le renforcement des sols (1)

F. SCHLOSSERProfesseur de Mécanique des Sols, E.N.P.C.*

H.M. JACOBSENDépartement de Génie CMl, Université d'Aalborg, Danemark

I. JURANDocteur

Centre d'Enseignement et de Recherches en Mécanique des Sols,E.N.P.C. X

1. INTRODUCTION

Le renforcement des sols est un domaine récent etparticulier de I'amélioration des sols. Il recouvre destechniques qui consistent à placer des inclusionsrésistantes au sein du sol.

Parmi les conf érences internationales qui ont étéconsacrées partiellement ou totalement à l'améliorationdes sols, celles qui ont traité du renforcement des solssont les suivantes:

Symposium international sur les argiles molles,Bangkok (79771 ;

- Symposium sur le renforcement des sols, Pittsburgh(1e78);

Confér ence internationale sur le renforcement dessols, Paris (1979);

8" conférence européenne sur la mécanique dessols et les travaux de fondation, Brighton (19791 ;

Conférence internationale sur la mécanique des solset les travaux de fondation, Stockholm (1981);

Seconde confér ence internationale sur les géotex-tiles, Las Vegas (1982);

Symposium international sur I'amélioration des solset des roches, Bangkok (1982).

Le concept de sol renforc,é a été, utilisé pour lapremière fois par Henri Vidal, dans le cadre de latechnique de la Terre Armée qu'il a inventée etdéveloppée au début des années 60. Ce concept adepuis étê, étendu, pâr d'autres auteurs, à des techni-ques variées telles que: micropieux, colonnes ballas-hées, colonnes en sol stabilisé, clouage des sols,Texsol, membranes, etc.

Selon le type d'inclusion utilisé, deux cas extrêmespeuvent êhe consid érés dans le renforcement des sols :

1. Le cas de u I'inclusion uniforme " où les phéno-mènes d'interaction sol-inclusion peuvent se dévelop-per tout au long de l'inclusion.2. Le cas de u I'inclusion composite u qui consiste enune inclusion renforcée en certains points particuliers

(1 ) Renforcement des sols : compte rendu du 8" congrès euro-péen sur la Mécanique des Sols et les Travaux de Fondation.Helsinki,, 23-26 mai 1983. A.A. Balkema, P.O. B.P. 1675,Rotterdam, Pays-Bas.* Ecole nationale des Ponts et Chaussées, 28, rue des Saints-Pères, 75007 Paris.

g N"zg

où se concentre I'interaction sol-inclusion. Générale-ment, comme dans le cas des ancrages, ces points sontsitués aux extrémités des inclusions.

Dans le cas d'une u inclusion uniforme ,, une densitéde renforcement relativement élevée et uniformeconduira à un nouveau matériau composite appeléuSol Renforcérr. Le corhportement d'un usol renforcéupeut être étudié sur un échantillon représentatif dunouveau matériau composite. Ce concept est illustré àla figure 1. La masse de terre armée est un matériaucomposite et ses propriétés mécaniques apparentespeuvent être établies à partir d'essais en laboratoireréalisés sur des échantillons repré,sentatifs. A I'inverse,le ( mur à échelle " inventé par Coyne, est un systèmemulti-ancrages où I'interaction sol-inclusion estconcentrée aux extrémités des tirants.

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Tableau I

Trente-cinq des communications présentées à la pré!-sente conférence ont trait au renforcement des sols.Elles couvrent la plupart des systèmes de renforcementmentionnés ci-dessus et peuvent être classées enconsidérant les différentes techniques et applicationsmentionnées au tableau II ci-après.

Le présent rapport gênéral résume les nouveauxaspects des connaissances actuelles et passe en revueles communications soumises à la conférence. Il décritbrièvement les différentes techniques et développe plusparticulièrement les points suivants:

interaction sol-inclusion ;

comportement et méthodes de calcul ;

études de cas et contrôle.

Le comportement et les méthodes de calcul sonthaitées en considérant les différents types d'applica-tion : murs de soutènement, stabilisation des pentes,fondatiens superficielles renforc ées, sol de fon,Cationrenforcé en place. La section traitant des fondationssuperficielles renforc ees a été préparée par le co-rapporteur, Dr H.M. Jacobsen.

lnclusionuniforme

lnclusioncorn po s it e

An croge

M ur en Terre Armée

t l- Sol re nf orcéMur ô échelle

zt-Système à oncrogesmultiples

o ) INcLUSIoNS MULTIPLES

Molêriougronuloire

1) - Membr;r;

b) INcLUSIoN ISoLEE

Fig. 1 . Types de structu res en sol renforcé,

Ces considérations conduisent à la classification dessystèmes sol-inclusions présentêe dans le tableau I.

Tableau ll

Type dere nfo rce m ent

Densité durenfo rce m ent

U n iforme Composite

Multiple. Solre nfo rcé

Systèmesm u lti-a ncrag es

lsolé Mem bra nesPieux

Ancrages

Géotextile

Classif icatio n Sols renforcés Multi-ancrage

Inclusionuniforme

isolée

Tech n iq ues ousystèmes

Application

Colon nesba I lastées

TerreArmée

Clouagedu sol

Micro-pieux

Multi-mem braneou multi-grillage

Systèmesspéciaux

Muréchelle

Membraneou

g rillageisolé

Fondations 10 1 2 1 IMurs 3 3 1 1

Stabilisation des pentes 2

21

communcommun

catcat

ons ont trait à I'interaction sol-inclusionon a trait à l'application générale des géotextiles

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2. DESCRIPTION DES TECHNIQUESET DE L'INTERACTION SOL.INCLUSIONS

2.L Description des techniqueset des principaux efforts

Les inclusions utilisées pour le renforcement des solssont des éléments résistants qui sont en général soitlinéaires, soit plans. Selon leur rigidité relative parrapport au sol, leur comportement est assez semblableà celui d'une poutre ou d'une plaque quand elles sontrelativement rigides, et à celui d'un fil ou d'unemembrane quand elles sont flexibles. En conséquence,les principaux efforts mobilisés dans les inclusionspeuvent être de quatre sortes: traction, compression,flexion et cisaillement.

Le tableau III montre ces principaux efforts en considé-rant les divers systèmes de renforcement des sols. Enfait, la mobilisation de ces efforts dépend d'un grandnombre de paramètres, dont la rigidité relative desinclusions, leur orientation, leur densité, la strucfuregéométrique, le procêdé de construction, les propriétésmécaniques des inclusions et du sol, etc.

Ainsi que le montre le tableau III, la plupart destechniques utilisables peuvent être classées dans lessystèmes de renforcement des sols. C'est pourquoi, cessystèmes seront plus particulièrement décrits, €D tenantcompte des différents champs d'application.

Lorsqu'il s'agit d'améliorer les sols de fondation, lestechniques de renforcement des sols communémentutilisées sont:

Les colonnes ballastées. Cette technique est uti-lisée dans les sols mous; l'inclusion de renforcementest une colonne verticale en sable, gravier ou aggrégatsfortement compactés. En génêral, la mise en p1àce dela colonne comporte deux phases principales:1. un tube ou un vibreur est enfoncé dans le soljusqu'au niveau souhaité en refoulant le sol envi-ronnant;

Controinte

Inclusion--N- Na

Volume de sol dilatont sous ciscillement

Fig. 2. - Mécanisme d'interaction sol-inclusion dansun sol dilatant.

2. le système est ensuite remonté progressivementpendant que la cavité est comblée pàr un matériaugranulaire fortement compacté statiquement ou parvibrations.

Le rôle principal de la colonne est d'augmenter larésistance et le module du sol de fondation, en outrela colonne agit comme un drain vertical. Cette inclu-sion est relativement souple et résiste principalement àla compression. Cependant, lorsque les colonnes bal-lastées sont utilisées pour améliorer la stabilité du solde fondation vis-à-vis d'un glissement général, ellesaméliorent aussi, de façon significative, la résistance aucisaillement du sol.

Les colonnes en sol stabilisé. L'effica citê descolonnes ballastées a conduit au développement d'unetechnique assez proche qui consiste à créer descolonnes en sol stabilisé. Diffërentes méthodes ont étëmises au point; elles comprennent: la stabilisation insitu à la chaux (Broms, L975), la stabilisation in situpar injection (Yahiro et Yoshida, L978), les pieux avecdéplacement du sol par injection (Baker, 1981). Si onles compare aux colonnes ballastées, ces inclusionssont en gén éral plus rigides et peuvent supporter à lafois de la compression, de la flexion et du ôisaillement.

N" 29

verticole

Tableau lll. - Efforts majeurs dans les inclusions des systèmes de renforcement de sols

Systèmede

renforcementSols renforcés

Inclusionsm u ltiples

et compositeslnclusion isolée

Techniqueou système

Effort majeu r

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Com pression ** ** **

Flexion * * *tÉ * **

Cisaillement tÉ lf te rÉ* tF -,f *

10

Les micro-pieux. Cette technique consiste à metbeen place dans le sol de petits pieux injectés. Chaquepieu est constitué d'une barre ou d'un tube dequelques centimètres de diamètre entouré de coulis surtoute sa longueur. Le diamètre total est d'environ 10 à15 cm. Cette technique est utilisée depuis hente ans,principalement dans les sols de fondation, mais elle a

aussi d'intéressantes applications pour la stabilisationdes pentes, les ouvrages de soutènement et les reprisesen sous-æuvre. Il s'agit d'inclusions plutôt rigides danslesquelles les efforts mobilisés dépendent essenti elle-ment de l'eff.et de structure du groupe de pieux. Lesefforts principaux sont la traction et la compression.

Si I'on considère les ouvrages de soutènement, les

techniques de renforcement du sol les plus couram-ment utilisées sont:

La Terre Armée. Cette technique consiste enI'association d'un matériau granulaire frottant etd'armatures linéaires flexibles de grande résistance à latraction. Le parement extérieur de I'ouvrage est relati-vement mince et souple; il est généralement constituéde panneaux en béton. Pour limiter la déformation dela structure on utilise des armatures en acier, relative-ment inextensibles vis-à-vis du sol de remblai et quisont galvanisées pour empêcher la corrosion.

Les multimembranes et les grillages. Le dévelop-pement rapide de la Tene Armée a conduit récem-ment à utiliser toutes sortes d'inclusions dans lessystèmes de renforcement des sols, y compris desmembranes et des géotextiles. Ces derniers ne peuventsupporter que des efforts de haction. La principaled\tftérence entre l'acier ou les plastiques rigides et lesgéotextiles réside dans leur déformabilité qui a uneinfluence significative sur les déplacements latéraux desshuctures. Bien qu'il y ait eu quelques tentativesd'utilisation des géotextiles dans des ouvrages desoutènement à parement vertical, ceux-ci sont plutôtutilisés pour renforcer des pentes de talus et des solsde fondation. Les grillages métalliques ou en plastiquerigide sont utilisés avec efficacité pour limiter les

déformations latérales des remblais.

Le clouage des so/s. C'est une technique derenforcement des sols in situ à I'aide de barrespassives, soit scellées dans des bous de forage, soitsimplement battues dans le sol. Lorsque cette tech-nique est utilisée pour des ouvrages de soutènement,les barres sont généralement horizontales et I'effortprincipal est la traction. Au contraire, quand cettetechnique est utilisée pour la stabilisation des pentes,les barres sont généralement verticales et les effortsprincipaux sont la flexion et le cisaillement.

Le Texsol. Cette nouvelle technique, inventée parLEFTAIVE (19821, consiste à renforcer un matériau deremblai granulaire à l'aide d'un ou plusieurs filscontinus résistants à la traction.

Parmi les techniques que nous n'avons pas classéesdans le renforcement des sols, il est intéressant de citerles muts o échelles, inventés en 1926 par COYNE. Ils'agit d'un système par ancrages multiples associé à unparement de faible épaisseur soit continu, soit enpanneaux de béton. Les forces de tactions sont

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constantes tout au long des tirants. L'interaction sol-inclusion est concentrée sur les ancrages à I'extémitédes tirants. Plus récemment, il a étê développé dessystèmes à ancrages multiples similaires (Tene Ancrée

MURRAY, 1981).

2.2. L'interaction sol-inclusions

Les efforts dans les inclusions des différents systèmesde renforcement des sols décrits ci-dessus résultentessentiellement de quatre sortes de mécanismesd'interaction :

1) frottement latéral le long des inclusions ;

2) pression latérale sur les inclusions ;

3) butée du sol sur les éléments transverses desinclusions composites;

4) pression latérale en butée sur les colonnes bal-lastées.

2.2.7. Le frottement latéral

Le frottement latéral le long des pieux et des inclusionsde renforcement a fait I'objet de nombreuses re'cherches et de synthèses (BAGUELIN et â1., L975;SCHLOSSER et GUILLOUX, 1981, etc.). Ces étudesont monhé que dans un sol granulaire dense lefrottement sol-inclusion dépend d'un grand nombre deparamètres (caractéristiques de surface de I'inclusion,densité et propriétés mécaniques du sol, contraintenormale sur I'inclusion, etc. ) dont plus particulièrementla dilatance du sol.

