé d'amélioration des sols bien adapté dans les sols pulvérulents non cohésifs (sable, gravier, cailloux, certains remblais, ...) de compacité faible à moyenne.

II.2.2.2.Principe de l'amélioration de sol par vibrocompactage :

Le procédé consiste à compacter dans la masse les sols grenus sous ou hors nappe à des profondeurs variables par le biais des vibrations émises à l'aide des vibreurs radiaux spécifiques KELLER à basses fréquences. Le vibreur est suspendu à un atelier approprié (grue par exemple) permettant la pénétration de l'outil, facilitée, dans certains cas de compactage, par un fluide de lançage qui est généralement de l'eau sous pression.

Les opérations de vibrocompactage se font par passes successives en remontant l'outil selon des critères géotechniques déterminés au préalable par des essais appropriés et pour des mailles fixées en fonction du degré de compacité des sols à traiter et des objectifs à atteindre.

Figure 15: Domaine d'application du vibrocompactage (Document de Keller)

II.2.2.3. Objectifs de traitement par vibrocompactage : Le procédé de vibrocompactage permet de :

> Diminuer, par un réarrangement optimal des grains su sol grenu, l'indice des vides > Augmenter, par conséquent, la densité relative du sol traité ;

> Améliorer la compacité du sol et, par conséquent, augmenter sa capacité portante ; > Diminuer considérablement les tassements totaux et différentiels sous l'ouvrage ; > Réduire le coefficient de perméabilité des matériaux, ce qui permet de diminuer les

débits d'exhaure lors de rabattement de nappe et d'infiltration dans le sol de fondation

de digue et `ouvrage divers.

II.2.2.4. Technique de mise en oeuvre :

La pénétration de l'outil, ainsi que dans certains cas le compactage, sont facilités par un fluide de lançage, généralement de l'eau sous pression. Le compactage se fait par passe en remontant l'outil, selon des critères déterminés par des essais préalables.

La résistance du sol après traitement dépend de la granulométrie du terrain et de l'adéquation du type de vibreur.

Figure 16 : procédure de traitement par vibrocompactage. II.2.2.5. Objectifs à atteindre :

Le traitement des sols par vibrocompactage consiste à améliorer la compacité naturelle des sables, afin de garantir en tout point des sols de fondation sableux des valeurs SPT (Standard Penetration Test) ou CPT (Cone Penetration Test) définies après la planche d'essai.

Ceci aura pour effet notamment :

- D'augmenter la compacité des alluvions sous l'ouvrage pour obtenir une contrainte réglementaire _(qELS) proche de la contrainte apportée par l'ouvrage;

- De réduire les tassements;

- De diminuer le coefficient de perméabilité des sables sous le tapis et le noyau d'argile.

II.2.2.6. Mode opératoire :

1

2

3

4

Figure 17: Phasage des travaux de vibrocompactage.

1. Fonçage :

L'outil, dont la puissance et les caractéristiques sont variables en fonction du terrain, est foncé jusqu'à la profondeur finale à atteindre. Sa descente s'opère grâce à l'effet conjugué de son poids, de la vibration et de l'eau de lançage. Le débit d'eau est alors diminué.

2. Compactage :

Le vibrocompactage est alors réalisé par passes successives de bas en haut. Le volume compacté est un cylindre d'un diamètre pouvant atteindre 5m. L'augmentation progressive de l'intensité consommée par le vibreur permet la croissance de la compacité du sol.

3. Apport de matériaux :

Autour du vibreur apparaît un cône d'affaissement (voir la figure II-3-3), que l'on comble au fur à mesure soit par des matériaux d'apport (A), soit en décapant progressivement les matériaux du site (B) (voir la figure II-3-4).

En fonction de l'état initial, on peut atteindre une quantité de 10% de matériaux ajoutés par rapport au volume traité.

4. Finition : Après traitement, la plate-forme est réglée et recompactée à l'aide d'un rouleau vibrant.

Figure 18 : Le cône d'affaissement autour de vibreur (barrage -Harka- TUNISIE).

Figure 19 : Remplissage de l'affaissement conique par un matériau d'apport
(Barrage -Harka- TUNISIE).

Figure 20 : Composantes du vibreur et principe de fonctionnement de l'excentrique
(Document de Keller)

II.2.2.7.Limite d'utilisation :

La présence ou non de fines (silt, limons, argiles) ou de matière organique est très important dans l'efficacité du vibrocompactage puisque ces éléments atténuent, voire

annulent le caractère non cohésif du sol, et donc la capacité intrinsèque du vibrocompactage à améliorer la compacité des tranches de sols concernées.

S'agissant de la présence de fines, il est communément admis les conclusions suivantes :

- Lorsque le sol présente un pourcentage de fines (passant à 80 microns)

inférieur à 5 %, l'efficacité du vibrocompactage reste optimale. Il n'y a donc

pas d'incidence sur l'interprétation des résultats.

- Lorsque le sol présente un pourcentage de fines compris globalement entre 5% et 10 %, l'efficacité du vibrocompactage peut être altérée. Le compactage de masse conservera en général un résultat global satisfaisant, mais il se peut qu'un sondage localisé de type SPT n'apporte de résultats clairement probants. Il convient alors de relativiser la lecture directe de la valeur mesurée avec l'amélioration globale apportée par le vibrocompactage dans la zone traitée.

- Si le pourcentage de fines dépasse les 10 %, nous nous plaçons alors dans un

sol limoneux ou silteux, voire argileux, la proportion de fines devient trop

importante pour pouvoir constater une efficacité du vibrocompactage.

Ces couches de sols doivent être exclus de l'analyse. Prendre à proximité dans des zones d'emprunts définies par l'entreprise générale et livrés sur la plateforme de travail. II.2.3. Compactage dynamique :

Cette technique est particulièrement applicable aux sols granulaires lâches a placée près de la surface au sol.

Il s'agit d'un procédé qui consiste à pilonner le sol en surface avec une masse. L'énergie transmise par chaque impact pénètre dans le sol et produit une déstructuration. Au bout de quelques jours (ou semaines), une restructuration s'opère qui aboutit à des caractéristiques de portance améliorées.

Le matériel est constitué d'un pilon de 8 à 50 t (coque d'acier cubique ou cylindrique pleine de béton armé) manipulé par un engin de levage (jusqu'à 40 m de hauteur de chute).

L'énergie unitaire nécessaire augmente linéairement avec le carré de la hauteur de couches à compacter (de 200tm à 2 000tm). La hauteur courante est de 10/15m, elle peut atteindre 25/30m.

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

Le procédé s'applique aux sols sablo-graveleux, et aux matériaux argilo-limoneux saturés à
condition qu'il y ait présence d'air occlus (1 à 4%) (Cas des tourbes ou des remblais récents

avec matières organiques). Son emploi peut être intéressant pour consolider des couches sous l'eau.

Cette méthode permet de traiter en profondeur par des actions de surface des terrains industriels et commerciaux à viabiliser. La consolidation dynamique permet de compacter les sols granulaires de 5 à 10 m de profondeur tandis que la réalisation de plots ballastés permet d'étendre cette technique à des terrains plus cohérents.

Figure21: Atelier de compactage dynamique

Figure 22 : compactage des sols à l'aide d'une masse en chute libre

II.2.4. Renforcement par jet grouting : II.2.4.1. Soilcrete - Histoire :

Avec l'acquisition d'une licence pour le procédé de jet grouting en 1979 et son introduction en Europe sous le nom commercial de «Soilcrete», Keller a ouvert de nouvelles possibilités pour répondre à des problèmes de stabilisation des ouvrages.

La technique du jet grouting se limitait au début à de petits travaux de reprise en sous- uvre. Pour en arriver à la technologie de pointe d'aujourd'hui, de nombreux développements furent nécessaires :

· Le procédé fut modifié pour s'adapter aux différents types de sols ;

· L'application fut développée étape par étape pour fournir des solutions à une variété de problèmes ;

· Le matériel a été développé et amélioré ;

· Un cahier des charges pour le Soilcrete a été délivré par l'Institut des Techniques de Construction en Allemagne en 1986.

Cette brochure fait le point sur la technique Soilcrete aujourd'hui.

II.2.4.2. Le procédé de jet grouting Soilcrete :

Le nom «Soilcrete» vient de la rencontre des notions de «soil» (sol) et «concrete» (béton en anglais).Du sol avec une consistance de béton, une description qui caractérise ce type de stabilisation de sol.

Le procédé de jet grouting «Soilcrete» se définit comme une stabilisation de sol à l'aide de ciment. Le sol est découpé grâce à des jets sous haute pression d'eau ou de coulis de ciment (éventuellement enrobés d'air), présentant des vitesses supérieures ou égales à 100m/sec en sortie de buse.

II.2.4.3. Domaine d'application des différentes techniques d'injection :

Le sol découpé autour du forage est mélangé au coulis de ciment. Ce mélange sol/coulis est en partie refoulé jusqu'en haut du forage par l'espace annulaire entre les tiges et la paroi du forage. Différentes configurations géométriques d'éléments de Soilcrete peuvent être réalisées.

Le rayon de découpage du jet, qui peut atteindre 2,50m, varie en fonction du type de sol à traiter, du type de procédé Soilcrete et de la nature du fluide à haute énergie.

II.2.4.4. Applications :

Contrairement aux méthodes de stabilisation de terrain conventionnelles, le Soilcrete peut être utilisé pour stabiliser et étancher tout type de sols (des alluvions lâches aux argiles).

Ceci s'applique également aux sols hétérogènes et aux couches à caractéristiques changeantes, y compris les matériaux organiques.

Les roches tendres comme le grès ont aussi été traitées par Keller.

II.2.4.5.Les propriétés du Soilcrete :

En fonction du but à atteindre, le Soilcrete est utilisé soit comme un moyen de stabilisation, soit comme un élément étanche. Une combinaison de ces deux propriétés est nécessaire de plus en plus fréquemment.

La résistance en compression du Soilcrete varie de 2 à 25 MPa et dépend de la quantité de ciment utilisé et de la proportion de sol restant dans la masse de Soilcrete.

L'effet d'étanchéité du Soilcrete contre les infiltrations d'eau est obtenu en sélectionnant la composition adéquate du coulis à utiliser, avec si nécessaire l'ajout de bentonite.

Le type et la quantité de coulis injecté, ainsi que la nature et le volume de sol restant dans la masse de Soilcrete, déterminent ses propriétés vis-à-vis de l'étanchéité.

1) Résistance à la compression du Soilcrete :

II.2.4.6. Développement de la résistance du Soilcrete :

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

Une grande rigueur dans la production est nécessaire pour atteindre la haute qualité requise pour obtenir le degré d'étanchéité recherché. Les caractéristiques de renforcement et d'étanchéité des colonnes de Soilcrete sont utilisées pour de nombreuses applications. Le type de coulis doit être adapté en conséquence.

II.2.4.7. Les différents procédés :

Le Soilcrete peut être réalisé de trois façons différentes. La méthode à utiliser est déterminée par le type de terrain prédominant, la forme géométrique, ainsi que la qualité recherchée des éléments de Soilcrete.

1.

Procédé direct Simple :(Soilcrete- S)

S'effectue avec un jet de coulis pour découper et mélanger le sol simultanément sans enrobage d'air. La vitesse du jet en sortie de buse est supérieure à 100 m/sec.

Le procédé Soilcrete S (figure13.a) est utilisé pour des petites à moyennes colonnes de jet grouting.

2. Procédé direct Double : (Soilcrete- D)

S'effectue avec un jet de coulis pour découper et mélanger le sol simultanément. Pour augmenter la capacité d'érosion et le rayon d'action efficaces du jet de coulis, le jet est enrobé d'air au moyen d'une buse annulaire.

Le procédé Soilcrete D (figure13.b) est principalement utilisé pour des blindages de fouilles, reprises en sous-oeuvre et bouchons étanches.

(Figure 13.a) (Figure 13.b)

3. Procédé Triple : (Soilcrete- T)

Découpe le sol avec un jet d'eau enrobé d'air. Le coulis est injecté simultanément par une buse supplémentaire située sous la buse d'eau. La pression du coulis est supérieure à 15 bars. Une alternative à ce procédé consiste à utiliser le jet d'eau sans enrobage d'air, notamment pour des colonnes subhorizontales. Présenté dans (Figure 13.c)

Le procédé Triple est utilisé pour les projets de reprise en sous-oeuvre, voiles étanches et bouchons étanches.

(Figure 13.c)

II.2.4.8 Séquences de mise en oeuvre :

L'installation de chantier pour le Soilcrete comprend des containers de stockage, des silos et une unité compacte de malaxage et d'injection. Des flexibles relient l'unité de pompage à la foreuse en station. La hauteur du mât varie de 2,40 m dans les soubassements à plus de 35 m dans les espaces ouverts.

Les points de forages sont normalement situés dans des petites tranchées équipées de pompes. De là, les poils, mélange eau/ciment/sol, sont pompés vers des bacs de décantation ou des réservoirs.

1 Forage :

Des tiges de forage équipées avec un porte- buses de jet et un taillant sont utilisés pour forer le trou jusqu'à la profondeur requise. En général, le coulis est utilisé comme fluide de forage pour stabiliser le forage pendant la phase de forage.

Pour traverser la maçonnerie ou le béton, on utilise des taillants spéciaux.

2. Jet :

La déstructuration de la structure granulaire avec un puissant jet de fluide commence en partie basse de l'élément de Soilcrete. L'excédent du mélange eau/ sol/ciment est évacué à la surface par le vide annulaire entre la tige de forage et la paroi du forage. Les paramètres de production prédéterminés sont enregistrés en continu.

3. Injection :

Pour tous les types de Soilcrete, un coulis de ciment est injecté sous pression simultanément à l'érosion du sol. Les turbulences créées par la technique du Jet résultent en un mélange uniforme du coulis avec le sol dans la zone de traitement. Jusqu'à ce que l'élément de Soilcrete commence à faire prise, la pression hydrostatique dans le forage est maintenue par l'ajout de coulis dans le forage.

4. Remontée :

Les éléments de Soilcrete de toutes formes peuvent être réalisés aussi bien en continu qu'avec des reprises, et combinés et connectés de toutes les manières.

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

II.2.5. Autres techniques :

1. Préchargement

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

1.1.Principe

Cette technique consiste à placer sur le terrain une charge égale à la charge définitive Pf augmentée éventuellement d'une surcharge P qui assure tout ou une partie des effets suivants(figure.22):

- produire un développement rapide des tassements de consolidation primaire et accélérer l'apparition et le développement des tassements de consolidation secondaire; on peut rendre ainsi le sol traité plus rapidement constructible, sans redouter à moyen ou à long terme des tassements absolu sou différentiels importants;

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

Figure.22.Principe de préchargement pour le contrôle des tassements

1.2. Domaine d'application et techniques de mise en oeuvre

On applique généralement ces méthodes sur des mauvais terrains composés principalement de sols fins (faible perméabilité). Pratiquement, deux techniques sont utilisées pour appliquer au sol la contrainte de préchargement:

Surcharge en terre :

La méthode la plus courante (figure.23.a) consiste à édifier sur le site un remblai (une solution alternative est de remplir des réservoirs d'eau, utiliser des containers de stockage ou encore l'aménagement d'une route provisoire pour faire circuler des engins qui représentent des surcharges mobiles). On augmente ainsi la contrainte totale appliquée à la surface de la couche compressible et en fin de consolidation, quand les surpressions interstitielles créées par la charge sont dissipées, la charge apportée par le remblai est supportée par le squelette du sol, qui se déforme sur toute son épaisseur. De plus, la lenteur des phénomènes permet le

déchargement du terrain pendant la construction sans risque de gonflement et de retour à l'état Initial du terrain (phénomènes élastiques). Lors de la mise en place de ce procédé, une couche de sable est préalablement installée pour épouser les déformations du sol sous jacent et contribue a l'évacuation de l'eau qui peut arriver à la surface. Sur des sols très peu perméables, on peut associé le pré chargement a un réseau de drains verticaux afin de faciliter l'évacuation de l'eau. Avec un repère préalablement fixé, on mesure régulièrement le tassement du sol et, lorsqu'il a atteint une valeur considérée acceptable, on peut décharger et exécuter la construction des fondations superficielles.

En général, si la hauteur du mauvais terrain dépasse 5 mètres, on prévoit après le chargement un système de fondation en radier car il reste des risques de tassements différentiels.

Figure.23.a

s La consolidation atmosphérique :

Cette méthode est de type isotrope. Elle permet une amélioration des caractéristiques du sol, la rupture et le fluage latéral sont impossibles. Cette méthode consiste à utiliser la pression atmosphérique, en appliquant un vide partiel sous une membrane étanche posée à la surface du sol (figure 23.b); on diminue dans ce cas la distribution d'équilibre des pressions interstitielles dans le massif de sol, à contraintes totales constantes. Ce système est toujours couplé à un réseau de drainage vertical et parfois horizontal. L'utilisation de cette technique a été limitée pendant longtemps par la mauvaise qualité des membranes disponibles; cet obstacle est désormais levé et le recours à l'application du vide devrait se développer.

Pour tous les travaux de chargement dont la durée est mensuelle, il faut prendre des précautions avec le mouvement annuel des nappes. La qualité du tassement sera différente en fonction de la hauteur du niveau piezométrique.

On peut aussi diminuer les pressions interstitielles, et donc précharger le sol, en rabattant la nappe dans la zone à consolider (figure 23.c). Les effets de cet abaissement de la nappe sur le voisinage doivent être soigneusement étudiés dans ce cas.

II.4.Liquéfaction :

Le phénomène de liquéfaction des sols meubles lors d'un séisme peut provoquer des dégâts considérable pouvons être dans certains cas dévastateur. Le drame du village japonais Niigata entièrement enseveli dans la boue sableuse lors d'un séisme en 1964 reste certainement gravé dans la mémoire collective de l'humanité.

La mise en évidence de la prédisposition d'un site à la liquéfaction et le dimensionnement des ouvrages vis-à-vis de ce risque a été l'ennui de plusieurs générations de chercheurs.

A l'heur actuel, il existe des approches d'origine empirique résultant de la compilation des observations sur des sites liquéfiés par séisme tel que

- l'utilisation des essais en laboratoire sur des échantillons « intacts »

- l'utilisation des relations empirique basées sur la corrélation des comportements des cas de terrain observés avec divers essais in situ

II.4.1.Notion de dilatance / contractance :

t t

t t

- Sol pulvérulent lâche :

La diminution du volume implique l'augmentation de la densité ce qu'on appel contractance

- Sol pulvérulent dense :

L'augmentation du volume implique la diminution de la densité ce qu'on appel dilatance

1. Contractance :

La contractance est la composante irréversible de la diminution de volume du sol soumis au cisaillement, et correspond à un mécanisme de densification de l'empilement granulaire résultant des glissements et roulements entre grains occasionnés par la sollicitation appliquée.

2. Dilatance :

La dilatance est la composante irréversible de l'augmentation de volume du sol soumis au cisaillement, et correspond à un mécanisme de désenchevêtrement et de foisonnement de l'empilement granulaire.

Le caractère contractant ou dilatant du comportement volumique d'un sable est directement lié à l'état initial du matériau, exprimé principalement en terme d'indice des vides (à relire à l'indice de densité ID = ((emax- e) / (emax - emin)) et d'état de contrainte initial appliqué (état de consolidation.

II.4.2.Description de phénomène de liquéfaction :

La littérature géotechnique décrit de très nombreux exemple de sinistre associés à des ruptures de sol particulières et souvent spectaculaires, dans lesquelles celui-ci semble perdre soudainement une grande partie de sa résistance aux cisaillement et s'écoule de manière semblable à un fluide visqueux, d'où le terme de liquéfaction.

Ce type de comportement est généralement observé dans le cas de matériaux sableux saturé( mais aussi les argiles sensible), soumis à des sollicitations rapides, monotones ou cycliques, telles que séisme, raz-de marée, vidange rapide, chocs, explosions, etc.

Lorsque de telles ruptures se produisent, les bâtiments ou les structures de génie civil fondées sur le sol en rupture vont être entraînés (enfoncement et basculement de bâtiments, déplacements latéraux d'ouvrages, rupture de barrages).

