Eaux souterraines et problèmes géotechniques

Traduction réalisée par : Timothée le Guellec (France)

10.1 Pression de pores, Glissements de terrain et stabilité des pentes

Les glissements de terrain ont toujours été regardés avec un mélange de fascination et de respect. Avec les tremblements de terre et les volcans, ils représentent l’un des quelques phénomènes géologiques qui ont la rapidité et la puissance d’affecter le cours de l’humanité. Dans ce chapitre, nous comprendrons que les eaux souterraines jouent un grand rôle dans la génération des glissements de terrain; dans la Section 11.1, nous comprendrons que ce rôle est similaire dans la génération des tremblements de terre.

Les glissements de terrain sont d’un grand intérêt à la fois pour les géomorphologues et pour les géotechniciens. L’intérêt du géomorphologue se concentre sur le rôle des glissements de terrain en tant que processus d’évolution des reliefs. Pour un ingénieur géotechnique, un important glissement de terrain est simplement un événement extrême dans le spectre des risques de stabilité de pente qu’il doit considérer dans le design de son ingénierie. Le plus souvent, il s’intéresse à l’analyse de pentes artificielles beaucoup plus petites dans des projets tels que les barrages routiers, les barrages terrestres ou les mines à ciel ouvert.

Les concepts et les mécanismes de rupture qui sous-tendent l’analyse de la stabilité de la pente sont valables à la fois sur les pentes naturelles et les pentes artificielles. Ils sont également valables pour les grands glissements de terrain potentiellement catastrophiques et pour les couvertures de remblais simples. L’influence des conditions d’eau souterraine, qui est l’objet central de cette section, est la même dans tous les cas. Il existe des différences importantes entre l’analyse des pentes du sol et l’analyse des pentes dans les roches, et après un examen des techniques d’équilibre des limite de base, le rôle des eaux souterraines est examiné sous des rubriques distinctes pour chacun de ces deux environnements géotechniques.

Cette présentation tente de distiller l’essence d’une très grande littérature. Beaucoup de concepts ont été créés ou clarifiés dans l’analyse classique de Terzaghi (1950), sur le mécanisme des glissements de terrain. Un texte de Zaruba et Mencl (1969) met l’accent sur les aspects de la géologie de l’ingénierie des grands glissements de terrain, et l’un par Carson et Kirkby (1972), qui examine les implications géomorphologiques. Eckel (1958), Coates (1977), et Schuster et Krizek (dans la presse) fournissent un examen complet de l’ingénierie de la stabilité des pentes et un texte récent de Hoek et Bray (1974) met l’accent sur l’ingénierie des pentes rocheuses. Les textes standards en mécanique des sols tels que Terzaghi et Peck (1967) traitent le sujet avec un certain détail. A travers la littérature, il y a une reconnaissance générale de l’importance des pressions de fluides, mais cette reconnaissance n’est pas toujours associée à une compréhension actualisée des modèles probables d’écoulement permanent et transitoire dans les pentes en sub-surface.

Nous commencerons par examiner les mécanismes des mouvements de sub-surface, sur les surfaces planes.

Théorie de la rupture de Mohr-Coulomb

Examinons d’abord les critères de rupture sur un plan de faille bien défini en profondeur. Considérons un tel plan [Figure 10.1 (a)] dans un champ de contrainte régional avec une contrainte principale maximale σ₁ dans la direction verticale et une contrainte principale minimale σ₃ dans la direction horizontale. Si l’on veut calculer la contrainte de cisaillement τ et la pression constante σ qui agit sur le plan en l’absence d’eau, on peut placer la Figure 10.1 (a) sous la forme d’un diagramme de corps libre de la Figure 10.1 (b).

**Figure 10.1** Contrainte d’équilibre sur un plan de faille dans le système de contraintes et la représentation du cercle de Morh.

