Étude du comportement statique et cyclique de deux argiles sensibles de l'Est du Canada

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ÉTUDE DU COMPORTEMENT STATIQUE ET CYCLIQUE

DE DEUX ARGILES SENSIBLES DE L’EST DU CANADA

Mémoire

Jessie Duguay Blanchette

MAÎTRISE EN GÉNIE CIVIL

Maître ès sciences (M.Sc.)

Québec, Canada

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iii

Résumé

Un projet de recherche de trois ans a été mis sur pied afin d’étudier l’amortissement, les vitesses des ondes de cisaillement et la résistance au cisaillement cyclique des argiles des mers post-glaciaire de l’est de l’Amérique du Nord. Cette maîtrise se situe dans la partie 1 du projet visant «la caractérisation des sols cohérents des sites et l’étude du comportement

mécanique des argiles du site 1 et 2 sous sollicitation cyclique».

Pour ce faire, les propriétés caractéristiques des trois sites (Outardes-2, Kinburn et Breckenridge) ont été déterminées en laboratoire. Les dépôts du site 1 : Outardes-2 proviennent de la mer de Goldthwait tandis que les dépôts des sites 2 et 3 : Kinburn et Breckenridge, proviennent de la mer de Champlain. Les caractéristiques physiques des matériaux ont été comparées avec les propriétés physiques typiques des argiles de l’est du Canada présentées par Leroueil et coll., (1983).

En plus, le comportement sous sollicitation statique des sites 1 et 2 a été étudié en laboratoire à l’aide d’essais de cisaillement simple à volume constant (CSVC) statique et d’essais de cisaillement triaxial CIU. Les résultats de ces essais ont mis en évidence que les deux sites ont un comportement similaire qui est caractéristique des argiles de l’est du Canada.

Le programme d’essais CSVC cyclique de laboratoire a permit de caractériser le comportement sous sollicitation cyclique de deux sols argileux de l’est du Canada. Les résultats ont permit de mettre en évidence des similitudes de comportement des deux sites. Ils ont permit également de mettre en évidence une plage de résistance cyclique des sols à grains fins des mers post-glaciaire de l’est de l’Amérique du Nord.

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Table des matières

Résumé iii

Table des matières... v

Liste des tableaux ... vii

Liste des figures ... ix

Liste de symboles et abréviations ... xv

Remerciements ... xvii

1. Introduction ... 1

1.1 Problématique et contexte de la recherche ... 2

1.2 But et objectifs ... 2

1.3 Méthodologie ... 3

1.4 Organisation du rapport ... 4

2. État des connaissances ... 7

2.1 Propriétés physiques des argiles de l’est du Canada ... 7

2.1.1 Historique ... 7

2.1.2 Propriétés physiques ... 10

2.2 Comportement mécanique des sols cohérents sous sollicitations statiques... 11

2.2.1 Introduction au comportement élastoplastique des sols idéaux ... 11

2.2.2 État limite des argiles naturelles ... 16

2.2.3 État critique et état résiduel ... 20

2.2.4 Facteurs affectant le comportement statique des argiles... 21

2.3 Comportement mécanique des sols cohérents sous sollicitation cyclique ... 33

2.3.1 Comportement général ... 34

2.3.2 Facteurs affectant le comportement cyclique des argiles ... 39

2.4 Rupture et mobilité cyclique : critères simplifiés d’évaluation... 50

2.4.1 Critères d’évaluation de la susceptibilité à la mobilité cyclique des sols à grains fins ... 51

2.4.2 Méthodologie pour évaluer le ramollissement cyclique ... 54

2.5 Applicabilité du comportement mécanique en laboratoire ... 56

2.5.1 Comportement mécanique sous sollicitations statiques en laboratoire ... 56

2.5.2 Comportement mécanique sous sollicitations cycliques en laboratoire ... 59

2.6 Conclusion ... 63

3. Description des sites et des travaux ... 65

3.1 Site 1 : Outardes-2 ... 65

3.1.1 Localisation ... 65

3.1.2 Géologie régionale ... 68

3.1.3 Revue des travaux antérieurs sur le site 1 : Outardes-2 ... 69

3.1.4 Campagne d’investigation 2013 ... 72

3.2 Site 2 : Kinburn et site 3 : Beckenridge ... 76

3.2.1 Localisation du site 2 : Kinburn ... 76

3.2.2 Localisation du site 3 : Breckenridge ... 77

3.2.3 Géologie régionale ... 77

3.2.4 Campagne d’investigations 2010-2011 (CGC) pour le site 2 : Kinburn et le site 3 : Breckenridge ... 78

3.3 Conclusion ... 80

4. Programme d’essais en laboratoire ... 83

4.1 Programme d’essais de laboratoire ... 83

4.1.1 Site 1 : Outardes-2 ... 85

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vi

4.2 Mode opératoire (méthodologie) ... 90

4.2.1 Essais de consolidation oedométrique ... 90

4.2.2 Essais triaxiaux statiques ... 90

4.2.3 Essais de cisaillement simple à volume constant ... 91

5. Résultats et analyse du comportement mécanique sous sollicitation statique .. 95

5.1 Caractérisation géotechnique ... 96

5.1.1 Site 1 : Outardes-2 ... 96

5.1.2 Site 2 : Kinburn ... 104

5.1.3 Site 3 : Breckenridge ... 109

5.2 Comportement mécanique sous sollicitation statique ... 112

5.2.1 Site 1 : Outardes-02 ... 112

5.2.2 Site 2 : Kinburn ... 132

5.3 Discussion ... 139

5.3.1 Comparaison des propriétés physiques des argiles des sites étudiés... 139

5.3.2 Comparaison des résistances au cisaillement non drainé des argiles de Kinburn et de Outardes-2... 142

5.3.3 Comparaison des cheminements de contraintes effectives... 143

5.4 Conclusion ... 144

6. Résultats et analyse du comportement mécanique sous sollicitations cycliques 147 6.1 Essais de cisaillement simple à volume constant cyclique (CSVCcy) ... 148

6.1.1 Critères de rupture sous sollicitation cyclique ... 148

6.1.2 Site 1 : Outardes-2 ... 149

6.1.3 Site 2 : Kinburn ... 169

6.2 Discussion ... 182

6.2.1 Comparaison des courbes résultats... 182

6.2.2 Comparaison des courbes S-N ... 183

6.3 Conclusion ... 185

7. Conclusion ...187

Bibliographie ...191

Annexes 197 Annexe A : Investigations géotechnique et description des essais ... 198

Annexe A.1 : Investigation de Outardes-02 en 2012 (Qualitas, inc) ... 199

Annexe A.2 : Échantillons de Outardes-2 : Description visuelle des échantillons ... 205

Annexe A.3 : Investigation géophysique du site 2 : Kinburn (Commission géologique du Canada 2013) ... 211

Annexe A.4 : Forages des sites (Kinburn et Breckenridge) (Commission géologique du Canada 2013) ... 212

Annexe A.5 : Échantillons des sites 2 (Kinburn) et 3 (Breckenridge) : Description visuelle des échantillons ... 214

Annexe B : Les modes opératoires ... 224

Annexe B.1 : Mode opératoire des essais triaxiaux CIUC ... 224

Annexe B.2 : Mode opératoire des essais de cisaillement simple à volume constant ... 238

(7)

vii

Liste des tableaux

Tableau 3.1: Caractérisation du sol à l’étude (tirée de Lee (1979)) ... 70

Tableau 3.2 : Travaux de caractérisation géotechnique de Qualitas Inc (2013) ... 72

Tableau 3.3 : Sondage F-03-13... 73

Tableau 3.4 : Stratigraphie du forage F-03-13 (tirée de Qualitas, 2013)... 76

Tableau 3.5 : Comparaison des stratigraphies des forages F-02-12 et F-03-13 ... 76

Tableau 3.6 : Sondages de Kinburn et Breckenridge ... 79

Tableau 3.7 : Description des sondages du site 2 : Kinburn et du site 3 : Breckenridge .... 80

Tableau 4.1 : Nomenclature des essais ... 84

Tableau 4.2 : Programme d'essais de caractérisation pour le site 1 : Outardes-2 ... 86