II.4.3.Explication physique du phénomène :

Pour comprendre le phénomène de la liquéfaction, il est nécessaire de déterminer les conditions physiques et géométriques qui existent dans un dépôt de sol avant un séisme. Un dépôt de sol se compose d'un assemblage de différentes particules. Si nous regardons avec précision ces particules, nous observons que chaque particule est en contact avec un certain nombre de particules voisines. Le poids des particules sus-jacentes de sol produisent des forces de contact entre les particules, et donnent au sol capacité portante (Figure 24a et Figure 24b).

La liquéfaction se produit quand la structure d'un sable lâche et saturé se décompose à cause de la sollicitation rapidement appliquée. Pendant que la structure de sable se décompose, les différentes particules de sol lâche essayent de se restructurer d'une manière plus dense. Cependant, durant un séisme, il n'y a pas assez de temps pour que l'eau dans les pores du sol peut être drainée. Au lieu de cela, l'eau est emprisonnée et empêche les particules de sol de se déplacer ensemble. Ceci est accompagné d'une augmentation de la pression de l'eau qui réduit les forces de contact entre les différentes particules de sol, affaiblissant de ce fait la capacité portante du dépôt de sol (Figure 24.c).

Si la pression interstitielle augmente de telle sorte qu'elle est deviennent si forte que plusieurs particules de sol peuvent perdre le contact entres-elles, alors le sol perd sa résistance portante, et le sol se comporte soudainement plutôt comme un liquide qu'un solide, on dit à ce moment que le sol se liquéfie.

Figure 24.a
Grain de sol dans un dépôt de sol. La taille de la colonne représente le niveau de la pression
interstitielle dans le sol.

Figure 24.b
La longueur des flèches représente l'amplitude des forces du contact entre différents grains de
sol.

Figure 24.c
Réduction des forces de contact et augmentation de la pression interstitielle.

II.4.4.Identification des sites liquéfiables :

Règlement Français parasismique PS - 92

-Sols pulvérulents susceptibles d'être liquéfiables (sables, sables vasard, limons, ...) :

1- présence d'une nappe (Sr 100 %) ;

2- Granulométrie uniforme C_u < 15 ;

3- 0,05 mm $ D50 $ 1 ,5 mm ;

4- Soumis à des contraintes effectives finales cv ' < (200 à 300 KPa).

- Sols argileux caractérisés par :

1 - _D15> 5 im;

2 - WL < 35 %;

3 - W > 0, 9 WL;

4 - point (WL, Ip) au dessus de la ligne A du diagramme de plasticité de CASAGRANDE.

II.4.5.Etude des paramètres qui affectent la résistance à la liquéfaction :

La magnitude du séisme est inversement proportionnelle à la résistance à la liquéfaction. Cette dernière dépend principalement des trois paramètres qui sont les suivantes :

- L'état de contrainte initial ;

- L'histoire des contraintes et des déformations ; - Le degré de saturation.

1. Influence de l'état de contrainte actuel :

L'état de contrainte initial d'un élément de sol au repos à une profondeur H set défini par la contrainte effective av ' et ah ' régnant à cette profondeur.

Surface de sol

Ko : coefficient des terres au repos av ' : contrainte effective verticale ah ' : contrainte effective horizontale			H
' Ko. av ' = ah

D'après SEED et PECK, la résistance à la liquéfaction augmente avec K_o.

Comme K_o croit avec la compacité du sol et que celle-ci augmente avec la profondeur, ceci
va provoquer une amélioration de la résistance à la liquéfaction pour les couches les
profondes

Figure 25 : Influence de K_o sur la résistance à la liquéfaction (d'après Seed & Peck, 1976).

2. Influence de la structure du sol :

L'arrangement minimal est obtenu par diversement à sec, sans vibration, et au contraire, l'arrangement maximal est obtenu par vibration sous haute fréquence de l'échantillon déjà humide.

Nous constatons que :

- La différence entre les résistances à la liquéfaction est beaucoup plus prononcée pour les contraintes de cisaillements élevées.

- La liquéfaction instantanée n'est observable que pour les échantillons dont les grains ont subi un arrangement minimal.

3. Influence de la saturation :

La résistance à la liquéfaction d'un échantillon non saturé est plus élevée que celle d'un échantillon saturé.

Figure 26 : Influence de degré de saturation sur la résistance à la liquéfaction
(D'après Peck, 1976).

II.4.6.Comportement des sables en cisaillement monotone :

On s'intéresse au cas des sables (sols granulaires), parfaitement saturés en eau, qui vont pouvoir se déformés sous l'action des sollicitations appliquées.

Selon le postulat de Terzaghi, le tenseur des contraintes s'écrit :

" = "'+ u

Ce sont les contraintes effectives et leur évolution (et non les contraintes totales) qui contrôlent le comportement du matériau, ses déformations et sa rupture éventuelle. Comportement non drainé parfait correspond, au cas où l'eau interstitielle reste bloquée au sein du matériau lors de l'application de la sollicitation.

II.4.7.Cisaillement drainé et non drainé d'un sable à l'appareil triaxial :

La figure 2 présente les comportements typiques observés à l'appareil triaxial lors du cisaillement drainé d'un sable dans un état initial lâche et dense (pour un même niveau de consolidation isotrope appliqué).

Les résultats sont représentés dans les plans (q, _a) pour les courbes de cisaillement, (AV/V et v, _a) pour les variations de volume des éprouvettes et (p, p et p') pour les chemins des contraintes, 8_a étant la déformation axiale (égale à 81 pour la compression).

En terme de courbe de cisaillement, on observe une réponse plus rigide pour le sable dense, mais avec stabilisation progressive vers la même résistance ultime que celle du sable lâche (état de plasticité parfaite, qualifié d'état critique LCR). En terme de déformation volumique, le sable lâche est uniquement contractant, alors que le sable dense devient très rapidement dilatant, après une phase initiale de contractance.

Figure 27 : Cisaillement drainé typique d'un sable à l'appareil triaxial (schématique).

La figure 3 présente les comportements typiques observés lors du cisaillement non drainé d'un matériau sable.

Pour le sable dense, on constate, un comportement très stable. Pour le sable lâche, par contre, on observe un comportement apparemment très instable.

Figure 28 : Cisaillement non drainé typique d'un sable à l'appareil triaxial

(schématique).

Les résultats typiques présentés sur les figures 2 et 3 montrent que le seul type de comportement qui pourra être à l'origine d'un écoulement déclanché par une sollicitation monotone, qui nécessite une résistance résiduelle très faible, est celui du sable lâche en condition non drainées.

II.4.8.Constatation sur des ouvrages :

L'exemple le plus choquant de la liquéfaction des sols est le cas du Niigata au Japon, en 1964 (figure 1). Suit à un séisme de magnitude égale à 7,5, d'une durée de 40 secondes et d'une accélération sismique maximale de 0,18 fois celle de la gravité terrestre tout un village a été noyer dans le sol qui a été formé principalement par des sable lâche saturé.

On peut aussi citer le séisme de San Fernando (Californie, 1971) au cours duquel le barrage en terre Lower San Fernando s'est rompu par liquéfaction d'une partie même du corps de barrage formé de matériau sableux mis en place par remblaiement hydraulique.

Plus récemment, les séismes de Loma Pierta (San Francisco, 1989), de Kobe (Japon, 1995) et d'Izmit (Turquie, 1999) ont été, eux aussi, le siège de nombreux dégâts attribués à la liquéfaction des sables.

Exemples des ébullitions de sable et des fissurations de sol observer sur différents sites est présenté dans les figures suivantes. (Figure de 01 a 05).

Figure (a): Bâtiments renversés Figure (b): Ebullition de sable

à Niigata en 1964 Pendant le séisme de Niigata (1964).

Figure (c): Ebullition de sable Pendant le séisme de Loma Prieta aux Etats-Unis (1989).

Figure (d): Ebullition de sable Pendant le séisme de Boumerdes (2003).

Figure(e) : Séisme de Kobe (Japon), 1995

Mise à part la sollicitation sismique, la liquéfaction peut se produire sous l'effet d'action très brève telles que :

> Le battage des pieux. Cambefort (1964) reporte qu'une telle opération a causé le déclanchement d'une coulée boueuse endommageant ainsi une partie de la ville Suisse Cham- Zug.

> Le passage d'un véhicule. Le pont Turc St- Stéphano bâti dans la vase a subi un grand tassement dans le sol suite d'un passage d'un train.

> L'explosion. Il a été reporté que pendant la 2^ème guerre mondiale, la pile d'un pont de la ville Italienne Adda a été engloutie dans le sol, suit à l'explosion d'une bombe à 100 m de proximité.

Une enquête menée par le professeur Bolton Seed en 1976 sur une trentaine de sites ayant subi un séisme a permis de dégager les conclusions générales suivantes pour une sollicitation sismique donnée (durée, magnitude, accélération). Un site liquéfiable est en général pulvérulent, saturé et de densité faible à moyenne. Il possède une résistance au cisaillement cyclique faible.

II.4.9.Evaluation du potentiel de liquéfaction :

La première étape dans l'évaluation du risque de liquéfaction est d'identifier les sols potentiellement liquéfiables selon les caractéristiques géologique, hydrogéologiques du site et les caractéristiques du sol (teneur en eau , contenu en fine .)

En suit, l'évaluation quantitative de la probabilité du «déclenchement » ou le déclenchement de la liquéfaction, Il y a généralement deux types d'approches pour cela :

1. l'utilisation des essais en laboratoire sur des échantillons « intacts »

2. l'utilisation des relations empirique basées sur la corrélation des comportements des cas de terrain observés avec divers essais in situ.

L'utilisation des essais en laboratoire est compliquée à cause des difficultés liées à la perturbation de l'échantillons pendent le prélèvement et la reconsolidation. Il est également difficile et coûteux de réaliser des essais de cisaillement cyclique simple de haute qualité et à trois axes cycliques.

Les essais en place présentent l'avantage d'être plus économiques ; ils permettent une reconnaissance continue des profils de sol et de couvrir des zones des grande extension.

Quatre type d'essais in situ ont atteint maintenant un niveau suffisant maturité et constituent des outils approprié pour l'étude du potentiel de liquéfaction ; il s'agit de

1. l'essai de pénétration statique (SPT) ;

2. l'essai de cône de pénétration (CPT) ;

3. la mesure in situ de la vitesse de cisaillement (Vs) ;

4. l'essai de pénétration de Becker (BPT).

II.4.9.1/ Evaluation du potentiel de liquéfaction à partir de l'essai SPT (Méthode de Seed-Idriss, 1971) :

La méthode simplifiée de Seed-Idriss, est limitée aux sollicitations sismiques modérées, induisant des accélérations maximums en surface entre 0.2 à 0.5 fois celle de la gravité terrestre. Pour les sollicitations sismiques fortes, il est recommandé d'utiliser les méthodes d'analyse non linéaire en contraintes effectives, disponibles en pratique sous forme de logiciels.

La méthodologie d'évaluation de risque de liquéfaction à partir de l'essai SPT (Méthode de Seed-Idriss, 1971) est fournie en annexe A1.

II.4.9.2/ Evaluation du potentiel de liquéfaction à partir de l'essai SPT (Méthode de l'Eurocode 8).

La nonne EN 1998-5 de l'Eurocode 8, partie 5, exige en cas de prédisposition du site étudié à la liquéfaction, une reconnaissance géotechnique comportant au minimum la réalisation in situ d'essais de pénétration standard (SPT) ou d'essais de pénétration au cône (CPT), ainsi que la détermination des courbes granulométriques en laboratoire.

Pour l'essai SPT, les valeurs mesurées du nombre de coups Nspt, exprimé en coups/30 cm,
doivent être normalisées à une pression effective de référence de 100 kPa, et à un rapport de
l'énergie de battage à l'énergie théorique de chute libre égal à 0,6. Pour des profondeurs

inférieures à 3 m, il convient de réduire de 25% les valeurs _Nspt mesurées (annexe A2).

II.4.9.3/ Evaluation du potentiel de liquéfaction à partir de l'essai CPT (Méthode de Seed et Idriss, 1982).

Les auteurs ont proposé un diagramme donnant _CRR7,5 en fonction de la résistance pénétrométrique corrigée qc ¹ dans les sables propres. (Annexe A3)

II.4.9.4/ Evaluation du potentiel de liquéfaction à partir de la célérité VS (Méthode de l'institut NIST, 1999).

Cette méthode est développée au niveau de l'institut NIST (en 1999), dont la méthodologie est fournie en annexe A4.

II.4.9.5/ Evaluation du potentiel de liquéfaction à partir des essais cycliques de laboratoire (Méthode d'Ishihara, 1976).

La méthode d'lshihara se base sur la relation expérimentale entre le rapport de contraintes cycliques appliquées au cours de l'essai et le nombre critique des cycles (voir
annexe A5).

II.4.10.6/ Evaluation du potentiel de liquéfaction avec les colonnes ballastées (Méthode empirique de Priebe) :

Il convient de rappeler que l'un des buts de traitement des sols par colonnes ballastées est la réduction de risque de liquéfaction du sol par l'effet drainant du ballast.

A ce jour, il n'existe pas de méthodes suffisamment développées et bien connues pour étudier le comportement des colonnes ballastées en zones sismiques. Mais certains auteurs ont élaboré des approches pour étudier le comportement sous séisme des sols traités par colonnes ballastées et évaluer le risque de liquéfaction.

La méthode empirique de Priebe est jointe en annexe A6.

Conclusion :

Nous avons exposé dans ce chapitre les divers techniques utilisés en pratique pour l'amélioration des sols, certain de ces technique ont connu un grand développement et sont largement utilisés actuellement pour le traitement des sols.

Le choix de la technique est généralement contrôler par la nature du sol a traité

III.1. Présentation du projet :

III.1.1. Situation du projet et morphologie du terrain :

Ce projet de fin d'étude traite le projet d'une centrale électrique à gaz, qui situe au niveau du port d'Alger, à coté de l'ancienne centrale électrique, le terrain présente une morphologie plate, et s'étale sur une superficie de 5500 m², soit un rectangle de 11 0x50m.

III.1.2. Aperçu géologique de la région :

La géologie de la région d'Alger est constituée par un socle métamorphique qui correspond au massif d'Alger lequel est entouré de dépôts sédimentaires palio-quaternaire limités en leur partie par le bassin Mio-Plio-Quaternaire de Mitidja.

Les principales formations affleurent dans la région d'Alger sont les suivants : > Le Socle Métamorphique (le massif d'Alger)

Il est constitué par des formations de nature pélitique et carbonatée qui ont subi un métamorphisme, il a été recoupé par des manifestations magmatiques

> Les lacunes stratigraphiques

La région d'Alger est marquée par les grandes lacunes stratigraphiques du secondaire et de la base de tertiaire (éocène et oligocène)

> Les formations quaternaires

Cette série est appelée marne cailloutée du comblement de la Mitidja. Ces dépôts englobent une multitude de faciès plus ou moins grossiers.

Le quaternaires est constitué dans la région d'Alger par de nombreux termes lithologiques (sable, grés, dunaire, alluvions, éboulis, limon, argiles vaseuses, et tourbes argileuses).

III.1.3. Sismicité de la région :

Notre zone d'étude est située dans la Wilaya d'Alger qui est connue par sa forte sismicité, elle se classe dans la zone III (forte sismicité), selon les règles parasismiques Algériennes RPA 99 version 2003.

III.2.Synthèse géotechnique : III.2.1.Introduction :

Dans le cadre de la compagne de reconnaissance géotechnique le laboratoire L.N.H.C a réalisé plusieurs essais in situ cette compagne comprend :

> 06 sondages carottés SC01, SC02, SC03, SC04, SC05, SC06 réalisés jusqu'à 20m de profondeur, les échantillons prélevées a différent profondeur on été utilisé dans les différents essais de laboratoire pour la détermination des caractéristiques mécaniques et physiques du sol.

>08 essais au pénétromètre standard SPT noté SPT01, SPT02, SPT03, SPT04, SPT05, SPT06, SPT07, SPT08 réalisées jusqu'à un profondeur entre (9m a 12m).

>02 essais pressiométriques (PR1, PR2) ;

>Une compagne géophysique comprenant la réalisation de:

- 01 essai Down Hall.

- 02 profiles sismiques de refraction.

- 05 sondages électriques verticaux SEV méthode Wenner. - 01 profil d'onde de surface (M.A.S.W).

III.2.2.Coupe lithologique :

Six (06) sondages carottés de 20 m de profondeur, ont été exécutés sur le site, de manière à connaître la nature lithologique des différentes formations constituant les sous sols. Les six sondages réalisés ont mis en évidence la succession des couches suivantes :

SC1 :

0.00 - 9.00 : Remblai hydraulique (sable de plage grisâtre). 9.00 - 22.50 : Sable fin limoneux fossilisé grisâtre.

22.50 - 25.00 : argile marneuse.

S :

0.0 - 0.60 : dalle en béton arme.

0.60 - 10.00 : sable fin grisâtre.

10.00 - 18.00 : sable fin limoneux fossilisé grisâtre. 18.00 - 25.00 : marne grise.

SC3 :

0.0 - 7.50 : sable fin grisâtre

7.5 - 16.00 : sable fin limoneux grisâtre. 16.00 - 25.00 : marne grise.

SC4, SC5, SC6 :

00.00 - 12.00 m : sable fin saturé gris.

12.00 - 16.00 m : sable peu argileux gris.

16.00 - 20.00 m : marne grise.

III.3.Interprétation des données géotechniques : III.3.1.Caractéristiques physiques et mécaniques du sol : III.3.2.Essais de laboratoire :

III.3.2. 1.Identification physique :

Les échantillons prélevés ont subi des essais physiques et mécaniques au laboratoire. Les mesures des paramètres physiques permettent d'identifier la nature du sol.

a) Paramètre physique d, h, Sr, W :

Les valeurs des densités expriment la densification des grains de la matrice et caractérisent la compacité du matériau. Les valeurs obtenues se situent entre 11.7 et 15.2 KN/m³.

- La teneur en eau naturel (W%) exprime le pourcentage d'eau dans le sol étudié, les valeurs obtenues varient autour de 28 à 33%

- Le degré de saturation (Sr%) caractérise le pourcentage des vides susceptible d'être occupé par l'eau, les valeurs obtenues s'étalent de 96 à 99%

- Les valeurs obtenues par les essais physiques se résument suivant le tableau ci-après :

Tableau .3 : Les valeurs obtenues par les essais physiques

Sondages SC1	Profondeur(m) 3.00-4.00 10.00-12.00 15.00-18.00 19.00-20.00	(%) 31	d(KN/m^3) 12.7 12.2 11.7 14.6	h(KN/m^3)	Sr(%) 98
Sc2	4.00-6.00 9.00-11.00 15.00-17.00		12.3 11.8 11.8
Sc3	2.00-4.00 4.00-6.00 6.00-8.00
	17.00-18.50	28.9	14.3	19.3	96
	18.50-20.00	28.54	15.2	19.5	99
	20.00-21.50	33.03	14.2	18.8	99
Sc4	1.5		12.0
	3.0		12.0
	4.5		11.9
	6.0		12.1
	7.5		12.2
	9.0		11.5
	10.5		11.6
	12.0		11.4
	13.0		11.3
	16.0-17.0	27.5	15.3	19.6	97
Sc5	4.5		12.2
	6.0		11.5
	9.0		11.5
	17.0-19.5	30.4	14.5	18.8	95
Sc6	3.0		12.2
	4.0		11.8
	9.0		11.6
	18.0-19.0	31.1	14.6	19.1	98

b) la granulométrique

Les analyses granulométriques permettent de donner une idée sur la distribution des particules selon la taille des grains constituant le sol. Les courbes granulométriques montre que les matériaux constituants de différente fraction avec dominance de la fraction limoneuse dépassant les 40 à 50% dans certains cas.

c) - Limites d'Atterberg Les limites d'Atterberg permettent de donner un aperçu sur la consistance du sol.

> Limite de liquidité (WL%) > Limite de plasticité (WP%) > Limite de retrait

Les résultats obtenus à partir des essais de limites d'Atterberg peuvent se résumer dans le tableau ci-dessous

Tableau .4 : valeur des paramètres L, P, IP
Sondages Profondeur(m) !L(%) !P(%) IP(%)
Sc 1	19.00-18.50	54	28	26
Sc3	17.00-18.50	56	28	28
	18.50-20.00	50	27	23
	20.00-21.50	41	20	21

En vu de ces résultats, on peut déduire que le sol est formé d'une argile plastique d'après le diagramme de Casagrande (WL = 50% et IP = 27%)

III.3.2.2.Caractéristiques mécaniques :

a) essais de cisaillement consolider drainer «CD»

L'essai s'effectue sur un échantillon après consolidation, on laisse l'eau s'évacuer a fin de dissiper les pressions interstitielles, les résultats obtenu : angle de frottement p' et la cohésion drainer C' comme l'indique le tableau suivant.