Les contraintes de cisaillement sur les plans parallèles aux contraintes principales sont nulles et les conditions d’équilibre des forces dans les directions horizontale et verticale produisent :

$\sigma_3 / \sin \alpha = - \sigma / \sin \alpha - \tau /\cos \alpha = 0$ (10.1)

$\sigma_1 / \cos \alpha = - \sigma / \cos \alpha - \tau /\sin \alpha = 0$ (10.2)

Résolution des équations. (10.1) et (10.2) pour $\sigam$ et τ,

$\sigma_3 = \frac{\sigma_3\sin^2\alpha+\sigma_1\cos^2\alpha}{\cos^2 \alpha + \sin^2 \alpha}$ (10.3)

$\tau = (\sigma_1 - \sigma_3) \sin \alpha \cos \alpha$ (10.4)

L’ingénierie trigonométrique peut être appliquée aux équations (10.3) et (10.4) pour produire les formulations de cercle Mohr habituelles [Figure 10.1 (c)] :

$\sigma = \frac{\sigma_1 + \sigma_3}{2} + \frac{\sigma_1 + \sigma_3}{2} \cos 2 \alpha$ (10.5)

$\tau = \frac{\sigma_1 - \sigma_3}{2} \sin 2 \alpha$ (10.6)

La contrainte de cisaillement qui agit sur le plan ne provoquera de mouvement que si elle dépasse la résistance au cisaillement S_τ du plan. La force de cisaillement est généralement exprimée en termes de loi empirique de rupture de Mohr – Coulomb :

$S_\tau = c + \sigma \tan \phi$ (10.7)

où σ est la contrainte normale dans le plan de rupture tel que donné par l’équation. (10.5), et c et ψ sont deux propriétés mécaniques du matériau, c étant la cohésion (la résistance au cisaillement sous la contrainte de confinement zéro, c’est-à-dire avec $\sigma = 0$ ) et ψ étant l’angle de friction interne.

La théorie de la rupture de Mohr-Coulomb peut également être utilisée pour décrire le mécanisme de rupture dans une roche ou un sol qui ne possède pas de plan de rupture préexistant. Considérons, par exemple, un appareil d’essai triaxial standard du type largement utilisé dans la mécanique des sols et des roches (Figure 10.2). Si un sol (ou une roche) sec et homogène est maintenu sous une pression de confinement constante, S₃, et soumis à une pression verticale, S₁, puis des contraintes internes,
σ₃ = S₃ et σ₁ = S₁, seront configurées dans l’échantillon. Si S₁ est augmentée, l’échantillon rompt à une certaine contrainte σ₁ et un certain angle α. Si le test est répété pour diverses valeurs de contrainte, σ₃, les paires de valeurs des résultats expérimentaux de σ₃ et σ₁ à la rupture peuvent être tracées sur un cercle de Mohr du type représenté dans la Figure 10.1 (c). L’équation (10.7) est alors considérée comme l’équation d’une enveloppe de rupture qui peut être obtenue expérimentalement pour un sol ou une roche donné. La relation entre l’angle de rupture, α et l’angle de friction interne, ψ, peut être déterminée graphiquement à partir de la Figure 10.1 (c) comme α = 45° – φ/2. Pour l’analyse de la stabilité de la pente sur le terrain, les valeurs de c et ψ pour les sols ou les roches qui forment la pente doivent être mesurées en laboratoire dans un appareil triaxial du type qui vient d’être décrit.

**Figure 10.2** : Schéma représentatif en laboratoire d’un test de compression triaxial drainé.

Si une rupture est anticipée sur un type spécifique de surface, comme un plan de fracturation, les valeurs c et ψ doivent se référer à l’interface roche-roche et doivent être mesurées sur un échantillon qui inclut une telle caractéristique. Si le sol ou la roche est exempt de plans de rupture naissants, les valeurs c et ψ doivent être mesurées sur un échantillon homogène. Comme cela devrait être clair à partir de la Figure 10.1 (c). Une grande valeur de c et de ψ conduisent à une grande résistance au cisaillement et à une faible probabilité de rupture. Pour les sables et les roches fracturées, c → 0 et la résistance du matériau survient presque totalement de ψ. Pour les argiles, ψ → 0 et la résistance du matériau est due presque totalement à la cohésion.

