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Conception mécaniste-empirique des chaussées

non revêtues

Mémoire

Mickaël Le Vern

Maîtrise en génie civil

Maître ès sciences (M.Sc.)

Québec, Canada

© Mickaël Le Vern, 2016

Conception mécaniste-empirique des chaussées

non revêtues

Mémoire

Mickaël Le Vern

Sous la direction de :

Guy Doré, directeur de recherche

Jean-Pascal Bilodeau, codirecteur de recherche

iii

Résumé

Dans le contexte où les routes non revêtues sont susceptibles de subir des charges importantes,

une méthode rigoureuse pour la conception de ces chaussées basée sur des principes mécanistes-

empiriques et sur le comportement mécanique des sols support est souhaitable. La conception

mécaniste combinée à des lois d’endommagement permet l’optimisation des structures de

chaussées non revêtues ainsi que la réduction des coûts de construction et d’entretien.

Le but de ce projet est donc la mise au point d’une méthode de conception mécaniste-empirique

adaptée aux chaussées non revêtues. Il a été question tout d’abord de mettre au point un code de

calcul pour la détermination des contraintes et des déformations dans la chaussée. Ensuite, des

lois d’endommagement empiriques pour les chaussées non revêtues ont été développées. Enfin,

les méthodes de calcul ont permis la création d’abaques de conception.

Le développement du code de calcul a consisté en une modélisation de la chaussée par un

système élastique multi-couches. La modélisation a été faite en utilisant la transformation

d’Odemark et les équations de Boussinesq pour le calcul des déformations sous la charge.

L’élaboration des fonctions de transfert empiriques adaptées aux chaussées non revêtues a

également été effectuée.

Le développement des fonctions de transfert s’est fait en deux étapes. Tout d’abord,

l’établissement de valeurs seuil d’orniérage considérant des niveaux jugés raisonnables de

conditions fonctionnelle et structurale de la chaussée. Ensuite, le développement de critères de

déformation admissible en associant les déformations théoriques calculées à l’aide du code de

calcul à l’endommagement observé sur plusieurs routes en service.

Les essais ont eu lieu sur des chaussées typiques reconstituées en laboratoire et soumises à un

chargement répété par simulateur de charge. Les chaussées ont été instrumentées pour mesurer

la déformation au sommet du sol d’infrastructure et les taux d’endommagements ont été

mesurés au cours des essais.

iv

Abstract

Unpaved roads generally undergo heavy loads. For this reason, a rigorous design method based

on mechanistic-empirical principles and on subgrades mechanical behaviors for unpaved roads

is needed. A mechanistic design approach, combined with empirical damage laws, will optimize

unpaved road structures and reduce maintenance and construction costs.

Therefore, the purpose of this project is to create a mechanistic-empirical method for the design

of unpaved roads. First, a calculation model was developed in order to determine the level of

stress and strain in the pavement structure This model consists of an elastic multilayer road,

using Odemark’s transformation and Boussinesq’s equations. Then, empirical damage curves

for unpaved roads were developed. Finally, this work produced design charts.

A two-step approach was adopted for the development of the transfer functions. The first step

established rutting threshold values according to suitable functional and structural road

conditions. Then, an allowable strain criterion that combines the calculated theoretical strains

with the observed strains on real roads was developed.

Laboratory testing took place on typical roads samples. The tests were carried out using a

vehicle load simulator. The instrumentation of the structures was designed to measure the

resilient and permanent vertical deformation at the top of the subgrade. The rutting rate was also

measured during the tests.

v

Table des matières

Résumé ......................................................................................................................................... iii

Abstract ........................................................................................................................................ iv

Table des tableaux ...................................................................................................................... viii

Table des figures .......................................................................................................................... ix

Remerciements ........................................................................................................................... xiv

1) Introduction ........................................................................................................................... 1

1.1) Mise en contexte............................................................................................................ 1

1.2) Problématique ............................................................................................................... 2

1.3) Objectifs ........................................................................................................................ 2

1.4) Structure du document .................................................................................................. 2

2) Revue de littérature ............................................................................................................... 4

2.1) Chaussées non revêtues : définition .............................................................................. 4

2.2) Mécanismes de détérioration ......................................................................................... 5

2.2.1) Dégradation naturelle ............................................................................................ 5

2.2.2) Déformations réversibles et permanentes .............................................................. 6

2.2.3) Un critère de conception : l’orniérage ................................................................. 11

2.3) Modèles de conceptions empiriques existants ............................................................. 14

2.3.1) AASHTO ............................................................................................................. 14

2.3.2) Surfacing Thickness Program ............................................................................. 18

2.3.3) Lowell Test Road ................................................................................................ 19

2.3.4) Méthode de conception des chaussées sans revêtement du MTQ ....................... 19

2.4) Conception des routes pour le transport minier au Canada ......................................... 21

2.4.1) Étude sur l’équipement et sur les routes des mines ............................................. 21

2.4.2) Méthodes de conception en contexte minier ....................................................... 22

2.5) Effets de la saturation et du niveau de chargement sur l’orniérage ............................. 25

2.6) Méthode de conception mécaniste-empirique ............................................................. 28

2.6.1) Principe ............................................................................................................... 28

2.6.2) Calcul des contraintes et des déformations ......................................................... 29

2.6.3) Modèles mathématiques de déformation permanente des matériaux granulaires 30

2.6.4) Exemple de méthode mécaniste-empirique ......................................................... 32

2.7) Pertinence du projet ..................................................................................................... 34

3) Méthodologie ...................................................................................................................... 36

3.1) Approche analytique ................................................................................................... 36

3.2) Approche expérimentale ............................................................................................. 36

vi

4) Analyse de la stabilité des pentes ........................................................................................ 39

5) Caractérisation des matériaux ............................................................................................. 49

5.1) Généralités ................................................................................................................... 49

5.2) Caractérisation des sols d’infrastructure ..................................................................... 49

5.2.1) Granulométrie par tamisage et sédimentation ........................................................... 49

5.2.2) Densité Relative ........................................................................................................ 50

5.2.3) Essai Proctor modifié ................................................................................................ 51

5.2.4) Limites de consistance .............................................................................................. 52

5.2.5) Classification des sols ............................................................................................... 53

5.2.6) Essai CBR ................................................................................................................. 54

5.3) Caractérisation du MG-20 ........................................................................................... 56

5.3.1) Granulométrie par tamisage ...................................................................................... 56

5.3.2) Densité relative et absorption du gros granulat ......................................................... 56

5.3.3) Densité relative et absorption du granulat fin ........................................................... 57

5.3.4) Masse volumique des grains solides et absorption du MG-20 .................................. 58

5.3.5) Essai Proctor modifié ................................................................................................ 59

5.3.6) Essai CBR ................................................................................................................. 59

5.3.7) Essai au bleu de méthylène ....................................................................................... 59

6) Campagne expérimentale : essais sur simulateur de charge routier .................................... 62

6.1) Description des essais.................................................................................................. 62

6.2) Description de l’équipement utilisé ............................................................................. 64

6.2.1) Simulateur de charge routier ..................................................................................... 64

6.2.2) Cuve et système de saturation ................................................................................... 65

6.2.3) Déflectomètre ............................................................................................................ 67

6.2.4) Capteurs de pression et d’humidité ........................................................................... 69

6.2.5) Logiciel d’acquisition ............................................................................................... 70

6.3) Protocole expérimental ................................................................................................ 71

6.3.1) Calibration du ballon ................................................................................................. 71

6.3.2) Mise en place de l’échantillon et de l’instrumentation ............................................. 74

6.3.3) Essais LWD et DCP .................................................................................................. 78

6.3.4) Chargement cyclique ................................................................................................ 81

6.3.5) Mesures d’orniérage .................................................................................................. 82

7) Présentation des résultats .................................................................................................... 84

7.1) Déformations permanentes et réversibles .................................................................... 84

7.2) Évolution de l’orniérage .............................................................................................. 90

7.3) Pressions et humidités ................................................................................................. 91

vii

8) Analyse des résultats ........................................................................................................... 94

8.1) Établissement des courbes de Wöhler ......................................................................... 94

8.2) Validation des courbes de Wöhler............................................................................... 96

8.3) Analyse rhéologique .................................................................................................. 100

8.4) Comparaison entre la méthode développée et d’autres méthodes existantes ............ 102

8.4.1) Comparaison avec la méthode de l’AASHTO ........................................................ 102

8.4.2) Comparaison avec la méthode de l’U.S. Corps of Engineers ................................. 104

8.4.3) Comparaison avec la méthode de Giroud et Han (2004) ........................................ 105

8.4.4) Comparaison avec des courbes de Wöhler relatives aux routes à faible volume .... 107

8.5) Mise en place d’abaques de conception .................................................................... 108

8.6) Prise en compte du dommage saisonnier ....................................................................... 112

9) Discussion ......................................................................................................................... 114

9.1) Pertinence de la méthode développée ............................................................................ 114

9.1.1) Qualité de construction des échantillons ........................................................... 114

9.1.2) Validité des résultats et des travaux ........................................................................ 115

9.1.3) Mise en application des résultats de la recherche ................................................... 115

9.2) Recommandation pour de futurs travaux ....................................................................... 116

10) Conclusion ..................................................................................................................... 117

Références ................................................................................................................................. 118

viii

Table des tableaux

Tableau 1 : Modèle de Suarez (2010) ........................................................................................... 9

Tableau 2 : Équations k1 et k2, modèle Rahim et George (2005) ................................................ 10

Tableau 3 : Valeurs typiques de module réversible des sols d’infrastructure (AASHTO, 2002) 11

Tableau 4 : Variation des charges de référence et des facteurs d’agressivité selon la

configuration (Doré, 2015) .......................................................................................................... 15

Tableau 5 : Modèles mathématiques de déformation permanente (Lekarp et al., 2000b) .......... 31

Tableau 6 : Caractéristiques des chaussées Forchemex .............................................................. 40

Tableau 7 : Paramètres des simulations avec Geo-Slope ............................................................ 41

Tableau 8 : Caractéristiques du remblai et du sol d’infrastructure, troisième simulation

GeoSlope ..................................................................................................................................... 43

Tableau 9 : Cas évalués, troisième simulation GéoSlope ........................................................... 44

Tableau 10 : Densité relative des grains des sols d’infrastructure .............................................. 51

Tableau 11 : Optimums Proctor .................................................................................................. 52

Tableau 12 : Limites de consistance ........................................................................................... 53

Tableau 13 : Classification des sols ............................................................................................ 53

Tableau 14 : Résultats CBR sols d’infrastructure ....................................................................... 54

Tableau 15 : Valeurs typiques du CBR selon U.S. Army Corps of Engineers (1953) ................ 55

Tableau 16 : Classification MG-20 ............................................................................................. 56

Tableau 17 : Résultats de l’essai de densité relative et absorption gros granulat ........................ 57

Tableau 18 : Résultats de l’essai de densité relative et absorption granulat fin .......................... 58

Tableau 19 : Masse volumique des grains solides et absorption du MG-20 ............................... 59

Tableau 20 : Résultats essai Proctor MG-20 ............................................................................... 59

Tableau 21 : Essai CBR MG-20 .................................................................................................. 59

Tableau 22 : Résultats de l’essai au bleu de méthylène sur le MG-20 ........................................ 61

Tableau 23 : Calibration du ballon .............................................................................................. 74

Tableau 24 : Caractéristiques de l’échantillon d’essai n°1 .......................................................... 76




Tableau 28 : Estimation de la résistance au cisaillement des sols fins avec l’essai DCP (Boutet

et al., 2007) .................................................................................................................................. 79

Tableau 29 : Estimation de la rigidité avec l’essai DCP (Boutet et al., 2007) ............................ 80

Tableau 30 : Résultats essais DCP et LWD (moyennes sur l’ensemble des essais) ................... 80

Tableau 31 : Description des paliers de chargement ................................................................... 81

Tableau 32 : Valeurs moyennes des déformations réversibles .................................................... 88

Tableau 33 : Pressions moyennes mesurées à diverses profondeurs dans la chaussée lors des

passages de roue .......................................................................................................................... 92

Tableau 34 : Teneur en eau des matériaux in-situ ....................................................................... 93

Tableau 35 : Équations des courbes de Wöhler .......................................................................... 98

Tableau 36 : Déformation au sommet du sol d’infrastructure, écarts entre théorie et réalité selon

le modèle utilisé pour déterminer le module réversible des matériaux de chaussée ................. 101

Tableau 37 : Modèles d’évolution du dommage en fonction du module réversible du sol ....... 113

ix

Table des figures

Figure 1 : Chaussée non revêtue (Crédit : Shutterstock) ............................................................... 4

Figure 2 : Structure classique d’une chaussée non revêtue (entreprise Forchemex) ..................... 4

Figure 3 : Soulèvement induit par formation de lentilles de glace (Konrad, 2014) ...................... 5

Figure 4 : Évolution des déformations permanentes et réversibles en fonction du nombre de

cycles de chargement (Doré, 2015) ............................................................................................... 6

Figure 5 : Comportement élastoplastique non linéaire des matériaux (Araya, 2011) ................... 6

Figure 6 : Essai triaxial cyclique (Bilodeau, 2014) ....................................................................... 7

Figure 7 : Relation module réversible – contrainte totale, modèle k-thêta (Bilodeau et Doré,

2012) ............................................................................................................................................. 8

Figure 8 : Trois modes d’orniérage (Dawson, 1997) .................................................................. 12

Figure 9 : Accumulation d’eau dans les ornières (Glennon, 2015) ............................................. 13

Figure 10 : Abaque pour la détermination du module réversible effectif du sol d’infrastructure

pour les chaussées flexibles (AASHTO, 1993) ........................................................................... 17

Figure 11 : Interface du Surfacing Thickness Program (Eskioglou et Stergiadou) ..................... 18

Figure 12 : Abaques du MTQ pour le dimensionnement de la couche : a) de fondation b) de

sous-fondation (MTQ, 2004) ....................................................................................................... 19

Figure 13 : Réduction d’épaisseur granulaire permise lors du renforcement par géosynthétique

(MTQ, 2004) ............................................................................................................................... 20

Figure 14 : Abaque de conception pour les chaussées non-revêtues renforcées avec des

géogrilles (Giroud et Han, 2004) ................................................................................................. 21

Figure 15 : Évolution de la conception des chaussées (Syncrude Canada Limited, 2000) ......... 22

Figure 16 : Courbes CBR (Atkinson 1992) ................................................................................. 23

Figure 17 : Bulbe des contraintes sous une distribution circulaire de pression (Tannant et

Regensburg, 2001) ...................................................................................................................... 24

Figure 18 : Évolution de l’orniérage en fonction du nombre de passages de roue pour différentes

situations de chargement et d’humidité (Korkialla-Tanttu et al., 2003) ...................................... 25

Figure 19 : Distribution de l’orniérage entre les différentes couches de la chaussée (Korkialla-

Tanttu et al., 2003) ...................................................................................................................... 26

Figure 20 : Rapport du nombre de cycles pour différentes profondeurs d’ornières. (Korkialla-

Tanttu et al., 2003) ...................................................................................................................... 27

Figure 21 : Relation entre les déformations permanentes et réversibles dans le sol

d’infrastructure (sable) (Korkialla-Tanttu et al., 2003) ............................................................... 27

Figure 22 : Teneurs en eau pour différents niveaux de nappe phréatique (Korkialla-Tanttu et al.,

2003) ........................................................................................................................................... 28

Figure 23 : Transformation d’Odemark (Doré, 2015) ................................................................. 30

Figure 24 : Comparaison entre différents critères d’endommagement des routes à faible volume

(Gupta et al, 2014) ....................................................................................................................... 33

Figure 25 : Courbes de conception, critère mécaniste-empirique de A. Gupta et al. (2014) ...... 34

Figure 26 : Exemple de courbe de Wohler (Doré, 2015) ............................................................ 36

Figure 27 : Simulateur de chargement routier accéléré de laboratoire, Université Laval (Juneau

et Pierre 2008) ............................................................................................................................. 37

Figure 28 : Modélisation d’une chaussée avec GeoSlope ........................................................... 39

Figure 29 : Glissement critique et Facteur de Sécurité avec GeoSlope ...................................... 40

Figure 30 : Modélisation du chargement avec GeoSlope ............................................................ 41

x

Figure 31 : Facteurs de sécurité fonction de la classe de chaussée, du type de sol et de la pente42

Figure 32 : Facteurs de sécurité pour MG-20 sur sol d’infrastructure ........................................ 42

Figure 33 : Logiciel GeoSlope, paramètres h, D et N ................................................................. 43

Figure 34 : Facteurs de Sécurité en fonction de la distance charge-accotement ......................... 45

Figure 35 : Coefficient b fonction du type de pente et de la hauteur de remblai ........................ 45

Figure 36 : Évolution de A en fonction de N .............................................................................. 46

Figure 37 : Évolution de B en fonction de N .............................................................................. 46

Figure 38 : Évolution de C en fonction de N .............................................................................. 46

Figure 39 : Comparaison entre les résultats obtenus avec l’équation (37) et ceux obtenus avec

Geoslope ...................................................................................................................................... 47

Figure 40 : Évolution du facteur de sécurité en fonction de la hauteur de remblai ..................... 48

Figure 41 : Évolution du facteur de sécurité en fonction de l’inclinaison de la pente ................ 48

Figure 42 : Évolution du facteur de sécurité en fonction de la distance charge-accotement ...... 48

Figure 43 : Pompe à vide............................................................................................................. 50

Figure 44 : Essai CBR (Bilodeau, 2014) ..................................................................................... 54

Figure 45 : Conditions d’humidité des granulats (Dosage et contrôle des mélanges de béton,

2011) ........................................................................................................................................... 57

Figure 46 : Phénomène de rotation des contraintes (Lekarp et coll., 2000a) .............................. 62

Figure 47 : Vue en coupe de la structure de chaussée et de l’instrumentation ............................ 63

Figure 48 : Simulateur de chargement routier accéléré de laboratoire, Université Laval (Juneau

et Pierre 2008) ............................................................................................................................. 64

Figure 49 : Surface balayée par la roue du simulateur, tiré de Poupart (2013) ........................... 64

Figure 50 : Zones d’accélération, de vitesse constante et de décélération de la roue du simulateur

..................................................................................................................................................... 65

Figure 51 : a) Système d’application de charge b) Panneau de contrôle (Thiam, 2014) ............ 65

Figure 52 : Cuve en acier inoxydable .......................................................................................... 66

Figure 53 : Système de saturation, tiré de Thiam (2014) ............................................................ 66

Figure 54 : Détermination du niveau d’eau de saturation à l’aide d’un laser .............................. 67

Figure 55 : Vue en coupe d’un LVDT ........................................................................................ 68

Figure 56 : Capteur LVDT utilisé lors des essais ........................................................................ 68

Figure 57 : Coupe longitudinale de la structure de chaussée, position des capteurs ................... 70

Figure 58 : Interface graphique DASYLab ................................................................................. 71

Figure 59 : Pèse-roue pour mesure de charge appliquée ............................................................. 72

Figure 60 : Calibration du ballon pour un pneu gonflé à 80 psi (Bilodeau, 2015) ...................... 72

Figure 61 : Tekscan : empreintes de pneu en fonction de la charge axiale ................................. 73

Figure 62 : Évolution de la surface de contact de pneu en fonction de la force exercée sur la

chaussée....................................................................................................................................... 73

Figure 63 : Phénomène de contamination évité par l’ajout d’un géotextile de séparation (MTQ,

2004) ........................................................................................................................................... 74

Figure 64 : a) Mise en place du géotextile b) Cuve de mélange c) et d) Compaction sol

d’infrastructure e) Pavage .......................................................................................................... 75

Figure 65 : Essai LWD (Bilodeau et Doré, 2014) ....................................................................... 78

Figure 66 : Essai DCP (Bilodeau et Doré, 2014) ........................................................................ 79

Figure 67 : Rupture de la couche d’asphalte après saturation du sol d’infrastructure................. 82

Figure 68 : Cartographie des mesures d’orniérage et des mesures au vernier ............................ 82

Figure 69 : Instrumentation pour mesurer : A) l’enfoncement des tubes (vernier) et B)

l’orniérage en surface (triangle à ornière). Tiré de Poupart, 2013 .............................................. 83

Figure 70 : Mesures au vernier, détermination des déformations totales, du sol et du MG-20 ... 83

xi

Figure 71 : Évolution de la déformation au sommet du silt-argileux saturé lors du chargement

cyclique ....................................................................................................................................... 84

Figure 72 : Détail, pour chaque cycle de chargement, entre déformation permanente εp et

déformation réversible εr............................................................................................................. 84

Figure 73 : Évolution de la déformation permanente, échantillon n°1........................................ 85




Figure 77 : Évolution de la déformation permanente des quatre échantillons ............................ 87

Figure 78 : Déformations réversibles moyennes induites par cycle pour chaque sol .................. 89

Figure 79 : Évolution de la déformation réversible par cycle, 3eme palier de chargement du 1er

échantillon ................................................................................................................................... 89

Figure 80 : Évolution de l’orniérage à la surface de l’échantillon n°2 lors du premier palier de

chargement .................................................................................................................................. 90

Figure 81 : Forme de tube qu’il aurait été préférable d’utiliser .................................................. 90

Figure 82 : Évolution de la pression à 158mm de profondeur dans l’échantillon 3 en fonction du

temps ........................................................................................................................................... 91

Figure 83 : Pressions moyennes mesurées à diverses profondeurs dans la chaussée lors des

passages de roue .......................................................................................................................... 92

Figure 84 : Courbes de Wöhler. Critère : ornière de 25mm ........................................................ 94

Figure 85 : Courbes de Wöhler. Critère : ornière de 50mm ........................................................ 95

Figure 86 : Courbes de Wöhler, extrapolations et données de terrain, ornière de 25mm ........... 97

Figure 87 : Courbes de Wöhler, extrapolations et données de terrain, ornière de 50mm ........... 97

Figure 88 : Différentiation des données de terrain en fonction du type de géosynthétique (ornière

de 25mm) .................................................................................................................................... 99

Figure 89 : Différentiation des données de terrain en fonction du type de géosynthétique (ornière

de 50mm) .................................................................................................................................... 99

Figure 90 : Nombre de cycles admissibles, comparaison méthode mécaniste-

empirique/AASHTO ................................................................................................................. 103

Figure 91 : Hauteur de fondation nécessaire, comparaison méthode mécaniste-

empirique/AASHTO ................................................................................................................. 104

Figure 92 : Hauteur de fondation nécessaire, comparaison méthode mécaniste-empirique/U.S.

Corps of Engineers .................................................................................................................... 105

Figure 93 : Nombre de cycles admissibles, comparaison méthode mécaniste-empirique / Giroud

et Han ........................................................................................................................................ 106

Figure 94 : Hauteur de fondation nécessaire, comparaison méthode mécaniste-empirique /

Giroud et Han ............................................................................................................................ 106

Figure 95 : Comparaison des courbes de Wöhler pour les routes à faible volume ................... 107

Figure 96 : Abaque de conception, MR Fondation=100MPa, ornière de 25mm ...................... 108




Figure 100 : Abaque de conception, MR Fondation=150MPa, ornière de 50mm .................... 110

Figure 101 : Abaque de conception, MR Fondation=200MPa, ornière de 50mm .................... 111

Figure 102 : Comparaison, pour une ornière de 25mm et un module de fondation de 150MPa,

entre a) l’abaque développé dans ce projet et b) l’abaque développé par Gupta et al. .............. 111

Figure 103 : Évolution du dommage en fonction du module réversible du sol. Mr

fondation=100MPa, ornière de 25mm ...................................................................................... 113

xiii

À mes parents

xiv

Remerciements

J’aimerais remercier tout particulièrement mon directeur de recherche Guy Doré et mon co-

directeur de recherche Jean-Pascal Bilodeau pour m’avoir permis de réaliser ce projet. Par leur

soutien, leur disponibilité et leurs conseils, j’ai pu mener à bien ma Maîtrise et acquérir un bon

nombre de connaissances dans le domaine de la géotechnique routière. Merci de m’avoir

attribué un sujet de recherche sur lequel j’ai eu du plaisir à travailler.

Je tiens à remercier également Christian Juneau et Sylvain Auger, les techniciens en travaux

d’enseignement et de recherche du département de Génie Civil de l’Université Laval. Ils ont été

d’une grande aide pour les essais de laboratoire, notamment pour les aspects mécaniques et

électroniques.

Les partenaires de la Chaire de recherche I3C, particulièrement Glen Légère et Papa Masseck

Thiam de FP Innovations, Alain Chassé et Jonathan Garneau de Texel, Denis St-Laurent et Guy

Bergeron du MTQ et Bertrand Cormier d’Hydro Québec, par leurs conseils et leurs

recommandations lors des comités de suivi, ont permis à ce projet d’avancer. Merci à eux.

Merci également à Olivier Picard et Jonathan Mole qui, durant leur stage, m’ont aidé pour la

réalisation des essais de laboratoire.

Enfin, merci à tous les étudiants et professionnels de recherche de la Chaire I3C pour leur bonne

humeur lors des rencontres de coordination et des activités de la Chaire.

1

1) Introduction

1.1) Mise en contexte

Les routes sont des infrastructures essentielles pour la mobilité des personnes et des ressources,

ainsi que pour le développement économique des territoires. Elles constituent une

problématique majeure pour les vastes étendues, particulièrement au Québec qui est la plus

grande province canadienne avec sa superficie de 1 667 441km², vu la nécessité de relier des

petites communautés éloignées les unes des autres.

Les routes à faible volume représentent une part importante du réseau routier québécois. Elles

sont principalement empruntées par les véhicules lourds, les résidents de secteurs éloignés, ainsi

que pour les loisirs et les activités de plein air. La gestion de ces routes est soumise à des

contraintes : ce sont des routes généralement éloignées des centres d’activités, leur pavage est

dispendieux et souvent non essentiel. D’une manière générale, le choix est fait de ne mettre

qu’un revêtement mince voir aucun revêtement sur ces routes.

Le Ministère des Transport du Québec (MTQ) répertorie plus de 150000 km de chaussées non

revêtues sur le territoire. Un total de 45% des routes gérées par ce ministère n’est pas pavé, ce

chiffre atteint 90% pour les routes municipales et privées. Plus précisément, le MTQ administre

environ 1200 km de routes d’accès aux ressources forestières et 3600 km de chemins de mines.

De leur côté, les municipalités gèrent 92000 km de routes, chemins et ponts. Enfin, 60000 km

de routes non pavées sont gérées par des sociétés d’État ou des ministères provinciaux/fédéraux

(d’après Pelletier, 2007).

Il y a une demande croissante pour l’exploitation des ressources du Nord Québec ainsi qu’une

augmentation générale du nombre de véhicules sur les routes. En effet, en 2000, le MTQ a

constaté une augmentation de 68% du trafic depuis 1985. La circulation du nombre de véhicules

lourds a augmenté de 34,5% et la charge légale par essieu est passée de 8 tonnes à 10 tonnes en

1970.

La conception des chaussées non pavées constitue aussi un problème technique et

environnemental : il faut déterminer des épaisseurs de couches granulaires qui ne soient ni trop

faibles (dégradation, rupture…) ni trop élevées (gaspillage de matériaux et d’énergie).

Si la conception des chaussées revêtues est très documentée, celle des chaussées non revêtues

l’est beaucoup moins. Le dimensionnement de ces dernières est davantage axé sur des règles

d’expérience ou sinon empiriques car elles sont généralement soumises à un trafic très faible

(moins de 400 véhicules par jour) constitué principalement de véhicules lourds. Dans le cadre

de ce projet, en prenant en considération l’importance capitale des routes à faible volume sur

l’économie et l’accès aux régions éloignées, il est proposé d’aller au-delà des méthodes

empiriques traditionnelles (AASHTO, STP, CBR) en élaborant une méthode mécaniste-

empirique afin d’optimiser la conception des chaussées non revêtues.

2

1.2) Problématique

Il y a actuellement une prédominance des méthodes empiriques pour la conception des

chaussées non revêtues. Une problématique associée à l’utilisation de méthodes empiriques est

qu’elles sont surtout efficaces dans le contexte et les conditions où elles ont étés développées.

En effet, une méthode empirique se base généralement sur des essais effectués sur un même

type de sol et pour des conditions météorologiques bien précises, les résultats obtenus sont donc

difficilement généralisables. De plus, il n’existe pas de critère précis, par exemple une

déformation critique des couches de chaussée, pour le choix des épaisseurs de couches de

matériaux, ces dernières sont déterminées en fonction de l’expérience et du vécu des

précédentes routes. Cette manière de faire n’est pas optimale et peut induire une sur-conception

des chaussées, ce qui entraine un gaspillage de matériaux. Dans le contexte actuel, où l’accent

est mis sur la préservation des ressources et la sécurité des usagers, il convient d’optimiser la

conception des routes non pavées.

1.3) Objectifs

En s’appuyant sur une approche mécaniste-empirique, l’objectif du projet est d’élaborer un

critère de conception des chaussées non revêtues. Ce critère doit permettre un choix optimal des

épaisseurs des couches granulaires en fonction de la nature du sol d’infrastructure et du nombre

de sollicitations que doit subir la route pendant sa durée de vie. Les objectifs spécifiques du

projet sont les suivants :

Mise au point d’un code de calcul simple mais rigoureux pour le calcul des contraintes

et des déformations dans les chaussées non revêtues.

Développement de lois d’endommagement empiriques adaptées au contexte spécifique

de ces chaussées.

Intégration des méthodes de calcul dans un outil de conception pratique (logiciel ou

autre).

1.4) Structure du document

Le présent document contient 10 chapitres dont le contenu est décrit ci-dessous.

Le chapitre 1 est l’introduction dans laquelle le projet est mis en contexte.

Le chapitre 2 est une revue de littérature qui présente un état des connaissances sur les

chaussées non revêtues, notamment leurs mécanismes de détérioration et les modèles de

conception actuels. Dans ce chapitre, le principe de conception mécaniste-empirique est

introduit et est légitimé aux vues des carences des méthodes purement empiriques. Finalement,

ce chapitre se termine en soulignant la pertinence de ce projet de recherche.

Le chapitre 3 présente le projet en lui-même en décrivant la méthodologie employée afin de

répondre aux objectifs. Les approches analytique et expérimentale du projet sont détaillées.

Le chapitre 4 consiste en une analyse de la stabilité des pentes latérales des chaussées non

revêtues. Cette analyse est effectuée avec le logiciel GeoSLOPE. Les facteurs de sécurité liés

aux glissements des pentes sont évalués en fonction des caractéristiques géotechniques et

géométriques des chaussées, ainsi qu’en fonction des chargements appliqués.

