Étude du comportement statique et cyclique d’un dépôt de sols à grains fins de Gracefield (Québec)

Mémoire

Jean-Christophe Lemelin

Maîtrise en génie civil Maître ès sciences (M. Sc.)

Québec, Canada

© Jean-Christophe Lemelin, 2017

Étude du comportement statique et cyclique d’un dépôt de sols à grains fins de Gracefield (Québec)

Mémoire

Jean-Christophe Lemelin

Sous la direction de :

Denis LeBoeuf, directeur de recherche

RÉSUMÉ Ce mémoire présente les résultats de l’étude du comportement statique et cyclique d’un silt provenant d’un site de l’Est du Canada (Québec). Cette étude vise à définir le comportement et les mécanismes de ruptures dynamiques associées aux sols à grains fins du silt de Gracefield (Québec). L’étude a permis de définir les méthodes de caractérisation de la susceptibilité à la liquéfaction des sols proposées dans la littérature et de les comparer avec les caractéristiques du silt de Gracefield. Des essais statiques et cycliques en laboratoire de type cisaillement simple à volume constant (CSVC) (notés DSSST dans ce projet de recherche) et cisaillement simple à volume constant cycliques (CSVCCYC) (notés DSSCY dans ce projet de recherche) ont été réalisés sur des échantillons non-remaniés provenant du silt de Gracefield. Ces essais ont permis de déterminer la résistance cyclique de ces sols en laboratoire. Ce projet visait aussi à déterminer les méthodes d’analyse appropriées pour le calcul de la résistance cyclique des sols à grains fins de faible à moyenne plasticité pour un site de l’Est du Canada. Pour ce faire, une comparaison de la résistance cyclique mesurée en laboratoire avec des mesures effectuées in situ à l’aide de méthodes conventionnelles (SPT et CPTU) a été réalisée. Les résultats de cette comparaison ont démontré que l’utilisation des méthodes in situ pour l’évaluation de la résistance cyclique des sols à grains fins n’étaient pas appropriées et que des essais cycliques en laboratoire sont nécessaires pour ce type de sol.

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TABLE DES MATIÈRES Résumé………………………………………………………………………………………………………………….....iii Table des matières………………………………………………………………………………………………………..iv Liste des tableaux………………………………………………………………………………………………………...vii Liste des figures………………………………………………………………………………………………………….viii Liste des abréviations…………………………………………………………………………………………………….xi Remerciements…………………………………………………………………………………………………………..xiii 1 Introduction ............................................................................................................................................ 1

1.1 Contexte de l’étude ........................................................................................................................... 1 1.1.1 Sismicité ................................................................................................................................... 1 1.1.2 Codes de construction canadiens ............................................................................................. 3 1.1.3 Géologie ................................................................................................................................... 4

1.2 Problématique ................................................................................................................................... 5 1.3 Objectifs de la recherche ................................................................................................................... 6 1.4 Méthodologie ..................................................................................................................................... 6 1.5 Organisation du mémoire .................................................................................................................. 7

2 État des connaissances ......................................................................................................................... 8 2.1 Introduction ........................................................................................................................................ 8 2.2 Présentation du phénomène de liquéfaction des sols ....................................................................... 8 2.3 Mécanismes de rupture sous sollicitations cycliques ...................................................................... 11

2.3.1 Liquéfaction vraie (« flow liquefaction ») ................................................................................. 12 2.3.2 Liquéfaction initiale (boulance) ............................................................................................... 14 2.3.3 Mobilité cyclique (« cyclic mobility ») ...................................................................................... 16 2.3.4 Ramollissement cyclique (« cyclic softening ») ....................................................................... 17

2.4 Méthodes d’évaluation du potentiel de liquéfaction (sols à grains fins) ........................................... 19 2.4.1 Critères simplifiés ................................................................................................................... 19 2.4.2 Critères de susceptibilité des sols à grains fins « screening » ................................................ 22

2.4.2.1 Seed et Idriss (1982) ...................................................................................................... 22 2.4.2.2 Finn et al. (1994) ............................................................................................................ 23 2.4.2.3 Youd (1998) ................................................................................................................... 23 2.4.2.4 Andrews et Martin (2000) ............................................................................................... 24 2.4.2.5 Seed et al. (2003) .......................................................................................................... 24 2.4.2.6 Bray et Sancio (2006) .................................................................................................... 25 2.4.2.7 Boulanger & Idriss (2006 et 2007) ................................................................................. 26

2.4.3 Méthode d’évaluation du ramollissement cyclique (« cyclic softening ») ................................ 30

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2.5 Méthodes d’évaluation du potentiel de liquéfaction (sables) ........................................................... 32 2.6 Conclusion ....................................................................................................................................... 35

3 Reconnaissance géotechnique du site de Gracefield .......................................................................... 36 3.1 Introduction ...................................................................................................................................... 36 3.2 Localisation du site à l’étude ........................................................................................................... 36 3.3 Géologie et séismicité locale ........................................................................................................... 37 3.4 Travaux d’investigations géotechniques in situ ............................................................................... 38

3.4.1 Forage géotechnique F-13 : essais SPT ................................................................................ 40 3.4.2 Essais au piézocône (CPTU) et Piézocône sismique (SCPTU) ............................................. 42

3.4.2.1 CPTU-8 .......................................................................................................................... 42 3.4.2.2 SCPTU-8........................................................................................................................ 42 3.4.2.3 CPTU 21 ........................................................................................................................ 42 3.4.2.4 CPTU 22B ...................................................................................................................... 42

3.4.3 Forage géotechnique F-8 : échantillonnage non remanié ...................................................... 43 3.4.3.1 Description du forage ..................................................................................................... 43 3.4.3.2 Échantillonnage à grand diamètre ................................................................................. 43

3.5 Stratigraphie du site de Gracefield .................................................................................................. 44 3.5.1 Sable ...................................................................................................................................... 44 3.5.2 Silt ........................................................................................................................................... 44 3.5.3 Silt argileux ............................................................................................................................. 44

3.6 Comparaison des paramètres ......................................................................................................... 46 3.7 Profil de la pression effective des terres .......................................................................................... 48 3.8 Conclusion ....................................................................................................................................... 48

4 Description du programme d’essais en laboratoire .............................................................................. 49 4.1 Introduction ...................................................................................................................................... 49 4.2 Préparation des échantillons ........................................................................................................... 49 4.3 Essais en laboratoire ....................................................................................................................... 50 4.4 Conclusion ....................................................................................................................................... 50

5 Essais de classification et essais statiques ......................................................................................... 51 5.1 Introduction ...................................................................................................................................... 51 5.2 Essais de classification ................................................................................................................... 51 5.3 Essais de consolidation œdométrique ............................................................................................. 55 5.4 Essais DSS statiques (DSSST) ........................................................................................................ 56

5.4.1 Introduction ............................................................................................................................. 56 5.4.2 Matériel et méthode ................................................................................................................ 56 5.4.3 Présentation des résultats ...................................................................................................... 57

5.5 Conclusion ....................................................................................................................................... 58

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6 Essais cycliques .................................................................................................................................. 67 6.1 Introduction ...................................................................................................................................... 67 6.2 Matériel et méthode ......................................................................................................................... 67 6.3 Résultats des essais DSSCY ........................................................................................................... 68

6.3.1 Cisaillement ............................................................................................................................ 68 6.3.2 Courbe de résistance cyclique S-N ........................................................................................ 69

6.4 Conclusion ....................................................................................................................................... 70 7 Comparaison des méthodes d’évaluation de la résistance cyclique .................................................... 88

7.1 Introduction ...................................................................................................................................... 88 7.2 Comparaison des critères de susceptibilité des sols à grains fins ................................................... 88

7.2.1 Seed et Idriss (1982) et Finn et al. (1994) .............................................................................. 89 7.2.2 Youd (1998) ............................................................................................................................ 89 7.2.3 Andrews et Martin (2000) ....................................................................................................... 89 7.2.4 Seed et al. (2003) ................................................................................................................... 90 7.2.5 Bray et Sancio (2006) ............................................................................................................. 90 7.2.6 Boulanger & Idriss (2006 et 2007) .......................................................................................... 91 7.2.7 Conclusion .............................................................................................................................. 91

7.3 Comparaison de la résistance cyclique mesurée en laboratoire ..................................................... 92 7.4 Comparaison de la résistance cyclique mesurée in situ .................................................................. 93

7.4.1 Essais SPT ............................................................................................................................. 93 7.4.2 Profil CPTU ............................................................................................................................. 94

7.5 Comparaison des résistances cycliques en fonction de IP .............................................................. 96 7.6 Conclusion ....................................................................................................................................... 97

8 Conclusion ........................................................................................................................................... 98 9 Bibliographie ...................................................................................................................................... 101 Annexe A : Rapports de sondage ................................................................................................................... 104 Annexe B : Identification visuelle des échantillons non-remaniés ................................................................... 116 Annexe C : Courbes sédimentométriques ...................................................................................................... 128 Annexe D : Résultats des essais œdométriques ............................................................................................ 132 Annexe E : Mode opératoire des essais DSS ................................................................................................. 137

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LISTE DES TABLEAUX Tableau 1-1 : Liste des séismes historiques les plus importants de l'Est du Canada ......................................... 2 Tableau 2-1 : Tableau synthèse présentant les mécanismes de rupture dynamique ....................................... 18 Tableau 2-2 : Susceptibilité à la liquéfaction de différents types de dépôts sédimentaires en fonction de l’âge de déposition .................................................................................................................................................... 20 Tableau 2-3 : Susceptibilité à la liquéfaction sols à grains fins ......................................................................... 24 Tableau 2-4 : Critères de susceptibilité à la liquéfaction des sols à grains fins ................................................ 28 Tableau 3-1 : Aléa sismique selon le CNBC 2010 pour Gracefield, Québec .................................................... 38 Tableau 3-2 : Sommaire des investigations géotechniques in situ réalisées .................................................... 39 Tableau 3-3 : Sommaire des caractéristiques des sols du forage F-13 ............................................................ 41 Tableau 4-1 : Programme d’essai global en laboratoire ................................................................................... 50 Tableau 5-1 : Résultats des mesures de teneur en eau nat. et limites de plasticité et de liquidité ................... 52 Tableau 5-2 : Synthèse des essais de classification pour le forage F-8 ........................................................... 53 Tableau 5-3 : Programme des essais de consolidation œdométrique .............................................................. 55 Tableau 5-4 : Résultats des essais de consolidation œdométriques ................................................................ 56 Tableau 5-5 : Essais statiques au DSS – Caractéristiques des échantillons .................................................... 57 Tableau 5-7 : Résultats principaux des essais DSSST sur le silt de Gracefield ................................................ 58 Tableau 6-1 : Essais cycliques au DSS : Caractéristiques des échantillons ..................................................... 68 Tableau 6-2 : Sommaire des résultats des essais cycliques au DSS ............................................................... 69 Tableau 7-1 : Zone représentée par le silt de Gracefield .................................................................................. 90

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LISTE DES FIGURES Figure 1-1 : Zones sismiques de l’Est du Canada .............................................................................................. 2 Figure 2-1 : Volcan de sable « sand boil » .......................................................................................................... 9 Figure 2-2 : Processus de formation d'un volcan de sable « sand boil » ............................................................ 9 Figure 2-3 : Manifestations du phénomène d’étalement latéral lors du séisme de Nisqually, 2001 .................. 10 Figure 2-4 : Rupture des sols de fondation des bâtiments d’habitation Kawagishi-cho suite au séisme de Niigata au Japon en 1964 ................................................................................................................................. 10 Figure 2-5 : Cisaillement de cinq (5) spécimens consolidés isotropiquement au même indice des vides initial .......................................................................................................................................................................... 11 Figure 2-6 : Surface de liquéfaction vraie dans l’espace des cheminements de contraintes ........................... 12 Figure 2-7 : Zone susceptible de produire de la liquéfaction vraie .................................................................... 13 Figure 2-8 : Comparaison de l’initiation de la vraie liquéfaction par changement statique et cyclique ............ 13 Figure 2-9 : Mode de génération de pressions interstitielles lors de chargements cycliques ........................... 14 Figure 2-10 : Exemple des résultats d’un essai triaxial cyclique ....................................................................... 15 Figure 2-11 : Zone susceptible de produire de la mobilité cyclique .................................................................. 16 Figure 2-12 : Trois situations possibles menant à de la mobilité cyclique ......................................................... 16 Figure 2-13 : Comparaison des courbes contraintes-déformation pour un échantillon de sable (gauche) et une argile (droite) ..................................................................................................................................................... 17 Figure 2-14 : Relation entre la distance maximale de l'épicentre et la magnitude du séisme où la liquéfaction des sols a été observée pour des séismes près de la surface (<50 km) .......................................................... 19 Figure 2-15 : Limites granulométriques des sols liquéfiables selon Tsuchida (1970) ....................................... 21 Figure 2-16 : Comparaisons des données d’Ishihara (1989) et de Tsuchida (1970) ........................................ 22 Figure 2-17 : Identification des sols à grains fins susceptibles à la liquéfaction ............................................... 23 Figure 2-18 : Recommandations quant aux sols à grains fins susceptibles à la liquéfaction ............................ 25 Figure 2-19 : Représentation graphique des catégories de susceptibilité......................................................... 26 Figure 2-20 : Comportement des sols défini selon les limites d'Atterberg ........................................................ 27 Figure 2-21 : Présentation schématique de la résistance cyclique en fonction du type de comportement ....... 27 Figure 2-22 : Courbes de résistance S-N provenant d’essais réalisés au DSSCY et au TRXCY ........................ 31 Figure 2-23 : Nombre de cycles équivalents en fonction de la magnitude ........................................................ 31 Figure 2-24 : Corrélations entre l’indice (N1)60 et la résistance cyclique selon divers chercheurs et la courbe recommandée par Boulanger et Idriss (2004) pour des sables propres ........................................................... 33 Figure 2-25 : Corrélations entre l’indice qc1N et la résistance cyclique selon divers chercheurs et la courbe recommandée par Boulanger et Idriss (2004) pour des sables propres ........................................................... 34 Figure 2-26 : Corrélation entre l’indice qc1Ncs (résistance équivalente sables propres) et la résistance cyclique .......................................................................................................................................................................... 34 Figure 3-1 : Localisation du site à l’étude ......................................................................................................... 36 Figure 3-2 : Extension maximale des eaux salées de la mer de Champlain et du golfe de Laflamme ............. 37 Figure 3-3 : Plan de localisation schématique des sondages ........................................................................... 39 Figure 3-4 : Coupe stratigraphique d’ouest en est des sols situés sous le pont Northfield projeté ................... 45 Figure 3-5 : Profils des indices normalisés de résistance à la pénétration standard et au piézocône .............. 46 Figure 3-6 : Comparaison des profils de la vitesse de propagation des ondes de cisaillement (Vs) ................ 47 Figure 3-7 : Profil de la pression des terres interprété ...................................................................................... 48 Figure 5-1 : Contrainte de cisaillement et variation de la pression interstitielle équivalente en fonction de la déformation de l’essai DSS statique (DSSST-01) .............................................................................................. 59 Figure 5-2 : Contrainte de cisaillement et variation de la pression interstitielle équivalente en fonction de la déformation de l’essai DSS statique (DSSST-02) .............................................................................................. 60 Figure 5-3 : Contrainte de cisaillement et variation de la pression interstitielle équivalente en fonction de la déformation de l’essai DSS statique (DSSST-03) .............................................................................................. 61 Figure 5-4 : Contrainte de cisaillement et variation de la pression interstitielle équivalente en fonction de la déformation de l’essai DSS statique (DSSST-04) .............................................................................................. 62

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Figure 5-5 : Contrainte de cisaillement et variation de la pression interstitielle équivalente en fonction de la déformation de l’essai DSS statique (DSSST-05) .............................................................................................. 63 Figure 5-6 : Contrainte de cisaillement et variation de la pression interstitielle équivalente en fonction de la déformation de l’essai DSS statique (DSSST-06) .............................................................................................. 64 Figure 5-7 : Sommaire des essais DSS statiques DSSST-01 à DSSST-06 ........................................................ 65 Figure 5-8 : Cheminement des contraintes pour les essais DSS statiques DSSST-01 à DSSST-06 .................. 66 Figure 6-1 : Contrainte de cisaillement, ru et déformation horizontale en fonction du nombre de cycles de l’essai DSS cyclique (DSSCY-01) ...................................................................................................................... 71 Figure 6-2 : Évolution de la déformation horizontale en fonction du cisaillement normalisé de l’essai DSSCY-01 .......................................................................................................................................................................... 72 Figure 6-3 : Évolution de la contrainte verticale en fonction du cisaillement de l’essai DSSCY-01 .................... 72 Figure 6-4 : Contrainte de cisaillement, ru et déformation horizontale en fonction du nombre de cycles de l’essai DSS cyclique (DSSCY-02) ...................................................................................................................... 73 Figure 6-5 : Évolution de la déformation horizontale en fonction du cisaillement normalisé de l’essai DSSCY-02 .......................................................................................................................................................................... 74 Figure 6-6 : Évolution de la contrainte verticale en fonction du cisaillement de l’essai DSSCY-02 .................... 74 Figure 6-7 : Contrainte de cisaillement, ru et déformation horizontale en fonction du nombre de cycles de l’essai DSS cyclique (DSSCY-03) ...................................................................................................................... 75 Figure 6-8 : Évolution de la déformation horizontale en fonction du cisaillement normalisé de l’essai DSSCY-03 .......................................................................................................................................................................... 76 Figure 6-9 : Évolution de la contrainte verticale en fonction du cisaillement de l’essai DSSCY-03 .................... 76 Figure 6-10 : Contrainte de cisaillement, ru et déformation horizontale en fonction du nombre de cycles de l’essai DSS cyclique (DSSCY-04) ...................................................................................................................... 77 Figure 6-11 : Évolution de la déformation horizontale en fonction du cisaillement normalisé de l’essai DSSCY-04 ...................................................................................................................................................................... 78 Figure 6-12 : Évolution de la contrainte verticale en fonction du cisaillement de l’essai DSSCY-04 .................. 78 Figure 6-13 : Contrainte de cisaillement, ru et déformation horizontale en fonction du nombre de cycles de l’essai DSS cyclique (DSSCY-05) ...................................................................................................................... 79 Figure 6-14 : Évolution de la déformation horizontale en fonction du cisaillement normalisé de l’essai DSSCY-05 ...................................................................................................................................................................... 80 Figure 6-15 : Évolution de la contrainte verticale en fonction du cisaillement de l’essai DSSCY-05 .................. 80 Figure 6-16 : Contrainte de cisaillement, ru et déformation horizontale en fonction du nombre de cycles de l’essai DSS cyclique (DSSCY-06) ...................................................................................................................... 81 Figure 6-17 : Évolution de la déformation horizontale en fonction du cisaillement normalisé de l’essai DSSCY-06 ...................................................................................................................................................................... 82 Figure 6-18 : Évolution de la contrainte verticale en fonction du cisaillement de l’essai DSSCY-06 .................. 82 Figure 6-19 : Contrainte de cisaillement, ru et déformation horizontale en fonction du nombre de cycles de l’essai DSS cyclique (DSSCY-07) ...................................................................................................................... 83 Figure 6-20 : Évolution de la déformation horizontale en fonction du cisaillement normalisé de l’essai DSSCY-07 ...................................................................................................................................................................... 84 Figure 6-21 : Évolution de la contrainte verticale en fonction du cisaillement de l’essai DSSCY-07 .................. 84 Figure 6-22 : Contrainte de cisaillement, ru et déformation horizontale en fonction du nombre de cycles de l’essai DSS cyclique (DSSCY-08) ...................................................................................................................... 85 Figure 6-23 : Évolution de la déformation horizontale en fonction du cisaillement normalisé de l’essai DSSCY-08 ...................................................................................................................................................................... 86 Figure 6-24 : Évolution de la contrainte verticale en fonction du cisaillement de l’essai DSSCY-08 .................. 86 Figure 6-25 : Courbe de résistance cyclique S-N pour le Silt de Gracefield ..................................................... 87 Figure 7-1 : Sommaire des principaux paramètres de classification du silt de Gracefield ................................ 88 Figure 7-2 : Zone représentée par le silt de Gracefield (selon de Seed et Idriss (1982) et Finn et al. (1994)) . 89 Figure 7-3 : Zone représentée par le silt de Gracefield (selon Youd (1998)) .................................................... 89 Figure 7-4 : Zone représentée par le silt de Gracefield (selon Seed et al. (2003)) ........................................... 90

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Figure 7-5 : Zone représentée par le silt de Gracefield (selon Bray et Sancio (2006)) ..................................... 91 Figure 7-6 : Zone représentée par le silt de Gracefield (selon Boulanger et Idriss (2006)(2007)) .................... 91 Figure 7-7 : Comparaison des résistances normalisée pour le silt de Gracefield avec d’autres sols à grains fins naturels de l’est du Canada ........................................................................................................................ 92 Figure 7-8 : Comparaison entre la résistance cyclique mesurée in situ (SPT) et en laboratoire (DSS) ............ 94 Figure 7-9 : Comparaison entre la résistance cyclique mesurée in situ (CPTU) et en laboratoire (DSS) ......... 95 Figure 7-10 : Résistances cycliques en fonction de l’indice de plasticité .......................................................... 96 Figure 7-11 : Comparaison entre la résistance cyclique mesurée in situ combinées et en laboratoire (DSS) .. 97

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LISTE DES ABRÉVIATIONS a : accélération (g) AMS : accélération maximale du sol (g) CRR : ratio de résistance cyclique CSR : ratio de contrainte cyclique Dr : indice de densité relative e : indice des vides f : fréquence (s-1) F : charge latérale appliquée au pieu (F) Fa : facteur de conversion des spectres de réponse pour les hautes fréquences FC : pourcentage de particules fines fP : fréquence prédominante (T-1) Fv : facteur de conversion des spectres de réponse pour les basses fréquences Gmax : module de cisaillement maximal ou initial (F/L2) H : hauteur d’une couche de sol (L) IL : indice de liquidité IP : indice de plasticité M : magnitude de séisme N : indice de pénétration standard (N1)60 : indice de pénétration standard corrigé OCR : ratio de surconsolidation q : contrainte déviatorique dans le sol qc : résistance en pointe du piézocône) qt : résistance en pointe du piézocône corrigée RQD : rock quality designation (indice de qualité du socle rocheux) ru : ratio d’excès de pression interstitielle Sa : réponse spectrale en accélération (g) Su : résistance au cisaillement non drainé (kPa) T : période (s) u : pression interstitielle (kPa) Vs : vitesse des ondes de cisaillement (m/s) w : teneur en eau wL : limite de liquidité wP : limite de plasticité

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À ma famille, mes amis et mes filleules Charlotte et Léamée

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REMERCIEMENTS Je remercie tout d’abord mon directeur de recherche, M. Denis LeBoeuf, pour les nombreuses discussions que nous avons eues ensemble, sa grande disponibilité et toutes les connaissances qu’il a su me transmettre au cours de mon projet de maîtrise. Je désire remercier spécialement M. Christian Juneau, technicien au laboratoire de géotechnique, pour sa collaboration à la réalisation des essais en laboratoire. Je remercie aussi Mme Jessie Duguay-Blanchette, étudiante à la maîtrise, et Mme Catherine Bussière, stagiaire, pour l’aide qu’elles ont fournie lors de la réalisation des essais de laboratoire. Je remercie le Ministère des Transports du Québec d’avoir encouragé ce projet de recherche, d’avoir fourni les sols non remaniés et les documents nécessaires à la réalisation de ce projet. Je remercie tous les professeurs du département de géotechnique de l’Université Laval qui m’ont transmis la passion de la géotechnique au cours de mon baccalauréat et de ma maîtrise. En terminant, je tiens à remercier ma famille, mes amis et mon employeur pour leur soutien tout au long de la réalisation de mon projet de maîtrise.

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1 INTRODUCTION Pour les résidents de l’Est du Canada, séisme d’importance rime avec l’ouest de l’Amérique, le Japon, la Chine. La population québécoise n’est pas consciente qu’elle se trouve dans une zone sismique active. Au cours des 350 dernières années, plusieurs séismes d’importances sont survenus dans l’Est du Canada et ont causé des dommages considérables. Tout indique que d’autres évènements sismiques d’importance risquent de survenir d’où l’importance de construire les infrastructures civiles de manière à garantir leur pérennité en cas de séisme. L’un des aspects importants de la construction parasismique consiste en l’étude de la résistance aux sollicitations sismiques des sols de fondation des infrastructures civiles. Pour l’étude des sols de fondation de type pulvérulents (les sables), des méthodes de caractérisation in situ de la résistance cyclique bien documentées peuvent être utilisées par les ingénieurs géotechniciens. Par contre, l’utilisation de ces mêmes méthodes pour l’étude des sols à grains fins semble présenter des faiblesses et peut mener à un dimensionnement parasismique inadéquat. Ce projet de recherche porte sur l’étude du comportement statique et cyclique d’un dépôt de sols à grains fins (silt) de l’Est du Canada. Ce type de géo matériaux se retrouve régulièrement dans les environnements sédimentaires holocènes de l’Est du Canada.

1.1 CONTEXTE DE L’ÉTUDE

1.1.1 SISMICITÉ

La sismicité sur le territoire de l’Est du Canada constitue un paramètre important à considérer pour l’étude du comportement cyclique des sols. Historiquement, au cours des 350 dernières années, l’Est du Canada a subi une douzaine de séismes significatifs (Ressources naturelles du Canada, 2013). Notons particulièrement la zone sismique de Charlevoix-Kamouraska où, en 1663, un séisme estimé d’une magnitude de 7,0 est survenu (Ressources naturelles du Canada, 2013). La figure 1-1 présente les zones sismiques de l’Est du Canada ainsi que la localisation des principaux séismes historiques. Le tableau 1-1 présente les douze (12) séismes les plus importants survenus dans l’Est du Canada au cours des 350 dernières années.