Les précédant paragraphes décrivent les mécanismes de rupture dans les sols secs et les roches. Notre principal intérêt réside dans les matériaux saturés en eaux souterraines. Si le plan de rupture préexistant ou naissant comporte de l’eau, et si l’eau existe sous une pression de fluide, p, le principe de contrainte effective doit être invoqué. La contrainte normale absolu σ de la Figure 10.1 (b) doit être remplacée par la contrainte effective σ_e = σ_p. La loi de rupture devient

$S_\tau = c' + (\sigma - p) \tan \phi '$ (10.8)

Où les primes sur c et ψ indiquent que ces propriétés mécaniques doivent maintenant être déterminées dans des conditions de saturation en utilisant un test de compression triaxial dit « drainé ». Dans un test drainé, l’eau qui est expulsée de l’échantillon sous l’influence de la pression verticale augmentée est autorisée à s’écouler dans l’atmosphère comme dans la Figure 10.2. Si le drainage n’est pas fourni, la pression de fluide p doit être surveillée dans la cellule, et σ₁ = S₁ – p et σ₃ = S₃ – p. L’équation (10.8) indique clairement que l’augmentation de la pression de fluide a tendance à diminuer la résistance au cisaillement sur les plans de rupture.

Limites des méthodes d’équilibre de l’analyse de la stabilité des pentes

Considérons les conditions de contraintes dans un sol homogène sans plans de rupture préexistants. Près de la surface dans un terrain plat [Figure 10.3 (a)], la direction de la contrainte principale maximale σ₁ (due au poids du matériau sus-jacent) est verticale, et la direction de la contrainte principale minimale σ₃ est horizontale. Au voisinage d’une pente, d’autre part, la répartition des contraintes est asymétrique, comme indiquée à la Figure 10.3 (b).

**Figure 10.3** Orientation des contraintes principales (a) en dessous d’un terrain plat; (b) au voisinage d’une pente.

Comme indiqué ici, une conséquence de ce schéma de contrainte est que les plans de rupture naissant, orienté avec α = 45° – φ/2 de la direction σ₃, sont incurvés. Dans la mécanique des sols, ces éventuels plans de ruptures sont appelés cercle ou surface de glissement. L’approche à l’équilibre-limite de l’analyse de la stabilité de la pente implique la sélection arbitraire d’un ensemble de plusieurs surfaces de glissement possibles pour une pente donnée. Pour chaque surface de glissement, on effectue une analyse d’équilibre à l’aide des critères de rupture de Mohr-Coulomb et un facteur de sécurité, F_S, défini comme le rapport de résistance au cisaillement et la contrainte de cisaillement sur la surface de glissement, est calculé. Si F_S > 1, la pente est considérée comme stable par rapport à cette surface de glissement. La surface de glissement avec la valeur la plus basse de F_S est considérée comme le plan de rupture initial. Si F_S ≤ 1 sur la surface critique, la rupture est imminente.

Considérons un sol argileux homogène et isotrope pour lequel l’angle de friction interne s’approche de zéro. Dans un tels cas, la résistance au cisaillement du sol provient uniquement de sa cohésion c, et la loi de rupture de Mohr-Coulomb [Eq. (10.7)] devient simplement S_τ = c. Pour de tels sols, la surface de glissement peut être étroitement approchée par un cercle [Figure 10.4 (a)]. Le facteur de sécurité sera donné par le rapport du moment résistant au moment perturbateur sur le point O. La force perturbatrice est simplement le poids W de la potentiel pente, et la force de résistance est celle de la force de cohésion c agissant le long de la Longueur l entre les points A et B. Pour ce cas simple,

$F_S = \frac{Wd}{clr}$ (10.9)

Pour des situations plus complexes, une méthode d’analyse plus sophistiquée est nécessaire et ceci est fourni par la méthode conventionnelle des tranches. Elle peut être appliquée à des surfaces de glissement de géométrie irrégulière et aux cas où c et ψ (ou c’ et ψ’) varient selon la surface de glissement. Cette méthode invoque également le principe de contrainte efficace en considérant la réduction de la résistance du sol le long de la surface de glissement en raison des pressions des fluides (ou des pressions des pores, telles qu’elles sont communément appelées dans la littérature sur la stabilité de la pente) qui existent sur des pentes saturées. Pour la méthode conventionnelle, le glissement est divisé en une série de tranches verticales.