La figure 2 illustre le mécanisme sol-inclusion dans unsol dilatant. Comme I'a montré expérimentalementBACOT (1931) en utilisant une technique photomêfr1-que sur un modèle à deux dimensions, I'exfuactiond'une inclusion a pour effet de provoquer du cisaille-ment dans toute une zone de sol autour de I'inclusion.Le volume de cette zone dépend principalement del'état de surface de I'inclusion. Dans un sol granulairedense, cette zone en cisaillement tend à se dilater,mais le changement de volume en est empêché par lesol environnant, ce qui conduit à une augmentationdes contraintes normales sur I'inclusion.

Cette augmentation de la contrainte normale surI'inclusion a été montrée expérimentalement par WER-NICK (19781, qui a réalisé des essais de tuaction surdes tubes cylindriques en acier (2,5 m de long et 5 à

10 cm de diamèhe) et mesuré à I'aide de cellules lescontraintes de cisaillement T, et les conhaintes norma-les o sur les tubes. Ces derniers étaient placés dansune cuve cylindrique remplie de sable compacté(ya _ L7 ,L kN/mr). La figure 3a montre un chemin decontraintes typique au cours d'un essai d'arrachement(chargement et déchargement). Partant de Ko, l'étatdes contraintes atteint rapidement l'équilibre limite puisla contrainte normale augmente jusqu'à une valeurreprésentant environ 8 fois la valeur initiale. A larupture, pâr suite d'un effet de radoucissement, il y a

décroissance de la contrainte de cisaillement. Lechemin des contraintes en déchargement montre qu'iln'y a pas de dilatance résiduelle et que I'on revientpratiquement à l'état initial. Dans le but d'étudier ceteflet de la dilatance, GUILLOUX et SCHLOSSER

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5OO lOOo (kPol

o)-Essoi d'orrochement b)-Essoi de cisoillementd'une borre direct -à volumà constont(Wernick ,1978 ) ( Guiltoux et Schlosser ,1929 )

Fig.3. - Effet de la dilatance empêchée dans un solgranulaire dense.

(1979) ont analysé des résultats d'essais de cisaillementdirect, à volume constant, sur du sable compacté(ya

chemin des contraintes au cours de ces essais est toutà fait semblable à celui représenté à la figure 3a.

n est intéressant de noter que I'essai de cisaillementdirect à volume constant représente le cas exhêmed'une dilatance totalement empêchêe alors que dansI'essai d'arrachement une variation de volume limitéeest possible. C'est pourquoi l'état limite des contraintesdans I'essai de cisaillement direct à volume constantcorrespond à la valeur de I'angle de frottement mesuréà l'état critique A.u tandis que l'état limite dans I'essaid'arrachement est caractérisé par la valeur de O au picde la courbe effort-déformation. Il est égalementintéressant de noter que I'augmentation de lacontrainte normale dans cet essai est plus grande quedans I'essai" d'arrachement (o : 14 oo).

La communication de KOIRUMAKI (congrès d'Hel-sinki) analyse les effets de la dilatance sur I'angle defrottement sol-inclusion entre un sable, compacté àdifférentes densités, et des plaques d'aluminium.L'auteur a réalisé une série d'essais de cisaillementdirect à contrainte normale constante. A partir deconsidérations é,nergéfiques, il a montré que la part deI'angle de frottement due à la dilatance décroît enmême temps que croît la conftainte normale. Il fautnoter cependant que les essais de cisaillement direct àcontrainte normale constante ne sont pas représentatifsdu phénomène complexe de la dilatance empêchéetelle qu'il se produit autour des inclusions résistant à latraction.

En fait, comme I'ont montré tant les essais enlaboratoire sur modèles réduits que les expéiencesgrandeur nafure, les effets de la dilatance décroissentavec la contrainte normale. On a ainsi étê, amené àdéfinir un coefficient de frottement apparent F*, qui estle rapport de la contrainte de cisaillement mafmum lelong de l'inclusion à la contrainte normale initialeoor [r* _ r-.*/oo (SCHLOSSER et GUILLOUX,

11

L979). Ce coefficient de frottement apparent dépendfortement de la dilatance du sol. Il peut atteindre desvaleurs qui sont très supérieures à la tangente deI'angle de frottement interne du sol. Par ailleurs savaleur diminue lorsque la contrainte normale aug-mente.

GIGAN et CARTIER (congrès d'Helsinki) ont réalisédes essais d'extraction sur des cornières métalliquesbattues et utilisées dans la construction d'un mur desoutènement en sol cloué. Ils ont montré que lesvaleurs du coefficient de frottement apparent découlantde ces essais sont en assez bon accord avec cellesproposées par SCHLOSSER et GUILLOUX pour lecalcul des murs en Tene Armée. Il faut cependantnoter gu€, dans le clouage des sols, la conhaintenormale initiale sur I'inclusion est difficile à détermineren raison de paramètres variables comme la géométiedu mur et I'inclinaison des inclusions. C'est p6urquoi ila été proposé (SCHLOSSER, 1983) d'utiliser plutôtpour le dimensionnement la valeur de la conhainte decisaillement limite le long de I'inclusion (r,,'u* - [r*.oo)qui est à peu près constante quelle que soit laprofondeur ainsi que l'ont montré différents auteurs etcomme I'ont confirmé les observations de CARTIER etGIGAN (fig. a).

Cornières f 50x50x5 mm ométo lliques I eo x 60 x 5 mm o

Fig.4. Valeurs de la contrainte de cisaillementlimite le long de barres

(d'après Cartier et Gigan, 1983).

La figure 5 montre qu'il suffit d'un déplacementrelativement faible (quelques millimètres) pour mobi-liser la contrainte de cisaillement limite le long d'inclu-sions lisses. Ce résultat est en accord avec lesobservations faites tant sur les pieux que dans la TerreArmée. Mais il faut se rappeler que la mobilisation dufrottement sol-inclusion dans les sols granulaires com-pactés dépend du volume de la zone en dilatanceautour de I'inclusion et en conséquence de l'état desurface de I'inclusion. Ainsi, dans le cas d'armaturesnervur,ées (fig. 5b) il faut un grand déplacement, deI'ordre de 5 à 10 cm, pour obtenir la valeur de pic.

2.2.2. Pression latérale sur I'inclusion

C'est lorsqu'une inclusion relativement rigide estsoumise à des efforts de flexion dans une zone de solen cisaillement que se développent des pressions

N" 29

ro

o

20 40 60 80 (kPo) O

c t x N,zm8)Con t rc in tede f rottemen 1

Déplocement relotifde l'inclusion

O 5 lO 15 20 25(mm)

Fig.5a. Mobitisation du frottement lors d'essaisd'arrachement de tubes battus

(Cartier et Gigan, 1983).

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Pou ssée I o Îe ro ledes terres

p (kPo)Pression ullime Pu

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o 15 20Déplocemenl S (crn)

Fig.5b. Essai d'arrachement d'une armaturenervurée de Terre Armée

(Schlosser et Guilloux, 1979).

latérales sur I'inclusion. Deux états différents doiventêtre consid érés:

1. d'une part, les pressions latérales exercées par le sollorsqu'un équilibre statique est atteint;

2. d'autre part, les pressions latérales exercées par lesol lorsqu'on utilise des inclusions pour ralentir lavitesse de déplacement d'une pente en cours deglissement.

Le développement de pressions latérales en conditionsstatiques a été largement étudié dans le cas de pieuxsoumis à des chargements horizontaux (BRINCHHANSEN, 196l ; MATLOCK et REESE, 1960.;MÉNARD; 1962; BRoMS, 196T; BAGUELIN et JÉ-ZEQUEL, 19721. Les expérimentations et les analysesthéoriques ont monfré que le concept de courbe deréaction locale, liant la pression p sur le pieu audéplacement relatif y/R (R: rayon du pieu), est valableà condition que la fledon du pieu déformé ne soit pasbop grande. La figure 6 montre une courbe deréaction expérimentale qui donne les valeurs initiale etsécante du module du sol E, - zkrR (kr: coefficient deréaction) et qui est limitée par la pression ultime pr.Ces deux paramètres ne dépendent que du sol et nedépendent pas du pieu.

Deformotion horizontole

Fig.6. Courbe de réaction lors du chargementhorizontal d'u n pieu

(Baguelin et Jézéquel, 1972).

Des courbes de réaction ont été proposées pardifférents auteurs, en particulier par MENARD -

(1962,1969) et MATLOCK (1970). La prévision de MENARDest basée sur la courbe pressiométrique qui sembleêtre en bon accord avec la courbe de réaction enraison de la similitude entre le phénomène d'expansionde cavité à l'intérieur d'un sol et le développement depressions latérales lors de chargements horizontaux. Onsuppose que la pression ultime P., est égale à lapression limite pr. D'autres valeurs proposées pour P.,ne sont pas aussi facilement reliables aux paramètresmécaniques du sol ; par exemple BROMS (1964\donne la formule suivante :

Sol sans cohésion: p,r_ Po.3 tg'(+ +

Sol cohérent: P,, : 9c.,

La similitude entre la courbe pressiométrique et lacourbe de réaction suggère que la déformation y/R,coffespondant à la pression ultime P* devrait être trèsélevée et de I'ordre de I00 7". En fait, les grandesdéformations dues au développement de zones plasti-ques autour des pieux commencent approximativementlorsque p _ pr, ce qui colrespond à une valeur dedéformation relativement' faible (y/R - 5 à L0 7").

BAGUELIN et JEZEQUEL (1982) ont montré expéri-mentalement que la pression latérale p est essenti elle'ment due à la réaction du sol à I'avant du pieu et queseule une petite partie correspond à la réaction à

l'arrière et au frottement sur les deux faces latérales.

I faut noter que I'on atteint difficilement la pressionultime p,., dès que le diamètre de l'inclusion dépasse 2à 3 cm compte tenu du déplacement relativementgrand (1 à 1,5 cm) que cela implique. De plus, lesexpérimentations sur des pieux ont montré que laméthode de mise en place, en perturbant le sol autour

(kN) Force d'orrochement

Grove

0=42'

Armoture nervu rée de T . A

^ i:::,-,,,:oJ'

./V Epoisseur, 5 mm

\a/ Profondeur,2,75m

Q\2l

REVUE FRANçArsE DE cÉorecHNlouE N" 29 13

du pieu, a uneE. et donc surser la pression

du solmobili-

Fluage du so/. Les poussées latérales qui se dévelop-pent sur des inclusions relativement rigides utiliséespour stabiliser des pentes instables en mouvementdépendent essentiellement de l'état du sol dans levoisinage immédiat de la surface de glissement poten-tielle. Lorsqu'il y a fluage du sol, le rôle principal deI'inclusion est de réduire le taux de distorsion ^i dans lazone de cisaillement. Comme on le verra plus loin, lapoussée latérale mobilisée à I'interface sol-inclusiondépend à la fois du gradient dIldz, du taux dedistorsion dans la zone de cisaillement et de la valeurde i,. On peut donc pour décnre ce mécanismed'interaction utiliser la loi d'écoulement plastique du solproposée par LEINENKUGEL (1976) et considérée parWINTER et al. (conférence d'Helsinki). Selon cette loi,la contrainte de cisaillement ultime 11 dans la zone decisaillement est liée au taux de distorsion (V) par cequ'on appelle l'indice de viscosité lro,suivant l'ex-pression :

t*\11 _ cu (Y") tt + I,o 1,., (% /f

où: cu (i,") représente la cohésion non drainéecorrespondant à un taux de distorsion de réference iro.L'indice de viscosité peut être déterminé à partird'essais de cisaillement triaxiaux non drainés sur deséchantillons de sol saturés et consolidés.

En diminuant le taux de distorsion du sol, I'inclusionréduit la contrainte de cisaillement ultime 11 mobiliséedans la zone de cisaillement. Si l'on considère unecouche représentative d'épaisseur dz dans la zone decisaillement, les équations de l'équilibre statique impli-quent eu€, dans une pente non renforcé,e, la contraintede cisaillement ultime 11 soit é,gale à la contrainte decisaillement motrice re, alors que dans une penterenforcée la variation de la contrainte de cisaillementultime Arr dans le sol au voisinage de I'inclusion doitêhe équilibrée par la poussée latérale sur I'inclusion.Sur un élément représentatif de I'inclusion (fig. 7),I'interaction sol-inclusion est alors décrite par l'équationsuivante :

grande influence sur le modulele déplacement nécessaire pourultime p,.,.

lnclusion

Vitesse de deformotiondu sol non renforcé

p. Bdz Ssq.dCl

Fig.7. Pression latérale sur une inclusiondans une pente en mouvement.

contre ces éléments transverses une butée du sol dontle mécanisme est assez semblable à celui décrit dans Ieparagraphe pré,cédent.

n est cependant intéressant de connaître la distributiondes efforts résistants dans un renforcement composite,et plus particulièrement la part prise par les élémentstransverses (par butée du sol) et la part prise par lesbarres longitudinales (par frottement) . Généralement, lapart du frottement le long d'une barre longitudinalelisse, ancrée à son extrémité, est faible. Dans le cas desgrillages, BACOT (1981) a montré que ce frottementest le phénomène principal tant que les valeurs dudéplacement relatif sol-inclusion restent faibles(0,5 cm) , et que la butée du sol n'est mobilisée quepour de grandes valeurs de ce déplacement. Il a réalisédes essais d'arrachement sur différents types de renfor-cements (grillages et barres) de 5 m de longueur,placés dans une grande cuve remplie de sable com-pacté. Les résultats en sont présentés à la figure 8. Laforce d'arrachement maximale est plus faible pour unebarre lisse que pour une bane composite munie dehès petits éléments transversaux de 2 cm de long, enraison de u I'effet de nervure > qui augmente le volumede sol en dilatance. On n'observe cependant aucunedifférence si la longueur des barres transversales estaugmentée (fig. 8). Malheureusement tous les essais

\Diometre de lo borre : o,8 rrr

5 cm-p.B.dz - d 11

S"q dt' SnqIt : :YBdzB (kN)

|Effort dorrochement I

( Dons le sens de lo plus I

longue borre ) |

I

Snq

+ (#)F

n

t;lt,.tï 'lavec : k : cu (i) Iro 20

dans laquelle dtr est la variante moyenne de lacontrainte de cisaillement limite sur la surface équiva-lente S'q de I'inclusion, et B est Ie diamètre deI'inclusion.