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Figure 1-1 : Zones sismiques de l’Est du Canada (tirée de Ressources naturelles du Canada, 2013)

Tableau 1-1 : Liste des séismes historiques les plus importants de l'Est du Canada

(tiré de Ressources naturelles du Canada, 2013)

Année Magnitude Lieu 1663 7,0 Charlevoix-Kamouraska, QC 1732 5,8 Sud de Montréal, Qc 1791 6,0 Charlevoix-Kamouraska, QC 1860 6,0 Charlevoix-Kamouraska, QC 1870 6,5 Charlevoix-Kamouraska, QC 1925 6,2 Charlevoix-Kamouraska, QC 1929 7,2 Sud de Terre-Neuve, T.N.L 1935 6,1 Témiscamingue, QC 1944 5,8 Cornwall, ON 1982 5,7 Miramichi, N. B. 1982 5,4 Miramichi, N. B. 1988 5,9 Saguenay, QC

Tel qu’il est possible de le constater au tableau 1-1, l’Est du Canada et particulièrement la province du Québec constitue une zone sismique active, capable de produire des séismes d’importance. Cette zone active se trouve pourtant dans une zone tectoniquement stable à l’intérieur de la plaque de l’Amérique du Nord (Ressources naturelles du Canada, 2013). Les séismes seraient causés par des champs de contraintes

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régionaux et surviennent dans les zones de faiblesses de la croûte terrestre (Ressources naturelles du Canada, 2013).

1.1.2 CODES DE CONSTRUCTION CANADIENS

Récemment, avec l’amélioration des connaissances liées aux séismes, de nouvelles méthodologies ont été développées pour quantifier l’aléa sismique au Canada selon des modèles dits historiques, régionaux et robustes. Ces nouvelles méthodes définissent l’aléa sismique pour des ordonnées spectrales en accélération (Sa) et sont spécifiques pour chacun des emplacements au Canada. L’aléa sismique défini par les codes nationaux du bâtiment des années 2005 (CNBC 2005), 2010 (CNBC 2010) et plus récemment par le code national du bâtiment de l’année 2015 (CNBC 2015) se base sur ces nouveaux calculs. Il est à noter que les codes les plus récents (CNBC 2005 et 2010) considèrent une période de retour beaucoup plus faible, soit 2 500 ans (2 % sur 50 ans), tandis que le CNBC 1995 considérait une période de retour de 475 ans (10 % sur 50 ans). Ces facteurs engendrent des mouvements sismiques calculés à partir des données des CNBC 2005, CNBC 2010 et CNBC 2015 sont supérieurs à ceux précédemment établis à partir du CNBC 1995 (Sa (2005,2010, 2015) >> Sa (1995)). Ceci a pour effet que des sols qui présentaient une résistance cyclique acceptable selon les recommandations du CNBC 1995 ne le sont plus nécessairement selon les recommandations des CNBC 2005, 2010 et 2015 puisqu’ils sont maintenant basés sur des critères beaucoup plus sévères. Les nouveaux codes du bâtiment (CNBC 2005, 2010 et 2015) requièrent la détermination d’une catégorie d’emplacement propre à chacun des sites où une nouvelle construction ou mise à niveau sismique d’un bâtiment. Ces catégories d’emplacement sont basées principalement sur le calcul ou l’estimation de la vitesse des ondes de cisaillement (Vs) pour les trente (30) premiers mètres du site. Les catégories « A à E » peuvent ensuite être attribuées selon un tableau, en fonction de la vitesse moyenne des ondes de cisaillement (Vs), la catégorie « A » étant celle où les ondes Vs sont les plus rapides et la catégorie « E » les moins rapides. Alternativement, ces catégories peuvent être déterminées à partir de la résistance normalisée mesurée par l’essai SPT ((N1)60) ou par la résistance normalisée mesurée au piézocône (qT)1. La détermination de ces catégories d’emplacement est requise pour la conception parasismique structurale des bâtiments. Par contre, pour certains comportements de sols, une sixième catégorie d’emplacement est définie par ces codes (CNBC 2005, 2010 et 2015) : la catégorie « F ». Cette catégorie doit être attribuée, entre autres, si les calculs d’évaluation du potentiel de liquéfaction des sols démontrent une problématique : lorsque la résistance cyclique est inférieure à la contrainte sismique.

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Selon les CNBC 2005, 2010 et 2015, la problématique du potentiel de liquéfaction des sols doit être considérée sur un site où une catégorie d’emplacement de type « F » est attribuée. Une évaluation dynamique spécifique à l’emplacement doit être réalisée avant de procéder aux travaux de construction (Kramer, 2008). Ceci peut conduire, dans certain cas, à des travaux de consolidation des sols afin d’enrayer la problématique du potentiel de liquéfaction des sols sous séisme. Le code canadien sur le calcul des ponts routiers (CAN/CSA-S6-06) présentait une approche différente par rapport aux plus récents codes du bâtiment. Les paramètres qui devaient être utilisés pour le calcul sismique selon ce code se rapportaient aux concepts définis par le CNBC 1995. La période de retour considérée par le code CAN/CSA-S6-06 était fonction du type de pont, mais n’était jamais supérieure à 1 000 ans (5 % sur 50 ans). La définition de l’aléa sismique pour les ponts routiers selon le code CAN/CSA-S6-06 se basait sur d’anciennes cartes datant de 1982 (Basham, 1982), plutôt que sur le calcul du spectre UHS, tel qu’utilisé par les plus récents codes nationaux du bâtiment canadiens. Ce code a été révisé en 2014 (CAN/CSA-S6-14) et se base maintenant sur le calcul du spectre UHS.

1.1.3 GÉOLOGIE

Le contexte géologique associé aux dépôts à grains fins de l’Est du Canada est particulier. Il s’agit généralement, de grands dépôts marins ou lacustres postglaciaires datant de l’Holocène. Ces dépôts ont été laissés, entre autres, par la présence de la mer de Champlain, dans la vallée du Saint-Laurent, la mer de Goldthwait dans le Golfe du Saint-Laurent, de la mer de Laflamme dans la vallée du Saguenay et au Lac-Saint-Jean, le lac Barlow-Ojibway au nord de l’Abitibi et la mer de Tyrell à dans la baie d’Ungava. De façon générale, ces dépôts marins incluent des argiles caractérisées par une sensibilité et une compressibilité importante. Le comportement des silts d’origine lacustre (varvés) a été moins étudié que celui des argiles sensibles et compressibles. Il s’agit généralement de sédiments transitionnels de faible compacité et/ou de faible plasticité et consistance à la limite entre les matériaux granulaires fins et les silts argileux peu plastiques. Ces dépôts présentent généralement une faible résistance à la pénétration lors de la réalisation d’essais in situ conventionnels. Les faibles indices N mesurés lors de l’essai SPT (ASTM D1586-11) et les faibles résistances en pointe qT mesurées au piézocône (Robertson, 2012) ont tendance à démontrer que ces sols sont dans état de faible compacité (sols pulvérulents) ou de faible consistance (sols cohérents). Peu d’études ciblant spécifiquement le comportement cyclique, sous séisme, des sols fins (silts) de l’Est du Canada ont été

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réalisées, le comportement de ces sols est encore mal connu. L’étendue de ces dépôts sur le territoire de l’Est du Canada et la conjoncture avec les zones les plus fortement peuplées rend leur étude pertinente.

1.2 PROBLÉMATIQUE

Le développement d’infrastructures civiles d’importance sur les sols à grains fins, tels que bâtiments, ponts et routes, constitue une problématique compte tenu des contextes géologiques et sismiques de l’est du Canada. Les fondations de ces infrastructures sont souvent sises sur des dépôts à grains fins et doivent se soumettre aux exigences des plus récents codes en vigueur. Le calcul des charges sismiques latérales appliquées sur les fondations profondes lors du dimensionnement, l’évaluation sismique de la stabilité des pentes dans les sols à grains fins et l’évaluation du potentiel de liquéfaction constituent les principales difficultés rencontrées. La détermination de la résistance cyclique des sols à grains fins de faible à moyenne plasticité constitue une problématique majeure. De nombreux auteurs se questionnent sur les domaines de validité des méthodes in situ pour l’évaluation de la résistance cyclique de ce type de sols. Faute de méthodes in situ adaptées, des chercheurs dans le domaine recommandent divers critères basés sur des caractéristiques granulométriques, de consistance et/ou de teneurs en eau se basant sur des données empiriques. Ces méthodes parfois controversées ne permettent pas de quantifier la résistance cyclique des sols à grains fins, mais de plutôt déterminer s’ils peuvent être susceptibles à la liquéfaction des sols sous des contraintes sismiques données. Boulanger et Idriss (2006) introduit une approche en termes de comportement type de matériau : (« sand-like » ou « clay-like »). Par contre, l’applicabilité de cette approche pour les sédiments fins Holocène de l’Est du Canada demeure à être étudiée et validée. Quels sont les critères de caractérisation des sols à grains fins proposés dans la littérature qui sont appropriés pour la détermination du type de comportement cyclique? Est-ce que les méthodes de calcul et de caractérisation des sols à grains fins proposés dans la littérature sont applicables pour les sols à grains fins de l’Est du Canada? Pour répondre à ces principales problématiques, un dépôt de sols à grains fins de la région de l’Outaouais (Gracefield, Québec) a été étudié dans le cadre de ce projet de recherche.

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1.3 OBJECTIFS DE LA RECHERCHE

Le comportement des sols à grains fins de l’Est du Canada sous des sollicitations cycliques et dynamiques est relativement mal connu. Deux volets doivent être étudiés : la réponse dynamique des dépôts de sols à grains fins sous des sollicitations dynamiques (amplification, résonnance, contenu fréquentiel, etc.) et la problématique de la résistance cyclique de ces dépôts. La présente étude se penche sur le deuxième volet, soit la caractérisation de la résistance cyclique d’un dépôt de sols à grains fins de l’Est du Canada.

Les objectifs de ce projet de recherche sont :

1. Procéder à une caractérisation géotechnique et géologique complète du dépôt de silt de Gracefield

2. Déterminer les paramètres φ’PT, φ’GD et les rapports τh-PT(su) / σ’VC. 3. Étudier le comportement et les mécanismes de rupture statiques et dynamiques du silt de Gracefield. 4. Déterminer la résistance cyclique en laboratoire à partir d’essais dynamiques 5. Déterminer quelles sont les méthodes d’analyse appropriées pour le calcul de la résistance cyclique des

sols à grains fins de faible à moyenne plasticité pour le silt de Gracefield.

1.4 MÉTHODOLOGIE

Les objectifs du projet de recherche présenté dans ce mémoire ont été atteints partir des différents éléments suivants : 1. Revue de la littérature et préparation d’un état des connaissances : Les modes de rupture dynamique des

sols, les critères de caractérisation des sols à grains fins et les résultats de mesures de résistance cyclique de sols à grains fins provenant de la littérature sont présentés. De plus, les principales méthodes de calcul des résistances cycliques in situ sont présentées.

2. Caractérisation et échantillonnage géotechnique du site à l’étude : Des essais géotechniques conventionnels, tels que des essais de pénétration standard (SPT), des essais au piézocône (CPT), des essais au piézocône sismique (sCPTU) et des essais de classification standard des sols sont présentés. L’échantillonnage non remanié de sols provenant du dépôt de sols à grains fins à l’aide de tubes minces à grand diamètre est aussi abordé.

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3. Réalisation d’un programme d’essais DSS (CSVC) statique en laboratoire : La réalisation et l’analyse d’essais statiques en laboratoires, tels que des essais de consolidation œdométriques et des essais de cisaillement simple à volume constant (CSVC) (notés DSSST dans ce projet de recherche) sur des échantillons non remaniés provenant du dépôt de sols à grains fins du site à l’étude sont présentés.

4. Réalisation d’un programme d’essais DSS (CSVC) cyclique en laboratoire : La réalisation et l’analyse d’essais cycliques en laboratoires, tels que des essais de cisaillement simple à volume constant cycliques (CSVCCYC) (notés DSSCY dans ce projet de recherche) sur des échantillons non remaniés provenant du dépôt de sols à grains fins du site à l’étude sont présentés.

5. Étude comparative des différentes méthodes d’analyses de la résistance cyclique : Une comparaison et analyse les résultats provenant des essais statiques et cycliques en laboratoire avec les résultats des essais in situ conventionnels réalisés sur le site à l’étude et avec les recommandations formulées par les principaux chercheurs dans le domaine.

1.5 ORGANISATION DU MÉMOIRE

Le chapitre 2 présente un état des connaissances relatif aux modes de rupture des sols et aborde plus particulièrement les critères de caractérisation proposés par différents chercheurs. Le chapitre 3 présente la caractérisation géotechnique des sols présents au site à l’étude de même que l’échantillonnage non remanié de sols provenant du dépôt de sols à grains fins à l’aide des tubes minces à grand diamètre. Le chapitre 4 présente le programme d’essais en laboratoire. Au chapitre 5, des essais de classification et des essais en laboratoire statiques sont présentés et analysés. Au chapitre 6, des essais en laboratoire cycliques sont présentés et analysés. L’évaluation et la comparaison de la résistance cyclique du silt de Gracefield est abordée au chapitre 7. En terminant, des recommandations et conclusions sont présentées au chapitre 8.

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2 ÉTAT DES CONNAISSANCES 2.1 INTRODUCTION

Ce chapitre présente l’état des connaissances concertant les mécanismes de rupture des sols sous sollicitations dynamiques (liquéfaction et ramollissement cyclique). Les méthodes pratiques d’évaluation du potentiel de liquéfaction et du risque de ramollissement cyclique des sols est aussi abordée. Une brève présentation du phénomène de la liquéfaction des sols, des concepts liés à la susceptibilité des sols à la liquéfaction, particulièrement appliqués aux sols à grains fins, puis un aperçu des méthodes de calculs concernant l’amorce, ou en anglais « triggering » de la liquéfaction des sols seront ensuite présentés.

2.2 PRÉSENTATION DU PHÉNOMÈNE DE LIQUÉFACTION DES SOLS

La liquéfaction des sols est définie comme étant l’ensemble des phénomènes menant à la réduction de la résistance d’un dépôt de sol par la génération de pression interstitielle par l’application de chargement cyclique provoqué par un séisme (Kramer, 1996). La liquéfaction se manifeste principalement dans les sols pulvérulents constitués de sables à sables silteux, lâches, saturés, dans les graviers et dans les silts non plastiques (Kramer, 2008). Des phénomènes de rupture similaires à la liquéfaction des sols ont aussi été observés dans des sols constitués d’argile silteuse présentant une faible plasticité (Kramer, 2008). La liquéfaction des sols peut se manifester de diverses façons sur le terrain. Les effets de la liquéfaction consistent généralement à des tassements ou affaissements locaux ou généralisés en surface du terrain. Ces tassements peuvent entrainer les fondations des bâtiments sus-jacents et affecter à divers niveaux l’intégrité de ces bâtiments. La liquéfaction est donc un phénomène non souhaitable pour les sols où reposent des infrastructures civiles. Une manifestation commune de la liquéfaction des sols consiste en l’apparition de volcans de sable « sand boils » où l’eau et une partie du sable d’une couche de sol sous-jacente à des horizons imperméables ayant liquéfié remonte vers la surface par des fissures suite à un séisme. Les figure 2-1 et figure 2-2 illustrent ce phénomène.

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Figure 2-1 : Volcan de sable « sand boil » (tirée de http://showme.net/~fkeller/quake/liquefaction.htm)

Figure 2-2 : Processus de formation d'un volcan de sable « sand boil »

(tirée de U.S. Geological Survey Fact Sheet FS-131-02, 2002)

Une seconde manifestation possible de la liquéfaction des sols est l’étalement latéral « lateral spreading ». Ce phénomène provoque des ruptures longitudinales, parallèles à un talus ou une pente, entrainant un

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déplacement des sols vers le bas. La figure 2-3 illustre ce phénomène lié à la liquéfaction des sols suite à un séisme.

Figure 2-3 : Manifestations du phénomène d’étalement latéral lors du séisme de Nisqually en 2001

(tirées de Kramer, 2008)

Une troisième manifestation de la liquéfaction des sols consiste à une perte de la capacité portante des fondations lors d’un séisme du à la réduction des contraintes effectives suite à l’augmentation des pressions interstitielles. La figure 2-4 montre une occurrence de ce phénomène suite au séisme de Niigata au Japon en 1964.

Figure 2-4 : Rupture des sols de fondation des bâtiments d’habitation Kawagishi-cho suite au séisme

de Niigata au Japon en 1964 (modifiée de Kramer 2008)

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2.3 MÉCANISMES DE RUPTURE SOUS SOLLICITATIONS CYCLIQUES

Le terme liquéfaction réfère à deux (2) principaux types de comportements sous sollicitations sismiques pour les sols granulaires, soit la liquéfaction vraie « flow liquefaction » et la mobilité cyclique « cyclic mobiity » (Kramer, 1996). La liquéfaction initiale ou boulance constitue aussi un mécanisme de rupture dynamique associé à la liquéfaction vraie. Le type de comportement du sol sous sollicitations dynamiques peut être défini selon l’état initial des contraintes du sol représenté dans un diagramme de cheminement des contraintes (Kramer, 1996). La détermination d’une surface de liquéfaction vraie « flow liquefaction surface » (FLS) peut être réalisée en procédant à une série d’essais statiques consolidés isotropiquement selon des pressions de confinement initiales différente, au même indice des vides (Kramer, 1996). La figure 2-5 présente la construction de la FLS dans l’espace des cheminements de contraintes à partir du cisaillement statique de cinq (5) spécimens (Kramer,1996). Puisque tous les spécimens ont un indice des vides initial égal, leur cheminement des contraintes les amènera tous au même « steady state point » situé sur la « steady state line » au cours du cisaillement (Kramer,1996).

Figure 2-5 : Cisaillement de cinq (5) spécimens consolidés isotropiquement

au même indice des vides initial (modifiée de Kramer, 1996)

Le cheminement des contraintes des spécimens A et B démontre initialement un comportement dilatant puisque leur état des contraintes initiales est sous la « steady state line » (Kramer, 1996). Par contre, les spécimens C, D et E présentent un cheminement des contraintes effectives contractant jusqu’à une résistance maximale non drainée (notée par les « x » sur la figure précédente) avant de se déformer jusqu’au « steady state point » (Kramer, 1996). La ligne pointillée reliant les maximas correspond à la surface liquéfaction vraie

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« flow liquefaction surface » (Kramer, 1996). Lorsque le cheminement des contraintes effectives passe au-delà de cette surface, la liquéfaction vraie se produit et l’échantillon s’écoule de façon irréversible vers le « steady-state-point » (Kramer, 1996). La figure 2-6 présente la construction de la surface de liquéfaction vraie. Il est à noter que la liquéfaction vraie ne peut pas être amorcée si le cheminement des contraintes effectives est sous le « steady-state-point », c’est pourquoi la droite représentant la surface de liquéfaction vraie est tronquée (Kramer, 1996).

Figure 2-6 : Surface de liquéfaction vraie dans

l’espace des cheminements de contraintes (tirée de Kramer, 1996)

Pour que les phénomènes de liquéfactions puissent survenir, une augmentation suffisante de la pression interstitielle doit être générée en condition non drainée jusqu’à ce qu’elles soient en excès (Kramer, 1996). Les séismes peuvent produire ce type de conditions particulières. Les sous-sections suivantes approfondissent les différents aspects des mécanismes de rupture sous sollicitations dynamiques.

2.3.1 LIQUÉFACTION VRAIE (« FLOW LIQUEFACTION »)

La liquéfaction vraie, ou en anglais, « flow liquefaction » constitue la manifestation du phénomène de la liquéfaction des sols qui peut produire les dommages les plus importants, puisqu’elle peut produire des coulées impliquant d’importantes masses de sols (Kramer, 1996). Ce type de liquéfaction peut être amorcé par un séisme seulement si la contrainte de cisaillement requise (pour l’équilibre statique) est supérieure à la résistance à grande déformation « steady-state strength » (Kramer, 1996). La figure 2-7 montre la zone ombragée où le développement de la liquéfaction vraie peut se produire si une sollicitation non drainée, tel un séisme, survient et amène le cheminement des contraintes effectives vers la surface de liquéfaction vraie (FLS) (Kramer, 1996).

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Figure 2-7 : Zone susceptible de produire de la liquéfaction vraie (Kramer, 1996)

La figure 2-8 présente un exemple conceptuel provenant de Kramer (1996) montrant comment l’initiation de la liquéfaction vraie peut se produire pour des chargements de type statiques et cycliques. Deux (2) échantillons granulaires consolidés anisotropiquement sont soumis à un essai triaxial statique ou cyclique en conditions non drainées. Les conditions initiales (point A) des deux (2) échantillons sont identiques et présentent une contrainte de précisaillement statique supérieure à la résistance en grandes déformations « steady-state-strength » se retrouve au point A. L’échantillon soumis à une contrainte statique atteint une résistance de « pic » au point B correspondant à l’atteinte de la surface de liquéfaction vraie, puis se déforme vers le point C, soit sa résistance en grande déformation (Kramer, 1996). L’échantillon soumis à des contraintes cycliques se dirige vers le point D avec la réduction de la contrainte effective causée par l’augmentation de la pression interstitielle jusqu’à l’atteinte de la surface de liquéfaction vraie, puis se déforme lui aussi vers le même point C, soit sa résistance en grande déformation (Kramer, 1996). Il est à noter que l’échantillon soumis à des contraintes cycliques n’atteint pas de résistance en « pic » comme pour l’échantillon monotone.

Figure 2-8 : Comparaison de l’initiation de la vraie liquéfaction par changement statique et cyclique

(tirée de Kramer, 1996)

Sur le terrain, la liquéfaction vraie peut se manifester seulement dans une pente et c’est la gravité qui agit comme contrainte de cisaillement statique initiale (Kramer, 1996). Certains types de glissements de terrain peuvent être représentés par l’essai non drainé en changement statique (points A, B et C), tandis qu’un séisme peut être représenté par l’essai non drainé en chargement cyclique (points A, D et C).

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2.3.2 LIQUÉFACTION INITIALE (BOULANCE)

La liquéfaction initiale est un concept où lors d’une sollicitation cyclique non drainée, il y a annulation constante ou transitoire de la contrainte effective. Ce concept est surtout applicable pour les sables ou les silts non plastiques (Boulanger et Idriss, 2008). Lors d’un cisaillement cyclique non drainé, la matrice granulaire tend à se contracter et à expulser l’eau, donc de faire augmenter la pression d’eau en excès et de réduire la contrainte effective (Boulanger et Idriss, 2008). Le concept du ratio d’excès de pression interstitielle (ru) et

déterminé par l’excès de pression interstitielle créé lors d’essais de chargement cycliques non-drainés (∆u) tel

que des essais triaxiaux cycliques ou DSS est normalisé par rapport à la contrainte de consolidation effective

des conditions initiales de l’essai (σ’vc) (Boulanger et Idriss, 2008). Lorsque ru atteint 100 %, toute la

résistance non drainée du sol est mobilisée et le sol perd complètement sa résistance. La résistance résiduelle correspond à la résistance à grande déformation. Les équations a. à d. se rapportent à ces concepts :

a. σ’ = σ - u

b. σ’V0 = σV0 - uSTAT

c. ru = ∆uEXCÈS / σ’V0

d. ∆uEXCÈS = ∆uSÉISME

La figure 2-9 montre schématiquement comment la génération de pression interstitielle lors de chargements cycliques peut se produire.

Figure 2-9 : Mode de génération de pressions interstitielles lors de chargements cycliques

(tirée de Boulanger et Idriss, 2008)

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Pour le cas d’un essai de cisaillement cyclique drainé, la contraction de la matrice granulaire entraînerait une déformation plastique volumétrique permanente de l’échantillon à partir point A vers le point B (Boulanger et Idriss, 2008). Pour le cas d’un cisaillement cyclique non drainé où l’échantillon est saturé, la déformation plastique volumétrique est compensée par un rebond élastique ou dilatance, de la matrice due à une réduction de la contrainte effective, du point B au point C (Boulanger et Idriss, 2008). Avec l’augmentation continue de la pression interstitielle, les contacts entre les éléments de la matrice granulaire ne se font plus et la matrice ne

supporte plus de contrainte (σ’ = 0) et toute la charge normale est reprise par l’eau uniquement (u = σ)

(Boulanger et Idriss, 2008). Ce phénomène de liquéfaction initiale se produit généralement en terrain plat donc il n’y a pas de précisaillement statique et le sol ne peut pas être cisaillé c’est un phénomène associé exclusivement à l’accumulation de pressions interstitielles similaire à de la boulance. La figure 2-10 présente les résultats d’un essai triaxial cyclique en conditions non drainées d’un sol granulaire. Il est possible d’observer qu’avec une contrainte cyclique anisotropique constante, le ratio, ru, augmente progressivement jusqu’à atteindre d’une valeur de 1 (ru=100%) au point A. À ce point, la liquéfaction initiale survient lorsque l’excès de pression interstitielle est égal à la contrainte de consolidation initiale de l’essai.

Figure 2-10 : Exemple des résultats d’un essai triaxial cyclique (modifiée de Boulanger et Idriss, 2008)

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2.3.3 MOBILITÉ CYCLIQUE (« CYCLIC MOBILITY »)

La mobilité cyclique ou, en anglais, « cyclic mobility » est un mode de rupture qui peut se produire même pour des sols où la contrainte de cisaillement statique est inférieure à la limite d’état critique (Kramer, 1996). La figure 2-11 montre la zone ombragée où la mobilité cyclique peut se produire si une sollicitation non drainée, tel un séisme, survient et amène le cheminement des contraintes effectives vers la surface de liquéfaction vraie (FLS) (Kramer, 1996). La mobilité cyclique peut mener à des déformations cycliques permanentes lors d’un séisme et peut se produire pour des sols granulaires lâches à dense (Kramer, 1996). Ce concept est approprié pour les sols présentant un comportement associé aux sols granulaires « sand-like » (Boulanger et Idriss, 2008).