Tableau 4.3 : Programme d’essais statiques pour le site 1 : Outardes-2 ... 86

Tableau 4.4 : Programme d'essais cycliques pour le site 1 : Outardes-2 ... 87

Tableau 4.5 : Programme d'essais de caractérisation du site 2 : Kinburn ... 88

Tableau 4.6 : Programme d'essais de caractérisation du site 3 : Breckenridge ... 89

Tableau 4.7 : Programme d'essais statiques pour le site 2 : Kinburn ... 89

Tableau 4.8 : Programme d'essais cycliques pour le site 2 : Kinburn ... 90

Tableau 5.1 : Résultats des essais de caractérisation du site de la digue est de Outardes-2 . 96 Tableau 5.2 : Résultats des essais oedométriques ... 97

Tableau 5.3 : Essai oedométrique du forage F-01-12 (tirée de Qualitas Inc.) ... 102

Tableau 5.4 : Essai de consolidation triaxial : Courbe de l'essai OUT-CIUC-04 ... 103

Tableau 5.5 : Résultats des essais de caractérisation pour le site de Kinburn ... 105

Tableau 5.6 : Résultats de l'essai oedométrique JSR-OED-01 ... 108

Tableau 5.7 : Résultats des essais de caractérisation pour le site de Breckenridge ... 109

Tableau 5.8 : Résultats de l'essai oedométrique OUT-BRK-01 ... 110

Tableau 5.9 : Résultats des essais statique de cisaillement simple à volume constant... 113

Tableau 5.10 : Résultats des essais triaxiaux statiques (CIUC) ... 120

Tableau 5.11 : Résultats des essais CSVCST ... 132

Tableau 5.12 : Comparaison des propriétés physiques des sites à l'étude ... 140

Tableau 5.13 : Comparaison des propriétés physiques du site de la digue est de la centrale aux Outardes-2 ... 141

Tableau 5.14 : Comparaison des résistances au cisaillement des sites étudiés ... 142

Tableau 6.1 : Programme des essais CSVCcyc : Consolidation et données initiales ... 150

Tableau 6.2 : Résultats des essais CSVC cycliques ... 151

Tableau 6.3 : Programme des essais CSVCCY : Consolidation et données initiales ... 169

Tableau 6.4 : Résultats des essais CSVC cycliques ... 170

(8)

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ix

Liste des figures

Figure 1.1 : Méthodologie du projet de recherche ... 4 Figure 2.1 : Limite inférieure atteinte par l’inlandsis du Wisconsin (tirée de Pagé (1999)) .. 8 Figure 2.2 : Carte du rebond isostatique sur le territoire Canadien (tirée de Quigley (1980)) ... 9 Figure 2.3 : Distribution des bassins de sédimentation glaciaire et post-glaciaire (tirée de

(Leroueil et coll., 1983)) ... 10 Figure 2.4 : Courbe de compression isotropique (tirée de Leroueil et coll. (1985)) ... 12 Figure 2.5 : La courbe d’état critique de l’argile de Weald (tirée de Atkinson et Bransby

(1978)) ... 14 Figure 2.6 : Courbes d’état limite (tirée de Atkinson et Bransby (1978)) ... 15 Figure 2.7 : Courbe de compression et courbe d’état limite (tirée de Leroueil et Hight

(2003)) ... 15 Figure 2.8 : Les concepts du Critical state soil Mechanics (tirée de Leroueil et coll., (1985)) ... 16 Figure 2.9 : Courbe d’état limite naturelle de l’argile de St-Alban. (tirée de Tavenas et

Leroueil (1977)) ... 17 Figure 2.10 : Courbes d’états limites d’argiles dans le monde (tirée de Dìaz‐Rodrìguez et

coll., (1992)) ... 18 Figure 2.11 : Homothétie des états limites de St-Alban (tirée de Graham et coll., (1983)) . 19 Figure 2.12 : Homothétie des états limites des argiles du lac Agassiz de Winnipeg (tirée de

Graham et coll., (1983) ... 19 Figure 2.13 : Les états des sols cohérents (tirée de Leroueil et coll., (1985)) ... 20 Figure 2.14 : Historique de consolidation et courbe d’état limite d’une argile surconsolidée

(tirée de (Tavenas et Leroueil 1987)... 22 Figure 2.15 : Effet de la déstructuration sur la résistance en pic (tirée de Lefebvre (1970)) 23 Figure 2.16 : Effet de la déstructuration sur la courbe d’état limite de l’argile de Saint-Louis

(tirée de Leroueil (1999)) ... 23 Figure 2.17 : Effet du temps dans l’essai oedométrique (tirée de Tavenas et Leroueil

(1977)) ... 24 Figure 2.18 : Effet du temps sur les courbes d’états limite (tirée de Leroueil et coll., (1985)) ... 25 Figure 2.19 : Effet de la vitesse sur les courbes oedométriques (tirée de Leroueil et coll.,

(1983)) ... 26 Figure 2.20 : Effet de la vitesse sur les courbes d’état limite de l’argile de St-Vallier (tirée

de Lo et Morin (1972)) ... 27 Figure 2.21 : Effet de la vitesse sur les courbes d’état limite (tirée de Boudali (1995)) ... 27 Figure 2.22 : Influence de la vitesse de déformation sur l’argile structurée de Olga (tirée de

Lefebvre et LeBoeuf (1987)) ... 29 Figure 2.23 : Influence de la vitesse de déformation sur l’argile déstructurée de Olga (tirée

de Lefebvre et LeBoeuf (1987)) ... 30 Figure 2.24 : Effet de la température sur les essais oedométriques (tirée de Eriksson (1989)) ... 31 Figure 2.25: Effet de la température sur les pressions (tirée de Eriksson (1989)) ... 32

(10)

x

Figure 2.26 : Effet de la température sur les courbes d’état limite (tirée de Boudali (1995))

... 32

Figure 2.27 : Influence de l'indice de liquidité sur la résistance au cisaillement non drainée (Leroueil et coll., 1983) ... 33

Figure 2.28 : Type de contraintes sur un élément de sol durant un tremblement de terre (tirée de Seed et Chan (1966)) ... 34

Figure 2.29 : Déplacement du cheminement de contrainte effective vers l’enveloppe de rupture (tirée de Mitchell et King (1977)) ... 35

Figure 2.30 : Comparaison de deux essais. a) atteint l’enveloppe de rupture, b) atteint l’état stabilisé (tirée de Sangrey et coll., (1969)) ... 37

Figure 2.31 : Atteinte de l’état stabilisé par une argile d’Ottawa (tirée de Mitchell et King (1977)) ... 38

Figure 2.32 : Présentation de la droite d’état stabilisé et du niveau critique de la contrainte cyclique (tirée de Sangrey et coll., (1969)) ... 38

Figure 2.33 : Définition des termes reliés à la sollicitation cyclique (tirée de Andersen (2009)) ... 40

Figure 2.34 : Définition des termes reliés à la déformation cyclique (tirée de Andersen (2009)) ... 40

Figure 2.35 : Influence de la contrainte de cisaillement moyenne et cyclique (tirée de Andersen (2009)) ... 41

Figure 2.36 : Influence de la contrainte de cisaillement sur l’agile normalement consolidée de Cloverdale (tirée de Zergoun (1991)) ... 42

Figure 2.37 : Influence de la forme du chargement cyclique (tirée de Seed et Chan (1966)) ... 43

Figure 2.38 : Influence de la fréquence (tirée de Thiers et Seed (1969)) ... 44

Figure 2.39 : Influence de la fréquence sur le seuil de stabilité et sur la résistance de l’argile de Grande-Baleine (tirée de Lefebvre et coll., (1989))... 44

Figure 2.40 : Influence de la durée des cycles des essais cycliques sur le comportement du sol normalement consolidé (tirée de Zergoun et Vaid (1994)) ... 45

Figure 2.41 : Influence de la direction initiale du chargement (tirée de Zergoun et Vaid (1994)) ... 46

Figure 2.42 : Influence de la sensibilité (tirée de Thiers et Seed (1969))... 47

Figure 2.43 : Influence de l’indice de plasticité sur la résistance de cisaillement cyclique (Tirée de Andersen (2004) dans Andersen (2009)) ... 48