Cette équation monhe que localement la pousséelatérale du sol, lorsqu'il y a fluage, dépend à la fois dedlldz et de Y.

2.2.3. Butée du sol sur les éléments transversesdes inclusions composites

Les éléments transverses des inclusions compositespeuvent être soit des plaques verticales, comme dansle cas des ( murs à êchelle ", soit des barres hans-versales, comme dans le cas des grillages. Il se

Effetd'osperi te

Deplocement 5

o,25 o,5 o,75

Fig. 8, Essais d'arrachement deavec éléments tranversaux

(d'après Bacot, 1981).

@

?O,cm

îî

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1(cm)

ba rres

F

100

14

d'arrachement ont été arrêtés à une valeur du déplace-ment en tête d'environ 1 cm. Un seul essai a étépoussé juqu'à de grands déplacements, mais sur ungrillage de géom,êtrie légèrement différente (deuxbarres longitudinales espacées de 15 cm et des barrestransversales espacées de 20 cm) et avec un solégalement différent (grave). La figure 9 montre bienles deux phases observées lors de I'arrachement d'ungrillage : il y a tout d'abord le frottement et l'effet denervure qui sont mobilisés pour un très petit déplace-ment (0,5 cm) , ce qui correspond à un premiermaximum dans la courbe force-déplacement; puis l'onconstate une augmentation progressive de la forced'arrachement, ce qui correspond à la mobilisation dela butée du sol sur les barres transversales et donnelieu à un second maximum pour un déplacement de25 cm.

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détermination de la relation q _ f (e,) nécessiteraitI'utilisation d'un mini-pressiomètre à I'endroit de lacolonne.

3. COMPORTEMENT DES OUVRAGESET TUÉTHODES DE DIMENSIONNEMENT

3.1. Ouvrages de soutènement

3.7.7. Ouvrages de soutènement en sol renforcé

Le comportement des ouvrages de soutènement en solrenforcé dépend beaucoup de la déformabilité et de larigidité relative des inclusions. Parmi les techniquesmentionnées précêdemment, la Terre Armée repré-sente le cas où les inclusions sont linéaires, inexten-sibles et complètement flexibles. Le comportement dece matériau a déjà été étudié en détail tant sur desmodèles réduits en laboratoires que sur des expérimen-tations en vraie grandeur. La figure 10 illustre lesaspects caractéristiques du fonctionnement d'un muren Terre Armée. Le lieu géométrique des points detraction maximale dans les armatures sépare une zoneactive, près du parement, d'une zone résistante àI'arrière du mur. Ce lieu, qui représente une surface derupture potenti elle, est très différent du classique plande rupture de COULOMB derrière les murs desoutènement. La distribution des forces de tractionmaximales est aussi très différente de la répartitiontriangulaire de la poussée telle qu'elle résulte de lathéorie de RANKINE. On peut expliquer ces diffé-rences en étudiant I'influence d'inclusions inextensiblessur les champs de contraintes (SCHLOSSER, 1969) oude déformation (BASSETT, 1978) qui se développentdans le massif. Les inclusions limitent les déformationslatérales du mur et maintiennent le sol de la zoneactive dans un état élastique ou pseudo-élastique. C'estla raison pour laquelle les forces de traction maximalesdans la partie supérieure du mur correspondent à lapression latérale du sol au repos.

Tmox/LH

Fig. 10. - Comportement d'un mur de soutènementen Terre Armée.

Dans les murs en Tene Armée, les armafures sonthabituellement en acier galvanisé. JOHN et PETLEY(conférence d'Helsinki) présentent des mesures deforces de traction dans les armafures en matièresynthétique (paraweb) de deux murs en sol renforcé:le mur de Portsmouth (2,5 m de haut) et le mur de

O 5 10 15 ?O 25(crn)

Fig. 9. Essai d'arrachement d'un grillage(Bacot, 1981 ).

2.2.4. Pression latérale en butée sur les colonnesballastées

Les colonnes ballastées sont des inclusions qui peuventsupporter aussi bien la compression que le cisaillement.Elles sont en gé,néral utilis ées en compression ; leurdéformabilité et leur résistance étant éventuellementfonction de la pression de confinement mobilisée dansle sol mou environnant.

L'interaction sol-colonne peut ête consid érée, enpremière approximation, comme un phénomène planet dans lequel la pression de confinement q est unefonction de la déformation radiale Ç à I'interface. Dansle cas d'une colonne isolée dans un sol semi-infini larelation q - f(e,) peut êfre approchée par la courbepressioméhique (HUGUES et al., 1975). Dans lapratique, quand une fondation renforcêe par descolonnes ballastê,es est uniformément chargée, l'effetde groupe modifie les conditions aux limites et imposeune déformation latérale nulle à la périph éne de lazone hibutaire de chaque colonne. Cette condition auxlimites peut augmenter sensiblement la valeur de lapression de confinement mobilisée et a été utilisée pardifférents auteurs (PRIEBE, L976; GOUGHNOUR etBAYUK, L979) qui ont considéré le comportementd'une u cellule êlémentaire u contenant la colonne et lesol tributaire environnant. En laboratoire ce comporte-ment peut ëÛe étudié dans un ædomèûe spécial àcolonne centrale (ABOSHI et al., L9791 rnais la

Dep locement 6

_r2

REVUE FRANçA|SE DE GEOTECHNIOUE

Jersey (8 m de haut) . Le paraweb est constitué defibres de polyester enrobées de matière plastique. Lacontrainte admissible du paraweb est d'environ200 MPa, soit du même ordre que la contrainteadmissible dans I'acier qui est d'environ 160 MPa. Maisle paraweb est beaucoup plus déformable que l'acier,ce qui conduit naturellement à des déplacementslatéraux des murs plus importants que dans le cas desmurs classiques en Terre Armée.

La figure 11 montre la répartition des forces detuaction maximales mesurées par JOHN et PETLEY.Dans la partie supérieure du mur, cette répartition estproche de la ligne Ku correspondant à la poussée deRankine, ce qui suggère que la déformation latérale dumur a été suffisamment importante pour mettre le solen état d'équilibre limite.

15

Seuls, quelques résultats d'expérimentations ont étépubliés (STOCKER et al., 1979; GASSLER et GUDE-HUS, 1981 ; SHEN et al., 1981) mais il y a eu denombreuses observations partielles sur des ouvragesréels au cours de la décade passée. Ces résultats ontmontré le développement de zones active et résistanteau sein du sol renforcé. Bien que la ligne des hactionsmadmales soit en général difficile à déterminer, ilsemble qu'il y ait une certaine différence avec les mursen Terce Armée et ce en raison de certains facteursparmi lesquels: un plus grand déplacement horizontalen tëte, une cohésion du sol en place, une inclinsaisondes inclusions et du parement, etc.

CARTIER et GIGAN (congrès d'Helsinki) présententune expérimentation en vraie grandeur sur un mur desoutènement en sol cloué de 5,5 m de haut àparement vertical. Les inclusions étaient des cornièresbattues inclinées de 20 sur I'horizontale et présentantune assez faible rigidité à la flexion (méthode hurpinoi-se). Le sol était un sable fin limoneux. La figure 12montre les déplacements latéraux de I'ouvrage mesurésà l'inclinomètre ; on voit clairement que les déplace-ments du parement sont très différents de ceuxobservés dans les murs en Terre Armée. Des résultatssimilaires ont été rapportés par GASSLER et GUDE-HUS (1981) et par SHEN et al. (1981). Ils indiquentque le mode de construction d'un mur en sol clouéentraîne de plus grands déplacements en tête du mur.

15m

Fig. 12. Déplacements horizontauxdans et derrière un mur en sol cloué

(Cartier et Gigan, 1983).

GUILLOUX et al. (conférence d'Helsinki) rapporte lecas d'un mur de soutènement en sol cloué de 14 m Cehaut avec un parement légèrement incliné (pente10/1). Le renforcement était constitué de barres scel-lé,es pratiquement horizontales. Le sol était une mo-raine compacte. Les forces de traction mesurées dansles barres montrent le développement d'une zoneactive et d'une zone résistante. Sous I'action du gelle gonflement du sol a entraîné une augmentation de

N" 29

,?ono '.. 9,-e

tzl.4

Fig. 11.

Efforts de troctiondons les inclusions

Forces de traction d'un mLtren sol renforcé

(John et Petley, 1983).

MARCZAL (conférence d'Helsinki) rend compte desrésultats d'une expérimentation en vraie grandeur surun mur en Tene Armée de 6 m de hauteur avec desarmatures relativement inextensibles en fibres de verreenrobées de polyester. Les forces de traction mesuréessont plus grandes que celles calculées en considérantune répartition suivant la ligne K..

Dans le cas d'inclusions inextensibles, JURAN (19771 adéveloppé une analyse théorique à l'équilibre limite etI'a utilisée pour les deux modes de rupture de la TerreArmée : la rupture par cassure des armatures et larupture par défaut d'adhérence. Les méthodes decalcul actuelles des ouvrages en T erce Armée(SCHLOSSER et al., 1979) tiennent compte à la foisde ces résultats théoriques et des nombreuses observa-tions sur des ouvrages en vraie grandeur.

Les ouvrages de soutènement réalisés in situ enutilisant la technique du clouage des sols présententtrois différences importantes avec les murs en TerreArmée:

1. le sol in situ possède gê.néralement de la cohésion;2. les inclusions, qui sont généralement des barresscellées dans des forages, présentent une certainerigidité à la flexion ,, ce qui peut influer sur lecomportement de I'ouvrage ;

3. la construction du mur se fait à partir du haut, enexcavant, et il en résulte une histoire de chargementhès différente.

En fin deconstruction

Aprèsstobi lisotion

t

16

la poussée sur Ie parement et en conséquence lesforces de traction ont évolué pour devenir madmalesau parement.

GUILLOUX et al. présentent également ur)e méthodede dimensionnement des ouvrages en sol cloué déve-loppée par Terrasol (SCHLOSSER, 1981). Cetteméthode de calcul à l'équilibre limite considère quatrecritères de rupture liés à la mobilisation des différentsefforts dans le sol et dans les inclusions:

1. la rupture de I'inclusion due à l'effet combiné desefforts de traction, de cisaillement et de flexion;

2, la résistance au cisaillement du sol ;

3. le frottement latéral le long de l'inclusion;

4. la pression latérale du sol sur I'inclusion. Les calculssont faits par la méthode des tranches en considérantune surface de rupfure circulaire.

La figure 13 montre le cas simplifié du premier critère,quand on néglige le moment de la flexion. Lacondition rdans le renforcement) conduit à I'expression suivante :

(N/R")2 + (S/R,)z :1où N et S sont I'effort normal et I'effort hanchant, R,.,

et R, les résistances de la barre à la traction et aucisaillement.

ÇoE tot des controintes dons lo borre

Surfoce deru pture

(Ê- - l. s'> o

Applicotion du principe du lrovoil moximol

Fig. 13. Détermination des efforts de tractionet de cisaillement(schlosse,? 1983).

A la rupture, les forces de traction et de cisaillementmobilis ées dans une barre sont déterminées en utilisantle principe du travail maximal comme indiqué à lafigure 13. Ce principe donne :

(F- F-) .6'> o

où F est la force réelle dans la barre, É- une fogcevirtuelle ne violant pas Ie critère de iupture et 6' tedéplacement de la barre, supposé égal au déplacementdu sol au point de rencontre avec le cercle de rupture.

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Le troisième critère relatif au frottement latéral peutêtre écrit: Nla portion de barre située au-delà de la surface derupture.

Pour le quatrième critère il est nécessaire de tenircompte du moment de flexion. Cela conduit, dans leplan (N,S), à une surface d'écoulement nettement pluscompliqué,e que l'ellipse coffespondant au seul premiercritère.