Figure 2-11 : Zone susceptible de produire de la mobilité cyclique (Kramer, 1996)

La figure 2-12 montre trois combinaisons regroupant les conditions initiales et de cisaillement d’un échantillon de sol pouvant mener à de la mobilité cyclique (Kramer, 1996). En (a), le cisaillement statique est inférieur à la valeur de résistance à l’état critique et le cisaillement cyclique demeure positif. En (b), le cisaillement statique est légèrement inférieur à la valeur de résistance à l’état critique et il y a un dépassement momentané de la valeur de résistance à l’état critique. Puis en (c), la contrainte est inversée momentanément et il n’y a pas de dépassement de la valeur de résistance à l’état critique.

Figure 2-12 : Trois situations possibles menant à de la mobilité cyclique (Kramer, 1996).

L’initiation de la mobilité cyclique s’observe généralement par l’apparition de déformations permanentes qui surviennent de manières incrémentales lors de l’application des contraintes cycliques (Kramer, 1996). L’importance des déformations plastiques et permanentes dépend de la contrainte de cisaillement statique initiale et de la durée de l’application des contraintes cycliques, soit en laboratoire sur des échantillons de sol

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ou sur le terrain lors d’un séisme (Kramer, 1996). De façon générale, les déformations permanentes sur un terrain en pente auront tendance à être supérieures que sur un terrain plat (Kramer, 1996).

2.3.4 RAMOLLISSEMENT CYCLIQUE (« CYCLIC SOFTENING »)

Pour les sols cohérents, un mécanisme de ramollissement cyclique ou, en anglais, « cyclic softening » peut être causé par les sollicitations dynamiques.Ce concept a été développé par Boulanger et Idriss (2007) et est associé aux sols présentant un comportement cyclique associé à celui des argiles et des silts plastiques « clay-like ». Ce concept s’apparente à la mobilité cyclique puisque la déformation plastique des sols est incrémentale en cours de cisaillement cyclique (Boulanger et Idriss, 2008). Lors d’essais de cisaillement cyclique sur des argiles ou des silts plastiques, la surpression interstitielle atteint lors de l’essai une valeur limite maximale qui est inférieure à ru = 100 % (Boulanger et Idriss, 2008). De plus, les courbes contrainte-déformation pour les sols « clay-like » ne présentent pas une forme centrale mince et horizontale où la résistance au cisaillement est égale à zéro puisque l’excès de pression interstitielle n’atteint jamais une annulation des contraintes (Boulanger et Idriss, 2008). Ce type de déformation incrémentale générée par un séisme dans des sols constitués de silt plastique ou d’argile peut toutefois être de très grande amplitude et produire des déformations significatives (Boulanger et Idriss, 2008). La figure 2-13 montre une comparaison entre les courbes contraintes-déformation pour les résultats d’essais triaxiaux cycliques sur un sable et sur une argile. Il est possible de constater que pour le sable la courbe devient quasi-horizontale momentanément au point A (atteinte de ru=100%). Par contre, pour l’essai sur une argile, il n’est pas possible d’observer une telle courbe devenant horizontale puisque l’essai n’atteint jamais ru=100% (Boulanger et Idriss, 2008). De plus, la comparaison des courbes d’hystérésis montre que l’essai sur une argile peut dissiper considérablement plus d’énergie (déformations) sans même atteindre ru=100% que pour le sable (Boulanger et Idriss, 2008). Le Tableau 2-1 présente une synthèse des mécanismes de rupture dynamique présentés dans cette section.

Figure 2-13 : Comparaison des courbes contraintes-déformation pour un échantillon

de sable (gauche) et une argile (droite) (modifiée de Boulanger et Idriss, 2008)

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Tableau 2-1 : Tableau synthèse présentant les mécanismes de rupture dynamique

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2.4 MÉTHODES D’ÉVALUATION DU POTENTIEL DE LIQUÉFACTION (SOLS À GRAINS FINS)

L’évaluation du risque lié à la liquéfaction doit débuter par la détermination de la susceptibilité des sols à se liquéfier (Kramer, 1996). Certains types de sols seulement possèdent des caractéristiques leur permettant de liquéfiquer (Kramer, 1996). Les sols identifiés comme étant susceptibles à la liquéfaction peuvent se liquéfier sous des charges sismiques qui leur sont propres, tandis que les sols non susceptibles à la liquéfaction ne peuvent pas se liquéfier, peu importe l’intensité des charges sismiques qu’ils subissent (Kramer, 2008). Différents critères permettant d’identifier les sols susceptibles à la liquéfaction sont présentés aux sections suivantes.

2.4.1 CRITÈRES SIMPLIFIÉS

Une approche basée sur des critères historiques est présentée par Kramer (1996) impliquant la distance de l’épicentre la magnitude et la manifestation ou la non-manifestation de la liquéfaction des sols pour des séismes survenus dans l’ouest des États-Unis d’Amérique. La figure 2-14 présente ces observations pour des séismes passés où la distance focale est inférieure à 50 kilomètres. Les événements sismiques se trouvant au-dessus de la courbe interprétée ont causé la liquéfaction des sols, tandis que ceux se trouvant sous la courbe n’en ont pas causé. Cette approche basée sur des observations de terrain postséisme démontre que la liquéfaction des sols est confinée à une distance de l’épicentre variable en fonction de la magnitude du séisme (Kramer, 1996). Cette approche démontre que pour un séisme d’une magnitude de 7.0, la liquéfaction des sols est limitée à une distance maximale d’environ 100 km de l’épicentre.

Figure 2-14 : Relation entre la distance maximale de l'épicentre et la magnitude du séisme où la liquéfaction des

sols a été observée pour des séismes près de la surface (<50 km) (modifiée de Kramer, 1996)

Liquéfaction observée

Liquéfaction non observée

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Les conditions géologiques ayant mené à la mise en place des dépôts de sols constituent un des principaux facteurs influençant la susceptibilité des sols à la liquéfaction (Kramer, 2008). Les sols susceptibles à la liquéfaction ont en commun des environnements de déposition sédimentaire précis (Kramer, 2008). L’étude de ces environnements peut permettre de dépister ‘’screening’’ si les sols peuvent être susceptibles à la liquéfaction (Kramer, 2008). Les dépôts de sols ayant été formés par des processus sédimentaires menant à un tri granulométrique, tel que les dépôts alluvionnaires, colluviaux et éoliens, se trouvant dans un état de faible compacité ont une forte susceptibilité à la liquéfaction (Kramer, 1996). Les sols ayant été déposés par les processus de cône alluvial, de plaine alluviale, terrasses et deltas peuvent être susceptibles à la liquéfaction, mais dans une moindre mesure (Kramer, 1996). L’âge des dépôts de sol constitue aussi un facteur affectant la susceptibilité à la liquéfaction, plus un dépôt est âgé, moins il sera susceptible à la liquéfaction par rapport à un dépôt plus récent (Kramer, 1996). Le tableau 2-2 présente la susceptibilité à la liquéfaction de divers types de dépôts en fonction de l’âge de déposition d’après Youd et Perkins (1998). Tableau 2-2 : Susceptibilité à la liquéfaction de différents types de dépôts sédimentaires en fonction de l’âge de

déposition selon Youd et Perkins (1988), tirée de LeBoeuf (2011)

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Notons que pour être susceptibles à la liquéfaction, les sols doivent se trouver dans un état saturé (Kramer, 1996). La profondeur de la nappe phréatique affecte donc la susceptibilité des sols à la liquéfaction (Kramer, 1996). Les dépôts de sols où la nappe phréatique se trouve près de la surface constituent donc des endroits où la susceptibilité à la liquéfaction est plus élevée (Kramer, 1996). Historiquement, il était établi que les phénomènes liés à la liquéfaction des sols étaient limités aux sables puisque ce phénomène implique la génération de pressions interstitielles excessives (Kramer, 1996). En raison de leur faible perméabilité, les sols à grains fins étaient considérés incompatibles à la génération de pressions interstitielles suffisantes pouvant causer la liquéfaction (Kramer, 1996). À l’opposé, les sols grossiers (graviers) étaient considérés trop perméables pour soutenir assez longtemps une hausse des pressions interstitielles menant à la liquéfaction de ces sols (Kramer, 1996). Les travaux de compilation réalisés par Tsuchida, 1970 ont permis de démontrer qu’effectivement les sols constitués de sable sont susceptibles à la liquéfaction de même que, dans une moindre mesure, les sols silteux. La figure 2-15 présente la compilation faite par Tsuchida (1970) des données granulométriques des dépôts de sable et sols silteux ayant liquéfié.

Figure 2-15 : Limites granulométriques des sols liquéfiables selon Tsuchida (1970), tirée de LeBoeuf (2011)

Plus récemment, Ishihara (1989) a compilé des données et a démontré que les sables et les sols silteux non plastiques étaient susceptibles à la liquéfaction. La figure 2-16 présente la compilation des données faite par Ishihara (1989) et une comparaison avec celles de Tsuchida (1970).

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Figure 2-16 : Comparaisons des données d’Ishihara (1989) et de Tsuchida (1970)

2.4.2 CRITÈRES DE SUSCEPTIBILITÉ DES SOLS À GRAINS FINS « SCREENING »

Depuis qu’il est reconnu que certains types de sols à grains fins peuvent être susceptibles à la liquéfaction, des travaux de recherche ont été réalisés sur ce sujet par divers chercheurs au cours des 30 dernières années. Les sous-sections suivantes présentent un résumé des travaux et des recommandations formulées par les principaux chercheurs ou groupes de chercheurs quant à la détermination de la susceptibilité à la liquéfaction des sols à grains fins.

2.4.2.1 Seed et Idriss (1982)

Les travaux de Seed et Idriss (1982) ont permis d’établir de nouveaux critères à partir de données chinoises recueillies par Wang (1979). Ces critères aussi appelés ‘’critères chinois’’ et sont encore utilisés dans de nombreux codes, normes et guides de la pratique. Il s’agit de critères semi-empiriques d’identification des sols liquéfiables à grains fins basés sur la granulométrie, la teneur en eau naturelle (wn) ainsi que la limite de liquidité (wL). Selon Seed et Idriss (1982), les sols fins qui rencontrent les trois (3) critères suivants (critères chinois) sont susceptibles à la liquéfaction :

« Critères chinois » a. wN ≥ 0,9wL.

b. wL ≤ 35 % c. Pourcentage de particules inférieures à 0,005 mm ≤ 15 %

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2.4.2.2 Finn et al. (1994)

Finn et al. (1994) et la U.S Army Corps of Engineers ont proposé une modification des ‘’critères chinois’’ afin de les rendre plus appropriées aux conditions rencontrées aux États-Unis (Kramer, 1996). Selon Finn et al. (1994), les sols fins qui rencontrent les trois (3) critères suivants (critères chinois modifiés) sont susceptibles à la liquéfaction :

« Critères chinois modifiés » a. wN +2 % ≥ 0,9wL.

b. wL ≤ 36 % c. Pourcentage de particules inférieures à 0,005 mm ≤ 10 %

2.4.2.3 Youd (1998)

Les travaux de Youd (1998) ont mené à l’établissement de critères quant à la susceptibilité à la liquéfaction des sols à partir d’une modification des « critères chinois » et représenté dans l’abaque de Casagrande. La figure 2-17 montre la zone où les sols à grains fins sont susceptibles à la liquéfaction selon les recommandations de Youd (1998).

Figure 2-17 : Identification des sols à grains fins susceptibles à la liquéfaction (tirée de Youd, 1998)

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2.4.2.4 Andrews et Martin (2000)

Andrews et Martin (2000) ont réévalué de la base de données de Wang (1979) et ajouté de nouvelles données provenant de plusieurs séismes plus récents afin de mettre à jour les « critères chinois modifiés » proposés précédemment par (Finn et al. 1994). Andrew et Martin (2000) ont aussi ajusté les critères chinois modifiés afin qu’ils correspondent aux conventions américaines quant à la définition de la granulométrie de l’argile (particules plus petites que 0,002 millimètre) (Seed et al., 2003). Une autre modification consiste en le retrait du ratio impliquant la teneur en eau naturelle et la limite de liquidité des sols à grain fins. Le tableau 2-3 résume les recommandations d’Andrews et Martin (2000) quant à susceptibilité à la liquéfaction des sols à grains fins.

Tableau 2-3 : Susceptibilité à la liquéfaction sols à grains fins (tirée de Seed et al. (2003), d’après Andrew et Martin (2000))

2.4.2.5 Seed et al. (2003)

Seed et al. (2003) recommandent que les ‘’critères chinois modifiés’’ ne soient plus utilisés pour l’évaluation de la susceptibilité à la liquéfaction des sols fins. Ces critères accordaient une importance directe au contenu en argile, mais il a été démontré que c’est plutôt le contenu global en particules fines qui influence la plasticité des sols à grains fins (Seed et al., 2003). Plusieurs cas de sols à grains fins contenant plus de 10 à 15 % de particules d’argileux ont montré des évidences de liquéfaction (Seed et al., 2003). Les travaux de Seed et al. (2003) ont aussi mené à une révision d'éléments découlant des « critères chinois modifiés ». La figure 2-18 montre la zone où les sols fins sont susceptibles à la liquéfaction (en fonction de la teneur en eau) et la zone

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où il est recommandé de procéder à des essais en laboratoire (en fonction de la teneur en eau) dans l’abaque de Casagrande.

Figure 2-18 : Recommandations quant aux sols à grains fins susceptibles à la liquéfaction

(tirée de Seed et al., 2003)

Les critères proposés par Seed et al., (2003) sont applicables pour les sols ayant un contenu en particules fines (FC), de dimension inférieure à 0,074 mm (particules passant le tamis #200), supérieur à 20 % pour un indice de plasticité supérieur à 12 %, ou supérieur à 35 % pour un indice de plasticité inférieur à 12 %. Les sols ne s’inscrivant pas dans les zones A et B ne sont généralement pas susceptibles à la liquéfaction (Seed et al., 2003). L’évaluation de la sensibilité des sols ne s’inscrivant pas dans les zones A et B est recommandée puisque les sols à grains fins sensibles sont vulnérables à la perte de résistance en cas de remaniement ou d’accumulation de déformations par cisaillement statique (Seed et al., 2003).

2.4.2.6 Bray et Sancio (2006)

Bray et Sancio (2006) ont déterminé des critères de susceptibilité à la liquéfaction des sols à grains fins à partir de la compilation de données provenant de divers travaux. Ils ont démontré que les critères chinois n’auraient pas pu prédire la liquéfaction observée sur divers sites et recommandent de ne plus les utiliser dans la pratique de l’ingénierie (Bray et Sancio, 2006). La figure 2-19 présente les catégories de susceptibilité à la liquéfaction des sols à grains fins proposés par Bray et Sancio (2006).

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Figure 2-19 : Représentation graphique des catégories de susceptibilité d’après Bray et Sancio (2006)

(tirée de Kramer, 2008)

Sols à grains fins susceptibles à la liquéfaction : -Silts non plastiques et silts argileux de faible plasticité (IP<12) se situant à de faibles profondeurs et présentant un ratio wN / wL > 0,85 Sols à grains fins modérément susceptibles à la liquéfaction : -Silts argileux et argiles silteuses de plasticité moyenne (12<IP<18) et présentant un ratio wN / wL > 0,80 Les travaux de Bray et Sancio (2006) ont aussi démontré que des sols à grains fins de sensibilité élevée où IP > 18 peuvent subir de fortes pertes de résistance suite aux déformations induites par un séisme.

2.4.2.7 Boulanger & Idriss (2006 et 2007)

Boulanger et Idriss (2006) recommandent que la susceptibilité à la liquéfaction des sols à grains fins soit évaluée selon le type de comportement cyclique. Leurs travaux en laboratoire ont mené à la détermination de deux types de comportements distincts, soit un comportement s’apparentant à un sable « sand-like » ou à un sol cohérent « clay-like » (Boulanger et Idriss, 2006). Le comportement « sand-like » correspond à la mobilité cyclique, associé au comportement des sables sous séismes (Kramer, 1996). Le comportement « clay-like » correspond au ramollissement cyclique, ou en anglais, « cyclic softening » associé au comportement des argiles sous séisme (Boulanger et Idriss, 2006). Boulanger et Idriss (2006) recommandent que le type de comportement soit déterminé à partir de l’indice de plasticité (IP). Les sols à grains fins de type « sand-like » sont susceptibles à la liquéfaction classique, tandis que les sols à grains fins de type « clay-like » ne le sont pas (Boulanger et Idriss, 2006). Les sols à grains fins ayant un indice de plasticité supérieur ou égal à 7 (IP ≥ 7) présentent un comportement d’apparentant à un sol cohérent et ne sont donc pas susceptible à la liquéfaction (Boulanger et Idriss, 2006). Une zone de transition entre le comportement « sand-like » et « clay-like » a été identifiée entre les valeurs de 3 ≤ IP < 7 (Boulanger et Idriss, 2006). Pour les sols classifiés CL-ML, il a été observé que le comportement « clay-like » s’inscrivait à

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partir d’IP ≥ 5 (Boulanger et Idriss (2006). La figure 2-20 montre les résultats des analyses de Boulanger et Idriss (2006) et la délimitation des zones représentant le type de comportement.

Figure 2-20 : Comportement des sols défini selon les limites d'Atterberg (tirée de Boulanger et Idriss, 2006)

Bien que les sols de comportement « clay-like » ne soient pas susceptibles à la liquéfaction classique, ils pourraient tout de même être vulnérable à d’autres types de comportements sous sollicitations sismiques (Boulanger et Idriss, 2007). L’évaluation de la résistance à l’amollissement cyclique est recommandée pour les sols « clay-like » (Boulanger et Idriss, 2007). Tel que montré à la figure 2-21, la résistance cyclique CRR des sols « clay-like » est supérieure à ceux « sand-like » (Boulanger, 2008).

Figure 2-21 : Présentation schématique de la résistance cyclique en fonction du type de comportement

(tirée de Boulanger et Idriss, 2008)

Le Tableau 2-4 présente une synthèse des critères de susceptibilité à la liquéfaction des sols à grains fins d’après les travaux des principaux chercheurs ou groupes de chercheurs du domaine.

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Tableau 2-4 : Critères de susceptibilité à la liquéfaction des sols à grains fins

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Tableau 2-4 (suite) : Critères de susceptibilité à la liquéfaction des sols à grains fins

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2.4.3 MÉTHODE D’ÉVALUATION DU RAMOLLISSEMENT CYCLIQUE (« CYCLIC SOFTENING »)

Pour les sols cohérents, un mécanisme de ramollissement cyclique ou, en anglais, « cyclic softening » peut être causé par les sollicitations dynamiques. Ce concept a été développé par Boulanger et Idriss (2007) et est associé aux sols présentant un comportement cyclique associé à celui des argiles et des silts plastiques « clay-like ». Boulanger et Idriss (2007) proposent deux (2) méthodes d’évaluation simplifiée du ratio de résistance cyclique (CRR) pour des sols présentant un comportement « clay-like » s’apparentant aux méthodes semi-empiriques d’évaluation du potentiel de liquéfaction des sables. La première méthode utilise une relation empirique basée sur le profil de la résistance au cisaillement non drainée (su), la contrainte

verticale effective de consolidation (σ’VC) et un facteur de correction pour l’influence d’un ratio de contrainte de

cisaillement statique initial (Kα). La relation suivante est proposée par Boulanger et Idriss (2007) pour estimer

le ratio de résistance cyclique :

CRRM=7,5 = 0,8 (su / σ’VC) Kα

La seconde méthode utilise une relation empirique basée sur le profil du ratio de surconsolidation (OCR). La relation suivante est proposée par Boulanger et Idriss (2007) pour estimer le ratio de résistance cyclique :

CRRM=7,5 = 0,18 OCR0,8 Kα

Le ratio de contrainte cyclique (CSR) générée par un séisme a été estimée par Seed et Idriss (1971) et correspond à une valeur arbitraire de 65 % de la contrainte maximale cyclique pour un site donné où (amax) correspond à l’accélération maximale horizontale pour un site donné, (g) l’accélération gravitationnelle terrestre et (rd) un coefficient de réduction de la contrainte de cisaillement :

CSR = 0,65 (τmax / σ’VC) = 0,65 (σVC / σ’VC) (amax/g) rd

L’évaluation du potentiel de liquéfaction (ou ramollissement cyclique) se fait à partir du calcul lié à l’amorce de la liquéfaction (F.SLIQ) qui est défini par le ratio de la résistance sur la contrainte cyclique pour une profondeur donnée (Boulanger et Idriss, 2007) :

F.SLIQ = CRR/CSR Pour une évaluation plus précise de la résistance cyclique (et du ratio de résistance cyclique CRR) des sols présentant un comportement de type « clay-like », des essais statiques et dynamiques en laboratoire doivent être réalisés (Boulanger et Idriss, 2007). Ces essais peuvent être des triaxiaux cycliques et des essais de cisaillement simple à volume constant cycliques (CSVCCYC) (notés DSSCY dans ce projet de recherche). Ces essais peuvent être réalisés sur des échantillons de sol cohérents intacts. La figure 2-22 présente des

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résultats typiques présentés sur forme de courbe S-N où la résistance cyclique (S) est normalisée par rapport

à la résistance au cisaillement statique mesurée au DSS (Su-DSS) pour un critère de rupture de γh = 6 % (pic-à-pic = ±3%) selon un nombre de cycles (N).

Figure 2-22 : Courbes de résistance S-N provenant d’essais réalisés au DSSCY et au TRXCY

(tirée de Boulanger et Idriss, 2008)

La figure 2-23 présente une corrélation entre le nombre de cycles équivalents (Neq) et la magnitude d’un séisme (M) selon Boulanger et Idriss (2008). Les courbes S-N peuvent alors être utilisées pour déterminer la résistance cyclique d’un sol en fonction de la magnitude du séisme de conception applicable au site.

Figure 2-23 : Nombre de cycles équivalents en fonction de la magnitude (tirée de Idriss et Boulanger, 2004)

Les courbes S-N de la figure 2-22 nous indiquent que pour les sols typiques testés, pour un séisme de M = 6,5 (Neq ≈ 7 cycles) la résistance cyclique correspond à [82-115%] de Su-DSS. Pour un séisme de M = 7,0 (Neq ≈ 10 cycles) la résistance cyclique correspond à [80-110%] de Su-DSS et pour un séisme de M = 7,5 (Neq ≈ 15 cycles) la résistance cyclique correspond à [75-100%] de Su-DSS.

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2.5 MÉTHODES D’ÉVALUATION DU POTENTIEL DE LIQUÉFACTION (SABLES)

La mesure de la résistance cyclique des sols présentant un comportement de type« sand-like » peut être faite à partir des résultats obtenus par des essais en chantier (in situ) conventionnels. Il est possible de déterminer empiriquement le ratio de résistance cyclique à partir de calculs utilisant la valeur de l’indice (N1)60 obtenu par l’essai SPT (CRRSPT) ou à partir de qc1N pour l’essai au piézocône (CRRCPTU). L’indice (N1)60cs correspond à la normalisation de l’indice Nin-situ et l’ajustement en fonction du contenu en fines obtenu à partir de l’essai SPT. Les relations suivantes sont proposées par Boulanger et Idriss (2008) :

(N1)60cs = (Nin situ CE CB CR CS CN))+∆Ncs

L’indice qc1Ncs correspond à la normalisation de l’indice qc-in-situ et l’ajustement en fonction du contenu en fines obtenu lors d’un sondage au piézocône (CPTU). Les relations suivantes sont proposées par Boulanger et Idriss (2008) :

qc1Ncs = ((CNqC) / Pa)+ ∆qC1N

Tel que mentionné à la section 2.4.3, la contrainte cyclique générée par un séisme a été estimée par Seed et Idriss (1971) et correspond à une valeur arbitraire de 65 % de la contrainte maximale cyclique pour un site donné :

CSR = 0,65 (τmax / σ’VC) = 0,65 (σVC / σ’VC) (amax/g)rd

L’évaluation du potentiel de liquéfaction des sables se fait à partir du calcul du facteur de sécurité lié à l’amorce de la liquéfaction (F.SLIQ ) qui est défini par le ratio de la résistance sur la contrainte cyclique pour une profondeur donnée (Boulanger et Idriss, 2007) :

F.SLIQ = CRR/CSR

Seed (1979), Seed et Idriss (1982), Seed et al. (1984) Youd et al. (2001), Cetin et al. (2004), Boulanger et Idriss (2004) et Boulanger et Idriss (2014) ont proposé des corrélations empiriques provenant d’observations

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qualitatives de terrain où la liquéfaction est survenue ou non survenue. Ces corrélations permettent de déduire la résistance cyclique à partir de l’essai SPT et de l’essai au piézocône pour des sols pulvérulents, plus particulièrement des sables propres où la fraction fine est inférieure à 5%. Les Figure 2-24 à Figure 2-26 montrent les diverses courbes de corrélation développées au cours des années selon les travaux de divers chercheurs. Il est possible d’observer que pour de faibles valeurs de (N1)60 et de qc1N peu de données de terrain sont disponibles et que les courbes empiriques présentées sont indéfinies ou estimées. Il est à noter à la Figure 2-24 que peu ou pas de données sont disponible pour des sables très lâches où (N1)60 ≤ 5.