Figure 2.44 : Influence de l’OCR sur le seuil de résistance (tirée de Sangrey et coll., (1969)) ... 49

Figure 2.45 : Influence de l’OCR (tirée de Andersen (2004)) ... 50

Figure 2.46 : Critère chinois adapté aux propriétés caractéristiques définies par l’ASTM (tirée de Finn et coll., (1994) dans Seed et coll., (2001)) ... 51

Figure 2.47 : Critère de susceptibilité à la liquéfaction (tirée de Seed et coll., (2003)) ... 52

Figure 2.48 : Transition entre les comportements (tirée de (Boulanger et Idriss 2004)) ... 53

Figure 2.49 : Critère de susceptibilité à la liquéfaction (tirée de Bray et coll., (2004)) ... 54

Figure 2.50 : Facteur MSF (tirée de Boulanger et Idriss (2007)) ... 56

Figure 2.51 : Représentation du comportement mécanique en sollicitation statique (Tavenas et Leroueil 1977) ... 57 Figure 2.52 : Contraintes lors de l’essai triaxial statique (tirée de Holtz et Kovacs (1991)) 58

(11)

xi

Figure 2.53 : Les conditions de contraintes durant l’essai DSS statique (tirée de LeBoeuf

(2013)) ... 59

Figure 2.54 : Les conditions de terrain et les essais correspondants au laboratoire (tirée de LeBoeuf (2013)) ... 60

Figure 2.55 : Comportement mécanique d’un sol sous sollicitation dynamique selon l’essai réalisé (tirée de Andersen (2009)) ... 61

Figure 2.56 : Courbes S-N (modifiée de (Lee et Focht 1976), Boulanger et Idriss (2006)) 62 Figure 3.1 : Plan de la centrale Outardes-2 (tirée de Smith (2009)) ... 66

Figure 3.2 : Localisation de la centrale Outardes-2 (tirée de Loiselle et coll., (1971)) ... 67

Figure 3.3 : Composition de la fondation de la digue est de la centrale Outardes-2 (tirée de Smith (2009)) ... 67

Figure 3.4 : Les provinces géologiques du Québec (tirée de Bourque (1997)) ... 68

Figure 3.5 : Les milieux de déposition des sols cohérents (tirée de Leroueil et coll., (1983)) ... 69

Figure 3.6 : Localisation des investigations géotechniques effectuées par Qualitas inc. en 2012 et 2013 ... 71

Figure 3.7 : Les composantes de l'échantillonneur Laval (tirée de La Rochelle et coll., (1981)) ... 74

Figure 3.8 : Les composantes détaillées de l'échantillonneur Laval (tirée de La Rochelle et coll., (1981)) ... 74

Figure 3.9 : Étapes suivies lors de l'échantillonnage à grand diamètre (tirée de La Rochelle et coll., (1981)) ... 75

Figure 3.10 : Plan de localisation des sites 2 : Kinburn et 3 : Breckenridge ... 77

Figure 3.11 : Province géologique (Ouest du Québec) ... 78

Figure 3.12 : Localisation des sondages a) site 2 : Kinburn et b) site 3 : Breckenridge ... 79

Figure 4.1 : Comparaison des essais CSVC à drainage ouvert et à drainage fermé ... 93

Figure 4.2 : Comparaison des cheminement de contrainte ... 93

Figure 5.1 : Profil géotechnique du site 1 : Outardes-2 ... 99

Figure 5.2 : Courbe de l'essai de consolidation oedométrique OUT-OED-01 ... 100

Figure 5.5 : Profil de la contrainte de préconsolidation du site de la digue est de la centrale aux Outardes-2 (tirée de Qualitas Inc (2013)) ... 102

Figure 5.6 : Courbe de l’essai de consolidation OUT-CIUC-04 ... 104

Figure 5.7 : Porfil géotechnique du site de Kinburn ... 107

Figure 5.8 : Courbe de l'essai de consolidation oedométrique JSR - OED – 01 ... 108

Figure 5.9 : Profil géotechnique du site de Breckenridge ... 111

Figure 5.10 : Essai de consolidation oedométrique : Courbe de l'essai BRK-OED-01 ... 112

Figure 5.11 : Courbes des essais CSVC statiques dans le domaine structuré ... 115

Figure 5.12 : Courbes des essais CSVC statiques dans le domaine déstructuré ... 118

Figure 5.13 : Cheminement de contraintes des essais CSVC statiques ... 119

Figure 5.14 : Courbe des essais CIUC dans le domaine structuré ... 121

Figure 5.15 : Courbe de l'essai OUT-CIUC-04 dans le domaine destructuré (σ’3c = 600 kPa) ... 124

(12)

xii

Figure 5.17 : Courbe de consolidation de l'essai OUT-CIUC-04 ... 128

Figure 5.18 : Courbe d'état limite (CEL) défini pour le site Outardes-2 ... 130

Figure 5.19 : Ligne d’état critique (LEC) de Outardes-2 ... 131

Figure 5.20: Courbes des essais CSVC statique dans le domaine structuré ... 133

Figure 5.21 : Courbe des essais JSR-CSVC-03 et JSR-CSVC-04 statiques dans le domaine déstructuré ... 135

Figure 5.22 : Cheminements de contrainte des essais statiques CSVC-01, -02, -03 et -04 (note : τf = τh-max) ... 138

Figure 6.1 : Essai de cisaillement cyclique bidirectionnel, les critères de rupture ... 149

Figure 6.2 : Courbes de l'essai OUT-CSVC-01 ... 153

Figure 6.6 : Courbes de l'essai out-CSVC-05 ... 157

Figure 6.9 : Courbe de contrainte déformation de l'essai OUT-CSVC-01 ... 161

Figure 6.10 : Cheminement des contraintes de l'essai OUT-CSVC-01 ... 161

Figure 6.12 : Cheminement des contraintes de l’essai OUT-CSVC-02 ... 162

Figure 6.14 : Cheminement de contrainte de l'essai OUT-CSVC-03 ... 163

Figure 6.17 : Courbe de contrainte-déformation de l'essai OUT-CSVC-05 ... 165

Figure 6.23 : Courbes de résistance cyclique du site de Outardes-2 selon les différents critères de rupture à simple amplitude ... 168

Figure 6.24 : Courbes de l'essai JSR-CSVC-01 ... 172

Figure 6.25 : Courbes de l'essai JSR-CSVC-02 ... 173

Figure 6.26 : Courbe de l'essai JSR-CSVC-03 ... 174

Figure 6.27 : Courbe de l'essai JSR-CSVC-04 ... 175

Figure 6.28 : Courbe de contrainte déformation de l'essai JSR-CSVC-01 ... 177

Figure 6.29: Cheminement de contrainte de l'essai JSR-CSVC-01 ... 177

Figure 6.31 : Cheminement de contrainte de l'essai JSR-CSVC-02 ... 178

Figure 6.33 : Cheminement des contraintes de l'essai JSR-CSVC-03 ... 179

Figure 6.35 : Courbe des contraintes de l'essai JSR-CSVC-04 ... 180

Figure 6.36 : Courbes de résistance cyclique du site de Kinburn selon les différents critères de rupture ... 181

(13)

xiii

(14)

(15)

xv

Liste de symboles et abréviations

Cc : indice de compression

CEL : courbe d’état limite

CGC : Commission Géologique du Canada

CIUC : essai de cisaillement triaxial à consolidation isotrope non drainé en compression

CIUE : essai de cisaillement triaxial à consolidation isotrope non drainé en extension

CSVCST : essai DSS de cisaillement simple à volume constant statique

CSVCCY : essai DSS de cisaillement simple à volume constant cyclique

CSR : _{: Rapport cyclique de contrainte (Cyclic Stress Ratio)} CRR : : Rapport de résistance cyclique (Cyclic resistance ratio) Su : résistance au cisaillement non drainée

Sur : résistance au cisaillement non drainée remaniée

Suv : résistance au cisaillement non drainée évalué au scissomètre

Suc : résistance au cisaillement non drainée évalué au cône suédois

D : diamètre de l’échantillon

e : indice des vides

e0 : indice des vides initial

ec : indice des vides à la fin de la consolidation triaxiale

f : fréquence

Dr : poids spécifique des grains solides

H : hauteur de l’échantillon IL : indice de liquidité

IP : indice de plasticité

K : rapport de la contrainte horizontale effective et la contrainte verticale effective