**Figure 10.4** Analyse de la stabilité des pentes par (a) l’arc circulaire et (b) la méthode conventionnelle des tranches, (c) forces agissant au point C.

La Figure 10.4 (b) montre la géométrie d’un glissement individuel, et la Figure 10.4 (c) indique les conditions d’équilibre des forces et des équilibres de contraintes qui existent au point C sur la surface de la pente à la base de la tranche. A C, le stress de cisaillement est (W sin θ)/l et la force de cisaillement S_τ, est donné, comme précédemment, par

$S_\tau = c' + (\sigma - p) \tan \phi'$ (10.10)

Pour σ = (W cos θ)/l, Eq. (10.10) devient

$S_\tau = \frac{c'l \hspace{1mm}+\hspace{1mm} (W \cos \theta \hspace{1mm}-\hspace{1mm} pl) \tan \phi'}{l}$ (10.11)

et le facteur de sécurité est donné par

$F_S = \frac{\sum^B_A [c'l + (W \cos \theta \hspace{1mm}-\hspace{1mm} pl) \tan \phi')]}{\sum^B_A W \sin \theta}$ (10.12)

La méthode conventionnelle des tranches a été améliorée par Bishop (1955), qui a reconnu la nécessité de prendre en compte les contraintes horizontales et verticales produites le long des limites des tranches en raison des interactions entre une tranche et une autre. L’équation résultante pour F_S est un peu plus compliquée que l’équation (10.12), mais c’est de la même forme. [Carson et Kirkby (1972) présentent une dérivation simple.] Bishop et Morgenstern (1960) ont produit des ensembles de tableaux et de graphiques qui simplifient l’application de la méthode Bishop des tranches. Morgenstern et Price (1965) ont généralisé encore plus l’approche Bishop, et leur technique pour les pentes irrégulières et les plans de glissements généraux dans les milieux non homogènes a été largement informatisée. Les paquets informatiques pour l’analyse de routine des problèmes complexes de stabilité de la pente sont maintenant largement utilisés.

Pour appliquer la méthode d’équilibre limite à une pente donnée, que ce soit par ordinateur ou à la main, l’approche basique consiste à mesurer c’ and ψ’ pour le matériau de la pente, calculer W, l, $\theta$ et p pour les différentes tranches, et calculer F_S pour les différentes surfaces de glissement en cours d’analyse.

De toutes les données requises, la plus sensible est la pression des pores p le long des plans de glissement potentiels. Si l’économie l’autorise, il est possible d’installer des piézomètres dans la pente à la profondeur du plan de rupture anticipé. Les charges hydrauliques mesurées, h, peuvent ensuite être converties en pressions des pores au moyen de la relation habituelle :

$p = \rho g(h-z)$ (10.13)

où z est l’élévation du piézomètre à la prise de l’eau. Dans de nombreux cas cependant, l’instrumentation sur le terrain n’est pas réalisable, et il nous appartient de réexaminer l’hydrogéologie des pentes à la lumière des besoins de l’analyse de la stabilité des pentes.

Effet des conditions des eaux souterraines sur la stabilité des pentes dans les sols

Les charges hydrauliques (et les pressions de pores) sur une pente reflètent le système d’écoulement permanent ou transitoire de l’eau qui existe à cet endroit. D’après les considérations du Chapitre 6, il devrait être clair que, si des estimations raisonnables peuvent être faites sur la configuration de la nappe phréatique et sur la répartition des types de sol, il devrait être possible de prédire les distributions de pression de pores le long des surfaces de glissements potentielles au moyen de la mise en place d’un écoulement en régime permanent ou à l’aide d’une simulation analytique, numérique ou analogique.