La méthode de dimensionnement a êté calée sur denombreux ouvrages en sol renforcé (SCHLOSSER,1983) (murs avec barres flexibles, barres rigides, pentesstabilisê,es par des micro-pieux). Elle est normalementutilisée avec des coefficients de sécurité qui correspon-dent aux éléments suivants: acier travaillant à la limiteélastique, frottement latéral limité à la moitié de sa

valeur maxim ale, pression latérale du terrain limitée àla pression de fluage dans I'essai au pressiomètre,coefficient de sécurité de 1,5 pour la résistance aucisaillement du sol. Ces valeurs ont êté choisies demanière à rendre tous les critères compatibles eu égardau champ de déplacements qui se développe dans lemassif renforcé.

En parallèle avec ces méthodes de calcul déterministes,des approches statistiques sont actuellement dévelop-pées en vue de surmonter les difficultés rencontréeslors de la détermination des paramètres de calcul etdes coefficients de sécurité. Unn telle approche proba-biliste est présentée par GASSLER et GUDEHUS(congrès d'Helsinki) pour le calcul de murs de soutène-ment en sol cloué.

3.7.2. Murs â ancrages multiples

Le concept de mur à ancrages mutiple s a été considérépour la première fois par COYNE en 1926 avecI'invention du < mur à échelle r. Des systèmes similairesont été, récemment développés (MURRAY, 1981 ;

FUKUOKA, 1982; etc. ). FUKUOKA a décrit uneexpérimentation en vraie grandeur sur un mur àancrages multiples dont le parement était constituéd'un géotextile fixé à des éléments rigides verti-caux. Le sol de remblai était du'limon. Le renforce-ment du mur était assuré par des ancrages constituésde tirants reliés à des panneaux verticaux en béton(1 m x lm x 0,15m).

La figure L4 montre la rotation des éléments verticauxdu parement, la poussée du sol sur le parement et lapression du sol sur les plaques de béton, qui estlégèrement supérieure à la pression latérale du sol aurepos. Ces résultats montrent eu€, dans ce système desoutènement, le déplacement (rotation) du parementest suffisant pour atteindre l'état limite de pousséederrière le parement. Par contre on ne mobilise pas labutée sur les panneaux d'ancrage et la pression qui s'yexerce peut ëtre calculée à condition de connaîhe lacourbe de mobilisation des pressions active et passivedu terrain (fig. I4]l.

CHABAL et al. (congrès d'Helsinki) présentent laconstruction d'un barrage de 27 m de haut construitsuivant la technique du < mur à échelle u. Le parementaval du barrage était constitué par les panneaux

Rn

,A^

REVUE FRANçAIsE DE cÉorecHNtoue

o10 30

3.2.7. Clouage

La stabilisation, par clouage, de pentes instables ou enmouvement consiste à placer des inclusions linéairespassives capables de résister à des moments fléchis-sants. Les inclusions sont des barres batfues ou sceliéesqui sont mises en place le plus souvent verticalementet selon une répartition uniforme. Le comportementd'un tel système dépend de plusieurs paramèires dont:I'inclinaison des barres par rapport à la surface derupture, leur densité, la rigidité relative des barresvis-à-vis du sol et l'état actuel du glissement (équilibrestatique, vitesse de glissement, fluage, etc. ).

L'effet de I'orientation du renforcement a été étudiépar JEWELL (1980). n a montré que I'intensité de laforce de traction qui se développe dans une inclusionfledble au cours d'un cisaillement direct à la boîtedépend principalement de I'inclinaison de I'inclusionpar rapport à la surface de glissement. L'augmentationmaximale de la contrainte rCe cisaillement d'un écfrantil-lon de sable renforcé par des barres ou par un grillageest obtenue lorsque I'inclusion est onentée suivant ladirection correspondant à I'extension maximale à larupfure dans l'échantillon de sable non renforcé.Lorsque I'inclusion est orientée dans la direction d'unedéformation de compression, il peut en résulter unediminution de la contrainte de cisaillement du sol. Lafigure 15 montre les valeurs expérimentales et théori-ques de l'augmentation de la résistance au cisaillementd'un échantillon de sable renforcé en fonction del'angle- d'inclinaison 0 de I'inclusion par rapport à laverticale.

Effort deïlroction

E=oyt-,0.;il;l

o 10 20 30 40Pressions des terres ( kN/matsur les oncroges

N" 29

Poussée des terressur le pore ment

y 10 s

(kN /m"t

Ymsx=

ETATACTIF

Fs Ko =O.6

Déplocement du porement i'6too

Courbe de réoctionF= f (y/H) dlun murde soutènemenl

-FpETAT

PASS I F

y/H

clossique

Fig. 14. Comportement d'un mur â ancragesmultiples

(d'après Fukuoka et â1., 1982).

d'ancrage. Des mesures ont montré que les forces dehaction dans les tirants n'augmentaient pas linéaire-ment avec le poids des terres et étaient inférieures auxprévisions. Cet ouvrage se comporte plutôt commeune structure à double parement; il est assez différentdu mur classique à ancrages mutiples. On peutraisonnablement s'attendre à ce que l'état descontraintes dans le sol soit proche de l'état Ko.

il existe une technique similaire au clouage, mais danslaquelle les ancrages sont actifs, c'est-à-dire précon-traints. Le procédé de construction des murs estsemblable à celui des murs en sol cloué mais lecomportement est relativement différent car les an-crages précontraints restreignent beaucoup les déplace-ments latéraux. Cette technique a été récemmentutilisée pour la conshuction d'un ouvrage de soutène-ment de 30 m de. hauteur qui a fait l'objet d'uneexpérimentation (KÉRISEL et â1., 1981); mais elle nesera pas traitée dans le présent rapport.

3.2. Stabilisation des pentes in situ

Quatre communications soumises à ce congrès haitentde la stabilisation des pentes in situ pâr clouage(JURAN et al.), par pieux (WINTER et GUDEHUS,CARTIER et GIGAN) et par micro-pieux (LIZZI'). Lecomportement de ces systèmes est discuté ci-dessous.

corn pression

Fig. 15. Augmentation de I'effort de cisaittementdu sable Ar/o, en fonction de l'orientation de

l'inclusion(Jewel, 1980).

Lcq

Inclusion entro ct ion

I Inclu. 'ien

lncluflexibleef f icoce

JEWELL a également montré qu'il suffit d'un déplace-ment très faible pour mobiliser la résistance à lafuaction de l'inclusion et obtenir I'augmentation coffes-pondante Âr de la contrainte moyenne de cisaillementle long de la surface de glissemeht.

ces résultats laissent à penser qu'il serait inefficace devouloir renforcer la partie supérieure d'une penteinstable par des inclusions flexibles verticales, c''est-à-dire orientées suivant une direction en compression. Il

---_r--

Effort decom pressionron

1*ty*comorffi,,on

ffitro.,t,"" f\ aoTpression

1g N" 29

pouffait même en résulter une diminution de lacontrainte de cisaillement mobilisée le long de lasurface de rupture. Un tel raisonnement ne prendcependant pas en compte I'action des pressions laté-rales du sol sur les inclusions qui a pour effet demobiliser la résistance à la fledon des inclusions.

L'influence d'une rigidité des inclusions a été éfudiéeexpérimentalement en laboratoire dans des essais decisaillement direct sur un sol limoneux renforc é par unerangêe de barres d'acier verticales de diamètre va-riable: 8 à L2mm (JURAN eI â1., 1981). Les résultatsont montré que:

1. la mobilisation progressive de la résistance à lafleion des barres donne au sol cloué une cohésionapparente C* ;

2. le déplacement nécessaire pour mobiliser cettecohésion apparente est plus grand que celui nécessairepour mobilis er le frottement sol-inclusion. JURAN et al.(congrès d'Helsinki) présentent une analyse par

-. la

méthbde des éléments finis de ces essais de cisaille-

ment. La figure 16 montre une comparaison entre la

mobilisation théorique de la cohésion apparente glo-

bale C* et les résultats expérimentaux. Les courbesprésentent un coude pour un déplacement relatifd'environ 47o, coude qui traduit I'apparition d'unemise en plasticité du sol autour des barres. L'analyseaux éléments finis est en assez bon accord avec les

résultats expérimentaux. Elle montre que la cohésionglobale apparente du sol cloué est effectivement plusgrande que celle correspondant à la somme des effortstranchanis mobilisés dans les barres. Cette différenceest due à ce que la présence des inclusions modifie les

champs des déformations et des contraintes dans lesol.

s Qtz mn

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Lorsque I'on utilise le clouage pour stabiliser une penteen mouvement, le comportement du massif cloué estgouverné par les propriétés de fluage du sol puisqu'ili'agit d'un écoulement visco-plastique. Il semble donca priori différent du comportement du même massifcloué, mais en équilibre statique. ITO et MATSUI(7975) ont proposé deux approches pour analyser leproblème de la pression latérale exercée par un sol enmouvement sur une rangê,e de pieux résistants enflexion. Ils ont considéré d'une part une déformationplastique du sol autour des pieux, et d'autre part unécoulement visco-plastique du sol autour deq pieux.Les deux méthodes ont êté appliquées pour prévoir lesefforts exercés sur des pieux dans cinq sites différents;elles ont donné des résultats assez semblables quicoffespondaient relativement bien aux observationsexpérimentales. Par ailleurs, dans la méthode del'écoulement visco-plastique, I'effort sur chaque pieuaugmente avec la viscosité et avec la vitesse deglissement du sol, mais ne varie pas beaucoup avec lalimite élastique du sol considéré comme un solide deBingham. Ces résultats indiquent que I'on peut, enpremière approximation, analyser et dimensionner lerenforcement par clouage d'une pente en mouvementà partir de considérations pseudo-statiques. C'est cequi a été proposé par WINTER et al. (congrèsd'Helsinki) dans une méthode où la pression latéraleexercée par le sol sur le pieu est calculée avec unecohésion non drainée variable en fonction de la vitessede glissement.

La densité de clouage de la pente est également unparamètre important du comportement dans la mesureoù il contrôle l'effet de groupe. Celui-ci a pourconséquence de faire particip er le sol au renforcement,ce qui revient à consid érer des inclusions apparentesplus épaisses constitu,ées chacune par la barre et unepartie

-du sol environnant. Ainsi I'effort total auquel

résiste le groupe de barres est supérieur à la sommedes efforts exercês par le sol sur chaque barre.Lorsque la densité est suffisamment forte, le sol clouése comporte comme un monolithe. Mais cet eff,et degroupe, que I'on rencontre assez fuêquemment enmécanique des sols, n'a pas encore êté très étudié.

Les méthodes de dimensionnement actuelles despentes clouées dans des conditions d'équilibre statiquene tiennent pas compte de l'eflet de groupe. Laméthode de Terrasol présentée par GUILLOUX et al.

(1983) pour le calcul des murs de soutènement en sol

cloué peut aussi ëtre utilisée pour la stabilisation despentes. CARTIER et GIGAN (1983) ont proposé uleméthode qui prend en considération une surface deglissement

-circulaire et qui calcule I'accroissement du

èoefficient de sécurité dû aux moments et aux effortsfranchants mobilisés dans les inclusions. Pour calculerces moments et ces efforts tranchants il est nécessaire

de connaître le déplacement relatif de I'inclusion parrapport au sol et donc le champ initial des déplace-mànts dans la pente en l'absence de tout renforce-ment. En dehors de quelques cas particuliers, la

connaissance de ces déplacements est difficile etnécessite en gênéral une analyse aux éléments finis.

Pour les pentes clouées en mouvement, WINTER et al.(1933) proposent une méthode de calcul pseudo-statique qui repose sur les principes décrits précêdem-

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Fig. 16.

5toDeformotion X fhl

Mobilisation de la cohésion apparentedans un sol cloué

(Juran et al., 1983).

FUKUMOTO (L974 et L976) a rapporté des observa-tions sur la stabilisation de pentes par clouage et plusparticulièrement un essai de cisaillement in situ sur unmassif de sol renf,orcé par deux pieux tubulaires enacier. Les résultats montrent une mobilisation de larésistance à la flexion des pieux semblables à celledécrite par JURAN et al.

_=y#

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ment (voir 2.2.2.). La pression latérale exercée par lesol sur chaque inclusion et coffespondant à Lrnediminution de la vitesse de glissemenf de V1 à Vz estdonnée par la formule:

p:À +ln+où s et h sont respectivement la section de I'inclusionapparente et la hauteur effecive d'inclusion qui résisteq la pression latérale; À est un paramètre qui dépenddes caractéristiques de fluage du sol.

3.2.2. Pieux

On stabilise fréquemment les glissements de terrain parune ou deux rangées de pieux longs suffisammèntrigides pour résister à de grands moments de flexion(YAMADA et â1., 1977; FUKUMOTO, L97Z; KÉRI-SEL, L976; SOMMER, 1979). Le comportement de cerenforcement diffère de celui d'une pente clouée car larangée de pieux constitue un écran relativement rigidegt par suite un élément de discontinuité dans le champdes déplacements de la pente. Habifuellernent, lespieux sont placés au pied de la pente et il en résulteune stabilisation progressive, comrnençant par la partiela plus basse du glissement. Mais,

-comme dans le

clouage des sols, la résistance à la flexion des pieux estun param ètre essentiel.