3

Le chapitre 5 présente les essais de caractérisation des matériaux qui ont été utilisés pour la

construction des échantillons de chaussées en laboratoire. Les résultats des essais sont présentés

et discutés.

Le chapitre 6 expose les étapes de la campagne expérimentale du projet, à savoir les essais sur

simulateur de chargement routier. Le matériel utilisé est décrit ainsi que le principe de l’essai.

Le protocole expérimental est détaillé minutieusement.

Le chapitre 7 présente les résultats obtenus lors de la campagne expérimentale.

Le chapitre 8 présente une analyse des résultats. La manière dont les courbes

d’endommagement ont été tracées fait l’objet d’une explication. Lesdites courbes sont

examinées, validées et comparées avec des courbes résultant de travaux antérieurs. Ce chapitre

présente la mise en place de la méthode mécaniste-empirique et la compare avec d’autres

méthodes existantes. Il est également question de présenter les abaques de conception mis au

point et d’aborder la question du dommage saisonnier.

Le chapitre 9 est une discussion qui analyse l’ensemble des travaux réalisés et les résultats

obtenus. Des recommandations pour d’éventuels futurs travaux sont également proposées.

Le chapitre 10 expose l’ensemble des conclusions qui ont été tirées des travaux présentés dans

ce document.

4

2) Revue de littérature

2.1) Chaussées non revêtues : définition

Par définition, une chaussée non revêtue présente la particularité de ne pas avoir de couche de

revêtement en surface pour protéger le corps de la chaussée contre les sollicitations dues au

trafic et au climat. La couche de roulement sur laquelle circulent les véhicules est donc

composée de matériaux granulaires (Figure 1).

Figure 1 : Chaussée non revêtue (Crédit : Shutterstock)

Ces chaussées sont généralement des routes de campagne ou des chemins d’accès aux

ressources. Elles ne sont pas pavées pour des raisons économiques mais elles peuvent être

amenées à subir d’importantes sollicitations, avec le trafic forestier ou minier par exemple. Leur

conception est donc une problématique majeure.

La structure de ces chaussées peut être relativement simple et se limiter à une couche granulaire

sur un sol d’infrastructure. Toutefois, pour assurer une bonne performance, la structure d’une

chaussée non revêtue peut être composée d’une couche de roulement granulaire, d’une couche

de fondation (gravier ou pierre concassée) et d’une couche de sous-fondation (généralement du

sable) reposants sur le sol d’infrastructure (Figure 2).

Figure 2 : Structure classique d’une chaussée non revêtue (entreprise Forchemex)

5

2.2) Mécanismes de détérioration

2.2.1) Dégradation naturelle

2.2.1.1) Vent

Une chaussée non revêtue ne possède pas de couche rigide de protection en surface. Les

granulats sont donc directement exposés au vent, ce dernier étant capable de souffler les fines

particules et de les déplacer sur des distances relativement grandes. Un vent de forte intensité

peut également déplacer des particules de taille moyenne. Ce phénomène s’appelle la saltation

et engendre des irrégularités en surface ainsi qu’une abrasion des matériaux granulaires.

2.2.1.2) Érosion

L’érosion est une action exercée par les agents climatiques (pluie, vent,…) qui a pour effet

d’enlever la couche superficielle des sols et des roches. L’usure due à l’érosion est

principalement fonction de la durée et la vitesse du vent, ainsi que de la température et de

l’humidité. Lors de précipitations abondantes, l’impact des gouttes de pluie peut également

déplacer et disperser les particules de sol.

2.2.1.3) Eau

De fortes précipitations entrainent irrémédiablement une diminution de la cohésion entre les

particules d’un sol.

De plus, l’eau dans les sols constitue un facteur important de détérioration des chaussées lors

des cycles de gel/dégel. Entre autres, la formation de lentilles de glaces en profondeur dans les

sols d’infrastructure sensibles au gel entraine un soulèvement en surface qui peut causer une

dégradation de la qualité de roulement en hiver. La Figure 3 montre, lors d’un essai de gel en

laboratoire, un soulèvement dû à la formation de lentilles de glace.

Figure 3 : Soulèvement induit par formation de lentilles de glace (Konrad, 2014)

Lors du dégel de printemps, les lentilles de glace fondent à l’intérieur de la structure routière, le

sol devient alors saturé en eau et sa capacité portante diminue. Cette diminution de résistance

6

entraine une augmentation des déformations de la chaussée, celle-ci est alors sujette à la

formation d’ornières, de planches à laver (ondulations à ondes courtes) et de nids de poules.

2.2.2) Déformations réversibles et permanentes

2.2.2.1) Mécanismes de déformation

Lorsqu’un matériau granulaire est soumis à une contrainte typique des chargements routiers, il

adopte un comportement élasto-plastique non linéaire. Lorsqu’il subit la contrainte, le matériau

se déforme et lorsque la contrainte n’est plus appliquée, une grande partie de la déformation

totale est récupérée : c’est la déformation réversible ɛr qui traduit un comportement élastique.

Cependant, le matériau ne retrouvant pas tout à fait sa forme initiale, il demeure une

déformation permanente ɛp qui traduit le comportement plastique du matériau. Ces mécanismes

sont présentés en Figure 4.

Figure 4 : Évolution des déformations permanentes et réversibles en fonction du nombre de cycles de

chargement (Doré, 2015)

Le comportement élastoplastique non linéaire des matériaux est décrit à la Figure 5.

Figure 5 : Comportement élastoplastique non linéaire des matériaux (Araya, 2011)

7

2.2.2.2) Essais de laboratoire

Il existe certains essais de laboratoire pour analyser le comportement réversible et en

déformation permanente des sols et des matériaux de chaussées, l’essai triaxial cyclique étant

celui favorisé dans la pratique, notamment par le MTQ.

Cet essai, présenté en Figure 6, consiste à appliquer sur un échantillon une contrainte statique

ainsi qu’une contrainte cyclique et à mesurer l’évolution de la déformation en fonction du

nombre de cycles de chargement. Lors de l’essai, l’échantillon est confiné par une contrainte

radiale qui symbolise l’action latérale du reste du sol sur l’échantillon.

Figure 6 : Essai triaxial cyclique (Bilodeau, 2014)

2.2.2.3) Module réversible

Le module réversible permet de caractériser le comportement d’un matériau sous charge, il se

définit comme le rapport entre la contrainte déviatorique appliquée et la déformation réversible

subie (équation (1)).

MR =σd

ϵr=

σ1 − σ3

ϵr (1)

Avec : MR = Module réversible (MPa)

𝜎𝑑 = Contrainte déviatorique (MPa)

𝜎1 = Contrainte principale axiale (MPa)

𝜎3 = Contrainte principale radiale (MPa)

𝜖𝑟 = Déformation réversible (mm/mm)

8

Le module réversible des matériaux d’une chaussée, qui représente le module élastique, est un

paramètre essentiel dans le dimensionnement de ladite chaussée. Il est fonction du degré de

saturation des pores des matériaux, du niveau de compacité, de la granulométrie mais également

de la contrainte appliquée, de la teneur en eau, de la succion matricielle et de bien d’autres

paramètres.

Il apparait alors important de pouvoir s’appuyer sur des modèles fiables de prédiction des

modules réversibles. De nombreux modèles ont été développés. L’un des plus connus, le

modèle « k-thêta », est présenté à la Figure 7.

Figure 7 : Relation module réversible – contrainte totale, modèle k-thêta (Bilodeau et Doré, 2012)

Le modèle « k-thêta » relie le module réversible uniquement à l’état de contrainte du matériau.

Il existe des modèles qui tiennent également compte des caractéristiques physiques du matériau.

Deux de ces modèles sont détaillés ci-après, à savoir le modèle de Suarez (2010) pour les

matériaux granulaires du Québec et celui de Rahim et George (2005) pour les sols fins et

grossiers.

Modèle de Suarez (2010)

Suarez (2010) a développé un modèle pour la détermination du module réversible des matériaux

granulaires de chaussées. Ce modèle (équation (2)), basé sur 375 mesures de modules

réversibles sur des matériaux aux caractéristiques connues, est détaillé au Tableau 1.

9

Tableau 1 : Modèle de Suarez (2010)

Modèle MR(MPa) = c1s ∗ θ + c2s + 𝛥MR (2)

Paramètres du modèle

c1s = −8,976 − 0,508 ∗ (Cu

nf) + 0,027 ∗ Sr + 7,725 ∗ (

ρdmax

ρd)

− 0,107 ∗ w + 0,168 ∗ wopt

c2s = 672,48 + 14,353 ∗ n − 6,213 ∗ nc + 2,070 ∗ Sr + 0,253

∗ ρdmax − 0,557 ∗ ρd − 27,533 ∗ w

𝛥MR = S ∗ 𝛥Sr = S ∗ (Sr − 100)

S (MPa

%) = (0,00003 ∗ θ + 0,0206) ∗ (nf − 113,636) + 0,31818

Cu : coefficient d’uniformité Sr : degré de saturation n : porosité totale (%) w : teneur en

eau (%) wopt : teneur en eau optimale (%) nf : porosité de la fraction fine (%) =n/nc

nc : porosité de la fraction grossière (%)=n+(1-n)%F %F : pourcentage de fines (%)

ρd : masse volumique sèche (kg/m3) ρdmax : masse volumique sèche maximale (kg/m3)

θ : contrainte totale (kPa)

Les coefficients c1s et c2s de ce modèle ont été déterminés à partir d’essais sur des matériaux à

degrés de saturation très élevés. Lorsqu’il s’agit d’évaluer le module réversible d’un matériau

non saturé, il convient de poser Sr=100% dans l’équation de c1s et c2s, la variation de module

compte tenu de la saturation sera prise en compte avec le Δ𝑀𝑅.

Ce modèle est applicable aux sols grossiers, c’est-à-dire les sables et les graviers, mais pas aux

sols fins.

Modèle de Rahim et George (2005)

Rahim et George ont développé en 2005 deux modèles de prédiction, le premier pour les sols

fins et le second pour les sols grossiers (équations (3) et (4)).

MR = k1Pa(1 +σd

1+σc)k2, pour les sols fins (3)

MR = k1Pa(1 +θ

1+σd)k2, pour les sols grossiers (4)

Avec : MR = Module réversible (MPa)

Pa = Pression atmosphérique = 101,325kPa

𝜎𝑑 = Contrainte déviatorique (kPa)

𝜎𝑐 = Contrainte de confinement (kPa)

𝜃 = Contrainte totale (kPa)

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Les coefficients k1 et k2 dépendent des caractéristiques du sol (Tableau 2).

Tableau 2 : Équations k1 et k2, modèle Rahim et George (2005)

Type de sol Paramètres du modèle

Sol à grains fins

k1 = 1,12 ∗ (ρd

ρdmax)

1,996

∗ (LL

w)

0,639

k2 = −0,27 ∗ (ρd

ρdmax)

1,04

∗ (w

wopt)

1,46

∗ (LL

%F)

0,47

Sol à grains grossiers

k1 = 0,12 + 0,9 ∗ (ρd

ρdmax) − 0,53 ∗ (

w

wopt) − 0,017 ∗ %F

+ 0,314 ∗ 𝑙𝑜𝑔 (Cu)

k2 = 0,226 ∗ (ρd

ρdmax∗

w

wopt)

1,2385

∗ (%F

𝑙𝑜𝑔 (Cu))

0,124

Cu : coefficient w : teneur en eau (%) wopt : teneur en eau optimale

%F : pourcentage de fines (%) ρd : masse volumique sèche (kg/m3)

ρdmax : masse volumique sèche maximale (kg/m3) LL : limite de liquidité (%)

Ces deux modèles montrent une bonne capacité de prédiction. Ils nécessitent cependant de

connaitre un certain nombre de caractéristiques des sols et des matériaux utilisés, généralement

obtenues par une caractérisation routinière. Lorsque ces caractéristiques ne sont pas connues, il

est tout de même possible d’estimer le module réversible du matériau en fonction de la

classification du sol.

L’American Association of State Highway and Transportation Officials (ASSHTO, 2002)

référencie les valeurs typiques de module réversible pour des sols d’infrastructure (Tableau 3).

11

Tableau 3 : Valeurs typiques de module réversible des sols d’infrastructure (AASHTO, 2002)

Classification du sol Variations de MR (psi) MR typique

CH 5000 – 13500 8000 psi (55 MPa)

MH 8000 – 17500 11500 psi (80 MPa)

CL 13500 – 24000 17000 psi (117 MPa)

ML 17000 – 25500 20000 psi (140 MPa)

SW 28000 – 37500 32000 psi (220 MPa)

SP 24000 – 33000 28000 psi (190 MPa)

SW-SC 21500 – 31000 25500 psi (175 MPa)

SW-SM 24000 – 33000 28000 psi (190 MPa)

SP-SC 21500 – 31000 25500 psi (175 MPa)

SP-SM 24000 – 33000 28000 psi (190 MPa)

SC 21500 – 28000 24000 psi (165 MPa)

SM 28000 – 37500 32000 psi (220 MPa)

GW 39500 – 42000 41000 psi (280 MPa)

GP 35500 – 40000 38000 psi (260 MPa)

GW-GC 28000 – 40000 34500 psi (240 MPa)

GW-GM 35500 – 40500 38500 psi (265 MPa)

GP-GC 28000 – 39000 34000 psi (235 MPa)

GP-GM 31000 – 40000 36000 psi (250 MPa)

GC 24000 – 37000 31000 psi (210 MPa)

GM 33000 - 42000 38500 psi (265 MPa)

2.2.3) Un critère de conception : l’orniérage

La principale problématique liée à la bonne performance des routes non revêtues est

l’accumulation de déformation permanente dans les différentes couches de la chaussée.

L’accumulation de cette déformation, due aux passages répétés des véhicules lourds, se traduit

en surface de la chaussée par la formation du phénomène d’orniérage. Il convient de préciser

que, puisque les chaussées non revêtues n’ont pas de revêtement lié (par définition), elles ne

sont pas affectées par le phénomène de fatigue.

12

Dans l’étude « Rutting in unsurfaced roads » (Dawson, 1997), trois modes d’orniérage sont

définis :

_Mode 0 : Orniérage dû à la post-compaction, à la densification du squelette granulaire

(mode d’orniérage qui n’apparait pas sur les routes correctement conçues et bien construites).

_Mode 1 : Orniérage dû à la déformation par cisaillement de la couche granulaire à

proximité des roues (résistance au cisaillement inadéquate). Présent aux endroits où le trafic est

canalisé, se traduit par un déplacement des granulats qui s’accumulent de part et d’autre du

sentier de roue.

_Mode 2 : Orniérage dû à la déformation de la structure de chaussée (incluant le sol

d’infrastructure) à la fois dans et en dehors des chemins de roues. Problème plus important dû à

une déformation permanente de la surface et des sous-couches.

La Figure 8 schématise ces trois modes d’orniérage.

Figure 8 : Trois modes d’orniérage (Dawson, 1997)

L’orniérage est le résultat d’une complexe interaction entre les propriétés résilientes et

plastiques des couches de chaussée. Les Modes 1 et 2 apparaissent simultanément dans la

plupart des cas en pratique. Le Mode 0 apparait également mais peut être limité par une bonne

compaction de la couche de fondation.

Les ornières sur les routes entrainent une diminution du confort de conduite des usagers ainsi

qu’une augmentation de la consommation d’essence, elles augmentent également les risques

d’aquaplaning à cause de la rétention d’eau. De plus, l’eau, qui a tendance à s’accumuler dans

les ornières plutôt que d’être drainée sur les côtés, risque de s’imprégner dans la structure de

chaussée, entrainant une concentration d’eau dans l’ornière structurale au sommet du sol

d’infrastructure (Mode 2) et diminuant ainsi la capacité portante de la couche granulaire et du

sol, ce qui contribue à l’accélération du taux de dégradation.

Le Mode 1 d’orniérage n’est pas forcément problématique pour les chaussées non revêtues car il

peut être contrôlé par un surfaçage régulier de la route avec une niveleuse. C’est le Mode 2

d’orniérage qui pose problème lorsqu’il est trop important. En effet, le sol est la couche de

chaussée la plus sensible à l’accumulation de déformation et, lorsque celle-ci est trop

importante, cela exige des réparations profondes et coûteuses, surtout lorsqu’il faut excaver et

reconstruire la route.

Dans le cadre de la conception des chaussées, il convient de tenir compte de l’orniérage et de

définir une profondeur d’ornière jugée critique. L’étude « Roadway Hydroplaning – Measuring

Pavement Wheel Rut Depths to Determine Maximum Water Depths » (Glennon, 2015) met en

13

place des critères en vue de lutter contre l’aquaplanage. L’auteur se base sur une équation

permettant de calculer la profondeur d’eau accumulée en fonction de la profondeur de l’ornière

et d’autres paramètres géométriques (voir Figure 9).

Figure 9 : Accumulation d’eau dans les ornières (Glennon, 2015)

Se basant sur des essais réalisés sur des chaussées flexibles, Glennon détermine que la

profondeur d’eau critique pouvant entrainer l’aquaplaning est de 3mm lorsque la vitesse des

véhicules est supérieure à 70km/h. Lorsque les vitesses sont inférieures, la profondeur critique

est de 5mm. En prenant l’hypothèse d’une ornière de largeur 1000mm (L=500mm) et en prenant

une pente latérale de chaussée de 3%, cela donne une profondeur d’ornière critique de 20mm si

la vitesse est inférieure à 70km/h. Ce résultat est valable pour les chaussées flexibles. Les

exigences sont moins sévères pour les chaussées non revêtues, pour lesquelles les méthodes de

conception actuelles, présentées plus loin dans ce document, font état d’ornières admissibles de

25mm, 50mm, 75mm voire même jusqu’à 100mm et parfois au-delà. En considérant une ornière

de Mode 2 d’un mètre de largeur en surface, il peut être aisément admis, en considérant le

phénomène de dispersion des contraintes dans la structure de chaussée, que l’ornière au sommet

du sol d’infrastructure fera environ 1,5m de largeur. Les chaussées non revêtues ayant

généralement des pentes latérales entre 3 et 4%, une ornière structurale de 25mm de profondeur

entrainera une rétention d’eau entre 0 et 2,5mm alors qu’une ornière de 50mm de profondeur

entrainera une rétention d’eau entre 20 et 27mm. Ainsi, en tenant compte du problème de

rétention d’eau, une ornière admissible de 50mm de profondeur au sommet du sol

d’infrastructure semble être un critère cohérent de conception d’une chaussée non revêtue. Cette

profondeur d’ornière fait d’ailleurs partie des critères d’endommagement retenus par la méthode

de conception de l’AASHTO (1993) ou encore celle de Giroud et Han (2004) pour les ornières

de surface.

D’une manière générale, les conseils pour diminuer l’orniérage sont d’augmenter la qualité des

granulats, d’améliorer le compactage et d’augmenter les épaisseurs de couches granulaires. On

peut éventuellement mettre une fine couche d’asphalte ou cimenter les matériaux en surface

pour réduire les contraintes sur les couches internes et favoriser l’étanchéité de la surface.

14

2.3) Modèles de conceptions empiriques existants

Il existe de nombreuses méthodes empiriques pour la conception des chaussées, quatre

principales s’appliquant aux routes non revêtues sont détaillées ici.

2.3.1) AASHTO

L’American Association of State Highway and Transportation Officials (ASSHTO) est un

organisme de normalisation qui publie des spécifications, des protocoles d’essais et des

directives pour la conception et la construction des routes aux États-Unis. Cet organisme fait

office de référence pour la conception des chaussées en Amérique du Nord. Les conceptions

sont basées sur les résultats d’essais débutés à la fin des années cinquante sur des chaussées à

Ottawa, en Illinois, afin de mesurer l’impact du trafic sur la détérioration des routes.

2.3.1.1) Conception des chaussées non revêtues

Dans l’ouvrage “AASHTO Guide for Design of Pavements Structures” (version de 1961, 1972,

1986 ou de 1993), l’organisme propose une méthode empirique de conception des chaussées

basée sur le comportement des sections d’essais. Le manuel de 1993 comporte un chapitre sur la

conception des routes à faible volume.

Dans ce chapitre il est préconisé, avant la conception, de déterminer les données importantes :

- Trafic futur (W18, nombre d’Equivalent de Charge Axiale Simple,…)

- Durée des saisons (Été, Automne, Hiver, Printemps)

- Module Réversible saisonnier du sol d’infrastructure.

- Module d’Young des couches de fondation et de sous-fondation de la chaussée.

- Indice de performance PSI allant de 0 (impossibilité de conduire) à 5 (chaussée

parfaite).

- Orniérage acceptable (RD)

- Perte de granulats GL (par le trafic, l’érosion, les précipitations,…)

La méthode AASHTO utilise une approche itérative en 10 étapes :

Choisir une épaisseur de couche (essai).

Choisir une perte de viabilité admissible (ΔPSI) et un orniérage admissible (RD).

Renseigner le Module Réversible des couches de la chaussée (sol d’infrastructure, fondation

et sous-fondation).

Déterminer le trafic projeté W18 (en nombre d’équivalent de charges axiales simples).

Déterminer le trafic admissible avec des nomogrammes basés sur le critère d’entretien.

Déterminer le trafic admissible avec des nomogrammes basés sur l’orniérage admissible.

Déterminer le dommage saisonnier, rapport entre le trafic projeté et le trafic admissible.

Déterminer l’épaisseur de fondation moyenne 𝐷𝐵𝑆̅̅ ̅̅ ̅̅ (correspond à un dommage total égal à 1).

Corriger l’épaisseur de base avec la perte de granulats : 𝐷𝐵𝑆 = 𝐷𝐵𝑆̅̅ ̅̅ ̅̅ + 0,5𝐺𝐿

Déterminer l’épaisseur de sous-fondation, qui est fonction de l’épaisseur de fondation, à

l’aide de nomographes.

15

Ces étapes sont reproduites jusqu’à l’obtention d’une valeur de dommage saisonnier total

inférieure à 1.

L’Annexe I montre un exemple du cheminement de cette procédure pour un cas concret.

Cette méthode est purement empirique, elle se base essentiellement sur des nomogrammes

élaborés avec des routes ayant fait l’objet d’un suivi de performance. Ces routes ont toutes été

construites sur un même sol d’infrastructure, un silt de faible plasticité, et ont subi un trafic

routier canalisé à vitesse constante de 56km/h.

Il s’agit actuellement d’une des méthodes les plus appliquées en Amérique du Nord pour la

conception des chaussées non revêtues. Il peut être également noté que le MTQ utilise une

méthode issue des essais de l’AASHTO dans son logiciel Chaussée pour la conception des

chaussées flexibles revêtues.

2.3.1.2) Agressivité des véhicules

Les travaux de l’AASHTO ont permis la création du concept de l’Équivalence de Charge Axiale

Simple (ÉCAS) qui constitue une unité pour la mesure de l’agressivité des véhicules. Il est alors

possible d’exprimer un nombre d’applications de charge N en ÉCAS.

La notion de Coefficient d’Agressivité (CA) correspondant au dommage moyen calculé pour un

groupe d’essieux ou un véhicule a aussi été développée. Le Coefficient d’Agressivité se calcule

selon l’équation (5).

CA = (

W

Wr)

n

(5)

Avec : CA = Coefficient d’Agressivité (ÉCAS)

W = Charge dont on calcule l’agressivité (kg)

Wr = Charge de référence (kg)

n = Facteur d’agressivité

Les charges de référence et les facteurs d’agressivité varient en fonction de la configuration,

comme le montre le Tableau 4.

Tableau 4 : Variation des charges de référence et des facteurs d’agressivité selon la configuration (Doré, 2015)

Configuration Wr n

Essieu simple 8160 kg 4

Essieux tandem 15200 kg 4

Essieux tridem 21800 kg 4

Chaussée rigide 8160 kg 5

16

Lorsqu’une chaussée n’est pas rigide, le calcul du Coefficient d’Agressivité s’appelle aussi la

« loi de la quatrième puissance ».

2.3.1.3) Module réversible effectif

Le module réversible des matériaux de chaussées, défini à la section 2.2.2.3), est un paramètre

essentiel pour le dimensionnement desdites chaussées. Les cycles de gel-dégel et la variation de

la teneur en eau entrainent une variation des modules réversibles, en particulier ceux des sols

d’infrastructure. Ainsi, pour la conception d’une chaussée, il apparait indispensable de

considérer la variation saisonnière du module réversible du sol d’infrastructure (les modules

réversibles des couches de sous-fondation et de fondation granulaire étant considérés comme

constants). L’identification des modules saisonniers a pour objectif de quantifier le dommage

relatif que subit la chaussée à chaque saison. L’AASHTO (1993) défini le dommage par

l’équation (6).

uf =

N

Nadm (6)

Avec : uf = Dommage relatif

N = Nombre de cycles subit par la chaussée (ÉCAS)

Nadm = Nombre de cycles admissible par la chaussée (ÉCAS)

La notion de module réversible effectif est alors établie, ce module correspondant au dommage

moyen que subit la chaussée pendant l’année.

La procédure développée par l’AASHTO pour la détermination du module réversible effectif est

présentée à la Figure 10. Il s’agit de renseigner dans le tableau les valeurs des modules

réversibles saisonniers du sol d’infrastructure. Si ces modules sont susceptibles de changer au

cours d’un même mois, il faut renseigner deux valeurs de module réversible par mois et donc

toutes les cases doivent être complétées. Si les modules ne varient pas au cours d’un même

mois, alors une seule case doit être remplie pour chaque mois. L’étape suivante est de

déterminer le dommage saisonnier correspondant à chaque module en s’appuyant sur l’équation

empirique suivante :

uf = 1,18 × 108 × MR−2,32

(7)

Avec : uf = Dommage relatif

MR = Module réversible du sol d’infrastructure (psi)

Ensuite, la moyenne des valeurs des dommages uf doit être calculée en sommant ces valeurs et

en divisant par le nombre de valeurs (12 ou 24). Le résultat obtenu correspond au dommage

relatif moyen 𝑢𝑓̅̅ ̅. La valeur du module réversible effectif MR s’obtient en utilisant l’équation (7)

dans laquelle on remplace 𝑢𝑓 par 𝑢𝑓̅̅ ̅.

L’équation (7) a été développée pour la conception des chaussées flexibles en se basant sur

l’indice de performance PSI. La notion de module réversible effectif n’est actuellement pas

utilisée pour la conception des chaussées non revêtues.

17

Figure 10 : Abaque pour la détermination du module réversible effectif du sol d’infrastructure pour les

chaussées flexibles (AASHTO, 1993)

18

2.3.2) Surfacing Thickness Program

Le STP (Surfacing Thickness Program) est un logiciel de conception mis au point par USDA

(United States Department of Agriculture) Forest Service en 1988.

Programmé en BASIC, le logiciel se veut être un complément de la méthode AASHTO pour la

détermination des épaisseurs des couches d’une chaussée. Le calcul se fait après avoir défini le

critère de conception, à savoir la profondeur d’ornière admissible, et après avoir compilé les

informations sur les matériaux utilisés et le trafic.

La Figure 11 montre l’interface du logiciel.

Figure 11 : Interface du Surfacing Thickness Program (Eskioglou et Stergiadou)

Adapté de la recherche de l’USA Corps of Engineers, ce logiciel propose une approche

empirique de conception. Il est basé sur les données du programme AASHTO.

Cette approche s’appuie sur un calcul empirique d’orniérage (équation (8)). Cette équation a été

établie après de nombreux essais sur différentes structures de chaussées. L’orniérage a été

mesuré en faisant varier le nombre de répétitions de charges et l’intensité des charges. Le

modèle prend également en considération l’épaisseur de la couche supérieure et les valeurs de

CBR des différentes couches.

RD =

0,1741. Pk0,4704. tp

0,5695. R0,2476

(𝑙𝑜𝑔 t)2,002 . C10,9335. C20,2848 (8)

Avec : RD = profondeur d’ornière (in.)

Pk = charge équivalente à une roue (kips)

tp = pression du pneu (psi)

t = épaisseur couche supérieure (in.)

R = répétitions des passages/sollicitations

C1 = CBR in situ de la couche supérieure

C2 = CBR in situ de la couche inférieure

19

2.3.3) Lowell Test Road

Également réalisé par l’USDA Forest Service, le test routier de Lowell (Truebe et Evans, 1994)

est une campagne de mesures et d’études faites sur des chaussées non revêtues en 1992 et 1993.

Il s’agissait de vérifier et d’ajuster la méthode de conception STP.

Les objectifs étaient de déterminer les effets de la pression des pneus, des épaisseurs de couches

et de la qualité des granulats sur la performance d’une chaussée. Il a également été question

d’examiner la relation entre l’orniérage de surface et celui du sol d’infrastructure.

Les conclusions de cette étude sont que l’équation d’orniérage présentée à la section précédente

est relativement cohérente et que l’orniérage du sol d’infrastructure est négligeable en

comparaison avec celui du matériau granulaire en surface (sauf si les couches granulaires sont

minces).

Durant cette étude, 77 mesures de CBR (California Bearing Ratio) et 115 mesures DCP

(Dynamic Cone Penetrometer) ont été prises afin de déterminer une loi empirique entre ces deux

valeurs. Cette loi est exprimée par l’Équation (9) :

CBR =320

(DCP)0,943 (9)

2.3.4) Méthode de conception des chaussées sans revêtement du MTQ

Dans le « Guide d’utilisation des géosynthétiques de séparation et de renforcement des

chaussées » (MTQ, 2004), une méthode de conception des chaussées non revêtues est proposée.

Cette méthode s’appuie sur plusieurs approches de conception empiriques (Laguros et Miller

(1997), AASHTO (1993), Giroud et Noiray (1981), US Forest Service (1977) et Asphalt

Institute (1983)). Un abaque de conception (Figure 12) a été élaboré, permettant de déterminer

les épaisseurs des couches de fondation et de sous-fondation en fonction de la résistance des

matériaux sous-jacents. La durée de vie est exprimée en nombre de passages de camions de

catégorie A2 à charge légale (3 essieux, 10 roues, charge totale de 25250kg).

Figure 12 : Abaques du MTQ pour le dimensionnement de la couche : a) de fondation b) de sous-fondation

(MTQ, 2004)

20

Les pertes d’agrégats, dues aux projections en dehors des voies à cause du trafic, doivent être

ajustées en prévoyant une surépaisseur de la couche de roulement équivalente à la moitié de

cette perte. Il est estimé qu’une route gravelée en conditions d’utilisation normales perd environ

10mm de granulats tous les 6000 passages de véhicules.