K0 : coefficient des terres au repos (K0=σ’h0/σ’v0)

LEC : ligne d’état critique N (cycle) : nombre de cycles

Ny : nombre de cycles au point de rupture initiale ou "yield"

N3% : nombre de cycles pour un critère de rupture en déformation correspondant à

3% de εamax

N5% : nombre de cycles pour un critère de rupture en déformation correspondant à

5% de εamax

Scy : Résistance cyclique du sol (spécifique pour un nombre de cycles N donné)

ru : Rapport de pression interstitelle (∆σ’v/σ’vc)

OCR : rapport de surconsolidation

s’ : contrainte effective moyenne (σ'1+σ'3)/2 (Lambe)

t : demi déviateur (σ1-σ3)/2 (Lambe)

q’ :Contrainte moyenne de Cambridge ((σ’1+2σ’3)/3

(16)

xvi

qt : résistance de pointe au piézocône

St : sensibilité mesurée au cône tombant

tps : temps

u : pression interstitielle

umax : pression interstitielle maximale

umoy : pression interstitielle moyenne

V : volume

w : teneur en eau

wi : teneur en eau initiale

wf : teneur en eau finale

wL : limite de liquidité

wP : limite de plasticité

∆H : variation de la hauteur ∆V : variation du volume

εa : déformation axiale

εamax : déformation axiale maximale

εamaxc : déformation axiale maximale en compression

εamaxe : déformation axiale maximale en extension

εamoy : déformation axiale moyenne

εc : déformation axiale cyclique (élastique)

εp : déformation axiale permanente (plastique)

φ’ : angle de frottement effectif

φ’e : angle de frottement effectif en extension

φ’NC : angle de frottement effective normalement consolidé

φ’r : angle de frottement effectif résiduel

γ : poids volumique total

σ’c : contrainte effective de consolidation

σ’p : contrainte de préconsolidation

σ’pi : contrainted'état limite isotrope

σ’papp : contraintede préconsolidation apparente

σ’pmin : contraintede préconsolidation minimal

σ’pmax : contraintede préconsolidation maxiamle

σ1, σ’1 : contrainte totale, effective majeure

σ3, σ’3 : contrainte totale, effective mineure

(σ1-σ3) : contrainte déviatorique ou déviateur

σ’v0 : contrainte effective verticale due au poids des terres

σ’v : contrainte effective verticale

σ’h0 : contrainte effective horizontale due au poids des terres

σ’h : contrainte effective horizontale

σ’vc : contrainte effective verticale de consolidation

τcyc : contrainte cyclique

τmax : déviateur cyclique maximum

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xvii

Remerciements

Je tiens à remercier, dans un premier temps, mon directeur de recherche, M. Denis LeBoeuf, ing. Ph. D., pour sa disponibilité et pour les judicieux conseils et commentaires qu’il m’a prodigués tout au long de mes études de maîtrise ainsi que pour les connaissances qu’il m’a permis d’acquérir.

Je désire également remercier le professeur Serge Leroueil, ing., Ph.D., pour ses conseils et sa disponibilité à répondre à mes questions. Je remercie aussi Ariane Locat, ing., Ph.D., pour ses conseils et les discussions toujours très intéressantes.

Je désire remercier spécialement M. Christian Juneau, technicien au laboratoire de géotechnique, pour ses connaissances et ses suggestions qui ont été essentielles à la réalisation de ce projet. Son expérience et son temps m’ont été précieux. Je remercie également François Gilbert, professionnel de recherche qui m’a aidé lors de la réalisation des essais. Je remercie également tous les professeurs de la section géotechnique.

Je remercie tous les étudiants du département pour l’ambiance d’amitié et les conversations captivantes. Je tiens à remercier particulièrement Sarah Bouchard et Maxine Lacroix pour leur support et leur humour. Je remercie également Jean-Christophe Lemelin pour son support et ses conseils.

Je dédie ce mémoire à mes parents et à mon frère qui m’ont soutenu et encouragé tout au long de ma vie. Je le dédie également à mon copain Anthony et à mes amies pour leur support et leur présence tout au long de ma maîtrise.

(18)

(19)

1

1. _Introduction

L’activité sismique intraplaque de l’est du Canada est importante. Chaque année, plus de 450 séismes se produisent. Sur une période de dix ans, trois de ces séismes ont une magnitude supérieure à 5, risquant de causer des dommages aux infrastructures. Les épicentres de ces tremblements de terre se localisent essentiellement le long du fleuve Saint-Laurent jusqu’aux Grands Lacs et le long de la rivière Outaouais Ressources naturelles Canada (2013). Ce sont les régions les plus densément peuplées du territoire. Elles sont recouvertes à 70% de sédiments fins du quaternaire.

Le CNBC a renforcé les normes sismiques depuis 2005. Il a créé une classe de sol F pour les sols liquéfiables et les argiles sensibles. Il exige que les sites de classe F subissent une étude sismique pour évaluer le coefficient d’accélération et le coefficient de vitesse. Avec le renforcement des normes, la connaissance des propriétés dynamiques de ces sols devient nécessaire pour permettre la construction durable de nouvelles infrastructures sécuritaires et économiques. Elle permet également d’entretenir des ouvrages d’art et des bâtiments existants de façon optimale.

(20)

2

1.1 Problématique et contexte de la recherche

Les études réalisées sur les sols cohérents ont déterminé qu’ils étaient susceptibles d’amplifier les mouvements du sol lors de séismes Crow et coll., (2011), (Motazedian et coll., 2011, Motazedian et coll., 2012). Elles ont également démontré que les sols cohérents étaient sujets à perdre de la résistance et à développer des déformations permanentes lorsqu’ils sont soumis à des sollicitations cycliques (Sangrey et coll., 1969, Lefebvre et coll., 1989, Boulanger et Idriss 2004, Boulanger et Idriss 2007, Idriss et Boulanger 2008, Andersen 2009, Ahnberg et Larsson 2012). Les connaissances actuelles de la variation des propriétés dynamiques des argiles en fonction de la fréquence sont cependant limitées. Dans l’optique de mieux comprendre les propriétés des argiles le long du corridor Ottawa-Québec, M. Denis LeBoeuf, ing., Ph.D, a mis sur pieds un projet de recherche de trois ans en partenariat avec la Commission Géologique du Canada, l’Université de Carleton, l’Université de Waterloo, Qualitas inc. ainsi que Hydro-Québec. Ce projet étudiera l’amortissement, les vitesses des ondes de cisaillement et la résistance au cisaillement cyclique des argiles et déterminera les propriétés dynamiques des argiles de l’est du Canada. Le cadre de cette maîtrise se situe dans une partie 1 du projet visant «la

caractérisation des sols cohérents des sites et l’étude du comportement mécanique des argiles des sites 1 et 2 sous sollicitation cyclique».

1.2 But et objectifs

Le but poursuivi par ce projet de recherche est d’étudier le comportement mécanique sous sollicitation monotone et cyclique de deux argiles sensibles de l’est du Canada. Pour ce faire, les objectifs sont:

1. Retour sur l’état des connaissances

2. Mise à jour des méthodologies d’essai de laboratoire (Essai triaxial, Essai de

cisaillement simple direct à volume constant statique, Essai de cisaillement simple direct à volume constant cyclique)

3. Caractérisation géologique et géotechnique des sites 1, 2 et 3 (localisation du

dépôt, stratigraphie du sol, condition d’eau, paramètres physiques et paramètres d’états.)

4. Étudier le comportement sous sollicitations statique et cyclique des argiles du site 1 : Outardes-2 et du site 2 : Kinburn.

(21)

3

1.3 Méthodologie

Tout d’abord, un état des connaissances a été réalisé afin de définir les propriétés physiques, le comportement mécanique sous sollicitation statique et sous sollicitation cyclique des sols argileux. Une revue des critères simplifiés d’évaluation du potentiel de susceptibilité à la mobilité cyclique ainsi que les méthodologies pour évaluer le rapport de résistance cyclique des sols cohérents a également été faite. Des campagnes d’investigations géotechniques ont été réalisées aux différents sites étudiés afin de définir les propriétés physiques des sols cohérents. Les investigations ont permis de produire les profils stratigraphiques et géotechniques.