Figure 2-24 : Corrélations entre l’indice (N1)60 et la résistance cyclique selon divers chercheurs et la courbe

recommandée par Boulanger et Idriss (2004) pour des sables propres (tirée de Boulanger et Idriss, 2004)

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Figure 2-25 : Corrélations entre l’indice qc1N et la résistance cyclique selon divers chercheurs et la courbe recommandée par Boulanger et Idriss (2004) pour des sables propres (tirée de Boulanger et Idriss, 2004)

Figure 2-26 : Corrélation entre l’indice qc1Ncs (résistance équivalente sables propres) et la résistance cyclique

(modifiée de Boulanger et Idriss, 2014)

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2.6 CONCLUSION

L’Est du Canada se situe dans une zone active sismiquement. L’évaluation de la vulnérabilité sismique des sols doit être réalisée correctement afin que les ouvrages de génie civil reposent sur des sols stables en cas de séisme. Il n’existe pas de consensus au sein de la communauté scientifique quant aux méthodes d’évaluation de la susceptibilité à la liquéfaction des sols à grains fins. Le point de vue et les conclusions proposées par les divers chercheurs sont variables et parfois contradictoires. La vulnérabilité sismique des sols à grains fins est donc méconnue. Les méthodes de calcul de la résistance cyclique utilisant des méthodes in situ pour des sables de très faible compacité où (N1)60 ≤ 5 et qc1Ncs ≤ 40 présentent une faiblesse puisque peu de données d’observation de terrain sont disponibles. Les corrélations semi empiriques sont extrapolées à partir des valeurs de résistance plus élevées. Pour les sols à grains fins, il n’existe pas de corrélation entre les indices (N1)60, qc1Ncs et la résistance cyclique à la liquéfaction. Boulanger et Idriss (2007) proposent d’évaluer l’amollissement cyclique pour les sols de type « clay-like ». Pour les dépôts de sols à grains fins de l’Est du Canada, très peu de données relatives à la susceptibilité à la liquéfaction et à la mesure de leur résistance cyclique sont disponible. Il existe donc une problématique avec la compréhension du comportement cyclique des sols à grains fins et particulièrement les silts de l’Est du Canada. Une étude du comportement cyclique d’un dépôt de silt de l’Est du Canada a été réalisée. Pour ce faire, des essais de classification, des essais statiques et cycliques en laboratoire et des comparaisons avec des méthodes de calcul conventionnelles ont été réalisés.

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3 RECONNAISSANCE GÉOTECHNIQUE DU SITE DE GRACEFIELD 3.1 INTRODUCTION

Au chapitre précédent, il a été démontré que l’étude complète d’un dépôt de sols à grains fins de l’Est du Canada était pertinente. Ce chapitre présente la reconnaissance géotechnique d’un dépôt de silt à Gracefield au Québec dans la région de l’Outaouais. La localisation, la géologie et la séismicité locale et les investigations géotechniques in situ réalisées au site à l’étude sont abordés dans ce chapitre. Par la suite, les chapitres 4, 5 et 6 présentent les résultats du programme d’essai en laboratoire réalisés sur des échantillons de sols à grains fins non remaniés prélevés au site à l’étude.

3.2 LOCALISATION DU SITE À L’ÉTUDE

Le site de Gracefield se situe à moins d’un (1) kilomètre à l’est de la municipalité de Gracefield, en rive gauche de la rivière Gatineau sur le territoire de la municipalité de Northfield au Québec. Le site se situe à l’emplacement actuel de la nouvelle culée est (axe 7) du pont Northfield reconstruit en 2014 par le MTQ. La figure 3-1 présente la localisation du site à l’étude.

Figure 3-1 : Localisation du site à l’étude

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3.3 GÉOLOGIE ET SÉISMICITÉ LOCALE

Le site de Gracefield est situé dans la province géologique de Grenville. Le socle rocheux est affleurant du côté ouest de la rivière Gatineau et est constitué de roches ignées et métamorphiques tel que du marbre blanc, granite gris et gneiss à biotite gris (Inspec-Sol, 2014). Au site à l’étude étudié (côté est de la rivière), le socle rocheux n’a pas été atteint par les forages géotechniques réalisés, mais un important dépôt de sol à grains fins a été rencontré lors de la réalisation des investigations géotechniques (voir section 3.4). L’envahissement par les eaux de la mer Champlain de la vallée de l’Outaouais (à une centaine de kilomètres plus au sud) il y a 12 000 à 8 500 ans a permis la déposition de sédiments fins et la formation d’importants dépôts de sols à grains fins (Leroueil et coll., 1983). D’après la figure 3-2, la vallée de la rivière Gatineau aurait aussi subit l’envahissement des eaux salées de la mer de Champlain près de Gatineau et des bras d’eau douce plus au nord permettant la sédimentation de dépôts à grains fins (Ochietti, 1989).

Figure 3-2 : Extension maximale des eaux salées de la mer de Champlain et du golfe de Laflamme (modifiée d’Ochietti, 1989)

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La région de l’Outaouais se situe dans une zone intraplaque sismiquement active (Ressources naturelles Canada, 2013). Notons particulièrement le récent séisme de Val-des-Bois (Québec) en 2012 (MN=3,2) dont l’épicentre était à 60 kilomètres au sud-ouest de Gracefield. Ce séisme a secoué la région et a causé des dommages jusqu’à Ottawa. De plus, les quatre (4) séismes de Shawville (Québec) en 2013 (MN= 5,2 – 4,1 – 3,0 – 3,0) dont les épicentres étaient situés à environ 75 km à l’ouest de la ville de Gatineau. Le plus puissant de ces quatre (4) séismes ayant été ressentis jusqu’à l’agglomération de Ottawa-Gatineau (Ont-Qc), Montréal (Qc), Toronto (On) et Waterloo (On). (Ressources naturelles Canada, 2013). Le tableau 3-1 présente l’aléa sismique tel que défini par le CNBC 2010 (période de retour 1 : 2 475 ans ou probabilité de dépassement de 2 % sur 50 ans) pour le site à l’étude pour un terrain ferme (Classe C). Les accélérations spectrales calculées au niveau du socle rocheux selon les facteurs Fa et Fv (CNBC 2010) et selon les facteurs RGC « Reference Ground Conditions » (Adam et al., 1999) sont aussi présentés au tableau 3-1.

Tableau 3-1 : Aléa sismique selon le CNBC 2010 pour Gracefield, Québec

Classe Type de sol Accélérations spectrales Sa(g) PGA T=0,2 sec T=0,5 sec T=1,0 sec T=2,0 sec

C Sol ferme 0,278 0,559 0,282 0,132 0,042 A (Fa,Fv) Roc 0,201 0,405 0,141 0,066 0,021 A (RGC) Roc 0,200 0,290 0,120 0,050 0,020

Une magnitude Mw de 7,0 a été déterminée suite à des calculs de désagrégation de l’aléa sismique (Ressources Naturelles du Canada, 2013). Le potentiel de liquéfaction a aussi été vérifié pour Mw = 6,5. La magnitude dominant le risque sismique varie en fonction de la période Sa et les deux (2) magnitudes retenues représentent bien les risques sismiques en champ proche (Mw = 6,5) et en champ lointain (Mw = 7,0).

3.4 TRAVAUX D’INVESTIGATIONS GÉOTECHNIQUES IN SITU

Les travaux d’investigation géotechnique in situ ont consisté en la réalisation de deux (2) forages géotechnique, de trois (3) piézocônes et d’un piézocône sismique. Le Tableau 3-2 présente le sommaire des investigations géotechnique in situ réalisées au site à l’étude. La Figure 3-3 montre en plan l’emplacement des divers sondages réalisés au site à l’étude (culée est du pont Northfield projeté). L’emplacement des sondages est montré à titre indicatif seulement, aucun plan précis n’est disponible. Les sous sections suivantes présentent le détail des investigations géotechnique in situ.

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Tableau 3-2 : Sommaire des investigations géotechniques in situ réalisées

Type de sondage Numéro Date Début du

sondage (m) Profondeur atteinte (m)

Intervalle d'élévation (m)

Forages géotechniques

F-13 1999-09-(27 à 30) 0,00 55,40 147,47 à 92,07 F-8 2010-05-16 0,00 120,72 147,41 à 26,69

Piézocône CPTU-21 1999-10-14 6,10 35,03 141,37 à 112,44

CPTU-22B 1999-10-21 16,55 35,24 130,92 à 112,23 CPTU-8 2012-05-31 6,23 37,19 141,18 à 110,22

Piézocône sismique SCPTU-8 2012-06-14 4,00 32,16 143,41 à 115,25

Figure 3-3 : Plan de localisation schématique des sondages (modifié de Laboratoire Sondage Universel inc., 1999)

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3.4.1 FORAGE GÉOTECHNIQUE F-13 : ESSAIS SPT

Une première étude géotechnique réalisée par Laboratoire Sondage Universel inc. (1999), a permis de déterminer certaines caractéristiques géotechniques des sols rencontrés à l’emplacement des culées et des piles du pont Northfield projeté. Dans cette étude, huit (8) forages géotechniques ont permis la réalisation d’essais SPT, d’échantillonner les sols et de procéder à des essais de classification en laboratoire. Pour le projet de recherche actuel, seulement un forage pertinent a été retenu de cette étude (F-13) puisqu’il a été réalisé à l’emplacement exact de l’étude, soit à la culée est (CE) du pont Northfield projeté entre les 27 et 30 septembre 1999. Ce forage fait partie intégrante d’une étude géotechnique destinée au MTQ en vue de la reconstruction du pont Northfield surplombant la rivière Gatineau à Gracefield (Laboratoire Sondage Universel, 1999). D’après les rapports de forage, des essais SPT ont été réalisés et ont permis de déterminer des indices Nin-situ. Par contre, aucune information quant au type de foreuse et de marteau utilisé pour les essais SPT n’est disponible dans ce rapport. Il a été estimé de façon conservatrice pour ce projet de recherche que le marteau transférait l’énergie au train de tige au taux de 45 % (ETR=45%) pour le calcul des indices normalisés N60. Ce forage géotechnique a permis d’obtenir des échantillons remaniés de sols et de caractériser la résistance géotechnique des sols à partir des essais SPT. Par contre, les échantillons de sols remaniés n’étaient plus disponibles au moment de la réalisation de ce projet de recherche. Les informations disponibles proviennent uniquement des informations contenues dans l’étude géotechnique réalisée par Laboratoire Sondage Universel (1999). Le rapport de forage est présenté à l’annexe A. Le Tableau 3-3 présente le sommaire des caractéristiques des sols et des essais rencontrés à l’endroit du forage F-13 provenant de l’étude géotechnique de Laboratoire Sondage Universel (1999). De plus, la section 3.5 présente de façon détaillée la stratigraphie rencontrée au site à l’étude ainsi qu’une coupe stratigraphique.

40

Tableau 3-3 : Sommaire des caractéristiques des sols du forage F-13 (selon Laboratoire Sondage Universel, 1999)

FC wN wP wL IP

(%) (%) (%) (%) (%)SS-1 2,35 145,12 7,8 10* 12,8SS-2 5,00 142,47 7,8 10* 9,1SS-3 6,40 141,07 0,7 10* 1,8SS-4 8,00 139,47 4,3 10* 4,9SS-5 9,60 137,87 4,5 10* 4,8SS-6 11,00 136,47 6,8 55* 11,0SS-7 12,45 135,02 6,0 55* 10,2 28,2 MLSS-8 14,00 133,47 5,3 55* 9,4SS-9 15,60 131,87 3,8 55* 8,2

SS-10 18,45 129,02 4,5 97,4 8,5 33,0 MLSS-11 21,60 125,87 3,8 75* 7,9SS-12 24,75 122,72 3,0 58,1 7,3SS-13 27,95 119,52 3,8 100* 7,6SS-14 31,00 116,47 13,5 100* 13,1SS-15 34,00 113,47 12,8 100* 12,4 31,6 24,7 35,6 10,9 0,64 MLSS-16 37,00 110,47 17,3 100* 14,8SS-17 40,00 107,47 15,8 100* 13,6SS-18 43,00 104,47 16,5 100* 13,7SS-19 46,00 101,47 14,3 100* 12,2SS-20 49,00 98,47 14,3 100* 12,0SS-21 52,00 95,47 10,5 100* 10,0SS-22 55,00 92,47 12,0 100* 10,6

*Valeur estimée

Silt, traces à un peu de sable,

brun

Silt à silt argileux varvé,

gris

Lâche à compact

Ferme*

N60

(ETR=45%)*

Sable, traces à un peu de

gravier, brun

Très lâche à compact

(N1)60-CSÉchantillonClassification

USCSÉlévation (m)Profondeur (m)Description

Compacité / Consistance

IL

41

3.4.2 ESSAIS AU PIÉZOCÔNE (CPTU) ET PIÉZOCÔNE SISMIQUE (SCPTU)

Trois (3) essais au piézocône (CPTU) et un essai piézocône sismique ont été réalisé à l’endroit du site à l’étude par le MTQ. Les CPTU 21 et CPTU-22B ont été réalisé à l’été 1999, tandis que les CPTU-8 et SCPTU-8 ont été réalisés en mai 2012 par le MTQ. Les résultats traités des essais au CPTU sont présentés à l’annexe A. À titre indicatif, l’intervalle de silt échantillonné dans les tubes minces (voir section 3.4.3) est montré sur les rapports d’essais au piézocône.

3.4.2.1 CPTU-8

Les résistances en pointe QT mesurée lors de l’essai au piézocône CPTU-8, aux élévations correspondantes à l’intervalle de silt échantillonné, varient de 6 MPA à près de 2 MPA entre les élévations 130,75 et 127,40 mètres. Plus en profondeur, la résistance diminue et se situe généralement sous 2 MPA, mais s’approche 1 MPA près de l’élévation 120,44 mètres. La friction locale est maximale près de l’élévation 130,75 mètres à 80 kPa et diminue graduellement avec la profondeur jusqu’à une valeur de 10 kPa à l’élévation 120,44 mètres. La mesure des pressions interstitielle est minimale près de l’élévation 130,75 mètres à 15 kPa puis augmente graduellement avec la profondeur jusqu’à une valeur maximale à 120,44 mètres à 87 kPa

3.4.2.2 SCPTU-8

Les vitesses des ondes de cisaillement (Vs) mesurées lors de l’essai au piézocône sismique SCPTU-8 varient de 181 à 239 m/s pour la couche de sable située entre l’élévation approximative de 138 mètre et 130,75 mètres. Pour la couche de silt échantillonné, les Vs varient de 189 à 234 m/s entre les élévations 130,75 et 120,44 mètre. Plus en profondeur, pour le dépôt de silt argileux, les Vs varient de 226 à 391 m/s.

3.4.2.3 CPTU 21

Les résistances en pointe QT mesurée lors de l’essai au piézocône CPTU-21, aux élévations correspondantes à l’intervalle de silt échantillonné, varient de 2,8 MPA à près de 1,1 MPA entre les élévations 130,75 et 120,44 mètres. Les données correspondant à la friction locale ne sont pas disponibles pour cet essai. La mesure des pressions interstitielle est minimale près de l’élévation 130,75 mètres à 100 kPa puis augmente graduellement avec la profondeur jusqu’à une valeur maximale à 120,44 mètres à 600 kPa.

3.4.2.4 CPTU 22B

Les résistances en pointe QT mesurée lors de l’essai au piézocône CPTU-22B, aux élévations correspondantes à l’intervalle de silt échantillonné, varient de 2,9 MPA à 1,2 MPA entre les élévations 130,75 et 120,44 mètres. Les données correspondant à la friction locale ne sont pas disponibles pour cet essai. La

42

mesure des pressions interstitielle est minimale près de l’élévation 130,75 mètres à 150 kPa puis augmente graduellement avec la profondeur jusqu’à une valeur maximale à 120,44 mètres à 775 kPa.

3.4.3 FORAGE GÉOTECHNIQUE F-8 : ÉCHANTILLONNAGE NON REMANIÉ

Un second forage géotechnique, identifié F-8, a été réalisé par des représentants du MTQ à l’endroit du site à l’étude (culée est) à la mi-mai 2012. La présence d’un dépôt de silt avait antérieurement été déterminée lors de la réalisation du forage F-13 (voir section 3.4.1) (Laboratoire Sondages Universel, 1999).

3.4.3.1 Description du forage

Ce forage avait pour objectif de récupérer des échantillons de sols à grains fins (silt) non remaniés à l’aide de tubes minces à grand diamètre. L’avancement du forage a été effectué par tubage de calibre SW et lavage. Le forage a été de type destructif (sans échantillonnage et sans essais in situ) jusqu’à une profondeur de 16,66 mètres (élévation : 130,75 mètres). Le niveau de l’eau souterraine a été rencontré à une profondeur de 5,00 mètres (élévation 142,41 mètres). Entre les profondeurs de 16,66 et 27,05 mètres (élévations : 130,75 à 120,36 mètres) des échantillons de sols à grains fins non remaniés ont été extraits à l’aide de tubes minces ayant un diamètre de 120 mm et une longueur de 760 mm.

3.4.3.2 Échantillonnage à grand diamètre (φ=127mm)

Un piston de type Osterberg a été utilisé par les représentants du MTQ afin de faciliter la récupération des échantillons et de minimiser le remaniement. Ce piston permet de pousser hydrauliquement le tube mince dans le sol au bout du train de tiges au fond du trou de forage et permet de faciliter la récupération des échantillons non remaniés. Un total de douze (12) tubes minces ont été échantillonnés. Les tubes minces extraits ont été bouchés aux extrémités à l’aide de bouchons hermétiques appropriés. Les échantillons de sols à grains fins naturels non remaniés de grande qualité ont été soumis à divers essais en laboratoire, dont des essais dynamiques (voir chapitres 4, 5 et 6). Il est à noter que le tube mince PS-4 n’a permis aucune récupération de sol lors de son extraction. Le rapport du forage F-8, réalisé par le MTQ, est présenté à l’annexe A.

43

3.5 STRATIGRAPHIE DU SITE DE GRACEFIELD

À partir des résultats obtenus des divers sondages réalisés sur le site à l’étude à l’endroit de la culée est projetée (F-13, F-8, CPTU-8, CPTU-21 et CPTU-22B), la stratigraphie des sols a été interprétée. Elle consiste en un dépôt de sable reposant sur un dépôt de silt puis un dépôt de silt argileux. Les sous-sections suivantes présentent en détail les dépôts rencontrés.

3.5.1 SABLE

Un dépôt de sable un peu de gravier brun a été rencontré de la surface du terrain jusqu’à une profondeur de 10,70 mètres (élévation 136,77) à l’endroit du forage F-13. Selon les essais SPT, le sable est de compacité très lâche à lâche (0,7 < N60< 7,8). Le sable contient des débris de bois.

3.5.2 SILT

Sous le dépôt de sable, un dépôt de silt varvé traces de sable brun a été rencontré à une profondeur de 10,70 mètres (élévation 136,77) jusqu’à une profondeur de 26,00 mètres (élévation 121,47 mètres) à l’endroit du forage F-13 (épaisseur de 15,30 mètres). Selon les essais SPT, le silt est de compacité lâche à très lâche (3 < N60< 6,8).

3.5.3 SILT ARGILEUX

Sous le dépôt de silt, un dépôt de silt argileux varvé a été rencontré à une profondeur de 26,00 mètres (élévation 121,47) à l’endroit du forage F-13. L’épaisseur du dépôt de silt argileux n’a pu être déterminée lors de la réalisation du forage F-13 en 1999 puisqu’il a été terminé dans ce dépôt sans le traverser. Par contre, lors de la réalisation du forage F-8 en 2012 (voir section 3.4.2) il a été estimé que le dépôt de silt argileux se poursuivait jusqu’à une profondeur approximative de 60,91 mètres (élévation 86,50 mètres). L’épaisseur approximative du dépôt de silt argileux est de 34,91 mètres. Les indices N60 rencontrés dans le dépôt argileux sont : 3,8 < N60< 17,3. La figure 3-4 montre l’interprétation de la coupe stratigraphique des sols et du roc où reposeront les fondations du pont Northfield projeté réalisé à partir des investigations géotechniques. Le site à l’étude se situe à droite de la figure (à l’est) à l’emplacement de la culée est (CE) du pont projeté. Les piliers 1 à 6 montrés ne font pas l’objet de ce projet de recherche, elles sont montrées à titre indicatif seulement pour la compréhension de la stratigraphie. Il est possible de voir sur la figure 3-4 l’emplacement de la zone de silt échantillonnée à l’aide de tube mince de grand diamètre (zone en violet).

44

Figure 3-4 : Coupe stratigraphique d’ouest en est des sols situés sous le pont Northfield projeté

45

3.6 COMPARAISON DES PARAMÈTRES

La Figure 3-5 présente les profils des résistances normalisées (N1)60 pour le forage F-13_99 ainsi que pour l’ensemble des forages géotechniques réalisés à proximité du site à l’étude (à titre indicatif). Il est possible de constater que les résistances (N1)60 sont généralement faibles (< 5) dans le dépôt de silt. Ceci indique que le dépôt de silt se trouve dans un état de compacité très lâche, s’il est considéré pulvérulent. Les profils de résistance en pointe normalisées qC1N.sont aussi montrés à la Figure 3-5 pour les piézocônes CPTU-08 et CPTU-21. Les résistances en pointe mesurées qC1N sont faibles dans le dépôt de silt. Les valeurs se situent approximativement entre 15 et 90 pour les élévations comprises entre 129,0 et 136,8m et varient de 5 à 10 pour les élévations comprises entre 121,5 et 129,0m.

Figure 3-5 : Profils des indices normalisés de résistance à la pénétration standard et au piézocône

110

115

120

125

130

135

140

145

150

Élév

atio

n (m

)

SondagesF13-99F12-99 (indicatif)F9-99 (indicatif)F8-99 (indicatif)

0 5 10 15 20 25 30 35 40 45 50(N1)60

SondagesCPTU-08CPTU-21

0 15 30 45 60 75 90 105 120 135 150qC1N

110

115

120

125

130

135

140

145

150Él

évat

ion

(m)

Sable

Silt

F-13_99

Fin du forage 92,07 m

147,5 m

136,8 m

121,5 m

Siltargileux

46

La Figure 3-6 montre la comparaison entre l’estimation des mesures de vitesse des ondes de cisaillement Vs et le profil in situ mesuré lors de la réalisation du piézocône sismique sCPTU-08. Le profil in situ sCPTU-08 a été réalisé à proximité de l’emplacement du forage F-13_99. L’estimation de la valeur des Vs pour les autres forages à proximité du site à l’étude sont montrés à titre indicatif. La vitesse des ondes de cisaillement Vs mesurée dans le dépôt de silt varie de 190 à 250 m/s.

Figure 3-6 : Comparaison des profils de la vitesse de propagation des ondes de cisaillement (Vs)

80

85

90

95

100

105

110

115

120

125

130

135

140

145

150

Élév

atio

n (m

)

SondagesVs équivalent estimé

F-13_99

F-12_99 (indicatif)

F-9_99 (indicatif)

F-8_99 (indicatif)

F-5_99 (indicatif)

F-4_99 (indicatif)

0 25 50 75 100 125 150 175 200 225 250 275 300 325 350 375 400

Vs (m/s)

Sable

Silt

Silt argileux

F-13_99

Fin du forage 92,07 m

Vs (SCPTU-8)Profil moyen Profil in situ

147,5 m

136,8 m

121,5 m

Vs (SCPTU-8)Profil extrapolé

47

3.7 PROFIL DE LA PRESSION EFFECTIVE DES TERRES

La Figure 3-7 présente l’interprétation du profil de la pression effective des terres déduit à partir des investigations in situ réalisées au site à l’étude. Ce profil est utilisé comme référence pour le choix des paramètres représentant les conditions naturelles du sol lors de la réalisation des essais en laboratoire statiques et cycliques (chapitres 5 et 6). Ces essais en laboratoire ont été réalisés sur des échantillons provenant du dépôt de silt situé entre les élévations 121,5 et 136,8m.

Figure 3-7 : Profil de la pression des terres interprété

3.8 CONCLUSION

Ce chapitre a présenté la description de la reconnaissance géotechnique in situ effectuée au site de Gracefield. Un forage géotechnique permettant la réalisation d’essais SPT, des profils au piézocône ainsi qu’un forage géotechnique à grand diamètre ont été présentés. Les échantillons non-remaniés du dépôt de silt prélevés dans le forage géotechnique à grand diamètre ont servi à la réalisation du programme d’essais en laboratoire présenté au chapitre suivant.

120

130

140

118

122

124

126

128

132

134

136

138

142

144

146

148

Élév

atio

n (m

)

0 100 200 300 400 500 600Pression (kPa)

σv0

uσ'v0

30

28

26

24

22

20

18

16

14

12

10

8

6

4

2

0

P ro f

onde

u r (m

)

SILT

F-8 - Surface - Élevation = 147,47m

SABLE

48

4 DESCRIPTION DU PROGRAMME D’ESSAIS EN LABORATOIRE 4.1 INTRODUCTION

À la suite de l’échantillonnage à grand diamètre du dépôt de silt (se référer au Chapitre 3), les échantillons de silt non remaniés ont été soigneusement préparés et entreposés en vue des essais en laboratoire. Les essais de laboratoire statiques et cycliques permettront de déterminer la résistance statique et cyclique du dépôt de sol à grain fins (silt) de Gracefield. Les sous-sections suivantes présentent un bref résumé de la préparation des échantillons et la description du programme d’essai en laboratoire.

4.2 PRÉPARATION DES ÉCHANTILLONS

À la suite des travaux de chantier, les échantillons de silt non remaniés (tubes minces) ont été transportés par un représentant du MTQ vers le laboratoire de géotechnique de l’Université Laval le 14 juin 2012. L’extraction des échantillons des tubes minces, la découpe manuelle, et le paraffinage a été réalisé par des représentants de l’Université Laval le 19 juin 2012. Les étapes suivantes ont été effectuées pour l’extraction des échantillons des tubes à parois minces:

− Extraction des sols à l’aide d’un vérin hydraulique.