Un géotextile de séparation doit être apposé entre le sol d’infrastructure et la sous-fondation si

cette dernière ne satisfait pas aux critères de filtre anti contaminant. Il est en effet considéré

qu’il y aura interpénétration des particules à l’interface entre les deux couches si la condition

suivante n’est pas respectée (équation (10), MTQ, 2004) :

D15sousfondation < 5 × d-85sol (10)

Avec : D15sous-fondation = Diamètre correspondant à 15% passant des particules de la sous-

fondation (mm)

D85sol = Diamètre correspondant à 85% passant des particules du sol (mm)

La méthode recommande de renforcer la chaussée en utilisant des géosynthétiques (géotextiles

ou géogrilles) de renforcement dans le cas où le sol d’infrastructure à une résistance au

cisaillement inférieure à 90kPa (CBR<3). Le prix relatif à l’utilisation de géosynthétiques peut

être compensé par une économie sur l’épaisseur de remblai granulaire et sur la profondeur de

déblai requises, comme le montre la Figure 13. Il faut évaluer le coût d’un tel ajout pour en

estimer la légitimité. L’utilisation de géosynthétiques est judicieuse dans le cadre d’un sol

d’infrastructure de faible portance.

Figure 13 : Réduction d’épaisseur granulaire permise lors du renforcement par géosynthétique (MTQ, 2004)

Dans le cadre de la conception des chaussées non revêtues renforcées avec des géosynthétiques,

c’est surtout la méthode de dimensionnement de Giroud et Noiray (1981) qui a été utilisée pour

la mise en place des abaques du MTQ. Il faut savoir que cette méthode a subit une amélioration

en 2004 par Giroud et Han. Les équations développées, relativement complexes, ont fait l’objet

21

d’une élaboration d’abaques de conception pour la détermination de la hauteur de fondation en

fonction du CBR du sol d’infrastructure. La Figure 14 présente l’abaque relatif à la conception

de chaussées renforcées avec des géogrilles pour des critères d’ornières en surface admissibles

de 50mm et 75mm de profondeur. Le nombre de cycles admissibles N est exprimé en ÉCAS.

Figure 14 : Abaque de conception pour les chaussées non-revêtues renforcées avec des géogrilles (Giroud et

Han, 2004)

2.4) Conception des routes pour le transport minier au Canada

2.4.1) Étude sur l’équipement et sur les routes des mines

L’étude « Guidelines for Mine Haul Road Design » (Tannant et Regensburg, 2001) s’est

renseigné sur l’équipement et les procédures de conception des routes des mines canadienne. Au

total, 13 mines ont répondu à l’étude.

Les 2/3 des routes conçues sont permanentes et font entre 1,3km et 14km. Les autres sont

temporaires et leur longueur varie entre 0,5km et 10km.

D’une manière générale, les matériaux utilisés pour la conception sont des granulats de mine.

L’épaisseur des couches granulaires augmente depuis une vingtaine d’années car les charges

induites par les camions sont de plus en plus considérables.

La détérioration de ces routes consiste en des nids de poule, des ornières, des tassements et

quelques problématiques de soulèvements au gel. Les causes recensées sont les précipitations, le

gel/dégel, le trafic lourd et les déversements des camions. Il est également question de mauvaise

compaction des sous-couches et de grandes quantités d’eau souterraines sous certaines

infrastructures. La maintenance consiste principalement en du resurfaçage, des excavations et

des rehaussements du niveau des routes.

La méthode de conception de Syncrude Canada Limited a beaucoup évolué au fil du temps.

Dans les années 80, cette entreprise utilisait la méthode CBR (Wills, 1989) pour le

dimensionnement de ses chaussées, jusqu’à l’arrivée des camions de 240 tonnes. La méthode

CBR sous-dimensionne les chaussées pour les gros camions, il a donc était nécessaire d’utiliser

une nouvelle méthode basée sur la déformation des différentes couches (Cameron et coll.,

22

1996). Les critères de déflexion pour les passages répétés de camions de 240 tonnes furent

8,3mm en surface et 4,3mm pour le sol d’infrastructure. Les mêmes critères de déflexion ont été

choisis avec l’introduction des camions de 320 tonnes en 1997 et ceux de 360 tonnes en 1999.

La Figure 15 montre l’évolution de la conception à travers les années.

Figure 15 : Évolution de la conception des chaussées (Syncrude Canada Limited, 2000)

2.4.2) Méthodes de conception en contexte minier

2.4.2.1) Méthode CBR

Le CBR caractérise la capacité portante d’un sol en pourcentage de la capacité portante d’une

pierre concassée standard. Des courbes empiriques relient la valeur CBR d’un sol

d’infrastructure, la charge appliquée par roue et l’épaisseur de la couche granulaire (Figure 16).

23

Figure 16 : Courbes CBR (Atkinson 1992)

24

2.4.2.2) Méthode basée sur la déformation critique et le Module Réversible

Morgan et coll. (1994) ainsi que Thompson et Visser (1997) émettent des critiques sur la

méthode CBR, notamment :

_Méthode ne tenant pas compte des propriétés de la couche de surface.

_Méthode conçue initialement pour les routes pavées et les aérodromes, moins applicable pour

les chaussées non revêtues.

_Les courbes empiriques de la méthode CBR n’ont pas été développées pour de fortes

contraintes d’essieu générées par des camions de transport minier. Une simple interpolation de

ces courbes entrainerait une sur-conception.

Les nouvelles méthodes de conception prennent en compte les différentes propriétés de chaque

couche et prédisent leur comportement par des tests en laboratoire et in-situ. Ainsi, ces

nouvelles approches font plus de place aux principes physiques et à la théorie pour remplacer

l’empirisme.

Morgan et coll. (1994) proposent une méthode de conception basée sur les déformations dans

les différentes couches pour les routes de transport typiques. Les critères qu’ils proposent sont

une déformation verticale maximale admissible de 1500με pour le sol d’infrastructure et de

2000με pour le matériau en surface. Le niveau de contrainte de chaque couche ne doit pas

excéder la capacité portante du matériau de la couche.

Pour un niveau de contrainte donné, la déformation est fonction du Module Réversible du

matériau et ce dernier peut être mesuré avec un déflectomètre à masse tombante ou avec un

pénétromètre dynamique.

Dans l’approche, une hypothèse simple est faite, soit qu’un pneu crée un cercle uniforme de

contraintes dans un espace élastique, isotrope et homogène (Figure 17).

Figure 17 : Bulbe des contraintes sous une distribution circulaire de pression (Tannant et Regensburg, 2001)

25

La déformation critique est déterminée avec l’Équation (11), une variante de l’équation

empirique de Knapton (1988) :

ϵc =80000

N0,27 (11)

Avec : εc = déformation admissible au sommet du sol d’infrastructure (με)

N = nombre de répétitions de charges

La méthode consiste à choisir des épaisseurs de couches basées sur l’expérience, à calculer la

déformation au sommet du sol d’infrastructure ε et à ensuite ajuster l’épaisseur des couches si

ε<εc ou si ε>εc. La déformation au sommet du sol d’infrastructure est déterminée avec un

programme d’analyse numérique de l’évolution de la déformation dans la structure.

2.5) Effets de la saturation et du niveau de chargement sur l’orniérage

L’étude “Effect of spring and overload on the rutting of a low-volume road” (Korkialla-Tanttu

et al., 2003) propose d’examiner les effets de la saturation et du niveau de chargement sur

l’orniérage d’une route à faible volume.

Les essais de chargement, avec un simulateur de chargement routier, ont été réalisés sur une

structure de chaussée représentant une route à faible volume composée d’une couche d’asphalte

de 50mm, une couche de roche concassée de 200mm et une couche de gravier concassé de

250mm reposant sur une épaisseur de 1500mm de sable d’infrastructure.

Les charges d’essieux varient d’un test à l’autre (50kN et 70kN) ainsi que les niveaux d’eau

dans la chaussée (0,5m et 1,0m en dessous de la surface). La Figure 18 montre l’évolution de

l’orniérage en surface en fonction des conditions du test et du nombre de cycles de chargement.

L’orniérage pour une charge de 50kN et un niveau d’eau de -1,0m est déterminé par calcul en se

basant sur le rapport entre les deux tests à 70kN.

Figure 18 : Évolution de l’orniérage en fonction du nombre de passages de roue pour différentes situations de

chargement et d’humidité (Korkialla-Tanttu et al., 2003)

26

Ces courbes montrent que lorsque la charge passe de 50kN à 70kN, la profondeur d’ornière est

multipliée par 3. Une élévation du niveau de la nappe phréatique de 0,5m entraine un orniérage

environ 2,5 fois plus grand.

L’orniérage ainsi mesuré correspond à l’orniérage total qui peut être subdivisé en quatre

parties : l’orniérage de la couche d’asphalte, l’orniérage de la couche de fondation, l’orniérage

de la couche de sous-fondation et l’orniérage du sol d’infrastructure. La Figure 19 montre

qu’une grande partie de l’ornière (47% à 59%) apparait dans le sol d’infrastructure, cette

observation contredit les conclusions de l’étude Lowell Test Road (voir section 2.3.3)), étude

qui diffère des essais en simulateur Korkialla et al. dans le sens où les chaussées étaient non

revêtues et les vitesses de circulation des véhicules étaient différentes. Les couches de fondation

et de sous-fondation se déforment peu (entre 15% et 27% de l’ornière totale) et l’ornière de la

couche d’asphalte est négligeable (moins de 6%). Plus le sol d’infrastructure est saturé et plus la

proportion de son ornière par rapport à l’ornière totale est grande.

Figure 19 : Distribution de l’orniérage entre les différentes couches de la chaussée (Korkialla-Tanttu et al.,

2003)

L’un des objectifs de cette étude est de vérifier la validité de la « loi de la quatrième puissance »

(voir section 2.3.1.2)) pour les routes à faible volume. La Figure 20 présente le rapport entre le

nombre de cycles pour différentes profondeurs d’ornières mesurées pour des chargements de

50kN et 70kN, et pour un sol saturé (niveau d’eau à -0,5m de la surface).

Selon l’équation (5), le Coefficient d’Agressivité pour une charge standard de 50kN et une

charge d’étude de 70kN est environ 3,8 (la ligne horizontale sur la Figure 20) quand la valeur

utilisée pour le facteur « n » est 4.

Test AASHTO: (𝑊

𝑊𝑟)

𝑛= (

70𝑘𝑁

50𝑘𝑁)

4= 3,8

Cependant, les rapports des nombre de cycles (N/Nr) calculés à partir des profondeurs d’ornières

sont nettement plus grands, ils sont compris entre 6 et 18. Cela correspond, en utilisant

l’équation (5), à des valeurs de coefficient « n » compris entre 5,5 et 8,5.

27

Expérience : (𝑁

𝑁𝑟) = 6~18 = (

70𝑘𝑁

50𝑘𝑁)

𝑛=> 𝑛 = 5,5~8,5

Ainsi, l’expérience montre que, pour une route à faible volume, la « loi de la quatrième

puissance » peut être utilisée pour un nombre de cycles inférieur à 400. Au-delà, cette loi ne

s’applique pas. Dans l’étude « Cumulative damage and its applicability to low volume road

pavements” (Dawson, 2003), l’auteur affirme également que cette loi n’est pas convenable pour

les routes à faible volume.

Figure 20 : Rapport du nombre de cycles pour différentes profondeurs d’ornières. (Korkialla-Tanttu et al.,

2003)

Cette étude comprend également une mesure de l’évolution des déformations verticales

permanentes et réversibles au sommet du sol d’infrastructure durant les cycles de chargement.

La Figure 21 présente l’évolution de la déformation permanente par cycle en fonction de la

déformation réversible par cycle. Il apparait clairement qu’il y a une valeur seuil de déformation

réversible au-dessus de laquelle les déformations permanentes augmentent beaucoup plus

rapidement. Cette valeur seuil peut s’interpréter comme la limite élastique du sol.

Figure 21 : Relation entre les déformations permanentes et réversibles dans le sol d’infrastructure (sable)

(Korkialla-Tanttu et al., 2003)

28

Durant ces essais, la teneur en eau des différentes couches de la structure a également été

mesurée par radiométrie. La Figure 22 montre qu’une saturation complète du sol

d’infrastructure entraine une augmentation de 0,2 à 0,5% de la teneur en eau des couches de

fondation et sous-fondation. Cette augmentation est vraiment très faible mais elle a un fort

impact sur l’accroissement de l’orniérage.

Figure 22 : Teneurs en eau pour différents niveaux de nappe phréatique (Korkialla-Tanttu et al., 2003)

2.6) Méthode de conception mécaniste-empirique

2.6.1) Principe

Une approche empirique de conception est avant tout expérimentale. Il s’agit d’observer et de

mesurer la réponse de plusieurs structures pour différentes conditions climatiques et de trafic, et

ce à long terme. Les méthodes empiriques sont actuellement les procédures les plus utilisées

pour la conception des chaussées. Elles sont cependant basées sur des expériences passées très

spécifiques et ne s’appliquent pas forcément pour toutes les conditions. Par une volonté

d’améliorer la rigueur dans la conception des chaussées, les méthodes dites mécanistes-

empiriques tendent à devenir la pratique recommandée de nos jours dans le sens où ce sont des

méthodes plus « universelles », c’est-à-dire applicables et adaptables à un grand nombre de

situations.

La démarche mécaniste-empirique associe des modèles de comportement analytiques à

l’expérimentation. Cette approche consiste, d’un côté, à mener des essais concrets pour des sols

bien définis afin de mesurer leur performance réelle. D’un autre côté, elle consiste à élaborer en

parallèle un modèle mathématique qui permettra de calculer la réponse des chaussées sous

charge et d’obtenir un critère général de conception pouvant être mis en lien avec les mesures

expérimentales. L’expérimentation permet de caler le modèle mécaniste sur les conditions

réelles, car le volet analytique repose habituellement sur plusieurs hypothèses simplificatrices.

Les sections suivantes présentent un code de calcul pour la détermination des contraintes et des

déformations dans une structure de chaussée qui subit un chargement. Des modèles empiriques

d’évolution de la déformation permanente des matériaux granulaires de chaussées sont

également présentés. Enfin, un exemple de méthode mécaniste empirique pour la conception des

routes à faible volume est décrit.

29

2.6.2) Calcul des contraintes et des déformations

2.6.2.1) Modèle de Boussinesq :

En 1885, Boussinesq propose un modèle pour le calcul de la distribution des contraintes et

déformations dans un massif uniforme sous une charge ponctuelle ou distribuée sous une plaque

souple.

Ce modèle permet de calculer la contrainte axiale σz (équation (12)), la contrainte radiale σr

(équation (13)), la déformation axiale εz (équation (14)) et la déformation radiale εr (équation

(15)) en fonction de la charge appliquée en surface σ0, du module d’Young E, du coefficient de

poisson μ, du rayon de la plaque de chargement a et de la profondeur z. (Équations tirées de

Doré, 2015)

σz = σ0(1 −z3

(a2 + z2)1,5) (12)

σr =σ0

2[(1 + 2μ) −

2(1 + μ)z

(a2 + z2)0,5+

z3

(a2 + z2)1,5] (13)

ϵz =(1 + μ)σ0

E[(1 − 2μ) +

2μz

(a2 + z2)0,5−

z3

(a2 + z2)1,5] (14)

ϵr =(1 + μ)σ0

2E[(1 − 2μ) −

2(1 − μ)z

(a2 + z2)0,5+

z3

(a2 + z2)1,5] (15)

Ces équations s’appliquent pour un massif de sol homogène, isotrope et présentant un

comportement élastique linéaire. Ces hypothèses sont simplificatrices et ont leurs limites dans le

sens où un sol granulaire est hétérogène et anisotrope (variation des tailles et des géométries des

particules). Dans le cadre d’une analyse mécaniste-empirique, on peut faire ces hypothèses à

condition de mener en parallèle une expérimentation afin de caler le modèle sur la réalité.

Cependant, les équations de Boussinesq ne sont pas suffisantes car une chaussée comporte

typiquement plusieurs couches avec des modules différents. Il convient alors d’introduire le

modèle d’Odemark permettant de transformer un système multicouches en massif de

Boussinesq par la méthode des épaisseurs équivalentes.

2.6.2.2) Principe des hauteurs équivalentes d’Odemark :

La méthode des hauteurs équivalentes a été proposée par Odemark. Le principe de la méthode

consiste à transformer un système de plusieurs couches avec des modules différents en un

système équivalent homogène où toutes les couches ont le même module et ainsi pouvoir

appliquer la théorie de Boussinesq au système. Notons que cette méthode ne peut être appliquée

que pour un système dans lequel les modules sont décroissants avec la profondeur. De plus,

l’épaisseur des couches doit être au moins égale au rayon de la plaque de chargement.

Considérons une couche de hauteur h1, de module d’Young E1 et de coefficient de poisson μ1

placée sur une couche de module d’Young E2 et de coefficient de poisson μ2. La transformation

d’Odemark consiste à transformer la première couche en une couche d’hauteur équivalente he,

de module d’Young E2 et de coefficient de poisson μ2 (Figure 23).

30

Figure 23 : Transformation d’Odemark (Doré, 2015)

Cette transformation doit permettre de conserver la rigidité de la couche, à savoir l’équation

(16) :

I ×E

1 + μ²= cste (16)

Avec 𝐼 =𝑏×ℎ3

12.

On obtient donc l’équation (17) :

he3 × E2

1 − μ2²=

h13 × E1

1 − μ1² (17)

Cela permet de calculer la hauteur équivalente, en considérant un facteur de correction f

(équation (18)) :

he = f. h1 [E1

E2×

1 − μ22

1 − μ12]

13

(18)

Avec : f = 0,9 pour un système bicouche

0,8 pour un système multicouche

1,0 pour la première interface d’un multicouche

1,1 pour la première interface si r>h

(Équations tirées de Doré, 2015).

2.6.3) Modèles mathématiques de déformation permanente des matériaux

granulaires

Il existe dans la littérature plusieurs relations mathématiques pour prédire le comportement en

déformation permanente des matériaux granulaires utilisés dans les chaussées flexibles. Ces

relations peuvent également s’appliquer aux chaussées non revêtues, les paramètres des modèles

n’ayant dans ce cas-là pas les mêmes valeurs que pour les chaussées revêtues. Ces modèles

décrivent l’accumulation de déformation permanente en fonction du nombre d’applications de

charges. Les principaux modèles développés jusqu’à présent sont présentés au Tableau 5.

31

Tableau 5 : Modèles mathématiques de déformation permanente (Lekarp et al., 2000b)

Auteur Modèle Équation

Barksdale (1972) ϵp = a + b × 𝑙𝑜𝑔 (N) (19)

Veverka (1979) ϵp = aϵrNb (20)

Khedr (1985) ϵp

N= aN−b (21)

Paute (1988) ϵp =a√N

√N + b (22)

Sweere (1990) ϵp = aNb (23)

Wolff et Visser (1994) ϵp = (cN + a)(1 − e−bN) (24)

Paute (1996) ϵp = a(1 − (N

100)

−b

) (25)

Dresden (1997) ϵp = a (N

1000)

b

+ c(ed(

N100

)− 1) (26)

ɛp : Déformation permanente ɛr : Déformation réversible

N : Nombre d’applications de charges

a, b, c, d : Paramètres du modèle

Barksdale (1972) a étudié le comportement des matériaux granulaires en conditions triaxiales et

a remarqué que la déformation permanente était fonction du logarithme du nombre

d’applications de charges (équation (19)). Une étude entreprise par Veverka (1979) permet de

relier la déformation plastique à la déformation réversible (équation (20)). C’est cependant la

seule étude permettant de trouver une corrélation entre ces deux paramètres, les autres études

démontrant que la déformation permanente n’est fonction que du nombre d’applications de

charges.

Sweere (1990) est le premier à dépasser 1 000 000 d’applications de charges en conditions

triaxiales (Barksdale s’était contenté de 100 000 applications) et il a montré que la relation entre

la déformation permanente et le nombre d’applications de charges serait plutôt de type log-log

(équation (23)). Cette relation est d’autant plus pertinente qu’elle apparaît également dans la

modélisation de Dresden (1997).

Le modèle de Dresden (équation (26)) comporte un premier terme de type log-log provenant

directement du modèle de Sweere et un second terme exponentiel correspondant à la phase de

rupture. Le paramètre a correspond à l’accumulation de déformation permanente obtenue après

1000 cycles de chargement, le b correspond au taux de déformation permanente à long terme,

tandis que c et d sont les paramètres de rupture.

32

2.6.4) Exemple de méthode mécaniste-empirique

L’article « Mechanistic-empirical approach for design of low volume pavements » parut dans

l’International Journal of Pavement Engineering (Gupta et al., 2014) décrit une approche de

conception mécaniste-empirique des routes à faible volume. Les auteurs ont effectué en

parallèle l’instrumentation de chaussées et une analyse par éléments finis avec le logiciel

ANSYS.

Les tests expérimentaux, sur 20 sections de chaussées pendant 4 ans, ont consisté en des

mesures de déflexion, DCP, d’orniérage et de rugosité.

Le modèle éléments finis a été élaboré pour déterminer la déformation plastique qui apparait

sous forme d’orniérage (modèle élastoplastique non linéaire). Le but étant de développer un

critère de performance reliant le nombre d’applications de charges à l’orniérage.

C’est le modèle k-θ qui a été choisi pour exprimer le Module Réversible en fonction de la

contrainte totale dans la couche granulaire (Équation (27)) :

MR(MPa) = 3,47. θ0,7375 (27)

Avec θ en kPa.

Une macro itérative a été créée, les propriétés des matériaux changent à chaque itération, en

rapport à l’état de contrainte de chaque élément, jusqu’à arriver au critère de convergence utilisé

par Sahoo et Reddy (2010) présenté à l’Équation (28) :

∑ |Enewi − Eoldi|

Ni=1

∑ EoldiNi=1

× 100 ≤ 5 (28)

Avec : N = nombre d’éléments de la couche

Enewi = Module de l’élément i pour l’itération

Eoldi = Module de l’élément i pour l’itération précédente

Pour le sol d’infrastructure, le modèle utilisé est présenté à l’Équation (29) :

MR(MPa) = 300. σd−0,5

(29)

Avec σd la contrainte déviatorique en kPa.

La macro utilise le même critère de convergence que précédemment.

L’approche mécaniste-empirique consiste en deux points :

_Calcul de la réponse des matériaux aux charges appliquées.

_Prédiction de la performance en considérant ces réponses.

La profondeur maximale d’ornière admissible est fixée à 25mm. Le critère mécaniste à établir

est l’estimation du nombre de répétitions de charges d’essieu simple pour atteindre une telle

ornière.

33

L’étude permet l’obtention du critère suivant (équation (30)) :

ϵz = 0,0058. N−0,171 (30)

Avec : εz = déformation verticale sur le sol d’infrastructure induite par un passage de roue

N= nombre de répétitions de charges (ÉCAS) amenant à l’ornière de 25mm.

Les auteurs comparent leur critère avec les travaux de Shell (1978), TRRL (1987), Theyse et al.

(1996), Austroads (2004) et Sahoo (2009). La comparaison est illustrée en Figure 24. Ces

travaux sont relatifs aux routes à faibles volume de circulation, pavées ou non.

Figure 24 : Comparaison entre différents critères d’endommagement des routes à faible volume (Gupta et al,

2014)

Ainsi, la démarche de conception est la suivante : Le nombre de cycles que doit subir la

chaussée est initialement connu, la déformation verticale limite sur le sol d’infrastructure est

donc déduite avec l’équation précédente. Il s’agit ensuite de regarder quelle épaisseur minimale

de couche granulaire permet d’atteindre cette déformation verticale (avec le modèle éléments

finis).

La Figure 25 montre les courbes de conception obtenues en appliquant le critère pour des pneus

de pression 0,56MPa appliquant chacun une force de 20kN sur la chaussée, une couche

granulaire de Module d’Young 250MPa et de coefficient de Poisson 0,35 et un sol

d’infrastructure de coefficient de Poisson 0,45.

34

Figure 25 : Courbes de conception, critère mécaniste-empirique de A. Gupta et al. (2014)

2.7) Pertinence du projet

Les chaussées non revêtues sont généralement des routes d’accès aux ressources et représentent

un véritable enjeu économique, notamment pour ce qui est du transport forestier ou minier. Au

Québec, la majorité des routes ne sont d’ailleurs pas pavées. Ainsi, il apparait essentiel de

concevoir ces routes avec beaucoup de rigueur. Cependant, la revue de littérature montre des

carences dans le domaine de la conception des chaussées non revêtues.

Actuellement, ces chaussées sont majoritairement conçues en se basant sur l‘expérience des

routes préalablement construites ou en utilisant des modèles empiriques de conception. Ces

modèles ont été établis à partir d’essais spécifiques sur un seul type de sol à un endroit précis,

ils ne sont donc pertinents que pour un contexte particulier. Par exemple, le modèle de

l’AASHTO a été conçu à partir d’expériences en Illinois mais il est actuellement utilisé au

Québec pour le dimensionnement des chaussées. Les conditions climatiques et

environnementales n’étant pas du tout les mêmes au Québec et en Illinois, cette manière de

procéder apporte une imprécision. Les méthodes de conception empiriques se contentent

d’appliquer des procédés de conception basés uniquement sur des observations, les mécanismes

qui entrent en jeu dans la déformation des chaussées ne sont jamais pris en compte. Ainsi, les

méthodes purement empiriques apparaissent comme n’étant pertinentes que dans le contexte où

elles ont été développées, elles ne revêtent en aucun cas un caractère universel.

C’est dans ce contexte que les méthodes mécanistes-empiriques deviennent nécessaires. Le

présent projet se propose d’élaborer une méthode de conception mécaniste-empirique pour les

chaussées non-revêtues. Il s’agit de se baser avant tout sur des modèles physiques pour la

conception. Comme tout modèle analytique nécessite de faire des hypothèses simplificatrices, il

faut mener en parallèle des expérimentations pour faire correspondre le modèle avec la réalité.

Les méthodes empiriques se contentent généralement de considérer l’endommagement des

chaussées non revêtues avec l’orniérage en surface, or l’état des connaissances a mis en relief

que l’orniérage structural constituait la véritable problématique. Ainsi, la partie mécaniste de ce

projet consiste en l’élaboration d’un code de calcul pour la détermination des contraintes et des

déformations dans une structure de chaussée soumise à un trafic lourd, en se focalisant

particulièrement sur la déformation au sommet du sol d’infrastructure. En parallèle, des essais

35

de chargement accélérés en laboratoire sur des chaussées vont permettre d’élaborer des lois

d’endommagement spécifiques aux chaussées non revêtues.

Quelques méthodes mécanistes empiriques sont présentées dans la revue de littérature. Le

présent projet s’appuie sur ces méthodes en essayant d’apporter une valeur ajoutée. Par

exemple, l’étude de Korkialla-Tanttu et al. (2003) porte sur les effets de la saturation et du

niveau de chargement sur l’orniérage à partir d’essais de chargement en simulateur sur une

chaussée construite sur du sable d’infrastructure. Le présent projet propose d’aborder les mêmes

aspects en réalisant également des essais en simulateur mais en testant plusieurs chaussées

construites sur différents sols d’infrastructure. Pour leur étude, Gupta et al. (2014) ont eu

recours à des essais LWD et DCP sur quatre types de sols et ont développé une courbe de

Wöhler pour un critère d’orniérage de 25mm. L’étude présentée dans ce document s’appuie sur

les mêmes essais effectués sur quatre sols différents (pas les mêmes sols que dans l’étude de

Gupta et al.), mais les courbes de Wöhler sont développées pour deux critères d’orniérage (25 et

50mm). Dans la présente étude, les modules réversibles sont calculés en utilisant plusieurs

modèles alors que dans l’étude de Gupta et al. ils sont calculés uniquement avec le modèle k-

thêta. De plus, cette dernière étude utilise un modèle par éléments finis pour déterminer les

déformations dans la chaussée alors que la présente étude utilise le modèle, plus simple et plus

pratique d’utilisation, de Boussinesq et d’Odemark.

La revue de littérature montre également qu’un paramètre est absent des analyses faites sur les

chaussées non revêtues jusqu’à présent : la stabilité des pentes latérales. En effet, les chaussées

non revêtues n’ont pas de couche d’asphalte en surface, sont généralement construites avec des

matériaux de fondation de plus ou moins bonne qualité sur des sols d’infrastructures qui n’ont

pas forcément une grande capacité portante. Ainsi, vu que ces chaussées sont susceptibles de

subir des charges très importantes dues au trafic lourd, trafic dont le volume peut être assez

élevé, il semble nécessaire d’évaluer le risque de rupture des pentes latérales de la chaussée.

Cette question est abordée dans ce document.

36

3) Méthodologie

Ce projet vise à mettre en place une méthode mécaniste-empirique de conception, la

méthodologie adoptée a donc consisté à mener une campagne expérimentale en parallèle avec

des modélisations physiques. Les approches analytique et expérimentale sont détaillées ci-

dessous.

3.1) Approche analytique

L’approche de conception doit tenir compte des facteurs de sécurité liés aux pentes des couches

de la chaussée, cet aspect est modélisé à l’aide du logiciel GeoSlope. Le calcul des contraintes et

des déformations dans la chaussée se fait à l’aide d’une analyse basée sur les théories de

Boussinesq et d’Odemark. Les déformations calculées sont ensuite comparées aux déformations

admissibles définies lors de l’approche expérimentale.

3.2) Approche expérimentale

Le fil conducteur de l’approche expérimentale est d’établir des niveaux de déformations

admissibles à diverses profondeurs dans la structure. C’est plus particulièrement la déformation

au sommet du sol d’infrastructure qui a été considérée, la revue de littérature ayant fait

apparaître que l’orniérage structural était l’endommagement de chaussées le plus problématique.

Il s’agit d’obtenir une loi d’endommagement pour les chaussées non revêtues. Cette loi permet

de relier le nombre de cycles admissibles sur la chaussée à la déformation réversible du sol

d’infrastructure induite par chaque cycle. Le but étant d’obtenir une courbe connue sous le nom

de « courbe de Wohler » (Figure 26).

Figure 26 : Exemple de courbe de Wohler (Doré, 2015)

Les essais ont été effectués sur un simulateur présent dans les laboratoires de Géotechnique

Routière de l’Université Laval. Le simulateur utilisé est présenté à la Figure 27.

37

Figure 27 : Simulateur de chargement routier accéléré de laboratoire, Université Laval (Juneau et Pierre

2008)

Les essais ont consisté à élaborer des structures de chaussées miniatures dans une fosse (sol

d’infrastructure, couche granulaire, couche de roulement) et leur faire subir un certain nombre

de cycles de passages d’une roue.