Trois types de méthodes de dimensionnement ont êtédéveloppés.

La première (BRINCH HANSEN, 1960) considère unsol rigide plastique et suppose que la pression latéraledu sol sur le pieu est entièrement mobilisée des deuxcôtés de la surface de glissement. Cette méthode esthabituellement appli quêe aux pieux très rigides.

La seconde est du type élasto-plastique. Elle a étéproposée par JURAN et al. (1981), CARTIER etGIGAN (1983) et nécessite de connaître les déplace-ments du sol par rapport au pieu" Cette méthode estbien adaptée aux pieux assez flexibles.

La troisième, décrite par WINTER et al. (1983), estrelative à la stabilisation des pentes en mouvement.

La première et la troisième méthode ont étê utiliséespar SOMMER (L979) dans son analyse d'une pente enmouvement stabilisée par une rangée de pieux rigidesde 3 m de diamètre. une couchè d'argiie de 1-0 md'épaisseur glissait à une vitesse de 14 mm par mois.La figure 77 montre le calcul et les mesuies de lapression latérale exercée par le sol sur les pieux. Larésistance due aux pieux ne contribuait seulement quepour environ 5 7" à la résistance totale au cisaillementle long de la surface de glissement (contrainte decisaillement du sol + efforts tranchants dans les pieux),mais cela s'est avéré suffisant pour réduire la vitesse deglissement à environ L0 7" de sa valeur initiale.

CARTIER et GIGAN (1933) ont utilisé, pour stabiliserqne pente instable sous une voie de chemin de fer,des inclusions plus flexibles consistant en trois rangéesde pieux forés en béton (40 cm de diamètre) reÀfor-cées-par des profils métalliques H200. La pente glissaitinitialement à une vitesse de 10 cm par an. Les

à ?urt. de_glrssement

o,27

2,5cr, +---+ i*.Prof .(m) # 7,Scttz 7,5cu,

Sens du glissement

Fig. 17. stabilisation d'un glissement de pente(Sommer, 1g7q.

mesures de déplacements des pieux ont permis decalculer les efforts tranchants et les moments de flexionet ont montré qu'une augmentation d'environ 7 7" ducoefficient de sécurité était suffisante pour réduire lavitesse de glissement à 2,5 mm par an.

il est intéressant de noter que dans les deux cas décritsci-dessus, la pression latérale du sol sur le pieu étaitsensiblement inférieure à la pression de fluage du solde I'essai pressiométrique.

3.2.3. Stablisation des glissements de terrain parmicropieux

Dans I'une des communications présentées à cecongrès, LIZZI décrit les nombreuses applications desmicropieux à la stabilisation des pentes, aux soutène-ments et aux fondations. Pour la stabilisation despentes, I'auteur distingue le cas des sols raides et celuides sols lâches. Dans le premier cas, les micropieuxsont uniformément répartis le long de la pente afin decréer avec le sol un ensemble monolithe et cohérentjusqu'à une profondeur suffisante au-dessous de lasurface de rupture critique. Dans le second cas, lesmicropieux sont concentrés en un réseau à la partieinférieure de la pente pour constituer un mur-poids insitu.

n efste une différence essenti elle entre ce système demicropieux et le clouage dans la mesure où lecomportement des micropieux est hès influencé par uneffet de structure (Llzzl et â1., 1979; SCHLOSSER etâ1., 7979) dû au liaisonnement particulier des micro-pieux en tête. L'interaction complexe sol-pieux estgénéralement suffisamment large pour créer un mono-lithe, mais ce point n'a pas étê encore suffisammentétudié et explicité. C'est la raison principale pourlaquelle les méthodes actuelles de dimensionnement ne

N" 29 19

lBO m

o

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''['ol2sl,

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Pressionmesu rée

.pg- p(kN/m1

2,BO 11o tvpi.,

Pression dedimensionnement

t ^lr6Vecteur de deploce

-(.. t 3/75 -11/76

20 N" 29

considèrent pratiquement que la stabilité externe desmicropieux.

3.3. Les fondations superficielles renforcëes

Six communications présentées à cette séance coRcer-nent I'influence d'un renforcement horizontal du sol surla capacité portante des fondations superficielles.Nombre d'articles ont, pendant ces dernières années,traité de ce problème. Il serait possible de trouver unetendance générale du comportement d'une telle fonda-tion en comparant tous ces articles, mais il estvraisemblable qu'une telle procédure s'avérerait difficileen raison de I'insuffisance de données réelles sur lestravaux de recherche rapportés. Par exemple, les

données sur la profondeur de la première couche durenforcement ou sur la densité du sable peuventmanquer; ou bien, I'angle de frottement mesuré à

I'appareil triaxial peut être donné sans aucune informa-tion sur le niveau de contrainte moyenne, laquellediffère beaucoup selon qu'il s'agit d'essais triadaux oud'essais sur modèles réduits; ou bien encore, otr nedonne aucune indication sur la capacité portante limitedu même modèle réduit de fondation, mais nonrenforcé. Une autre difficulté résulte des différentscritères de rupture qu'on peut utiliser, ainsi certainscritères sont relatifs aux charges maximales alors qued'autres considèrent des charges correspondant à desvaleurs de tassement bien déterminées. On présenteci-après une synthèse fondée sur des articles compor-tant suffisamment de données pour être correctementanalysés.

3.3.7. La capacité portante des fondations sur sablerenforcé

Un intérêt tout particulier a été porté aux essais surmodèles réduits de fondations en sable renforcé. Cesmodèles utilisent une à six couches de renforcement.

Le champ des déplacements a été en génêtal trèssoigneusement étudié par des techniques photogram-métriques ou stéréo-photogrammétriques. La cuved'essais est dans ce cas munie d'une paroi en verteépais qui permet la photographie ou bien I'on utiliseplus simplement un modèle bidimensionnel avec latechnique des rouleaux de Schneebeli. Le champ desdéplacements sert à déterminer les lignes d'extensionnulle ou les lignes d'extension principale. Ces dernièressont hès importantes puisque c'est suivant leur direc-tion que les inclusions sont les plus efficaces (AN-DRAWES et â1., L9781.

Le champ des déplacements dépend enhe autreschoses de la matière des inclusions. Avec les matièressynthétiques qui ont normalement uR frottement sol-inclusion plus faible que le frottement inteme du sol,les déplacements ont tendance à suivre la surface desinclusions. Un grillage en acier peut avoir un frottementsol-inclusion égal au frottement interne du sol (AN-DRAWES et â1., L978) ot, dans ce cas, le sens dudéplacement coupe les inclusions. Lorsque l'on utilisedes inclusions flexibles (par exemple des géotextiles), ilpeut y avoir rupture du sol avant que les inclusions nesoient sollicitées. Dans ce cas, les lignes d'extension

REVUE FRANçAISE DE GEOTECHNIOUE

nulle sont presque confondues avec les lignes caracté-ristiques des déforrnations telles qu'elles sont considé-rées dans la théorie de la plasticité. Les champs dedéplacements observés sont en gênêral en bon accordavàc le schéma classique de rupture relatif à la

capacité podante (figures 18 et 19). La théorie de laplàsticité semble donc constituer un bon point dedépart pour étudier la capacité portante d'un sol

renforcé, tout au moins lorsqu'il s'agit de renforce-ments par inclusions fledbles. En l'absence d'unemeilleure théorie, otr peut également I'utiliser pour desrenforcements rigides. Cependant, I'obseruation des

déplactments dans la partie située au-dessus desinClusions (ANDRAWES et â1., 1978) semble indiquerque la partie supérieure du sol doive êÙe consid&ê,ecomme une couche spéciale.

LiEnes d'exten sion princtpole

Lig nes d'exte n s ion nu lle çI

Fig. 18. Schéma des trajectoires observées, deslignes d'extension principale et des lignes d'ex-tension nulle pour une fondation sur du sable

(Andrawes et â1., 1983).

Fig. 19. Schéma de rupture poa r la capacitéportante d'une fondation sur du sable

(d'après Lundgren et Mortensen, 1953).

Des exemples de mauvais emplacements des inclusionssont mentionnées dans plusieurs articles et la figure 20montre les champs de déplacements correspondants.Dans la figure 20a l'inclusion a une surface relative-ment lisse qui favorise le glissement entre le sable etI'inclusion, ce qui réduit la capacité portante parrapport à celle du sol seul (ANDRAWES et â1., 1978\.Sur les figures 20b et 20c on a placé des inclusionstrop courtes dans la zone des lignes d'extensionprincipale" A la figure 20d, c'est un grillage en P.V.C.qui a été, utilisé dans un essai sur modèle réduit; bienque le champ des déplacements paraisse très différentde celui du sable seul, les capacités portantes obser-

REVUE FRANçAIsE DE cÉorecHNrouE

Fig. 20. Exemples de mauvais ernplacementspour des inclusions résistant à la traction.

vées sont pratiquement égales, comme on pouvait leprévoir en utilisant la théorie de la plasticité"

L'emplacement optimal (c'est-à-dire celui qui donne lefacteur d'amélioration le plus €llevé sur la capacitéportante ultime ou résiduelle) d'une couche de renfor-cement unique et horizontale a été étudié dansquelques articles (tableau IV). L'amélioration maximaleest obtenue quand I'inclusion est située à une profon-deur de 0,258 à 0,58, ou B est la largeur de lafondation. La longueur optimale de I'inclusion dépendpar contre du matériau utilisé. Des inclusions exten-sibles transmettent leurs conhaintes au sol sur unesurface limitée et la largeur optimale L s'avère êtreL : 58 (FRAGASZY et al., 1983). Des inclusions rigides,par exemple en acier, nécessitent une plus grandelongueur d'ancrage (McGOWN, L979). L'influence dunombre de couches a êté étudiée par de nombreuxauteurs (tableau trl). Deux ou trois couches ont un effetfavorable sur la capacité portante même avec unespacement verhcal Z de 0,5 à 0,75 B.

N" 29 21

Le résultat le plus important de toutes ces études, c'estque le ou les facteurs d'amélioration dépendent dunombre de couches, de l'espacement vertical enhe lescouches, de la profondeur de la couche supérieure, dela résistance du sol, de la matière des inclusions, etc. Ilsemble donc difficile d'avoir une idée génêrale simplesur le mécanisme du renforcement ou tout au moinsde faire une comparaison valable enhe toutes cesétudes.

Dans I'un des articles présentés, DENVER et al. (1983)proposent d'utiliser la théorie de la plasticité sous saforme la plus simple pour calculer I'influence d'ungrillage en P.V.C. Cette idée peut ëtre retenue pouranalyser les résultats d'essais avec des couches derenforcement horizontales, en introduisant un angle dediffusion a.

Considérons tout d'abord le cas d'une seule couche derenforcement. Cette couche et le sable sus-jacent sontsupposés constituer un matériau homogène plus résis-tant que le sous-sol. La rupture se produit lorsque lafondation atteint le sous-sol après avoir pénétré lacouche de renforcement. Les contraintes verticalesdans la couche de sable supérieure sont alors suppo-sées se diffuser avec un angle a par rapport à laverticale (fig. 2U. La fondation apparente conespon-dante au niveau du sous-sol a une largeur B* qui estdonnée par:

B{< - B (1 + 2 tgcv D/B)

et une capacité portante que I'on peut exprimer ainsi:

q* - É,yB*Nrs, + y (O + D)No sq dq

où y est la densité du sable, No et Nq les coefficientsde capacité portante, sy et sq les coefficients de forme,dq le coefficient de profohdeur, et où ô est letassement à la rupture. On suppose qu'il n'y a pas desurcharge à la surface du sable et que la charge sur lafondation est verticale.

Tableau lV. - Renforcement par une couche unique et horizontale d'inclusions. So/ de fondation: sable

AndrawesMcGownWilson-Fahmy1 983

Geotextile, non tissé

Sable: n * A34

Modèle: L- æ - B_ O,',2 m

u/B 0,125 0,250 0,b00 0,750 1 ,00qlyB 250 335 330 310 z7o zssô/B 0,16 0,19 0,21 o,2A 0,19 0,14o 48"tg cr 0,33 0,00 - 0,1 6 - A,22 - 0,24

Va n isek1 983

Geotextile, tissé

Sable:Y_ "l 5 kN/n"r3 (?)

Modèle: L- oo - B_ 0,04 m

u/B 0,375 0,75 1 ,125q kN/m2 150 25A 260 175ô/B 0,'l 3 0,22 0,22 0,1,5a 48"tg cr 0,10 - 0,06 - 0,1 g

Akin m usu ruAkin bolade1981

Bandes de fibres tisséesEspacement horizontal xlB-Sable: Y _ 17 kN/m3

Modèle: B_ L_0,1 mô/B _ 0,10 (?)

u/B 0,5 0,S A,7Sx/B 0 0,5 0,scl kN/m2 91

A 47ose/qo 2,85 2,15 1,17tg cr 0,1 0 0,00 - A,23

Milovic19V7

Tiges en pofypropylène

Sable:Y: 15 kN/m3

Modèle: D : 0,6 m

u/B A,25 0,S 0,7bq kN/m2 420 660 830 1 100 (?)ô/D 0,1 0,1 0,1 0,1O 41oBtg cr - 0.03 - 0,07 - 0,06

22

Fig. 21. Poinçonnement d'un sable renforcé.