Patton et Hendron (1974) ont souligné que les analyses de la stabilité géotechnique des pentes invoquent souvent des distributions incorrectes de pressions des pores telles que celles provenant du cas statique [Figure 10.5 (a)] ou du type d’une décharge de « barrage terrestre » [Figure 10.5 (b)], ce qui se produit rarement sur les pentes naturelles. Un profil d’écoulement plus stable réaliste pour un matériau isotrope homogène serait celui de la Figure 10.5 (c). Pour les pentes complexes et en configuration de nappe phréatique, ou pour des configurations de sols plus complexes, les différentes techniques de construction d’un flux à régime permanent décrites au Chapitre 5, y compris celles qui tiennent compte de la face d’infiltration, sont à la disposition de l’ingénieur géotechnique. Pour une pente avec un facteur de sécurité qui s’approche de 1, les différences entre les distributions de pression des pores qui découleraient du choix des différents systèmes d’écoulement en pentes collinaires de la Figure 10.5 pourraient bien contrôler si l’analyse prédit la stabilité ou la rupture.

**Figure 10.5** Système d’écoulement des eaux souterraines sur les pentes (a) statique; (b) système d’écoulement communément utilisé, mais incorrect; (c) systeme d’écoulement typique dans les pentes (d’après Patton et Hendrom, 1974).

Si un régime d’écoulement en régime permanent doit être utilisé pour prédire les distributions de pression des pores pour l’analyse de la stabilité de la pente, il devrait être construit pour le cas le plus critique, c’est-à-dire pour un cas avec la nappe phréatique à sa position la plus élevée possible. Pour les pentes où l’on connaît peu la configuration de la nappe phréatique, la voie la plus sure est d’assumer une nappe d’eau coïncidente avec la surface du sol.

Il existe certains cas où un régime de flux local du type représenté sur la Figure 10.5 (c), même avec la nappe phréatique à la surface du sol, sous-estimera les pressions des pores dans la pente. Si la pente se trouve à la base d’une pente beaucoup plus longue dans une vallée profonde, par exemple, toute la pente peut faire partie d’une zone de décharge régionale, et des pressions de pores anormalement élevées peuvent exister. Les considérations relatives aux systèmes régionaux d’écoulement des eaux souterraines deviennent pertinentes pour l’analyse de la stabilité de la pente dans de tels cas.

Dans la Section 6.5, nous avons appris que les systèmes hydrologiques souterrains dans les collines sont rarement simples et qu’ils existent rarement à l’état d’équilibre. La réponse hydrologique d’une pente aux précipitations, par exemple, implique une interaction complexe, transitoire, saturée-insaturée qui conduit habituellement à une élévation de la nappe phréatique, même si elle est très difficile à prédire. Le montant d’élévation, la durée de l’augmentation et le décalage entre l’événement pluviométrique et l’augmentation résultante peuvent varier considérablement en fonction de la configuration des collines, de la durée et de l’intensité de la pluie, des conditions d’humidité initiales et des propriétés hydrogéologiques saturées et non saturées des matériaux des collines.

Considérons la colline de la Figure 10.6 (a). L’élévation de la nappe phréatique pendant la période t₀, t₁, t₂, . . . en fonction de la pluie R entraînera une augmentation des pressions des pores p_c en fonction du temps au point C sur la surface de glissement potentielle [Figure 10.6 (b)].

**Figure 10.6** (a) position transitoire du niveau piézométrique pendant les pluies sur une pente; (b) pression des fluides au point C pendant et après les pluies; (c) facteur de sécurité comme fonction du temps pendant et après les pluies.