Sondages Profondeur(m) Cohésion (bar) Angle de frottement

Sc 1

3.00-4.00

0

26.78

Tableau 5 : angle de frottement p'et la cohésion C' d'après l'essai « CD »

b) Essai De Cisaillement a la boite :

Le principe consiste à faire déplacer le compartiment de la cellule par l'application d'une force horizontale et d'une charge verticale sur le compartiment supérieur.

Le mouvement horizontal et sollicitation verticale engendrent un phénomène de frottement qui se caractérise par un angle de frottement interne et une cohésion, résultante de toutes les forces inter granulaires qui résistent au déplacement les résultats obtenus sons joints dans le tableau suivant :

Tableau 6 : angle de frottement et la cohésion d'après l'essai de cisaillement a la boite

Sondages Profondeur(m) Cohésion (bar) Angle de frottement
Sc1	10.00-12.00	0.42	26.24
Sc3	17.00-18.50	0.35	22.83
	18.50-20.00	0.37	23.01
Sc4	3.0	0	25.86
	7.5	0	26.23
	12.0	0	23.32
	16.00-17.00	0.09	14.74
Sc5	17.00-19.50	0.06	12.13
Sc6	18.00-19.00	0.12	15.06

c) Essai de cisaillement de type « uu »

L'essai consiste à cisailler l'échantillon dans un état initial sans consolidation, ni aucun drainage préalable

Les résultats sont joints dans le tableau suivant :

Tableau 7 : angle de frottement P_u et la cohésion C_u d'après l'essai « uu»

sondages Profondeur(m) Cohésion (bar) Angle de

frottement

Sc3 20.00-21.50 0.13 12.27

III.3.2.3.Analyse chimique du sol :

Les échantillons prélevés ont subi des analyses chimiques au laboratoire, afin de déterminer leurs agressivités, selon la norme FP 18011 du 06/92. « béton classification des environnements agressifs », le sol analysé présente une agressivité dans l'ensemble forte d'où il est nécessaire de prendre quelques précautions pour la confection de l'infrastructure

Tableau « 8 » -Caractéristiques mesurées au laboratoire (Sondages SC 1 et S)

Sondage carotté		SC1					S
Z(m)		3-4	10-12	15-18	19-20	4-6	9-11	15-17
Zmoy(m)		3,5	11	16,5	19,5	5	10	16
Yd(KN/m3)		11,7	14,6	12,7	12,2	12,3	11,8	11,8
Yh(KN/m3)		17,31	19,35	17,99	17,82	17,82	17,48	17,48
Ys(KN/m^3 )		27	27	27	27	27	27	27
(O(%)		47,95	32,53	41,65	46,07	44,87	48,14	48,14
Sr(%)		100	100	100	100	100	100	100
T(80im)		6	97	2	5	3	5	7
T(2mm)		99	100	96	99	99	100	100
D60		0,34	0,0 12	0,30	0,27	0,30	0,28	0,30
D10		0,12	0,0014	0,14	0,11	0,14	0,10	0,10
Cu=D60/D10		2,83	8,57	2,14	2,45	2,14	2,80	3,00
(OL(%)		-	54	-	-	-	-	-
(OP(%)		-	26	-	-	-	-	-
IP		-	28	-	-	-	-	-
IC		-	0,82	-	-	-	-	-
Consistance		-	Très ferme	-	-	-	-	-
Classe LCPC		Sm	Sm	-	SA	-	Sm	SA-Sm
Résultats Oedométriques		-	1,46	-	-	-	-	-
		-	0,1827	-	-	-	-	-
		-	0,062	-	-	-	-	-
Cisaillement rectiligne ou triaxial	Type d'essai	CD	boite	-	-	-	-	-
	C' (bar)	0	0,42	-	-	-	-	-
	(p' (o)	26,78	26,24	-	-	-	-	-

Tableau « 9 » -Caractéristiques mesurées au laboratoire (sondage SC3)

Sondage carotté		SC3
Z(m)		2,0-4,0	4,0-6,0	6,0-8,0	17,0-18,50	18,50-20,00	20,00-21,50
Zmoy(m)		3,0	5,0	7,0	17,75	19,25	20,75
Yd(KN/m3)		12,20	12,20	12,20	14,90	15,20	14,20
Yh(KN/m3)		17,82	17,82	17,82	19,52	19,69	19,01
Ys(KN/m3)		27,00	27,00	27,00	27,00	27,00	27,00
(%)		46,07	46,07	46,07	31,00	29,53	33,87
Sr(%)		100	100	100	100	100	100
T(80pm)		3	2	4	92	89	82
T(2mm)		98	99	99	99	98	98
D60		0,3	0,3	0,3	0,008	0,007	0,02
D10		0,14	0,20	0,12	0,0014	0,0014	0,0014
Cu=D60/D10		2,14	1,50	2,50	5,71	5,0	14,29
L(%)		-	-	-	56	50	41
P(%)		-	-	-	28	23	21
IP		-	-	-	28	27	20
IC		-	-	-	0,97	0,79	0,40
Consistance		-	-	-	très ferme	très ferme	molle
Classe LCPC		Sm	Sm	Sm	At	At	Ap
Cisaillement rectiligne ou triaxial	Types d'essai	-	-	-	boite	boite	UU
	C'(bar)	-	-	-	0,18	0,15	-
	(p'(o)	-	-	-	21,89	21,99	-
	Cu(bar)	-	-	-	-	-	0,13
	(Pu(O)	-	-	-	-	-	12,27

Tableau « 10 » -Caractéristiques mesurées au laboratoire (Sondage SC4)

Sondage carotté		SC4
Z(m)		1,5	3	4,5	6	7,5	9	10,5	12	13	16-17
Zmoy(m)		1,5	3	4,5	6	7,5	9	10,5	12	13	16,5
Yd(KN/m3)		12	12	11,9	12,1	12,2	11,5	11,6	11,4	11,3	15,3
Yh(KN/m3)		17,38	17,38	17,65	17,65	17,82	17,31	17,31	17,14	17,14	19,69
Ys(KN/m3)		27	27	27	27	27	27	27	27	27	27
(%)		44,83	44,83	48,31	45,86	46,07	50,52	49,22	50,35	51,68	28,69
Sr(%)		100	100	100	100	100	100	100	100	100	100
T(80pm)		-	20	26		-	29	-	-	-	-
T(2mm)		-	91	88		-	96	-	-	-	-
D60		-	0,3	0,3	0,27	-	0,27	-	-	-	-
D10		-	0,08	0,08	0,08	-	0,08	-	-	-	-
Cu=D60/D10		-	3,75	3,75	3,75	-	3,75	-	-	-	-
Classe LCPC		-	SA	SA	SA	-	SA	-	-	-	-
Cisaillem- ent rectiligne ou triaxial	Types d'essai	-	Remanie boite	-	-	Remanie boite	-	-	Remanie boite	-	boite
	C'(bar)	-	0	-	-	0	-	-	0	-	0,09
	(p'(o)	-	25,86	-	-	26,23	-	-	23,32	-	14,74

Tableau « 11 » Caractéristiques mesurées au laboratoire (Sondages SC5 et SC6)

Sondage carotté		SC5				SC6
Z (m)		4,5	6	9	17-19,5	3	4	9	18-19
Zmoy (m)		4,5	6	9	18,25	3	4	9	18,50
Yd(KN/m3)		12,2	11,5	11,5	14,5	12,2	11,8	11,6	14,6
Yh(KN/m3)		17,82	17,31	17,31	19,18	17,82	17,48	17,31	19,35
Ys(KN/m3)		27	27	27	27	27	27	27	27
(%)		46,07	50,52	50,52	32,28	46,07	48,14	49,22	32,53
Sr (%)		100	100	100	100	100	100	100	100
Cisaillement rectiligne ou triaxial	Types d'essai	-	-	-	boite	-	-	-	boite
	C'(bar)	-	-	-	0,06	-	-	-	0,12
	(p'(o)	-	-	-	12,13	-	-	-	15,06

Légende :

S_m : Sable propre mal gradué ; SA : Sable argileux ;

At : Argile très plastique ; Ap : Argile peu plastique ;

-Photos de caisses des sondages réalisés-

III.4. Résultats des essais in-situ :

III.3.4.1.Essais au pénétromètre standard (SPT) :

L'essai S.P.T consiste à faire pénétrer dans le sol par battage, un carottier de dimensions normalisées, porté par un train de tiges et de compter le nombre de coups nécessaire à l'enfoncement de 30 cm.

Les essais ont été réalisés à l'intérieur des forages, chaque 1.50 m de profondeur dans les couches sableuses.

Les résultats obtenus se résument dans les tableaux ci-dessous :

N° Sondage

SPT 1

SPT2

SPT3

SPT4

SPT5

SPT6

SPT7

SPT8

Profondeur (m)

10.50

12.00

13.50

10.50

12.00

10.50

12.00

10.50

2.00

4.00

2.00

4.00

2.00

4.00

4.50

4.50

4.50

4.50

4.50

6.00

6.00

3.00

6.00

7.50

9.00

3.00

6.00

7.50

9.00

3.00

6.00

7.50

9.00

3.00

6.00

7.50

9.00

3.00

6.00

9.00

1.50

1.50

1.50

1.50

Nature lithologique

Sable fin saturé

Sable fin saturé

Sable fin saturé

Sable fin saturé

Sable fin gris

Sable

Sable

Sable

Nombre de coups
SPT

Refus

25

57

72

34

55

42

24

24

24

28

32

21

28

28

28

26

23

26

31

27

30

25

30

32

35

35

20

28

36

34

40

47

67

15

10

12

15

10

13

19

19

8

9

Tableau 12 : résultat obtenu a partir des essais SPT1,..., SPT8

Interprétation des résultats :

> En vu des résultats des trois premiers essais (SPT1,..., SPT3), le sol montre une bonne

compactage où _NSPT dépasse les 50 coups (NSPT =50), et cela à partir de 4.00m de profondeur.

> En vu des résultats des cinq derniers essais (SPT4,..., SPT8), on peut déduire que le sol de notre assiette présente une compacité moyenne a élevé

III.3.4.2.Essais pressiométriques (PMT) :

Deux forages à la tarière D9000 ont été réalisés sur le site, dans le but d'effectuer des essais de chargement pour estimer les caractéristiques pressiométriques du sol en place.

Les sondages pressiométriques PR1 et PR2 ont été réalisés jusqu'à 13m de profondeur pour PR1, et 11m de profondeur pour PR2 avec enregistrement des résultats pour chaque mètre.

Cet essai permet de mesurer la pression limite notée PL et le module pressiométrique noté E_m. Les résultats sont regroupés dans les tableaux ci-dessous:

Tableau « 13 » -Résultats de l'essai pressiométrique PR1 :

Z(m) E_m(kpa) PL(kpa) Em/PL Type de

sol

10

11

12

13

3

2

4

5

6

7

8

9

1

3285

2228

2075

2093

2949

2831

1478

1829

1412

1434

1402

223

749

P l(Kpa)

470

455

467

291

450

327

365

490

219

456

472

368

126

4.90

3.16

4.32

3.93

4.27

3.42

3.81

5.98

6.29

6.83

6.47

5.96

1.77

Sous-
consolidé

Sous-
consolidé

Sous-
consolidé

Sous-
consolidé

Sous-
consolidé

Sous-
consolidé

Sous-
consolidé

Sous-
consolidé

Sous-
consolidé

lâche

lâche

lâche

lâche

Em (Kpa)

1/3

1/3

1/3

1/3

1/3

1/3

1/3

1/3

1/3

1/3

1/3

1/3

1/3

a E(kpa)

9855

6684

4434

5487

9225

4236

4302

6279

2247

8847

8493

4206

669

Figure29 : profils de Pl et Em d'essai PR01

Tableau « 14 » -Résultats de l'essai pressiométrique PR2 :

Z(m) E_m(kpa) PL(kpa) Em/PL Type de sol a E(kpa)

10

11

3

2

4

5

6

7

8

9

1

2767

3422

2343

2963

3237

1578

1638

1627

1519

446

757

P l(Kpa)

485

496

458

328

370

280

432

281

229

213

145

10.43

11.52

3.25

3.30

3.08

3.55

6.04

6.33

5.81

6.85

6.63

Normalement
consolidé

Normalement
consolidé

Sous-
consolidé

Sous-
consolidé

Sous-
consolidé

Sous-
consolidé

Sous-
consolidé

Sous-
consolidé

Sous-
consolidé

Sous-
consolidé

Sous-
consolidé

EM(Kpa)

1/3

1/3

1/3

1/3

1/3

1/3

1/3

1/3

1/3

1/3

1/3

10266

4734

4914

8301

7029

4881

8889

9711

4557

2271

1338

Figure30 : profils de Pl et Em d'essai PR02

Avec :

PL : Pression limite ;

E_m : Module pressiométrique (ou module de Ménard) ;

OE : Coefficient de structure du sol, fonction du rapport Em/PL ; E : Module d'élasticité du sol donné par : E=E_m/ct

Interprétation des résultats :

Selon le plan d'implantation des sondages, les essais pressiométriques PR1 et PR2 sont réalisés à proximité des sondages carottés SC1 et S respectivement. Dans les trois premiers mètres on a enregistré des valeurs un peu proches de la pression limite (PL) et des grandes

valeurs du module pressiométrique (E_m). On remarque que les valeurs de PL sont tous inférieures à 0.5 MPa pour la couche de sable. Cette valeur permet de classer les couches de sol (selon les classifications conventionnelles du sol) comme sable lâche. Il est en même en

considérant les valeurs du rapport _Em/PL qui définissent des sables sous-consolidées (en générale) et lâches.

III.4.3.Campagne géophysique :

La compagne géophysique a consister à la réalisation de :

> 01 essai Down Hall de 25m

> 02 profils sismiques de réfractions

> 05 sondages électriques verticales SEV méthode Wenner > 01 profil d'onde de surface (M.A.S.W)

I.Essai Down-Hole I.1.Objectif : L'Objectif de l'essai est la détermination des paramètres élastiques et les limites des couches pour une tranche de terrain localisée au voisinage des sondages, et pour une

direction verticale de propagation des ondes par la méthode DOWN-HOLE.

I.2 Principe :

La méthode down-hole consiste à mesurer les vitesses des ondes de compression (VP) et des

ondes de cisaillement (VS) d'une entité géologique entre la surface du sol et la position du capteur dans le sondage. Cette technique permet aussi la détermination des caractéristiques géodynamiques du terrain, lesquelles sont destinées le plus souvent à l'analyse dynamique des sols et procéder à la classification du site.

I.3.Mise en oeuvre :

L'essai down-hole est réalisé dans le trou de sondage carotté préalablement tubé en P.V.C de diamètre intérieur est de 80mm et cimenté pour assurer un bon couplage sol-tubage. L'émission du signal a eu lieu à la surface à proximité du trou de sondage, et la réception se fait à l'aide d'un capteur à trois composantes (une verticale et deux horizontales) contenus

dans un packer, équipé avec un système mécanique qui permet le blocage de l'outil en différente profondeurs dans le trou de sondage.

A partir des temps des arrivées des ondes primaires et des ondes secondaires (Sx et Sy) correspondant à différentes profondeurs, un tracé des dromochroniques, dont les pentes sont égales aux vitesses de propagation ? VP et ? VS. Ces vitesses sont liées aux paramètres de la loi de comportement du milieu.

I.4. Résultats des mesures :

L'essai down-hole est réalisé dans les sondages (CH1), jusqu'à la profondeur de 20 mètres, avec un pas de mesure de 1 mètres. Les résultats obtenus sont récapitulés ci-après, et comportent:

· Les hodochrones des profils sismiques.

· Un tableau des vitesses de compression, de cisaillement et épaisseurs moyennes mesurés des couches.

· Classification du site

Tableau 15.vitesses Vp et Vs

SC1
Profondeur (m)	VP (m/s)	VS (m/s)
1	780	360
2	780	360
3	780	360
4	780	360
5	1560	640
6	1560	640
7	1560	640
8	1560	640
9	1560	640
10	1560	640
11	1560	640
12	1560	640
13	1560	640
14	1560	640
15	1560	640
16	1560	640
17	1560	640
18	2840	1180
19	2840	1180
20	2840	1180
12	2840	1180
22	2840	1180
23	2840	1180

-10

-15

-20

-25

-5

0

0 5 10 15 20 25 30 35 40

780m/s

360m/s

1560m/s

2840m/s V_p V_s

Vp et Vs en fct de P

640m/s

80m/s

Figure 31 : Variation des vitesses Vp et Vs en fonction de la profondeur de (CH1)

Interprétation des résultats :

L'interprétation des résultats de l'essai Down-hole a permis de mettre en évidence 3 terrains de vitesses différentes:

> Vitesse de compression (VP):

La stratigraphie des couches reconnues se présente comme suit :

- Le terrain superficiel est d'une épaisseur de 4 mètres, présente une vitesse des ondes de compression de l'ordre de 780 m/s.

- le terrain sous-jacent, compris entre les profondeurs 4 m et 17 mètres, composée d'une formation sableuse présentant des vitesses de l'ordre de 1560 m/s.

-Le troisième terrain composé de marne sableuse compacte et qui présente des vitesses de compressions de l'ordre de 2840 m/s pour des profondeurs supérieures à 17 mètre.

> Vitesse de cisaillement (VS)

Les vitesses de cisaillement pour les3 couches de terrains détectées sont :

- 360 m/s entre la profondeur 0.0 m et 4 mètres, qui correspond à la couche de sable hydraulique

- 650 m/s entre les profondeurs 4 mètre et 17 mètres qui correspond au sable compact. - 1180 m/s pour les profondeurs supérieures à 17 mètres, qui correspond à la couche de marne.

Classification du site

Les vitesses des ondes de cisaillement peuvent être utilisées pour la classification du site en utilisant l'expression suivante :

n

? hi

Vs

s

j = 540 /

m

n

?

j

hi

Vsi

Où :

- Vsi : Vitesse d'onde de cisaillement à travers la couche N°i.

- hi : L'épaisseur de la couche i

Le calcul précèdent nous a permis de classer le sol selon les règles parasismiques Algérienne (RPA 1999 version 2003) en catégorie S2 (sol Ferme).

Calcul des modules G, E, et K :

Ces modules sont liés à la vitesse Vs par les relations suivantes :

>Le coefficient de poisson :

y = [V²p - 2V²s] / 2[V²p - 2V²s]

> Le module de compression ou de Young E :

E = 2d V²s (1+ v)

> Le module de cisaillement G :

G = d V²s

> Le module d'incompressibilité K :

K = d [V²p - 4/3V²s]

Tableau 16. Valeur des paramètres G, E, et K dans le sondage (CH01)

Profondeur (m)	Vp (m/s)	Vs (m/s)	p (g/cm^3)	V	G (Mpa)	E (Mpa)	K (Mpa)
0--4	780	360	1.23	0.36466165	159.408	435.07597	535.788
5--17	1560	640	1.18	0.39881423	483.328	1352.17217	2227.21067
17--23	2840	1180	1.18	0.39567224	1643.032	4586.26831	7326.69867

II. Méthode sismique réfraction :

1.

Principe de l'essai :

La sismique réfraction consiste à provoquer un ébranlement artificiel à l'aide d'un marteau, l'ébranlement déforme le milieu traversé, ces déformations se propagent sous forme d'ondes réfractées sur les surfaces de discontinuité et enregistrées à l'aide des géophones. Les temps de

propagation permettent de calculer les vitesses de propagation des ondes dans le sous-sol et de déterminer la géométrie, la structure et la configuration des couches géologiques

2. Réalisation des essais de reconnaissance : a. Equipements de mise en oeuvre :

Le laboratoire national LNHC a réalisé les essais de reconnaissance géophysique par sismique réfraction à l'aide d'un équipement performant constitué des éléments suivants :

· Un sismographe modèle TERRALOC MK6, à canaux multiples avec un ordinateur interne compatible de PC , doté de programmes informatiques de haute précision.

· 12 géophones verticaux connectés à une tresse sismique modèle SM4 14 HZ.

· 12 géophones horizontaux connectés à une tresse sismique modèle SM4 14 HZ.