− La découpe des échantillons en sections de 120 mm de hauteur avec un fil métallique fin

− L'identification visuelle des échantillons selon la norme ASTM D2488-09a.

− Le paraffinage des échantillons.

− Le stockage des échantillons dans une chambre froide et humide.

− L’identification visuelle des échantillons a été réalisée subséquemment.

Les échantillons paraffinés ont été entreposés dans une chambre froide humide afin de favoriser la préservation des caractéristiques naturelles. La chambre froide est maintenue à une température de 8 °C et à un taux d’humidité se situant entre 80-85 %. Les rapports d’identification visuelle des échantillons non remaniés sont présentés à l’annexe B. Ces échantillons ont ensuite été utilisés pour la réalisation des essais en laboratoire.

49

4.3 ESSAIS EN LABORATOIRE

En premier lieu, des essais de classification des sols ont été réalisés sur des échantillons provenant de tous les tubes minces au moment du détubage sauf pour le tube PS-7 (aucune récupération). Des essais d'identification tels que des analyses sédimentométriques, évaluation des limites de plasticité et de liquidité, teneur en eau naturelle, densité relative et détermination du poids volumique. Par la suite, quatre (4) essais de consolidation œdométrique et six (6) essais statiques en cisaillement simple à volume constant (DSSST) ont été réalisés sur des échantillons de silt non remaniés sélectionnés. Ces essais sont abordés au chapitre 5. Puis, huit (8) essais cycliques en laboratoire de type cisaillement simple à volume constant (DSSCY) ont été réalisés sur des échantillons non remaniés sélectionnés. Ces essais sont abordés au chapitre 6. Le Tableau 4-1 résume les essais en laboratoire réalisés sur des échantillons provenant du forage F-8 dans le cadre de ce projet de recherche.

Tableau 4-1 : Programme d’essai global en laboratoire

Étapes Paramètres

mesurés Essais Description Nombre

I Chapitre 5 Identification Classification

Analyses sédimentométriques 10 Limites de plasticité et de liquidité (wL-wp) 10

Teneur en eau naturelle (wN) 20 Densité relative (Dr) 10

Poids volumique (ρt) 13

II Chapitre 5 mV Consolidation

Œdométrique Essai de consolidation œdométrique 4

III Chapitre 5 Su-DSS DSSST Essai DSS statique à volume constant sur

échantillon de silt intact 6

IV Chapitre 6 Scy-DSS DSSCY Essai DSS cyclique à volume constant sur

échantillon de silt intact 8

4.4 CONCLUSION

Ce chapitre a présenté la description du programme d’essais en laboratoire réalisé pour ce projet de recherche. Le chapitre 5 présente les essais statiques en laboratoire, puis le chapitre 6 présente les essais cycliques en laboratoire.

50

5 ESSAIS DE CLASSIFICATION ET ESSAIS STATIQUES 5.1 INTRODUCTION

Après avoir présenté les caractéristiques géotechnique in situ du site au chapitre 3, ce chapitre se concentre sur l’étude du silt de Gracefield en régime statique. Les essais statiques ont pour objectif de caractériser le comportement statique du silt de Gracefield. Pour atteindre cet objectif, des essais de classification, des essais de consolidation œdométriques et des essais de cisaillement simple à volume constant (CSVC) (notés DSSST dans ce projet de recherche) ont été réalisés sur des échantillons non remaniés provenant du silt de Gracefield. Les sous-sections suivantes présentent les résultats de ces essais.

5.2 ESSAIS DE CLASSIFICATION

Des essais de classification des sols ont été réalisés sur des échantillons provenant de tous les tubes minces au moment du détubage sauf pour le tube PS-7 (aucune récupération). Les essais d'identification suivants ont été effectués sur le silt de Gracefield selon les normes appropriées: analyses sédimentométriques (BNQ 2501-025); limites de plasticité et de liquidité (BNQ-2501-092), teneur en eau naturelle (BNQ-2501-170), densité relative (BNQ 2501-070) et poids volumique. Le tableau 5-1 présente les résultats des teneurs en eau naturelle, les limites de liquidité, de plasticité ainsi que les indices de plasticité et de liquidité pour les dix (10) échantillons testés en laboratoire provenant du forage F-8.

51

Tableau 5-1 : Résultats des mesures de la teneur en eau naturelle et des limites de plasticité et de liquidité

Forage Tube (#)

Échantillon (#)

Profondeur (m)

Élévation (m)

wN (%)

wP (%)

wL (%) wN/wL IP

(%) IL

F-8 PS-01 TO-06 17,17–17,29 130,24–130,12 30,5 21,2 29,4 1,04 8,2 1,1

F-8 PS-02 TO-15 18,43–18,55 128,98–128,86 30,7 20,5 33,9 0,91 13,3 0,8

F-8 PS-03 TO-05 18,58–18,70 128,83–128,71 24,0 21,0 28,1 0,85 7,1 0,4

F-8 PS-05 TO-01 20,28–20,40 127,13–127,01 33,9 21,9 32,3 1,05 10,3 1,2

F-8 PS-06 TO-13 21,61–21,73 125,80–125,68 33,5 22,7 33,4 1,00 10,7 1,0

F-8 PS-08 TO-35 23,30–23,42 124,11–123,99 38,9 24,1 36,5 1,07 12,4 1,2

F-8 PS-09 TO-33 24,12–24,24 123,29–123,17 39,5 23,9 37,7 1,05 13,8 1,1

F-8 PS-10 TO-29 24,93–25,05 122,48–122,36 41,0 25,3 41,7 0,98 16,5 1,0

F-8 PS-11 TO-25 25,67–25,79 121,74–121,62 41,4 24,9 42,6 0,97 17,7 0,9

F-8 PS-12 TO-20 26,61–26,73 120,80–120,68 41,3 25,1 43,1 0,96 18,0 0,9

Un total de dix (10) analyses sédimentométriques ont aussi été réalisées sur des échantillons de silt provenant des tubes minces. Les courbes sédimentométriques associées à ces essais sont présentées à l’annexe C. Le Tableau 5-2 présente la synthèse des essais de classification réalisés par tube mince et la localisation des essais statiques et cycliques qui seront présentés aux sections 5.3 et 5.4 ainsi qu’au Chapitre 6.

52

Tableau 5-2 : Synthèse des essais de classification pour le forage F-8

53

Tableau 5-2 (suite) : Synthèse des essais de classification pour le forage F-8

54

5.3 ESSAIS DE CONSOLIDATION ŒDOMÉTRIQUE

Un programme limité d’essais œdométrique visant à obtenir une idée préliminaire du comportement en compressibilité de ce sol a été réalisé. Tel qu’indiqué au chapitre 4, un total de quatre (4) essais de consolidation œdométriques ont été effectués sur les échantillons du silt de Gracefield selon la norme : ASTM D2435-96. Des appareils à levier manuels de la compagnie Wikeham Farrance ont été utilisés. Des échantillons de sol non remaniés d’un diamètre variant de 50,56 à 50,76 mm et d’une hauteur variant de 18,56 à 19,10 mm ont servi dans ces essais. Des pierres poreuses et des papiers filtres saturés ont été placés aux deux extrémités de chacun des échantillons. Les échantillons ont été conservés saturés par l’ajout d’eau durant tous les essais. Le rapport d’accroissement de la charge utilisé a été de 50 % avec un nouveau chargement toutes les 24 heures. Le programme d’essais œdométriques est présenté au tableau 5-3.

Tableau 5-3 : Programme des essais de consolidation œdométrique

Essai Forage Tube Profondeur

(m) Éch. Diam H0 V0

e0 w0

(#) (mm) (mm) (cm3) (%)

OED-01 F-8 PS-01 16,81 - 16,93 TO-09 50,70 18,56 37,47 0,763 28,5

OED-02 F-8 PS-05 20,28 - 20,40 TO-01 50,56 19,10 38,35 0,877 31,7

OED-03 F-8 PS-08 23,30 - 23,42 TO-35 50,76 18,78 38,00 1,015 36,1

OED-04 F-8 PS-12 26,61 - 26,73 TO-20 50,76 18,78 38,00 0,981 39,8 Les courbes associées aux quatre (4) essais de consolidation œdométrique sont présenté à l’annexe D. Les

graphiques du haut présentent l’évolution de la déformation volumique εv en fonction de la contrainte verticale

effective de consolidation σ’VC. Les graphiques du bas présentent l’évolution de l’indice des vides e en

fonction de la contrainte effective de consolidation σ’VC. Ces courbes sont représentatives du comportement œdométrique observé pour ce type de matériau plus silteux) puisqu’elles se caractérisent par une pression de préconsolidation plutôt mal définie. Le tableau 5-4 présente les résultats des essais de consolidation œdométrique. Le calcul de la contrainte de pré consolidation (σ'p) a été réalisé à partir de la méthode de Casagrande. Puisque les échantillons silteux

analysés ne présentent pas des courbes avec une cassure nette, les valeurs de σ'p sont estimées. Selon les

résultats obtenus, aux profondeurs où les essais OED-01 à OED-04 ont été prélevés, le silt est normalement consolidé. Rappelons toutefois que les valeurs de de σ'vo et de σ'p sont estimées.

55

Tableau 5-4 : Résultats des essais de consolidation œdométriques

Essai Profondeur

(m)

σ'vo

(kPa) σ'p (estimé)

OED-01 16,81 - 16,93 210 ≈ σ'vo (normalement consolidé)

OED-02 20,28 - 20,40 240 ≈ σ'vo (normalement consolidé)

OED-03 23,30 - 23,42 275 ≈ σ'vo (normalement consolidé)

OED-04 26,61 - 26,73 300 >σ'vo (normalement consolidé probable)

5.4 ESSAIS DSS STATIQUES (DSSST)

5.4.1 INTRODUCTION

Des essais de cisaillement simple à volume constant (CSVC) (notés DSSST dans ce projet de recherche) sur des échantillons non remaniés provenant du dépôt de silt ont été réalisés dans le cadre de ce projet de recherche. Ce type d’essai ont pour but de définir la résistance au point tournant (pic) correspondant à l’état

caractéristique (τhf / σ’V0)pic ≈ (Su / σ'vc)pic et la résistance à grandes déformations correspondant à l’état

critique du sol (τhf / σ’V0)gd ≈ (Su / σ'vc)gd. Ces essais permettent aussi de définir les angles de friction effectifs

au pic (φ’pic) et à grande déformation (φ’gd). Ces valeurs sont requises pour la compréhension du comportement statique du sol. Ce chapitre présente la réalisation et l’analyse d’essais DSSST.

5.4.2 MATÉRIEL ET MÉTHODE

Les procédures suivies pour la préparation, la consolidation et le cisaillement au DSS sont présentées sous forme d’un mode opératoire à l’annexe E. Les essais ont été réalisés sur un appareil de marque Géonor provenant du « Norwegian Geotechnical Institute » (NGI). En résumé, le mode opératoire est basé sur les procédures recommandées dans la norme ASTM D 6528 – 07 et sont aussi conformes aux recommandations

de la norme norvégienne NORSOK STANDARD G‐001 (2004). Tous les essais ont été effectués sur des

échantillons non remaniés prélevés dans le forage F-8 et reconsolidés à la pression effective des terres (σ'vo).

Le profil de la pression des terres utilisé est présenté à la section 3.7. Tel qu’indiqué au chapitre 4, un total de six (6) essais statiques ont été réalisés. Il est à noter que des imprécisions lors de l’application des contraintes

de consolidation initiales de 13 à 19kPa (σ'vc > σ'vo) pour les essais DSSST-02 à DSSST-05 et de -17 à -26kPa

(σ'vc < σ'vo) pour les essais DSSST-01 et DSSST-06 ont été notées. Ces imprécisions mineures n’ont pas affecté les résultats des essais. Les caractéristiques des échantillons soumis à ces essais sont présentées au Tableau 5-5. Tous les essais DSS ont été réalisés dans des conditions de cisaillement à volume constant (hauteur constante) ce qui est l’équivalent à un cisaillement non drainé. Lors de la réalisation des essais

56

(étape cisaillement), le drainage a été fermé. Duguay-Blanchette (2016) a effectué, à titre comparatif, des essais avec drainage ouvert lors du cisaillement et n’a pas constaté de répercussions sur les résultats.

Tableau 5-5 : Essais statiques au DSS – Caractéristiques des échantillons

Essai Tube Profondeur σ'vo Échan. Diam. H0 V0

(cm3) e0

w0 γ t (m) (kPa) (#) (mm) (mm) (%) (kN/m3)

DSSST -01 PS-05 20,20 - 20,28 245 TO-02 65,75 20,0 67,91 0,873 30,2 18,97

DSSST -02 PS-01 17,05 - 17,17 216 TO-07A 65,75 20,0 67,91 N/D 31,7 N/D

DSSST -03 PS-01 17,05 - 17,17 216 TO-07B 65,75 19,6 66,62 0,945 32,2 18,28

DSSST -04 PS-01 16,81 - 16,93 213 TO-09 65,75 19,5 66,28 N/D 28,2 N/D

DSSST -05 PS-01 16,66 - 16,81 212 TO-10 65,75 20,0 67,91 1,209 41,8 17,27

DSSST -06 PS-10 24,93 - 25,10 292 TO-29B 65,75 19,7 66,96 1,138 39,0 17,71

5.4.3 PRÉSENTATION DES RÉSULTATS

Les Figure 5-1 à Figure 5-6 présentent les courbes de variation de la contrainte horizontale en fonction de la

déformation horizontale (τh‐ γh) de même que les courbes de variation de la pression interstitielle équivalente

en fonction de la déformation horizontale (∆u*‐γh) obtenues lors de la réalisation des essais DSSST-01 à

DSSST-06. Notons que ∆u* = surpression interstitielle équivalente. La Figure 5-7 présente le sommaire des essais DSS statique à titre comparatif. La Figure 5-8 présente les cheminements des contraintes pour les

essais DSSST-1 à DSSST-06 (∆σ'v‐γh).

L'examen des courbes met en évidence un comportement non linéaire et une dilatance au-delà du passage à l'état caractéristique (identifié comme étant le « yield point »). La résistance initiale survient à un rapport

(Su / σ'vc) variant entre 0,233 et 0,281. La résistance à grande déformation (Su‐gd) a été relevée à des

déformations angulaires de 12 %. Les rapports de résistance non drainée (Su‐gd / σ'vc) correspondants se situent entre 0,388 et 0,413 pour les essais DSSST-01 à -04. Les essais DSSst-04 et -05 ont un comportement plutôt élasto-plastique et le rapport de résistance à grandes déformations se stabilise à 0,22-0,23, mais avec l’apparition d’une légère contractance pouvant être observé à la Figure 5-8. L’examen de la Figure 5-8 permet

de définir les angles de friction effectifs au pic (φ’pic = 23°) et à grande déformation (φ’gd = 33°). Les paramètres initiaux de consolidation et les principaux résultats obtenus lors des essais DSSST sont présentés au Tableau 5-6.

57

Tableau 5-6 : Résultats principaux des essais DSSST sur le silt de Gracefield

Consolidation Point tournant (Pic)

« état caractéristique » Grande déformation

« état critique »

Essai ec σ'vc Su-pt

Su-pt / σ'vc γh Su-gd

Su-gd / σ'vc γh

(kPa) (kPa) (%) (kPa) (%)

DSSST -01 0,771 227,96 57 0,250 2,91 > 94,0 > 0,412 12,0 (nominal)

DSSST -02 N/D 229,14 51 0,223 2,20 > 92,0 > 0,402 12,0 (nominal)

DSSST -03 0,818 231,79 51 0,220 2,30 > 90,0 > 0,388 12,0 (nominal)

DSSST -04 N/D 232,38 56 0,241 3,72 > 96,0 > 0,413 12,0 (nominal)

DSSST -05 N/D 229,14 51 0,223 2,00 52,0 0,227 12,0

DSSST -06 0,991 265,95 63 0,237 3,45 58,0 0,218 12,0

Moyenne 55 0,232

5.5 CONCLUSION

Ce chapitre a présenté la réalisation et l’analyse des essais statiques en laboratoire. Ces essais ont consisté en la réalisation de consolidation œdométrique et à des DSS statiques. Le comportement statique à l’état caractéristique et en grande déformations a été démontré. Le chapitre 6 présente les essais cycliques en laboratoire.

58

Figure 5-1 : Contrainte de cisaillement et variation de la pression interstitielle équivalente en fonction de la déformation de l’essai DSS statique (DSSST-01)

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12

0102030405060708090

100τ h (

kPa)

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12γh (%)

020406080

100120140160

∆u*(

kPa)

ESSAI DSSST-01 Forage / Tube : F-8 / PS-05

Échantillon : TO-02Profondeur : 20,195 @ 20,280 mÉlévation : 127,22 @ 127,13 m

σ'vc = 227,96 kPa

Date : 27/08/2012

PT

τh-PT

59

Figure 5-2 : Contrainte de cisaillement et variation de la pression interstitielle équivalente en fonction de la déformation de l’essai DSS statique (DSSST-02)

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12

0102030405060708090

100τ h (

kPa)

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12γh (%)

020406080

100120140160

∆u*(

kPa)

ESSAI DSSST-02 Forage / Tube : F-8 / PS-01

Échantillon : TO-07AProfondeur : 17,050 @ 17,170 mÉlévation : 130,36 @ 130,24 m

σ'vc = 229,14 kPa

Date : 29/08/2012

PT

τh-PT

60

Figure 5-3 : Contrainte de cisaillement et variation de la pression interstitielle équivalente en fonction de la déformation de l’essai DSS statique (DSSST-03)

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12

0102030405060708090

100τ h (

kPa)

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12γh (%)

020406080

100120140160

∆u*(

kPa)

ESSAI DSSST-03 Forage / Tube : F-8 / PS-01

Échantillon : TO-07BProfondeur : 17,050 @ 17,170 mÉlévation : 130,36 @ 130,24 m

σ'vc = 231,79 kPa

Date : 31/08/2012

PT

τh-PT

61

Figure 5-4 : Contrainte de cisaillement et variation de la pression interstitielle équivalente en fonction de la déformation de l’essai DSS statique (DSSST-04)

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12

0102030405060708090

100τ h (

kPa)

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12γh (%)

020406080

100120140160

∆u*(

kPa)

ESSAI DSSST-04 Forage / Tube : F-8 / PS-01

Échantillon : TO-09Profondeur : 16,810 @ 16,930 mÉlévation : 130,60 @ 130,48 m

σ'vc = 232,38 kPa

Date : 09/08/2012

PT

τh-PT

62

Figure 5-5 : Contrainte de cisaillement et variation de la pression interstitielle équivalente en fonction de la déformation de l’essai DSS statique (DSSST-05)

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12

0102030405060708090

100τ h (

kPa)

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12γh (%)

020406080

100120140160

∆u*(

kPa)

ESSAI DSSST-05 Forage / Tube : F-8 / PS-01

Échantillon : TO-10Profondeur : 16,655 @ 16,810 mÉlévation : 130,76 @ 130,60 m

σ'vc = 229,14 kPa

Date : 21/08/2012

τh-max

63

Figure 5-6 : Contrainte de cisaillement et variation de la pression interstitielle équivalente en fonction de la déformation de l’essai DSS statique (DSSST-06)

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12

0102030405060708090

100τ h (

kPa)

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12γh (%)

020406080

100120140160

∆u*(

kPa)

ESSAI DSSST-06 Forage / Tube : F-8 / PS-10

Échantillon : TO-29BProfondeur : 24,972 @ 25,097 mÉlévation : 122,44 @ 122,31 m

σ'vc = 265,95 kPa

Date : 23/08/2012

τh-max

64

Figure 5-7 : Sommaire des essais DSS statiques DSSST-01 à DSSST-06

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12

0102030405060708090

100τ h

(kPa

)

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12γh (%)

020406080

100120140160

∆u*(k

Pa)

Essai σ'vc ecDSS-ST-01 228 kPa 0,771DSS-ST-02 229 kPa N/DDSS-ST-03 232 kPa 0,818DSS-ST-04 232 kPa N/DDSS-ST-05 229 kPa N/DDSS-ST-06 266 kPa 0,991

65

Figure 5-8 : Cheminement des contraintes pour les essais DSS statiques DSSST-01 à DSSST-06

0 20 40 60 80 100 120 140 160 180 200 220 240 260 280σ'v (kPa)

0

10

20

30

40

50

60

70

80

90

100

110

120

130

140τ h

(kP

a)

DSSST-01

DSSST-02 & DSSST-03

DSSST-04

DSSST-06

DSSST-05

φ'PT=23°

φ'GD= 33°

SILT DE GRACEFIELDESSAIS CSVC STATIQUES

ESSAI σ'VC (kPa) ec

DSSST-01 227,96 0,771

DSSST-02 229,14 N/DDSSST-03 231,79 0,818DSSST-04 232,38 N/DDSSST-05 229,14 N/DDSSST-06 265,95 0,991

66

6 ESSAIS CYCLIQUES 6.1 INTRODUCTION

Après la présentation des caractéristiques géotechnique in situ du site au chapitre 3 et défini les caractéristiques géotechniques et l’étude du comportement statique au chapitre 5, ce chapitre se concentre sur l’étude du silt de Gracefield en régime cyclique. Les essais cycliques visent un double objectif, soit : 1) l’étude et la caractérisation du comportement cyclique du sol et 2) d’établir la courbe se résistance cyclique pour le silt de Gracefield. La résistance cyclique a été mesurée par des essais en laboratoires de type cisaillement simple à volume constant cycliques (CSVCCYC) (notés DSSCY dans ce projet de recherche) ont été réalisés sur des échantillons non remaniés provenant du dépôt de silt de Gracefield.

6.2 MATÉRIEL ET MÉTHODE

Les procédures suivies pour la préparation, la consolidation et le cisaillement au DSS sont présentées sous forme d’un mode opératoire à l’annexe E. En résumé, comme pour les DSSST, le mode opératoire est basé sur les procédures recommandées par la norme ASTM D 6528 – 07. Tel qu’indiqué au chapitre 4, un total de huit (8) essais cycliques en cisaillement simple à volume constant (DSSCY) ont été effectués sur les échantillons non remaniés prélevés dans le forage F-8. De façon analogue aux essais statiques, les

échantillons ont tous été reconsolidés approximativement à σ'vo et aucun pré cisaillement statique horizontal

(τst) n'a été appliqué aux échantillons. Le profil de la pression des terres utilisé est présenté à la section 3.7. Il

est à noter que des imprécisions lors de l’application des contraintes de consolidation initiales de 4 à 7 kPa

(σ'vc > σ'vo) pour les essais DSSCY-03, DSSCY-04, DSSCY-07, DSSCY-08 et de -80 à -11 kPa (σ'vc < σ'vo) pour les essais DSSCY-01, DSSCY-02, DSSCY-05, DSSCY-06 ont été notées. Ces imprécisions mineures n’ont pas affecté les résultats des essais. Les caractéristiques des échantillons soumis aux huit (8) essais cycliques sont présentées au Tableau 6-1.

67

Tableau 6-1 : Essais cycliques au DSS : Caractéristiques des échantillons

Essai Tube Profondeur σ'vo Échan. Diam.

(mm) H0

(mm) V0

e0 w0 γ

(m) (kPa) (#) (cm3) (%) (kN/m3)

DSSCY -01 TM-PS-12 26,845 - 26,965 310 TO-18A 65,75 20,00 67,91 N/D N/D N/D

DSSCY -02 TM-PS-12 26,845 - 26,965 310 TO-18B 65,75 20,14 68,38 1,178 40,10 17,49

DSSCY -03 TM-PS-12 26,725 - 26,845 309 TO-19A 65,75 20,00 67,91 1,081 40,88 18,41

DSSCY -04 TM-PS-12 26,725 - 26,845 309 TO-19B 65,75 18,80 63,83 1,143 41,49 17,96

DSSCY -05 TM-PS-11 25,788 - 25,908 300 TO-24B 65,75 20,10 68,25 1,241 42,19 17,22

DSSCY -06 TM-PS-08 23,180 - 23,300 275 TO-36 65,75 19,70 66,89 1,137 35,63 17,14

DSSCY -07 TM-PS-01 16,655 - 16,810 211 TO-10A 65,75 19,92 67,63 0,840 28,23 18,91

DSSCY -08 TM-PS-01 16,930 - 17,050 214 TO-08 65,75 19.90 67,57 0,793 28,17 19,40 Tous les essais DSS ont été réalisés dans des conditions de cisaillement à volume constant (hauteur constante) ce qui est l’équivalent à un cisaillement non drainé. Lors de la réalisation des essais (étape cisaillement), le drainage a été fermé. Ce type d’essai permet de reproduire en laboratoire un cisaillement statique horizontal non drainé s’apparentant aux conditions particulières associées à un séisme. Cet essai de laboratoire permet de mesurer indirectement la variation des pressions interstitielles et donc du rapport de surpressions interstitielles ru ainsi que la déformation horizontale subie par l’échantillon à chacun des cycles. Le cisaillement horizontal se fait à f=0,1 Hz, soit un cycle complet d’une durée de 10 secondes. La sollicitation cyclique est de forme sinusoïdale et différent niveaux de charge cyclique ont été utilisés. La contrainte

cyclique est représentée par le rapport τh-cy/σ'vc où τh-cy représente l'amplitude de la contrainte cyclique

symétrique par rapport à l'état initial. La mesure de la résistance cyclique (rupture) pour chacun des essais peut être déterminée soit à l’atteinte de la liquéfaction initiale (ru=100%) ou soit par l'atteinte d'un seuil de déformation spécifique déterminé. Les points correspondants aux ruptures associées à chacun des essais peuvent être reportés sur une courbe de résistance cyclique S-N, au cycle correspondant.