Quatre chaussées ont été construites, chacune avec un sol d’infrastructure différent : un sable

silteux, un silt argileux, une argile et un sable. Chaque sol a subit une caractérisation de base

selon les essais suivants :

- Granulométrie

- Sédimentation

- Proctor-Modifié

- CBR (California Bearing Ratio)

- LWD (Light Weight Deflectometer)

- DCP (Dynamic Cone Penetrometer)

- Limites de Consistance

- Densité Relative/Absorption.

Les résultats des essais de caractérisation sont présentés dans le chapitre 5 du présent document.

Lors des essais, l’orniérage structural étant le critère de conception, il a été question de mesurer

la déformation du sol d’infrastructure à l’interface avec la couche granulaire. Pour ce faire, un

capteur LVDT mesurait l’enfoncement d’un tube qui se trouvait au sommet du sol

d’infrastructure. L’ornière de surface a également été mesurée. Afin d’isoler le facteur de

conception recherché, soit l’orniérage structural, un revêtement mince d’environ 20-25mm a été

mis en surface de la structure de chaussée afin de contrôler l’érosion de la surface et le

déplacement latéral des granulats. Ce revêtement a une influence sur l’orniérage de Mode 1

mais est suffisamment mince pour avoir peu d’effet sur l’orniérage de Mode 2 (voir Figure 8).

L’idée est d’obtenir une courbe montrant l’évolution de la déformation permanente verticale du

sol d’infrastructure en fonction du nombre de cycles de chargement. Cette relation permet

38

d’identifier le taux d’orniérage pour chaque condition expérimentale, ce qui permet de

déterminer une durée de vie de la chaussée en établissant un critère d’orniérage admissible.

Les cycles de chargement sur les chaussées ont été réalisés avec une approche par paliers de

contraintes. Chaque chaussée a subit quatre paliers de contraintes de 50 000 passages de roue

chacun, la teneur en eau du sol d’infrastructure ayant été modifiée lors du dernier palier. Chaque

intensité de contrainte de surface a permis d’obtenir une valeur type de déformation élastique

verticale au sommet du sol d’infrastructure. L’extrapolation des courbes d’évolution de

l’orniérage a permis de déterminer la durée de vie des chaussées, qui correspond au nombre de

cycles admissible avant l’atteinte d’un orniérage critique. La mise en relation entre la

déformation réversible au sommet du sol d’infrastructure et le nombre de cycles admissible a

permis l’obtention de lois d’endommagements (courbes de Wöhler).

Les essais ainsi que le fonctionnement du simulateur sont décrits plus précisément dans le

chapitre 6 du présent document.

39

4) Analyse de la stabilité des pentes

Dans le contexte où les routes non revêtues sont généralement assez minces et qu’elles doivent

supporter des charges souvent très importantes, l’un des critères de conception est le Facteur de

Sécurité lié au glissement des pentes. Le Facteur de Sécurité se défini avec l’Équation (31) :

F. S. =Forces de Résistance

Forces de gravité parallèles à la pente (31)

Ce facteur est fonction du chargement appliqué, de l’épaisseur des couches, des matériaux

utilisés et de l’inclinaison des pentes. Le logiciel Geo-Slope permet un calcul de ces facteurs de

sécurité pour des configurations de chaussées données. La Figure 28 montre la modélisation

d’une structure de chaussée avec Geo-Slope et la Figure 29 montre le glissement critique ainsi

que le F.S. calculé par le logiciel. Il faut noter qu’une forme simplifiée des talus a été choisie

pour la modélisation, ce qui ne pose pas de problème car, selon les essais préliminaires, leur

géométrie n’influence pas les résultats obtenus avec le logiciel.

Figure 28 : Modélisation d’une chaussée avec GeoSlope

40

Figure 29 : Glissement critique et Facteur de Sécurité avec GeoSlope

Une première analyse a été effectuée sur les profils de chaussée de l’entreprise Forchemex. Les

paramètres structuraux de ces chaussées sont présentés en Annexe II.

Les cinq premières classes des chaussées Forchemex ont été modélisées, avec trois sols

d’infrastructure différents : de l’argile, du silt et un sol organique. Les caractéristiques des

chaussées Forchemex sont détaillées au Tableau 6.

Tableau 6 : Caractéristiques des chaussées Forchemex

Classe de la

chaussée 1 2 3 4 5

Épaisseur de la

couche de

roulement

15cm 15cm 15cm - -

Hauteur de la

fondation 30cm 30cm 30cm 20cm 10cm

Hauteur de la

sous-fondation 60cm 50cm 40cm 40cm 40cm

Les dimensionnements Forchemex utilisent des pentes 1,5 :1, il a été choisi de modéliser

également les structures avec des pentes 3 :1. Les sollicitations induites par les véhicules ont été

modélisées pour correspondre à une charge de 10 000kg sur essieu. Le critère de Mohr-

Coulomb a été utilisé pour simuler la réponse des matériaux avec les paramètres résumés dans

le Tableau 7.

41

Tableau 7 : Paramètres des simulations avec Geo-Slope

Paramètre

Gravier

Couche de

Roulement

MG-20

Fondation

Sable Sous

Fondation Argile Silt Organique

Poids spécifique

(kN/m3) 17 20 16 17 15 10

Angle de friction

(°) 40 40 30

0 (non

drainé) 33

0 (non

drainé)

Cohésion (kPa) 10 0 0 20 0 10

GeoSlope est un logiciel en 2 Dimensions, il a donc été choisi de modéliser les sollicitations

induites par 2 roues équivalentes sur la chaussée, chacune des roues faisant 300mm de largeur.

En choisissant un chargement de 10 000kg par essieu, 50kN sont appliqués sur chaque roue.

Symboliser chaque sollicitation de pneu par une seule force de 50kN n’est pas représentatif de

la réalité car la charge est répartie sur toute la surface du pneu. Cependant, il n’y a pas la

possibilité de simuler des charges surfaciques avec GeoSlope. Il a donc été choisi de modéliser

le chargement de chaque roue par 25 forces de 2kN réparties sur toute la largeur du pneu

(Figure 30).

Figure 30 : Modélisation du chargement avec GeoSlope

La Figure 31 montre les facteurs de sécurité obtenus pour chaque type de sol avec une valeur de

pente donnée. La valeur en abscisse correspond aux classes des chaussées Forchemex (voir

Annexe II). Le seuil de tolérance pour le Facteur de Sécurité a été fixé à 1,5. En dessous de ce

seuil, le risque de rupture des pentes est considéré comme non négligeable.

42

Figure 31 : Facteurs de sécurité fonction de la classe de chaussée, du type de sol et de la pente

Les chaussées Forchemex sont relativement « complexes » pour des chaussées non revêtues

dans le sens où elles sont composées d’une couche de roulement, d’une couche de fondation et

d’une couche de sous fondation. Une configuration simplifiée du système de chaussée non

revêtue a aussi été considérée pour les modélisations : un matériau MG-20 reposant sur un sol

d’infrastructure.

La Figure 32 montre l’évolution du facteur de sécurité en fonction de l’épaisseur de la couche

granulaire, du type de sol d’infrastructure et de la pente.

Figure 32 : Facteurs de sécurité pour MG-20 sur sol d’infrastructure

Il a ensuite été question de pouvoir déterminer une équation liant le Facteur de Sécurité aux

paramètres géométriques de la chaussée. Les paramètres qui ont été choisis sont : la hauteur de

remblai h, la distance charge-accotement D et la valeur de la pente latérale N. Un total de 80

simulations a été effectué en faisant varier ces paramètres pour une configuration de type MG-

20 sur sol argileux (voir Figure 33).

0

0,5

1

1,5

2

2,5

0 1 2 3 4 5

Facteur de

sécurité

Classe chaussée

argile 1,5:1

argile 3:1

silt 1,5:1

silt 3:1

organic 1,5:1

organic 3:1

Seuil de tolérance

0

0,5

1

1,5

2

2,5

3

0 100 200 300 400 500 600 700 800 900 100011001200

Facteur de sécurité

Épaisseur couche granulaire (mm)

argile 1,5:1

argile 3:1

silt 1,5:1

silt 3:1

organic 1,5:1

organic 3:1

Seuil de tolérance

43

Figure 33 : Logiciel GeoSlope, paramètres h, D et N

Les caractéristiques du remblai et du sol d’infrastructure sont données au Tableau 8.

Tableau 8 : Caractéristiques du remblai et du sol d’infrastructure, troisième simulation GeoSlope

Poids Volumique Cohésion (non drainé) Angle de frottement

Remblai 22 kN/m3 0 kPa 38°

Sol d’infrastructure 17 kN/m3 20 kPa 30°

Le chargement correspond à un effort de 50kN réparti sur un diamètre de 300mm.

Vingt cas ont étés traités, ils sont présentés au Tableau 9. Pour chaque cas, les analyses ont été

effectuées pour une distance charge-accotement D=20cm, 70cm, 120cm et 170cm. Cela donne

80 analyses en tout.

Les résultats des analyses sont présentés en Figure 34. Globalement pour chaque cas, le Facteur

de Sécurité semble augmenter linéairement avec la distance charge-accotement. En moyennant

les coefficients directeurs, on obtient :

F. S. = 0,00856. D + b (32)

D étant la distance charge-accotement en cm et b l’ordonné à l’origine qui varie pour chaque

cas.

L’évolution de la valeur du coefficient b en fonction du type de pente et de la hauteur de remblai

est donnée en Figure 35.

44

Tableau 9 : Cas évalués, troisième simulation GéoSlope

N° Cas Pente Hauteur remblai

1 1,5 : 1 30cm

2 1,5 : 1 50cm

3 1,5 : 1 70cm

4 1,5 : 1 90cm

5 1,5 : 1 110cm

6 2 : 1 30cm

7 2 : 1 50cm

8 2 : 1 70cm

9 2 : 1 90cm

10 2 : 1 110cm

11 3 : 1 30cm

12 3 : 1 50cm

13 3 : 1 70cm

14 3 : 1 90cm

15 3 : 1 110cm

16 2,5 : 1 30cm

17 2,5 : 1 50cm

18 2,5 : 1 70cm

19 2,5 : 1 90cm

20 2,5 : 1 110cm

45

Figure 34 : Facteurs de Sécurité en fonction de la distance charge-accotement

Figure 35 : Coefficient b fonction du type de pente et de la hauteur de remblai

Pour chaque type de pente, les courbes d’évolution de b en fonction la hauteur de remblai

peuvent particulièrement bien s’extrapoler sous formes de polynômes du second degré, de la

manière suivante :

b = A. h² + B. h + C (33)

Avec h la hauteur de remblai et A, B et C trois coefficients qui dépendent du type de pente. En

traçant l’évolution de chacun de ces coefficients en fonction du type de pente, cela donne les

Figures 36, 37 et 38.

y = 0,0002x2 - 0,0319x + 2,3778

y = 0,0001x2 - 0,0189x + 1,9877

y = 4E-06x2 - 0,0008x + 1,5291

y = 1E-06x2 + 0,0062x + 1,4564

0

0,5

1

1,5

2

2,5

3

0 50 100 150 200

Co

effi

cien

t b

Hauteur remblai (cm)

1,5 : 1

2 : 1

2,5 : 1

3 : 1

46

Figure 36 : Évolution de A en fonction de N

Figure 37 : Évolution de B en fonction de N

Figure 38 : Évolution de C en fonction de N

La meilleur régression semble être linéaire pour B et C et logarithmique pour A. Cela donne :

A = −0,0003. 𝑙𝑛(N) + 0,0003 (34)

B = 0,0265. N − 0,0709 (35)

C = −0,6446. N + 3,288 (36)

Finalement, en combinant les équations (32), (33), (34), (35) et (36), on obtient une formule qui

lie le Facteur de Sécurité aux paramètres D, N et h.

y = -3E-04ln(x) + 0,0003R² = 0,9451

-0,00005

0

0,00005

0,0001

0,00015

0,0002

0,00025

0 1 2 3 4

Co

effi

cien

t A

Valeur de pente N

A

Log. (A)

y = 0,0265x - 0,0709R² = 0,9754

-0,04

-0,03

-0,02

-0,01

0

0,01

0,02

0 1 2 3 4

Co

effi

cien

t B

Valeur de pente N

B

Linéaire (B)

y = -0,6446x + 3,288R² = 0,936

1

1,5

2

2,5

0 1 2 3 4

Co

effi

cien

t C

Valeur de pente N

C

Linéaire (C)

47

F. S. = 0,00856. D + (−0,0003. 𝑙𝑛(N) + 0,0003). h2

+(0,0265. N − 0,0709). h − 0,6446. N + 3,288

(37)

Cette formule matérialise relativement bien les simulations effectuées avec le logiciel GeoSlope.

La Figure 39 présente une comparaison entre les résultats obtenus avec Geoslope et ceux

obtenus avec la formule développée. L’écart moyen entre le Facteur de Sécurité calculé par

cette formule et celui donné par le logiciel n’est que de 12% pour l’ensemble des 80 simulations

effectuées.

Figure 39 : Comparaison entre les résultats obtenus avec l’équation (37) et ceux obtenus avec Geoslope

Une étude paramétrique a été effectuée sur l’équation (37). Il s’agissait, en appliquant la

formule, de fixer deux paramètres et d’analyser l’évolution du facteur de sécurité en fonction du

troisième paramètre. Cette analyse a été effectuée sur chacun des paramètres afin de juger de

leur influence. Les résultats sont présentés aux Figures 40, 41 et 42.

Dans une grande partie des cas, une augmentation de la hauteur de remblai n’entraine pas une

importante augmentation du facteur de sécurité, cela entraine même parfois une diminution de

celui-ci. En effet, lorsque la pente latérale est plus abrupte que 1:3, l’augmentation de la hauteur

de remblai jusqu’à une valeur seuil, environ 100cm, entraine une diminution du facteur de

sécurité. Au-delà de cette valeur, le facteur de sécurité se met à augmenter lorsque la hauteur de

remblai augmente.

Une diminution de l’inclinaison de la pente, autrement dit une augmentation du coefficient N,

entraine une augmentation relativement linéaire du facteur de sécurité. C’est également le cas

lors de l’augmentation de la distance charge-accotement. C’est finalement ce dernier paramètre

qui fait varier le plus significativement la valeur du facteur de sécurité, et qui apparait comme

étant la variable la plus influente sur la rupture potentielle des pentes latérales de la chaussée.

0

0,5

1

1,5

2

2,5

3

3,5

0 0,5 1 1,5 2 2,5 3 3,5

Fa

cteu

r d

e sé

cu

rité

Pré

dic

tio

n f

orm

ule

Facteur de sécurité - Géoslope

Comparaison entre les facteurs de sécurité

obtenus avec Geoslope et avec la formule

Cas modélisés

y=x

48

Figure 40 : Évolution du facteur de sécurité en fonction de la hauteur de remblai

Figure 41 : Évolution du facteur de sécurité en fonction de l’inclinaison de la pente

Figure 42 : Évolution du facteur de sécurité en fonction de la distance charge-accotement

0

0,5

1

1,5

2

2,5

3

3,5

0 50 100 150 200

Facteur de

Sécurité

h (cm)

Évolution du facteur de sécurité en fonction

de la hauteur de remblai N=1,5 D=30cm

N=2 D=30cm

N=2,5 D=30cm

N=3 D=30cm

N=1,5 D=70cm

N=2 D=70cm

N=2,5 D=70cm

N=3 D=70cm

N=1,5 D=150cm

N=2 D=150cm

N=2,5 D=150cm

N=3 D=150cm

0

0,5

1

1,5

2

2,5

3

3,5

1 1,5 2 2,5 3 3,5

Facteur de

Sécurité

Valeur de pente N


de l'inclinaison de la pente

D=20cm h=50cm

D=100cm h=50cm

D=140cm h=50cm

D=20cm h=100cm

D=100cm h=100cm

D=140cm h=100cm

D=20cm h=150cm

D=100cm h=150cm

0

1

2

3

4

0 50 100 150 200

Facteur de

Sécurité

D (cm)


de la distance charge-accotement

N=1,5 h=50cm

N=2 h=50cm

N=2,5 h=50cm

N=3 h=50cm

N=1,5 h=100cm

N=2 h=100cm

N=2,5 h=50cm

N=3 h=100cm

49

5) Caractérisation des matériaux

5.1) Généralités

Dans le cadre du projet, des modèles réduits de chaussées ont été construits. Chaque spécimen

de chaussée était composé d’une fine couche d’asphalte reposant sur une couche de fondation

granulaire (matériau MG-20), le tout reposant sur un sol d’infrastructure. Il est important de

connaître les propriétés géotechniques des matériaux utilisés afin de mieux comprendre leur

comportement lors des essais sous simulateur. Chaque matériau a donc subit un certain nombre

d’essais de caractérisation, essais réalisés selon les exigences du Bureau de Normalisation du

Québec (BNQ).

Toutes les courbes relatives à la caractérisation des matériaux sont présentées en Annexe IV.

5.2) Caractérisation des sols d’infrastructure

Quatre sols d’infrastructure différents ont été utilisés pour les essais. La granulométrie de

chacun des sols est déterminée par tamisage puis sédimentation. La masse volumique des grains

solides est déterminée par l’essai de « densité relative ». Chaque sol a aussi subit un essai

Proctor modifié et un essai CBR. Les limites de consistance ont également été déterminées.

5.2.1) Granulométrie par tamisage et sédimentation

Des échantillons de sol ont été prélevés et ont subi un tamisage suivi d’une sédimentation afin

de déterminer la granulométrie selon les Normes BNQ-2501-025 et BNQ-2560-040.

L’essai granulométrique suivi de la sédimentation permet de connaitre le type de sol sur lequel

sont effectués les essais. Cette information est importante à connaitre car quatre sols différents

ont été utilisés lors des essais de chargement en simulateur et il est intéressant de pouvoir relier

la nature du sol à son comportement sous chargement répété.

Le tamisage consiste à insérer un échantillon de matériau sec dans un tamiseur vibrant constitué

d’une série de tamis à mailles carrées dont les ouvertures vont en décroissant. Connaissant la

masse totale de l’échantillon, on peut déterminer le pourcentage de particules recueillies sur

chaque tamis par pesage. La fraction passant le tamis 2mm est récupérée pour subir une

sédimentation.

La sédimentation consiste à mettre en suspension la fraction fine du sol dans un cylindre rempli

d’eau. L’essai est basé sur le principe que la vitesse de sédimentation dans un milieu visqueux

est fonction du diamètre des particules suivant la loi de Stokes :

ν =ρs − ρw

18ηD² (38)

Où : 𝜈 = vélocité des particules (m/s)

𝜌𝑠 = masse volumique des particules (kg/m3)

𝜌𝑤= masse volumique du liquide (kg/m3)

𝜂 = viscosité du liquide (Pa.s)

D = diamètre des particules (m)

50

La mesure du temps de sédimentation permet donc de déterminer le diamètre des particules

sédimentées et la mesure de la densité du liquide permet d’établir la quantité de particules

encore en suspension. Il est donc possible d’établir la proportion de particules de différentes

dimensions dans la fraction fine d’un sol.

L’Annexe IV présente l’ensemble des courbes granulométriques des quatre sols.

5.2.2) Densité Relative

La densité relative des grains est définie comme étant le rapport entre la masse des grains à une

température donnée et la masse d’un volume d’eau pure égal au volume des grains à la même

température. Le volume d’un grain inclut aussi le volume des pores non saturables.

La connaissance de la densité relative des grains d’un sol permet d’utiliser les modèles de

prédiction du module réversible (voir section 2.2.2.3) ).

L’essai pour déterminer la densité relative des grains d’un sol est défini par la Norme BNQ-

2501-070 et se déroule comme suit :

_Calibrer les deux pycnomètres qui serviront pour l’essai en mesurant l’évolution de la masse

d’un pycnomètre rempli d’eau désaérée en fonction de la température. Une pompe à vide permet

d’obtenir de l’eau désaérée, la Figure 43 montre un tel dispositif.

Figure 43 : Pompe à vide

_Introduire environ 100g de sol (particules de diamètre inférieur à 5mm) dans chacun des deux

pycnomètres et les remplir avec de l’eau désaérée (en utilisant une nouvelle fois la pompe à

vide) puis peser le tout et prendre la température du mélange.

_Transférer le contenu du pycnomètre dans un récipient préalablement taré, le placer à l’étuve et

faire sécher jusqu’à masse constante. Peser ensuite le récipient et son contenu pour en déduire la

masse du sol sec.

_Calculer la densité relative des grains du sol à la température de 20°C avec l’équation (39) :

51

Dr =ms × ρwessai

ρw20°C × (ms − mp+s+e + mp+e) (39)

Où : Dr = Densité relative des grains du sol à 20°C

ms = Masse du sol sec (g)

𝜌𝑤𝑒𝑠𝑠𝑎𝑖 = Masse volumique de l’eau à la température de l’essai (g/cm3)

𝜌𝑤20°𝐶 = Masse volumique de l’eau à 20°C (0,99823g/cm3)

𝑚𝑝+𝑠+𝑒 = Masse du pycnomètre + sol + eau à la température de l’essai (g)

𝑚𝑝+𝑒 = Masse du pycnomètre + eau à la température de l’essai (g)

Il est nécessaire d’utiliser deux pycnomètres pour valider l’essai. La densité relative est calculée

pour chacun des pycnomètres, le résultat exprimé étant la valeur moyenne des deux essais ayant

un écart inférieur à 0,010. Si l’écart est supérieur à 0,010, les essais doivent être rejetés.

Le Tableau 10 expose les résultats des essais, à savoir la densité relative des grains des quatre

sols d’infrastructure :

Tableau 10 : Densité relative des grains des sols d’infrastructure

Sol 1 Sol 2 Sol 3 Sol 4

Densité relative

des grains du sol 2,6800 2,7035 2,765 2,617

5.2.3) Essai Proctor modifié

L’essai Proctor permet de déterminer la masse volumique maximale d’un matériau compacté

associée à une teneur en eau optimale. Ainsi, connaissant l’optimum Proctor de chacun des sols,

il est possible de déterminer le pourcentage de compaction des échantillons construits dans la

cuve du simulateur et d’essayer de s’approcher au plus près de l’optimum.

Chaque sol a subit un essai Proctor modifié. Pour une teneur en eau donnée, un échantillon de

sol a été compacté en 5 couches dans un moule de 2132,7cm3. Chaque couche a reçu 56 coups

d’un marteau de 4,54 kg tombant d’une hauteur de 45,7cm conformément à la Norme BNQ-

2501-250.

Il s’agit de déterminer la masse volumique sèche de l’échantillon compacté et de réitérer

l’opération pour plusieurs teneurs en eau différentes.

Une courbe représentant l’évolution de la masse volumique sèche en fonction de la teneur en

eau est alors obtenue. Le sommet de la courbe désigne l’optimum Proctor : il correspond à la

masse volumique sèche maximale associée à la teneur en eau optimale.

52

La courbe de Saturation (correspondant à Sr=100%) est également tracée pour chaque essai. La

formule de cette courbe est donnée en équation (40) :

Wsat = (

1

ρd−

1

ρs) × 100 (40)

Avec : 𝑊𝑠𝑎𝑡 = Teneur en eau à saturation (%)

𝜌𝑑 = Masse volumique sèche (g/cm3)

𝜌𝑠 = Masse volumique des grains solides (g/cm3)

L’Annexe IV présente les courbes relatives aux essais. Le Tableau 11 résume les optimums

Proctor des quatre sols.

Tableau 11 : Optimums Proctor


Masse

volumique sèche

maximale

(kg/m3)

1894 2064 1701 1890

Teneur en eau

optimale (%) 13,2 9,2 21,1 6,1

5.2.4) Limites de consistance

Les limites de consistance sont des informations qui, associées aux courbes granulométriques,

permettent de classifier précisément les sols.

La limite de liquidité est estimée avec le test au cône suédois, la limite de plasticité est

déterminée avec le test des rouleaux, selon la Norme BNQ-2501-092. Le test au cône suédois

consiste à mesurer la pénétration d’un cône de 60g et de 60° dans un sol remanié dont on

augmente progressivement la teneur en eau. Le test de limite de plasticité consiste à rouler une

portion de sol jusqu’à son effritement, il n’a pas pu être réalisé sur les sols 1, 2 et 3 car ceux-ci

n’étaient pas plastiques.

La limite de liquidité est la teneur en eau correspondant à une pénétration du cône de 10mm. La

limite de plasticité est la teneur en eau à laquelle un fil de sol se casse en rouleaux de 3mm de

diamètre lorsqu’il est roulé à la main. L’Annexe IV présente les courbes relatives aux essais.

Les limites de consistance des quatre sols sont recensées dans le Tableau 12 :

53

Tableau 12 : Limites de consistance


WL (%) 29,4 16,32 27,90 18,7

WP (%) Non plastique Non plastique 17,20 Non plastique

5.2.5) Classification des sols

Le Tableau 13 présente la classification des quatre sols selon la norme du MTQ. Les

coefficients Cu et Cc sont déterminés à partir des courbes granulométriques et sont définis par

les équations (41) et (42).

Cu =D60

D10 (41)

Avec : Cu = Coefficient d’uniformité

D60 = Diamètre des particules pour un pourcentage passant de 60% (mm)


Cc =(D30)²

D60 × D10 (42)

Avec : Cc = Coefficient de courbure


Tableau 13 : Classification des sols


% passant 5mm 62% 92% 100% 90%

% passant 80μm 53% 26% 73% 3%

Cu 123 18 337 5

Cc 1,56 0,9 0,46 0,8

WL 29,4% 16,32% 27,9% -

WP Non Plastique Non Plastique 17,2% -

Classification

unifiée

ML (Silt

argileux)

SM (Sable

silteux)

CL (Argile

inorganique)

SP (Sable mal

gradué)

La classification des sols selon le MTQ est présentée en Annexe V.

54

5.2.6) Essai CBR

L’essai CBR (California Bearing Ratio) permet de déterminer la portance de sols compactés en

laboratoire à leur teneur en eau optimale (déterminée préalablement avec l’essai Proctor). Il

existe des modèles pour relier la valeur CBR d’un sol à son module réversible. Des méthodes de

conception des chaussées non revêtues ont été élaborées à partir de l’indice CBR (voir 2.4.2.1)).

Il s’agit, selon la Norme ASTM D 1883-92, de compacter un sol dans un moule, de lui

appliquer une surcharge (pour assurer un certain confinement au matériau) et d’y faire pénétrer

un piston. On suit l’évolution de la charge en fonction de la pénétration du piston, la valeur de

CBR correspond à la charge requise pour obtenir une pénétration divisée par une charge de

référence. Les mesures sont typiquement effectuées pour des enfoncements de 2,5mm (charge

de référence : 13,3 kN) et de 5mm (charge de référence : 19,9 kN). Les charges de référence

correspondent à un sol de bonne portance testé dans les années 30 en Californie, la valeur CBR

correspondant au pourcentage de rigidité du sol testé par rapport au sol de référence.

La Figure 44 résume l’essai CBR.

Figure 44 : Essai CBR (Bilodeau, 2014)

L’Annexe IV présente les courbes relatives aux essais. Le Tableau 14 résume les résultats pour

chacun des sols.

Tableau 14 : Résultats CBR sols d’infrastructure

Sol 1 (ML) Sol 2 (SM) Sol 3 (CL) Sol 4 (SP)

Masse

volumique sèche

essai (kg/m3)

1394 1996 1378 1814

Masse

volumique sèche

optimale (kg/m3)

1894 2064 1701 1890

Pourcentage de

compaction 73,62% 96,71% 81,06% 96,01%

CBR 4,02% 51,68% 2,48% 28,22%

Il est possible de mettre ces résultats en perspective en les comparants aux valeurs typiques de

CBR établies selon le type de sol par l’U.S. Army Corps of Engineers en 1953 (Tableau 15).

Les valeurs de CBR mesurées sont légèrement inférieures aux intervalles pour les sols 1 et 3,

55

cela est dû au pourcentage de compaction qui n’a pas été suffisant. En effet, le matériel à

disposition, un marteau vibrant, n’a pas permis d’obtenir des taux de compaction plus élevés, et

ce même en augmentant le nombre de couches compactées. Les valeurs de CBR des sols 2 et 4

sont supérieures aux intervalles typiques, mais d’une manière générale les ordres de grandeur

sont corrects pour chacun des sols.

Tableau 15 : Valeurs typiques du CBR selon U.S. Army Corps of Engineers (1953)

Classification du sol selon USCS Valeur CBR (%)

GW 60 - 80

GP 35 – 60

GM 40 – 80

GC 20 – 40

SW 20 – 40

SP 15 – 25

SM 20 – 40

SC 10 – 20

ML 5 – 15

CL 5 – 15

OL 4 – 8

MH 4 – 8

CH 3 – 5

OH 3 - 5

56

5.3) Caractérisation du MG-20

La couche de fondation dans le simulateur pour chacun des sols était composée d’un matériau

MG-20 qu’il a fallu préalablement caractériser. Les essais de caractérisation sont les suivants :

granulométrie, densité des gros granulats et des granulats fins, essai Proctor modifié, CBR et

essai au bleu de méthylène.

5.3.1) Granulométrie par tamisage

La granulométrie par tamisage effectuée sur le MG-20 selon la norme BNQ-2501-025 a permis

d’obtenir la courbe granulométrique présentée en Annexe IV.

Étant donné le faible pourcentage de particules passant le 80μm (6,4%), une sédimentation n’a

pas été nécessaire.

Cette granulométrie permet de classifier le MG-20 (Tableau 16).

Tableau 16 : Classification MG-20

MG-20

% passant 5mm 46,4%

% passant 80μm 6,4%

Cu 62,5

Cc 0,97

Classification selon le MTQ GW-GM (Mélange gravier-sable-silt)

5.3.2) Densité relative et absorption du gros granulat

Cet essai s’effectue sur le gros granulat (retenu sur le tamis 5mm) selon la Norme BNQ-2560-

067. Il s’agit tout d’abord de définir les termes employés :

Densité relative brute : Rapport de la masse dans l’atmosphère d’un volume unitaire de

granulat, y compris les vides perméables et imperméables dans les particules, mais à l’exclusion

des vides entre les particules, à une température donnée à une masse dans l’atmosphère d’un

volume égal d’eau distillée, exempte de gaz, à une température donnée.

Densité brute SSS : Rapport de la masse dans l’atmosphère d’un volume unitaire de granulat, y

compris la masse d’eau à l’intérieur des vides remplis après immersion dans l’eau pendant 24

heures mais à l’exclusion des vides entre les particules, à une température donné et une masse

dans l’atmosphère d’un volume égal d’eau distillée, exempte de gaz, à une température donnée.