Si les pressions des pores augmentent sur toute la longueur de la surface de glissement, comme ils le feraient sur une petite pente lors d’une pluie répandue, le facteur de sécurité F_S diminuera avec le temps [Figure 10.6 (c)]. Au moment où F_S devient inférieur à l’unité, une rupture se produira. C’est une observation très commune (Terzaghi, 1950) que les ruptures de pentes apparaissent souvent pendant la saison des pluies, ou suite à de graves précipitations ou des événements de fonte des neiges. Le mécanisme de déclenchement de cette rupture est l’augmentation des pressions des pores le long des plans potentiels de rupture.

Effet des conditions en eau souterraine sur la stabilité de la pente dans les roches

Aux fins de l’analyse de la stabilité des pentes, on pourrait diviser les pentes rocheuses en trois catégories : (1) celles en roche solide, (2) celles avec un petit nombre fini de surfaces de joint d’intersection et (3) celles qui constituent une masses de roche fortement jointive. Le premier d’entre eux (roche solide) est rare et de toute façon, la plupart des textes sur la mécanique des roches montrent que les surfaces de roches extrêmement verticales sont possibles en l’absence de jonction (voir, par exemple, Jaeger, 1972). De toute évidence, les pressions de fluides ne peuvent jouer aucun rôle important dans la stabilité des pentes rocheuses solides.

L’analyse de la stabilité des pentes pour le troisième cas, celle d’une masse rocheuse fortement jointive, n’est pas significativement différente de celle du sol. Il est possible de définir des surfaces de glissement circulaires potentielles dans ce type de pente, et l’approche habituelle du régime de débit pour la prédiction des pressions des pores sur la surface de glissement est valide.

Il reste le cas des pentes rocheuses qui possèdent un petit nombre de surfaces de ruptures préférentielles en raison d’un modèle d’assemblage bien développé mais relativement largement espacé. L’analyse de la stabilité des pentes dans ce type d’environnement géologique a fait l’objet de nombreuses recherches récentes dans le domaine de la mécanique des roches (Jaeger, 1971; John, 1968; Londe et al., 1969; Patton and Hendron, 1974; Hoek et Bray, 1974). À titre d’exemple, considérez la simple rupture potentielle du bord de la Figure 10.7. Le bloc de roche analysé est délimité par un joint basale avec une résistance au cisaillement dépendant des valeurs c’ and ψ’ de la surface plane et d’une fissure de tension verticale sans résistance au cisaillement. Si un « système d’écoulement » en régime permanent existe dans ce système de fracture simple, il est celui dans lequel la hauteur de l’eau dans la fissure reste au niveau indiqué et la surface du joint reste saturée (vraisemblablement en présence d’une petite source déchargeant à un certain taux Q au point où le joint croise la pente). Les distributions de pression des pores seront telles que représentées, et les forces de pression des pores résultantes agissant contre la stabilité du coin de la roche sont celles représentées par U et V. Hoek et Bray (1974) calculent le facteur de sécurité pour les cas de ce type à partir de la relation

$F_S = \frac{c'l +(W\cos \theta \hspace{1mm} - \hspace{1mm} U \hspace{1mm} - \hspace{1mm} V \sin \theta) \tan \phi '}{W \sin \theta \hspace{1mm} + \hspace{1mm} V \cos \theta}$ (10.14)

Notre intérêt principal réside dans la nature des distributions de pression des pores dans les pentes rocheuses de ce type et de la manière dont les systèmes d’écoulement des eaux souterraines diffèrent dans les pentes du sol de géométrie comparable. Patton et Deere (1971) font deux remarques importantes à cet égard. Tout d’abord, ils suggèrent que l’on pourrait s’attendre à des distributions de pression des pores très irrégulières dans les joints des pentes [Figure 10.8 (a)] sous l’influence des caractéristiques structurelles individuelles. Deuxièmement, ils notent que les porosités des roches jointives sont extrêmement petites (0–10 %) par rapport à celles des sols (20–50 %). Cela conduit à des fluctuations importantes et rapides de la nappe phréatique dans les pentes jointives [Figure 10.8 (b)] en réponse aux précipitations ou aux fontes de neiges. L’augmentation de la pression des pores sont donc plus élevées dans les pentes rocheuses que dans les pentes du sol pour une pluviométrie donnée, et la capacité potentielle des événements de précipitation en tant que mécanisme de déclenchement des ruptures de pentes est en conséquence plus élevée dans les pentes rocheuses. Lumb (1975) et Bjerrum et Jorstad (1964) présentent des résultats statistiques qui montrent une corrélation élevée entre les événements d’infiltration et les ruptures sur pentes rocheuses altérées et non altérées.