La charge

A{<q- A

sur la fondation réelle est alors:

q*

où A et A* sont respectivement les surfaces de lafondation rêelle et de la fondation apparente. Onsuppose implicitement que la force résultante sur les

deux faces limitant la diffusion de la charge esthorizontale.

On a utilisé un coefficient de profondeurdo - 1 + 0,35 DIB pour analyser les résultats. Lesobservations des champs de déplacements semblent enfait montuer que le sable de la couche supérieure se

déplace vers la fondation, ce qui signifie que lapression horizontale y est probablement trop faiblepour que I'on puisse mobiliser des forces de cisaille-ment suffisantes le long des lignes de rupture duschéma classique. L'utilisation d'un coefficient de pro-fondeur différent de I'unité pourrait donc être discutée,mais de toute façon son influence sur tgs reste faible.

Dans les tableaux IV et II, on donne quelques-unesdes séries d'essais les plus complètes. L'angle defrottement int erne a été calculé, à partir des coefficientsde capacité portante de Lundgren et Mortensen(1953), en réanalysant des essais sur du sable propre.Les angles de frottement interne peuvent donc êtrequelque peu différents de ceux mentionnés dans lesarticles cités dans les tableaux IV et II. Ils dépendentbeaucoup du niveau des contraintes et des dimensionsdu modèle, c'est-à-dire que plus les plaques d'essaisont petites et plus I'angle de frottement est élevé,.

On a donné à la hgure 22 les valeurs de tgw calculéesen fonction de la profondeur relative u/B de la couchede renforcement. Les inclusions étaient constitu é,es degéotextiles tissés ou non-tissés, de banes de polypropy-lène ou de bandes linéaires de fibres de corde. Endépit d'une certaine dispersion, on observe que tgs atendance à diminuer quand u/B augmente de 0,1 à 1.

On peut interpr éter les essais à plusieurs couches (2 à6) de la même façon. La couche supérieure comprendalors toutes les inclusions. La variation de tgs enfonction de u/B est donnée sur la figure 23. Le résultatest plutôt surprenant, car la dispersion est assez faibleen dépit de la différence des Çpes d'inclusions et desmodes opératoires utilisés. Lorsque u/B > 0,5, tgs estpresque constant, mais pour u/Bprendre des valeurs assez élevées, ce qui signifie que lerenforcement est d'autant plus efficace que la couchesupérieure d'inclusions est située à une plus faible

N" 29 REVUE FRANçA|SE DE CÉOTECHNTOUE

-0.3

Fig. 22. Valeurs de la pentecharge pour un lit isolé

de diff usiond'inclusfons.

de la

Fig. 23. Valeurs de la pentechargepour2à6lits

de diff usion de lad'inclusions.

profondeur au-dessous de la fondation. Des expé-riences supplémentaires s'avèrent cependant néces-saires pour confirmer et préciser ce point.

De I'analyse ci-dessus, il ressort les points suivants:

1. il est possible d'évaluer I'amélioration de la capacitéportante apportée par le renforcement d'une couchede sable propre. On peut utiliser la méthode de calculdu bicouche, mais à condition d'adopter pour lacontrainte verticale des diffusions variables.

2. L'angle de diffusion a semble être pratiquementindépendant du matériau constituant les inclusions, dunombre de couches, de la densité et de la résistancedu sable, ainsi que la profondeur du renforcement, etcela dans une large gamme des différents paramètresutilisés dans les essais.

3. L'angle de diffusion a semble dépendre principale-ment de la profondeur relative de la couche supérieuredu renforcement.

Les valeurs négatives de a indiquent qu'une meilleureméthode devrait ëtre proposée dans l'avenir.

No m bre de couche s

r < D/B< /..5

0.33 .zlB< 1

I

I

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L'idée de base de la méthode de calcul est que larupture intervient dans le sous-sol selon un mécanismeclassique, mais que le sable renforcé au-dessous de lafondation aglt comme une dalle durant le poinçonne-ment.

Dans les essais sur modèles réduits, deux modessupplémentaires de rupture ont pu ëtre observés.L'inclusion soit a glissé, soit s'est cassée pendant larupture. La cassure, lorsqu'elle a lieu, est toujoursapproximativement sous le côté ou sous le centre dela fondation (BINQUET et LEE, L975). Les forces detaction déterminées dans un géotextile intact (AN-DRAWES et al., 1983) montrent des maximas situésaux mêmes points (fig. 24).

Fig. 24. - Points de cassure probable des inclusions(Binquet et Lee, 1975) et

contraintes de traction dans un géotextile(Andrawes et â1,, 1983),

Dans les essais sur modèles, la capacité portante n'estque légèrement influen cée par ces phénomènes, maisen vraie grandeur les forces de traction dans lesinclusions sont beaucoup plus élevêes.

Pour l'élaboration des projets, il est très importantd'êhe en mesure de calculer les forces de haction dansles inclusions. Des méthodes de dimensionnementbasées sur la théorie de l'élasticité (SCHLOSSER etLONG, L974) ou sur la théorie de la plasticité(BINQUET et LEE, 1975) ont êtê, proposêes maisn'ont pâs, jusqu'à maintenant, été comparêes avec desdonnées expérimentales appropriées.

3.3.2. Le tassement des fondations sur sable t€D-forcé

Le tassement des fondations sur sable renforcé dépendsensiblement des caractéristiques mécaniques du maté-riau constituant l'inclusion comme de la flexibilité del'inclusion et de la rugosité de sa surface, du nombrede couches de renforcement et des propriétés du sable.

Avec un géotexille flexible, non-tissé, la courbe decharge-tassement n'est pas influencée par le renforce-ment tant que le tassement n'a pas atteint la valeur de0,088, (ANbRAWES et al., 1983). Pour tous les autresmatériaux on observe une réduction des tassements,même aux très faibles chargements. Pour les géotex-tiles tissés, I'amélioration semble aller jusqu'à 100 %(VANICEK, 1983), pour des bandes d'aluminium 50 à5007" (BINQUET et LEE, L975), et pour les barres enacier et des grillages en P.V.C., jusqu'à 500-1000%(MILOVIC, 1979; DENVER et al., 1983).

N" 29 23

Deux communications ont traité de l'effet des charge-ments rêpétés. DENVER et al. mentionnent quelorsqu'on utilise des grillages en P.V.C. comme renfor-cement, les tassements sont réduits par un facteur de 2à 5. PATEL et PALDAS utilisent un élément derenforcement composite. Ils établissent une distinctionentre la composante élastique ô" et la composanteplastique ôe du tassement. Ils ont trouvé que lacomposante élastique est inchan gée mais que lacomposante plastique est réduite par un facteur qui estsupérieur à 2.

3.3.3. Validité des essais en modèles réduîts

Tous les essais mentionnés jusqu'à présent sont desessais en modèles réduits. En pratique leur exbapola-tion aux ouvrages réels reste limitée puisque les lois dela similitude ne sont pas satisfaites. On doit noter à cepropos trois points importants.

Les champs des contraintes sur modèle et sur proto-type devraient ëtre similaires. Or dans les essais surmodèles réduits les contraintes sont beaucoup plusfaibles que dans le prototype. Aussi I'angle de frotte-ment interne, qui dépend assez fortement du niveaudes contraintes, est-il beaucoup plus êlevê dans lesessais sur modèles (tableaux IV et V) que dans lesprototypes. L'échelle incorrecte des contraintes conduitprobablement à un mécanisme de rupture non reprê,-sentatif de la rêalitê, Cette difficulté peut ëtre surmon-té,e en soumettant le modèle à une forte accêlérationdans une centrifugeuse (KIM et â1., 1983 ; OVESEN etKRARUP, 1983). Les essais sur modèles réduitspeuvent être utilisés pour étudier certains phénomènescomme par exemple la forme de la relation entre tgset u/B (fig. 23), mais pour toute utilisation pratique cesrésultats devraient ëtre contrôlés par des essais encentrifugeuse.

Les inclusions doivent ëtre soigneusement réduites àl'échelle correcte s'il faut étudier les forces de tractionou les cassures dans les inclusions. A proprementparler, les dimensions devraient être réduites à l'échellecorrecte ; une autre solution, moins bonne, est deréduire à l'échelle la résistance du matériau (OVESENet DRARUP, 1983). Dans aucun des essais mentionnésplus haut la notion d'échelle n'a étê introduite.

Le diamètre des grains, l'épaisseur de l'inclusion et lesrelations contraintes/déformations ne sont généralementpas réduites à l'échelle, de telle sorte que I'on ne peutpas comparer les tassements du modèle aux tasse-ments du prototype.

3.3.4. Fondation renforcée sur sol mou

Cinq communications soumises à cette conférenceconcernent le renforcement par une couche de géotex-tile, placée à la surface d'un sol mou sous un remblaiou sous des couches de chaussée.

KEBS et al. (1983) ont réalisé des essais en cenhifu-geuse et BOUTROUP et al. (1983) ont réalisé uneanalyse par la méthode des éléments finis. Ces deuxétudes fournissent des résultats qualitatifs semblablesqui permettent d'expliquer le mécanisme: le géotextilerestreint les déplacements latéraux du sous-sol, ce quiconduit à un tassement pratiquement uniforme de la

BinquetLee1 975

Bandes d'aluminium

Sable:Y- 15 kN/m3

Modèle: L_ oo - B-0,076 m

u/B 0,33 0,66 0,33 0,33 0,33D/B 1,33 1,66 1,00 1,67 2,OOq kN/m2 83 196 162 1 16 214 255N44356ô/B 0,09 0,07 0,07 0,Q7 o,O7 o,O7o 42"tg q -0,10 -0,12 -0,,|9 -0,08 -0,06u/B 0,66 1,00 1,00 1,33 1 ,67D/B 1,33 1,67 2,OO 2,OO 2,33q kN/m2 1 16 129 148 141 120N33433ô/B - 0,07 0,07 o,o7 o,o7 o,o7o 42"tg cr -0,18 -0,10 -0,13 -0,14 -0,14

FragaszyLawtonAsg harza-Deh-Fozi1 983

Bandes d'aluminium

Sable:Y- 15,4 kN/m3

Modèle: L- oo - B-0,076

u/B 0,33D/B 1,00q kN/m2 7s 200N3ô/B 0,1 0,22o 420tg cx - 0,04

DenverCh ristensenHa nsenSteenfeldt1 983

Grillage en PVC

Sable:Y_ 15,5 kN/m3

Modèle: circulaire

u/BD/Bq kN/m2ô/DDm0tg cr

0,15 0,071,09 0,47

75 244 85 3900,1 0 0,1 0 0,1 0 0,1 00,065 0,065 0,1 5 0,1 544" 41"

- 0,04 0,35

Akin m usu raAkinbolade1 981

Bandes de fibres tisséesEspacement horizontal 0,5

Sable: Y : 17 kN/m3

Modèle: B : L:0,1 m

u/B 0,75 0,75 0,79 0,75 0,S 0,bD/B 1,25 1,75 2,25 2,75 2,5 3,5q kN/m2 142 136 139 139 223 191N234555ô/B -0,1 - 0,1 æ0,1 -0, 1 - 0,1 N 0,10 40"tg cr -0,16 -0,16 -0,13 -0,13 -0,9 -0,09u/B 0,25 0,50 0,75 1 1,b 0,bD/B 2,25 2,50 2,75 3,00 3,50 4,5q kN/m2 175 192 139 1 16 114 155N555555ô/D -0,1 - 0,1 æ 0,1 -0, 1 - 0,1 tu 0,1o 400tg cr - 0,12 - 0,11 - 0,13 - 0]2 - 0,11 - 0,09

24

surface chargée. L'amplifude du tassement total n'estque légèrement réduite. Cependant, comme l'a montréJEWELL (7982), I'utilisation d'un géotextile s'étendantjusque sous les banquettes latérales a pour effet derestreindre encore plus les déplacements latéraux, etenhaîne alors une diminution du tassement total.BOUTROUP et al. ont montré qu'en conditions nondrainées (v - 0,5) les forces de traction qui sedéveloppent dans le géotextile sont plus grandes quecelles obtenues dans des conditions drainées(v : 0,33).

GOURC et al. (congrès d'Helsinki) ont étudié expéri-mentalement le renforcement par une couche degéotextile reposant sur un sous-sol argileux. Le géotex-tile avait été placé à l'interface entre le sable et I'argile.Ils ont entre auhes choses montré que sous charge-

N" 29

Tableau V. - Résultafs d'essars avec N couches horizontales d'inclusions (N> 1). Sot de fondation: sable

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ment statique le géotextile modifie le champ desdéplacements dans le sous-sol argileux, ce qui a pourconséquence de réduire le tassement total et d'ac-croître la capacité portante.