Une mise a jour des procédures des essais statiques et cycliques a été accomplie. Ensuite, une série d’essais de cisaillement simple directs statiques a été réalisée afin de définir le comportement sous sollicitation statique des sols argileux du site 1 : Outardes-2. Une série d’essais triaxiaux statiques a également été effectuée. Elle a permis de décrire le comportement de ce sol ainsi que sa courbe d’état limite et sa courbe d’état critique. Une série d’essais de cisaillement simple cycliques a été réalisée sur les sols de la digue de la centrale hydroélectrique afin de définir leur comportement sous sollicitation cyclique et déterminer leur résistance. Une série d’essais de cisaillement simple statiques et cycliques a également été réalisée sur les sols du site 2 : Kinburn à titre de comparaison. Finalement, les résultats de résistance cyclique seront comparés aux résistances de différentes argiles obtenues de la littérature. La figure 1.1 présente un résumé de la méthodologie du projet de maîtrise.

(22)

4

Figure 1.1 : Méthodologie du projet de recherche

1.4 _{Organisation du rapport}

La section 2 contient un état des connaissances relatif aux propriétés physiques et aux comportements statiques et cycliques des sols cohérents. Elle présente les critères simplifiés pour évaluer le potentiel de mobilité cyclique des argiles ainsi que les méthodologies utilisées pour définir le taux de résistance cyclique d’un sol. La section 3 présente les sites étudiés. Elle décrit la localisation des sites, leurs géologies régionales, les investigations

Propriétés dynamiques de 2 argiles de l'est du Canada I : Petites déformations Caractérisation Site 1 : Outardes-2 Description géologique

Forages et Essais in-situ Caractérisation géotechnique en laboratoire Site 2: Kinburn et site 3 : Breckenridge Description géologique Forages et Essais

in-situ Caractérisation géotechnique en

laboratoire

II: Grandes

déformations Résistance au cisaillement

État des connaissances

Site 1:

Outardes-2 laboratoireEssais en

OED. Triaxiaux (CIUC) DSS statique DSS cyclique Site 2 :

Kinburn laboratoireEssais en

OED

DSS statique

(23)

5

géotechniques ainsi que les travaux antérieurs, s’il y a lieu. La section 4 porte sur les programmes d’essais de laboratoire ainsi que les procédures qui ont été suivies lors des essais et les normes BNQ ou ASTM associées. Les profils géotechniques, les résultats des essais statiques ainsi que l’analyse de ceux-ci sont présentés à la section 5. La section 6 montre les résultats et les analyses des essais cycliques. Finalement, une synthèse générale des résultats obtenus et des conclusions est présentée à la section 7.

(24)

(25)

7

2. _{État des connaissances}

Il est reconnu que le comportement des sols est influencé par leurs compositions, leurs granulométries, ainsi que leur histoire géologique (Quigley 1980). La section suivante présente une synthèse des connaissances actuelles sur le comportement des argiles. La première partie présente l’histoire géologique et les propriétés physiques des sols à grains fins de l’est du Canada. Par la suite, le comportement mécanique des sols cohérents est abordé, sous sollicitation statique et sous sollicitation cyclique. Pour finir, les différentes méthodes pour évaluer le potentiel de mobilité cyclique sont présentées.

2.1 _{Propriétés physiques des argiles de l’est du Canada}

2.1.1 Historique

Les argiles de l’est du Canada sont caractérisées par des dépôts de particules fines dans des eaux proglaciaires ou postglaciaires (Leroueil et coll., 1983)

Le Canada a connu de nombreuses périodes glaciaires depuis la dérive des continents. La glaciation du Wisconsin est la plus récente. Elle a débuté il y a 122 000 ans et s’est divisée

(26)

8

en quatre périodes (Pagé 1999). Durant cette glaciation, le continent était recouvert d’une calotte de glace dont la limite inférieure maximale atteignait l’état du Wisconsin (figure 2.1). L’élévation moyenne des océans à l’époque se situait 120 m sous leur niveau actuel, car la formation de l’inlandsis avait nécessité un important volume d’eau (Leroueil et coll., 1985). En plus, le poids excessif du glacier, pouvant atteindre 2 à 4 kilomètres d’épaisseur, enfonçait la croûte terrestre sous le niveau de la mer.

Figure 2.1 : Limite inférieure atteinte par l’inlandsis du Wisconsin (tirée de Pagé (1999))

Le retrait de l’inlandsis a entrainé une remontée isostatique du continent et l’eau de la fonte a fait monté graduellement le niveau des océans (Quigley 1980). Quigley a proposé une carte définissant les rebonds postglaciaires du territoire ainsi qu’un graphique regroupant les courbes de la remontée du niveau des océans de Kenney (1964) et Mörner (1971) (voir figure 2.2 et graphique 2.1).

(27)

9

Figure 2.2 : Carte du rebond isostatique sur le territoire Canadien (tirée de Quigley (1980))

Graphique 2.1 : Courbe approximative de la remontée du niveau des océans (tirée de Quigley (1980))

(28)

10

2.1.2 Propriétés physiques

La fonte du glacier a formé des milieux de déposition au pourtour et au centre du territoire dont les salinités varient d’eau salée (eau de mer) à non salée (eau douce) (figure 2.3). Ils ont permis la sédimentation des particules fines en suspension (Leroueil et coll., 1985).

Figure 2.3 : Distribution des bassins de sédimentation glaciaire et post-glaciaire (tirée de (Leroueil et coll., 1983))

Les bassins situés au pourtour du territoire étaient des mers à forte teneur en NaCl. La présence de sel dans l’eau a influencé la sédimentation. Contrairement au milieu lacustre, les argiles marines ont floculé rapidement en une structure ouverte dite nid d’abeille avec une forte teneur en eau (Quigley 1980). Elles ont subi un lessivage important, suite à la remontée isostatique du continent. La diminution du taux de salinité dans la structure du sol a influencé son comportement. Leur limite de liquidité ainsi que leur indice de plasticité ont diminué. La résistance au cisaillement remaniée du sol a diminué et la sensibilité de l’argile a augmenté significativement (Leroueil et coll., 1985).

Les lacs situés au centre du territoire ont été formés dans des dépressions de la croûte remplies d’eaux douces provenant de la fonte du glacier (Quigley 1980). Le cycle de sédimentation de ces bassins est contrôlé majoritairement par les saisons. En été, les

(29)

11

turbulences ne permettent que la déposition des grains de silt plus grossiers. En hiver, le calme et la glace favorisent la déposition des grains fins d’argiles. L’alternance des couches selon les saisons crée des dépôts qu’on nomme varves. Ils sont caractérisés par une anisotropie de leurs propriétés. Les couches de silts ont des teneurs en eau plus faibles que les couches d’argiles (Leroueil 1999).

Les particules solides des argiles de l’est du Canada sont caractérisées par une densité relative entre 2,70 et 2,80. Elles ont une limite de liquidité majoritairement inférieure à 85% et une limite de plasticité variant entre 17 et 35% (Leroueil et coll., 1983). Les rapport de surconsolidation (OCR) de ces sols sont généralement supérieurs à 1,5. Ce type de sol subit d’importantes déformations lorsqu’il est contraint à des pressions supérieures aux pressions de préconsolidation (Leroueil et coll., 1985).