6.3 RÉSULTATS DES ESSAIS DSSCY

6.3.1 CISAILLEMENT

Les résultats des essais sont présentés sous la forme de graphiques aux Figure 6-1 à Figure 6-24 et montrent

l'évolution de la déformation de cisaillement cyclique γ (%) et du rapport des surpressions interstitielles, ru*

(ru*=∆u*/ σ'vo ; où ∆u* est la surpression interstitielle équivalente) en fonction du nombre de cycles de

chargement appliqués. La mesure de la déformation angulaire γ utilisée dans ce projet de recherche est la

68

déformation double amplitude γd.a, soit la déformation pic‐à‐pic. La rupture cyclique est définie par l'atteinte

d'un seuil de déformation, soit γd.a = 6 % ou 10 % (ou ±3% ou ±5% simple amplitude). Le critère usuel de rupture pour la liquéfaction, soit la liquéfaction initiale (ru=100%), état correspondant à l’annulation complète ou transitoire des contraintes effectives n'a pas été utilisé parce que cet état n’a jamais été atteint lors des essais. En effet, pour tous les essais DSSCY : ru*-max est largement inférieur à 0,9. Les paramètres initiaux de consolidation et les principaux résultats mesurés lors des essais DSSST sont présentés au tableau 6-2.

Tableau 6-2 : Sommaire des résultats des essais cycliques au DSS

Essai ec σ'vc ± τcy

τcy / σ'vc γd.a= 6 % γd.a= 10 %

τcy / Su* (kPa) (kPa) (Nb. cycles) (Nb. cycles)

DSSCY - 01 N/D 244,75 46,2 0,189 15 18 0,84

DSSCY - 02 1,043 229,70 45,0 0,196 10 12 0,82

DSSCY - 03 0,949 313,66 48,6 0,155 37 39 0,88

DSSCY - 04 0,990 313,66 45,9 0,146 131 140 0,83

DSSCY - 05 1,119 288,63 65,0 0,225 11 13 1,18

DSSCY - 06 1,029 226,48 29,3 0,129 240 249 0,53

DSSCY - 07 0,742 218,24 29,8 0,136 27 30 0,54

DSSCY - 08 0,699 220,01 42,4 0,193 6 8 0,77

Su* = Su-moyen = 55 kPa

6.3.2 COURBE DE RÉSISTANCE CYCLIQUE S-N

Les essais de chargement cyclique au DSSCY sur le silt de Gracefield ont permis d'établir une courbe de résistance cyclique S‐N où S représente le rapport normalisé de la contrainte de cisaillement cyclique (S =

CRR = τcy/σ'vc) et CRR représente le ratio de résistance cyclique. N est le nombre de cycles équivalents de chargement Neq qui peut être associé à la magnitude d’un séisme (se référer à la Figure 2-23). La courbe S-N construite à partir des essais DSS réalisés sur le silt de Gracefield est présentée à la Figure 6-25. Puisque le critère de rupture ru=100% (liquéfaction initiale) n’a pas été atteint pour les essais DSSCY, le critère de rupture utilisé et reporté sur la courbe S-N est de 6 % pic-à-pic (ou ±3% simple amplitude). Pour un séisme d’une magnitude de 7,5 (valeur de référence habituelle), la valeur de Neq est d’approximativement 15

69

cycles, ce qui correspond à un rapport de résistance cyclique (CRR) d’environ 0,17 selon le critère de rupture utilisé. La résistance statique moyenne mesurée lors des essais DSSST est aussi montré à la Figure 6-25 pour une moyenne de 0,232. Les valeurs de résistance statiques s’apparentent aux valeurs de résistance cycliques pour Neq < 10. Le silt de Gracefield perd peu de résistance avec des sollicitations cycliques qui seraient générées par un séisme d’une magnitude inférieure à 7,0 (Neq=10).

6.4 CONCLUSION

Pour chacun des essais, les figures présentées montrent l’évolution de la déformation horizontale en fonction de la contrainte de cisaillement cyclique normalisée appliqué. Il est possible de constater que les courbes

d’hystérésis ne comportent pas de section centrale totalement plane (τh-cy/σ'vc ≈ constant) même après

plusieurs cycles et jusqu’à une déformation supérieure à 20 %. Ces types de courbes sont caractéristiques des sols ayant un comportement de type « clay-like » selon Boulanger et Idriss (2008). Le silt de Gracefield est un sol peu plastique mais présente une résistance cyclique relativement élevée due à une certaine structuration du sol (sol varvé). De plus, le taux de surpressions interstitielles ru* n’atteint jamais 100%, même après plusieurs cycles. Tous les essais DSSCY réalisés démontrent ces deux mêmes types de comportement lorsque soumis à des contraintes cycliques. La dégradation observée lors de la réalisation des essais cyclique peut donc être associée à la déstructuration du sol, la fatigue et un certain effet de vitesse. (LeBoeuf, Duguay-Blanchette, Lemelin et al, 2016). Selon l’ensemble de ces observations, il est possible d’affirmer que le dépôt de silt de Gracefield présente un comportement dynamique de type « ramollissement cyclique » Le chapitre suivant présente la comparaison des méthodes d’évaluation de la résistance cyclique.

70

Figure 6-1 : Contrainte de cisaillement, ru et déformation horizontale en fonction du nombre de cycles de l’essai DSS cyclique (DSSCY-01)

0 2 4 6 8 10 12 14 16 18Cycle (N)

-10

-5

0

5

10

γ h (%

)

0

0.2

0.4

0.6

0.8

1

r u*=

∆u*

σ'VC

ESSAI DSSCY-01 Forage / Tube : F-8 / PS-12

Échantillon : TO-18AProfondeur : 26,845 @ 26,965 mÉlévation : 120,57 @ 120,45 m

σ'vc = 244,75 kPa, τcy = ± 46,2 kPa(τcy/σ'vc) = 0,189

-50-40-30-20-10

01020304050

τ h (kP

a)

0 2 4 6 8 10 12 14 16 18

71

Figure 6-2 : Évolution de la déformation horizontale en fonction du cisaillement normalisé de l’essai DSSCY-01

Figure 6-3 : Évolution de la contrainte verticale en fonction du cisaillement de l’essai DSSCY-01

-10 -5 0 5 10γh (%)

-0.3

-0.2

-0.1

0

0.1

0.2

0.3

τ h-c

yc /σ

' VC

ESSAI DSSCY-01σ'vc = 244,75 kPaτcy = ± 46,2 kPa

(τcy/σ'vc ) = 0,189

≅IP 18

0 20 40 60 80 100 120 140 160 180 200 220 240 260 280 300 320σ'v (kPa)

-70-60-50-40-30-20-10

010203040506070

τ h (kP

a)

ESSAI DSSCY-01σ'vc = 244,75 kPaτcy = ± 46,2 kPa

(τcy/σ'vc ) = 0,189

72

Figure 6-4 : Contrainte de cisaillement, ru et déformation horizontale en fonction du nombre de cycles de l’essai

DSS cyclique (DSSCY-02)

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 13Cycle (N)

-10

-5

0

5

10

γ h (%

)

0

0.2

0.4

0.6

0.8

1

r u*=

∆u*

σ'VC

ESSAI DSSCY-02 Forage / Tube : F-8 / PS-12

Échantillon : TO-18BProfondeur : 26,845 @ 26,965 mÉlévation : 120,57 @ 120,45 m

σ'vc = 229,70 kPa, τcy = ± 45,0 kPa(τcy/σ'vc) = 0,196

-50-40-30-20-10

01020304050

τ h (kP

a)

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 13

73

Figure 6-5 : Évolution de la déformation horizontale en fonction du cisaillement normalisé de l’essai DSSCY-02

Figure 6-6 : Évolution de la contrainte verticale en fonction du cisaillement de l’essai DSSCY-02

-10 -5 0 5 10γh (%)

-0.3

-0.2

-0.1

0

0.1

0.2

0.3

τ h-c

yc /σ

' VC

ESSAI DSSCY-02σ'vc = 244,75 kPaτcy = ± 46,2 kPa

(τcy/σ'vc ) = 0,189

≅IP 18 ec =1,043

0 20 40 60 80 100 120 140 160 180 200 220 240 260 280 300 320σ'v (kPa)

-70-60-50-40-30-20-10

010203040506070

τ h (kP

a)

ESSAI DSSCY-02 σ'vc = 229,70 kPaτcy = ± 45,0 kPa

(τcy/σ'vc ) = 0,196

74

Figure 6-7 : Contrainte de cisaillement, ru et déformation horizontale en fonction du nombre de cycles de l’essai DSS cyclique (DSSCY-03)

0 5 10 15 20 25 30 35 40Cycle (N)

-10

-5

0

5

10

γ h (%

)

0

0.2

0.4

0.6

0.8

1

r u*=

∆u*

σ'VC

ESSAI DSSCY-03 Forage / Tube : F-8 / PS-12

Échantillon : TO-19AProfondeur : 26,725 @ 26,845 mÉlévation : 120,69 @ 120,57 m

σ'vc = 313,66 kPa, τcy = ± 48,6 kPa(τcy/σ'vc) = 0,155

-60

-40

-20

0

20

40

60

τ h (kP

a)

0 5 10 15 20 25 30 35 40

75

Figure 6-8 : Évolution de la déformation horizontale en fonction du cisaillement normalisé de l’essai DSSCY-03

Figure 6-9 : Évolution de la contrainte verticale en fonction du cisaillement de l’essai DSSCY-03

-10 -5 0 5 10γh (%)

-0.3

-0.2

-0.1

0

0.1

0.2

0.3

τ h-c

yc /σ

' VC

ESSAI DSSCY-03σ'vc = 244,75 kPaτcy = ± 46,2 kPa

(τcy/σ'vc ) = 0,189

≅IP 18 ec= 0,949

0 20 40 60 80 100 120 140 160 180 200 220 240 260 280 300 320σ'v (kPa)

-70-60-50-40-30-20-10

010203040506070

τ h (kP

a)

ESSAI DSSCY-03σ'vc = 313,66 kPaτcy = ± 48,6 kPa

(τcy/σ'vc ) = 0,155

76

Figure 6-10 : Contrainte de cisaillement, ru et déformation horizontale en fonction du nombre de cycles de l’essai

DSS cyclique (DSSCY-04)

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90 100 110 120 130 140Cycle (N)

-10

-5

0

5

10

γ h (%

)

-60

-40

-20

0

20

40

60

τ h (kP

a)

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90 100 110 120 130 140

0

0.2

0.4

0.6

0.8

1

r u*=

∆u*

σ'VC

ESSAI DSSCY-04 Forage / Tube : F-8 / PS-12

Échantillon : TO-19BProfondeur : 26,725 @ 26,845 mÉlévation : 120,69 @ 120,57 m

σ'vc = 313,66 kPa, τcy = ± 45,9 kPa(τcy/σ'vc) = 0,146

77

Figure 6-11 : Évolution de la déformation horizontale en fonction du cisaillement normalisé de l’essai DSSCY-04

Figure 6-12 : Évolution de la contrainte verticale en fonction du cisaillement de l’essai DSSCY-04

-10 -5 0 5 10γh (%)

-0.3

-0.2

-0.1

0

0.1

0.2

0.3

τ h-c

yc /σ

' VC

ESSAI DSSCY-04σ'vc = 244,75 kPaτcy = ± 46,2 kPa

(τcy/σ'vc ) = 0,189

≅IP 18ec=0,990

0 20 40 60 80 100 120 140 160 180 200 220 240 260 280 300 320σ'v (kPa)

-70-60-50-40-30-20-10

010203040506070

τ h (kP

a)

ESSAI DSSCY-04 σ'vc = 313,66 kPaτcy = ± 45,9 kPa(τcy/σ'vc) = 0,146

78

Figure 6-13 : Contrainte de cisaillement, ru et déformation horizontale en fonction du nombre de cycles de l’essai

DSS cyclique (DSSCY-05)

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 13Cycle (N)

-10

-5

0

5

10

γ h (%

)

-75

-50

-25

0

25

50

75

τ h (kP

a)

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 13

0

0.2

0.4

0.6

0.8

1

r u*=

∆u*

σ'VC

ESSAI DSSCY-05 Forage / Tube : F-8 / PS-11

Échantillon : TO-24BProfondeur : 25,788 @ 25,908 mÉlévation : 121,62 @ 121,50 m

σ'vc = 288,63 kPa, τcy = ± 65,0 kPa(τcy/σ'vc) = 0,225

79

Figure 6-14 : Évolution de la déformation horizontale en fonction du cisaillement normalisé de l’essai DSSCY-05

Figure 6-15 : Évolution de la contrainte verticale en fonction du cisaillement de l’essai DSSCY-05

-10 -5 0 5 10γh (%)

-0.3

-0.2

-0.1

0

0.1

0.2

0.3

τ h-c

yc /σ

' VC

ESSAI DSSCY-05σ'vc = 288,63 kPaτcy = ± 65,0 kPa

(τcy/σ'vc ) = 0,225

≅IP 18ec=1,119

0 20 40 60 80 100 120 140 160 180 200 220 240 260 280 300 320σ'v (kPa)

-70-60-50-40-30-20-10

010203040506070

τ h (kP

a)

ESSAI DSSCY-05 σ'vc = 288,63 kPaτcy = ± 65,0 kPa(τcy/σ'vc) = 0,225

80

Figure 6-16 : Contrainte de cisaillement, ru et déformation horizontale en fonction du nombre de cycles de l’essai

DSS cyclique (DSSCY-06)

0 25 50 75 100 125 150 175 200 225 250Cycle (N)

-10

-5

0

5

10

γ h (%

)

-40

-30

-20

-10

0

10

20

30

40

τ h (kP

a)

0 25 50 75 100 125 150 175 200 225 250

0

0.2

0.4

0.6

0.8

1

r u*=

∆u*

σ'VC

ESSAI DSSCY-06 Forage / Tube : F-8 / PS-08

Échantillon : TO-36Profondeur : 23,180 @ 23,300 mÉlévation : 124,23 @ 124,11 m

σ'vc = 226,48 kPa, τcy = ± 29,28 kPa(τcy/σ'vc) = 0,129

81

Figure 6-17 : Évolution de la déformation horizontale en fonction du cisaillement normalisé de l’essai DSSCY-06

Figure 6-18 : Évolution de la contrainte verticale en fonction du cisaillement de l’essai DSSCY-06

-10 -5 0 5 10γh (%)

-0.3

-0.2

-0.1

0

0.1

0.2

0.3

τ h-c

yc /σ

' VC

ESSAI DSSCY-06σ'vc = 226,48 kPaτcy = ± 29,28 kPa(τcy/σ'vc ) = 0,129

≅IP 12ec=1,029

0 20 40 60 80 100 120 140 160 180 200 220 240 260 280 300 320σ'v (kPa)

-70-60-50-40-30-20-10

010203040506070

τ h (kP

a)

ESSAI DSSCY-06 σ'vc = 226,48 kPaτcy = ± 29,28 kPa(τcy/σ'vc) = 0,129

82

Figure 6-19 : Contrainte de cisaillement, ru et déformation horizontale en fonction du nombre de cycles de l’essai

DSS cyclique (DSSCY-07)

0 5 10 15 20 25 30Cycle (N)

-10

-5

0

5

10

γ h (%

)

0

0.2

0.4

0.6

0.8

1

r u*=

∆u*

σ'VC

ESSAI DSSCY-07 Forage / Tube : F-8 / PS-01

Échantillon : TO-10AProfondeur : 16,655 @ 16,810 mÉlévation : 130,76 @ 130,60 m

σ'vc = 218,24 kPa, τcy = ± 29,75 kPa(τcy/σ'vc) = 0,136

-40

-30

-20

-10

0

10

20

30

40

τ h (kP

a)

0 5 10 15 20 25 30

83

Figure 6-20 : Évolution de la déformation horizontale en fonction du cisaillement normalisé de l’essai DSSCY-07

Figure 6-21 : Évolution de la contrainte verticale en fonction du cisaillement de l’essai DSSCY-07

-10 -5 0 5 10γh (%)

-0.3

-0.2

-0.1

0

0.1

0.2

0.3

τ h-c

yc /σ

' VC

ESSAI DSSCY-07σ'vc = 244,75 kPaτcy = ± 46,2 kPa

(τcy/σ'vc ) = 0,189

≅IP 8ec = 0,742

0 20 40 60 80 100 120 140 160 180 200 220 240 260 280 300 320σ'v (kPa)

-70-60-50-40-30-20-10

010203040506070

τ h (kP

a)

ESSAI DSSCY-07 σ'vc = 218,24 kPaτcy = ± 29,75 kPa(τcy/σ'vc) = 0,136

84

Figure 6-22 : Contrainte de cisaillement, ru et déformation horizontale en fonction du nombre de cycles de l’essai

DSS cyclique (DSSCY-08)

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10Cycle (N)

-10

-5

0

5

10

γ h (%

)

0

0.2

0.4

0.6

0.8

1

r u*=

∆u*

σ'VC

ESSAI DSSCY-08 Forage / Tube : F-8 / PS-01

Échantillon : TO-08Profondeur : 16,930 @ 17,050 mÉlévation : 130,48 @ 130,36 m

σ'vc = 220,01 kPa, τcy = ± 42,41 kPa(τcy/σ'vc) = 0,193

-50-40-30-20-10

01020304050

τ h (kP

a)

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10

85

Figure 6-23 : Évolution de la déformation horizontale en fonction du cisaillement normalisé de l’essai DSSCY-08

Figure 6-24 : Évolution de la contrainte verticale en fonction du cisaillement de l’essai DSSCY-08

-10 -5 0 5 10γh (%)

-0.3

-0.2

-0.1

0

0.1

0.2

0.3

τ h-c

yc /σ

' VC

ESSAI DSSCY-08σ'vc = 244,75 kPaτcy = ± 46,2 kPa

(τcy/σ'vc ) = 0,189

≅IP 8ec = 0,699

0 20 40 60 80 100 120 140 160 180 200 220 240 260 280 300 320σ'v (kPa)

-70-60-50-40-30-20-10

010203040506070

τ h (kP

a)

ESSAI DSSCY-08 σ'vc = 220,01 kPaτcy = ± 42,41 kPa(τcy/σ'vc) = 0,193

86

Figure 6-25 : Courbe de résistance cyclique S-N pour le Silt de Gracefield (modifiée de LeBoeuf, Duguay-Blanchette, Lemelin, 2016)

1 10 100 1000Nombre de cycles, N

0

0.2

0.4

0.6

0.8

1

s =

τ cyc

/ σ'

vc

RÉSISTANCE MONOTONE (STATIQUE)( DSSST à volume constant)

RÉSISTANCE EXTRAPOLÉE (PREMIER CYCLE)

RÉSISTANCE CYCLIQUE(DSSCY à Volume Constant)f = 0,1 Hz

SILT DE GRACEFIELDOCR ∼ 1

EFFET DE VITESSE

87

7 COMPARAISON DES MÉTHODES D’ÉVALUATION DE LA RÉSISTANCE CYCLIQUE

7.1 INTRODUCTION

Les chapitres précédents ont présenté divers aspects liés aux sols à grains fin et plus particulièrement le silt de Gracefield. Le chapitre 2 a permis de définir divers critères de susceptibilité des sols à grains fin à la liquéfaction. Il a été constaté que ces critères de susceptibilité ne font pas consensus chez les chercheurs du domaine. Au chapitre 3, la caractérisation géotechnique in situ du silt de Gracefield a été présentée. L’analyse d’essais SPT, de profils CPTU et SCPTU et l’échantillonnage non remanié du silt de Gracefield font l’objet de ce chapitre. Par la suite, au chapitre 5, des essais de classification et de résistance statiques en laboratoire ont été présentés et analysés. Ceci a permis de connaitre les paramètres géotechniques et des valeurs de résistance statique au cisaillement du silt de Gracefield. Le chapitre 6 a abordé les essais de résistance cyclique mesurés en laboratoire. Le type de comportement sous sollicitation cyclique du silt de Gracefield et les courbes de résistance S-N ont été déterminés. Le présent chapitre présente la comparaison de divers paramètres analysés par les diverses méthodes de mesures pour le silt de Gracefield. Les méthodes d’évaluation de la résistance cyclique les plus appropriées sont aussi discutées.

7.2 COMPARAISON DES CRITÈRES DE SUSCEPTIBILITÉ DES SOLS À GRAINS FINS

L’analyse des sondages réalisés par le Ministère des Transports du Québec (MTQ) en 2012 et ceux réalisés par Laboratoire Sondage Universel (1999) a permis de déterminer les caractéristiques géotechniques du silt de Gracefield. Dans cette section, une comparaison des paramètres de susceptibilité à la liquéfaction des sols à grains fins proposés par les chercheurs (voir section 2.5) et le silt de Gracefield est effectuée. L’objectif est de déterminer si les paramètres suggérés dans la littérature permettent de prévoir le comportement du silt de Gracefield; s’il est susceptible à la liquéfaction. La Figure 7-1 présente un sommaire des paramètres de caractérisation déterminés aux chapitres 3 et 5 pour le silt de Gracefield.

Figure 7-1 : Sommaire des principaux paramètres de classification du silt de Gracefield

Silt de Gracefield67 % < Silt < 89 %

3 % < Argile < 30 %1 % < Sable < 29 %

Teneurs en eau : 24 % < wN < 41%Limites de liquidité : 29 % < wL< 43 %

Limites de plasticité : 21 % < wP < 25 %Indices de plasticité : 7,1 < IP < 18

88

7.2.1 SEED ET IDRISS (1982) ET FINN ET AL. (1994)

Les « ’critères chinois » proposés par Seed et Idriss (1982), indiquent que certains échantillons du silt de Gracefield sont susceptibles à la liquéfaction et que d’autres sont sécuritaires. Puisque la zone (en rouge sur la Figure 7-2) se trouve entre « à tester » et « sécuritaire » la recommandation est de tester ces sols silteux. Les « ’critères chinois modifiés » proposés par Finn et al. (1994) et la U.S Army Corps of Engineers, indiquent la même conclusion.

Figure 7-2 : Zone représentée par le silt de Gracefield (selon de Seed et Idriss (1982) et Finn et al. (1994))

7.2.2 YOUD (1998)

Selon les recommandations de Youd (1998), qui représente ses critères dans l’abaque de Casagrande, certains échantillons du silt de Gracefield sont susceptibles à la liquéfaction et d’autres sont sécuritaires. Puisque la zone représentant le silt de Gracefield (en rouge sur la Figure 7-3) se trouve près de la zone « possibly liquefiable fine grained soil » la recommandation est de tester ces sols silteux.

Figure 7-3 : Zone représentée par le silt de Gracefield (selon Youd (1998))

7.2.3 ANDREWS ET MARTIN (2000)

Selon les recommandations d’Andrew et Martin (2000) certains échantillons du silt de Gracefield sont susceptibles à la liquéfaction et d’autres sont sécuritaires. Puisque la zone représentant le silt de Gracefield

89

(en rouge sur le Tableau 7-1) est partagée entre les quatre possibilités, la recommandation est de tester ce sol. Tableau 7-1 : Zone représentée par le silt de Gracefield (selon Andrews et Martin (2000), modifiée de Seed (2003))

7.2.4 SEED ET AL. (2003)

Selon les recommandations de Seed et al. (2003), qui représente aussi ses critères dans l’abaque de Casagrande, certains échantillons du silt de Gracefield sont potentiellement liquéfiables tandis que d’autres doivent être testés. Puisque la zone représentant le silt de Gracefield (en rouge sur la Figure 7-4) se trouve à l’intérieur de ces deux zones, la recommandation est de tester ces sols.

Figure 7-4 : Zone représentée par le silt de Gracefield (selon Seed et al. (2003))

7.2.5 BRAY ET SANCIO (2006)

Selon les recommandations de Bray et Sancio (2006) tous les échantillons du silt de Gracefield sont susceptibles ou modérément susceptible à la liquéfaction. Puisque la zone représentant le silt de Gracefield (en rouge sur la Figure 7-5) indique ce résultat, la recommandation est de tester ces sols.

90

Figure 7-5 : Zone représentée par le silt de Gracefield (selon Bray et Sancio (2006))

7.2.6 BOULANGER & IDRISS (2006 ET 2007)

Selon les recommandations de Boulanger et Idriss (2006) tous les échantillons du silt de Gracefield sont considérés comme présentant un comportement de type « clay-like ». Puisque la zone représentant le silt de Gracefield (en rouge sur la Figure 7-6) indique cela, ces sols ne sont pas susceptibles à la liquéfaction « classique » associée aux sols granulaires, mais plutôt à de l’amollissement cyclique associé aux argiles. Boulanger et Idriss (2006) recommandent que la résistance à l’amollissement soit mesurée en laboratoire par des essais dynamique ou par la méthode empirique qu’ils ont développé (Boulanger et Idriss, 2007).

Figure 7-6 : Zone représentée par le silt de Gracefield (selon Boulanger et Idriss (2006)(2007))

7.2.7 CONCLUSION

Les recommandations de tous les chercheurs présentées aux sections précédentes indiquent que les sols sont susceptibles à divers niveaux à la liquéfaction, sauf pour Boulanger et Idriss (2006 et 2007). Tel que discuté à la section 2.4.2.7, les sols présentant un comportement « clay-like » présentent une résistance cyclique plus élevée que les sols « sand-like » et ne sont pas sujets à la liquéfaction. Toutefois, ces sols peuvent perdre de la résistance selon un mécanisme d’amollissement cyclique si les contraintes sismiques (dynamiques) sont élevées. Tel que défini au chapitre 6, le silt de Gracefield a un comportement cyclique de ramollissement cyclique, ou en anglais, « cyclic softening ». Le silt perd très peu de résistance pour Neq<10.