· Une source d'énergie sismique.

b. Position des profils sismiques :

Deux (02) profils sismiques de longueur égale à 65 mètres avec un pas régulier de 5mètres, et cinq tirs (5) Pour chaque profil on été exécuté:

1. Trois tirs avec connexion des géophones verticaux ; pour générer les ondes de compression :

· 1 tir direct (TD) à 5m du premier géophone ;

· 1 tir au centre (TC) entre le 6^éme et 7^éme géophones ;

· 1 tir reverse (TR) à 5m du dernier géophone.

* Deux tirs avec connexion des géophones horizontaux; pour enregistrer les ondes

de cisaillement :

- 1 tir direct (TD) à 5 m du premier géophone ; - 1 tir reverse (TR) à 5 m du dernier géophone.

3. Résultats obtenus :

Les résultats obtenus sont récapitulés ci-après, et comportent pour chaque profil réalisé :

· Les hodochrones des profils sismiques.

· Un tableau des vitesses de compression, de cisaillement et épaisseurs moyennes mesurés des couches.

· Classification du site.

Figure 32.Hodochrone du profil sismique (Ps1) : vitesses des

Figure 33.Hodochrone du profil sismique (Ps1) : vitesses des ondes S Tableau 17. Modèle de terrain de chaque tir effectué pour le profil PS1

N^° couche		VP (m/s) Moyenne						VS (m/s)			h (m) Moyenne
1	410			260		5.8
2	640			380		0.9
3	1350			620		--
		Vitesses de propagation des ondes de compression						Épaisseur
		Vp1 (m/s)			Vp2 (m/s)		Vp3 (m/s)	h1 (m)		h2 (m)
Tir direct		360			650		1400	5.1		0.8
Tir centré direct		480			--		--	4.8		--
Tir centré inverse		470			--		--	4.9		--
Tir inverse		340			630		1300	8.2		1.0

Figure 34. Coupe géosismique du PS1

Figure 35. Hodochrone du profil sismique (Ps2) : vitesses des ondes P

Figure 36. Hodochrone du profil sismique (Ps2) : vitesses des ondes S

Tableau 18. Modèle de terrain de chaque tir effectué pour le profil PS2

N^° couche		VP (m/s) Moyenne						VS (m/s)			h (m) Moyenne
1	410			250		3.1
2	760			450		--
		Vitesses de propagation des ondes de compression						Épaisseur
		Vp1 (m/s)			Vp2 (m/s)		Vp3 (m/s)	h1 (m)		h2 (m)
Tir direct		420			830		--	3.7		--
Tir centré direct		450			710		--	2.6		--
Tir centré inverse		310			760		--	2.3		--
Tir inverse		450			740		-	3.6		--

Figure 37. Coupe géosismique du PS2

§ Tableau 19. Vitesses de compression, de cisaillement et épaisseurs moyennes mesurés des couches.

	Couches	Épaisseur de la couche	VP (m/s)	VS (m/s)
PS1	1	5.8	410	260
	2	0.9	640	380
	3	--	1350	620
PS2	1	3.1	410	250
	2	--	760	450

Classification du site

D'après le RPA 99 version 2003 on peut classer le sol dans la catégorie S2 (Sol Ferme).

Synthèse des résultats de la sismique réfraction :

La synthèse des travaux de géophysique réalisés sur le site du Port d'Alger du projet «centrale turbine» a permis de dresser des coupes géosismique déterminant :

>La vitesse des zones altérées du site prospecté.

>De définir la morphologie générale de terrain prospecté.

>D'établir l'absence où la présence des anomalies tel que (failles, accidents géologique).

L'interprétation des résultats réalisés sur le site, a permis de mesurer les paramètres suivants:

>Vitesse des ondes de compression « Vp »

>Vitesse des ondes de cisaillement « Vs »

Les résultats de ces essais ont identifié les paramètres suivants :

1. Couche de recouvrement

Une couche de recouvrement superficielle d'épaisseur moyenne qui varie de 3.1 m à 5.8 m, présentant des valeurs de vitesses moyennes des ondes de compression de l'ordre de 410 m/s et des vitesses des ondes de cisaillement de l'ordre de 250 m/s à260 m/s.

2. Second terrain:

La seconde couche d'épaisseur faible de 0.9 m environs, révèle des vitesses moyennes de compression de l'ordre de 640m/s à 760 m/s et des vitesses moyennes de cisaillement de l'ordre de 380 m /s à 450 m/s.

3. troisième terrain :

La troisième couche présente des vitesses d'onde de compression de l'ordre de 1350 m/s et des vitesses d'onde de cisaillement de l'ordre de 620 m/s.

Conclusion :

L'ensemble de ces résultats montre que la sismique réfraction a permis de classer le sol selon les règles parasismiques Algérienne (RPA 1999 version 2003) en catégorie S2 (sol Ferme).

III. Méthode électrique Introduction

1- Principe :

Le principe de cette méthode consiste à mesurer les résistivités apparentes des sols à partir de la surface au moyen d'un dispositif appelé quadripôle. Ce quadripôle comprend :

- Deux électrodes A et B d'émission de courant continu dans le sous-sol.

- Deux électrodes M et N entre lesquelles est mesurée la différence de potentiel crée par ce courant.

2. Réalisation des essais de reconnaissance :

Le Laboratoire National de l'Habitat et de la Construction " L.N.H.C " Unité d'Oued Smar a fait des mesures des résistivités ohmiques, sur 3 profondeurs, dans les stations définies.

La localisation des stations de mesure a été réalisée conformément au plan d'implantation.

L'analyse des variations de pa en fonction de la profondeur conduit à la réalisation de courbe géo électrique des différentes couches en présence.

SONDAGE WENNER Dispositif de WENNER

O

A M N B

a

	3a

4 électrodes (A, B et M, N) sont enfonces dans le sol suivant une rectiligne à égale distance (a) l'une de l'autre.

Après la circulation d'un courant d'intensité (I) entre le couple extérieur AB, des mesures de la résistivité pa entre les électrodes MN a été mesuré, elle est donnée par l'équation :

pa = k (Av / I)

K : facteur dépendant de la géométrie du dispositif (k= 2 a)

Av : différence de potentiel entre les électrodes MN

I : courant envoyé par les électrodes AB

Ou a =1/3 AB : distance entre les électrodes en mètre.

Le potentiel mesuré entre M et N est du à la circulation du courant "I" venant de A et B,

La méthode donne une résistivité à une profondeur de "a" environ, en changeant "a" on peut effectuer les mesures dans différents volumes et atteindre différentes profondeurs.

Equipements de mise en oeuvre :

Les mesures de résistivité électrique ont été effectuées avec l'équipement suivant: - Un résistivimètre de type GEOTRADE-GTR2.

- Un convertisseur de courant modèle GEOTRADE GTE-6. - Electrodes.

L'appareillage de mesures est relié aux différentes électrodes à l'aide de câbles approprié.

Pour chaque point 3 mesures ont été effectuées pour différents écartement "a".

5 points de mesure des résistivités ont été réalisés sur le site, en 3 profondeurs d'investigation, avec un dispositif WENNER, réparties sur le site, conformément au plan d'implantation.

Les mesures ont été réalisées pour différents espacements des électrodes.
* a =3.00 mètres MN = 3.00mètres, AB = 9.00mètre

* a =5.00 mètres MN = 5.00mètres, AB = 15.00mètres * a =7.00 mètres MN = 7.00mètres, AB = 21.00mètres

Tableau 20. Mesures de p prise sur l'axe 1

station		AB	MN	p.
1	X= Y=	9	3	1.21
		15	5	1.30
		21	7	1.21
2	X= Y=	9	3	1.14
		15	5	0.92
		21	7	1.14
3	X= Y=	9	3	1.20
		15	5	0.80
		21	7	1.21
4	X= Y=	9	3	1.16
		15	5	0.97
		21	7	1.16
5	X= Y=	9	3	1.25
		15	5	0.89
		21	7	1.25

Tableau 21. Mesures de p prise sur l'axe 2

station		AB	MN	p.
1	X= Y=	9	3	1.17
		15	5	1.31
		21	7	1.17
2	X= Y=	9	3	1.10
		15	5	0.98
		21	7	1.10
3	X= Y=	9	3	1.22
		15	5	0.82
		21	7	0.87
4	X= Y=	9	3	1.18
		15	5	0.99
		21	7	1.07
5	X= Y=	9	3	1.20
		15	5	0.87
		21	7	0.97

AXE 1

résistivité pour a=3m, a=5m et a=7m

0 1 2 3 4 5 6

stations

5

4.5

4

3.5

3

2.5

2

1.5

1

0.5

0

Série1
Série2
Série3

AXE2

Série1
Série2
Série3

résistivité pour a=3m, a=5m et a=7m

4.5

3.5

2.5

0.5

1.5

5

4

3

2

0

1

0 1 2 3 4 5 6

stations

La "British Standart Institution", dans son fascicule CP 1021, donne les indications suivantes relatives à la corrosivité des sols vis-à-vis des conduites enterrées constituées de matériau en fer ou en acier en fonction de la résistivité de ces sols :

p < 10 Ù.m corrosivité sévère à très sévère ;

10 <p <100 Ù.m corrosivité modérée ;

p > 100 Ù.m corrosivité faible à très faible.

Il est rappelé que la résistivité ohmique d'un conducteur est l'inverse de sa conductivité électrique ; ceci veut dire qu'à une faible résistivité correspond une grande conductivité.

Conclusion :

Le terrain prospecte est très corrosif et très agressif, toutes les résistivités mesurées sont très faibles et peu variables.

IV. Méthode des ondes de surface M.A.S.W :

Cette nouvelle méthode utilisée, est l'exploitation des ondes de surfaces (ondes de Rayleigh) en utilisant le même matériel sismographe modèle TERRALOC MK6 avec 12 géophones de 4.5HZ.

Position des profils sismiques :

Nous avons effectué (01) profil sismique; de longueur égale à 24 mètres avec un

espacement entre géophones de 2 mètres, avec trois tirs : - Un tir direct (TD) à 4 m du premier géophone.

- Un tir reverse (TR1) à 4 m du dernier géophone.

- Un tir reverse (TR2) à 26 m du dernier géophone.

Principe de la méthode :

Nous nous sommes basés sur un dispositif de type MASW, donc multi capteurs, permettant d'extraire les caractéristiques de vitesse de propagation en fonction de la fréquence à Partir d'une transformation (x, t) -> (v, f).

Le traitement des données d'acquisition avec le logiciel Surfseis 2.0 ; après inversion donne une courbe de dispersion, et le choix approprié du nombre de couche nous permet d'obtenir un graphe des vitesses de cisaillement en fonction des épaisseurs de chaque couche.

Remarque :

La méthode des ondes de surface est plus précise ; elle permet de mesurer les vitesses d'onde de cisaillement avec leurs profondeurs correspondantes et détecter les couches sous-jacentes qui présentent des inversions de vitesse.

Les avantages significatifs de cette méthode, que l'on dénomme Ondes de Surface MASW sont :

· Une grande simplicité de mise en oeuvre, en particulier par rapport au cross-hole, ou downho le.

· La possibilité de travailler en environnement bruité, donc en imposant très peu de contraintes liées à la mesure, ce qui peut être d'une importance primordiale,

· La comparaison entre les modules de cisaillement G obtenus à partir de méthodes in situ ou d'essais en laboratoire.

.Résultats obtenus :

Les résultats obtenus sont récapitulés ci-après, et comportent pour le profil réalisé :

>Une courbe de dispersion (pour le tir direct respectivement tir revers).

>Un graphique donnant les vitesses d'onde de cisaillement et épaisseurs pour chaque couche. >Tableaux des valeurs mesurées et Classification du site

Profil 1 : Tir direct

Figure.38. Distribution d'énergie dans le plan (f, Vapp)

Profil 2 : Tir revers

Figure.39. Distribution d'énergie dans le plan (f, Vapp)

Tableau 22.résultats obtenus de l'essai M.A.S.W Profil 1 :

(N° couche)	Vitesse Vs (m/s)	Epaisseur H (m)		Vitesse Vp (m/s)	1
190 à 400	0 à 10	450 à 510		2
580 à 660	10 à 18.2	960 à 700		3
910 à 970	> 18	2220 à 2400

Interprétation :

Les résultats montre qu'on est en présence d'un terrain formé de trois couches

· La première couche d'épaisseur variant de 0.0 m à 10 m avec des vitesses d'onde de cisaillement variant entre 190 m/s à 400 m/s qui correspond au sable hydraulique.

· La deuxième couche correspond aux sables fins limoneux compact entre la profondeur 10 m et 18 m et des vitesses de cisaillement de 580 m/s à 660 m/s.

· La troisième couche correspond à la couche marneuse plus compacte, avec des vitesses d'ondes de cisaillement de 910 m/s à 970 m/s pour une profondeur supérieure à 18
mètres.

Conclusion :

L'ensemble de ces résultats montre que la sismique de surface (méthode dite MASW) a permis de classer du sol selon les règles parasismiques Algérienne (RPA 1999 version 2003) en catégorie S3 (sol Meuble).

III.4. Interprétation des résultats :

L'examen des résultats obtenus à partir des différents essais In Situ, et au laboratoire, nous a permis de déduire que le sol de l'assiette, se caractérise essentiellement par une formation sableuse, dont l'épaisseur pouvant atteindre les 1 8.00m.

0-10m : sable fin

10-18m : sable fin limoneux compact.

L'horizon marneux a été détecté à partir de 18m de profondeur.

.Les essais SPT réalisés dans les sables fins grisâtres (remblai hydraulique) dénotent un matériau de bonne compacité à partir de 4.00m de profondeur à travers les valeurs dépassant les 50 coups (SPT = 50).

les résultats des différentes Test géophysique ont révélés la présence de trois (03) terrains. >Le 1^er terrain présente des vitesses de cisaillement allant de 190 à 400 m/s qui correspond à la couche de sable fin (remblai hydraulique).

>Le second terrain, présente des vitesses au cisaillement de l'ordre 580 à 660 m/s.

>Le troisième terrain présente des vitesses de cisaillement de l'ordre de 910 à 970 m/s, qui correspond à la couche de marne.

En corrélation avec les coupes lithologiques, les résultas de géophysique correspondent parfaitement à la nature lithologique rencontrée.

Remarque :

Le niveau de la nappe a été détecté à 0.5m de profondeur. Dans les calculs, on considère que la nappe se trouve en surface et on travaille avec un poids volumique saturé Ysat=¹⁷.⁹⁸ KN/m³ pour le sable.

Conclusion :

Les résultats géotechniques et géophysique obtenue au cours des essais précédentes sont congruents et indique l'existence de trois couches sont les suivantes

1. sable fin saturée d'une profondeur moyenne de 12.0 m

2. sable peu argileux grise d'une profondeur entre 7.5 m et 22.0 m

3. une couche marneuse grise d'une profondeur entre 16.0 m et 25.0 m

Ce qui nous a aidé à faire un schéma représentatif des principales couches constituantes le sol étudier

Z=0 ,00m

T.N.I

h_w=0.5m

Sable fin saturée d'eau

Z=1 2,0m

Sable argileux gris

Z=7,5÷22,5m

Marne grise

Z=1 6,0÷25,0m

Substratum

Figure.40.Schéma représentant les principales couches qui forment le sol étudier

IV.1.Introduction :

Après avoir défini dans le chapitre précédant les caractéristiques physiques et mécaniques des principales couches du sol, on va procéder dans ce qui suit au dimensionnement des fondations de l'ouvrage vis-à-vis de la capacité portante et du tassement en se basant sur les résultats des essais de laboratoire et in situ (essais de pénétration standard et pressiométriques). Vu la présence de couches sableuses qui peuvent donner naissance au phénomène de liquéfaction, une évaluation du risque de liquéfaction selon méthode de Seed & Idriss 1971 a été établie.

Les charges à utiliser dans les calculs sont les suivantes pour l'ELU (combinaison fondamentale) et l'ELS (combinaison rare) :

> Effort transmis par le poteau le plus sollicité au sol à l'ELU : Nmax=²⁰⁰⁰ KN.

> Pression transmise du radier vers le sol : qELU =45.28 KPa et qELS = 34.42 KPa. (y compris le poids du radier)

IV.2.Calcul de la capacité portante des fondations superficielles : IV.2.1Cas des semelles isolées :

a. Dimensionnement à partir des essais de laboratoire :

Les résultats des essais d'échantillon pris dans le sondage SC 1 sont résumés dans le chapitre précédent tableau 08.

Les caractéristiques obtenus par l'essai de cisaillement à la boite sont : C'= 0 et '=26,78°. On calcul la capacité portante des semelles isolées avec quatre cas différents :

1er cas : Pour une fondation superficielle carrée B=L= 2m ; fichée à 1m.

L'expérience montre que dans le calcul de la capacité portante des fondations superficielles dans les sols pulvérulents, le comportement est drainé et le calcul

fait intervenir les caractéristiques drainées C'et '. Dans le calcul on prend toujours le cas le plus défavorable (la nappe en surface).

Ce qui concerne la profondeur de la couche de sable, on prend 18m la moyenne de tous les sondages carottés.

L Semelle isolée et C '=0,

B

= 1 < 5 ?

Donc la contrainte admissible s'écrit : q_a=y.D + [ (p. y. N_y + y. D. (N_q - 1)) / F_s ]

D'où :

F_s = 3

p=

B

L

B ö

÷

ø

ç æ +

2. è

1

L'efforf max transmis au sol est : Nmax=2000 KN. La contrainte transmise au sol est donc N

égale à : D

q 2 5 .

= +

B L

.

Les valeurs de N₇ et N_q sont les suivantes N₇ = 13,48 et N_q = 12,89

p	2 ( ) 0,5 = 2 . 1 1 +

0,5 . 7 ,9 8 . 1 3 ,48 7 , ,9 8 .0,5 . 1 2,89 1

+ -

( ) 5 7 ,54 KPa

q_a= 7 ,9 8 . 1 + = q_a=57,54KPa

3

2000 q=2 5 . 1 525 KPa + = 4

q=525 KPa

q> q_a donc la capacité portante n'est pas vérifiée

Alors une fondation de 2m de côté et fichée à 1m ne vérifie pas la capacité portante du sol calculée à partir des essais de laboratoire.

2ième cas : (B=L=2m, D=2m). 2

p

( ) 0,5

=

2 . 1 1

+

0,5 .7 ,9 8 . 1 3,48 7 ,9 8 .2 . 1 2,89 1

+ -

( ) 97 ,1 4 KPa

q_a= 7 ,9 8 .2 + = q_a= 97,14KPa

3

2000 q=2 5 .2 550 KPa + = 4

q = 550KPa

q> q_a donc la capacité portante n'est pas vérifiée

Alors une fondation de 2m de côté et fichée à 2 m ne vérifie pas la capacité portante du sol calculée à partir des essais de laboratoire.

b. Dimensionnement à partir des essais in situ :

b.1. Essais de pénétration standard (SPT) :

Sondage # SPT 1:

1er cas : On garde les mêmes dimensions de la fondation précédente sauf la fiche D=1m, donc an a les valeurs suivants (B=L=2m, D=1m).

La zone utile est [D-B/2 ; D+B/2] , donc ZU=[ 0 ; 5m ].

e

Nspt = (20+36)/2=28

q_a= 8.Nspt ^e.kd.(1+0,3/B)²

kd= 1+(1/3).(D/B) d'où (D/B) < 1

kd= 1+(1/3).(1/2) = 1,17

q_a= 8.28.1,17.(1+0,3/2)² = 346,60 KPa

En présence d'une nappe d'eau au niveau de la base de la fondation, donc on divise q_a sur 2

q_a / 2 = 173,30 KPa q_a=173,30 KPa

q = N/B²+25.D = 2000/4 + 25.1 q =525 KPa

q> q_a donc la capacité portante n'est pas vérifiée

Alors une fondation de 2m de côté et fichée à 1m ne vérifie pas la capacité portante du sol calculée en utilisant l'essai de pénétration standard.

2ième cas : (B=L=2m, D=2m).