2.2 _{Comportement mécanique des sols cohérents sous sollicitations statiques}

2.2.1 Introduction au comportement élastoplastique des sols idéaux

Les connaissances sur le comportement des sols naturels ont débuté par l’étude de sols idéaux. Les sols cohérents idéaux sont isotropes, ont un comportement élastoplastique et ne sont pas influencés par la microstructure ou les effets de temps (Leroueil et Hight 2003). Lorsqu’un sol remanié isotrope est consolidé sous une contrainte croissante, son indice des vides ou son volume spécifique diminue en suivant sa courbe de consolidation vierge isotrope (Atkinson et Bransby 1978). Ce phénomène est représenté par des diagrammes e-log p’, comme le montre la figure 2.4 (Leroueil et coll., 1985). Si la charge appliquée diminue, il y a un léger rebond de l’indice des vides qui suit la courbe de ‘gonflement’ ou recompression (A vers R). Cette courbe est représentée par l’équation 1 où Cs représente

l’indice de recompression ou de gonflement. Lorsque l’indice des vides et la contrainte suivent la courbe de ‘gonflement’, le sol est dit surconsolidé et dans sa phase élastique. Les déformations qu’il subit sont petites et réversibles. Lorsqu’il atteint le point A ou B sur la figure 2.4, il passe le point d’état limite. Après ce point, le long de la courbe de consolidation vierge isotrope, le sol est dans sa phase plastique. Il est normalement consolidé et subit de grandes déformations volumétriques irréversibles. Cette courbe de

(30)

12

consolidation est représentée par l’équation 2 où Cc représente l’indice de compression

(Leroueil et coll., 1985).

e = -Cs * ∆ log(p’)

(1)

e = -Cc * ∆ log(p’)

(2)

Figure 2.4 : Courbe de compression isotropique (tirée de Leroueil et coll. (1985))

Hvorslev a étudié la composante de résistance des sols idéaux avec des essais de boîte de cisaillement entièrement drainés et surconsolidés. Il a démontré que la contrainte maximale de cisaillement est fonction de la contrainte effective (σ’f) et de l’indice des vides (ef)

(Roscoe et coll., 1958). La surface de rupture de Hvorslev est définie par l’équation 3 proposée par Mohr-Coulomb et par l’équation 4 dans la représentation de Cambridge (Schofield et Wroth 1968). Le paramètre de cohésion (ce) augmente lorsque l’indice de

vides diminue. L’angle de friction (φe’) est inférieur à l’angle de friction interne (φ’)

(Leroueil et coll., 1985). Les paramètres de définition sont spécifiques aux sols surconsolidés (Leroueil et Hight 2003).

τf = c’e + σ’tan(φe’) (3)

(31)

13

Roscoe, Schofield and Wroth (1958) se sont basés sur ces connaissances pour développer le concept CSSM (critical state soil mechanics). Ils ont étudié le comportement des sols normalement consolidés à l’aide d’essais drainés et non drainés. Ils ont démontré qu’à grande déformation, tous les essais atteignent un état d’équilibre, parfois nommé état critique (équation 5) (Leroueil et coll., 1985). À cet état d’équilibre, les essais se situent tous sur la même droite, soit la courbe d’indice des vides critiques ou courbe d’état critique. Elle est représentée dans l’espace de Cambridge (p’, q) par l’équation (6) (Roscoe et coll., 1958). Atkinson et Bransby (1978) ont confirmé cette théorie en représentant graphiquement les points de rupture de l’argile de Weald obtenu par Parry (1960), (figure 2.5).

= = = 0 Pour les essais drainés

(5)

= ′

= = 0 Pour les essais non drainés ′ = ∗

′

(6) = 6 ( ′) 3 − ( ′) = ′( é ) 25

La surface de Roscoe (courbe d’état limite (CEL)) fait le lien entre la courbe de consolidation isotrope et la courbe d’état critique (courbe d’indice des vides critiques) dans l’espace en trois dimensions q’, p’ et e (Atkinson et Bransby 1978). La figure 2.6 démontre que la courbe d’état limite représentée par des essais normalement consolidés drainés et non drainés à volume constant est homothétique dans l’espace de Cambridge (Atkinson et Bransby 1978). Cette courbe définit un état de contrainte où les essais surconsolidés se comportent élastiquement (Leroueil et Hight 2003). Si on prend exemple sur la figure 2.7, le point A correspond a un sol normalement consolidé et sa courbe d’état limite est représentée par la courbe A sur la figure 2.7b. Les essais réalisés à des pressions de consolidation inférieures à cette contrainte (le cheminement de constrainte LM) ont un comportement élastique. Lorsque les cheminements de contraintes ce terminent à l’extérieur de la courbe d’état limite, la section externe (de S vers T) à un comportement

(32)

14

plastique. Si le sol est consolidé au point B, l’état limite conserve la même forme mais se situe au point B sur la figure 2.7b. Son déplacement est associé aux déformations volumétriques plastiques subies par le sol (Leroueil et Hight 2003).

(a)

(b)

Figure 2.5 : La courbe d’état critique de l’argile de Weald (tirée de Atkinson et Bransby (1978))

(33)

15

Figure 2.6 : Courbes d’état limite (tirée de Atkinson et Bransby (1978))

Figure 2.7 : Courbe de compression et courbe d’état limite (tirée de Leroueil et Hight (2003))

(34)

16

Figure 2.8 : Les concepts du Critical state soil Mechanics (tirée de Leroueil et coll., (1985))

Ces concepts sont tous reliés dans le domaine p’, q’ et e (figure 2.8) (Leroueil et coll., 1985). Burland (1965) a proposé un modèle de comportement pour les argiles isotropes remaniées, c’est le Clay modifié. Il a amélioré, à l’aide de Roscoe, le modèle Cam-Clay initial. Son modèle définit la forme de la courbe d’état limite comme une ellipse axée sur la droite de consolidation isotrope. Ce modèle n’est pas précisé davantage, car il ne s’applique pas aux argiles naturelles.

2.2.2

État limite des argiles naturelles

Le comportement des argiles naturelles est influencé par différents facteurs, tels que les effets de vitesse et la structure. Contrairement aux sols idéaux, les sols naturels ont été déposés dans des conditions de contraintes anisotropiques qui ont influencé la structure de l’argile. Selon ces conditions, la contrainte horizontale (σ’3) est inférieure à la contrainte

(35)

17

et ainsi l’anisotropie d’un site. Il est difficile à déterminer, mais il peut être estimé par la formule de Jaky (7) (Leroueil et coll., 1985).

K0 n.c. ≅ 1-sin(φ’) (7)

Tavenas et Leroueil (1977) ont démontré en étudiant le comportement de l’argile de St-Alban que les courbes d’état limite des sols cohérents ont une forme élliptique axée sur la droite K0 n.c.(figure 2.9). Des formes similaires ont été observées par plusieurs chercheurs

pour des sols cohérents de diverses origines (figure 2.10) (Dìaz‐Rodrìguez et coll., 1992). Les figures montrent que la forme spécifique de la CEL pour un sol précis est controlée par son angle de friction. Leroueil (1977) et Graham et al. (1983) ont établi que les courbes d’état limite d’une argile à différentes profondeurs sont homothétiques (figure 2.11 et figure 2.12). L’ampleur de la CEL est contrôlée principalement par la pression de préconsolidation.

Figure 2.9 : Courbe d’état limite naturelle de l’argile de St-Alban. (tirée de Tavenas et Leroueil (1977))

(36)

18

Figure 2.10 : Courbes d’états limites d’argiles dans le monde (tirée de Dìaz‐Rodrìguez et coll., (1992))

(37)

19

Figure 2.11 : Homothétie des états limites de St-Alban (tirée de Graham et coll., (1983))

Figure 2.12 : Homothétie des états limites des argiles du lac Agassiz de Winnipeg (tirée de Graham et coll., (1983)

(38)

20

2.2.3 État critique et état résiduel

L’état critique des argiles naturelles est un état de déformation homogène qui se produit lorsque les équations (5) sont satisfaites. Les argiles normalement consolidées atteignent l’état critique à très grandes déformations (Leroueil et coll., 1985).

L’état résiduel est un état atteint à très grand déplacement s’il y a eu préalablement la formation d’un plan de discontinuité. Un alignement des grains près du plan de rupture se produit avec les déformations et la résistance mobilisée le long de ce plan décroit vers la résistance résiduelle (Leroueil et coll., 1985).

La figure 2.13 montre dans le diagramme de Lambe la position des états possibles d’un sol cohérent. Chacun de ces états a une résistance définie par un angle de friction et une cohésion. La résistance de l’état critique est caractérisée par un angle de frottement φ’ et

une cohésion très faible à nulle (c’). La résistance de l’état résiduelle est caractérisée par un angle de frottement résiduel φ’r et une cohésion résiduelle nulle (c’r) (Leroueil et coll.,

1985).