91

7.3 COMPARAISON DE LA RÉSISTANCE CYCLIQUE MESURÉE EN LABORATOIRE

Aux chapitres 5 et 6, les résistances statiques et cycliques du silt de Gracefield ont été mesurées. Cette sous-section présente la comparaison des valeurs mesurées au cours de ce projet de recherche avec d’autres valeurs provenant de la littérature sur d’autres sols à grains fins. La figure 7-7 présente la comparaison des résistances normalisées mesurée au DSSCY pour le silt de Gracefield, par rapport à la résistance normalisée provenant d’autres sols à grains fins naturels provenant de la littérature. Chacune des résistances à la rupture des huit (8) essais DSSCY ont été normalisées par rapport à la résistance statique du silt de Gracefield. La résistance statique de normalisation utilisée correspond à la moyenne des résistances statiques au DSSST mesurées.

Figure 7-7 : Comparaison des résistances normalisée pour le silt de Gracefield avec

d’autres sols à grains fins naturels de l’est du Canada (modifiée de LeBoeuf, Duguay-Blanchette, Lemelin, 2016)

Les résultats normalisés provenant du silt de Gracefield se rapprochent des valeurs obtenus pour les autres sols naturels analysés. Il est possible de remarquer que les valeurs ne s’alignent pas parfaitement sur une même courbe comme observé pour certain des autres sols à grains fins naturels. Ceci est possiblement dû à la variabilité des caractéristiques géotechniques et au faciès varvé des divers échantillons soumis aux essais DSSCY dans le cadre de ce projet de recherche.

1 10 100 1000Nombre de cycles, N

0

0.2

0.4

0.6

0.8

1

1.2

1.4

1.6

1.8

τ cyc

/ S u

Outardes argile-2014 (OCR=2) (JDB)Kinburn argile (OCR=1,8)Rigaud argile (OCR=2 & 3,6)Gracefield Silt (OCR = 1)Chateauguay Silt (OCR = 1)- AChateauguay Silt (OCR = 1)- B

ÉtatStabilisé

(τcyc / Su) vs N

92

7.4 COMPARAISON DE LA RÉSISTANCE CYCLIQUE MESURÉE IN SITU

La caractérisation géotechnique in situ du site de Gracefield a été présentée au chapitre 3. Des forages géotechniques et des profils au piézocône ont été réalisés au site à l’étude. Cette sous-section présente la comparaison des résistances cycliques mesurées in situ à partir des essais SPT et à partir des essais au piézocône (CPTU) avec les résistances cycliques mesurées en laboratoire pour le silt de Gracefield.

7.4.1 ESSAIS SPT

Les sols à grains fins (silt) rencontrés dans le forage géotechnique F-13 ont démontré une faible résistance à la pénétration lors des essais SPT réalisés par Laboratoire Sondage Universel (1999). Les indices N60 indiquent que les sols se trouvent dans un état très lâche à lâche en assumant qu’ils sont de nature pulvérulente. Une évaluation de la résistance cyclique CRR in situ à partir des essais SPT par la méthode empirique proposée par Boulanger et Idriss (2008) a été réalisée pour ce projet. Les essais SPT utilisés proviennent du forage F-13. La magnitude utilisée pour les calculs est de M=7,0. Les essais SPT proviennent du dépôt de sable retrouvé en surface (se référer à la section 3.5) et le dépôt de silt de Gracefield. Les indices Nin-situ varient de 1 à 13 pour la couche de sable et de 4 à 9 pour le silt. Les valeurs de résistance cyclique correspondantes calculées pour la couche de sable varient de : 0,07 < CRRSPT-Sable < 0,14. Pour le silt de Gracefield, les valeurs de résistance cycliques mesurées varient de : 0,10 < CRRSPT-Silt < 0,13. Une comparaison entre les profils des valeurs de CRRSPT et CRRLAB-DSS est présentée à la Figure 7-8. Les valeurs de résistance mesurées in situ à partir des essais SPT pour le silt de Gracefield sont inférieures à celles mesurées en laboratoire. CRRSPT = [53 à 68%] de CRRLABO-DSS.

93

Figure 7-8 : Comparaison entre la résistance cyclique mesurée in situ (SPT) et en laboratoire (DSS)

7.4.2 PROFIL CPTU

Une évaluation de la résistance cyclique CRR in situ à partir d’un profil CPTU par la méthode empirique proposée par Boulanger et Idriss (2014) a été réalisée pour ce projet de recherche. Le profil CPTU-8 a été utilisé pour les calculs. La magnitude utilisée pour les calculs est de M=7,0. Comme pour les essais SPT, les sols analysés sont le dépôt de sable près de la surface et le dépôt de silt de Gracefield. Les résistances en pointe (qT) mesurées varient de 2 à 14 MPA pour le sable et de 1 à 6 MPA pour le silt. Les résultats des essais au piézocône (CPTU) démontrent une faible résistance en pointe qT pour les sols à grains fins étudiés. La résistance cyclique (CRR) mesurée à partir des faibles valeurs de qT est aussi très faible puisque le calcul empirique utilise directement la résistance en pointe.

0.05 0.1 0.15 0.2 0.25 0.3 0.35Rapport de contraintes CSR (τcyc / σ'v0) ou CRR

115

120

125

130

135

140

145

150

Élév

atio

n (m

)

Type d'essaiCRR_SPT_F-13_99 (M=7,0)CRR_LABO-DSS (M=7,0)

Sable

Silt

F-13

Fin du forage 92,07 m

147,5 m

136,8 m

121,5 m

Siltargileux

Résistance mesurée au DSS (M = 7,0)Critère de rupture γ=6% (pic à pic)

LAB

OR

ATO

IRE

(DSS

)

IN S

ITU

(SPT

)

94

Les valeurs de résistance cyclique mesurées pour la couche de sable sont : 0,07 < CRRCPTU-Sable < 0,22. Pour le silt de Gracefield, les valeurs de résistance cycliques mesurées sont : 0,06 < CRRCPTU-Silt < 0,11. Une représentation graphique des valeurs de résistance cyclique calculées CRRCPTU-Sable et CRRCPTU-Silt est présentée à la Figure 7-9. Les valeurs de résistance mesurées in situ à partir des essais CPTU pour le silt de Gracefield sont inférieures à celles mesurées en laboratoire. CRRCPTU = [1 à 58%] de CRRLABO-DSS.

Figure 7-9 : Comparaison entre la résistance cyclique mesurée in situ (CPTU) et en laboratoire (DSS)

0.05 0.1 0.15 0.2 0.25 0.3 0.35Rapport de contraintes CSR (τcyc / σ'v0) ou CRR

115

120

125

130

135

140

145

150

Élév

atio

n (m

)

Type d'essaiCRR_CPT_CPTU-08 (M=7,0)CRR_LABO-DSS (M=7,0) Sable

Silt

F-13

Fin du forage 92,07 m

147,5 m

136,8 m

121,5 m

Siltargileux

Résistance mesurée au DSS (M = 7,0)Critère de rupture γ=6% (pic à pic)

LAB

OR

ATO

IRE

(DSS

)

IN S

ITU

(CPT

U)

95

7.5 COMPARAISON DES RÉSISTANCES CYCLIQUES EN FONCTION DE IP

Les sous sections précédentes ont présenté des comparaisons entre les méthodes d’évaluations de la résistance cyclique in situ et en laboratoire (DSS). La Figure 7-10 présente ces mêmes valeurs de résistance cyclique en fonction de l’indice de plasticité (IP) pour chacune des méthodes de mesure. Il est possible de constater que la résistance cyclique mesurée du silt de Gracefield en laboratoire est supérieure à celles mesurées in situ. À titre indicatif, la résistance cyclique du sable de Gracefield mesurée in situ est aussi montrée. La résistance cyclique du sable de Gracefield (IP = 0, comportement « sand-like ») est inférieure à la résistance cyclique du silt de Gracefield (7 ≤ IP ≤ 18, comportement « clay-like »). Tel que suggéré par Boulanger et Idriss (2007) et représenté à la Figure 2-21, les sols « clay-like » présentant un comportement d’amollissement cyclique ont une résistance supérieure à celle des sols « sand-like ».

Figure 7-10 : Résistances cycliques en fonction de l’indice de plasticité

0 2 4 6 8 10 12 14 16 18Indice de plasticité (IP)

0.1

0.2

Rés

ista

nce

cycl

ique

(S) (

τ cy

/ σ' vc

)

SPTSable Gracefield

DSS - Silt Gracefield

M=7,0

SPT - Silt Gracefield

CPTU - Silt Gracefield

CPTUSable Gracefield

IN SITU

LABO

96

7.6 CONCLUSION

Les résistances cycliques mesurées en laboratoire pour le silt de Gracefield sont supérieures à celles mesurée par des méthodes in situ. La figure 7-11 montre graphiquement la comparaison des résistances cycliques mesurées selon des méthodes in situ (SPT, CPTU) et les mesures dynamiques réalisées en laboratoire. Les résistances mesurées à partir des essais SPT et CPTU sont très faibles. Les méthodes de d’évaluation in situ semblent sous-estimer la résistance cyclique du silt de Gracefield et n’apparaissent pas appropriées.

Figure 7-111 : Comparaison entre la résistance cyclique mesurée in situ combinées et en laboratoire (DSS)

0.05 0.1 0.15 0.2 0.25 0.3 0.35Rapport de contraintes CSR (τcyc / σ'v0) ou CRR

115

120

125

130

135

140

145

150

Élév

atio

n (m

)

Type d'essaiCRR_SPT_F-13_99 (M=7,0)CRR_CPTU-08 (M=7,0)CRR_LABO-DSS (M=7,0) Sable

Silt

F-13

Fin du forage 92,07 m

147,5 m

136,8 m

121,5 m

Siltargileux

Résistance mesurée au DSS (M = 7,0)Critère de rupture γ=6% (pic à pic)

LAB

OR

ATO

IRE

(DSS

)

Essais IN SITU

97

8 CONCLUSION L’Est du Canada, particulièrement le Québec, se situe dans une zone active sismiquement. L’évaluation de la vulnérabilité sismique des sols doit être effectuée correctement afin que les ouvrages de génie civil reposent sur des sols stables en cas de séisme. Depuis la mise en vigueur des nouveaux codes du bâtiment (CNBC 2005, CNBC 2010 et CNBC 2015), l’aléa sismique et la période de retour pour les calculs de conception sismiques sont maintenant plus sévères. Des sols antérieurement considérés non vulnérables présentent maintenant une problématique vis-à-vis ces normes plus récentes. Parmi les sols les plus vulnérables, notons les sols silteux pulvérulents de faible plasticité et de compacité très lâche à lâche. Ces sols se retrouvent à plusieurs endroits dans la vallée du Saint-Laurent puisqu’ils ont, de manière générale, été déposés par la mer de Champlain suite au retrait glaciaire. Ces sols se retrouvent aussi dans les autres bassins de déposition holocènes de l’Est du Canada. Ce projet avait pour premier objectif de procéder à une caractérisation géotechnique et géologique complète du dépôt de silt de Gracefield, soit le site à l’étude. Pour ce faire, des essais géotechniques conventionnels in situ, tels que des essais de pénétration standard (SPT), des profils au piézocône (CPT), des profils au piézocône sismique (sCPTU) et des essais de classification standard des sols ont été réalisés. Cette caractérisation géotechnique a aussi permis l’échantillonnage non remanié du dépôt de sols à grains fins (silt de Gracefield) à l’aide de tubes minces à grand diamètre.

Le second objectif de ce projet était de déterminer les paramètres géotechniques statiques φ’PT, φ’GD et les

rapports τh-PT(su) / σ’VC d’un dépôt de sols à grains fin de l’Est du Canada. Pour ce faire, un programme

d’essais DSS (CSVC) statique en laboratoire a été réalisé de même que des essais de consolidation œdométriques sur des échantillons non remaniés provenant du silt de Gracefield. Ces essais statiques ont permis d’étudier le comportement et les mécanismes de rupture statiques d’un dépôt de sols à grains fins de l’Est du Canada. Le troisième objectif de ce projet de recherche était d’étudier le comportement, les mécanismes de rupture dynamiques et la résistance cyclique d’un dépôt de sols à grains fins de l’Est du Canada. Pour atteindre cet objectif, un programme d’essais DSS (CSVC) cyclique en laboratoire a été réalisé sur des échantillons non remaniés provenant du silt de Gracefield. Ces essais cycliques ont permis d’étudier le comportement et les mécanismes de rupture statiques d’un dépôt de sols à grains fins de l’Est du Canada. Les résistances

98

statiques et cycliques du silt de Gracefield déterminées pour Neq< 10 (équivalent à séisme de magnitude 7) sont similaires, ce qui indique que le silt de Gracefield présente une faible vulnérabilité sismique. Le quatrième objectif de ce projet de recherche était de déterminer quelles sont les méthodes d’analyse appropriées pour le calcul de la résistance cyclique des sols à grains fins de faible à moyenne plasticité pour un dépôt de l’Est du Canada. Pour ce faire, une revue de la littérature a permis la préparation d’un état des connaissances concernant, entre autre, les modes de rupture dynamique des sols, les critères de caractérisation des sols à grains fins et les principales méthodes de calcul des résistances cycliques in situ. Le chapitre 7 a présenté une étude comparative des différentes méthodes d’analyses de la résistance cyclique pour le dépôt de silt de Gracefield. Une comparaison et une analyse les mesures provenant des essais statiques et cycliques en laboratoire avec les résultats des mesures in situ ont été présentées. Il a été démontré que les critères de susceptibilité à la liquéfaction des sols à grains fin ne font pas l’unanimité au sein de la communauté scientifique. En effet, les recommandations présentées dans la littérature montrent certaines contradictions. Ce projet de recherche a permis de comparer les divers critères de susceptibilité à la liquéfaction des sols à grains fins proposés dans la littérature pour un dépôt de sols à grains fins de l’Est du Canada. Les résultats de ces comparaisons ont montrés selon la majorité des auteurs que le silt de Gracefield était susceptible à la liquéfaction et que des mesures de résistance cycliques devaient être effectuées (in situ et/ou en laboratoire). Par contre, selon les critères proposés par de Boulanger et Idriss (2007), le silt de Gracefield a les caractéristique d’un sol présentant un comportement de type « clay-like » et ne serait pas vulnérable à la liquéfaction, mais aurait plutôt un comportement dynamique associé à de l’amollissement cyclique « cyclic softening ». Boulanger et Idriss (2007) recommandent de vérifier en laboratoire les sols sujets à l’amollissement cyclique Ils affirment que ce sols présentent une résistance cyclique supérieure au sol susceptibles à la liquéfaction. D’après les résultats des essais DSSCY réalisés pour ce projet de recherche, le silt de Gracefield présente les caractéristiques associées à un comportement dynamique de type « clay-like » pour tous les sols silteux analysés. Les courbes de contrainte normalisée en fonction de la déformation démontrent effectivement un comportement associé à de l’amollissement cyclique. La résistance cyclique mesurée du silt de Gracefield (en laboratoire) est supérieure à la résistance du dépôt de sable de Gracefield sus-jacent. Il a été démontré dans ce projet de recherche que l’évaluation de la résistance cyclique du silt de Gracefield avec les méthodes in situ conventionnelles sous-évalue la résistance cyclique par rapport aux mesures dynamiques faites en laboratoire. Ainsi, de faibles indices N et faibles résistances en pointe qT mènent à de

99

faibles estimations de la résistance cyclique. Ceci montre que ces méthodes in situ sont peu adaptées pour l’évaluation de la résistance cyclique des sols présentant une forte proportion de particules fine et/ou une certaine plasticité, tels les silts. Les valeurs de résistances cycliques mesurées en laboratoire (DSS) pour le silt de Gracefield sont près de deux fois supérieures à celles mesurées par les méthodes empiriques dérivées des essais SPT et CPTU. Ce projet de a démontré qu’il n’existe pas de méthode in situ appropriée pour la mesure de la résistance cyclique des sols à grains fins. Des essais dynamiques en laboratoire doivent être réalisés pour caractériser correctement le comportement et la résistance cyclique des sols à grains fin, tels les silts.

100

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103

Annexe A : RAPPORTS DE SONDAGE

104

105

106

107

108

109

110

111

112

Résultats des essais CPTU-8 et SCPTU-8 réalisés à proximité du forage F-8 (MTQ, 2012)

113

Résultats de l’essai CPTU-21 réalisé à proximité du forage F-8 (MTQ, 1999)

114

Résultats de l’essai CPTU-22B réalisé à proximité du forage F-8 (MTQ, 1999)

115

Annexe B : IDENTIFICATION VISUELLE DES ÉCHANTILLONS NON REMANIÉS

116

117

118

119

120

121

122

123

124

125

126

127

Annexe C : COURBES SÉDIMENTOMÉTRIQUES

128

1 0.1 0.01 0.001Diamètre des grains (mm)

0

20

40

60

80

100

Pou

rcen

tage

pas

sant

(%)

Tube : PS-01Échantillon : TO-06Profondeur : 17,17 - 17,29 mÉlévation : 130,24 - 130,12 mD50 : 0,054 mm, D10 : 0,0070 mmIdentification : Silt sableux, traces d'argile

1 0.1 0.01 0.001Diamètre des grains (mm)

0

20

40

60

80

100

Pou

rcen

tage

pas

sant

(%)

Tube : PS-02Échantillon : TO-15Profondeur : 18,43 - 18,55 mÉlévation : 128,98 - 128,86 mD50 : 0,030 mm, D10 : 0,0050 mmIdentification : Silt sableux, traces d'argile

1 0.1 0.01 0.001Diamètre des grains (mm)

0

20

40

60

80

100

Pou

rcen

tage

pas

sant

(%)

Tube : PS-03Échantillon : TO-05Profondeur : 18,58 - 18,70 mÉlévation : 128,83 - 128,71 mD50 : 0,070 mm, D10 : 0,010 mmIdentification : Silt et sable, traces d'argile

1 0.1 0.01 0.001Diamètre des grains (mm)

0

20

40

60

80

100

Pou

rcen

tage

pas

sant

(%)

Tube : PS-05Échantillon : TO-01Profondeur : 20,28 - 20,40 mÉlévation : 127,13 - 127,01 mD50 : 0,017 mm, D10 : 0,0035 mmIdentification : Silt, traces d'argile et sable

129

1 0.1 0.01 0.001Diamètre des grains (mm)

0

20

40

60

80

100

Pou

rcen

tage

pas

sant

(%)

Tube : PS-06Échantillon : TO-13Profondeur : 21,61 - 21,73 mÉlévation : 125,80 - 125,68 mD50 : 0,017 mm, D10 : 0,0028 mmIdentification : Silt, traces d'argile et sable

1 0.1 0.01 0.001Diamètre des grains (mm)

0

20

40

60

80

100

Pou

rcen

tage

pas

sant

(%)

Tube : PS-08Échantillon : TO-35Profondeur : 23,30 - 23,42 mÉlévation : 124,11 - 123,99 mD50 : 0,0096 mm, D10 : 0,0021 mmIdentification : Silt, traces d'argile et sable

1 0.1 0.01 0.001Diamètre des grains (mm)

0

20

40

60

80

100

Pou

rcen

tage

pas

sant

(%)

Tube : PS-09Échantillon : TO-33Profondeur : 24,12 - 24,24 mÉlévation : 123,29 - 123,17 mD50 : 0,0072 mm, D10 : 0,0015 mmIdentification : Silt, un peu d'argile, traces de sable

1 0.1 0.01 0.001Diamètre des grains (mm)

0

20

40

60

80

100

Pou

rcen

tage

pas

sant

(%)

Tube : PS-10Échantillon : TO-29Profondeur : 24,93 - 25,05 mÉlévation : 122,48 - 122,36 mD50 : 0,0050 mm, D10 : N/DIdentification : Silt argileux, traces de sable

130

1 0.1 0.01 0.001Diamètre des grains (mm)

0

20

40

60

80

100

Pou

rcen

tage

pas

sant

(%)

Tube : PS-11Échantillon : TO-25Profondeur : 25,67 - 25,79 mÉlévation : 121,74 - 121,62 mD50 : 0,0046 mm, D10 : N/DIdentification : Silt argileux, traces de sable

1 0.1 0.01 0.001Diamètre des grains (mm)

0

20

40

60

80

100

Pou

rcen

tage

pas

sant

(%)

Tube : PS-12Échantillon : TO-20Profondeur : 26,61 - 26,73 mÉlévation : 120,80 - 120,68 mD50 : 0,0037 mm, D10 : N/DIdentification : Silt argileux

131

Annexe D : RÉSULTATS DES ESSAIS ŒDOMÉTRIQUES

132

Résultat de l’essai de consolidation OED-01

1 10 100 1000 10000Contrainte effective de consolidation, σ'vc (kPa)

10

8

6

4

2

0

Déf

orm

atio

n ve

rtic

ale,

εv (

%)

1 10 100 1000 10000Contrainte effective de consolidation, σ'vc (kPa)

0.6

0.64

0.68

0.72

0.76

0.8

Indi

ce d

es v

ides

, e

ESSAI OED-01 Forage / Tube : F-8 / PS-01

Échantillon : TO-09Profondeur : 16,81 - 16,93 mÉlévation : 130,60 - 130,48 m

ESSAI OEDOMÉTRIQUE (OED)DÉFORMATION VERTICALE εv (%) ET INDICE DES VIDES e

EN FONCTION DE LA CONTRAINTE EFFECTIVE DE CONSOLIDATION σ'vc (kPa)

133

Résultat de l’essai de consolidation OED-02

1 10 100 1000 10000Contrainte effective de consolidation, σ'vc (kPa)

12

10

8

6

4

2

0

Déf

orm

atio

n ve

r tic

ale,

εv (

%)

1 10 100 1000 10000Contrainte effective de consolidation, σ'vc (kPa)

0.64

0.68

0.72

0.76

0.8

0.84

0.88

Indi

ce d

es v

i des

, e ESSAI OED-02 Forage / Tube : F-8 / PS-05

Échantillon : TO-01Profondeur : 20,28 @ 20,40 mÉlévation : 127,13 @ 167,81 m

ESSAI OEDOMÉTRIQUE (OED)DÉFORMATION VERTICALE εv (%) ET INDICE DES VIDES e

EN FONCTION DE LA CONTRAINTE EFFECTIVE DE CONSOLIDATION σ'vc (kPa)

134

Résultat de l’essai de consolidation OED-03

1 10 100 1000 10000Contrainte effective de consolidation, σ'vc (kPa)

16

14

12

10

8

6

4

2

0

Déf

orm

atio

n ve

rtic

ale,

εv (

%)

1 10 100 1000 10000Contrainte effective de consolidation, σ'vc (kPa)

0.72

0.76

0.8

0.84

0.88

0.92

0.96

1

1.04

Indi

ce d

es v

ides

, e ESSAI OED-03 Forage / Tube : F-8 / PS-08

Échantillon : TO-35Profondeur : 23,30 @ 23,42 mÉlévation : 124,11 @ 123,99 m

ESSAI OEDOMÉTRIQUE (OED)DÉFORMATION VERTICALE εv (%) ET INDICE DES VIDES e

EN FONCTION DE LA CONTRAINTE EFFECTIVE DE CONSOLIDATION σ'vc (kPa)

135

Résultat de l’essai de consolidation OED-04

1 10 100 1000 10000Contrainte effective de consolidation, σ'vc (kPa)

24

22

20

18

16

14

12

10

8

6

4

2

0

Déf

orm

atio

n ve

rtic

ale,

εv (

%)

1 10 100 1000 10000Contrainte effective de consolidation, σ'vc (kPa)

0.48

0.52

0.56

0.6

0.64

0.68

0.72

0.76

0.8

0.84

0.88

0.92

0.96

1

Indi

ce d

es v

ides

, e

ESSAI OED-04 Forage / Tube : F-8 / PS-12

Échantillon : TO-20Profondeur : 26,61 @ 26,73 mÉlévation : 120,80 @ 120,68 m

ESSAI OEDOMÉTRIQUE (OED)DÉFORMATION VERTICALE εv (%) ET INDICE DES VIDES e

EN FONCTION DE LA CONTRAINTE EFFECTIVE DE CONSOLIDATION σ'vc (kPa)

136

Annexe E : MODE OPÉRATOIRE DES ESSAIS DSS

137

MODE OPÉRATOIRE DES ESSAIS DSS E.1 DOCUMENTS DE RÉFÉRENCE

Le mode d’exécution des essais DSS statiques et cycliques au laboratoire de géotechnique de l’Université Laval s’est basé pour ce projet de recherche principalement sur la norme ASTM D 6528 – 07 : « Standard Test Method for Consolidated Undrained Direct Simple Shear Testing of Cohesive Soils » (ci-après nommé : Norme ASTM). L’exécution particulière de l’étape de cisaillement cyclique n’est pas abordée par la Norme ASTM. Les procédures suivies sont aussi conformes aux recommandations de la norme norvégienne

NORSOK STANDARD G‐001 (2004) : « Marine soil investigations, Rev. 2, October 2004, Standards, Norway ». L’appareillage et l’exécution des essais présentent de légères différences par rapport aux recommandations de la Norme ASTM. Ce document présente le mode opératoire qui a été suivi pour la réalisation des essais DSS statiques et cycliques sur le silt de Gracefield dans le cadre de ce projet de recherche. L’appareillage utilisé, la méthodologie préconisée et le traitement des données sont basés sur la littérature pertinente à ce sujet : (Pfendler (1990); Lefebvre and Pfendler (1996) et Ouehb (2007). La section E.7 présente le détail de ces références.