La zone utile est [D-B/2 ; D+B/2] , donc ZU=[ 1 ; 3m ].

e

Nspt = 20

q_a= ⁸.Nspt ^e.kd.(1+0,3/B)²

kd= 1+(1/3).(D/B) d'où (D/B) < 1

kd= 1+(1/3).(2/2) = 1,33

q_a= 8.20.1,33.(1+0,3/2)² = 281,43 KPa

En présence d'une nappe d'eau au niveau de la base de la fondation, donc on divise q_a sur 2

q_a/ 2 = 140,71 KPa q_a=140,71 KPa

q = N/B²+25.D = 2000/4 + 25.2 q =550 KPa

q> q_a donc la capacité portante n'est pas vérifiée

Alors une fondation de 2m de côté et fichée à 2m ne vérifie pas la capacité portante du sol calculée en utilisant l'essai de pénétration standard.

Sondage # SPT 2:

1er cas : Pour une fondation isolée de 2m de coté et d'une fiche D=1m. La zone utile est [D-B/2 ; D+B/2] , donc ZU=[ 0 ; 5m ].

e

Nspt = (25+41)/2=33

q_a= 8.Nspt ^e.kd.(1+0,3/B)²

kd= 1+(1/3).(D/B) d'où (D/B) < 1

kd= 1+(1/3).(1/2) = 1,17

q_a= 8.33.1,17.(1+0,3/2)² = 408,49 KPa

En présence d'une nappe d'eau au niveau de la base de la fondation, donc on divise q_a sur 2

q_a / 2 = 204,25 KPa q_a=204,25 KPa

q = N/B²+25.D = 2000/4 + 25.1 q =525 KPa

q> q_a donc la capacité portante n'est pas vérifiée

Alors une fondation de 2m de côté et fichée à 1m ne vérifie pas la capacité portante du sol calculée en utilisant l'essai de pénétration standard.

2ième cas : (B=L=2m, D=2m).

La zone utile est [D-B/2 ; D+B/2] , donc ZU=[ 1 ; 3m ].

e

Nspt = 25

q_a= ⁸.Nspt ^e.kd.(1+0,3/B)²

kd= 1+(1/3).(D/B) d'où (D/B) < 1

kd= 1+(1/3).(2/2) = 1,33

q_a= 8.25.1,33.(1+0,3/2)² = 351,78 KPa

En présence d'une nappe d'eau au niveau de la base de la fondation, donc on divise q_a sur 2

q_a / 2 = 175,89 KPa q_a=175,89 KPa

q = N/B²+25.D = 2000/4 + 25.2 q =550 KPa

q> q_a donc la capacité portante n'est pas vérifiée

Alors une fondation de 2m de côté et fichée à 2m ne vérifie pas la capacité portante du sol calculée en utilisant l'essai de pénétration standard.

Sondage # SPT 3:

1er cas : Pour une fondation isolée de 2m de coté et d'une fiche D=1m. La zone utile est [D-B/2 ; D+B/2] , donc ZU=[ 0 ; 5m ].

e

Nspt = (15+35)/2=25

q_a= 8.Nspt ^e.kd.(1+0,3/B)²

kd= 1+(1/3).(D/B) d'où (D/B) < 1

kd= 1+(1/3).(1/2) = 1,17

q_a= 8.25.1,17.(1+0,3/2)² = 309,47 KPa

En présence d'une nappe d'eau au niveau de la base de la fondation, donc on divise q_a sur 2

q_a/ 2 = 154,73 KPa q_a=154,73 KPa

q = N/B²+25.D = 2000/4 + 25.1 q =525 KPa

q> q_a donc la capacité portante n'est pas vérifiée

Alors une fondation de 2m de côté et fichée à 1m ne vérifie pas la capacité portante du sol calculée en utilisant l'essai de pénétration standard.

2ième cas : (B=L=2m, D=2m).

La zone utile est [D-B/2 ; D+B/2] , donc ZU=[ 1 ; 3m ].

e

Nspt = 15

q_a= 8.Nspt ^e.kd.(1+0,3/B)²

kd= 1+(1/3).(D/B) d'où (D/B) < 1

kd= 1+(1/3).(2/2) = 1,33

q_a= 8.15.1,33.(1+0,3/2)² = 211,07 KPa

En présence d'une nappe d'eau au niveau de la base de la fondation, donc on divise q_a sur 2

q_a / 2 = 105,54 KPa q_a=105,54 KPa

q = N/B²+25.D = 2000/4 + 25.2 q =550 KPa

q> q_a donc la capacité portante n'est pas vérifiée

Alors une fondation de 2m de côté et fichée à 2m ne vérifie pas la capacité portante du sol calculée en utilisant l'essai de pénétration standard.

Sondage # SPT 4 :

1er cas : Pour une fondation isolée de 2m de coté et d'une fiche D=1m. La zone utile est [D-B/2 ; D+B/2] , donc ZU=[ 0 ; 5m ].

e

Nspt = (8+10+12)/3=10

q_a= 8.Nspt ^e.kd.(1+0,3/B)²

kd= 1+(1/3).(D/B) d'où (D/B) < 1

kd= 1+(1/3).(1/2) = 1,17

q_a= 8.10.1,17.(1+0,3/2)² = 123,79 KPa

En présence d'une nappe d'eau au niveau de la base de la fondation, donc on divise q_a sur 2

q_a/ 2 = 61,98 KPa q_a=61,98 KPa

q= N/B²+25.D = 2000/4 + 25.1 q =525 KPa

q> q_a donc la capacité portante n'est pas vérifiée

Alors une fondation de 2m de côté et fichée à 1m ne vérifie pas la capacité portante du sol calculée en utilisant l'essai de pénétration standard.

2ième cas : (B=L=2m, D=2m).

La zone utile est [D-B/2 ; D+B/2] , donc ZU=[ 1 ; 3m ].

e

Nspt = (8+10)/2 = 9

q_a= 8.Nspt ^e.kd.(1+0,3/B)²

kd= 1+(1/3).(D/B) d'où (D/B) < 1

kd= 1+(1/3).(2/2) = 1,33

q_a= 8.9.1,33.(1+0,3/2)² = 126,64 KPa

En présence d'une nappe d'eau au niveau de la base de la fondation, donc on divise q_a sur 2

q_a / 2 = 63,32 KPa q_a=63,32 KPa

q = N/B²+25.D = 2000/4 + 25.2 q =550 KPa

q> q_a donc la capacité portante n'est pas vérifiée

Alors une fondation de 2m de côté et fichée à 2m ne vérifie pas la capacité portante du sol calculée en utilisant l'essai de pénétration standard.

Sondage # SPT 5 :

1er cas : Pour une fondation isolée de 2m de coté et d'une fiche D=1m. La zone utile est [D-B/2 ; D+B/2] , donc ZU=[ 0 ; 5m ].

e

Nspt = (9+10+13)/3=11

q_a= 8.Nspt ^e.kd.(1+0,3/B)²

kd= 1+(1/3).(D/B) d'où (D/B) < 1

kd= 1+(1/3).(1/2) = 1,17

q_a= 8.11.1,17.(1+0,3/2)² = 136,16 KPa

En présence d'une nappe d'eau au niveau de la base de la fondation, donc on divise q_a sur 2

q_a/ 2 = 68,08 KPa q_a=68,08 KPa

q= N/B²+25.D = 2000/4 + 25.1 q =525 KPa

q> q_a donc la capacité portante n'est pas vérifiée

Alors une fondation de 2m de côté et fichée à 1m ne vérifie pas la capacité portante du sol calculée en utilisant l'essai de pénétration standard.

2ième cas : (B=L=2m, D=2m).

La zone utile est [D-B/2 ; D+B/2] , donc ZU=[ 1 ; 3m ].

e

Nspt = (9+10)/2 = 10

q_a= 8.Nspt ^e.kd.(1+0,3/B)²

kd= 1+(1/3).(D/B) d'où (D/B) < 1

kd= 1+(1/3).(2/2) = 1,33

q_a= 8.10.1,33.(1+0,3/2)² = 140,71 KPa

En présence d'une nappe d'eau au niveau de la base de la fondation, donc on divise q_a sur 2

q_a / 2 = 70,36 KPa q_a=70,36 KPa

q = N/B²+25.D = 2000/4 + 25.2 q =550 KPa

q> q_a donc la capacité portante n'est pas vérifiée

Alors une fondation de 2m de côté et fichée à 2m ne vérifie pas la capacité portante du sol calculée en utilisant l'essai de pénétration standard.

Sondage # SPT 6 :

1er cas : Pour une fondation isolée de 2m de coté et d'une fiche D=1m. La zone utile est [D-B/2 ; D+B/2] , donc ZU=[ 0 ; 5m ].

e

Nspt = (21+19+21)/3=21

q_a= ⁸.Nspt ^e.kd.(1+0,3/B)²

kd= 1+(1/3).(D/B) d'où (D/B) < 1

kd= 1+(1/3).(1/2) = 1,17

q_a= 8.21.1,17.(1+0,3/2)² = 259,95 KPa

En présence d'une nappe d'eau au niveau de la base de la fondation, donc on divise q_a sur 2 q_a/ 2 = 129,98 KPa q_a=129,98 KPa

q = N/B²+25.D = 2000/4 + 25.1 q =525 KPa

q> q_a donc la capacité portante n'est pas vérifiée

Alors une fondation de 2m de côté et fichée à 1m ne vérifie pas la capacité portante du sol calculée en utilisant l'essai de pénétration standard.

2ième cas : (B=L=2m, D=2m).

La zone utile est [D-B/2 ; D+B/2] , donc ZU=[ 1 ; 3m ].

e

Nspt = (21+19)/2 = 20

q_a= 8.Nspt ^e.kd.(1+0,3/B)²

kd= 1+(1/3).(D/B) d'où (D/B) < 1

kd= 1+(1/3).(2/2) = 1,33

q_a= 8.20.1,33.(1+0,3/2)² = 281,43 KPa

En présence d'une nappe d'eau au niveau de la base de la fondation, donc on divise q_a sur 2 q_a/ 2 = 140,71 KPa q_a=140,71 KPa

q = N/B²+25.D = 2000/4 + 25.2 q =550 KPa

q> q_a donc la capacité portante n'est pas vérifiée

Alors une fondation de 2m de côté et fichée à 2m ne vérifie pas la capacité portante du sol calculée en utilisant l'essai de pénétration standard.

Sondage # SPT 7:

1er cas : Pour une fondation isolée de 2m de coté et d'une fiche D=1m. La zone utile est [D-B/2 ; D+B/2] , donc ZU=[ 0 ; 5m ].

e

Nspt = (24+25)/2=25

q_a= ⁸.Nspt ^e.kd.(1+0,3/B)²

kd= 1+(1/3).(D/B) d'où (D/B) < 1

kd= 1+(1/3).(1/2) = 1,17

q_a= 8.25.1,17.(1+0,3/2)² = 309,47 KPa

En présence d'une nappe d'eau au niveau de la base de la fondation, donc on divise q_a sur 2

q_a / 2 = 154,73 KPa q_a=154,73 KPa

q = N/B²+25.D = 2000/4 + 25.1 q =525 KPa

q> q_a donc la capacité portante n'est pas vérifiée

Alors une fondation de 2m de côté et fichée à 1m ne vérifie pas la capacité portante du sol calculée en utilisant l'essai de pénétration standard.

2ième cas : (B=L=2m, D=2m).

La zone utile est [D-B/2 ; D+B/2] , donc ZU=[ 1 ; 3m ].

e

Nspt = 24

q_a= 8.Nspt ^e.kd.(1+0,3/B)²

kd= 1+(1/3).(D/B) d'où (D/B) < 1

kd= 1+(1/3).(2/2) = 1,33

q_a= 8.24.1,33.(1+0,3/2)² = 337,71 KPa

En présence d'une nappe d'eau au niveau de la base de la fondation, donc on divise q_a sur 2

q_a/ 2 = 168,86 KPa q_a=168,86 KPa

q = N/B²+25.D = 2000/4 + 25.2 q =550 KPa

q> q_a donc la capacité portante n'est pas vérifiée

Alors une fondation de 2m de côté et fichée à 2m ne vérifie pas la capacité portante du sol calculée en utilisant l'essai de pénétration standard.

Sondage # SPT 8:

1er cas : Pour une fondation isolée de 2m de coté et d'une fiche D=1m. La zone utile est [D-B/2 ; D+B/2] , donc ZU=[ 0 ; 5m ].

e

Nspt = (18+22+26)/3=22

q_a= 8.Nspt ^e.kd.(1+0,3/B)²

kd= 1+(1/3).(D/B) d'où (D/B) < 1

kd= 1+(1/3).(1/2) = 1,17

q_a= 8.22.1,17.(1+0,3/2)² = 272,33 KPa

En présence d'une nappe d'eau au niveau de la base de la fondation, donc on divise q_a sur 2

q_a / 2 = 136,16 KPa q_a=136,16 KPa

q = N/B²+25.D = 2000/4 + 25.1 q =525 KPa

q> q_a donc la capacité portante n'est pas vérifiée

Alors une fondation de 2m de côté et fichée à 1m ne vérifie pas la capacité portante du sol calculée en utilisant l'essai de pénétration standard.

2ième cas : (B=L=2m, D=2m).

La zone utile est [D-B/2 ; D+B/2] , donc ZU=[ 1 ; 3m ].

e

Nspt = (18+22)/2 = 20

q_a= 8.Nspt ^e.kd.(1+0,3/B)²

kd= 1+(1/3).(D/B) d'où (D/B) < 1

kd= 1+(1/3).(2/2) = 1,33

q_a= 8.20.1,33.(1+0,3/2)² = 281,43 KPa

En présence d'une nappe d'eau au niveau de la base de la fondation, donc on divise q_a sur 2 q_a / 2 = 140,71 KPa q_a=140,71 KPa

q = N/B²+25.D = 2000/4 + 25.2 q =550 KPa

q> q_a donc la capacité portante n'est pas vérifiée

Alors une fondation de 2m de côté et fichée à 2m ne vérifie pas la capacité portante du sol calculée en utilisant l'essai de pénétration standard.

b.2.Essais pressiomètriques (PMT) :

On garde les mêmes dimensions que dans l'essai de pénétration standard (SPT), la zone utile devient donc [D ; D+3B/2].

qL = kp.ple*+ q0 avec :

ple * : Pression limite équivalente nette (calculée à partir des valeurs pl * ) ;

*

pl = pl - p0 ;

k_p : Coefficient de portance pressiométrique qui dépend de la nature du sol, des dimensions de la fondation et de la fiche D. Il est donné par : k_p= k_p1.B/L + k_p0.(1-B/L) ; kp1et kp0 sont donnés par des abaques.

q0=7^,.D

Calcul de p0 :

Les sondages pressiométriques PR 1 et PR 2 sont réalisés à coté des sondages carottés SC 1 et SC 2 respectivement ou on a trouvé une couche de sable sur toute la hauteur de la zone utile.

,

Pour le sable : p0(z)= k0.&v0 . (z) avec :

&v0 ^,(z)= y^,.z

k0 : Coefficient de pression des terres au repos. Pour les sables, k0=0,5

Sondage PR01

1er cas : Pour une fondation isolée de 2m de coté et d'une fiche D=1m.

ZU=[1 ; 4m ].

k_p= k_p1=1,06

q0=7^,.D =7,98.1 = 7,98 KPa p0(z)=3,99.z

Z(m)

1

2

3

4

470
3,99

455
7,98

PL(KPa)
p0(KPa)

467
11,97

291
15,96

*

pl

(KPa)

466,01

447,02

455,03

275,04

pl * min= 275,04 --* 1,5. pl * min = 412,56 KPa

* ple

3.412,56 27 5,04 = + 378,1 8KPa 4

* ple

= 378,18 KPa

qL= 1,06.378,18 + 7,98 = 408,85 KPa - qL = 408,85 KPa

qcal =qL / 2= 204,43 KPa - qcal = 204,43 KPa

2000 q = 2 5 . 1 525 KPa + = 4

- q =525 KPa

q > qcal donc la capacité portante n'est pas vérifiée.

Alors une fondation de 2m de coté et fichée à 1m ne vérifie pas la capacité portante du sol calculée en utilisant l'essai pressiométrique.

2ième cas : (B=L=2m, D=2m). ZU=[2 ; 5m ].

k_p= k_p1=1,22

q0=7^,.D =7,98.2 = 15,96 KPa p0(z)=3,99.z

*

pl

PL(KPa)
p0(KPa)

Z(m)

(KPa)

447,02

7,98

455

2

455,03

11,97

467

3

275,04

15,96

291

4

430,05

19,95

450

5

pl * _mi_n=275,04 ( 1,5. pl * min = 412,56 KPa

* ple

3.412,56 27 5,04 = + 378,1 8KPa 4

* ple

= 378,18 KPa

qL= 1,22.378,18 + 15,96 = 477,34 KPa - qL = 477,34 KPa

qcal = qL / 2 = 238,67 KPa - qcal = 238,67 KPa

2000 q =2 5 .2 550 KPa + = 4

- q = 550 KPa

q > qcal donc la capacité portante n'est pas vérifiée.

Alors une fondation de 2m de coté et fichée à 2 m ne vérifie pas la capacité portante du sol calculée en utilisant l'essai pressiométrique.

Sondage PR02 :

1er cas : Pour une fondation isolée de 2m de coté et d'une fiche D=1m.

ZU=[1 ; 4m ].

k_p= k_p1=1,06

q0=7^,.D =7,98.1 = 7,98 KPa p0(z)=3,99.z

Z(m)

1

2

3

4

PL(KPa)
p0(KPa)

485
3,99

496
7,98

458
11,97

328
15,96

pl^*(KPa)

481,01

488,02

446,03

312,04

*

pl

*

min= 312,04 -* 1,5. pl _min= 468,06 KPa

* ple

2.468,06 446,03 3 1 2,04 + + = 423,55KPa 4

* ple

= 423,55 KPa

qL= 1,06.423,55 + 7,98 = 456,94 KPa qL = 456,94 KPa

qcal = qL / 2 = 228,47 KPa qcal = 228,47 KPa

q = 2000 + 25.1 = 525 KPa q =525 KPa

4

q > qcal donc la capacité portante n'est pas vérifiée.

Alors une fondation de 2m de coté et fichée à 1m ne vérifie pas la capacité portante du sol calculée en utilisant l'essai pressiométrique.

2ième cas : (B=L=2m, D=2m). ZU=[2 ; 5m ].

k_p= k_p1=1,22

q0=7^,.D =7,98.2 = 15,96 KPa p0(z)=3,99.z

Z(m)

3

2

4

PL(KPa)
p0(KPa)

7,98

496

11,97

458

15,96

328

19,95

370

pl *

(KPa)

488,02

446,03

312,04

350,05

*

pl

*

min =3 12,04 -* 1,5. pl min = 468,06 KPa

* ple

468,06 446 ,03 3 1 2,04 3 5 0,05 + + + = 394,04KPa 4

* ple

=394,04 KPa

qL= 1,22.394,04 + 15,96 = 496,69 KPa qL = 496,69 KPa

qcal = qL / 2 = 248,34 KPa qcal = 248,34 KPa

2000 q = 2 5 .2 550 KPa + = 4

q = 550 KPa

q > qcal donc la capacité portante n'est pas vérifiée.

Alors une fondation de 2m de coté et fichée à 2m ne vérifie pas la capacité portante du sol calculée en utilisant l'essai pressiométrique.

Conclusion :

D'après les résultats obtenus par les essais de laboratoire et les essais in situ (sondages de pénétration statiques et pressiométriques), on conclut qu'une fondation superficielle de type semelle isolée ne vérifie pas la capacité portante du sol, donc on suggère de réaliser un radier générale qu'on va le dimensionner dans ce qui suit.

IV.2.2 Cas du radier :

La forme de notre radier est rectangulaire, d'une largeur B = 4m et d'une longueur

L = 21,2m, donc la surface équivalente Seq = 84,8m². Le radier est fiché à 0,4m (on travaille avec un ancrage minimum pour diminuer l'épaisseur du radier et gagner sur le volume du béton).

La zone utile s'étale de	3.B	au dessous de la fondation donc dans l'intervalle [0,4 ; 6m].
	2

a) Calcul à partir des sondages pressiométriques (PMT) :

Sondage # PR 1 :

Le sondage pressiométriques PR 1 se situ à côté du sondage carotté SC 1 ou on a trouvé une couche de sable jusqu'à 9m de profondeur qui surmonte sur une deuxième couche de sable épaisse de13, 5 m.