(39)

21

2.2.4 Facteurs affectant le comportement statique des argiles

Le comportement des sols cohérents est influencé par divers facteurs physiques et chimiques. Certains de ces facteurs (l’échantillonnage et la déstructuration, les effets de vitesses et de temps ainsi que les effets de la température) seront décrits dans les sections suivantes.

2.2.4.1 L’influence de la structure

La formation de la structure d’un sol cohérent est un processus complexe qui se déroule durant une longue période de temps. Selon Bjerrum (1967), la consolidation secondaire augmente la pression de préconsolidation apparente en diminuant l’indice des vides sous une contrainte effective constante. Ce processus de vieillissement se produit à la fin de la séquence de déposition et de consolidation. (Leroueil et Hight 2003). La thixotropie, la cimentation et tous les autres processus de durcissement augmentent également la pression de préconsolidation d’un sol sous un indice des vides constant (Tavenas et Leroueil 1987). Ces processus influencent la courbe d’état limite d’un sol. La figure 2.14 présente l’augmentation de la courbe d’état limite associée aux processus de structure. Cet effet n’est présent qu’aux contraintes inférieures à la courbe d’état limite. Au-delà de ces contraintes, toute forme de structure est détruite.

Les méthodes d’échantillonnage influencent la structure d’un sol collecté. Pour éviter la déstructuration, il est important d’utiliser des appareils qui ne remanient pas beaucoup les échantillons. Lefebvre (1970) (figure 2.15) et La Rochelle et coll., (1981) ont illustré qu’il y a une diminution importante de la résistance au pic lors de la déstructuration du sol. Il a été observé que la déstructuration diminue la pression de préconsolidation ainsi que le coefficient de compression (Leroueil et Hight 2003). Leroueil (1999) a démontré à l’aide des travaux de La Rochelle et coll., (1981) sur les argiles de Saint-Louis que les courbes d’état limites d’un sol diminuent avec la déstructuration (figure 2.16).

(40)

22

Figure 2.14 : Historique de consolidation et courbe d’état limite d’une argile surconsolidée (tirée de (Tavenas et Leroueil 1987)

(41)

23

Figure 2.15 : Effet de la déstructuration sur la résistance en pic (tirée de Lefebvre (1970))

Figure 2.16 : Effet de la déstructuration sur la courbe d’état limite de l’argile de Saint-Louis (tirée de Leroueil (1999))

(42)

24

2.2.4.2_{L’influence de la vitesse de déformation et du temps}

Il a été démontré par Bjerum (1967) que l’augmentation de la durée du palier de consolidation diminue la pression de préconsolidation et la courbe d’état limite. Il a justifié ce phénomène par la consolidation secondaire de l’argile. Tavenas et Leroueil (1977) ont vérifié cette théorie lors de la caractérisation de l’argile de St-Alban. Ils ont montré (figure 2.17) que la durée des paliers de consolidation influence la pression de préconsolidation. Il a été mentionné précédemment que cette pression influence directement l’amplitude et la position de la courbe d’état limite. La figure 2.18 présente l’effet du temps et de la consolidation secondaire sur la courbe d’état limite (Leroueil et coll., 1985).

Figure 2.17 : Effet du temps dans l’essai oedométrique (tirée de Tavenas et Leroueil (1977))

(43)

25

Figure 2.18 : Effet du temps sur les courbes d’états limite (tirée de Leroueil et coll., (1985))

Les essais oedométriques à vitesse de déformation constante ont montré que la pression de préconsolidation et les courbes de compression sont influencées par la vitesse (figure 2.19) (Leroueil et coll., 1983). Il a été observé qu’à plus grande vitesse, les contraintes effectives verticales sont plus élevées. La vitesse influence également la résistance et la courbe d’état limite. Lo et Morin (1972) et Boudali (1995) ont présenté des courbes d’états limites déterminées pour différentes vitesses de déformation (figure 2.20 et figure 2.21). Ils ont conclu que les essais réalisés à différentes vitesses de déformation pour un sol donné produisent des courbes d’états limites homothétiques. Il a été également observé que les courbes sont plus petites pour des vitesses de déformations plus lentes.

(44)

26

Figure 2.19 : Effet de la vitesse sur les courbes oedométriques (tirée de Leroueil et coll., (1983))

(45)

27

Figure 2.20 : Effet de la vitesse sur les courbes d’état limite de l’argile de St-Vallier (tirée de Lo et Morin (1972))

Figure 2.21 : Effet de la vitesse sur les courbes d’état limite (tirée de Boudali (1995))

Lefebvre et LeBoeuf (1987) ont démontré que les pics de contraintes déviatoriques à la rupture augmentent avec la vitesse de déformation pour les argiles surconsolidées et normalement consolidées. Ils ont observé que le développement des pressions interstitielles

(46)

28

des argiles à l’état surconsolidés avant la rupture n’est pas affecté par les vitesses de déformation. Par contre, suite à la rupture, le sol se comporte comme une argile déstructurée et les pressions interstitielles générées sont plus élevées pour des vitesses de cisaillement plus lentes (figure 2.22). Ils ont conclu que pour les sols déstructurés, lorsqu’il y a génération de pressions interstitielles, la vitesse de déformation diminue. La figure 2.23 présente les courbes de contraintes-déformations et développement de pression interstitielles pour l’argile de Olga normalement consolidée. Ils ont démontré également que la ligne d’état critique n’est pas influencée par les effets de vitesse pour les argiles déstructurées. Par contre, pour les sols structurés, la ligne d’état critique diminue avec la vitesse de déformation. Ce comportement peut être expliqué par le phénomène de fatigue.

(47)

29

Figure 2.22 : Influence de la vitesse de déformation sur l’argile structurée de Olga (tirée de Lefebvre et LeBoeuf (1987))

(48)

30

Figure 2.23 : Influence de la vitesse de déformation sur l’argile déstructurée de Olga (tirée de Lefebvre et LeBoeuf (1987))

2.2.4.3 L’influence de la température

Il est reconnu que la température a deux effets possibles dans un sol. Premièrement, elle peut influencer une expansion thermale des particules solides et de l’eau dans les pores. Deuxièmement, elle peut induire de façon thermique une modification de la résistance de contact entre les particules ou dans les agrégats (Leroueil et Hight 2003). Eriksson (1989) a

(49)

31

présenté l’effet de la température sur les courbes de consolidation oedométrique. La figure 2.24 présente les résultats de ses recherches. Elle montre que l’augmentation de température rend le sol plus compressible dans le domaine surconsolidé. Ce phénomène provoque une diminution de la pression de préconsolidation. La figure 2.25 montre que ce comportement est plus important lorsque les températures sont inférieures à 35°C. L’effet de la température sur la courbe d’état limite est similaire. Boudali (1995) a démontré que l’augmentation de température influence une diminution de l’amplitude de la courbe d’état limite. La figure 2.26 présente schématiquement l’effet de la température sur la courbe d’état limite. Il a été reconnu par différents chercheurs que la température n’avait pas d’effet sur la ligne d’état critique (Leroueil et Hight 2003).

(50)

32

Figure 2.25: Effet de la température sur les pressions (tirée de Eriksson (1989))

Figure 2.26 : Effet de la température sur les courbes d’état limite (tirée de Boudali (1995))

2.2.4.4_{Influence de l’indice de plasticité, de l’indice de liquidité et de la sensibilité} Leroueil et coll., (1983) ont proposé plusieurs relations entre la résistance au cisaillement des sols à grain fin et les limites d’Atterberg. En effet, l’indice de plasticité et l’indice de liquidité d’un sol influence directement la résistance au cisaillement intact et remanié d’un sol non drainé.

L’équation (8) présente la relation entre la résistance au cisaillement remanié non drainé et l’indice de liquidité ILC évalué au cône suédois. Elle montre que plus l’indice de liquidité

est grand, plus la résistance au cisaillement remanié non drainée est faible et plus la sensibilité est importante.