Densité relative apparente : Rapport de la masse dans l’atmosphère d’un volume unitaire de la

portion imperméable du granulat, à une température donnée, à la masse dans l’atmosphère d’un

volume égal d’eau distillée exempte de gaz, à une température donnée.

Absorption : Augmentation de la masse du granulat due à la présence d’eau dans les pores du

matériau (mais excluant l’eau adhérant à la surface extérieure des particules) exprimée en

57

pourcentage de la masse sèche. Le granulat est jugé être sec lorsqu’il est maintenu à une

température de 110±5°C assez longtemps pour que sa masse demeure constante.

L’essai consiste à mesurer la masse d’une prise d’essai dans l’eau, après séchage au four et à

l’état Saturé Superficiellement Sec (SSS). Ces états sont décrits dans la Figure 45.

Figure 45 : Conditions d’humidité des granulats (Dosage et contrôle des mélanges de béton, 2011)

Les résultats de l’essai ont présentés au Tableau 17.

Tableau 17 : Résultats de l’essai de densité relative et absorption gros granulat

Masse de l’agrégat séché à l’étuve (Ms) 1927,7g

Masse de l’agrégat saturé dans l’air (Msss) 1938,6g

Masse de l’agrégat pesé dans l’eau (Me) 1212,6g

Densité relative brute =Ms

Msss−Me

2,655

Densité brute SSS = Msss

Msss−Me 2,670

Densité relative apparente = Ms

Ms−Me 2,697

Absorption = Msss−Ms

Ms 0,57%

5.3.3) Densité relative et absorption du granulat fin

Cet essai s’effectue selon la Norme BNQ-2560-065 sur le granulat fin (passant le tamis 5mm).

Le Tableau 18 présente les résultats de l’essai :

58

Tableau 18 : Résultats de l’essai de densité relative et absorption granulat fin

Masse de l’agrégat séché à l’étuve (Ms) 494,04g

Masse de l’agrégat saturé dans l’air (Msss) 500g

Masse de l’agrégat pesé dans l’eau (Me) 309,38g

Densité relative brute =Ms

Msss−Me 2,592

Densité brute SSS = Msss

Msss−Me 2,623

Densité relative apparente = Ms

Ms−Me 2,675

Absorption = Msss−Ms

Ms 1,21%

5.3.4) Masse volumique des grains solides et absorption du MG-20

Les deux précédents essais permettent de calculer l’absorption et la masse volumique des grains

solides du MG-20. Ces deux paramètres sont déterminés grâce aux équations (43) et (44).

AbsMG20 =Abs>5mm × %>5mm + Abs<5mm × %<5mm

100 (43)

Avec : AbsMG20 = Absorption des grains solides du MG-20 (%)

Abs>5mm = Absorption du gros granulat (%)

Abs<5mm = Absorption du granulat fin (%)

%>5mm = Pourcentage retenu au tamis 5mm (%)

%<5mm = Pourcentage passant le tamis 5mm (%)

ρsMG20 =

%>5mm + %<5mm

%>5mmds>5mm

+%<5mm)

ds<5mm

(44)

Avec : 𝜌𝑠𝑀𝐺20 = Masse volumique des grains solides du MG-20 (g/cm3)

𝑑𝑠>5𝑚𝑚 = Densité relative du gros granulat

𝑑𝑠<5𝑚𝑚 = Densité relative du granulat fin

59

Les résultats sont consignés dans le Tableau 19.

Tableau 19 : Masse volumique des grains solides et absorption du MG-20

%>5mm %<5mm Abs>5mm Abs<5mm ds>5mm ds<5mm AbsMG20 ρsMG20 (kg/m3)

53,6% 46,4% 0,57% 1,21% 2,697 2,675 0,87% 2686,75

5.3.5) Essai Proctor modifié

Le Tableau 20 présente les résultats importants de l’essai Proctor sur le MG-20.

Tableau 20 : Résultats essai Proctor MG-20

Masse volumique sèche maximale (kg/m3) Teneur en eau optimale (%)

2249 6,5

5.3.6) Essai CBR

La courbe relative à l’essai CBR sur le MG-20 est présentée en Annexe IV. Le Tableau 21

présente les résultats importants de cet essai :

Tableau 21 : Essai CBR MG-20

Matériau MG-20

Masse volumique sèche essai (kg/m3) 1903,4

Masse volumique sèche optimale (kg/m3) 2248,8

Pourcentage de compaction 84,7%

CBR 68,3%

La valeur CBR mesurée est cohérente pour un GW-GM d’après le Tableau 12.

5.3.7) Essai au bleu de méthylène

L’essai au bleu de méthylène permet de déterminer la capacité d’absorption ionique des sols et

des granulats. Son but est d’estimer la fraction argileuse d’un sol en déterminant la surface

spécifique des particules du sol qui est directement proportionnelle à la valeur au bleu. La valeur

au bleu est définie comme la quantité de bleu de méthylène qu’un échantillon sec de granulats

peut absorber.

Cet essai se réalise en suivant la Norme NQ-2560-255. Il faut dans un premier temps préparer

une solution de bleu de méthylène dosée à 10g de bleu solide par litre d’eau. L’essai consiste à

ajouter successivement des doses de bleu de méthylène dans un bain aqueux contenant la prise

d’essai (fraction granulométrique du sol qui passe le tamis 400μm). L’essai s’arrête lorsque les

60

particules de sol sont saturées de molécules de bleu. La saturation est indiquée par l’essai de la

tâche qui consiste à prélever une goutte de suspension qui est déposée sur un papier filtre. La

tâche ainsi formée se compose d’un dépôt central de sol coloré en bleu entouré d’une zone

humide incolore. L’essai est dit positif si dans la zone humide apparaît autour du dépôt central

une auréole bleu clair.

La valeur au bleu de la prise d’essai est calculée avec l’équation (45). La valeur au bleu corrigée

au tamis 400μm est calculée avec l’équation (46). La surface spécifique des particules passant le

tamis 400μm est calculée avec l’équation (47) et enfin l’équation (48) donne la surface

spécifique de la fraction fine.

VB =V

Ms (45)

Avec : VB = Valeur au bleu de la prise d’essai (ml/g)

V = Dosage de la solution de bleu (ml)

Ms = Masse sèche de l’échantillon (g)

VB400 =VB × %P400μm

100 (46)

Avec : VB400 = Valeur de bleu corrigée au tamis 400μm (ml/g)

%P400μm = Pourcentage passant de l’analyse granulométrique au tamis 400μm

Ss400μm = VB400 × mBM ×Av

373,91× ABM (47)

Avec : Ss400μm = Surface spécifique des particules passant le tamis 400μm (m²/g)

mBM = Teneur en bleu de la solution de titrage (0,01g/l)

Av = Nombre d’Avogadro (6,02x1023atomes/mol)

ABM = Aire couverte par une molécule de bleu de méthylène (130 Ǻ²)

(1Ǻ=1ångström=10-10m)

Ss = Ss400μm ×%𝑃400𝜇𝑚

%𝑃80𝜇𝑚 (48)

Avec : Ss = Surface spécifique des particules

%P80μm = Pourcentage passant de l’analyse granulométrique au tamis 80μm

Le Tableau 22 résume les résultats de l’essai.

61

Tableau 22 : Résultats de l’essai au bleu de méthylène sur le MG-20

Masse

sèche

échantillon

Dosage

au bleu

Valeur au

bleu (VB) %𝑃400𝜇𝑚 %𝑃80𝜇𝑚

Valeur au

bleu

corrigée

(VB400)

Ss400 Ss

80g 6ml 0,075ml/g 20% 6,4% 0,015ml/g 0,314m²/g 0,981m²/g

D’après le Guide des Terrassements Routiers (GTR 92), le granulat analysé ci-dessus est

insensible à l’eau car sa valeur au bleu de méthylène est inférieure à 0,1ml/g.

62

6) Campagne expérimentale : essais sur simulateur de charge

routier

Pour analyser le comportement en déformation permanente d’un matériau de chaussée, le MTQ

préconise des essais triaxiaux cycliques. Ces essais ont cependant leurs limites : les résultats

obtenus sont spécifiques au matériau utilisé et l’effet de rotation des contraintes induit par une

charge roulante, illustré par Lekarp et al. (Figure 46), n’est pas pris en compte.

Figure 46 : Phénomène de rotation des contraintes (Lekarp et coll., 2000a)

L’utilisation du simulateur de chargement routier de l’Université Laval permet de passer outre

ces limitations et d’obtenir une vision plus réaliste du comportement d’une chaussée lors du

passage des roues d’un véhicule, à l’échelle du laboratoire.

6.1) Description des essais

L’essai consiste à appliquer un certain nombre de passages de roue sur une structure de

chaussée en modèle réduit reproduite en laboratoire. Un simulateur de chargement routier

permet l’application des passages de roue et le contrôle de la charge appliquée. L’échantillon de

chaussée est construit dans une cuve qui se place directement sous le simulateur.

Les déformations instantanées et permanentes au sommet du sol d’infrastructure, dues aux

passages de roues, sont mesurées à l’aide d’un capteur LVDT (Linear Variable Differential

Transformer). La Figure 47 permet de visualiser une vue en coupe de la structure de chaussée et

du système de prise de mesure. Le capteur est vissé au tube creux et mesure le déplacement

relatif de celui-ci par rapport au tube inférieur. Ce déplacement, divisé par l’écart initial entre

les deux tubes (150mm), permet de calculer la déformation au sommet du sol d’infrastructure

selon l’équation (49).

63

ϵ =ΔL

𝐿 (49)

Avec : 𝜖 = Déformation (mm/mm)

𝛥𝐿 = Allongement (mm)

L = Longueur initiale (mm)

Il s’agit ici de déterminer le comportement en déformation permanente d’une chaussée non

revêtue, or une fine couche d’enrobé (25mm) a été placée sur la structure de chaussée. Cette

couche a deux rôles : elle permet de maintenir le système de déflectomètre (notamment le tube

supérieur) et elle empêche la perte de granulats due aux passages répétés de roue. Cette couche

est suffisamment fine pour n’avoir qu’un faible impact sur le comportement structural de la

chaussée. Ainsi, la couche d’enrobé limite l’apparition d’orniérage de Mode 1 (voir Figure 8)

mais n’a que très peu d’impact sur l’orniérage de Mode 2, c’est-à-dire l’orniérage au sommet du

sol d’infrastructure, qui est ici le critère de conception analysé.

Figure 47 : Vue en coupe de la structure de chaussée et de l’instrumentation

Les essais se sont déroulés de la manière suivante : Chaque structure de chaussée a subit quatre

paliers de contraintes. Chacun des paliers correspond à 50000 cycles de passages de roue, la

pression qu’exerce le pneu sur la route étant changée à chaque palier. Lors du quatrième palier,

le sol d’infrastructure a été saturé. Pendant les essais, des mesures d’orniérage en surface ont

été prises aux cycles 0, 50, 100, 200, 350, 500, 1000,2000, 3500, 5000, 10000, 15000, 20000,

25000, 30000, 40000 et 50000.

Des capteurs d’humidité et de pression ont également été installés à diverses profondeurs dans

la chaussée. Les capteurs d’humidité ont permis de contrôler la teneur en eau du sol et du MG-

20 lors des essais et lors de la saturation. Les capteurs de pression ont permis de connaitre le

niveau de contrainte à l’intérieur de la chaussée afin de pouvoir comparer la réalité avec la

théorie de Boussinesq-Odemark.

64

6.2) Description de l’équipement utilisé

6.2.1) Simulateur de charge routier

Le simulateur de charge routier (Figure 48), nommé SimUL, mesure 2,5m de haut, 2,75m de

long et 1,25m de large. Il est installé à l’intérieur d’une chambre froide afin de pouvoir simuler

des conditions climatiques hivernales (cette option n’a pas été utilisée lors de ce projet). Le

simulateur est constitué d’une roue pouvant faire continuellement des allers-retours sur un

échantillon de chaussée grâce à un système de rails et de poulies. La roue peut se déplacer à la

fois de manière longitudinale et de manière transversale, le déplacement transversal se faisant

suivant une loi normale (les passages de roue sont plus fréquents au centre de l’échantillon

qu’aux extrémités). La Figure 49 schématise la région balayée par la roue lors des essais, ce qui

correspond à une superficie d’environ 8100cm². Plus le niveau de gris est foncé, plus la

fréquence de passages de roue est élevée. Chaque cycle de passage de roue dure 1,5 secondes et

se compose de trois phases : accélération, vitesse constante à 6km/h et décélération. Les zones

où se produisent ces phases sont décrites en Figure 50. La roue se déplace sur l’échantillon

placé dans une cuve de 180cm de long, 60cm de large et 56,5cm de profond.

Figure 48 : Simulateur de chargement routier accéléré de laboratoire, Université Laval (Juneau et Pierre

2008)

Figure 49 : Surface balayée par la roue du simulateur, tiré de Poupart (2013)

65

Figure 50 : Zones d’accélération, de vitesse constante et de décélération de la roue du simulateur

La charge qui s’applique sur la roue (et donc sur la chaussée) est appliquée avec un système

pneumatique dont la pression est réglable à partir d’un panneau de contrôle (Figure 51). La

pression du pneu est également réglable.

Figure 51 : a) Système d’application de charge b) Panneau de contrôle (Thiam, 2014)

6.2.2) Cuve et système de saturation

Chaque échantillon est construit dans une cuve en acier inoxydable dont les dimensions sont

décrites à la Figure 52.

66

Figure 52 : Cuve en acier inoxydable

Cette cuve est percée de nombreux trous à sa base et est connectée à un système de tuyauterie

permettant la saturation de l’échantillon par le bas (Figure 53). Dans le cadre de cette étude,

c’est le sol d’infrastructure qui est saturé lors de cette opération. Le niveau d’eau dans le

réservoir correspond au niveau d’eau dans la cuve qui doit être au niveau du sommet du sol

d’infrastructure, cela est déterminé à l’aide d’un laser (Figure 54).

Figure 53 : Système de saturation, tiré de Thiam (2014)

67

Figure 54 : Détermination du niveau d’eau de saturation à l’aide d’un laser

6.2.3) Déflectomètre

Le déflectomètre permettant la mesure de la déformation au sommet du sol d’infrastructure est

composé d’un tube supérieur creux, d’un tube inférieur plein et d’un capteur LVDT. Le tube

plein vient s’emmancher dans le tube creux comme le montre la Figure 47.

Le capteur LVDT (Linear Variable Differential Transformer) est un transducteur qui converti un

déplacement linéaire en une tension mesurable. La Figure 55 montre une vue en coupe d’un

LVDT. L’enroulement primaire A est alimenté en 5V et la tension de sortie de l’enroulement

secondaire B est mesurée. Le curseur (en bleu sur le schéma) est lié à la tige du capteur (en vert

sur le schéma). Lorsque cette tige se déplace, le curseur se déplace également et cela fait varier

la tension de sortie de l’enroulement B : cette tension est directement proportionnelle au

déplacement de la tige.

68

Figure 55 : Vue en coupe d’un LVDT

Le capteur utilisé pour les essais est présenté en Figure 56. Il est constitué d’un bâti dont la

partie inférieure est vissée au tube creux du déflectomètre et dont la partie supérieure est

amovible à l’aide d’une vis de réglage. Il possède également une tige mobile dont la course est

de 12mm. La vis de réglage permet de remonter le capteur si jamais la tige, lors des essais, se

déplace de plus de 12mm.

Figure 56 : Capteur LVDT utilisé lors des essais

69

6.2.4) Capteurs de pression et d’humidité

Quatre capteurs de pression du sol et quatre capteurs d’humidité ont été implantés dans chaque

structure de chaussée, leur positionnement est décrit à la Figure 57.

Les capteurs de pression ont été installés afin d’estimer le niveau de contrainte au cœur de la

chaussée et de pouvoir le comparer avec la théorie de Boussinesq-Odemark.

Les capteurs d’humidité ont permis de connaître la teneur en eau du sol et du MG-20 au cours

des essais et lors de la saturation.

Les capteurs de pression ont une capacité de mesure de 1MPa et une puissance nominale de

0,25mV/V. Leur branchement s’effectue en Pont de Wheatstone et ils sont alimentés en 3V, ce

qui implique que chaque capteur délivre 0,75mV lorsqu’il mesure une pression de 1MPa. Ces

tensions étant vraiment très faibles, elles ont reçu un gain de 1000 avant d’arriver sur la carte

d’acquisition. Ainsi, les tensions de sortie correspondant aux capteurs de pression ont permis de

déterminer la pression mesurée grâce à l’équation (50).

P =U

0,75 (50)

Avec : P = Pression (MPa)

U = Tension mesurée (V)

Chacun des capteurs d’humidité est alimenté en 2,5V, la tension de sortie permet de déterminer

directement la teneur en eau volumétrique grâce à une équation de calibration donnée par le

fabriquant (équation (51)).

ϕ = 11,9 × 10−4 × U − 0,401 (51)

Avec : 𝜙 = Teneur en eau volumétrique

U = Tension mesurée (mV)

Dans le présent document, ce sont les teneurs en eau massiques qui sont utilisées. La relation

entre teneur en eau massique et volumique est donnée en équation (52).

ω =ρd

ρwϕ (52)

Avec : 𝜔 = Teneur en eau massique (%)

𝜙 = Teneur en eau volumique (%)

𝜌𝑑= Masse volumique du sol sec (kg/m3)

𝜌𝑤= Masse volumique de l’eau (1000kg/m3)

70

Figure 57 : Coupe longitudinale de la structure de chaussée, position des capteurs

6.2.5) Logiciel d’acquisition

L’ensemble des capteurs a été relié à une carte d’acquisition branchée à un ordinateur. Le

logiciel DASYLab a permis l’acquisition des données, son interface graphique est présentée en

Figure 58.

Le logiciel permet de contrôler la durée d’un cycle de déplacement transversal et de visualiser

graphiquement ce déplacement. Un totalisateur indique le nombre de cycles de passages de

roue. La pression du ballon et du pneu peuvent être visualisées, tout comme les tensions

transmises par les capteurs de pression du sol et d’humidité ainsi que le déplacement du capteur

LVDT.

Lorsque la roue circule au milieu de la chaussée (juste au-dessus des capteurs), le logiciel écrit

automatiquement dans un tableau les valeurs des quatre humidités, des quatre pressions et du

déplacement du LVDT en fonction du nombre de cycles pendant 60 secondes.

Il y a également la possibilité de renseigner les valeurs des ornières mesurées manuellement, le

logiciel se chargeant de les enregistrer dans sa base de données.

71

Figure 58 : Interface graphique DASYLab

6.3) Protocole expérimental

6.3.1) Calibration du ballon

Il est important de connaître la pression exercée par le pneu sur la chaussée en fonction de la

pression interne du pneu et de la pression du ballon. La pression du pneu est demeurée constante

pour l’ensemble des essais, à savoir 80 psi (551,6 kPa).

Il a été nécessaire d’effectuer une calibration afin d’obtenir l’évolution de la charge appliquée

sur la chaussée en fonction de la pression dans le ballon. Pour se faire, un pèse-roue a été utilisé.

Ce dernier a été placé en contact sous la roue et mesurait la masse induite par le système (Figure

59). La masse mesurée permet de déduire la charge axiale grâce à l’équation (53).

Q = M × g (53)

Avec : Q = Charge axiale (N)

M = Masse (kg)

g = Intensité de la pesanteur (9,81N/kg)

L’évolution de la charge axiale en fonction de la pression du ballon peut alors être tracée

(Figure 60).

72

Figure 59 : Pèse-roue pour mesure de charge appliquée

Figure 60 : Calibration du ballon pour un pneu gonflé à 80 psi (Bilodeau, 2015)

La pression de contact dépend de la charge axiale et de l’aire de contact selon l’équation (54).

Pc =Q

A (54)

Avec : Pc = Pression de contact (kPa)

Q = Charge axiale (kN)

A = Aire de contact (m²)

Un Tekscan, outil effectuant des cartographies de pressions de contact, a permis d’obtenir

électroniquement les surfaces des empreintes de pneu en fonction de la charge axiale (Figures

61 et 62).

y = 0,2882x + 1,2199R² = 0,9997

0

2

4

6

8

10

12

14

0 10 20 30 40

Ch

arg

e axia

le (

kN

)

Pression ballon (psi)

73

Figure 61 : Tekscan : empreintes de pneu en fonction de la charge axiale

Figure 62 : Évolution de la surface de contact de pneu en fonction de la force exercée sur la chaussée

Finalement, la calibration a permis de déterminer la pression de contact pneu/chaussée en

fonction de la pression dans le ballon (Tableau 23)

y = 1155x + 5830R² = 0,9879

12000

14000

16000

18000

20000

22000

6 7 8 9 10 11 12

Su

rface

bru

te (

mm

²)

Force (kN)

74

Tableau 23 : Calibration du ballon

Pression ballon (psi)

Pression ballon (kPa)

Charge (kN)

Surface contact (mm²)

Pression de contact (kPa)

10 68,94 4,10 10567,69 388,15

14 96,53 5,25 11899,18 441,60

16 110,32 5,83 12564,92 464,08

18 124,11 6,41 13230,66 484,29

21 144,79 7,27 14229,28 511,07

24 165,47 8,14 15227,89 534,33

28 193,05 9,29 16559,37 560,98

6.3.2) Mise en place de l’échantillon et de l’instrumentation

Chaque échantillon a été mis en place dans la cuve d’essai. Le fond de cette cuve étant percé de

nombreux trous (permettant l’arrivée d’eau lors d’une saturation), il a fallu dans un premier

temps le recouvrir de géotextile afin d’éviter de perdre du sol d’infrastructure qui passerait à

travers lesdits trous.

Avant d’être compacté dans la cuve, chaque sol d’infrastructure, préalablement séché à l’étuve,

a été mélangé avec de l’eau dans une petite cuve annexe afin d’atteindre la teneur en eau voulue

(proche de l’optimum proctor). La compaction des sols d’infrastructure s’est fait en quatre

couches afin de pouvoir installer les capteurs de pression et d’humidité ainsi que le premier tube

du déflectomètre. Une fois tout le sol d’infrastructure compacté, un essai LWD a été effectué à

sa surface. Le même protocole a été suivi pour la compaction du MG-20, l’insertion des derniers

capteurs et la mise en place du second tube du déflectomètre. Un géotextile de séparation a été

placé entre le sol d’infrastructure et la couche de MG-20 lors de la construction du troisième

échantillon. Ce géotextile a été placé afin d’éviter le phénomène de contamination entre le MG-

20 et le sol argileux, phénomène décrit dans la Figure 63. Un essai DCP a été effectué à travers

les couches de MG-20 et de sol d’infrastructure. Le revêtement a ensuite été mis en place puis

compacté. Finalement, les cuves ont été placées sous le simulateur à l’aide d’un transpalette. La

Figure 64 résume une partie du cheminement. Les Tableaux 24, 25, 26 et 27 présentent les

caractéristiques et propriétés des matériaux utilisés pour chaque échantillon de chaussée.

Figure 63 : Phénomène de contamination évité par l’ajout d’un géotextile de séparation (MTQ, 2004)

75

Figure 64 : a) Mise en place du géotextile b) Cuve de mélange c) et d) Compaction sol d’infrastructure e)

Pavage

76

Tableau 24 : Caractéristiques de l’échantillon d’essai n°1

Matériau Épaisseur

(mm)

Teneur en

eau (%)

Masse

volumique

sèche in situ

(kg/m3)

Masse

volumique

sèche

maximale

(kg/m3)

Pourcentage

de

compaction

(%)

Enrobé

bitumineux

(ESG-10)

25 - 2333 2350 99,3

Fondation

(MG-20) 200 5 2220 2249 98,7

Sol

infrastructure

(ML)

338 10 1699 1894 89,7



(mm)

Teneur en

eau (%)

Masse

volumique

sèche in situ

(kg/m3)

Masse

volumique

sèche

maximale

(kg/m3)

Pourcentage

de

compaction

(%)

Enrobé

bitumineux

(ESG-10)

25 - 2333 2350 99,3

Fondation

(MG-20) 200 5 2221 2249 98,8

Sol

infrastructure

(SM)

338 8 2034 2064 98,6

77



(mm)

Teneur en

eau (%)

Masse

volumique

sèche in situ

(kg/m3)

Masse

volumique

sèche

maximale

(kg/m3)

Pourcentage

de

compaction

(%)

Enrobé

bitumineux

(ESG-10)

25 - 2333 2350 99,3

Fondation

(MG-20) 200 5 2222 2249 98,8

Sol

infrastructure

(CL)

338 26 1392 1701 81,8



(mm)

Teneur en

eau (%)

Masse

volumique

sèche in situ

(kg/m3)

Masse

volumique

sèche

maximale

(kg/m3)

Pourcentage

de

compaction

(%)

Enrobé

bitumineux

(ESG-10)

25 - 2333 2350 99,3

Fondation

(MG-20) 200 5 2156 2249 95,89

Sol

infrastructure

(SP)

338 8,5 1871 1890 99,0

78

6.3.3) Essais LWD et DCP

L’essai au déflectomètre portable LWD (Light Weight Deflectometer) permet la détermination

de la rigidité d’un sol. Cet essai, rapide et peu coûteux, consiste à faire tomber un poids sur une

plaque afin de créer une zone de déflection dans le sol (Figure 65). La mesure de la force

appliquée et de la déflexion en surface permet la détermination du module élastique du sol selon

l’équation de Boussinesq (équation (55)).

ELWD =2(1 − μ)σ0a

d (55)

Avec : ELWD = Module élastique de surface (MPa)

𝜇 = Coefficient de poisson (=0,35)

𝜎0 = Contrainte de surface (MPa)

a = Rayon de la plaque (m)

d = Déflexion mesurée (m)

L’essai a été réalisé à trois endroits différents sur chaque sol d’infrastructure compacté dans la

cuve avant la mise en place du MG-20.

Figure 65 : Essai LWD (Bilodeau et Doré, 2014)

L’essai au pénétromètre dynamique DCP (Dynamic Cone Penetrometer) consiste à mesurer la

résistance d’un sol à l’enfoncement d’une pointe. Cet essai permet d’estimer la rigidité et la

résistance au cisaillement de chacune des couches de la chaussée. Il s’agit de faire tomber à

plusieurs reprises une masse sur une pointe et de mesurer l’enfoncement de la pointe par coup

(Figure 66). Le Tableau 28 présente les modèles pour la détermination de la résistance au

cisaillement des sols fins et le Tableau 29 présente les modèles d’estimations de la rigidité. Ces

79

modèles sont tirés de l’étude Élaboration de modèles mathématiques pour l’interprétation des

données obtenues avec le pénétromètre dynamique par (Boutet et al., 2007). L’essai DCP a été

réalisé à deux reprises sur chaque échantillon avant la mise en place de l’asphalte.

Le Tableau 30 présente les résultats des essais.

Figure 66 : Essai DCP (Bilodeau et Doré, 2014)

Tableau 28 : Estimation de la résistance au cisaillement des sols fins avec l’essai DCP (Boutet et al., 2007)

Type de sol Modèle Équation

Tous les types de sol 𝑙𝑜𝑔(Cu) = −0,0042 × DPI + 2,1 (56)

CH 𝑙𝑜𝑔(Cu) = −0,2 × (IP12 × ρ

d

14) × 𝑙𝑜𝑔 (DPI) + 3,9 (57)

CL et ML-CL 𝑙𝑜𝑔(Cu) = −0,1 × (IP12 × ρ

d

14) × 𝑙𝑜𝑔 (DPI)

+ 2,39 (58)

Cu=Résistance au cisaillement (kPa), DPI=Indice de pénétration dynamique (mm/coup),

IP=Indice de plasticité (%), ρd=Masse volumique sèche (Mg/m3)

80

Tableau 29 : Estimation de la rigidité avec l’essai DCP (Boutet et al., 2007)

Type de sol Modèle Équation

Tous les sols cohésifs 𝑙𝑜𝑔(ELWD) = −0,45 × 𝑙𝑜𝑔(DPI) + 2,52 (59)

Tous les sols

pulvérulents 𝑙𝑜𝑔(ELWD) = −0,62 × 𝑙𝑜𝑔(DPI) + 2,56 (60)

CH 𝑙𝑜𝑔(ELWD) = −1,17 × (IL14 × ρd) × 𝑙𝑜𝑔(DPI) + 3,9 (61)

CL et ML-CL 𝑙𝑜𝑔(ELWD) = −2,78 ×𝑙𝑜𝑔(DPI)

(IP × ρd)0,5+ 2,82 (62)

SP et GP 𝑙𝑜𝑔(ELWD) = −0,013 × ω × 𝑙𝑜𝑔(DPI) + 1,76 (63)

SM, SC, SM-SC et

GM 𝑙𝑜𝑔(ELWD) = −4,04 ×𝑙𝑜𝑔(DPI)

ω0,016+ 6,65 (64)

ELWD=Module de surface déterminé au LWD (MPa), DPI=Indice de pénétration dynamique

(mm/coup), IL=Indice de liquidité (%), ρd=Masse volumique sèche (Mg/m3), ω=Teneur en eau

(%)

Tableau 30 : Résultats essais DCP et LWD (moyennes sur l’ensemble des essais)

MG-20 Sol 1 (ML) Sol 2 (SM) Sol 3 (OL) Sol 4 (SP)

DPI

(mm/coup) 3,9 16,08 3,33 59,75 7,95

Cu (kPa) 121,7 107,76 121,9 70,64 116,58

Module (essai

DCP, MPa) 166,99 94,87 172,29 52,56 45,76

Module (essai

LWD, MPa) 85,13 45,5 63,92

Matériel

défectueux

Matériel

défectueux

Les résultats des essais DCP et LWD sont détaillés en ANNEXE VI.

81

6.3.4) Chargement cyclique

Après la mise en place de la couche d’asphalte, chacun des quatre échantillons de chaussée a été

placé sous le simulateur pour y subir des cycles de chargement. Chaque échantillon a supporté

quatre paliers de chargement, ces paliers sont décrits dans le Tableau 31.