,

Pour le sable : p0(z)= k0.&v0 . (z) avec :

ov0^, (z) = y^,.z = 7,98.z

k0 : Coefficient de pression des terres au repos. Pour les sables, k0=0,5 q0=7^,.D =7,98.0,4 = 3,19 KPa

Résultats à partir de l'essai PR 1

Z(m)	1	2	3	4	5	6
PL(KPa)	470	455	467	291	450	327
p0(KPa)	3,99	7,98	11,97	15,96	19,95	23,94
* pl (KPa)	466,01	447,02	455,03	275,04	430,05	303,06

En suivant la même procédure que pour le cas des semelles isolées, on obtient les résultats suivants :

pl * min= 275,04 --* 1,5. pl * min = 412,56 KPa

* ple

4.412,56 27 5,04 3 03 ,06 + + = 371,39KPa 6

* ple

= 371,39 KPa

k_p= k_p1.B/L + k_p0.(1-B/L)

4 4 ?

k _p= 0,8 . ? =

+ 0,8 . 1

? -

? 0,8

21,2 ? 21,2?

qL= 0,8.371,39 + 3,19 = 300,30 KPa qL= 300,30 KPa

qcal = qL / 2 = 150,15 KPa qcal = 150,15 KPa

Sachant que q=45.28 KPa, on conclut que q < qcal alors le radier vérifie la capacité portante du sol.

Sondage # PR 2 :

Le sondage pressiométriques PR 2 se situ à côté du sondage carotté SC 2 ou on a trouvé une couche de sable jusqu'à 10m de profondeur qui surmonte sur une deuxième couche de sable èpaisse de 8m..

Résultats à partir de l'essai PR 2

Z(m)	1	2	3	4	5	6
PL(KPa)	485	496	458	328	370	280
p0(KPa)	3,99	7,98	11,97	15,96	19,95	23,94
* pl (KPa)	481,01	488,02	446,03	312,04	350,05	256,06

*

pl

*

min= 256,06 -* 1,5. pl min = 384,09 KPa

* ple

3.384,09 3 1 2 ,04 3 50,05 25 6,06 + + + = 345,07KPa 6

* ple

= 345,07 KPa

k_p= k_p1.B/L + k_p0.(1-B/L)

4

k_p= 0,8 . 1 =

+ ( - ö

4

0,8 . 1

1 0,8

21,2 21,2)

qL= 0,8.345,07 + 3,19 = 300,30 KPa qL = 279,25 KPa

qcal = qL / 2 = 139,62 KPa qcal = 139,62 KPa

Sachant que q=45.28 KPa, on conclut que q < qcal alors le radier vérifie la capacité portante du sol.

b) Calcul à partir des sondages de pénétration standard (SPT) :

On ne peut pas dimensionner le radier à partir de cet essai, la cause est sa zone utile qui

varie entre D-

B 2

et D+2B, il faut donc au minimum une fiche de 2m, donc on perd plus de

volume de béton et en plus ça coûte énormément cher (on travaille avec un ancrage minimum pour diminuer l'épaisseur du radier et gagner sur le volume du béton).

Conclusion :

Selon les résultats de calcul du radier de 4m de largeur et de 2 1,2m de longueur, la pression transmis au sol est inférieur que sa capacité portante calculée à partir des essais in-situ (essais pressiométriques), donc le radier vérifie la capacité portante du sol.

IV.3. Dimensionnement des fondations profondes :

Supposons un pieux foré boue flottant caractérisé par :

· Fiche D de 12 m

· Un diamètre B de 1 m

Sous le poteau le plus sollicité chargé de 2000KN

a. Essais pressiométriques (PMT): P l * (z) = P l (z) - P ₀ (z)

Avec :

Pour le sable : P ₀ (z) = K0 .a ' v0 (z), K 0 = 0,5.

Sondage # PR 1 :

A partir des équations précédentes en rempli le tableau suivant : Résultats à partir des essais pressiométriques (Sondage PR 1)

Z (m)	1	2	3	4	5	6	7	8	9
Pl (Kpa)	470	455	467	291	450	327	365	733	126
P0 (Kpa)	3.99	7.98	11.97	15.96	19.95	23.94	27.93	31.92	35.91
Pl*(Kpa)	466.01	447.02	455.03	275.04	430.05	303.06	337.04	458.08	90.09
qs (Kpa)	20.99	20.05	20.13	13.32	19.65	14.52	23.93	20.70	4.85

Z (m) 10 11 12 13

Pl (Kpa) 219 456 472 368

P0 (Kpa) 39.9 43.89 47.88 51.87

Pl*(Kpa) 179.1 412.02 424.12 396.13

q_s (Kpa) 8.97 18.95 19.41

-

D/B = 12/1= 12 m notre calcul sera un calcul d'une fondation profonde.

a = max (b/2, 0.5) donc a= 0.5 m b= min (a, h) h=0 donc b= m

La zone utile d'une fondation profond est z e [D-b, D+3a] donc ZU= [12 - 13.5] m a partir du train naturel

(Pl*(z=13.5 m) = 340.14 (interpolation))

1. Calcul de la charge en pointe : 1

Ple* å A

Ple z

* .

b a

+ 3

r 424 . 1 2 3 96 . 1 3

+3 96 . 93 3 40 . 1 4

+ ù

Ple* » * 1 + * 0 . 5 Ple*=396.13 KPa

êL 2 2 ûú

Diamètre équivalent :

De = 1

Ple *

D

å A

pl z
* .

1

1 [ 466 . 0 1 424 . 1 2

+ ù

De = . 1 477 . 02 42 1 . 1 9

+ + + De=9.67 m

3 96 . 1 3 ê 2 ûú

De>5 cas d'une fondation profond, méthode de dimensionnement par PMT est justifier · d'après la classification de LCPC

- les valeur de Pl*<0.5 MPa = cas d'un un sable lâche catégorie « A »

- pieux foré boue = facteur de portance pressiométrique Kp=1 .00

ql = Kp.Ple* => ql = 343.16Mpa Charge limite en pointe Qp :

Qp 396. 13.fl.(0. 5)²

Qp=3 11.1 2KN

2. calcul de la charge en friction :

Pieu foré boue + sol catégorie « A » Qs sera déduite a partir de la courbe Q1 Ou bien a partir de la formule suivante :

æ ö

ç ÷

pl * pl *

Qs i

= 0 . 04 . . i

ç2- ÷ Avec i=1(coure Q1)

i

1 + ç 1 + ÷

2 è 2 ø

D

Qs B qs = H f ..

( ) z dz

0

Qs =fl..1i + + +

(20.99 1 9 .4 1

è 2 ø

+ ö

20 . 5 1 8 . 95 ÷

Qs=582.04 KN

Charge limite supporté par un pieu :

Ql=Qp+Qs

Ql=582.04+31 1.12=893.16KN

Ql=893.1 6KN

Sachant que Q tot = 2000KN, on calcul le nombre de pieux nécessaires (N) dans la combinaison fondamentale :

2000

Qtot > 0,71.N. Ql N= = soit N min = 4 pieux

3,95

0,71.893,13

Pour supporter la charge venue du poteau le plus sollicité il nous faut au moins 4 pieux.

Sondage # PR 2 :

Résultats à partir des essais pressiométriques (Sondage PR 2)

1	2	3	4	5	6	7	8	9
485	496	458	428	370	280	430	281	229
3.99	7.98	11.97	15.96	19.95	23.94	27.93	31.92	35.91
481.01	488.02	446.03	312.04	350.05	256.06	404.07	249.08	193.09
21.54	21.79	20.25	314.9	16.81	12.48	18.65	12.17	9.83

Z (m)
Pl (Kpa)

P0 (Kpa)
Pl*(Kpa)
qs (Kpa)

Z (m) 10 11 12 13

Pl (Kpa) 145 213 213 213

Rmue p es val e Pl a ofonde

P0 (Kpa) 39.9 43.89 47.88 51.87

odl d d

1 ue har

q _s (Kpa) 5.4 8.51 8.32

-

1. Calcul de la charge en pointe : 1

Ple*= ? Ä

Ple z

* .

b a

+ 3

1 r 1 6 5 . 1 2 1 6 1 . 1 3

+1 6 1 . 1 3 1 5 9 . 1 4

+ ?

Ple* = . 1 + . 0,5 -* Ple*=162.13 KPa

1 . 5 ?L 2 2 ??

Diamètre équivalent :

De = 1

Ple *

D

? Ä

pl z
* .

1

1 ? 48 1 . 0 1 1 6 5 . 1 2

+ ?

De = . 1 48 8 . 0 1 .... 1 69 . 1

+ + + De=20.33 m

1 62 . 1 3 ?? 2 ??

De>5 cas d'une fondation profonde, méthode de dimensionnement par PMT est justifier
· d'après la classification de LCPC

- les valeurs de Pl*<0.5 MPa cas d'un un sable lâche catégorie « A » - pieux foré boue facteur de portance pressiométrique Kp=1 .00

ql = Kp.Ple* ql = 162.13Kpa

Charge limite en pointe Qp :

Qp

ql . Svase = 162,13 .H

. 0 . 5 ( )2

Q p=127.23KN

2. calcul de la charge par friction :

*

= 0 . 04 . Plpl

? -

* ?

qs

? 2 ?

1 . 5

? 1.5 ?

D

Qs B qs = H ? ..

( ) z dz

0

? 2 1 . 54 8 .3 2 + Qs = H . . 1 . ? + + + 2 1 . 79 .... 8 . 5 1 ? 2

? ? ?

Qs=489.21 KN

Charge limite supporté par un pieu Ql Ql=Qs+Qp

Ql=489.21+127.23

Ql=61 6.25Kn

Sachant que Q = 2000KN, on calcul le nombre de pieux nécessaires (N) dans la combinaison fondamentale :

2000

Qtot < 0,71 .N. Ql N = N>4. 65

0,71.616,55

Soit N _min=5 pieux

Pour supporter la charge venue du poteau le plus sollicité il nous faut au moins 5 pieux

b. Essais de pénétration standard (SPT):

Vérification du même ouvrage que dans les essais pressiométriques avec un pieu de

1 m de diamètre et d'une fiche de 12 m

Résultat des essais SPT :

Sondages Profondeur Z (m)	NSPT	SPT04 NSPT (corr.)	NSPT	SPT05 NSPT (corr.)	NSPT	SPT06 NSPT (corr.)
1.5	8	8	9	9	26	21
3	10	10	10	10	23	19
4.5	12	12	13	13	26	21
6	15	15	19	17	31	23
7.5	24	20	21	18	27	21
9	24	20	28	22	30	23
10.5	24	20	28	22	25	20
12	28	22	28	22	30	23
13.5	32	24	-	-	-	-

Sondage # SPT 4 :

L'évaluation de la capacité portante d'un pieu foré, selon MEYERHOF (1976) par relation basée sur le nombre de coups Nspt soit :

1. capacité en pointe :

Q _p (KN) = m N A p

· m : est coefficient empirique égale a 400 pour les pieux battus et 130 pour les pieux forés

· N : la valeur de Nspt a la base du pieu

· A p : la section du pieu a sa base

m=120 (pieux foré) N=22 base de pieu A p=0.785 m2

Q p=120 * 22 * 0.785

Qp=2072.4 KN

2. capacité en friction :

Qf (KN) = n N D As

· n : est un coefficient empirique égal à 2 pour pieux battus et 1 pour les pieux forés

· N : est la valeur moyenne de Nspt le long du pieu

· As : surface extérieur du pieu par mètre de longueur (m²/ml)

· D : profondeur du pieu dans le sol

n = 1 pieu foré N= 16

As=3. 14m²/ml

Qf = 1 * 16 * 3.14 * 12=602.88

Qf=602.88 KN

3. Charge admissible : Un coefficient de sécurité de 4 doit être appliqué à la charge ultime

m N Ap + n N D As

Qadm (KN) =

Qadm

2072.4 + 602.88

4

Q_ad_m=668.82 KN

4

Sondage # SPT 5 :

1. la charge en pointe Qp

Qp (KN) = m N A p

2072.4 + 640.56

=

4

Qadm

Qadm= 678.24 KN

m = 120

N=22

AP=0.785 m2

Qp = 120 x 22 x 0.785

Q p = 2072.4 KN

2. Charge en friction: Qf = n.N.D.As

n = 1

N=1 7

As = 3.14 m²/ml

Q f= 1 x 17 x 12 x 3.14

Qf = 640.56 KN

3. Charge admissible

Sondage # SPT 6 :

1. la charge en pointe Q p

Q _p (KN) = m N A p

N=23 coups

m = 120

As = 0.785 m2

Qp = 120 x 23 x 0.785

2. Charge en friction : Qf = n.N.D.As

n = 1

N= 24

D=12 m

As = 3.14 m²/ml

Qf= 1 x 24 x 12 x 3.14

3. Charge admissible

Qp= 2166.6 KN

Qf= 904.32 KN

Qadm	=	2 166.6 + 904.32
		4

Qadm = 767.73 KN

Remarque :

1. pour raison du manque des données (nombres des poteaux et la charge totale de l'ouvrage) on ne peut pas calculer le nombre des pieux nécessaire pour supporter l'ouvrage entier.

2. Ce qui concerne le calcul de la capacité portante des fondations profondes avec les essais de pénétration standard, les sondages suivants : SPT 1, SPT 2, SPT 3, SPT 7 et SPT 8 ne sont pas pris en compte dans les calculs car leurs profondeurs n'ont pas atteint la fiche D des pieux qui est égal à 12 m.

IV.4. Calcul du tassement :

IV.4.1. Tassement du radier :

a. Essais pressiométriques (PMT) :

Le calcul du tassement par le biais de l'essai pressiométrique repose sur la méthode de Ménard basée sur le module pressiométrique du sol. Selon Ménard, le tassement globale est la

somme de deux composantes : un tassement sphérique (S_c) et un autre déviatorique (Sd). Le
tassement sphérique correspond à une zone du sol sous la fondation épaisse de B/2 , et fait

intervenir un module équivalent _Ems. Le tassement déviatorique correspond à une zone du sol ayant une profondeur de l'ordre de 8.B et se calcule avec un module équivalent Emd.

Le calcul du tassement nécessite de diviser en tranches fictives le sol sous la fondation, chaque tranche étant épaisse de B/2.

Dans notre cas, on veut calculer le tassement sous un radier rectangulaire d'une largeur B=4m et d'une longueur L=21,2m avec une fiche de 0,4m.

> Le tassement sphérique est donné par : sc = [q - &'_v0(D)]X_s Ba /9 Ems

Avec :

q : pression transmise au sol ;

a : coefficient de structure du sol. Il est donné en fonction de la nature du sol et du rapport

Em/PL ;

X_s : facteur de forme en fonction de L et B ;

> Le tassement déviatorique est donné par :

sd = 2 [q - &'_v0(D)] [ Xd.(B/B0)]^a.B0/9 Emd

Avec :

B0 : dimension de référence = 0.6 m ;

Xd : facteur de forme ;

(q - &'v0) : contrainte verticale à la base de la fondation à l'ELS (qui est égale à 34.42KPa). Donc on a le tassement final qui est égal à la somme des deux tassements sphérique et déviatorique : S = S_c+ Sd

q - !'_v0(D)

Z=D

E1 1

E2 2

3

E3-5 4

5

6

E6-8 7

8B

8

9

E9-16

16

Figure.1. Décomposition du terrain pour le calcul des modules équivalents

Le calcul des modules équivalent _Emd ^et _Ems peut être mené conformément aux recommandations de Ménard, comme suit :

· n n

1

Ems=E1= moyenne harmonique des n modules pressiométriques dans l'hémisphère(zone 1)

=

E Ei

1 å= ₁

i

· E2 = moyenne harmonique des n modules pressiométriques dans l'hémisphère(zone 2)

· E3-5 = moyenne harmonique des n modules pressiométriques dans l'hémisphère(zone 3 à 5)

Dans notre cas le module équivalent _Emd est donné par la formule suivante :

3, = 2	1 1 +	+		1

3 5

Emd E1 0,8 5 . 2

EE

Sondage PR01

Valeurs du module pressiométriques utilisées pour le calcul du tassement (Sondage PR 1)

Z(m)

1

2

3

4

5

6

7

8

9

10

11

12

13

Em(KPa)

3285

2228

1478

1829

2075

1412

1434

2093

223

749

2949

2831

1402

E KPa

1 2655 ,1 7

=

1

1

=

.

1

+

=

1

2

ö

÷

ø

2228

3285

E

æ ç

è

1

Ems = E1 = 2655,17KPa

1 1

=

E 2 2

( +

11 ö

ç ÷

è 1478 1829 ø

= =

E KPa

2 1634 ,87

æ ç

è

1

1 1 1

+ + + +

1829 2075 1412

1

.

3

E

5

10

1

ö

÷

ø

1402

= -- =

E KPa

3 5 9 86 , 48

3,2 1

=

Emd 2655 ,1 7

1

+ +

0,85.1634,87

Emd KPa

= 1516 ,63

1

=

986,48

Tassement sphérique :

sc = [q &'_v0(D)]X_s Ba /9 Ems

1

Sc ( ) cm

= - =

3 . 3 4 .42 7 ,9 8 . 0,4 . 1,4 .4 2 .44

9.2655,17

Tassement déviatorique :

2 -

. ( 3 4 .42 7 ,9 8 . 0,4) .(2,14. ⁴ )^1/3.0,6= 6 . 64 cm

Sd =

9.1516,63 0,6

Donc on a: S= 2.44+6.64 -* S =9.08cm

Pour un tassement admissible de 5cm, on conclu que S > Sadm

Sondage PR02

Valeurs du module pressiométriques utilisées pour le calcul du tassement
(Sondage PR 2)

Z(m)	1	2	3	4	5	6	7	8	9	10		11	Em(KPa)
1578	1638	2667	3422	2343	1627	2963	3237	1519	446	757

1

1

=

.

44KPa

1

+

=

,

2

1

ö

÷

ø

1578

1638

E

1 1607

=

E

æ ç

è

1

1 1

=

E 2 2

( +

11 ö

ç ÷

è 2767 3422 ø

= =

E KPa

2 3059 ,84

1

E 3 5

-

1 1 1

+ + + +

3422 2343 1627

= - =

E KPa

3 5 1290

.

8

1 æ

ç è

1

ö

÷

ø

757

Ems = E 1 = 1607 ,44 KPa

3,2 1

=

Emd 1607 ,44

1

+ +

0,85.3059,84

Emd KPa

= 1795 ,95

1

=

1290

Tassement sphérique :

1

Sc ( ) cm

= - =

3 . 3 4 .42 7 ,9 8 . 0,4 . 1,4 .4 4 . 02

9 . 1607 ,44

Tassement déviatorique :

2 -

. ( 3 4 .42 7 ,9 8 . 0,4) .(2,14. ⁴ )^1/3.0,6= 5 . 6 1 cm

Sd =

9.1795,95 0,6

Donc on a : S= 4.02+5.61 -* S =9.63cm

Pour un tassement admissible de 5cm, on conclu que S > Sadm

Remarque:

Le tassement calculé à partir de l'essai pressiométrique varie entre 5,4cm et 5,7cm est en dessus de la valeur admissible qui est égale 5cm, on constate que le sol peut avoir un tassement important sous la charge apportée par l'ouvrage. Dans ce cas on ne tire aucune conclusion vis-à-vis de la présence ou non du risque de tassement important de l'ouvrage avant de confirmer à l'aide des essais de pénétration standard (SPT).

b. Essais de pénétration standard (SPT) :

Le calcul du tassement par le biais de l'essai de pénétration standard repose sur la méthode de BURLAND-BURBRIDGE, Il s'agit d'une méthode empirique.

Cette méthode est applicable aux sols pulvérulents (Sable), Dans notre cas, on veut calculer le tassement sous radier d'une largeur B=4m et d'une longueur L=21,2m avec une fiche de 0,4m.