Sur =

( , ) (8)

L’équation (9) présente la relation entre le taux de la résistance au cisaillement non drainée évalué au scissomètre et la pression de préconsolidation (Suv/σ’p) avec l’indice de plasticité

(51)

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d’un sol à grain fin. L’équation (10) présente la relation entre le rapport de la résistance au cisaillement non drainée évalué au pénétromètre au cône suédois et la pression de préconsolidation (Suc/σ’p) avec l’indice de plasticité. Les ratios augmentent avec l’indice

de plasticité des sols. Donc, à une pression de préconsolidation donnée, si l’indice de plasticité augmente la résistance au cisaillement augmente également. Les relations mettent en évidence que la résistance évaluée au pénétromètre au cône suédois est plus faible que celle évaluée au scissomètre.

Suv/σ’p = 0,20 + 0,0024IP (9)

Suc/σ’p = 0,20 + 0,0014IP (10)

La figure 2.27 présente la relation entre l’indice de liquidité, la sensibilité et la résistance au cisaillement non drainée d’un site. Cette figure montre que l’indice de liquidité est

inversement proportionnelle à la résistance au cisaillement non drainé et que la sensibilité est également proportionnelle à la résistance. En effet, à une sensibilité donnée, plus l’indice de liquidité est important plus la résistance intacte est faible. Tandis qu’à un indice de liquidité donné, plus la sensibilité augmente plus la résistance intacte augmente aussi.

Figure 2.27 : Influence de l'indice de liquidité sur la résistance au cisaillement non drainée (Leroueil et coll., 1983)

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Il a été montré, entre autres par les travaux de Seed et Chan (1966), Andersen et coll., (1980), Perlea (2000), Seed et coll. (2003), Boulanger et Idriss (2004, 2006, 2007) et Andersen (2004, 2009) que les sols cohérents peuvent développer des déformations sous chargement cyclique. La section suivante décrit le comportement cyclique des sols cohérents ainsi que les facteurs qui influencent leur comportement.

2.3.1 Comportement général

L’étude du comportement des sols cohérents soumis à une sollicitation cyclique a débuté au milieu du vingtième siècle (Andersen 2009). Seed et Chan (1966) Seed et Chan (1966)sont dans les premiers à étudier le comportement de trois sols cohérents soumis à des contraintes dynamiques. Ils ont démontré que la réponse d’une argile dépend de ses propriétés et du type de chargement (sa forme, son amplitude ainsi que sa fréquence). La figure 2.28 représente différentes sollicitations cycliques que peut ressentir un élément du sol lors d’un tremblement de terre.

Figure 2.28 : Type de contraintes sur un élément de sol durant un tremblement de terre (tirée de Seed et Chan (1966))

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Mitchell et King (1977) ont démontré que la sollicitation dynamique d’une argile de la mer de Champlain peut produire de grandes déformations qui induisent une rupture par cisaillement. Ils affirment également que la rupture en contraintes effectives peut s’expliquer par le développement de pressions interstitielles qui provoque une migration du cheminement des contraintes effectives vers l’enveloppe de rupture jusqu’à l’atteindre (Figure 2.29). Andersen (2004) affirme que l’augmentation des pressions interstitielles et la diminution des contraintes effectives provoquent une augmentation des déformations de cisaillement. Ce phénomène est expliqué par la cohésion présente dans les sols cohérents qui empêche la séparation des particules, contrairement au phénomène qui se produit dans les sols pulvérulents. Le cisaillement cyclique des sols à grains fins induit des déformations qui provoquent un réarrangement des particules et peut amener un effondrement de la structure. Le bris dans la structure peut causer une réduction volumétrique du sol (Andersen 2009). Cela génère une augmentation des pressions interstitielles et une diminution de la résistance au cisaillement (Perlea 2000). Le développement des pressions interstitielles dépend de l’état des contraintes initiales, de l’amplitude et de la fréquence des contraintes de cisaillement (Mitchell et King 1977).

Figure 2.29 : Déplacement du cheminement de contrainte effective vers l’enveloppe de rupture (tirée de Mitchell et King (1977))

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Sangrey et coll., (1969) ont démontré la présence d’un état stabilisé. Cet état est caractérisé par un cheminement de contrainte qui n’atteint pas l’enveloppe de rupture. A cet état de non-rupture, les pressions interstitielles et les déformations axiales n’augmentent plus, le sol a un comportement élastique. La figure 2.30 compare un essai qui atteint l’enveloppe de rupture avec un essai qui atteint l’état d’équilibre de non-rupture. Mitchell et King (1977) ont étudié le comportement dynamique d’une argile d’Ottawa et ont découvert qu’à des contraintes cycliques inférieures à 50% de la résistance statique du sol, une condition d’équilibre est atteinte (figure 2.31). Lefebvre et coll., (1989) ont déterminé que le seuil de stabilité de l’argile de Grande-Baleine est de 60-65% de la résistance statique non drainée. Andersen (2009) a évalué la limite à environ 20 à 40 % de la résistance statique non drainée pour l’argile de Drammen. La figure 2.32 présente la droite d’équilibre qui rejoint l’enveloppe de rupture au point P, le niveau critique de contrainte cyclique. Cette droite représente la limite supérieure des contraintes qui n’induiront pas de rupture. Toutes les contraintes au dessus de cette droite vont induire des déformations plastiques définitives et la rupture (Sangrey et coll., 1969).

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Figure 2.30 : Comparaison de deux essais. a) atteint l’enveloppe de rupture, b) atteint l’état stabilisé (tirée de Sangrey et coll., (1969))

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Figure 2.31 : Atteinte de l’état stabilisé par une argile d’Ottawa (tirée de Mitchell et King (1977))

Figure 2.32 : Présentation de la droite d’état stabilisé et du niveau critique de la contrainte cyclique (tirée de Sangrey et coll., (1969))

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2.3.2 Facteurs affectant le comportement cyclique des argiles

2.3.2.1 Influence de l’amplitude et du type de chargement

Il est reconnu que la résistance d’un sol cohérent est directement liée à l’amplitude du cisaillement cyclique. En effet, l’augmentation de la contrainte de cisaillement provoque une diminution de la résistance et du nombre de cycle nécessaire pour atteindre la rupture. Andersen (2004) définit l’amplitude du cisaillement cyclique par une contrainte initiale de cisaillement statique (τa) et une contrainte de cisaillement cyclique (τcy) (figure 2.34). La

figure 2.34 définit les déformations cycliques présenté par Andersen (2009) lors d’un essai par des déformations cyclique (γcy) et des déformations permanentes (γp). Lefebvre et

Pfendler (1996) ont présenté l’influence de la contrainte initiale de cisaillement statique à l’aide d’essais à volume constant (DSS) sur les argiles de St-Alban. Ils ont démontré que l’augmentation de la contrainte initiale de cisaillement statique diminue la résistance cyclique. La figure 2.35 présentée par Andersen (2009) représente l’influence de la variation de la contrainte initiale de cisaillement statique et la contrainte de cisaillement cyclique sur la résistance de l’argile de Drammen. Les graphiques démontrent que l’augmentation de la contrainte de cisaillement cyclique diminue la résistance du sol. L’effet de l’amplitude sur la résistance d’un sol est plus important lorsque la contrainte initiale de cisaillement statique augmente avec la contrainte de cisaillement cyclique. La figure 2.35 (b) est divisée en deux sections qui représentent les deux modes de ruptures. La section rouge est définie par les ruptures cycliques atteintes par des essais réalisés à des contraintes cycliques importantes et avec une contrainte de précisaillement statique faible à nulle. La section bleue est définie par des ruptures par fatigues atteintes par des essais réalisés avec des contraintes de précisaillement statique importantes et avec une contrainte de cisaillement cyclique faible ou nulle. La figure 2.36 montre deux essais triaxiaux sans contrainte initiale de cisaillement statique effectués sur l’argile normalement consolidée de Colverdale. Ils ont été réalisés à différents taux de contraintes cycliques (τcy/Su) (Zergoun

1991). À un taux de cisaillement de 0,49, plus de 80 cycles ont été nécessaires pour atteindre la rupture, tandis qu’à un taux de 0,79 moins de 5 cycles ont été nécessaires. Ces

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essais confirment que plus l’amplitude du cisaillement cyclique est importante moins le sol est résistant.

Figure 2.33 : Définition des termes reliés à la sollicitation cyclique (tirée de Andersen (2009))

Figure 2.34 : Définition des termes reliés à la déformation cyclique (tirée de Andersen (2009))