La méthode de dimensionnement la plus courammentutilisée repose sur une analyse de la stabilité parglissement circulaire prenant en compte les forces detraction mobilis ées dans les inclusions (JEWELL,L982)" QUAST et al. (conférence d'Helsinki) considè-rent eu€, lorsque I'on utilise un géotextile relativementdéformable (déformation admissible de 5 7"1, ce géo-textile suit les déplacements du sol notamment le longde la surface de rupture potentielle. Il en résulte queles forces de traction sont alors dirigées dans ladirection de la surface de rupture.

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3.4. Fondation en sols renforcés en place

3.4.1. Colonnes ballastées

L'utilisation de colonnes de sable ou de gravier pourrenforcer un sol mou répond à trois objectifs:1. accroître la capacité portante du sol de fondation;2. réduire les tassements et accélérer la consolidationdu sol mou;3. accroître la stabilité générale d'ouvrages (murs,remblais) à fonder sur le sol mou.

Les colonnes jouent donc à la fois un rôle derenforcement grâce à leur résistance à la compressionet au cisaillement et un rôle de drainage.

3"4.1.1. Considérations générales sur Ie comportement

L'utilisation la plus courante des colonnes ballastées estfaite dans le but d'accroître la capacité portante d'unsol de fondation sur une surface relativement large. Lenombre des colonnes est généralement êlevê etcomme des pieux elles transfèrent les charges à unecouche de meilleure portance. Mais, le comportementd'une colonne est très différent de celui d'un pieu dansla mesure où le mécanisme d'interaction est celuid'une expansion radiale confinée par le sol mouavoisinant comme cela a êté expliqué au $ 2.2.4.

Des expérimentations en vraie grandeur ont monhéeu€, sous l'effet d'un chargement en surface soit parun remblai (VAUTRAIN, 1977; ABOSHI et â1., 1979),soit par une fondation plus rigide (GOUGHNOUR etBAYUK, 1979) les tassements en surface du sol et descolonnes étaient pratiquement les mêmes. Il en résulteque la distribution de la charge est caractérisée par uneconcentration des contraintes verticales sur les co-lonnes. I-e rapport de concentration des contraintesn - o./o, (où oc et os sont les contraintes verticalesrespectivement dans la colonne et dans le sol mou) estun paramètre fondamental qui dépend de plusieursfacteurs, y compris le facteur de remplacementa _ A./A défini sur la figure 25.

Des études en laboratoire (ABOSHI et â1., 1979)comme des expérimentations en vraie grandeur ontmontré que la valeur habituelle de n en surface estgénéralement comprise entre 3 et 5" Cependant,comme I'a montré VAUTRAIN (7977), elle peut, dansle cas de sols particulièrement mous et hétérogènes,atteindre en profondeur des valeurs aussi élevées que50.

Si les sols sont supposés élastiques, n est égal aurapport des modules de déformation de la colonne etdu sol (n _ E./Er).

GOUGHNOUR et BAYUK (7979) ont monhé que lefrottement latéral à I'interface sol-colonne restait faibleet n'affectait pratiquement pas l'état des contraintesdans le sol.

La mise en place des colonnes ballastées provoqueune compression initiale latérale du sol et donc accroîtla valeur du coefficient Ko (GOUGHNOUR et al.,LeTe).

t- Pression dev- chorgementG,

n= Cr.

ct

Colonne

So I mou

ooAc

Fig. 25, Paramèfres de dimensionnement:coefficient de concentration de contrainte et fac-

teur de remplacement.

3.4.I.2. Modélisation du comportement (capactté por-tante)

Deux types de modèles ont êté développés. Lepremier (POTEUR, 1973; HUGHES et al.; 1975;ABOSHI et al. , 1979) ne tient pas compte de l'effet degroupe et considère des colonnes isolées, incompres-sibles et rigides-plastiques dans un sol rigide-plastiquesemi-infini. La pression de confinement radiale mobili-sable or peut ête déterminée soit à partir d'un essainon drainé à l'appareil triaxial (o, _ 2Cu + or), soit àpartir d'un essai pressiométrique (o, - pr).

Dans le second type de modèle (PRIEBE, L976;GOUGHNOUR et BAYUK, L979) on considère lecomportement d'une u cellule êlémentaire, comprenantune colonne et le sol environnant. On suppose quecette cellule élêmentaire est limitée latéralement parune paroi rigide et lisse et que les déformationsverticales sont uniformes sur toute la hauteur. Cesmodèles sont reprê,sentatifs d'un ædomètre à unecolonne centrale et donnent une base plus rationnelleaux méthodes de dimensionnement.

PRIEBE suppose un comportement rigide-plastique etincompressible de la colonne combiné à un comporte-ment élastique du sol. Il suppose également que l'étatdes contraintes dans le sol mou est isotrope (K" - 1)soit or _ os. Dans ces conditions, le rapport deconcenhation des contraintes n : o/o, est unefonction du coefficient de Poisson v et du coefficientde remplacement a _ A./A. Comme I'indique lafigure 26, n décroît avec lla.

GOUGHNOUR et al. (1979) supposent que les co-lonnes ballastées sont linéairement élastiques, parfaite-ment plastiques à la rupture et incompressibles à l'état

N" 29 25

o o= Aç

A

e@

e@

o..6(lo rqi

o'-*VL

26

o ou qhnoT ; i

Çi # = K(€ritv)

Voleurs utiIiséesdons lo protique

O 5 1/e = A/Ac Çi

ETiiikfl.ujaiiS:!??

Fig. 26. - Concept de cellule élémentaire - compa-raison entre différents modèles et la méthode

des élémenfs finis.

plastique. Le sol confiné à l'intérieur de la celluleêlémentaire est supposé avoir un comportement élasti-que non linéaire suivant un chemin de contrainteseffectives qui dépend des déformations verticale etradiale rv et q. Lorsque le coefficient de remplacementapproche la valeur 1, le coefficient K, rapport de lacontrainte effective radiale à la contrainte effectiveverticale, se rapproche de 1/K". Pendant le charge-ment, le chemin des contraintes effectives est supposéêtre bilinéaire, comme l'indique la figure 26, et lecoefficient K varie enûe Ko et l/Ko.

Suivant le niveau de la déformation, la colonne peutëte soit dans un état élastique, soit dans un état deplasticité contenue. Dans ce dernier cas, n est fonctiondu facteur de remplacement a et de la valeur supposéede K" Les variations théoriques de n en fonction deIla pour différentes valeurs de K (K - Ko i K - 1 etK - 1/K") sont montrées sur la hgure 26, où la valeurde Ko a êtê prise égale à 0,6.

il est intéressant de noter eu€, pour les valeurs de Llarencontrées dans la pratique (4 < Ila < 9), les deuxmodèles donnent des résultats assez semblables pourK _ 1, ce qui correspond bien aux observationsexpérimentales (n - 3 à 5).

BALMM et POULOS (congrès d'Helsinki) ont réaliséune analyse du comportement de colonnes ballastéespar la méthode des êlêments finis. Ils ont supposé qu'àla fois les colonnes et l'argile avaient un comportementélasto-plastique, avec un critère de rupture, celui deMohr Coulomb, et une loi d'écoulement plastiquecaractérisée par un angle de dilatance. L'interfacesol-colonne est modélisée à partir d'éléments decontact qui permettent de prendre en compte soit uneadhérence parfaite, soit un frottement pur, soit encoreun frottement avec dilatance utilisant le concept decellule êlémentaire. Les auteurs ont montré qu'avec lescaractéristiques de colonnes ballastées gênêralement

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utilisées on obtenait pour des fondations flexiblesuniformément chargées et reposant sur des colonnesballastées des solutions presque égales aux solutionsélastiques analytiques obtenues par BAI AAM et BOO-KER (1981) pour des fondations rigides uniformémentchargées.

Ces auteurs ont également calculé les variations durapport orlo en fonction du facteur de remplacement apour différentes valeurs du rapport des modulesd'élasticité E./Er. D'après les résultats, la valeur de nest approximativement constante avec lla et varied'environ 6 à 30 lorsque le rapport des modules E"/E,varie de 10 à 40 (fig. 26).

WALLAYS et al. (congrès d'Helsinki) ont utilisé leconcept de cellule élêmentaire et proposé la formula-tion d'un nouveau modèle en supposant que le sol etla colonne soient à la fois linéairement élastiques etparfaitement plastiques à la rupture et que leurcompressibilité à l'état plastique puisse ëfre calculée àpartir de la solution de Vesic. Ils ont étudié à la fois lesradiers rigides et flexibles. Ils ont déterminé lestassements et les contraintes dans la colonne et dans lesol à partir d'un calcul élasto-plastique classique. Lacolonne est supposée dans un état de plasticitécontenue lorsque la déformation verticale dans cet étatest plus grande que celle calculée pour la colonne àl'état élastique. Aucune application de ce modèle n'estprésentée.

Bien que le premier type de modèles donne dessolutions simples, qu'on peut rapprocher d'essais nor-malisés comme I'essai pressiométique, l'hypothèsed'une mise en plasticité totale du sol enbe les colonnesne correspond pas à la réalité. Par ailleurs les valeursde n calculées dans des conditions non drainéesdépendent du niveau du chargement, ce qui necorrespond ni aux observations in situ, ni aux résultatsobtenus en laboratoire (ABOSHI et â1., 1979ll. L'opi-nion du rapporteur gênéral est qu'il serait nécessaire dedévelopper des modèle utilisant le concept de u celluleélêmentaire u si I'on souhaite disposer de méthodes dedimensionnement réalistes et fiables.

3.4.1.3. Méthodes de dimensionnement

Le dimensionnement des colonnes ballastées, pour lerenforcement d'un sol de fondation, doit répondre auxdeux points suivants:

1. Dans la partie cenfrale de la zone chargée,déplacement du sol est essentiellement vertical etdimensionnement doit donner une estimation devaleur du coefficient de réduction du tassement:

tassement du sol de fondation renforcé

tassement du sol non traité

2. Aux extrémités de la zone chargée, le déplacementlatéral du sol de fondation peut ëtre important et ledimensionnement doit alors donner une estimation dela stabilité locale vis-à-vis d'un glissement de Çpecirculaire.

Plusieurs méthodes ont ,été propos ées pour évaluer B :

des méthodes empiriques (GREENWOOD, I970;THORBURN, 197 5) , des solutions analytiques

N" 29

n= ccÇj

:-t'& (,976, Prie be (1976),6f,=Ctj

lelela

B-

REVUE FRANçA|SE DE GÉOTECHNTOUE No 29

(PRIEBE, 1976; ABOSHI et al. , L97g; GOUGHNOUR Çeet BAYUK, 79791 et des analyses par la méthode des n=t'éléments finis (BAIAAM et â1., L977; MORGENTHA- -sLER et â1., 1978).

Les principaux paramètres de dimensionnement sont le Irapport de concentration des contraintes n et le facteurde remplacement a.

ABOSHI et al. ont mis au point une solution analyti- 6que très simple qui repose sur l'hypothèse d'untassement uniforme et qui donne:

p- 1+(n 1)a

Des méthodes plus sophistiquées utilisent le concept decellule élémentaire.

PRIEBE (L976) a considéré le cas d'une colonneincompressible et d'un sol élastique avec le concept decellule êlémentaire. C'est la raison pour laquelle sasolution donne la même valeur pour P.

GOUGHNOUR (congrès d'Helsinki) propose une théo-rie utilisant le modèle de la u cellule êlêmentaire,(GOUGHNOUR et â1., 1979ll défini précédemment.L'analyse incrémentale est faite en deux étapes: onsuppose d'abord que la colonne est en état d'équilibreplastique contenu et que toutes les variations devolume sont transmises au sol compressible avoisinant.Cette hypothèse permet de calculer une valeur de lacontrainte verticale. Puis la colonne est supposée avoirun comportement élastique linéaire, ce qui conduit àune deuxième valeur de la contrainte verticale. Lacontrainte verticale réelle est prise é,gale à la plus fortedes deux valeurs précédentes. GOUGHNOUR donnepar ailleurs des courbes utiles pour déterminer B

VAN IMPE et DE BEER (congrès d'Helsinki) propo-sent une méthode de dimensionnement simple, pourestimer le coefficient B de réduction du tassement.Cette méthode utilise le modèle de u cellule élémen-taire, en considérant respectivement les deux cas:1) colonnes rigides-plastiques incompressibles ;

2l colonnes élastiques-linéaires. Dans les deux cas, lesol mou est supposé élastique. Cependant, les auteursnotent que le deuxième cas ne coffespond pas aucomportement habituel des colonnes ballastées. Leursolution pour le premier cas donne des coefficients deconcentration des contraintes qui sont largement infé-rieurs et des coefficients de réduction de tassementsqui sont largement supérieurs à ceux calculés dans lasolution de PRIEBE (fil.27 et 28).