Le tassement d'une fondation superficielle est calculé en millimètre par l'expression suivante :

Si = Fs.Fl.Ft.Ic.[ q - (2/3).c'_v0(D) ].B^0,7

F_s : est un facteur de la forme donné par :

F_s = (5.L/4.B)².[1 / (L/B+0,25)²]

Fl: est un facteur dépendant de l'épaisseur H du sol

I_c :est l'indice de compressibilité, Il est donné par :

I_c=1 ,7 / ( N spt moy ₎1,4

Nspt moy: est la moyenne arithmétique des nombres N mesuré au SPT sur la profondeur d'influence Zi dans [ D ; D+ Zi]

Zi = B3/4

Fl= 1 --* H > Zi

Ft = 1 --* pour un tassement instantané

Sondage # SPT 1:

Zi = 4^3/4= 2,83

ZU= [0,4 ; 3,23]

N spt moy = 20

I_c= 1,7 / 20^1,4= 0,80

F_s== (5.21,2/4.4)².[1 / (21,2/4+0,25)²]=1,42

Si = 1,42.1.1.0,80.[ 34.42 - (2/3).7,98.0,4) ].4^0,7=9.64cm --* Si =9.64cm

Pour un tassement admissible de 5cm, on conclu que Si > Sadm

Sondage # SPT 2:

Zi = 4^3/4= 2,83

ZU= [0,4 ; 3,23]

N spt moy = 25

I_c= 1,7 / 25^1,4= 0,76

F_s== (5.21,2/4.4)².[1 / (21,2/4+0,25)²]=1,42

Si= 1,42.1.1.0, 76. [34.42 - (2/3).7,98.0,4) ].4^0,7=9.16cm --* Si =9.16cm

Pour un tassement admissible de 5cm, on conclu que Si > Sadm

Sondage # SPT 3:

Zi = 4^3/4= 2,83 ZU= [0,4 ; 3,23] N spt moy = 15

I_c= 1,7 / 15^1,4= 0,86

F_s== (5.21,2/4.4)².[1 / (21,2/4+0,25)²]=1,42

Si= 1,42.1.1.0,86.[ 34.42 - (2/3).7,98.0,4) ].4^0,7=10.3cm --* Si =10.3cm

Pour un tassement admissible de 5cm, on conclu que Si> Sadm

Sondage # SPT 4:

Zi = 4^3/4= 2,83 ZU= [0,4 ; 3,23]

8 10 =

Nspt moy = 9

+

2

I_c= 1,7 / 9^1,4= 0,98

F_s== (5.21,2/4.4)².[1 / (21,2/4+0,25)²]=1,42

Si= 1,42.1.1.0,98.[34.42 - (2/3).7,98.0,4) ].4^0,7=11.8cm -* Si =11.8cm

Pour un tassement admissible de 5cm, on conclu que Si > Sadm

Sondage # SPT 5:

Zi = 4^3/4= 2,83 ZU= [0,4 ; 3,23]

9 10 = Nspt moy = 10

+

2

I_c= 1,7 / 10^1,4= 0,96

F_s== (5.21,2/4.4)².[1 / (21,2/4+0,25)²]=1,42

Si= 1,42.1.1.0,96.[ 34.42 - (2/3).7,98.0,4) ].4^0,7=11.5cm -* Si =11.5cm

Pour un tassement admissible de 5cm, on conclu que Si> Sadm

Sondage # SPT 6:

Zi = 4^3/4= 2,83 ZU= [0,4 ; 3,23]

21 19 = Nspt moy = 20

+

2

I_c = 1,7 / 20^1,4= 0,80

F_s== (5.21,2/4.4)².[1 / (21,2/4+0,25)²]=1,42

Si= 1,42.1.1.0,80.[ 34.42 - (2/3).7,98.0,4) ].4^0,7=9.6cm --* Si =9.6cm

Pour un tassement admissible de 5cm, on conclu que Si > Sadm

Sondage # SPT 7:

Zi = 4^3/4= 2,83 ZU= [0,4 ; 3,23] N spt moy = 24

I_c= 1,7 / 24^1,4= 0,77

F_s== (5.21,2/4.4)².[1 / (21,2/4+0,25)²]=1,42

Si= 1,42.1.1.0,77.[ 34.42 - (2/3).7,98.0,4) ].4^0,7=9.2cm --* Si =9.2cm

Pour un tassement admissible de 5cm, on conclu que Si> Sadm

Sondage # SPT 8:

Zi = 4^3/4= ZU= [0,4 ; Nspt moy =	2,83 3,23] + 18 22	=		20

I_c = 1,7 / 20^1,4= 0,80

F_s== (5.21,2/4.4)².[1 / (21,2/4+0,25)²]=1,42

Si= 1,42.1.1.0,80.[ 34.42 - (2/3).7,98.0,4) ].4^0,7=9.6cm --* Si =9.6cm

Pour un tassement admissible de 5cm, on conclu que Si> Sadm

Conclusion :

D'après les résultats des tassements obtenus à partir des essais de pénétration standard, on constate que le sol peut avoir un tassement important sous la charge apportée par l'ouvrage (plus de 5cm) et en présence d'une fondation de type radier.

Ce problème peut être résolu par les fondations profondes qui peuvent traverser les couches faibles pour arriver au bon sol.

IV.4.2. Tassement des fondations profondes à partir de l'essai SPT :

Dans le cas d'un chargement normal sur un pieu (VESIC 1970-1977) a proposé la relation suivante :

	S	D		+ ä	Avec :

S tassement du pieu en cm

D diamètre du pieu en cm

, déformation élastique du pieu en cm

ä		1 00 . . . Q Lp

Q charge appliqué en KN

A section du pieu en m2

Lp fiche du pieu en m

E module d'élasticité du matériau constituant le pieu en Kpa (cas du béton E=2.58. 10⁷Kpa)

On calcul du tassement du pieu, cas du sondage SPT 6 plus grande charge supportée

Q=767.73KN Lp= 12 m

2 .. B A Ð =			A = 0.785 m2 1 00 767 .73 1 2 x x		4 100 S=
+
			5 8 .1 0 ^7

S = 10.45 mm

Pour un tassement admissible de 5cm, on conclu que S < Sadm

Conclusion :

Le type des pieux calculé si dessus ne satisfait pas les conditions de sécurité pour notre ouvrage au point de vue liquéfaction (pieux flottants) et au point de vue tassement qui reste important (calculé à partir d'essai SPT). Donc on doit éviter cette solution.

IV.5.Etude du risque de liquéfaction :

IV.5.1.Vérification des conditions de prédisposition de la liquéfaction :

Pour qu'un sol soit liquéfiable, il y'à un certain nombre de conditions à vérifier (voir IV.4.5) Puisque notre sol contient que des couches sableuses sur tous les sondages et avec une profondeur très importante, donc les conditions de prédisposition de liquéfaction sont présentées par le tableau ci-dessous.

N0 Sondage Condition	SC 1	SC 2	SC 3		SC 4	Sr = 100%
Oui	Oui	Oui	Oui		Cu < 15
Oui	Oui	Oui	Oui		0.05mm $ D60 $ 1 .50mm
Oui	Oui	Oui	Oui

N.B : Ce qui concerne les deux sondages SC 5 et SC 6 le laboratoire L.N.H.C n'a pas fait des analyses granulométriques, donc on ne peut pas connaître leur prédisposition de liquéfaction.

IV.5.2.Calcul du potentiel de liquéfaction à partir des essais au
pénétromètre standard (SPT) :

La méthodologie de calcul du potentiel de liquéfaction à partir des essais SPT est jointe en annexe A1 (Méthode de Seed-Idriss, 1971).

Selon le RPA 1998 version 2003, l'ouvrage en question appartient à la catégorie 1B : ouvrages de grade importance. Pour cette catégorie et pour la région d'Alger (zone sismique III), le coefficient d'accélération de zone, noté « A » vaut 0,30.

A = amax/g =0,30 donc on prend dans les calculs amax= 0,30.g.

Pour la magnitude, on prend M_w = 7,5.

Les résultats de calcul sont présentés par les tableaux ci-dessous :

Tab « a » -Résultats du sondage SPT1

Z(m)	N5p,	'v0(KPa)	v(KPa)	(N1)60	FC (%)	(N1)60 f	rd	CSR		CRR 7.5	2.00
20	15.96	35.96	28.04	2	28.04	0.985	0.4439	0.3116		4.00
36	31.92	71.92	35.68	2	35.68	0.969	0.4367	0.3964		6.00
44	47.88	107.88	35.61	5	35.61	0.954	0.4299 0.3911

K

1

1

1

0.349

0.444

0.438

CRR

0.786

1.020

1.020

FL

-0.020

-0.020

0.214

F(Z)

F(Z) (10 - Z/2)

-0.160

-0.160

1.926

PL = 3.39 % (< 5%) => pas de risque de liquéfaction. Tab « b » -Résultats du sondage SPT3

Z(m)	N5p,	'v0(KPa)	v(KPa)	(N1)60	FC (%)	(N1)60 f	rd	CSR		CRR 7.5	2.00
15	15.96	35.96	21.03	3	21.03	0.985	0.4439	0.2337		4.00
35	3 1.92	71.92	34.69	2	34.69	0.969	0.4367	0.3854		6.00
29	47.88	107.88	23.47	2	23.47	0.954	0.4299 0.2608

K

1

1

1

0.2617

0.43 16

0.2920

CRR

0.590

0.990

0.679

FL

0.410

0.010

0.321

F(Z)

F(Z) (10 - Z/2)

3.690

2.247

0.080

FL < 1.33 : il y'à un risque de liquéfaction locale sur tous les profondeurs. PL = 9.79 % (5% < PL < 15%) => Cas intermédiaire.

Tab « c » -Résultats du sondage SPT4

Z(m)	Nspt	'v0(KPa)	v(KPa)	(N1)60	FC(%)	(N1)60 f	rd	CSR		CRR 7.5	1.50
8	11.97	26.97	12.95	2	12.95	0.989	0.4457	0.1439		3.00
10	23.94	53.94	11.44	2	11.44	0.977	0.4403	0.1271		4.50
12	35.91	80.91	11.21	5	11.21	0.967	0.4358	0.1246		6.00
15	47.88	107.88	12.14	5	12.14	0.954	0.4299	0.1349		7.50
20	59.85	134.85	14.48	5	14.48	0.943	0.4249	0.1609		9.00
20	71.82	161.82	13.22	5	13.22	0.931	0.4195	0.1469		10.50
20	83.79	188.79	12.24	5	12.24	0.894	0.4029	0.1360		12.00
22	95.76	215.76	12.59	6	12.68	0.854	0.3848	0.1409		13.50
24	107.73	242.73	13.04	6	13.04	0.814	0.3668 0.2665

K	CRR	FL	F(Z)		F(Z) (10 - Z/2)	1
0.16 12	0.362	0.638	5.902		1
0.1423	0.323	0.677	5.752		1
0.1395	0.320	0.680	5.270		1
0.15 11	0.351	0.649	5.543		1
0.1802	0.576	0.424	2.650		1
0.1645	0.584	0.416	2.288		1
0.1523	0.607	0.393	1.867		1
0.1579	0.410	0.200	2.360		0.983
0.2934	0.800	0.590	0.650

FL < 1.33 : il y'à un risque de liquéfaction locale sur tous les profondeurs.

PL = 47.16 % (>15%), donc il y'à un risque important de liquéfaction globale.

Tab « d » -Résultats du sondage SPT5

Z(m)	Nspt	'v0(KPa)	v(KPa)	(N1)60	FC (%)	(N1)60 f	rd	CSR		CRR 7.5	1.50
9	11.97	26.97	14.56	3	14.56	0.989	0.4457	0.100		3.00
10	23.94	53.94	11.44	3	11.44	0.977	0.4403	0.1187		4.50
13	35.91	80.91	12.15	3	12.15	0.967	0.4358	0.1500		6.00
17	47.88	107.88	13.75	3	13.75	0.954	0.4299	0.2125		7.50
18	59.85	134.85	13.03	5	13.03	0.943	0.4249	0.2187		9.00
22	71.82	161.82	14.54	5	14.54	0.931	0.4195	0.1688		10.50
22	83.79	188.79	13.46	5	13.46	0.894	0.4029	0.1500		12.00
22	95.76	215.76	12.59	7	12.82	0.854	0.3848 0.1424

K

1

1

1

1

1

1

1

1

0.1120

0.1329

0.1680

0.2380

0.2449

0.1891

0.1680

0.1595

CRR

0.2513

0.3018

0.3855

0.5536

0.5763

0.6839

0.7120

0.7747

FL

0.7487

0.6982

0.6145

0.4464

0.4237

0.3 161

0.2880

0.2253

F(Z)

F(Z) (10 - Z/2)

4.762

3.125

2.648

6.925

5.935

0.901

1.739

1.368

FL < 1.33 : il y'à un risque de liquéfaction locale sur tous les profondeurs.

PL = 40.43 % (>15%), donc il y'à un risque important de liquéfaction globale.

Tab « e » -Résultats du sondage SPT6

Z(m)	Nspt	'v0(KPa)	v(KPa)	(N1)60	FC (%)	(N1)60 f	rd	CSR		CRR 7.5	1.50
21	11.97	26.97	33.99	3	33.99	0.989	0.4457	0.3777		3.00
19	23.94	53.94	21.75	3	21.75	0.977	0.4403	0.2417		4.50
21	35.91	80.91	19.62	2	19.62	0.967	0.4358	0.2180		6.00
23	47.88	107.88	18.69	2	18.69	0.954	0.4299	0.2068		7.50
21	59.85	134.85	27.14	4	27.14	0.943	0.4249	0.3016		9.00
23	71.82	161.82	15.20	4	15.20	0.931	0.4195	0.1689		10.50
20	83.79	188.79	12.24	4	12.24	0.894	0.4029	0.1360		12.00
23	95.76	215.76	13.16	4	13.16	0.854	0.3848 0.1462

K

1

1

1

1

1

1

1

1

0.4230

0.2707

0.2442

0.23 16

0.3378

0.1892

0.1523

0.1637

CRR

0.368

0.615

0.547

0.538

0.795

0.441

0.378

0.416

FL

0.632

0.385

0.453

0.462

0.205

0.559

0.622

0.584

F(Z)

F(Z) (10 - Z/2)

3.273

3.511

3.234

3.075

2.955

2.336

5.846

1.281

FL < 1.33 : il y'à un risque de liquéfaction locale sur tous les profondeurs.

PL = 36.54 % (>15%), donc il y'à un risque important de liquéfaction globale.

Tab « f » -Résultats du sondage SPT7

Z(m)	Nspt	'v0(KPa)	v(KPa)	(N1)60	FC (%)	(N1)60 f	rd	CSR		CRR 7.5	3.00
24	23.94	53.94	27.47	2	27.47	0.977	0.4403	0.3052		4.50
25	35.91	80.91	23.36	2	23.36	0.967	0.4358	0.2596		6.00
17	47.88	107.88	13.76	2	13.76	0.954	0.4299	0.1529		7.50
25	59.85	134.85	18.10	2	18.10	0.943	0.4249	0.2011		9.00
-	71.82	161.82	-	2	-	0.931	0.4195 -

K

1

1

1

1

1

0.3418

0.2908

0.17 12

0.2252

CRR

-

0.760

0.667

0.398

0.530

FL

-

0.240

0.333

0.602

0.470

F(Z)

-

F(Z) (10 - Z/2)

2.040

2.581

4.214

2.937

-

FL < 1.33 : il y'à un risque de liquéfaction locale sur tous les profondeurs.

PL = 17.00 % (>15%), donc il y'à un risque important de liquéfaction globale.

Tab « g » -Résultats du sondage SPT8

Z(m)	Nspt	'v0(KPa)	v(KPa)	(N1)60	FC (%)	(N1)60 f	rd	CSR		CRR 7.5	1.50
18	11.97	26.97	29.13	3	29.13	0.989	0.4457	0.3148		3.00
22	23.94	53.94	25.18	3	25.18	0.977	0.4403	0.2798		4.50
26	35.91	80.91	24.30	2	24.30	0.967	0.4358	0.2648		6.00
25	47.88	107.88	20.23	2	20.23	0.954	0.4299	0.2203		9.00
28	71.82	161.82	18.50	4	18.50	0.931	0.4195	0.2014		10.50
31	83.79	188.79	18.97	4	18.97	0.894	0.4029 0.2108

K

1

1

1

1

1

1

0.3526

0.3133

0.2966

0.2467

0.2256

0.2361

CRR

0.791

0.695

0.681

0.574

0.539

0.586

FL

0.209

0.305

0.3 19

0.426

0.461

0.414

F(Z)

F(Z) (10 - Z/2)

2.593

2.472

2.982

2.536

1.933

1.967

FL < 1.33 : il y'à un risque de liquéfaction locale sur tous les profondeurs.

PL = 24.39 % (>15%), donc il y'à un risque important de liquéfaction globale.

Remarque :

> On ne peut pas évaluer le potentiel de liquéfaction dans le sondage SPT2 car il donne des valeurs de PL inférieur à zéro.

> Ce qui concerne le calcul du potentiel de liquéfaction à partir des célérités V_s n'est pas applicable vu les valeurs qui sont supérieures à 200m/s.

Conclusion :

Le site étudié présente un risque de liquéfaction locale dans les couches sableuses sur tous les profondeurs et un potentiel de liquéfaction global important (> 15%) dans au moins cinq endroits différents (SPT 4,SPT 5,SPT 6,SPT7 et SPT 8) ce qui nécessite de prendre ce risque en considération et chercher une solution avant de posé notre ouvrage sur le sol (centrale électrique à gaz).

IV.6.Conclusion générale :

Suite au résultat qui on été obtenu aux différents calculs établis pour l'estimation des portances. Le sol qui doit supporter l'ouvrage projeté présente trois problèmes :

>Capacité portante faible ;

>Tassement important (de l'ordre de 6,05cm comme moyenne) ; >Risque de liquéfaction sous l'effet d'un séisme ;

D'après l'étude présentée dans ce chapitre plusieurs solutions partielles ont été proposé telle que :

· Fondations superficielles de type radier qui vérifie la capacité portante du sol mais on risque toujours d'avoir un tassement important et un risque de liquéfaction.

· Fondations profondes de type pieu foré boue qui vérifie la capacité portante du sol, mais ces dernier ne joue pas un rôle considérable dans la réduction du potentiel de la liquéfaction

A cet effet, d'autres solutions alternatives peuvent être analysées :

Enfin, l'amélioration de sol par colonnes ballastées semble une solution a considérer pour ce projet vue le faite quelle peut régler le problème de tassement et liquéfaction.

Celle-ci va être vérifié dans le chapitre qui suit.

V.1. Introduction:

Les colonnes ballastées constituant par l'incorporation d'un ballaste granulaire vibrocompacté dans un sol présente une étreinte latérale suffisante pour le confiner, un bon procéder d'amélioration des sols donnant au sol amélioré une certaine « souplesse ». la technique s'adapte bien au ouvrages « souples » de grande dimensions, pour lesquels les règles de justification son assez bien validées. Par contre, sous les ouvrage de faibles dimension (donc rigide, comme les semelles sous charges centré ou excentrée), il existe peu de règles de justification permettant de valider le procéder, que ce soit sous des charges monotones ou sous des charges sismiques.

V.2. Concept V.2.1 définition des paramètres caractéristiques :

L'étude de comportement et dimensionnement des colonnes ballastées conduit a introduire les paramètres caractéristiques usuels suivants :

- Le taux d'incorporation, noté a

- Le rapport de concentration des contraintes, noté n - Le facteur de réduction des tassements, noté

-

a. Équations d'équilibre :

On considère un ouvrage de grandes dimensions supportées par un massif traité par colonnes ballastées (figure)

Charges Q= ₀ A

fondation

Réseau des colonnes

Aire d'une colonne

Air du sol

Vue en plans du réseau

Colonnes isolée principes de la cellules unitaire (Ghionna et jamiolkowski, 1981)

Figure : réseau de colonnes : notions, colonnes isolé et principe de la cellule unitaire

On suppose que la colonne confinée, les déformations radiales s'annulent a mis chemin entre deux colonnes. Appliquant le principe de la cellules unitaire, la charge moyenne a la surface total A a0 se répartie sur la colonnes et le sol en fonction de leur aires Ac , As respectives comme suit :

A a0= Ac. a_c + As. a_s

b. taux d'incorporation :

Le taux d'incorporation d'une colonne est le rapport entre l'aire de la colonne Ac et l'aire totale d'influence A tel que :

?		Ac

Ce qui conduit a la relation suivante

a0= a a_c+ (1-a) a_s

c. rapport de concentration des contraintes :

Pour raison de différence entre le module des colonnes qui est supérieur a ceux du sol un mécanisme de transfère des charge se développe et conduit a la concentration des contrainte sur la colonne et réduction de la charge sur sol et le rapport s'écrit comme suit :

ç=		ó c

d. facteur de réduction du tassement

Le facteur de réduction du tassement est le rapport entre le tassement du sol Si avant traitement et le tassement Sf du milieu composite obtenu après traitement.