Tableau 31 : Description des paliers de chargement

Pression

ballon Pression pneu

Pression de

contact

Nombre de

cycles

Échantillon

1

Sol : ML

Palier 1 97 kPa 550 kPa 442 kPa 30000



Palier 4 (sol

saturé) 193 kPa

550 kPa 561 kPa 42

Échantillon

2

Sol : SM




Palier 4 (sol

saturé) 193 kPa

550 kPa 561 kPa 20000

Échantillon

3

Sol : OL




Palier 4 (sol

saturé) 193 kPa

550 kPa 561 kPa 1000

Échantillon

4

Sol : SP




Palier 4 (sol

saturé) 193 kPa

550 kPa 561 kPa 50000

Le même nombre de cycles n’a pas été appliqué pour chacun des paliers. Pour l’échantillon n°1,

il avait été choisi dans un premier temps d’appliquer 30000 cycles de chargement par paliers,

mais il s’est avéré par la suite qu’il était préférable d’appliquer 40000 voire 50000 cycles afin de

mieux étudier l’évolution de l’orniérage et des déformations. Les quatrièmes paliers des

échantillons 1, 2 et 3 n’ont pas permis d’appliquer un grand nombre de cycles car les chaussées

ont subi un dommage trop important (rupture de la couche d’asphalte, voir Figure 67). Cette

82

désagrégation accélérée est dû au fait que dans ces cas-là, les sols d’infrastructures étaient

saturés.

Figure 67 : Rupture de la couche d’asphalte après saturation du sol d’infrastructure

6.3.5) Mesures d’orniérage

L’orniérage en surface a été mesuré à 15 endroits différents, tous situés dans la zone sur laquelle

la roue a une vitesse constante. Des mesures d’enfoncement ont également été effectuées sur les

tubes du déflectomètre. La cartographie des mesures est présentée en Figure 68. L’orniérage à la

surface de l’enrobé a été mesuré à l’aide d’un triangle à ornière (Figure 69-B), tandis qu’un

vernier de 300mm a permis d’évaluer l’enfoncement des tubes du déflectomètre (Figure 69-A).

Les mesures ont été prises après arrêt du simulateur aux cycles 0, 50, 100, 200, 350, 500,

1000,2000, 3500, 5000, 10000, 15000, 20000, 25000, 30000, 40000 et 50000.

Figure 68 : Cartographie des mesures d’orniérage et des mesures au vernier

83

Figure 69 : Instrumentation pour mesurer : A) l’enfoncement des tubes (vernier) et B) l’orniérage en surface

(triangle à ornière). Tiré de Poupart, 2013

À chaque arrêt du simulateur, 12 mesures au vernier ont été effectuée (6 sur chaque tube), elles

sont détaillées en Figure 70. Les mesures de l’enfoncement du premier tube (en rouge)

permettent de déterminer la déformation totale de la structure de chaussée. Les mesures de

l’enfoncement du deuxième tube (en vert) permettent de déterminer la déformation de

l’ensemble du sol d’infrastructure. En soustrayant la déformation du sol d’infrastructure à la

déformation totale, on obtient la déformation de la couche de MG-20. Ces mesures ont été

effectuées afin de vérifier la contribution de chacune des couches à l’orniérage, en gardant à

l’esprit que l’orniérage se produisant dans le sol d’infrastructure est typiquement souvent plus

élevé et qu’il est le critère de conception qui sera privilégié suite aux constats discutés dans la

revue de littérature.

Figure 70 : Mesures au vernier, détermination des déformations totales, du sol et du MG-20

84

7) Présentation des résultats

7.1) Déformations permanentes et réversibles

Le capteur LVDT a permis de suivre l’évolution de la déformation au sommet du sol

d’infrastructure. La Figure 71 illustre parfaitement l’apparition de déformations réversibles et

l’accumulation de déformations permanentes mesurées par le capteur. Les mesures présentées

ici correspondent aux passages de roue à chargement maximal dans le simulateur sur le sol n°1

(silt-argileux) saturé. Le détail des déformations pour chaque cycle est présenté en Figure 72.

Les Figures 73, 74, 75 et 76 montrent l’évolution de la déformation permanente au sommet du

sol d’infrastructure pour les quatre échantillons lors des quatre paliers de chargement.

Figure 71 : Évolution de la déformation au sommet du silt-argileux saturé lors du chargement cyclique

Figure 72 : Détail, pour chaque cycle de chargement, entre déformation permanente εp et déformation

réversible εr

85

Figure 73 : Évolution de la déformation permanente, échantillon n°1


0,00001

0,0001

0,001

0,01

0,1

0 20000 40000 60000 80000 100000 120000 140000Déf

orm

ati

on

per

man

ente

au

som

met

du

sol

d'i

nfr

ast

ruct

ure

(m

m/m

m)

Cycles

Évolution de la déformation permanente

Sol 1 (ML)

P=440kPa

P=510kPa

P=560kPa

P=560kPa sol saturé

0

0,001

0,002

0,003

0,004

0,005

0,006

0,007

0,008

0 50000 100000 150000 200000Déf

orm

ati

on

per

man

ente

au

so

mm

et d

u s

ol

d'i

nfr

ast

ruct

ure

(m

m/m

m)

Cycles

Évolution de la déformation permanente

Sol 2 (SM)

P=464kPa

P=510kPa

P=560kPa


86



0

0,01

0,02

0,03

0,04

0,05

0,06

0,07

0 50000 100000 150000 200000Déf

orm

ati

on

per

man

ente

au

som

met

du

sol

d'i

nfr

ast

ruct

ure

(m

m/m

m)

Cycles

Évolution déformation permanente

Sol 3 (CL)

P=464kPa

P=510kPa

P=560kPa


0

0,005

0,01

0,015

0,02

0,025

0,03

0 50000 100000 150000 200000 250000Déf

orm

ati

on

per

man

ente

au

so

mm

et d

u s

ol

d'i

nfr

ast

ruct

ure

(m

m/m

m)

Cycles

Évolution de la déformation permanente Sol 4

(SP)

P=464kPa

P=510kPa

P=560kPa


87

La Figure 77 présente les évolutions des déformations permanentes des quatre échantillons sur

un même graphique afin de pouvoir les comparer. Le sol 3 (l’argile) apparait clairement comme

étant le sol d’infrastructure qui se déforme le plus. Le sol 1 (silt-argileux) se déforme très peu

lorsqu’il n’est pas saturé, il est par contre sujet à de fortes déformations à l’état saturé. Les sols

2 (sable-silteux) et 4 (sable) ont le même comportement à l’état non saturé, par contre le sable se

déforme beaucoup plus à l’état saturé.

Figure 77 : Évolution de la déformation permanente des quatre échantillons

Le Tableau 32 présente les valeurs moyennes de déformation réversible par cycle mesurées pour

chaque palier et pour chaque échantillon.

0

0,01

0,02

0,03

0,04

0,05

0,06

0,07

0 50000 100000 150000 200000Déf

orm

ati

on

per

ma

nen

te a

u s

om

met

du

sol

d'i

nfr

ast

ruct

ure

(m

m/m

m)

Cycles

Évolution de la déformation permanente des

quatre échantillons

Sol 1 (ML)

Sol 2 (SM)

Sol 3 (CL)

Sol 4 (SP)

88

Tableau 32 : Valeurs moyennes des déformations réversibles

Pression de contact

roue-chaussée

Déformation réversible

moyenne par cycle (mm/mm)

Échantillon

1

Sol : ML

Palier 1 442 kPa 0,00018667

Palier 2 511 kPa 0,000694667

Palier 3 561 kPa 0,000925

Palier 4 (sol

saturé) 561 kPa 0,003684889

Échantillon

2

Sol : SM

Palier 1 464 kPa 0,000277126

Palier 2 511 kPa 0,000371914

Palier 3 561 kPa 0,000534717

Palier 4 (sol

saturé) 561 kPa 0,000776667

Échantillon

3

Sol : CL

Palier 1 464 kPa 0,000706297

Palier 2 511 kPa 0,00229125

Palier 3 561 kPa 0,00426949

Palier 4 (sol

saturé) 561 kPa 0,00606889

Échantillon

4

Sol : SP

Palier 1 464 kPa 0,00035673

Palier 2 511 kPa 0,00036564

Palier 3 561 kPa 0,00042270

Palier 4 (sol

saturé) 561 kPa 0,00067424

La Figure 78 présente les résultats du Tableau 32 sous forme d’histogramme afin de mieux

percevoir l’évolution de la déformation réversible.

89

Figure 78 : Déformations réversibles moyennes induites par cycle pour chaque sol

Les valeurs ont été calculées en prenant la moyenne des déformations réversibles mesurées sur

un grand nombre de cycles. La Figure 79 présente les déformations réversibles mesurées par

cycles sur le premier échantillon lors du troisième palier de chargement. La variabilité des

valeurs n’étant pas significative, il est judicieux de ne retenir que la valeur moyenne.

L’ANNEXE VII présente les mesures des déformations réversibles pour l’ensemble des essais

sur les quatre échantillons.

Figure 79 : Évolution de la déformation réversible par cycle, 3eme palier de chargement du 1er échantillon

0

0,001

0,002

0,003

0,004

0,005

0,006

0,007

Sol ML Sol SM Sol CL Sol SP

Déf

orm

ati

on

rév

ersi

ble

mo

yen

ne

au

som

met

du

so

l d

'in

fra

stru

ctu

re (

mm

/mm

)

Évolution de la déformation réversible

moyenne par cycle selon le sol et le palier

de chargement

Pcontact = 464kPa

Pcontact = 511kPa

Pcontact = 561kPa

Pcontact = 561kPa sol saturé

0

0,0002

0,0004

0,0006

0,0008

0,001

0,0012

4

42

6

84

4

13

00

17

26

21

44

25

80

34

24

38

38

42

68

46

90

55

14

79

94

10

45

0

12

95

6

15

42

8

17

90

4

20

37

6

22

86

4

25

33

4

27

82

6

32

75

6

35

27

1

40

19

6

45

15

0

50

00

0

Déf

orm

ati

on

rév

ersi

ble

(m

m/m

m)

Numéro du cycle

Évolution de la déformation réversible

par cycle

Troisième palier de chargement du

premier échantillon

90

7.2) Évolution de l’orniérage

L’évolution de l’orniérage en surface a été mesurée avec un triangle à ornière à 15 endroits

différents de la chaussée (voir Figure 68). Les mesures ont été effectuées pour chaque

échantillon et pour chaque palier de chargement, après arrêt du simulateur aux cycles 0, 50, 100,

200, 350, 500, 1000,2000, 3500, 5000, 10000, 15000, 20000, 25000, 30000, 40000 et 50000.

Pour chaque palier, c’est l’endroit où l’évolution de l’orniérage était la plus sévère qui a été

retenu, ce fut généralement au centre de la cuve. La Figure 80 montre l’évolution de l’orniérage

à la surface de l’échantillon n°2 lors du premier palier de chargement. Une extrapolation de type

« puissance » a été effectuée sur les 8 derniers points du graphique afin d’obtenir un modèle

mathématique qui décrit au mieux le développement de l’orniérage et permet de prédire son

évolution pour des cycles supérieurs à 50000. Cette même opération a été effectuée sur chacun

des 16 graphiques d’orniérage obtenus après les essais sur simulateur (graphiques présentés en

Annexe VIII).

Figure 80 : Évolution de l’orniérage à la surface de l’échantillon n°2 lors du premier palier de chargement

Les mesures au vernier (voir Figure 70) avaient pour but de vérifier que la déformation de la

couche de fondation MG-20 était négligeable vis-à-vis de la déformation du sol d’infrastructure.

Cependant, les mesures n’ont pas permis de vérifier cette affirmation. En effet, les mesures de

l’enfoncement du tube supérieur (flèches rouge sur la Figure 70) étaient sensées caractériser la

déformation totale du système fondation-sol d’infrastructure, or ce tube s’est enfoncé

directement dans la couche de MG-20 alors qu’il aurait dû rester en surface de celle-ci. Pour

remédier à cela, le tube aurait dû avoir une base plus grande, la Figure 81 montre le système

qu’il aurait été préférable de mettre en place.

Figure 81 : Forme de tube qu’il aurait été préférable d’utiliser

y = 0,106x0,3439

R² = 0,9717

0

1

2

3

4

5

0 10000 20000 30000 40000 50000 60000

Orn

iéra

ge

(mm

)

Cycles

Évolution de l'orniérage de l'échantillon n°2

Premier palier de chargement

Orniérage Sol2, premier

pallier de chargement

Orniérage, points choisis

pour extrapolation

Puissance (Orniérage, points

choisis pour extrapolation)

91

7.3) Pressions et humidités

Quatre capteurs de pression du sol ont été implantés dans les chaussées construites, deux dans la

couche de fondation et deux dans le sol d’infrastructure, aux profondeurs 92mm, 158mm,

300mm et 469mm (voir Figure 70). La Figure 82 présente l’évolution de la pression à 158mm

de profondeur en fonction du temps pour les cycles 2550 à 2553 du troisième palier de

chargement sur l’échantillon n°3. La Figure permet de visualiser que la pression était

généralement plus importante lorsque la roue se déplaçait de gauche à droite (cycles 2550 et

2552) que quand elle se déplaçait de droite à gauche (cycles 2551 et 2553). Ce sont les

pressions maximales correspondantes au déplacement de gauche à droite de la roue qui ont été

considérées par la suite.

Figure 82 : Évolution de la pression à 158mm de profondeur dans l’échantillon 3 en fonction du temps

Le Tableau 33 montre les pressions moyennes mesurées aux diverses profondeurs dans chacun

des échantillons de chaussées en fonction de la pression de contact de la roue avec la chaussée

en surface. La précision des mesures n’a pas été optimale car les pressions internes dans les

chaussées étaient relativement faibles vis-à-vis de la capacité de mesure des capteurs. Certains

capteurs n’ont pas fonctionné lors des essais, à cause de problèmes de connectique, d’où la

présence de certaines cases vides dans le Tableau 33.

0

50

100

150

200

250

0 1 2 3 4 5 6

Pre

ssio

n (

kP

a)

Temps (s)

Évolution de la pression à 158mm de

profondeur dans l'échantillon n°3

Cycles 2550 à 2553 du troisième palier de

chargement

Cycle 2550

Cycle 2551

Cycle 2552

Cycle 2553

92

Tableau 33 : Pressions moyennes mesurées à diverses profondeurs dans la chaussée lors des passages de roue

Profondeur

Pression

de contact

92mm 158mm 300mm 469mm

Échantillon n°1

442 kPa 192 kPa 84 kPa 18,2 kPa 15,6 kPa

511 kPa 269 kPa 101 kPa 25 kPa 21 kPa


Échantillon n°2

464 kPa 222 kPa 185 kPa - 49 kPa

511 kPa 268 kPa 230 kPa - 48,9 kPa

561 kPa 343 kPa 311 kPa - 66,7 kPa

Échantillon n°3

464 kPa 170 kPa 142 kPa 40 kPa 23,4 kPa


561 kPa 239 kPa 230 kPa 83 kPa 50 kPa

Échantillon n°4

464 kPa 190 kPa 145 kPa 80 kPa -

511 kPa 256 kPa 179 kPa 101 kPa -

561 kPa 319 kPa 284 kPa 143 kPa -

L’évolution des pressions présentées dans le Tableau 33 est illustrée dans la Figure 83.

Figure 83 : Pressions moyennes mesurées à diverses profondeurs dans la chaussée lors des passages de roue

93

L’évolution des teneurs en eau des sols et des couches de fondations des chaussées construites a

été mesurée avec des capteurs d’humidité (voir leur implantation à la Figure 57). Lors des

processus de saturation, le fait de suivre en temps réel l’évolution de la mesure de ces capteurs a

notamment permis de déterminer à quel moment les sols d’infrastructures étaient complétement

saturés. Le Tableau 34 résume les teneurs en eau des matériaux mesurées lors des essais.

Tableau 34 : Teneur en eau des matériaux in-situ

Teneur en eau MG-

20

Teneur en eau sol

d’infrastructure

Teneur en eau sol

d’infrastructure après

saturation

Échantillon n°1 5,21% 9,98% 28,28%

Échantillon n°2 5,04% 8,20% 18,41%

Échantillon n°3 4,92% 24,12% 30,64%

Échantillon n°4 4,54% 8,46% 19,60%

94

8) Analyse des résultats

8.1) Établissement des courbes de Wöhler

Le principal objectif de ce projet a été d’établir des courbes d’endommagement pour les

chaussées non-revêtues, aussi connues sous le nom de courbes de Wöhler. Ces courbes

permettent de déterminer, après avoir établi un critère d’endommagement, le nombre de cycles

de chargement que peut subir une chaussée en fonction de la déformation réversible au sommet

du sol d’infrastructure induite par chaque cycle.

Lors des essais, les déformations réversibles au sommet des sols d’infrastructure ont été

compilées (voir Tableau 32) et l’évolution de l’endommagement, sous forme d’orniérage, a été

mesurée (voir courbes en Annexe VIII). Les critères d’orniérages admissibles ont été choisis en

fonction d’une rétention d’eau acceptable dans les ornières (voir paragraphe 2.2.3)). Deux

critères ont étés adoptés, à savoir une ornière admissible au sommet du sol d’infrastructure

d’une profondeur de 25 ou 50mm. En extrapolant l’évolution de l’orniérage pour chacun des

échantillons, il est possible de déterminer à partir de combien de cycles de chargements le

critère d’orniérage sera atteint. A partir de ces données, les courbes de Wöhler ont pu être

tracées : la Figure 84 correspond aux courbes de Wöhler pour le critère d’ornière de 25mm et la

Figure 85 pour le critère de 50mm.

Figure 84 : Courbes de Wöhler. Critère : ornière de 25mm

0,0001

0,001

0,01

0,1

1

100 1000 10000 100000 1000000 10000000 100000000Déf

orm

ati

on

rév

ersi

ble

au

so

mm

et d

u s

ol

d'i

nfr

ast

ruct

ure

(m

m/m

m)

Nombre de cycles

Courbe Wholer (Ornière de 25mm)

sol1 (ML)

sol 1 saturé

sol2 (SM)

sol 2 saturé

sol3 (argile)

sol 3 saturé

sol 4 (MG112)

95

Figure 85 : Courbes de Wöhler. Critère : ornière de 50mm

Chaque courbe correspond à un sol d’infrastructure et est composée de quatre points

représentants les quatre paliers de chargement. Le point correspondant à l’état saturé a été

séparé des autres points pour les sols 1,2 et 3 car n’étant pas aligné avec ceux-ci. Cela met en

évidence que le comportement d’un sol fin sous chargement sera différent suivant que ce sol

soit saturé ou non. Cette affirmation ne semble pas s’appliquer pour le sable (sol 4).

Les points correspondants aux états non saturés des sols 1 et 2 (silt argileux et sable silteux) sont

relativement bien alignés : il apparait que ces deux sols ont un comportement plutôt similaire

qui pourrait être caractérisé par une unique courbe de Wöhler.

La courbe correspondant à l’argile semble avoir la même pente que celle des deux premiers sols

mais elle est translatée vers le haut. Ainsi, il apparait que pour une même déformation induite,

l’argile pourra subir plus de cycles que les autres types de sols. Cela apparait comme contre

intuitif car les argiles font généralement parties des sols les moins résistants. Cette observation

peut toutefois s’expliquer. En effet, l’argile apparait comme étant un sol très élastique qui, pour

un même chargement, subira une déformation réversible bien plus importante que n’importe

quel autre type de sol. Ainsi, les essais ont permis de remarquer que pour une même épaisseur

de fondation, un même chargement et un même critère d’endommagement, une chaussée

construite sur un sol argileux ne pourra pas subir autant de passages de véhicules qu’une

chaussée construite sur un autre type de sol, et ce même si la courbe de Wöhler de l’argile

apparait comme étant la moins « sévère ». De plus, un géotextile avait été mis en place entre le

sol d’infrastructure et la couche de fondation dans le cadre des essais sur l’argile, ce n’avait pas

été le cas pour les autres sols. Même s’il s’agissait d’un géotextile de séparation et non de

renforcement, il est possible d’envisager que ce dernier a eu un impact structural en renforçant

l’argile au vue de la faible taille de l’échantillon construit. Cependant, il faudrait d’autres

données pour valider cette affirmation, en effectuant par exemple des essais sur un échantillon

d’argile sans géotextile, au risque de se confronter au phénomène de contamination (voir Figure

63).

0,0001

0,001

0,01

0,1

1

100 1000 10000 100000 1000000 10000000100000000 1E+09Déf

orm

ati

on

rév

ersi

ble

au

so

mm

et d

u s

ol

d'i

nfr

ast

ruct

ure

(m

m/m

m)

Nombre de cycles


sol1 (ML)

sol 1 saturé

sol2 (SM)

sol 2 saturé

sol3 (argile)

sol 3 saturé

sol 4 (MG112)

96

Le comportement du quatrième sol, un sable de type MG-112, apparait ici comme totalement

différent de celui des autres sols. En effet, le point correspondant à l’état saturé semble aligné

avec les autres points et l’ensemble des points forme une courbe qui n’a pas du tout la même

pente que les courbes correspondant aux sols fins. Ces observations sont tout à fait justifiables

dans le sens où en mécanique des sols, les sols pulvérulents ne sont pas traités de la même

manière que les sols fins, ils n’ont par exemple pas le même critère de Mohr-Coulomb. Même si

les données sont ici limitées, ces résultats montrent qu’une conception de chaussée sur un sable

ne peut pas être envisagée de la même manière qu’une conception sur un sol fin.

Les essais pour obtenir ces courbes ont étés réalisés dans une cuve avec un simulateur de

chargement routier. La problématique est de savoir si les résultats obtenus dans une cuve sont

comparables à de véritables conditions de terrain. De plus, les contraintes liées au simulateur

font que le chargement maximal applicable lors des essais a été de 5kN sur une roue simple, or

l’Équivalent de Charge Axiale Simple correspond à 10kN appliqué sur deux pneus jumelés.

Ainsi, les résultats obtenus font état de nombre de cycles admissibles supérieurs à 100 000 (en

ne considérant pas les états saturés), or les chaussées non revêtues sont souvent conçues pour

des nombres de cycles bien inférieurs. L’idée est d’extrapoler les courbes obtenues afin de

connaître les déformations admissibles aux sommets des sols d’infrastructure pour des nombres

de cycles de chargement inférieurs à 100 000. Il s’agit également de pouvoir valider ces courbes

avec des données prises sur de véritables chaussées non revêtues.

8.2) Validation des courbes de Wöhler

L’extrapolation des résultats décrits au paragraphe précédent a permis d’obtenir les véritables

courbes de Wöhler à proprement parler, à savoir des droites dans les graphiques en échelle

logarithmique présentant la déformation réversible au sommet du sol d’infrastructure en

fonction du nombre de cycles de chargement. Deux courbes ont été obtenues pour chaque

critère d’endommagement : une courbe pour l’argile et une courbe correspondant aux résultats

obtenus pour les sols 1 et 2. Les résultats obtenus pour le sable n’ont pas été extrapolés car

aucune donnée permettant de les valider n’a été trouvée dans la littérature. Les Figures 86 et 87

présentent ces courbes ainsi que des résultats obtenus directement sur le terrain (croix violettes

et rouges). Ces données de terrain sont extraites de l’étude The Design of Unsurfaced Road

Using Geosynthetics (Peter H Little, 1992). Il s’agit de mesures d’évolution d’orniérage et de

déformation au sommet du sol d’infrastructure sur des sections de chaussées non revêtues

construites sur un sol argileux à Bothkennar en Écosse. Certaines sections étaient sans

géosynthétique (croix rouges) mais la plupart d’entre elles avaient été renforcées (croix

violettes).

97

Figure 86 : Courbes de Wöhler, extrapolations et données de terrain, ornière de 25mm

Figure 87 : Courbes de Wöhler, extrapolations et données de terrain, ornière de 50mm

Les extrapolations permettent d’obtenir les équations qui régissent l’évolution de la déformation

réversible admissible au sommet du sol d’infrastructure en fonction du nombre de cycles de

chargements. Ces équations sont présentées au Tableau 35.

98

Tableau 35 : Équations des courbes de Wöhler

Type de sol Critère d’endommagement Équation de la courbe de

Wöhler

Sable silteux, Silt argileux Ornière de 25mm ϵ = 0,07. N−0,346 (64)

Ornière de 50mm ϵ = 0,1196. N−0,346 (65)

Argile Ornière de 25mm ϵ = 0,25. N−0,346 (66)

Ornière de 50mm ϵ = 0,34. N−0,346 (67)

ϵ : Déformation réversible admissible au sommet du sol d’infrastructure induite par chaque

cycle (mm/mm)

N : Nombre de cycles de chargement

Les courbes de Wöhler ont été extrapolées de manière à ce qu’elles aient toutes la même pente

dans un graphique en échelle log-log. Ce procédé permet d’obtenir une bonne corrélation avec

les résultats. De plus, l’insertion de données de terrain dans les Figures 86 et 87 permet de

constater que les extrapolations des courbes de Wöhler sont cohérentes. En effet, les données de

terrain s’inscrivent parfaitement entre les deux courbes tracées pour chacun des critères

d’endommagement. Les ordres de grandeur des déformations et des nombres de cycles sont

relativement semblables entre les données de terrain et la prédiction faite par les courbes. Même

si elles nécessiteraient plus de données pour être véritablement validées, les courbes construites

à partir des résultats obtenus en laboratoire apparaissent comme étant plutôt en accord avec la

réalité du terrain.

Les données de terrain sont assez dispersées et il semblerait intéressant de pouvoir les distinguer

en fonction du type de géosynthétique utilisé. Cependant, les Figures 88 et 89 montrent qu’il

n’existe pas vraiment de corrélation entre le type de géosynthétique et la déformation mesurée.

99

Figure 88 : Différentiation des données de terrain en fonction du type de géosynthétique (ornière de 25mm)

Figure 89 : Différentiation des données de terrain en fonction du type de géosynthétique (ornière de 50mm)

0,001

0,01

0,1

100 1000 10000

Déf

orm

ati

on

rév

ersi

ble

au

so

mm

et d

u s

ol

d'i

nfr

ast

ruct

ure

(m

m/m

m)

Nombre de cycles

Différentiation des données de terrain

(Critère : ornière de 25mm)

Tensar ss2

Typar 3407

Bidim B2

Pas de géosynthetique

Woven

Tensar SS1

Polyfelt TS500

0,001

0,01

0,1

100 1000 10000 100000 1000000 10000000

Déf

orm

ati

on

rév

ersi

ble

au

so

mm

et d

u s

ol

d'i

nfr

ast

ruct

ure

(m

m/m

m)

Nombre de cycles

Différentiation des données de terrain

(Critère : ornière de 50mm)

Tensar ss2

Typar 3407

Bidim B2

Pas de géosynthetique

Woven

Tensar SS1

Polyfelt TS500

100

8.3) Analyse rhéologique

Les courbes de Wöhler établies permettent d’estimer le nombre de cycles qu’est susceptible de

subir une chaussée en fonction de la déformation au sommet du sol d’infrastructure induite par

chaque cycle. Pour déterminer la valeur de cette déformation, il est nécessaire de s’appuyer sur

un code de calcul tenant compte des conditions de chargement ainsi que des caractéristiques des

matériaux de chaussée utilisés.

Le code de calcul développé dans ce projet s’appuie sur les théories de Boussinesq et

d’Odemark (Section 2.4.2) permettant la détermination de l’état de contrainte et de l’état de

déformation à une profondeur donnée dans la chaussée en fonction de la charge appliquée.

Cette méthode de calcul donne un résultat simplifié qui ne correspond pas forcément à la réalité,

mais cela permet d’avoir un bon ordre de grandeur avec un modèle simple à mettre en place.

La démarche de calcul peut se programmer sur Excel, l’Annexe III montre un exemple pour un

cas particulier.

Dans le cadre du projet, cette analyse permet d’obtenir les valeurs de déformation sur le sol

d’infrastructure en fonction des caractéristiques de ce sol, de la nature ainsi que de l’épaisseur

des couches granulaires et du niveau de sollicitation. Pour mener à bien cette analyse, il s’agit

de connaitre les modules des matériaux qui composent la chaussée.

Plusieurs modèles existent pour déterminer le module réversible d’un matériau. Le modèle de

Suarez, pour la détermination du module des matériaux granulaires, ainsi que le modèle de

Rahim et George, pour la détermination du module des sols fins et grossiers, sont présentés au

paragraphe 2.2.2.2) du présent rapport. Le module peut également être déterminé à partir des

essais DCP et LWD avec des modèles présentés dans la partie 6.3.3). Des valeurs typiques de

module réversible selon le type de sol sont également proposées par l’AASHTO (voir Tableau

3, section 2.2.2.2)). En 1962, Heuklelom et Klomp ont établis une relation entre le MR et

l’indice CBR, définie par l’équation suivante :

MR(MPa) = 10(CBR) (69)

Chacun de ces modèles a été appliqué pour déterminer la valeur des modules réversibles des

matériaux utilisés lors de la construction des échantillons de chaussées de ce projet. Ensuite, les

valeurs des modules obtenues ont été implémentées dans le modèle de Boussinesq-Odemark

pour déterminer, en fonction de la charge appliquée, la déformation au sommet du sol

d’infrastructure théorique. Le coefficient de poisson de chacun des matériaux a été fixé à 0,35.

Finalement, les déformations calculées ont été comparées aux véritables déformations mesurées

lors des essais. Le Tableau 36 présente les écarts moyens entre la déformation théorique et la

déformation réelle pour chacun des modèles cités ci-dessus. L’écart est ici défini par l’équation

suivante :

Écart (%) = 100 × |ϵréel − ϵthéorique

ϵréel| (70)

101

Tableau 36 : Déformation au sommet du sol d’infrastructure, écarts entre théorie et réalité selon le modèle

utilisé pour déterminer le module réversible des matériaux de chaussée

Modèle de détermination des modules

réversibles des matériaux

Écart moyen entre la déformation réelle au

sommet du sol d’infrastructure et la

déformation calculée avec Boussinesq-

Odemark

MG-20 : Modèle de Suarez (2010)

Sol d’infrastructure : Modèle de Rahim et

George (2005)

38,50%

Modèle DCP 60,84%

Modèle LWD 150,82%

Valeurs typiques de modules de l’AASHTO 33,39%

MR (MPa) = 10(CBR) 52,89%

Lorsque les modules réversibles déterminés avec le modèle LWD sont implémentés dans les

équations de Boussinesq et Odemark, l’écart moyen entre la déformation calculée et la

déformation mesurée lors des essais est assez important. Ce résultat est à relativiser car les

données obtenues ici avec le LWD peuvent être remises en cause. En effet, les mesures ont été

prises sur des matériaux compactés dans une cuve rigide de faibles dimensions, ce qui a pu

influencer les bassins de déflexion créés sous l’appareil.

L’écart obtenu en utilisant le modèle DCP ou le modèle CBR est relativement faible compte

tenu de l’ordre de grandeur des déformations dont il est question. Le modèle CBR d’Heuklelom

et Klomp est relativement pratique mais il faut toutefois le considérer avec précaution car

l’étude de Hight et Steven (1982) ainsi que celle de Loach (1987) concluent qu’il n’existe en

réalité pas de corrélation entre CBR et MR.