Une analyse par la méthode des éléments finis a êtêetfecfiiée par BAI-AAM et al. (1983). Les auteursindiquent que la solution est en bon accord avec lessolutions élastiques obtenues par BAI v rM et BOO-KER (1981) pour des fondations rigides uniformémentchargées. Comme le montre la figure 28, lescoefficients de réduction de tassements P obtenus enfaisant varier le rapport des modules E./E, de 10 à 40correspondent bien à la solution de PRIEBE et lesvaleurs calculées de f3 sont largement inférieures àcelles calculées à partir de la méthode empiriquedonnée par GREENWOOD. Les auteurs monhent

\,o

v,v Botoom ,

('1983t ec/Es=1o\q---^--^-1-a

^_r-L,-{;r--^- \qlso\Q"xP= o.ol 1oE :rSk..yr.o=ou.

1/o = A/Ac

27

2468

Fig, 27. Variation théorique de n avec a.

o246810

Fig, 28, Variation théorique de B avec a,

également que les résultats obtenus par la méthodedes éléments finis sont en bon accord avec lesobservations sur sites réels, et pourraient donc consti-tuer une approche intéressante pour le dimensionne-ment des ouvrages.

I.'analyse de la stabilité locale en rupture circulaired'un sol renf,orcé par des colonnes ballastées sous unremblai est génêralement faite de deux façons. Lapremière méthode (ABOSHI et â1., L9791 tient comptedes contraintes de cisaillement mobilis ées dans

-les

colonnes le long de la surface de rupture et qui sontdéterminées à partir du coefficient de concenhation descontraintes. La deuxième méthode (PRIEBE, 1976)

l/Q= A/Ac

28

considère des caractéristiques équivalentes pour larésistance au cisaillement (O* et C*) du matériaucomposite. Aucune communication traitant de cetaspect du dimensionnement n'a été présentée à ceconErès.

3.4.2. Micropieux

Les micropieux ont êté largement utilisés, durant cesdeux dernières décennies, soit pour des reprises ensous-æuvre, soit pour le renforcement des sols defondation. Une très bonne synthèse des diversesapplications de cette technique a été récemment ê,cntepar LlZn 0982). Le comportement des sols defondation renforcés par micropieux a été étudié parLIZZI et CARNAVALE (1979) et par SCHLOSSER etJURAN (19791. Comme aucune communication trai-tant du comportement ou du dimensionnement desmicropieux n'a été soumise à ce congrès, ces deuxaspects ne seront pas développés dans ce rapportgénéral.

4. ETUDES DE CAS ET CONTROLE

4.L Etudes de cas

Dans le domaine du renforcement des sols, la pratiquea presque toujours précêdê le développement desméthodes de dimensionnement et des études decomportement.

En dépit des nombreuses études expérimentales enlaboratoire ou théoriques par la méthode des élémentsfinis, des expérimentations en vraie grandeur s'avèrenttoujours nécessaires en vue d'une meilleure connais-sance du comportement des ouvrages. Ces expënencesen waie grandeur comme les observations sur ou-vrages réels permettent par ailleurs de caler lesméthodes de dimensionnement.

Parmi les différentes techniques discutées dans cerapport génêral, la Terre Armée a fait I'objet denombreuses recherches aussi bien en modèles réduitsque dans des expérimentations en vraie grandeur. Parcontre ces dernières sont plus rares quand il s'agit detechniques telles que : clouage, micropieux, colonnesballastées, etc. Par ailleurs, leur interprétation estgénéralement rendue difficile par les hétérogénéitéslocales du sol en place. Cela donne d'autant plusd'intérêt aux études de cas détaillées et bien insbu-mentées.

Certaines communications présentées à ce congrèsdécrivent des expérimentations en waie grandeur etdes études de cas relatives à différentes techniques derenforcement: soutènements en Terre Armée et en solcloué, stabilisation de talus et de pente par clouageavec mesures inclinométriques, fondations sur solsrenforcés avec essais de chargement (radier renforcés,colonnes ballastées isolées ou en groupe).

n est intéressant de noter que les méthodes dedimensionnement utilisées dans la Tene Armée et le

N" 29 REVUE FRANçA|SE DE GEOTECHN]OUE

clouage ont fait l'objet de nombreuses comparaisonsavec les observations sur ouvrages réels.

En revanche, le dimensionnement des colonnes ballas-tées présente des problèmes particuliers du fait deI'influence des méthodes d'exécution sur le comporte-ment du sol renforcé. Leur dimensionnement reste dece fait ass ez empirique et il est recommandé de réaliserdes essais de chargement avant de définir le projetfinal. Bien que six communications présenté,es à cecongrès traitent d'applications de colonnes ballastéessous des réservoirs, des silos, et des radiers (COLLE-SELLI et al., GREEN et â1., N4AIORANA et al.;ROMANA, BHANDARI) ainsi que sous des remblais(SOEIRO et al.) aucune comparaison entre prévisionset mesures n'a été faite dans ces différentes études decas.

RANJAN et RAO décrivent I'utilisation de pieux granu-laires compactés à I'aide d'un pilon pour le renforce-ment des sols frottants lâches en Inde. Une techniquelocale relativement éconornique a étê mise au pointpour installer et compacter manuellement les pieux engraviers ou en sable. Des essais sur des pieux isolés eten groupes, chemisés ou non, ont êté réalisés" Lesauteurs ont montré qu'un pieu isolé ou un groupe dedeux ou hois pieux augmentaient de façon significative(1,5 à 4 fois) la capacité portante du sol non traité. Lechemisage procure encore une augmentation supplé-mentaire (de I'ordre de 1,5 fois). La rédulction destassements s'avère être d'environ 757" pour un groupede 3 ou 4 pieux et atteint 85 7" lorsque les pieux sontchemisés. Cette dernière amélioration est en partie dueau confinement provoqué par la chemise qui limite lespieux granulaires (cf. : fig. 29).

80 160 24O 32O 4OO kN /mz

5O

60Deploceme nt

Fig. 29. Courbes de chargement d'Ltn groupede pieux granulaires avec chemisage

et d'une semelle isolée(Ranjan et Rao, 1989).

Deux communications présentées à c,e congrès décri-vent des applications particulières du renforcement dessols dans les strucfures côtières et offshore.

Niveou de chorgement

E

\.

Element de tube ,

Pieu gronu loire 25cm fgocmx 9Ocm

Semel le isolée

(mm )

Profondeur: 3,5rTr

REVUE FRANçAISE DE GEOTECHNIOUE

JEWEL et WISHART (1933) décrivent l'utilisation dematelas cellulaires, avec renforcement en grillages,associés à du géotextile pour empêcher l'écoulementdu sable. Ces matelas cellulaires sont utilisés pourcontenir et renforcer des remblais hydrauliques off-shore. Ils peuvent ëtre placés et remplis dans I'eau àpartir d'une barge et permettent ainsi de réduire lespentes des remblais à 1 : 3. Dans un petit chantier deconstruction on a utilisé des renforcements verticaux engrillage de polymère associés à des géotextiles" Cetteexpérimentation a montré que le déplacement latérald'un tel matelas de 3 m de hauteur a été de 15 à18 cm, pour un remplissage tès rapide par le sable(vitesse de remplissage 0,10m'/s), qui a êté efficace-ment retenu par ce système. Après la mise en placedes couches successives de matelas, le remplissage ensable du cæur de l'île a pu se poursuivre de façoncontinue.

SIMON et PERFETTI (1983) décrivent l'utilisation sousI'eau de géotextiles Ron tissés pour renforcer unecouche de vases compressibles d'épaisseur 5,5 m etpour la séparer des matériaux de remblai dans laconstruction de I'allongement de la piste de I'aéroportinternational de Marseille. Le géotextile n'a pratique-ment aucun effet ni sur l'amplitude ni sur le temps detassement du remblai. Il a par contre empêché lacontamination des matériaux de remblai et les ruptureslocales, ce qui a conduit à un tassement généralbeaucoup plus uniforme en permettant un contrôleplus efficace de la consommation de remblai.

4.2. Contrôle

Le conhôle dans le renforcement des sols concernegénéralement les aspects suivants:

1. le contrôle du matériau de remblai, lorsqu'il s'agitde renforcement de sol rapporté comme dans la TerteArmée;

2. le contrôle de la qualité de I'inclusion lorsqu'elle estréalisée en place, ce qui est le cas des colonnesballastées;

3. le contuôle de la durabilité de I'inclusion dans le casdes ouwages permanents (corrosion de I'acier oudégradation des plastiques et des géotextiles) ;

4. le conhôle de l'interaction sol-inclusion mobilisable(essais d'extaction dans les soutènements en TeneArmée et particulièrement en clouage, essais de char-gement des colonnes ballastées) ;

5. le contrôle de I'amélioration due au renforcement:mesures des tassements dans les fondations, mesuresdes déplacements dans la stabilisation des pentes,mesures de I'amélioration des propriétés mécaniquesdu sol autour des colonnes ballastées.

Certaines communications présentées à ce congrèshaitent de ces divers aspects.

BATTELINO et al. (1983) decrivent les résultats d'uneexpérimentation intéressante sur un mur en TeneArmé,e de 3,5 m de hauteur, construit avec un maté-riau de remblai en limon, contenant 80 7" de fines

29

5 (cm )

Fig. 30. Déplacement tatérat du parementd'Ltn mur en Terre Armée construit

avec rJn remblai limoneux(Battelino, 'tgSg).

inférieures à 80pm et 40 % de fines inférieures à15pm. Ces proportions de fines sont largement supé-rieures à celles admises dans les spécifications habi-tuelles des ouvrages en Terre Armée.

Comme le montre la figure 30, le parement a subi desdéplacements latéraux durant et après la constructionpar suite du fluage du sol. Ces déplacements ont êtêlimités à la base et à la partie supérieure du mur et ontatteint 3,5 cm au centre. Si les déplacements avaientétê libres en tête, ils auraient certainement atteint desvaleurs plus importantes.

CARTIER et GIGAN (1983) decrivent des essaisd'extraction de tubes pour mesurer le frottementsol-renforcement dans un soutènement par clouage(fig. 5a). La procédure d'essais est similaire à celleproposée par BUSTAMANTE (1977) pour I'essai dechargement de tirants préconhaints. Dans cet essai lacharge est contrôlée et appliquée par étapes avec despaliers d'une durée de 4 à 8 mn. Cette procédurepermet de déterminer la charge de fluage et la chargelimite. Elle est différente de celle utilisée dans la TeneArmée où I'essai d'extraction se fait à vitesse dedéplacement constante, de l'ordre de quelques milli-mètres par minute. L'essai d'extraction à vitessecontrôlée permet de déterminer la valeur du pic, celleà l'état résiduel, et donc l'effet de ramollissement quisuit éventuellement le pic.

Certaines communications présentées à ce congrès(COLLOSELLI et â1., RANJAN et RAO, BHANDARI)décrivent des essais de chargement réalisés sur descolonnes ballastées isolées ainsi que sur des groupesde colonnes. Ces essais montrent que le comportement(module de déformation équivalent et capacité portantelimite) d'une colonne isolée est similaire à celui d'ungroupe de colonnes pour une même valeur ducoefficient de remplacement. Lorsque la colonne ballas-tée est réalisêe par vibro-remplacement, ce qui a poureff et de densifier le sol avoisinant, I'efficacité dutraitement peut être contrôlée par des essais depénétration statique, des essais au SPT ou autres.

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Ponneouen belon Droin

sobl e

1- 4 Jour2- ?4 ,'

3-40 D

4.- 61 .5- 89 u

6- {24,'7- 152 ,

30

CONCLUSIONS

En conclusion de ce rapport génêral, on peut citer lespoints suivants:

1. D'une technique à I'autre les connaissances sur lecomportement d'un sol renforcé sont variables. Si lecomportement de la Terre Armée est bien connu, celuides sols de fondation renforcés par micropieux estencore limité. Des recherches s'avèrent nécessaires tanten laboratoire que sur des ouvrages réels.

2. La déformabilité de I'inclusion est un paramètreimportant qui gouverne le comportement des solsrenforcés. La nature et les propriétés mécaniques desdivers types de matériaux utilisés pour les inclusionsdoivent donc être choisies judicieusement en fonctiondes objectifs assignés à I'ouvrage.

3. Les méthodes de dimensionnement utilisées actuel-lement sont des méthodes à l'équilibre limite. Destentatives ont été faites pour tenir compte des déforma-tions correspondant aux charges de service mais ellesrestent encore d'application limitée.

4. Les difficultés de modélisation des sols renforcés etl'influence des techniques d'exécution ont conduit àutiliser des méthodes de dimensionnement parfoisencore assez empiriques. Dans le domaine des fonda-tions (micropieux et colonnes ballastées) il faut incluredans le dimensionnement des essais de chargementafin de mieux garantir la sécurité. Pour le clouage, desessais d'exhaction sont nécessaires pour évaluer correc-tement le frottement sol-barre.

5. Compte tenu du caractère empirique de certainsparamètres de dimensionnement (facteurs de concen-tation de conbaintes dans les colonnes ballastées parexemple) les ouvrages en sol renforcé doivent souvântêtre instrumentés afin de mieux contrôler leur compor-tement. Par ailleurs, du fait de I'influence de laméthode de construction sur le comportement de cesouvrages, des spécifications s'avèrent nécessaires pourchaque Çpe de renforcement.

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