E.2 RAPPEL SUR LES PARAMÈTRES MESURÉS

Tableau E-1 : Essais DSS statiques et cycliques : Paramètres mesurés

OBJECTIFS DESCRIPTION

1 Mesure de la résistance statique initiale du silt de Gracefield (Su-DSS ou τφ-DSS) dans des conditions de cisaillement direct simple (essais DSS)

2 Caractériser la résistance au cisaillement cyclique non drainée (τcy-DSS ou Scy-DSS) dans des conditions de cisaillement direct simple (essais DSS cycliques) en fonction de σ’ vo

3 Déterminer le nombre de cycles requis causant la liquéfaction lors d’essais DSS cycliques

4

*Caractériser la résistance résiduelle post-cyclique à volume constant (équivalent à des conditions non drainées) ou la résistance à grandes déformations statique en conditions non drainées (Suss ou Sur) dans des conditions de cisaillement direct simple (essais DSS) en fonction de σ’ vo .

*(Cet objectif n’était pas visé dans ce projet de recherche)

138

E.3 APPAREILLAGE

L’appareil de cisaillement direct simple (DSS) utilisé par le laboratoire de géotechnique de l’Université Laval a été mis au point par l’Institut norvégien de Géotechnique (NGI) et commercialisé par la compagnie GEONOR inc. Les figures E-1 et E-2 présentent cet appareil.

Figure E-1 : Schéma de l'appareil DSS de la compagnie GEONOR inc. (adaptée de Ouehb, 2007)

Figure E-2 : Appareil DSS de la compagnie GEONOR inc. utilisé au laboratoire de géotechnique

12A

12B

139

Description sommaire des différents éléments de l’appareil DSS de GEONOR inc.: 1 : Échantillon : Forme cylindrique, diamètre de 65,75 millimètres et hauteur comprise entre 17,0 et 21,0 millimètres. 2 : Membrane de latex : Diamètre de 2,8 pouces (7,11 cm) et épaisseur de 0,012 pouce (0,03 cm). 3 : Poulie. 4 : Capteur mesurant la charge verticale (normale) : Marque ARTECH d’une capacité maximale de 1,112 kN et une précision de 0,25 % de la charge maximale (0,00278 kN). La figure C-3 (a) montre ce capteur.

Figure E-3 : Capteurs verticaux : (a) Capteur ARTECH mesurant la charge verticale (normale) et (b) Capteur Novotechnik de déplacement vertical

5 : Boîte de glissement vertical : Elle sert à minimiser la friction lors des mouvements verticaux. 6 : Capteur de déplacement vertical : Potentiomètre Novotechnik TR25 ayant une course maximale de 25 mm et une précision de 0,075 % de la course maximale (0,01875 mm). La figure C-3 (b) montre ce capteur. 7 : Base de la boîte de glissement. 8 : Capteur de déplacement horizontal : LVDT (Linear Variable Differential Transformer) d’une course maximale de 15 mm et d’une précision de 0,01 mm. La figure C-4 montre ce capteur.

(a)

(b)

140

Figure E-4 : Capteur de marque Solartron de déplacement horizontal

9 : Boîte de glissement horizontale : Elle sert à minimiser la friction lors des mouvements horizontaux. 10 : Capteur mesurant la charge horizontale (cisaillement) : Marque ARTECH d’une capacité maximale de 1,112 kN et d’une précision de 0,25 % de la charge maximale (0,00278 kN). Ce capteur est montré à la figure C-5.

Figure E-5 : Capteur ARTECH mesurant la charge horizontale (cisaillement)

11 : Moteur électrique utilisé pour le cisaillement statique (DSS statique) : Moteur de marque SIEMENS 18900 à trois vitesses (78,7 - 116,1 et 169,0 minutes/mm). La vitesse de 116,1 minutes/mm est utilisée pour le cisaillement statique (Ouehb, 2007). Ce moteur électrique est montré à la figure E-6.

Figure E-6 : Moteur électrique (cisaillement statique)

Figure E-7 : Valve à air Honeywell Lucifer

141

12A : Valve à air électronique utilisée pour le cisaillement cyclique (DSS cyclique) : Une valve de marque Honeywell Lucifer d’une capacité maximale de 700 kPa sert à contrôler le piston à air. Cette valve à air est montrée à la figure E-7. 12B : Piston à air : Muni de deux chambres pouvant être mises sous pression, il exécute les mouvements d’avancée et de recul horizontal lors du cisaillement cyclique. La figure E-8 montre ce piston.

Figure E-8 : Piston à air (cisaillement cyclique)

13 : Bras de levier. 14 : Plateau de charge : Permet la mise en place de charges lors de l’étape de consolidation. 15 : Mécanisme permettant de maintenir la hauteur de l’échantillon constante. 16 : Manivelle : Permet de maintenir la hauteur de l’échantillon constante au cours des essais de cisaillement statiques et cycliques. La Norme ASTM recommande que les deux capteurs de déplacements (horizontaux et verticaux) aient une capacité maximale d’au moins 50 % de la hauteur initiale (20 mm) de l’échantillon, soit 10 mm et une précision d’au moins 0,25 %. Les deux capteurs utilisés sont conformes à ces spécifications. Des modifications ont été apportées à l’appareil DSS de GEONOR inc. pour l’accommoder à la dimension des échantillons utilisés puisqu’ils sont d’un diamètre plus faible que celui initialement prévu pour cet appareil. De plus, les membranes renforcées par fil ont été remplacées par une membrane de latex entourée de 15 anneaux en aluminium de 1,9 mm d’épaisseur et munies de trois tiges en aluminium. La figure C-9 montre ces anneaux munis de tiges d’aluminium. La Norme ASTM recommande l’utilisation d’anneaux d’épaisseur inférieure à 1/10 de la hauteur totale de l’échantillon. Les anneaux utilisés sont conformes puisqu’ils ont une épaisseur inférieure à 2,0 mm. Afin de forcer l’échantillon à se déformer uniformément en cisaillement simple, des tiges en aluminium sont utilisées tel que montré à la figure E-10 (c).

142

Figure E-9 : Anneaux et tiges d'aluminium

Figure E-10 : Dispositif de support d’échantillon : (a) description des éléments; (b) dispositif déconseillé sans tiges; (c) dispositif choisis avec tiges (adapté de Oueb, 2007)

La Norme ASTM recommande l’utilisation d’un bain d’eau afin de permettre de submerger l’échantillon lorsqu’il est mis en place sur l’appareil DSS. La méthode d’utilisation de l’appareil DSS de la compagnie GEONOR inc. à l’Université Laval ne permet pas cette action. La membrane de latex permet de maintenir l’échantillon à une humidité constante lors de sa préparation et au cours de l’essai.

143

E.4 PRÉPARATION DES ÉCHANTILLONS

Lors de la manipulation des échantillons, une attention particulière est portée afin de minimiser le remaniement du sol par vibrations, distorsion et compression, tel que recommandé par la Norme ASTM. La découpe des échantillons se fait généralement dans une chambre humide ayant une température de ±8 °C. Des échantillons cylindriques de 20 millimètres de hauteur et de 65,75 millimètres de diamètre (ratio de 0,304) sont taillés. La Norme ASTM recommande un ratio inférieur à 0,4. L’appareil utilisé pour la découpe de l’échantillon est présenté à la figure E-10. Cet appareil permet de minimiser le remaniement de l’échantillon lors de la découpe.

Figure E-10 : Appareil de découpe d'échantillons pour l’essai DSS

Trois (3) teneurs en eau sont calculées et notées à partir de morceaux de sols extraits à proximité de l’échantillon lors de sa découpe (haut, bas, côtés), tel que recommandé par la Norme ASTM. La masse initiale humide (Mto), la hauteur initiale (H0) et l’aire (A) de l’échantillon sont déterminées avec précision et notées avant la réalisation de l’essai.

144

E.5 PROCÉDURE

Les quatre (4) capteurs sont d’abord calibrés avec soin avant la réalisation des essais. Suite à la calibration, l’échantillon taillé est mis en place dans l’appareillage et fixé par sa base. L’échantillon est consolidé jusqu’à la contrainte effective désirée. Pour ce projet de recherche, tous les échantillons ont été consolidés à σ’vo puis soumis aux essais de cisaillement direct simple statiques ou cycliques. Les sous-sections suivantes présentent ces étapes de façon plus détaillée.

E.5.1 ASSEMBLAGE DE L’ÉQUIPEMENT

Il faut s’assurer qu’aucune force normale (N0) ni de cisaillement (S0) ne soit appliquée avant la mise en place de l’échantillon et noter les lectures de zéros sur les capteurs respectifs. L’échantillon préalablement taillé est confiné dans une membrane de latex et posé sur la base dont 33,4 % de la surface est une pierre poreuse. La figure E-11 montre la pierre poreuse et les pointes de 3 mm permettant d’empêcher le glissement de la base de l’échantillon.

Figure E-11 : Pierre poreuse et pointes sur la base (support) à échantillon

L’échantillon est centré dans sa loge puis maintenu fixe par sa base. La boite de glissement, sur laquelle est fixé le capteur de déplacement horizontal, est centrée et maintenue immobile à l’aide de deux clavettes. Dès que l’échantillon est bien positionné, le bras de levier supportant un contre poids est abaissé lentement de manière à assurer le contact entre la base de la boîte de glissement et le haut du support de l’échantillon. Une force normale d’environ 5 kPa est appliquée sur l’échantillon. Le capteur de déplacement vertical doit être immédiatement ajusté et la valeur initiale (D0) doit être notée. Si nécessaire, la force normale initialement mise en place peut être modifiée de manière à éviter le gonflement ou la consolidation de l’échantillon. Le capteur de déplacement horizontal doit aussi être ajusté et la valeur zéro doit être notée (δ0).

Pierre poreuse

Pointes permettant de maintenir l’échantillon en place

145

E.5.2 CONSOLIDATION DE L’ÉCHANTILLON

La consolidation est débutée en appliquant une charge verticale sur le plateau de charge qui est transmise à l’échantillon par le biais du bras de levier et de la boîte de glissement vertical. La charge verticale est mesurée par un capteur. L’échantillon est consolidé jusqu’à la contrainte effective désirée. Le déplacement axial de l’échantillon lors de la consolidation (D) et le temps entre chacun des incréments (t) doivent être notés. Pour les calculs de cette étape, se référer à la section E.6.2.

E.5.3 CISAILLEMENT DIRECT SIMPLE DE L’ÉCHANTILLON

Suite à l’étape de consolidation, la tête de l’échantillon est fixée à la boîte de glissement à l’aide d’un mécanisme approprié. La boîte de glissement verticale est libérée en enlevant les deux clavettes et l’appareil est prêt pour la réalisation du cisaillement statique ou cyclique géré par un système d’acquisition. Afin de conserver le volume de l’échantillon constant pendant l’essai, la charge verticale doit être modifiée manuellement en cours d’essai puisque que le sol peut avoir tendance à gonfler ou à consolider lors du cisaillement. Ceci est possible grâce à un mécanisme qui lie le plateau de charge à la manivelle. Un capteur permet de mesurer la charge horizontale. Cet essai étant réalisé à volume constant (hauteur constante), le drainage demeure fermé lors du cisaillement. Des lectures de précisaillement seront notées : déplacement axial (Dps), déplacement horizontal (δps), force normale (Nps), force de cisaillement (Sps), hauteur de l’échantillon (Hps) et le temps (tps), sur les capteurs respectifs.

E.5.3.1 Cisaillement statique (monotone)

Le cisaillement est appliqué par le déplacement du haut de l’échantillon alors que sa base demeure fixe. La charge de consolidation étant remplacée par une tension dans le bras de levier, le cisaillement statique à volume constant s’effectue à la vitesse de 0,76 millimètres par heure. Une déformation angulaire supérieure à 20 % est visée. La contrainte verticale est continuellement ajustée de façon à conserver la hauteur de l’échantillon au cours de l’essai. Des lectures simultanées des forces verticale et horizontale ainsi que des déformations verticales et horizontales sont effectuées à intervalle régulier par un système d’acquisition. Le critère de terminaison de l’essai statique correspond à une déformation (γ) de l’échantillon de 20 %, tel que suggéré par la Norme ASTM.

E.5.3.2 Cisaillement cyclique

La réalisation du cisaillement cyclique se fait selon la procédure de (Pfendler, 1990) (Lefebvre and Pfendler 1996). Le cisaillement cyclique est appliqué par le déplacement horizontal du haut de l’échantillon alors que sa base demeure fixe. Les cycles de cisaillement sont appliqués par un piston pneumatique à double chambre relié à un amplificateur de débit et à un générateur d’ondes sinusoïdales. Les cycles (sollicitations dynamiques) sont d’une période de 10 secondes (0,1 Hz).

146

Lors des sollicitations, un enregistrement graphique continu de la force de cisaillement, de la force verticale appliquée pour contrer la déformation verticale de l’échantillon ainsi que des déformations de translation permettent de suivre l’évolution de l’essai de cisaillement cyclique. Les critères de terminaison de l’essai cyclique correspondent à ru ≈ 100 % (atteinte de la liquéfaction initiale) ou lorsque γd.a (pic-à pic) a atteint 6 % ou 10 %. Ce sont les critères de terminaison usuels.

E.5.4 FINALISATION DE L’ESSAI

L’échantillon est retiré de l’appareil et la masse finale humide est déterminée (Mtf). La teneur en eau finale (ω f) et la masse sèche des solides est calculée.

E.6 CALCULS

Les calculs ci-dessous, tel que décrits à la section 12 de la Norme ASTM, sont utilisés afin de définir les différents paramètres et résultats liés aux essais de cisaillement direct simple statiques et cycliques.

E.6.1 PROPRIÉTÉS DE L’ÉCHANTILLON

La masse sèche totale de l’échantillon est obtenue, en grammes, par mesure directe ou à partir des valeurs de teneur en eau et de la masse humide à l’aide de l’équation suivante :

𝑀𝑀𝑑𝑑 =𝑀𝑀𝑡𝑡𝑡𝑡

1 + 𝜔𝜔𝑡𝑡𝑓𝑓

où : 𝑀𝑀𝑡𝑡𝑡𝑡 =masse humide finale de l’échantillon, g,

𝜔𝜔𝑡𝑡𝑓𝑓 =teneur en eau prise sur un coin de l’échantillon, sous la forme décimale.

Le volume de solide est obtenu par :

𝑉𝑉𝑠𝑠 =𝑀𝑀𝑑𝑑

𝐺𝐺𝑠𝑠𝜌𝜌𝑤𝑤

où :

𝐺𝐺𝑠𝑠 =densité relative des grains (ou Dr selon la norme BNQ 2501-070),

𝜌𝜌𝑤𝑤 =masse volumique de l’eau, 𝑔𝑔/𝑐𝑐𝑐𝑐3.

147

La hauteur de l’échantillon au cours de l’essai est calculée comme suit :

𝐻𝐻 = 𝐻𝐻𝑜𝑜 − (𝐷𝐷 − 𝐷𝐷𝑜𝑜 − 𝐷𝐷𝑐𝑐)

où : 𝐻𝐻𝑜𝑜 = hauteur initiale de l’échantillon, cm,

𝐷𝐷 = déplacement axial, cm,

𝐷𝐷𝑜𝑜 = mesure de déplacement initial du montage, cm,

𝐷𝐷𝑐𝑐 = compressibilité de l’appareil selon la courbe de calibration, qui dépend du chargement axial, cm. La teneur en eau, en pourcent, est calculée :

𝑡𝑡𝑡𝑡𝑡𝑡𝑡𝑡𝑡𝑡𝑡𝑡 𝑡𝑡𝑡𝑡 𝑡𝑡𝑒𝑒𝑡𝑡 𝑖𝑖𝑡𝑡𝑖𝑖𝑡𝑡𝑖𝑖𝑒𝑒𝑖𝑖𝑡𝑡: 𝜔𝜔𝑜𝑜 =𝑀𝑀𝑡𝑡𝑜𝑜 −𝑀𝑀𝑑𝑑

𝑀𝑀𝑑𝑑× 100

𝑡𝑡𝑡𝑡𝑡𝑡𝑡𝑡𝑡𝑡𝑡𝑡 𝑡𝑡𝑡𝑡 𝑡𝑡𝑒𝑒𝑡𝑡 𝑒𝑒𝑎𝑎𝑒𝑒𝑡𝑡𝑡𝑡 𝑖𝑖𝑡𝑡 𝑐𝑐𝑖𝑖𝑐𝑐𝑒𝑒𝑖𝑖𝑖𝑖𝑖𝑖𝑡𝑡𝑐𝑐𝑡𝑡𝑡𝑡𝑡𝑡: 𝜔𝜔𝑓𝑓𝑠𝑠 =𝑀𝑀𝑡𝑡𝑡𝑡 − 𝐴𝐴𝜌𝜌𝑤𝑤(𝐻𝐻𝑡𝑡 − 𝐻𝐻𝑓𝑓𝑠𝑠) −𝑀𝑀𝑑𝑑

𝑀𝑀𝑑𝑑× 100

𝑡𝑡𝑡𝑡𝑡𝑡𝑡𝑡𝑡𝑡𝑡𝑡 𝑡𝑡𝑡𝑡 𝑡𝑡𝑒𝑒𝑡𝑡 𝑓𝑓𝑖𝑖𝑡𝑡𝑒𝑒𝑖𝑖𝑡𝑡: 𝜔𝜔𝑡𝑡 =𝑀𝑀𝑡𝑡𝑡𝑡 −𝑀𝑀𝑑𝑑

𝑀𝑀𝑑𝑑× 100

où :

𝑀𝑀𝑡𝑡𝑜𝑜 =masse humide initiale du spécimen, g,

𝐴𝐴 =surface de section transversale, 𝑐𝑐𝑐𝑐2, 𝐻𝐻𝑡𝑡 =hauteur finale du spécimen après gonflement, cm,

𝐻𝐻𝑓𝑓𝑠𝑠 =hauteur du spécimen au commencement de l’essai, cm.

L’indice des vides est calculé comme suit :

𝑖𝑖𝑡𝑡𝑖𝑖𝑖𝑖𝑐𝑐𝑡𝑡 𝑖𝑖𝑡𝑡𝑐𝑐 𝑎𝑎𝑖𝑖𝑖𝑖𝑡𝑡𝑐𝑐 𝑖𝑖𝑡𝑡𝑖𝑖𝑡𝑡𝑒𝑒𝑖𝑖: 𝑡𝑡𝑜𝑜 =𝐻𝐻𝑜𝑜𝐴𝐴 − 𝑉𝑉𝑠𝑠

𝑉𝑉𝑠𝑠

𝑖𝑖𝑡𝑡𝑖𝑖𝑖𝑖𝑐𝑐𝑡𝑡 𝑖𝑖𝑡𝑡𝑐𝑐 𝑎𝑎𝑖𝑖𝑖𝑖𝑡𝑡𝑐𝑐 𝑒𝑒𝑎𝑎𝑒𝑒𝑡𝑡𝑡𝑡 𝑖𝑖𝑡𝑡 𝑐𝑐𝑖𝑖𝑐𝑐𝑒𝑒𝑖𝑖𝑖𝑖𝑖𝑖𝑡𝑡𝑐𝑐𝑡𝑡𝑡𝑡𝑡𝑡: 𝑡𝑡𝑓𝑓𝑠𝑠 =𝐻𝐻𝑓𝑓𝑠𝑠𝐴𝐴 − 𝑉𝑉𝑠𝑠

𝑉𝑉𝑠𝑠

148

Le degré de saturation initial est calculé à partir de l’équation suivante :

𝑆𝑆𝑜𝑜 =𝐺𝐺𝑠𝑠𝜔𝜔𝑜𝑜𝑡𝑡𝑜𝑜

E.6.2 CARACTÉRISTIQUES DE CONSOLIDATION

La déformation axiale est obtenue, en pourcent, de la façon suivante :

𝜀𝜀𝑎𝑎 =𝐷𝐷 − 𝐷𝐷𝑜𝑜 − 𝐷𝐷𝑐𝑐

𝐻𝐻𝑜𝑜× 100

La contrainte normale effective, en 𝑘𝑘𝑘𝑘/𝑐𝑐2, est obtenue comme suit :

𝜎𝜎′𝑛𝑛 =𝑘𝑘 −𝑘𝑘𝑓𝑓𝑡𝑡 + 𝑀𝑀𝑡𝑡𝑓𝑓 × 9806,6 × 10−6

𝐴𝐴× 10 000

où :

𝑘𝑘 =force normale appliquée, kN, 𝑘𝑘𝑓𝑓𝑡𝑡 =correction de la force normale, due à la friction, kN,

𝑀𝑀𝑡𝑡𝑓𝑓 =masse du plateau supérieur.

Le temps correspondant à une consolidation de 95 %, durant le l’incrément de contrainte maximal, est déterminé en respectant les étapes suivantes : A) Tracer un graphique du déplacement (ou déformation) en fonction de la racine carrée du temps pour un incrément. B) Tracer une droite passant par les points représentant les lectures initiales. Extrapoler cette droite jusqu’à t=0 pour obtenir la déformation correspondant à 0 % de consolidation primaire. C) Tracer une seconde droite passant par le point de 0 % de consolidation primaire, de façon à ce que l’abscisse de cette droite soit 1,15 fois l’abscisse de la droite passant par les données. L’intersection de cette seconde droite avec la courbe définie par les données donne la déformation à 90 % de consolidation. D) La déformation à 95 % de consolidation est 1/18 plus grand que la différence entre les valeurs à 0 % et 90 %. Le temps pour une consolidation à 95 %, noté 𝑡𝑡95, est à l’intersection entre la courbe définie par les données et cette ordonnée. Si les caractéristiques de compression sont nécessaires, suivre les étapes de calcul suggérées par la norme ASTM D2435.

149

E.6.3 CARACTÉRISTIQUES DU CISAILLEMENT

La déformation en cisaillement, en pourcent, est calculée comme suit :

𝛾𝛾 =𝛿𝛿 − 𝛿𝛿𝑓𝑓𝑠𝑠𝐻𝐻𝑓𝑓𝑠𝑠

× 100

où :

𝛿𝛿 =déplacement en cisaillement, cm, 𝛿𝛿𝑓𝑓𝑠𝑠 =déplacement en cisaillement au début du cisaillement, cm.

La contrainte de cisaillement, en 𝑘𝑘𝑘𝑘/𝑐𝑐2, est calculée à partir de l’équation suivante :

𝜏𝜏 =𝑆𝑆 − 𝑆𝑆𝑐𝑐 − 𝑆𝑆𝑓𝑓𝑡𝑡

𝐴𝐴× 10 000

où :

𝑆𝑆 =effort de cisaillement mesuré, kN,

𝑆𝑆𝑐𝑐 =résistance au cisaillement du périphérique de confinement latéral, comme une fonction du déplacement en cisaillement, kN, 𝑆𝑆𝑓𝑓𝑡𝑡 =correction de l’effort de cisaillement due à la friction de la table de glissement.

La déformation axiale, en pourcent (%), est calculée à partir de l’équation suivante :

𝜀𝜀𝑎𝑎 =𝐷𝐷 − 𝐷𝐷𝑓𝑓𝑠𝑠 + 𝐷𝐷′

𝑐𝑐 − 𝐷𝐷𝑐𝑐𝐻𝐻𝑓𝑓𝑠𝑠

× 100

où : 𝐷𝐷𝑓𝑓𝑠𝑠 =déplacement axial au commencement de l’essai, cm,

𝐷𝐷′𝑐𝑐 =compressibilité de l’appareil au commencement de l’essai, cm. La contrainte normale effective est calculée à l’aide de l’équation de la section 12.2.2 de la Norme ASTM.

La pression interstitielle due au cisaillement, en 𝑘𝑘𝑘𝑘/𝑐𝑐2 est calculée comme suit :

∆𝑡𝑡𝑠𝑠 = 𝜎𝜎′𝑛𝑛𝑐𝑐 − 𝜎𝜎′𝑛𝑛

où :

𝜎𝜎′𝑛𝑛𝑐𝑐 =contrainte normale de consolidation au commencement de l’essai, 𝑘𝑘𝑘𝑘/𝑐𝑐2.

150

Le module sécant de cisaillement, en 𝑘𝑘𝑘𝑘/𝑐𝑐2 est calculé ainsi :

𝐺𝐺 =𝜏𝜏 − 𝜏𝜏𝑓𝑓𝑠𝑠𝛾𝛾

× 100

où :

𝜏𝜏𝑓𝑓𝑠𝑠 =contrainte de cisaillement au commencement de l’essai, 𝑘𝑘𝑘𝑘/𝑐𝑐2.

La vitesse de déformation est calculée, en %/s, tel que :

�̇�𝛾 =𝛾𝛾100 − 𝛾𝛾50𝑡𝑡100 − 𝑡𝑡50

où : 𝛾𝛾50 =déformation en cisaillement à 50 % du maximum de la contrainte en cisaillement, %,

𝛾𝛾100 =déformation en cisaillement au maximum de la contrainte en cisaillement, %,

𝛾𝛾50 =temps à 50 % du maximum de la contrainte en cisaillement, %,

𝛾𝛾100 =temps au maximum de la contrainte en cisaillement, %.

La mesure de la résistance résiduelle non drainée, en 𝑘𝑘𝑘𝑘/𝑐𝑐2, est calculé à partir de l’équation suivante :

𝜏𝜏 =𝑆𝑆 − 𝑆𝑆𝑐𝑐 − 𝑆𝑆𝑓𝑓𝑡𝑡

𝐴𝐴× 10 000

où :

τ =τultime à γ ≈ 20 %.

𝑆𝑆 =effort de cisaillement mesuré, kN,

𝑆𝑆𝑐𝑐 =résistance au cisaillement du périphérique de confinement latéral, comme une fonction du déplacement en cisaillement, kN, 𝑆𝑆𝑓𝑓𝑡𝑡 =correction de l’effort de cisaillement due à la friction de la table de glissement.

151