Le modèle de Suarez associé au modèle de Rahim et George apparait ici comme tout à fait

pertinent pour déterminer les modules des matériaux qui sont utilisés dans les calculs de

Boussinesq et d’Odemark. Cependant, il s’agit d’un modèle qui nécessite de connaitre un grand

nombre de caractéristiques des matériaux. L’utilisation d’un tel modèle est appropriée si le sol

et les matériaux de chaussée ont fait l’objet d’une caractérisation rigoureuse.

Il s’avère ici que ce sont les valeurs typiques de modules de l’AASHTO qui permettent

d’obtenir la meilleure corrélation entre déformations calculées et déformations réelles. Cette

observation est intéressante car c’est finalement le modèle le plus simple, à savoir une liste de

valeurs de modules prédéfinies selon le type de sol, qui s’avère le plus convainquant lorsqu’il

est combiné avec le code de calcul de Boussinesq-Odemark.

Les contraintes verticales calculées par Boussinesq-Odemark ont également été comparées avec

les valeurs obtenues durant les essais par les capteurs de pression. Pour l’ensemble des modèles,

l’écart est d’environ 40%. Cet aspect n’est pas discuté ici car les contraintes n’interviennent pas

dans la méthode de conception développée. De plus, les capteurs de pression utilisés durant les

102

essais n’étaient pas suffisamment sensibles pour mesurer précisément les faibles contraintes en

profondeur.

Les écarts moyens ont ici été calculés en comparant la réalité avec les résultats obtenus par les

calculs de Boussinesq-Odemark. Des écarts moyens du même ordre de grandeur ont étés

obtenus en effectuant les calculs avec la théorie de Burmister par l’intermédiaire du logiciel

WinJULEA.

8.4) Comparaison entre la méthode développée et d’autres méthodes

existantes

Le code de calcul Boussinesq-Odemark associé aux courbes de Wöhler permet la mise en place

d’une méthode de conception des chaussées non revêtues. Il s’agit de définir une structure de

chaussée (épaisseurs et modules des couches) ainsi que les caractéristiques du chargement

(pression de contact et largeur du pneu) pour que le code de calcul détermine la déformation

réversible au sommet du sol d’infrastructure induite par un cycle de chargement. À partir de

cette déformation, la courbe de Wöhler correspondante au sol permet de déterminer combien de

cycles de chargement pourra subir la chaussée avant d’atteindre un critère d’endommagement

préalablement défini. Ainsi, le concepteur peut adapter les épaisseurs des couches de la

chaussée afin d’atteindre le nombre de cycles fixé par le cahier des charges.

Il est intéressant de pouvoir comparer la méthode développée avec les méthodes qui font

actuellement office de références pour la conception des chaussées non revêtues. Les

comparaisons présentées ci-dessous ont été effectuées pour un même sol d’infrastructure, un

même type de fondation et un même chargement appliqué. Deux genres d’approches ont été

effectués. Tout d’abord, pour une même structure de chaussée, c’est la durée de vie (en nombre

de cycles) prédite par les méthodes qui a été comparée. Ensuite, pour une même durée de vie, la

comparaison a été effectuée entre les épaisseurs de fondation recommandées par les méthodes.

La méthode mécaniste-empirique développée a été comparée avec les méthodes empiriques de

l’AASHTO (1993) et de l’U.S. Corps of Engineers (1988), ainsi qu’avec la méthode de Giroud

et Han (2004).

Les méthodes qui viennent d’être citées ne tiennent pas compte du type de sol d’infrastructure

mais uniquement de sa capacité structurale. Or les courbes de Wöhler développées dans ce

projet différencient le comportement d’un sable silteux ou d’un silt argileux par rapport à une

argile ou à un sable. Les courbes obtenues pour l’argile et pour le sable nécessiteraient plus de

données pour être validées, elles n’ont donc pas été prises en compte dans les comparaisons

évoquées ci-dessous. Seule la courbe de Wöhler correspondant aux sables silteux-silts argileux

(courbe bleue sur les Figures 86 et 87) a été prise en compte ici. Cette courbe de Wöhler a par

ailleurs été comparée avec d’autres courbes de Wöhler établies dans le cadre d’études sur les

routes à faible volume, cette comparaison est également présentée dans le présent chapitre.

8.4.1) Comparaison avec la méthode de l’AASHTO

La méthode de conception des chaussées non revêtues proposée par l’AASHTO est présentée au

paragraphe 2.3.1.1). C’est actuellement la méthode la plus utilisée en Amérique du Nord. Avec

cette méthode, les durées de vie des chaussées sont calculées en nombre d’ÉCAS. L’ÉCAS

correspond à un effort de 80kN exercé sur un essieu simple. En termes de chargement appliqués

103

sur un demi essieu, cela revient à une pression de contact de 565kPa pour un rayon de contact

de 150mm.

Dans un premier temps, 100 chaussées ont été modélisées. Suivant le critère d’orniérage de

25mm ou de 50mm, les nombres de cycles admissibles prédis par l’AASHTO et par la méthode

développée ont été comparés (Figure 90). Ensuite, pour un même nombre de cycles, ce sont les

épaisseurs de fondations prévues par les deux méthodes qui ont été comparées (Figure 91).

Figure 90 : Nombre de cycles admissibles, comparaison méthode mécaniste-empirique/AASHTO

1000

10000

100000

1000000

1000 10000 100000 1000000

Pré

vis

ion

nom

bre

de

cycl

es a

dm

issi

ble

-M

éth

od

e

Prévision nombre de cycles admissible - AASHTO

Nombre de cycles admissibles :

comparaison méthode mécaniste-empirique/

AASHTO

Ornière 50mm

y=x

Ornière de 25mm

104

Figure 91 : Hauteur de fondation nécessaire, comparaison méthode mécaniste-empirique/AASHTO

D’une manière générale, la méthode mécaniste-empirique prévoit des durées de vie plus longues

pour les chaussées modélisées. Cela se traduit par des hauteurs de fondations plus faibles.

Certains écarts de prédictions peuvent être relativement importants pour ce qui est du nombre de

cycles, mais ce n’est pas forcément le cas pour les hauteurs de fondations qui restent en général

dans le même ordre de grandeur pour les deux méthodes. Toutefois, la méthode mécaniste

empirique prévoit globalement des hauteurs de fondation en moyenne 25% plus faibles que la

méthode AASHTO. Cette observation est parfaitement compréhensible dans le sens où la

méthode mécaniste-empirique prend en compte les ornières au sommet du sol d’infrastructure

alors que l’AASHTO prend en compte les ornières en surface qui se forment plus rapidement.

Ces observations tendent à montrer qu’il y aurait une surconception des chaussées avec

l’AASHTO si on se base sur un orniérage structural.

8.4.2) Comparaison avec la méthode de l’U.S. Corps of Engineers

La méthode de l’U.S. Corps of Engineers est basée sur une équation empirique d’évolution de

l’orniérage (équation (8), paragraphe 2.3.2)). La comparaison avec la méthode mécaniste-

empirique est présentée à la Figure 92. Il s’agit de comparer les hauteurs de fondation

nécessaires prévues par les méthodes pour des critères d’orniérage de 25 ou de 50mm.

0

100

200

300

400

500

600

0 100 200 300 400 500 600

Hau

teu

r gra

nu

lair

e(m

m)

-P

rév

isio

n M

éth

od

e

Hauteur granulaire(mm) - Prévision AASHTO

Hauteur de fondation nécessaire :

Comparaison méthode mécaniste-empirique

/ AASHTO

Ornière de 50mm

y=x

Ornière de 25mm

105

Figure 92 : Hauteur de fondation nécessaire, comparaison méthode mécaniste-empirique/U.S. Corps of

Engineers

Les deux méthodes semblent ici plus proches dès qu’il s’agit de faibles hauteurs de fondations

(inférieures à 400mm d’épaisseur) mais ont tendance à diverger au-delà de cette épaisseur. Les

méthodes donnent des résultats relativement semblables dans les cas où les sols

d’infrastructures ont une grande capacité portante, ce qui se traduit par une faible épaisseur de

fondation nécessaire. Pour des sols à faible capacité portante, la méthode empirique aurait

tendance à sur-estimer la hauteur de fondation nécessaire, ce phénomène ayant déjà été observé

dans le cadre de la comparaison avec l’AASHTO. Tout comme l’AASHTO, la méthode de

l’U.S. Corps of Engineers considère l’orniérage en surface et non au sommet du sol

d’infrastructure.

8.4.3) Comparaison avec la méthode de Giroud et Han (2004)

La méthode de Giroud et Han (2004) est particulièrement utilisée dans le cadre de la conception

de chaussées non revêtues renforcées avec des géosynthétiques. Les équations développées dans

cette méthode sont particulièrement complexes et font intervenir des paramètres non pris en

compte par la méthode développée dans le présent document. Cependant, des abaques ont été

développés pour faciliter l’application de cette méthode (Figure 14, section 2.3.4)). Ainsi, une

comparaison des résultats obtenus avec les deux méthodes a pu être effectuée pour le cas d’une

chaussée renforcée avec une géogrille, ayant une fondation avec un CBR de 15% et en calculant

le nombre de cycles en ÉCAS. Les résultats obtenus sont à considérer avec précaution car, pour

pouvoir comparer les deux méthodes, les valeurs des CBR ont été converties en valeurs de

modules réversibles par le biais de l’équation (69), équation qui ne fait pas l’unanimité dans la

communauté scientifique. Pour les deux méthodes, le nombre de cycles admissibles prévu a été

comparé (Figure 93) ainsi que les hauteurs de fondations obtenues (Figure 94).

0

200

400

600

800

1000

0 200 400 600 800 1000

Ha

ute

ur

gra

nu

lair

e(m

m)

-p

rév

isio

n m

éth

od

e

méc

an

iste

-em

pir

iqu

e

Hauteur granulaire(mm) - prévision US Corps of Engineers


Comparaison méthode mécaniste-

empirique/US Corps of Engineers

Ornière de 25mm

Ornière de 50mm

y=x

106

Figure 93 : Nombre de cycles admissibles, comparaison méthode mécaniste-empirique / Giroud et Han

Figure 94 : Hauteur de fondation nécessaire, comparaison méthode mécaniste-empirique / Giroud et Han

1

10

100

1000

10000

100000

1000000

1 10 100 1000 10000 100000 1000000

Pré

vis

ion

no

mb

re d

e cy

cles

ad

mis

sib

le -

Mét

ho

de

Prévision nombre de cycles admissible - Giroud et Han

Nombre de cycles admissibles :

Comparaison méthode mécaniste-empirique/

Giroud et Han (Ornière 50mm)

MR sol=5MPa

MR SOL=10MPa

MR sol=15MPa

MR sol=20MPa

MR sol=25MPa

MR sol=30MPa

y=x

0

100

200

300

400

500

600

700

800

0 100 200 300 400 500 600 700 800

Ha

ute

ur

gra

nu

lair

e (m

m)

-P

rév

isio

n m

éth

od

e

Hauteur granulaire (mm) - Prévision Giroud et Han


Comparaison méthode mécaniste-empirique/

Giroud et Han (Ornière de 50mm)

MR sol=5MPa

MR sol=10MPa

MR sol=15MPa

MR sol=20MPa

MR sol=25MPa

MR sol=30MPa

y=x

107

Les courbes confirment ici les observations des deux sections précédentes : plus la capacité

portante du sol d’infrastructure est grande et plus les résultats obtenus avec la méthode

mécaniste-empirique s’approchent de ceux obtenus avec les autres méthodes. La Figure 106

illustre également que plus le nombre de cycles est important, plus les prévisions de la méthode

mécaniste-empirique s’approchent de celles de Giroud et Han. Il faut noter que la méthode de

Giroud et Han tient compte de l’orniérage en surface d’une chaussée renforcée avec une

géogrille, dont la mise en place tend à diminuer fortement l’orniérage structural. Ainsi, si la

méthode de Giroud et Han avait tenu compte de l’orniérage au sommet du sol d’infrastructure,

les épaisseurs de fondation qu’elle aurait prévu auraient été bien plus faibles et donc bien plus

proches des épaisseurs prévues avec la méthode mécaniste-empirique de ce projet.

8.4.4) Comparaison avec des courbes de Wöhler relatives aux routes à faible volume

Les routes à faible volume ont par le passé déjà fait l’objet d’établissements de courbes de

Wöhler. Il s’agit de courbes relatives aux chaussées à faible volume de circulation, n’ayant

aucun revêtement ou une fine couche de revêtement. Ces courbes ont été recensées par Gupta et

al. (2014) (voir Figure 23 paragraphe 2.6.4)). La Figure 95 montre la comparaison entre ces

courbes (traits pleins) et les courbes de Wöhler développées dans le cadre de ce projet pour les

sables-silteux/silts-argileux et les argiles (traits pointillés) et pour un critère d’ornière de 25mm.

Figure 95 : Comparaison des courbes de Wöhler pour les routes à faible volume

La courbe de Wöhler pour les sables-silteux/silts-argileux développée dans ce projet apparait

comme relativement proche des courbes de Shell et de Sahoo. Pour des grands nombres de

cycles, elle s’approche également des courbes élaborées par Gupta et TRRL mais s’éloigne de

celles d’Austroads et de Theyse. La courbe correspondant à l’argile s’éloigne sensiblement du

reste des autres courbes.

Ces courbes ont été élaborées à partir d’essais sur des routes à faible volume. En excluant la

courbe correspondant à l’argile, l’ensemble des courbes de Wöhler, même si elles ont des pentes

différentes, restent globalement dans les mêmes ordres de grandeur pour ce qui est des

déformations. L’intervalle de comparaison, entre 100 et 1 000 000 cycles, est très important et

0,0001

0,001

0,01

0,1

1

100 1000 10000 100000 1000000

Déf

orm

ati

on

rév

ersi

ble

au

so

mm

et d

u s

ol

d'i

nfr

ast

ruct

ure

(m

m/m

m)

Nombre de cycles


Silt-argileux Sable-silteux

Argile

Gupta et al. (2014)

Shell (1978)

Sahoo (2009)

Austroads (2004)

TRRL (1987)

Theyse et al. (1996)

108

montre que la loi d’endommagement des chaussées non revêtues développée pour les sables-

silteux/silts-argileux dans ce projet est pertinente au vue des lois déjà développées dans ce

domaine par le passé. Cette comparaison tend à valider la courbe de Wöhler obtenue dans ce

projet à partir des essais sur sable silteux et silt argileux, mais pas la courbe obtenue à partir des

essais sur l’argile, cette dernière s’éloignant sensiblement de l’ensemble des autres courbes.

8.5) Mise en place d’abaques de conception

La méthode de conception développée a fait l’objet d’une création d’abaques de conception. Ces

abaques ont été développés à partir des courbes de Wöhler correspondants aux essais sur sable-

silteux et silt argileux et à partir du code de calcul de Boussinesq-Odemark. Ces tables de

conception permettent de choisir une épaisseur de fondation pour la chaussée en fonction du

module réversible de ladite fondation, du module réversible du sol d’infrastructure et du nombre

de cycles envisagé exprimés en Équivalents de Charge Axiale Simple. Les Figures 96 à 101

présentent lesdits abaques.

Figure 96 : Abaque de conception, MR Fondation=100MPa, ornière de 25mm

0

100

200

300

400

500

600

700

800

900

1000

100 1000 10000 100000 1000000 10000000

Ép

ais

seu

r d

e la

co

uch

e d

e fo

nd

ati

on

(m

m)

Nombre de cycles (ÉCAS)

Ornière de 25mm

MR Fondation = 100MPa

MR sol = 5MPa

MR sol = 10MPa

MR sol = 15MPa

MR sol = 20MPa

MR sol = 30MPa

MR sol = 50MPa

MR sol = 70MPa

MR sol = 100MPa

MR sol = 140MPa

109



0

100

200

300

400

500

600

700

800

900

1000

100 1000 10000 100000 1000000 10000000

Ép

ais

seu

r d

e la

co

uch

e d

e fo

nd

ati

on

(m

m)


Ornière de 25mm


MR sol = 5MPa

MR sol = 10MPa

MR sol = 15MPa

MR sol = 20MPa

MR sol = 30MPa

MR sol = 50MPa

MR sol = 70MPa

MR sol = 100MPa

MR sol = 140MPa

0

100

200

300

400

500

600

700

800

900

1000

100 1000 10000 100000 1000000 10000000

Ép

ais

seu

r d

e la

co

uch

e d

e fo

nd

ati

on

(m

m)


Ornière de 25mm


MR sol = 5MPa

MR sol = 10MPa

MR sol = 15MPa

MR sol = 20MPa

MR sol = 30MPa

MR sol = 50MPa

MR sol = 70MPa

MR sol = 100MPa

MR sol = 100MPa

110



0

100

200

300

400

500

600

700

800

900

1000

100 1000 10000 100000 1000000 10000000

Ép

ais

seu

r d

e la

co

uch

e d

e fo

nd

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on

(m

m)


Ornière de 50mm


MR sol = 5MPa

MR sol = 10MPa

MR sol = 15MPa

MR sol = 20MPa

MR sol = 30MPa

MR sol = 50MPa

MR sol = 70MPa

MR sol = 100MPa

MR sol = 140MPa

0

100

200

300

400

500

600

700

800

900

1000

100 1000 10000 100000 1000000 10000000

Ép

ais

seu

r d

e la

co

uch

e d

e fo

nd

ati

on

(m

m)


Ornière de 50mm


MR sol = 5MPa

MR sol = 10MPa

MR sol = 15MPa

MR sol = 20MPa

MR sol = 30MPa

MR sol = 50MPa

MR sol = 70MPa

MR sol = 100MPa

MR sol = 140MPa

111


Il est possible de comparer l’abaque de la Figure 97 avec l’abaque développé par Gupta et al.

(voir Figure 25 section 2.6.4)) car il s’agit du même critère d’orniérage et du même module

réversible de fondation. Cette comparaison est présentée en Figure 102. Il est ici intéressant de

constater que la méthode développée prévoit globalement des épaisseurs de fondation plus

grandes que la méthode mécaniste empirique de Gupta et al. Ainsi, la méthode établie dans ce

projet apparait comme étant un compromis entre les méthodes existantes : elle met en relief le

fait que les méthodes empiriques ont tendance à entrainer des sur-conceptions, tout en prévoyant

des épaisseurs plus importantes que la méthode mécaniste-empirique de Gupta et al.

0

100

200

300

400

500

600

700

800

900

1000

100 1000 10000 100000 1000000 10000000 100000000

Ép

ais

seu

r d

e la

co

uch

e d

e fo

nd

ati

on

(m

m)


Ornière de 50mm


MR sol = 5MPa

MR sol = 10MPa

MR sol = 15MPa

MR sol = 20MPa

MR sol = 30MPa

MR sol = 50MPa

MR sol = 70MPa

MR sol = 100MPa

MR sol = 140MPa

Figure 102 : Comparaison, pour une ornière de 25mm et un module de fondation de 150MPa, entre a) l’abaque développé dans ce projet et b)

l’abaque développé par Gupta et al.

112

8.6) Prise en compte du dommage saisonnier

Les abaques développés permettent de concevoir une chaussée non revêtue en connaissant le

module réversible du sol d’infrastructure. Cependant, le module réversible d’un sol subit des

variations tout au long de l’année, particulièrement lorsqu’il est soumis à des cycles de gel-

dégel. Ainsi, c’est le module réversible effectif du sol d’infrastructure, correspondant au

dommage moyen subit par la chaussée pendant l’année, qui devrait être utilisé pour la

conception. La section 2.3.1.3) présente la méthode de l’AASHTO pour déterminer le module

réversible effectif d’un sol. Il s’avère que cette méthode se base sur une équation empirique

(équation (7)) développée pour les chaussées flexibles en se basant sur le critère de performance

PSI. Dans le présent projet, le souhait est d’établir une méthode mécaniste-empirique pour

évaluer le module réversible effectif en se basant sur un critère d’orniérage pour les chaussées

non revêtues.

Pour établir une relation mécaniste-empirique entre le module réversible du sol d’infrastructure

et le dommage induit par chaque cycle, la démarche suivante est proposée dans le cadre du

projet :

-Définir une structure de chaussée (hauteur et module réversible de la fondation) et

choisir un critère d’orniérage admissible au sommet du sol d’infrastructure (25mm ou 50mm de

profondeur).

-Diviser l’année en saisons et définir la valeur du module réversible du sol

d’infrastructure pour chaque saison.

-Déterminer avec le code de calcul, en l’occurrence le modèle Boussinesq-Odemark, la

déformation réversible induite au sommet du sol d’infrastructure par chaque cycle de passage de

roue pour chaque saison.

-En déduire, grâce aux lois d’endommagement développées, le nombre de cycles

admissibles pour chaque saison.

-Calculer le dommage relatif saisonnier en utilisant l’équation (6) (section 2.3.1.3)) et

en posant N=1.

Ainsi, connaissant la hauteur de la fondation, le module réversible de la fondation et le critère

d’orniérage, il est possible de tracer l’évolution du dommage en fonction du module réversible

du sol. La Figure 103 présente l’évolution du dommage induit par chaque cycle de chargement

en fonction du module réversible du sol d’infrastructure et de la hauteur de la fondation. Les

courbes sont tracées pour un critère d’orniérage de 25mm et une fondation de module réversible

100MPa. L’ANNEXE IX présente l’ensemble des courbes tracées pour des critères d’orniérage

de 25mm et 50mm, et pour des fondations de modules réversibles 100MPa, 150MPa et

200MPa. En extrapolant les courbes, les équations décrivant l’évolution du dommage en

fonction du module réversible du sol ont pu être obtenues et sont présentées dans le Tableau 37.

113

Figure 103 : Évolution du dommage en fonction du module réversible du sol. Mr fondation=100MPa, ornière

de 25mm

Tableau 37 : Modèles d’évolution du dommage en fonction du module réversible du sol

Orniérage

admissible

Module réversible de la

fondation Équation

25mm

100MPa uf = 8.1013. h−6,27. MR−1,134

(71)

150MPa uf = 5.1013. h−6,333. MR−1,097

(72)

200MPa uf = 2.1013. h−6,284. MR−1,075

(73)

50mm

100MPa uf = 1.1013. h−6,226. MR−1,134

(74)

150MPa uf = 2.1012. h−6,006. MR−1,116

(75)

200MPa uf = 2.1013. h−6,497. MR−1,088

(76)

uf = Dommage relatif h = hauteur de fondation granulaire (mm)

MR = Module réversible du sol d’infrastructure (MPa)

Ainsi, dans le cadre de la conception mécaniste-empirique d’une chaussée non revêtue

développée dans le présent projet, la détermination du module réversible effectif du sol

d’infrastructure se fait en suivant le procédé défini par l’AASHTO (voir section 2.3.1.3)).

Cependant, au lieu d’utiliser l’équation empirique (7), il faut utiliser l’équation (71), (72), (73),

(74), (75) ou (76), dépendamment du critère d’orniérage et du module réversible de la

fondation. C’est ensuite le module réversible effectif calculé qu’il faut utiliser dans les abaques

des Figures 95 à 100.

y = 0,0265x-1,383

y = 0,0039x-1,218

y = 0,0009x-1,134

y = 0,0003x-1,092

y = 0,0001x-1,056

y = 5E-05x-1,04

y = 3E-05x-1,0160,0000001

0,0000010

0,0000100

0,0001000

0,0010000

0,0100000

1 10 100 1000

uf

MR sol (MPa)

Évolution du dommage en fonction du module réversible

du sol

MR fondation=100MPa, Critère d'orniérage de 25mmh=300mm

h=400mm

h=500mm

h=600mm

h=700mm

h=800mm

h=900mm

114

9) Discussion

9.1) Pertinence de la méthode développée

Ce sont actuellement les méthodes empiriques qui sont prédominantes pour la conception des

chaussées non revêtues. Étant donné que ces méthodes sont généralement très spécifiques aux

contextes dans lesquels elles ont été développées, les concepteurs tendent désormais à

privilégier les méthodes mécanistes-empiriques qui apparaissent comme plus « universelles ».

C’est dans ce cadre que la méthode présentée dans ce document, qui s’appuie sur un code de

calcul ainsi que sur des lois d’endommagement déterminées expérimentalement, a été

développée. Cette méthode allie physique et empirisme, elle apparait comme plus rigoureuse

qu’une méthode purement empirique qui ne peut s’appliquer que pour des cas bien précis. Il est

question par la suite d’analyser la pertinence de la méthode développée en examinant la qualité

de construction des échantillons de laboratoire ainsi qu’en étudiant la validité et la mise en

application des résultats obtenus.

9.1.1) Qualité de construction des échantillons

L’étude présentée dans ce document n’a pas été réalisée sur le terrain mais en laboratoire en

recréant des modèles réduits de chaussées. Il a été question de simuler au mieux les conditions

structurales des chaussées non revêtues. En premier lieu, le logiciel WinJULEA a permis de

simuler le comportement rhéologique de chaussées non revêtues typiques constituées d’une

couche de roulement-fondation granulaire (module réversible de 300MPa) comprise entre 300 et

450mm d’épaisseur sur un sol d’infrastructure de faible portance (module réversible de 50MPa).

Ces simulations ont fait apparaitre des déformations au sommet du sol d’infrastructure

comprises entre 1010µε et 2020µε lors d’un passage d’un demi-essieu simple (charge de 5000

kg sur une aire de contact de 70686 mm ²). Compte tenu des contraintes liées au simulateur

(charge maximale applicable de 950kg) et à la cuve dont la profondeur n’était que de 563mm, il

a été choisi de construire des échantillons composés, en termes d’épaisseurs, de 25mm

d’asphalte, 200mm de fondation et 338mm de sol d’infrastructure. Des simulations avec le

logiciel WinJULEA ont fait apparaitre que de telles structures de chaussées permettaient

d’obtenir en simulateur des déformations relativement proches de celles qui seraient apparues

dans des chaussées réelles. Il s’est avéré par la suite, lors des essais, que les déformations aux

sommets des sols d’infrastructures construits furent comprises entre 535µε et 4270µε lors de

l’application de la charge maximale sur le simulateur. Ces valeurs sont du même ordre de

grandeur que celles simulées pour des chaussées non revêtues réelles, laissant penser que la fine

couche d’asphalte ajoutée sur les échantillons d’essais n’a pas eu de grande influence sur le

comportement structural du sol d’infrastructure.

La qualité de construction des échantillons est également reflétée par le degré de compaction

des différentes couches dans la cuve. Le degré de compaction se défini comme le rapport entre

la masse volumique sèche in-situ et la masse volumique sèche maximale déterminée avec l’essai

Proctor. L’espace dans le laboratoire étant réduit, la compaction a eu lieu à l’aide d’un marteau

vibrant qui a permis d’atteindre des degrés de compaction compris entre 89,7% et 99% pour les

sols d’infrastructures et compris entre 95,9% et 98,8% pour le MG-20. Cela indique de très

bonnes compactions qui auraient pu être atteintes en conditions de terrain avec des plaques

vibrantes ou des rouleaux.

115

9.1.2) Validité des résultats et des travaux

Les résultats obtenus lors des essais en simulateur sur les échantillons de chaussées sont

cohérents. L’augmentation de la déformation au sommet du sol d’infrastructure a été

progressive sur chacun des échantillons lors de l’accroissement de la charge par paliers. Les

résultats obtenus ont permis d’établir des courbes de Wöhler et de distinguer le comportement

d’un sol suivant qu’il soit saturé ou non. Ces résultats ont pu être validés par de véritables

données de terrain, permettant ainsi de mettre en évidence toute la légitimité d’effectuer des

essais de chargement accélérés sur des échantillons de chaussées en laboratoire.

Au total, ce sont trois courbes de Wöhler qui ont été développées pour chacun des critères

d’endommagement (ornière de 25mm ou 50mm) : une courbe pour les sables-silteux/silts-

argileux, une courbe pour les argiles et une courbe pour les sables. Au final, la courbe

correspondant aux sables n’a pas été analysée car il manque des données dans la littérature pour

pouvoir la valider. Les courbes correspondants aux sols fins ont pu être validées avec des

données de terrain. La courbe pour les sables-silteux/silts-argileux s’articule également très bien

avec les courbes de Wöhler établies pour les routes à faible volume par Gupta et al. (2004),

Shell (1978), Sahoo (2009), Austroads (2004), TRRL (1987) et Theysse et al. (1996).

Cependant, la courbe développée pour l’argile dans le présent projet s’éloigne sensiblement des

courbes citées précédemment et ne s’appuie pas sur suffisamment d’essais pour pouvoir être

pleinement validée.

La méthode a été développée en considérant la loi d’endommagement pour les sables-

silteux/silt-argileux et en utilisant le code de calcul de Boussinesq-Odemark pour la

détermination de la déformation réversible au sommet du sol d’infrastructure. Ensuite, les

résultats obtenus avec la méthode ont été comparés avec ceux obtenus par les principales

méthodes de conception des chaussées non revêtues actuelles. Les écarts entre les conceptions

effectuées par la méthode développée et celles effectuées par la méthode de l’AASHTO, en

termes de hauteurs granulaires de fondation, sont en moyenne de 25%. Cette observation tend à

démontrer que d’importants gains de matériaux pourraient être obtenus en appliquant une

méthode de conception mécaniste empirique. La problématique soulevée est d’autant plus

importante que la méthode AASHTO est actuellement la méthode la plus utilisée pour la

conception des chaussées non revêtues en Amérique du Nord. Les écarts de conception sont

encore plus significatifs avec la méthode de l’U.S. Corps of Engineers, ce qui tend à montrer les

limitations de cette méthode qui est purement empirique. La comparaison entre la méthode

développée et celle de Giroud et Han a montré que ces deux méthodes semblent proches lorsque

le module réversible du sol d’infrastructure est supérieur à 10MPa.

9.1.3) Mise en application des résultats de la recherche

Finalement, la recherche, dont les résultats sont décrits dans le présent document, a permis de

mettre en place une méthode de conception mécaniste-empirique pour les chaussées non

revêtues. Des lois d’endommagement empiriques ont été développées qui, utilisées en parallèle

avec le code de calcul de Boussinesq et d’Odemark, ont permis l’élaboration d’abaques de

conception. Ces abaques ressemblent beaucoup à ceux développés par la méthode mécaniste-

empirique de Gupta et al. Les lois d’endommagement développées sont spécifiques au contexte

des chaussées non revêtues et pourront être implantées dans le logiciel I3C-ME. Cela permettra

à ce logiciel, actuellement spécialisé dans la conception mécaniste-empirique des chaussées

revêtues, de prendre en compte les chaussées non revêtues. Les conceptions effectuées avec ce

116

logiciel seront très rigoureuses car celui-ci prend en compte le dommage saisonnier et utilise un

code de calcul plus puissant que les modèles de Boussinesq et d’Odemark.