â	s	i
	s	f

V.2.2 modèle de ruptures : expansion, cisaillement, poinçonnement: V.2.2.1 rupture par expansion latérale d'une colonne :

La contrainte verticale effective de rupture en tête d'une colonne s'écrit comme suit :

? +

? '

óó

c lim = h lim

c

H ?

' ' 2

tan

? ?

? 4 2 ?

Tel que : ah lim : contrainte horizontale effective maximale du sol. ?_c : Angle de frottement du ballaste.

'

'
ó c lim

ó _s

Zone de l'expansion latérale (Z=3 a 4 Dc) m [Hughus et Withers, 1974]

'

ó h lim

Dc

Figure. Mécanisme de rupture d'une colonne isolée par expansion latérale (Greenwood,
1970)

V.2.2.2 rupture par cisaillement généralisé d'une colonne

Ce mécanisme de rupture est réservé aux colonnes courtes. La contrainte limite de cisaillement en tête d'une colonne est donné par :

C K

? ? ?

' 2 [ ] pc

p c

u

ó ó

= ? + . 1 sin( 2 ) . 1

s ? . K (Brauns (1978a, 1978b et 1980).)

c s

lim L sin( 2 ) ?? + +

s tans ? ?

L

'

Avec : ?

K pc tng i coefficient du buté de ballaste.

2 c ?

= 4 2

? +

Ð

?

? ?

Cu : cohésion non drainée du sol

! : angle de la génératrice du cone avec l'horizontale.

'

ó c lim

ó _s

s

Dc

h Dc i

Ð c

= . tan( + )

4 2

'

Figure. Surface de rupture par cisaillement généralisée (Branus 1978b)

V.2.2.3 rupture par poinçonnement du sol (colonne flottant)

Cette rupture aura lieu lorsque la résistance du sol sous la pointe ne peut pas équilibrer la

contrainte verticale a_v(z) qui transmis dans la colonne. Appliquant la règle classique adopté pour les pieux

ó ( ) ó lim ã

= + ? - C ?

u

z z 4 ?

v c ^c D

? (hughes et al, 1975, Branus 1980)

? c ?

Avec : Cu : cohésion non drainée, du sol supposé constante le long du colonne

V.3. Dimensionnement des colonnes ballastées :

V.3.1. Mailles de référence :

Selon la norme NFP 11-212 référence DTU 13.2 « fondation profondes pour le bâtiment »

· La maille de référence minimale est de 2.4 m2

· La maille de référence maximale est de 9 m2

NB.

. Le taux de substitution élevé induit un risque de soulèvement des plates de formes.

. Des mailles plus étroites, sans êtres inférieur à 1.5 m², sont possibles mais nécessitent une étude spécifique.

> Les caractéristiques des colonnes :

Dans notre cas (centrale électrique -port d'Alger) on a aboutit a un maillage minimale de 4.84 m²avec un entre axe de 2.2 m

Diamètre des colonnes ö = 0.7m dont la section ac=0.38 m2

Soit le nombre des colonnes n= 1700 colonnes Avec Profondeur moyenne de 10 m

> Caractéristique du matériau apporté :

Angle de frottement p = 40° Module de Young E= 1 00MPa

Poids volumique saturée Ysat = 21 KN/m³ Poids volumique sec Yd = 19 KN/m³

V.3.2. Justification des contraintes pour le sondage PR01 Vérification des contraintes dans les colonnes :

Le calcul de la contrainte maximale admissible consiste d'abord à déterminer la contrainte verticale de rupture q_r d'une colonne isolée a partir des caractéristiques des colonnes et du sol après traitement et ce selon les trois cas de rupture possible suivante :

- rupture par expansion latérale.

- rupture par cisaillement généralisé (rupture rare, cas des colonnes courtes) - rupture par poinçonnement (colonnes flottantes).

1. Rupture par expansion latérale : (contrainte de dimensionnement q_r)

La contrainte de rupture effective par expansion latérale _qre est donnée par la relation suivante :

qre = tan².(ir/4 + pc/2). max GREENWOOD 1970

Avec

"_c : Angle de frottement du ballaste

max = ple^* (essai pressiométrique)

ple^* = 10 466,01.447,02.455,03.275,04.430,05.303,06.337,07.458,08.90,09.1 79,1 = 311 KPa

% ple^* = 311 KPa

qre = tan².(ir/4 + 40/2). 311 = 1,43 MPa

- qre = 1,43 MPa

2. Rupture par cisaillement généralisé :

La rupture par cisaillement généralisé se produit lorsque la hauteur de la colonne est inférieure à 4xD. Comme D égale à 0.7 m ce risque est donc écarté.

3. Rupture par poinçonnement :

Le bon sol (marne) est a une profondeur de 18 m n'est pas atteint par le procédé de colonnes ballastées qui est limité entre 10 m et 13 m.

En appliquant les règles.

La contrainte verticale régnant au sein de la colonne est maximale en tête de la colonne et
décroît en fonction de la profondeur (SOYEZ, 1985). Dans un milieu caractérisé par la

cohésion non drainée Cu, la contrainte verticale de rupture vis-à-vis de poinçonnement est calculée selon la formule suivante :

qrp =9.C_u+L_c.[2.(C_u/R_c) -Y_c] Où :

Y_c: Poids volumique du matériaux constituant la colonne ; R_c : Diamètre de la colonne soit 0.7 m ;

Lc : Longueur de la colonne.

En pratique, on élimine le risque de poinçonnement en donnant à la colonne une longueur supérieure à la valeur qui équilibre la résistance du sol :

- Sous sollicitations à l'E.L.U : L_c ? R_c. [(YELU.a0ELU / C_u) - 9]/2 - Sous sollicitations à l'E.L.S : Lc? R_c. [(YELS.a0ELS / C_u) - 9]/2

Avec :

a0 : Contrainte verticale appliquée en tête de la colonne acol = qre/2

C_u a déterminé à partir de l'essai pressiométrique par la formule suivante C_u=PL-P0/5.5

YELU =1.5 YELS =2

On fait 02 calculs pour les combinaisons suivants :

	Cu max= 83.28 Kpa Cu min =16.38 KPa
Calcul à l'E.L.U :	* Lc ? 0,35.[(1,5.715/	16,38)	- 9]/2	= 9,88 m
	* Lc ? 0,35.[(1,5.715/	83,28)	- 9]/2	= 0,68 m
Calcul à l'E.L.Sé&

_*Lc ? 0,35.[(2.715/ 16,38) - 9]/2 = 9,70 m

* L_c ? 0,35.[(2.715/ 83,28) - 9]/2 = 1,43 m

L_c < 10 m (longueur pratique de la colonne)

La rupture par poinçonnement est toujours vérifiée.

Donc, la contrainte la plus défavorable est celle due à la rupture par expansion latérale, qre

Contrainte admissible dans les colonnes à l'E.L.S :

La contrainte admissible dans les colonnes _qa(ELS) est obtenue par application d'un coefficient de sécurité de 2 sur la contrainte q_r de rupture.

q_a= min (0.8 Mpa, qr/2) (valeur plafonné par la norme NF P11 212, DTU 13.2)

q_r= min (qre ,qrp) - q_r=1 .43 Mpa

q_a=1.43/2 = 0.715 Mpa - q_{a (ELS)=0.715} Mpa

Contrainte admissible dans les colonnes à l'E.L.U :

La contrainte maximale de calcul _qa(ELU) dans la colonne est obtenue par l'application d'un coefficient de sécurité de 1.5 sur la contrainte verticale de rupture _qr. Ce ci convient à effectuer un coefficient de 1.33 a la contrainte admissible a l'ELS

qa(ELU) =1.33x q_{a (ELS)=} 0.95 Mpa - qa(ELU) =0.95 Mpa

V' Vérifications :

a0ELS = 45.28 KPa et qaELS = 715 KPa = a0ELS < qaELS

a0ELU = 34.42 KPa et qaELU = 950 KPa = a0ELS < qaELS

Ces deux valeurs ne sont pas forcement les valeurs permettant le dimensionnement du projet il est encore nécessaire de définir le tassement qui en résultant

V.3.3. Justification des contraintes pour le sondage PR02 1. Rupture par expansion latérale :

La contrainte de rupture effective par expansion latérale _qre est donnée par la relation suivante :

qre = tan².(ir/4 + pc/2).amax GREENWOOD 1970

Avec

p_c : Angle de frottement du ballaste

max = p _le* (essai pressiométrique)

ple^* = 10 481,09.488,01.446,03.392,04.350,05.256,06.404,07.249,08.193,09. 105,9 =300,38 KPa

% ple^* = 300,38 Kpa

qre= tan².(ir/4 + 40/2).300,38= 1,38 MPa

- qre = 1,38 MPa

2. Rupture par cisaillement généralisé :

Le risque de la rupture par cisaillement généralisé écarté.

3. Rupture par poinçonnement :

On fait 02 calculs pour les combinaisons suivants :

	Cu max= 88.72 Kpa Cu min =19.10 Kpa
Calcul à l'E.L.U :	* Lc ? 0,35.[(1,5.690/ 19,10) - 9]/2	= 7,90 m
	* Lc ? 0,35.[(1,5.690/ 88,72) - 9]/2	= 0,47 m
Calcul à l'E.L.S :	* Lc ? 0,35.[(2.690/ 19,10) - 9]/2 =	11,10 m
	* Lc ? 0,35.[(2.690/ 88,72) - 9]/2 =	1,14m

L_c < 10 m (longueur pratique de la colonne)

La rupture par poinçonnement est toujours vérifiée.

Donc, la contrainte la plus défavorable est celle due à la rupture par expansion latérale, qre

Contrainte admissible dans les colonnes à l'E.L.S :

La contrainte admissible dans les colonnes _qa(ELS) est obtenue par application d'un coefficient de sécurité de 2 sur la contrainte q_r de rupture.

q_a= min (0.8 Mpa, qr/2) (valeur plafonné par la norme NF P11 212, DTU 13.2)

q_r= min (qre ,qrp) __ q_r = 1.38 Mpa

q_a=1.38/2 = 0.690 Mpa q_a (ELS) = 0.690 Mpa

Contrainte admissible dans les colonnes à l'E.L.U :

La contrainte maximale de calcul _qa(ELU) dans la colonne est obtenue par l'application d'un coefficient de sécurité de 1.5 sur la contrainte verticale de rupture _qr. Ce ci convient à effectuer un coefficient de 1.33 a la contrainte admissible a l'ELS

qa(ELU) = 1.3 3x q_a (ELS) = 0.918 Mpa --* qa(ELU) =0.918 Mpa

V' Vérifications :

0ELS = 45.28 KPa et qaELS = 690 KPa = 0ELS < qaELS

0ELU = 34.42 KPa et qaELU = 918 KPa = 0ELS < qaELS

Ces deux valeurs ne sont pas forcement les valeurs permettant le dimensionnement de notre ouvrage, il est encore nécessaire de définir le tassement qui en résultant.

V.4. Justification des tassements :

Pour le calcul du tassement dans les colonnes on a utilisé le programme StoneC v.3.3 développé par le groupe grec Geologismiki. Touts les calculs sont faites selon la méthodologie publiée par Heinz J.Priebe dans la revue « Ground Engineering » en décembre 1995. StoneC a été testé par « The Vibroflotation Group ».

Principales caractéristiques du programme StoneC

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

- Les calculs sont faits pour deux types de mailles : rectangulaire ou triangulaire - Travailler avec plusieurs couches

- Possibilité de varier le diamètre des colonnes d'une couche à l'autre - La fondation peut être rectangulaire ou circulaire

- Générer un rapport final des résultats (fichier texte)

En plus du calcul du tassement du sol, StoneC permet de calculer la capacité portante du sol selon la méthode décrite par Priebe.

Caractéristiques du sol à utiliser dans les calculs

Avant de lancer les calculs, le programme demande un certain nombre de données : 1. Données relatives aux colonnes

On suppose que la nappe est au niveau Z = 0.00 avec 7col = 21KN/m³ et

Ecol = 100 MPa ;

,

"_c = 40° (matériau concassé).

2. Propriétés de la fondation et le choix de la maille

On travaille avec une maille rectangulaire avec un entre axes de 2,2m (dans les deux directions) ce qui donne un nombre de colonnes de 20 (en considérant un radier général rectangulaire d'une largeur B = 4m et d'une longueur L = 21,2m). On choisi de calculer le tassement par la méthode de Priebe.

3. Données relatives au sol

On travaille avec des couches épaisses de 1 m dont les caractéristiques sont données comme suite :

- Le module d'élasticité E est obtenu pour chaque mètre à partir de l'essai pressiométrique ;

- On prend un poids volumique saturé moyen de 17,98 KN/m³ pour touts les couches ;

- Le coefficient de poisson vaut 0,33 ;

- La cohésion C ' vaut 0( couche de sable) ;

- On prend la valeur qu'on a utilisé dans les calculs, qui est égale à 26,78° pour

lancer les calculs. Les résultats de calcul sont donnés dans l'annexe E.

Les valeurs de tassements retrouvées après traitement sont les suivants :

Tab.1. Résultats de tassements donnés par le programme StoneC ver.3.3

StoneC ver.3.3 Essai PR 01 Essai PR 02

Valeurs de tassements avant 11.39 8.43

traitement (cm)

Valeurs de tassements après 4.47 4.31

traitement (cm)

Interprétation des résultats :

Les résultats obtenus après traitement du sol par les deux versions sont au dessous du
tassement admissible (5cm). Des calculs ont été faits par le logiciel GRETA développé par

Keller pour des colonnes de 10m de longueur et avec une maille équivalente de 2,25m² ont donnés des tassements entre 0,7 et 1,1 cm.

Conclusion :

Vis-à-vis des contraintes, les charges apportées par l'ouvrage peuvent être supportées par le sol qui présente une étreinte latérale suffisante pour empêcher la rupture par expansion latérale.

Concernant les tassements, les résultats retrouvés à l'aide du programme StoneC sont dans la limite de l'admissible et qui doivent être confirmés par l'essai de chargement.

V.4. Essai de chargement après réalisation des colonnes:

Cet essai nécessite la mise au point d'une semelle en tête de la colonne préalablement arasée sous le matelas de répartition. La surface de la semelle doit être à celle de la tête de la colonne, ou légèrement supérieure.

a) Objectifs de l'essai

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

· la charge critique n'est pas atteinte ;

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

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

b) Description de l'essai

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

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

Chaque palier de chargement est contrôlé au moyen d'un manomètre à pression d'huile. A l'aide d'une pompe hydraulique reliée directement au manomètre, on assure une charge constante pour chaque palier. Les tassements sont mesurés par quatre indicateurs de précision

(au 100^éme de millimètre), sur des poutrelles métalliques de référence qui reposent sur le sol par l'intermédiaire de cales à bonne distance de la colonne chargée. Un schéma de l'instrumentation utilisé est présenté ci-dessous :

1 : Poutrelles de référence

2 : Vérin hydraulique à poussée constante

3 : Plaque d'appui circulaire

4 : Colonne ballastée d'essai

5 : Matelas de répartition

6 : Comparamètres

Fig.V.13. Principe de l'essai de chargement

a : plaque métallique ;

b : pompe à pression d'huile ;

c , d : différents types de manomètres ;

e : supports magnétiques des comparateurs ; f: différents types de comparateurs ;

g , h : niveau et poutrelles de référence.

Fig.V.14. Matériels utilisés dans l'essai de chargement

c) Choix des colonnes d'essai

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

d) Charge appliquée

Conformément aux prescriptions du D.T.U 13.2, cet essai mesure les tassements jusqu'à 1,5 fois la charge de service, notée QN. Soit une charge équivalente de 45 tonnes.

e) Palier de chargement

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

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

> Chargement de 0 à 1,5 Qs par 6 paliers égaux de 0,25 Qs,

> Chaque palier est maintenu constant pendant 60 minutes (*),

> Pour chaque palier, les lectures des déformations sont faites aux temps suivants :

· Toutes les minutes entre 1 et 5 minutes,

· Toutes les 5 minutes entre 5 et 30 minutes,

· Toutes les 15 minutes entre 30 et 60 minutes.

> Déchargement par paliers de 0,25 Qs, maintenus pendant 5 minutes avec lectures toutes les minutes.

Tab.5. Lectures des déformations

Intervalle de temps par palier		Lecture		Nombre de lectures	Chargement
1 min à 5 min	1 / min	5
	1 / 5 min	5
	1 / 15 min	2		Déchargement
0 min à 5 min	1 / min	5

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

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

f) Présentation des résultats

Le compte-rendu doit au minimum contenir :

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

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

· Un graphique de la pente de fluage en fonction de la charge.

g) Exemple des résultats d'un essai de chargement

Dans le projet de la centrale électrique d'Alger, il est prévu de réaliser plusieurs essais de chargement dont on assister à la réalisation du premier sur la colonne N° 517. Les résultats sont présentés en annexe.

Tab.6. Résultats de tassement (essai de chargement)

Palier de charge (%)	Charge appliquée (t)	Tassement (mm)
Chargement
0 %	0,00	0
25 %	6,25	0,12
50 %	12,50	1,21
75 %	18,75	1,81
100 %	25,00	2,24
125 %	31,25	3,13
150 %	37,50	6,73
Déchargement
125 %	31,25	6,67
100 %	25,00	6,31
75 %	18,75	5,76
50 %	12,50	5,52
25 %	6,25	5,30
0 %	0,00	4,61

4

2

8

6

0

0 50 100 150 200

courbe des tassements

paliers de chargement(%)

4

8

6

2

0

Interprétation des résultats :

- Les valeurs de tassement mesuré, sont en adéquation avec les valeurs généralement mesurées sous ce type de sollicitation (inférieur au centimètre à 150%).

- L'analyse de la courbe des tassements montre que les déformations de la colonne restent dans les limites élasto-plastique. Lors de la phase de déchargement, nous avons

pu mesurer un tassement résiduel qui atteste la non rupture de la colonne sous 1,50 fois la charge de service.

- L'essai de chargement a montré que la rupture de la colonne n'est pas atteinte sous

1 ,5xQ_s, par conséquent la charge de service de dimensionnement calculée est validée. Conclusion :

Le système des colonnes ballastées est un procédé facile à mettre en oeuvre, relativement rapide et surtout économique, les matériaux d'apport étant des cailloux ou du gravier calibré. Ce procédé convient bien pour le renforcement des sols médiocres du littoral.

L'action des colonnes ballastées en matière de tassement est donc très significative.

Le maillage proposé permet de garantir des tassements différentiels négligeables pour des radiers, grâce à l'effet d'homogénéisation des couches traitées par les colonnes ballastées.

Les tassements se produisent dés la première mise en chargement grâce à l'effet drainant des colonnes qui permettent d'accélérer le temps de consolidation.

La plus grande partie de ces tassements se fera en cours de la mise en station de l'ouvrage (centrale électrique), les tassements résiduels à long terme seront négligeables.

Conclusion générale

Cette étude traite en particulier le projet du port d'Alger (centrale électrique), qui doit être bâti sur un sol qui présente trois problèmes essentiels, à savoir :

- une faible capacité portante ; - un tassement important ;

- un risque de liquéfaction ;

Afin de pouvoir résoudre ces problèmes, on a opté pour une technique qui est convenable vis-à-vis de la sécurité et du coût, et qui n'est autre que le procédé des colonnes ballastées.

La solution des colonnes ballastées a été retenue vu les multiples avantages qu'elles offrent :

> Qualité : continuité et bon compactage des colonnes garanties par les enregistrements de paramètres en temps réel et des essais de réception dans l'axe des colonnes ;

> Economie : en comparent avec les fondations profondes, les colonnes ballastées représente une solution moins coûteuse ;

> Rapidité : possibilité de réaliser des dizaines de colonnes par jours et possibilité de mobiliser plusieurs ateliers en même temps ;

> Environnement : Pas de nuisances sonres ou vibrations en comparant avec d'autres procédés d'amélioration de sol ;

> Pollution : Introduction de matériaux graveleux propres à l'exclusion de tous autres. > Réduction des tassements absolus et différentiels ;

> Participation dans la portance du sol en plus du serrage du sol entre colonnes ;

> Elimination du risque de liquéfaction à l'aide du caractère drainant qui permet de dissiper les surpressions interstitielles.

En plus, le site répond aux conditions générales de réalisation des colonnes ballastées (Charges apportées par l'ouvrage acceptable et absence de sols organiques).