9.2) Recommandation pour de futurs travaux

Aux vues des essais réalisés et des résultats obtenus dans la présente étude, un certain nombre

de recommandations peut être proposé :

Les essais sur le sable ont montrés que ce sol réagissait différemment par rapport aux

sols fins et qu’il ne pouvait pas être caractérisé par la même loi d’endommagement.

Cependant, les essais qui ont été réalisés sur le sable sont assez limités. Cela

nécessiterait la construction d’autres échantillons de chaussées avec différents types de

sables pour pouvoir confirmer les observations faites lors de ce projet.

La même recommandation peut être faite au sujet de l’argile. En effet, les essais sur

l’échantillon d’argile, séparé de la fondation par un géotextile, ont montrés que ce sol

réagissait différemment des sables-silteux et des silts argileux. Toutefois, cette

affirmation nécessiterait d’être validée avec d’autres essais sur de l’argile, en

construisant par exemple un échantillon sans géotextile.

La méthode développée a fait l’objet de la création d’un support de conception sous

forme d’abaques. Il est envisagé, dans un futur proche, de pouvoir implanter les lois

d’endommagement obtenues pour les chaussées non revêtues dans le logiciel I3C-ME

développé par la Chaire de recherche I3C, Chaire avec laquelle a été développé le

présent projet. Ce logiciel utilise un code de calcul plus élaboré que le modèle

Boussinesq-Odemark et cela permettrai ainsi d’obtenir des conceptions plus

rigoureuses. Il est également question dans ce logiciel de tenir compte de

l’endommagement saisonnier et des soulèvements au gel. Il existe très peu

d’informations dans la littérature sur la problématique des soulèvements au gel dans les

chaussées non revêtues. Dans un premier temps, il pourra être utilisé le même critère de

soulèvement que pour les chaussées revêtues, étant donné qu’une chaussée non revêtue

peut être susceptible d’être pavée un jour. La question du soulèvement au gel dans les

chaussées non revêtues pourra éventuellement faire l’objet de futurs travaux.

117

10) Conclusion

L’étude présentée dans ce document a permis le développement d’une méthode mécaniste-

empirique de conception pour les chaussées non revêtues. L’approche analytique a consisté en

l’élaboration d’un code de calcul, basé sur les équations de Boussinesq et la transformation

d’Odemark, afin de pouvoir déterminer la déformation réversible au sommet du sol

d’infrastructure d’une chaussée non revêtue soumise à un trafic lourd. L’étude s’est focalisée sur

les déformations qui apparaissent à cet endroit car c’est l’orniérage structural qui a été considéré

comme étant véritablement problématique. Une analyse de la stabilité des pentes latérales de

chaussée a également été entreprise, permettant l’élaboration d’une formule reliant le facteur de

sécurité relatif à la rupture des pentes aux paramètres géométriques de la chaussée. Des essais

de chargement routier accélérés ont été réalisés sur des échantillons de chaussées reconstituées

en laboratoire. Ces essais ont permis, en mesurant l’évolution de l’orniérage en fonction du

nombre de cycles de chargement, d’établir des lois d’endommagement spécifiques au contexte

des chaussées non revêtues. Pour obtenir ces lois, il a fallu au préalable retenir des critères

d’endommagements jugés critiques, à savoir une ornière structurale de 25mm ou 50mm de

profondeur. Les lois d’endommagement, associées au code de calcul, ont permis d’établir des

abaques de conception.

Les lois d’endommagement élaborées dans ce projet ont été comparées avec des lois

d’endommagement spécifiques aux routes à faible volume ainsi qu’avec des données de

terrains. Les comparaisons ont permis de conclure que les lois développées étaient pertinentes.

Cependant, d’autres essais devraient être effectués afin de pouvoir valider pleinement les

résultats obtenus sur les sables et les argiles dans cette étude.

La méthode développée a été comparée avec les principales méthodes de conception des

chaussées non revêtues existantes. D’une manière générale, les méthodes purement empiriques

prévoient des hauteurs de fondations plus grandes. Ainsi, l’approche mécaniste-empirique

développée dans ce projet aboutit à une économie de matériaux.

L’analyse de la stabilité des pentes latérales de chaussées non revêtues soumises à un trafic

lourd a abouti à l’établissement d’une formule. Cette formule, reliant la probabilité de rupture

des pentes aux paramètres géométriques de la chaussée, permet de valider ou non les

conceptions effectuées en tenant compte des facteurs d’orniérage.

L’insertion des lois d’endommagement dans le logiciel I3C-ME, spécialisé dans la conception

mécaniste-empirique des chaussées, permettra une conception très rigoureuse des chaussées non

revêtues en tenant compte également des soulèvements au gel et des dommages saisonniers.

118

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122

Table des Annexes

ANNEXE I : Application de la méthode AASHTO…………..122

ANNEXE II : Dimensionnement FORCHEMEX………….…125

ANNEXE III : Exemple d'analyse avec Boussinesq-Odemark..126

ANNEXE IV : Essais de caractérisation des matériaux.……....128

ANNEXE V : Classification des sols selon le MTQ……..……137

ANNEXE VI : Résultats des essais DCP et LWD………….…138

ANNEXE VII : Évolution de la déformation réversible au

sommet du sol d'infrastructure lors des cycles de chargement..145

ANNEXE VIII : Évolution de l'orniérage en surface des

échantillons……………………………………………………151

ANNEXE IX : Évolution du dommage relatif en fonction du

module réversible du sol d'infrastructure………………..…….159

123

ANNEXE I : Application de la méthode AASHTO La conception de chaussées non revêtues avec la méthode AASHTO est purement empirique et

se base sur des abaques. L’abaque de conception en fonction du critère d’orniérage est présenté

à la figure suivante :

124

Étude de cas : Il s’agit ici de concevoir une route en gravier qui subira pendant sa durée de vie

un trafic W18=35000 (nombre de répétitions de 80kN-ECAS). Le Module Réversible de la

couche en gravier est élevé, le Module d’Young de la couche de base vaut EBS=25000psi et le

Module d’Young de la couche de sous-base vaut ESB=15000psi. On considère que l’on se trouve

dans une région peu humide, avec un gel sévère en hiver et un dégel au printemps.

La conception de cette route nécessite quatre essais détaillés ci-dessous :

125

Le quatrième essai est concluant car il permet d’obtenir un dommage total inférieur à 1.

126

ANNEXE II : Dimensionnement Forchemex

127

ANNEXE III : Exemple d’analyse avec Boussinesq-

Odemark

Il s’agit de connaitre l’évolution des contraintes et des déformations en profondeur pour le cas

de figure ci-dessous.

Paramètres de la chaussée et de la sollicitation

L’analyse sur Excel en utilisant la théorie de Boussinesq couplée avec la méthode d’Odemark

donne les résultats suivants :

0

200

400

600

800

1000

1200

0 100 200 300 400 500 600

profondeur

z (mm)

σz (kPa)

Contrainte verticale en fonction de

la profondeur

128

0

200

400

600

800

1000

1200

-100 0 100 200 300 400 500 600

profondeur

z (mm)

σr (kPa)

Contrainte radiale en fonction de la

profondeur

0

200

400

600

800

1000

1200

0 0,0001 0,0002 0,0003 0,0004 0,0005 0,0006 0,0007

profondeur

z (mm)

εz

Déformation axiale en fonction de la

profondeur

0

200

400

600

800

1000

1200

0 0,0001 0,0002 0,0003 0,0004 0,0005 0,0006 0,0007

profondeur

z (mm)

εz

Déformation axiale en fonction de la

profondeur

129

ANNEXE IV : Essais de caractérisation des matériaux

0

10

20

30

40

50

60

70

80

90

100

0,001 0,01 0,1 1 10 100

% Passant

Diamètre particules (mm)

Courbe de granulométrie sol 1

0

10

20

30

40

50

60

70

80

90

100

0,001 0,01 0,1 1 10 100

% Passant



130

0%

10%

20%

30%

40%

50%

60%

70%

80%

90%

100%

0,001 0,01 0,1 1 10

% Passant

Diamètre des particules (mm)


0%

10%

20%

30%

40%

50%

60%

70%

80%

90%

100%

0,01 0,1 1 10 100

% Passant

Diamètre des particules (mm)


131

0

10

20

30

40

50

60

70

80

90

100

0,01 0,1 1 10 100

% Passant


Courbe de granulométrie MG-20

1720,00

1740,00

1760,00

1780,00

1800,00

1820,00

1840,00

1860,00

1880,00

1900,00

1920,00

1940,00

10,00 12,00 14,00 16,00 18,00 20,00 22,00

ρ sèche

(kg/m3)

W (%)

Essai Proctor Sol 1

Essai Proctor

Courbe Saturation

132

1960,00

1980,00

2000,00

2020,00

2040,00

2060,00

2080,00

7,00 9,00 11,00 13,00 15,00

ρ sèche

(kg/m3)

W (%)

Essai Proctor Sol 2

Essai Proctor

Courbe Saturation

1350,00

1450,00

1550,00

1650,00

1750,00

1850,00

1950,00

8% 13% 18% 23% 28% 33%

ρ sèche

(kg/m3)

W (%)

Essai Proctor Sol 3

Courbe de saturation

Essai Proctor

133

1750,00

1800,00

1850,00

1900,00

1950,00

2000,00

2050,00

2100,00

1% 6% 11% 16%

ρ sèche

(kg/m3)

W (%)

Essai Proctor Sol 4

Courbe de saturation

Essai Proctor

2100212021402160218022002220224022602280

2 3 4 5 6 7 8 9 10 11

ρ sèche

(kg/m3)

Teneur en eau (%)

Essai Proctor MG-20

Essai Proctor

Courbe Saturation

27

28

29

30

31

32

33

34

7 8 9 10 11 12 13 14 15

W (%)

Pénétration cône (mm)

Essai cône suédois Sol 1

Points expérimentaux

Linéaire (Points

expérimentaux)

134

15,8

16

16,2

16,4

16,6

16,8

17

5 6 7 8 9 10 11 12 13 14 15

W (%)




Linéaire (Points

expérimentaux)

26%

27%

28%

29%

30%

31%

7 8 9 10 11 12 13 14

W (%)




Linéaire (Points

expérimentaux)

17%

18%

19%

20%

21%

22%

7 9 11 13 15

W (%)




Linéaire (Points

expérimentaux)

135

0,0

100,0

200,0

300,0

400,0

500,0

600,0

0,00 1,27 2,54 3,81 5,08 6,35 7,62 8,89 10,16 11,43 12,70

Pre

ssio

n s

ur

le p

isti

on

(k

Pa

)

Pénétration (mm)

Courbe Pression-Pénétration Sol1 (ML)

CBR Sol 1

0,0

2000,0

4000,0

6000,0

8000,0

10000,0

12000,0

14000,0

16000,0

0,00 1,27 2,54 3,81 5,08 6,35 7,62 8,89 10,16 11,43 12,70

Pre

ssio

n s

ur

pis

ton

(k

Pa

)

Pénétration (mm)

Courbe Pression-Pénétration Sol2 (SM)

CBR Sol2

correction

136

0,0

50,0

100,0

150,0

200,0

250,0

300,0

350,0

0,00 1,27 2,54 3,81 5,08 6,35 7,62 8,89 10,16 11,43 12,70

Pre

ssio

n s

ur

pis

tio

n (

kp

a)

Pénétration (mm)

Courbe Pression-Pénétration Sol 3 (OL)

CBR Sol 3

0,0

500,0

1000,0

1500,0

2000,0

2500,0

3000,0

3500,0

0,00 1,27 2,54 3,81 5,08 6,35 7,62 8,89 10,16 11,43 12,70

Pre

ssio

n s

ur

pis

tan

(k

Pa

)

Pénétration (mm)

Courbe Pression-Pénétration Sol 4 (SP)

CBR Sol 4

137

0,0

2000,0

4000,0

6000,0

8000,0

10000,0

12000,0

14000,0

16000,0

0,00 1,27 2,54 3,81 5,08 6,35 7,62 8,89 10,16 11,43 12,70

Pre

ssio

n s

ur

le p

isto

n (

kp

a)

Pénétration (mm)

Courbe Pression-Pénétration MG-20

CBR MG-20

138

ANNEXE V : Classification des sols selon le MTQ

139

ANNEXE VI : Résultats des essais DCP et LWD

La cartographie des essais DCP et LWD et présentée à la Figure suivante. Les essais DCP ont

été effectués à deux reprises pour chaque chaussée construite à travers les couches de fondation

et de sol d’infrastructure. Les essais LWD ont été effectués à 8 reprises : 4 essais sur le sol

d’infrastructure et 4 essais sur la fondation MG-20.

Les Figures des pages suivantes présentent les résultats obtenus.

140

0

50

100

150

200

250

300

350

400

450

0 5 10 15 20 25 30

Profondeur (mm)

DPI (mm/coup)

DCP Sol 1 Essai 1

DCP Essai 1

Moyenne MG20 (3,9mm/coup)

0

50

100

150

200

250

300

350

400

450

0 5 10 15 20 25 30

Profondeur (mm)

DPI (mm/coup)

DCP Sol 1 Essai 2

DCP Essai 2

Moyenne MG20

(3,5mm/coup)

Moyenne SolInfra

(16mm/coup)

141

0

50

100

150

200

250

300

350

400

450

0 10 20 30

Profondeur (mm)

DPI (mm/coup)

DCP Sol 2 Essai 1

DCP Essai1

Moyenne MG20

(4,5mm/coup)

Moyenne Sol2 (3,44mm/coup)

0

50

100

150

200

250

300

350

400

450

0 5 10 15 20

Profondeur (mm)

DPI (mm/coup)

DCP Sol 2 Essai 2

DCP Essai 2

Moyenne MG20

(3,96mm/coup)

Moyenne Sol2 (3,33mm/coup)

142

0

100

200

300

400

500

600

0 20 40 60 80

Profondeur (mm)

DPI (mm/coup)

DCP Sol 3 Essai 1

DCP Essai 1


0

100

200

300

400

500

600

0 20 40 60 80

Profondeur (mm)

DPI (mm/coup)

DCP Sol 3 Essai 2

DCP Essai 2

Moyenne MG20

(3,5mm/coup)

Moyenne SolInfra

(60mm/coup)

143

0

50

100

150

200

250

300

350

400

450

0 5 10 15 20 25

Profondeur (mm)

DPI(mm/coup)

DCP Sol 4 Essai 1

DCP Essai 1


Moyenne SolInfra (8,08mm/coup)

0

50

100

150

200

250

300

350

400

450

0 5 10 15

Profondeur (mm)

DPI (mm/coup)

DCP Sol 4 Essai 2

DCP Essai 2


Moyenne SolInfra (7,95mm/coup)

144

Essai LWD MG-20

Petite plaque (R=50mm)

Point Force (kN) Pression (kPa) Déflexion (μm) Module (Mpa)

1

4,97 632,81 513,58 80,09

4,62 588,24 495,28 77,2

4,91 625,17 424,80 95,66

2

4,8 611,15 574,06 69,2

5 636,71 443,72 93,27

4,95 630,26 404,77 101,21

3

4,84 616,25 447,06 89,6

4,9 623,9 496,67 81,65

4,81 612,43 558,71 71,25

4

4,91 625,17 502,18 80,92

4,81 612,43 452,31 88,01

4,84 616,25 428,27 93,53

MOYENNE 85,1325

Essai LWD Sol 1



1

4,87 620,16 1467,3 37,09

4,55 579,07 1400,5 36,28

4,82 613,55 1414,9 38,05

2

4,83 615,44 1211,2 44,589

5 637,24 599,53 93,27

4,96 632 1067,5 51,95

3

4,85 617,54 1150,6 47,09

4,86 618,38 1136 47,76

4,81 611,98 2347,6 22,88

4

4,86 619,21 1180,6 46,02

4,75 604,96 1914,3 27,73

4,85 617,01 1013,5 53,42

MOYENNE 45,51075

145

Essai LWD Sol 2



1

6,835 870,26 1367,6 55,84

6,7666 861,56 1484,7 50,92

7,0136 893 1351,2 57,99

2

7,0095 892,48 1346,7 58,152

6,905 879,16 1129,7 68,288

7,1997 916,69 1067,7 75,339

3

7,0622 899,19 1326,5 59,484

7,1667 912,5 1229,4 65,133

7,1799 914,17 1181,2 67,914

4

7,0507 897,72 1129 69,776

7,1223 906,84 1221,4 65,149

7,133 908,2 1114,5 71,506

MOYENNE 63,9232

146

ANNEXE VII : Évolution de la déformation réversible au

sommet du sol d’infrastructure lors des cycles de

chargement

0

0,00005

0,0001

0,00015

0,0002

0,00025

4

20

25

0

27

0

50

2

53

1

78

0

14

02

18

00

24

00

24

15

26

80

31

00

40

00

44

00

48

44

63

00

80

00

11

50

0

13

70

0

17

00

5

18

52

0

21

50

0

23

60

0

26

00

0

28

90

0

29

78

0

Déf

orm

ati

on

rév

ersi

ble

(m

m/m

m)

Numéro du cycle

1er échantillon - 1er palier de chargement

0

0,0001

0,0002

0,0003

0,0004

0,0005

0,0006

0,0007

0,0008

0,0009

Déf

orm

ati

on

rév

ersi

ble

(m

m/m

m)

Numéro du cycle

1er échantillon - 2eme palier de chargement

147

0

0,0002

0,0004

0,0006

0,0008

0,001

0,0012

0,0014

4

42

6

84

4

13

00

17

26

21

44

25

80

34

24

38

38

42

68

46

90

55

14

79

94

10

45

0

12

95

6

15

42

8

17

90

4

20

37

6

22

86

4

25

33

4

27

82

6

32

75

6

35

27

1

40

19

6

45

15

0

50

00

0

Déf

orm

ati

on

rév

ersi

ble

(m

m/m

m)

Numéro du cycle


0

0,0005

0,001

0,0015

0,002

0,0025

0,003

0,0035

0,004

0,0045

0,005

2 4 6 8 10 12 14 16 18 20 22 24 26 28 30 32 34 36 38 40 42Déf

orm

ati

on

rév

ersi

ble

(m

m/m

m)

Numéro du cycle


0

0,00005

0,0001

0,00015

0,0002

0,00025

0,0003

0,00035

0,0004

45

6

88

0

13

04

17

30

21

54

25

80

30

06

34

30

38

54

42

80

47

06

57

50

83

04

10

85

4

13

41

2

15

96

0

18

52

0

21

06

8

23

62

0

26

17

0

28

72

6

31

27

6

33

83

0

36

38

4

38

95

2

41

49

2

44

04

4

46

60

0

49

16

0

Déf

orm

ati

on

rév

ersi

ble

(m

m/m

m)

Numéro du cycle

2eme échantillon - 1er palier de chargement

148

0

0,0001

0,0002

0,0003

0,0004

0,0005

0,0006

4

42

2

84

8

12

74

17

00

21

14

25

46

29

72

34

00

56

00

81

40

10

69

0

13

24

0

15

80

0

18

34

0

20

90

0

23

44

8

26

00

0

28

54

8

31

10

0

33

64

6

36

20

0

38

74

8

41

30

0

43

85

0

46

40

0

48

95

4

Déf

orm

ati

on

rév

ersi

ble

(m

m/m

m)

Numéro du cycle

2eme échantillon - 2eme palier de chargement

0

0,0001

0,0002

0,0003

0,0004

0,0005

0,0006

0,0007

24

41

4

84

4

12

70

16

92

21

20

25

50

29

70

34

00

38

20

42

40

46

70

54

20

79

70

10

51

0

13

06

0

15

60

0

18

15

0

20

69

0

23

24

0

25

78

0

28

33

0

30

87

0

33

42

0

35

96

0

38

51

0

38

54

4

Déf

orm

ati

on

rév

ersi

ble

(m

m/m

m)

Numéro du cycle


0

0,0002

0,0004

0,0006

0,0008

0,001

0,0012

0,0014

Déf

orm

ati

on

rév

ersi

ble

(m

m/m

m)

Numéro du cycle


149

00,00010,00020,00030,00040,00050,00060,00070,00080,0009

0,001D

éfo

rma

tio

n r

éver

sib

le (

mm

/mm

)

Numéro du cycle


0

0,0005

0,001

0,0015

0,002

0,0025

0,003

0,0035

4

42

6

12

76

21

26

25

52

29

78

34

04

54

48

80

02

10

56

0

13

11

4

15

67

0

18

22

4

20

78

0

23

33

4

25

89

0

28

44

4

31

00

0

33

55

6

36

11

4

38

66

8

41

22

4

43

77

8

46

33

6

48

89

2

Déf

orm

ati

on

rév

ersi

ble

(m

m/m

m)

Numéro du cycle


0

0,001

0,002

0,003

0,004

0,005

0,006

4

42

6

85

0

12

74

17

00

21

22

25

48

29

74

34

00

52

08

77

62

10

31

4

12

86

8

15

42

0

17

97

4

20

52

8

23

08

2

25

63

4

28

18

8

30

74

0

33

29

4

35

85

0

38

40

4

40

95

8

43

51

0

46

06

6

48

62

0

Déf

orm

ati

on

rév

ersi

ble

(m

m/m

m)

Numéro du cycle


150

0

0,001

0,002

0,003

0,004

0,005

0,006

0,007

4 36 44 422 446 460 846 864 882Déf

orm

ati

on

rév

ersi

ble

(m

m/m

m)

Numéro du cycle


0

0,0001

0,0002

0,0003

0,0004

0,0005

0,0006

4

42

2

84

6

12

72

16

98

21

22

25

48

29

76

34

00

54

90

80

66

10

63

6

13

19

4

15

45

6

17

12

4

18

38

4

20

94

4

23

50

2

26

05

8

28

61

8

31

17

2

33

73

2

36

28

4

38

84

0

41

39

6

43

95

2

46

50

6

49

06

4

Déf

orm

ati

on

rév

ersi

ble

(m

m/m

m)

Numéro du cycle


0

0,0001

0,0002

0,0003

0,0004

0,0005

0,0006

4

46

8

89

0

28

58

50

16

75

72

10

12

6

12

67

8

15

23

0

17

78

4

20

33

4

22

88

8

25

44

0

27

99

4

30

54

4

33

10

0

35

65

4

38

21

0

40

76

2

43

31

6

45

87

0

48

42

6

Déf

orm

ati

on

rév

ersi

ble

(m

m/m

m)

Numéro du cycle


151

0

0,0001

0,0002

0,0003

0,0004

0,0005

0,0006

4

42

4

84

6

12

70

16

96

26

86

77

88

10

33

6

12

88

8

15

43

6

17

99

0

20

53

8

23

09

2

25

64

0

28

19

4

30

74

4

33

29

6

35

84

8

38

40

0

40

95

0

43

50

2

46

05

4

48

60

6

Déf

orm

ati

on

rév

ersi

ble

(m

m/m

m)

Numéro du cycle


0

0,02

0,04

0,06

0,08

0,1

0,12

0,14

0,16

18

42

6

84

8

12

72

16

98

21

20

25

46

29

72

34

00

54

34

79

86

10

53

8

13

08

8

15

64

0

18

19

2

20

74

4

23

29

6

25

84

6

28

40

0

30

95

0

33

50

2

36

05

4

38

60

6

41

15

6

43

70

8

46

26

2

48

81

4

Déf

orm

ati

on

rév

ersi

ble

(m

m/m

m)

Numéro du cycle


152

ANNEXE VIII : Évolution de l’orniérage en surface des

échantillons

y = 8,64399E-03x4,68791E-01

0

0,2

0,4

0,6

0,8

1

1,2

0 10000 20000 30000 40000

Orniérage (mm)

Cycles

Évolution de l'orniérage de l'échantillon n°1Premier palier de chargement

OrniérageSol 1, premierpalier de chargement

Orniérage, points choisispour extrapolation

y = 2E-05x + 0,01

0

0,2

0,4

0,6

0,8

1

1,2

0 20000 40000 60000

Orniérage (mm)

Cycles

Évolution de l'orniérage de l'échantillon n°1Second palier de chargement

Orniérage Sol 1, second palierde chargement

Orniérage, points choisis pourextrapolation

Linéaire (Orniérage, pointschoisis pour extrapolation)

153

y = 3E-05x + 0,4

0

0,2

0,4

0,6

0,8

1

1,2

1,4

1,6

1,8

2

0 20000 40000 60000

Orniérage (mm)

Cycles

Évolution de l'orniérage de l'échantillon n°1Troisième palier de chargement

Orniérage Sol 1, troisièmepalier de chargement


Linéaire (Orniérage, pointschoisis pour extrapolation)

y = 0,123x - 0,0167

0

2

4

6

8

10

12

14

0 50 100 150

Orniérage (mm)

Cycles

Évolution de l'orniérage de l'échantillon n°1 saturé

Quatrième palier de chargement

Orniérage Sol 1 saturé,quatrième palier dechargement

Linéaire (Orniérage Sol 1saturé, quatrième palier dechargement)

154

y = 0,106x0,3439

0

0,5

1

1,5

2

2,5

3

3,5

4

4,5

5

0 10000 20000 30000 40000 50000 60000

Orn

iéra

ge (

mm

)

Cycles

Évolution de l'orniérage de l'échantillon n°2 Premier palier de chargement

Orniérage Sol2, premier pallierde chargement


Puissance (Orniérage, pointschoisis pour extrapolation)

y = 0,0003x0,7523

0

0,2

0,4

0,6

0,8

1

1,2

1,4

1,6

0 20000 40000 60000

orniérage (mm)

Cycle





155

y = 2,71E-03x6,09E-01

0

0,2

0,4

0,6

0,8

1

1,2

1,4

1,6

1,8

2

0 10000 20000 30000 40000 50000

Orniérage (mm)

Cycles





y = 0,1362x0,44490

2

4

6

8

10

12

0 5000 10000 15000 20000 25000

Orniérage (mm)

Cycle






156

y = 0,6707x0,2208

0

1

2

3

4

5

6

7

8

0 20000 40000 60000

Orniérage (mm)

Cycle


Orniérage Sol 3, premier palierde chargement



y = 0,0016x0,7168

0

0,5

1

1,5

2

2,5

3

3,5

4

4,5

0 20000 40000 60000

Orniérage (mm)

Cycle



Orniérage, points choisi pourextrapolation

Puissance (Orniérage, pointschoisi pour extrapolation)

157

y = 0,0026x0,7054

0

1

2

3

4

5

6

0 20000 40000 60000

Orniérage (mm)

Cycle





y = 0,0096x - 0,08860

2

4

6

8

10

12

0 500 1000 1500

Orniérage (mm)

Cycle




Linéaire (Orniérage Sol 3saturé, quatrième palier dechargement)

158

y = 0,7358x0,2043

0

1

2

3

4

5

6

7

8

0 20000 40000 60000

Orniérage (mm)

Cycle


Orniérage Sol 4, premier palierde chargement



y = 0,004x0,5402

0

0,2

0,4

0,6

0,8

1

1,2

1,4

1,6

0 20000 40000 60000

Orniérage (mm)

Cycle





159

y = 0,0014x0,6619

0

0,2

0,4

0,6

0,8

1

1,2

1,4

1,6

1,8

2

0 20000 40000 60000

Orniérage (mm)

Cycle





y = 0,0066x0,67260

2

4

6

8

10

12

0 20000 40000 60000

Orniérage (mm)

Cycle






160

ANNEXE IX : Évolution du dommage relatif en fonction du

module réversible du sol d’infrastructure

y = 0,0265x-1,383

y = 0,0039x-1,218

y = 0,0009x-1,134

y = 0,0003x-1,092

y = 0,0001x-1,056

y = 5E-05x-1,04

y = 3E-05x-1,0160,0000001

0,0000010

0,0000100

0,0001000

0,0010000

0,0100000

1 10 100 1000

uf

MR sol (MPa)


du sol

MR fondation=100MPa, Critère d'orniérage de 25mm

h=300mm

h=400mm

h=500mm

h=600mm

h=700mm

h=800mm

h=900mm

y = 0,0104x-1,292

y = 0,0016x-1,159

y = 0,0004x-1,099

y = 0,0001x-1,058

y = 5E-05x-1,039

y = 2E-05x-1,015

y = 1E-05x-1,014

0,000000010

0,000000100

0,000001000

0,000010000

0,000100000

0,001000000

0,010000000

1 10 100 1000

uf

MR sol (MPa)


du sol


h=300mm

h=400mm

h=500mm

h=600mm

h=700mm

h=800mm

h=900mm

161

y = 0,0058x-1,251

y = 0,0009x-1,142

y = 0,0002x-1,069

y = 8E-05x-1,059

y = 3E-05x-1,016

y = 1E-05x-1,006

y = 6E-06x-0,9850,000000010

0,000000100

0,000001000

0,000010000

0,000100000

0,001000000

0,010000000

1 10 100 1000

uf

MR sol (MPa)


du sol


h=300mm

h=400mm

h=500mm

h=600mm

h=700mm

h=800mm

h=900mm

y = 0,0056x-1,381

y = 0,0008x-1,218

y = 0,0002x-1,125

y = 7E-05x-1,097

y = 3E-05x-1,061

y = 1E-05x-1,032

y = 6E-06x-1,025

0,000000010

0,000000100

0,000001000

0,000010000

0,000100000

0,001000000

0,010000000

1 10 100 1000

uf

MR sol (MPa)


du sol


h=300mm

h=400mm

h=500mm

h=600mm

h=700mm

h=800mm

h=900mm

162

y = 0,0022x-1,29

y = 0,0004x-1,164

y = 9E-05x-1,104

y = 3E-05x-1,055

y = 1E-05x-1,051

y = 5E-06x-1,017

y = 4E-06x-1,133

0,000000010

0,000000100

0,000001000

0,000010000

0,000100000

0,001000000

0,010000000

1 10 100 1000

uf

MR sol (MPa)


du sol


h=300mm

h=400mm

h=500mm

h=600mm

h=700mm

h=800mm

h=900mm

y = 0,0016x-1,319

y = 0,0002x-1,134

y = 5E-05x-1,09

y = 2E-05x-1,047

y = 6E-06x-1,017

y = 3E-06x-0,997

y = 1E-06x-1,011

0,000000010

0,000000100

0,000001000

0,000010000

0,000100000

0,001000000

0,010000000

1 10 100 1000

uf

MR sol (MPa)


du sol


h=300mm

h=400mm

h=500mm

h=600mm

h=700mm

h=800mm

h=900mm

Conception mécaniste-empirique des chaussées non revêtues€¦ · lois dendommagement empiriques...

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