**Figure 10.7** Analyse de la stabilité des pentes enfoncées de roche (d’après Hoek et Bray, 1974).

**Figure 10.8** Quelques aspects d’écoulement des eaux souterraines en pente dans les roches (a) possible différence de pression des fluides élevées dans les joints des roches adjacentes (b) comparaison des fluctuation naissantes du niveau piézométrique dans les pentes de sol poreux et les pentes des roches a faible porosité (c) une faille comme barrière de faible perméabilité des eaux souterraine et drain de sub-surface a grande perméabilité (d’après Patton et Deere, 1971).

Les failles sont une caractéristique structurelle qui peut être présente sur les pentes rocheuses et jouer hydrologiquement de nombreux rôles. Les failles qui ont développé des épaisses zones de roches ciselées et brisées avec une gouge peuvent être très perméables, tandis que celles qui possèdent une couche mince (mais continue) de gouge peuvent former des barrières presque imperméables. La Figure 10.8 (c) illustre schématiquement l’effet de deux configurations de failles possibles sur la position de la nappe phréatique (et donc sur la distribution de la pression des pores sur les plans de glissement potentiels) dans une pente rocheuse.

Sharp, Maini et Harper (1972) ont effectué des simulations numériques de l’écoulement des eaux souterraines dans des pentes rocheuses homogènes fortement jointives et possédant une anisotropie dans leurs valeurs de conductivité hydraulique. Les pentes presque horizontales dans lesquelles la direction principale de l’anisotropie est horizontale ne développent pas de pressions des pores aussi grandes que les pentes où la stratification et la direction principale de l’anisotropie plongent parallèlement à la face de la pente. La très grande hétérogénéité dans la distribution des charges hydrauliques montrées entre les deux cas illustre l’importance d’une compréhension détaillée du régime hydrogéologique sur les pentes aux fins de l’analyse de la stabilité.

Hodge et Freeze (1977) ont présenté plusieurs simulations aux éléments finis des distributions de charges hydrauliques dans des environnements géologiques régionaux susceptibles de subir des ruptures de stabilité majeures. La Figure 10.9 montre un modèle de charge hydraulique dans une séquence sédimentaire hypothétique du type Cordillère occidentale (Deere et Patton, 1967). Les pressions de pores élevées indiquées par la ligne piézométrique sur la base de l’unité A conduisent à un faible facteur de sécurité pour la formation sus-jacente.

**Figure 10.9** Régime hydrogéologique dans un environnement sédimentaire de décrochement. Les lignes piézométriques indiquent les valeurs des charges hydrauliques des unités des bases A (d’après Hodge et Freeze, 1977)

10.2 Eaux souterraines et barrages

Il est probablement certain de dire que peu de projets d’ingénierie ont une plus grande capacité à susciter l’esprit des hommes que la conception et la construction d’un grand barrage. Au sein de la profession d’ingénieur, il y a l’excitation que des efforts massifs intégrant l’ingénierie créent. Les tâches habituelles d’assurer la précision technique des calculs d’ingénierie et d’évaluer les ramifications économiques des décisions d’ingénierie revêtent une importance particulière lorsqu’elles impliquent la maitrise d’une grande rivière. En dehors de la profession, dans la société en général, des passions équivalentes sont souvent réveillées. Que ce soit ceux qui soutiennent le projet — pour un système d’approvisionnement en eau amélioré, ou des couts énergétiques moins chers, ou la sécurité d’un nouveau système de contrôle des inondations — ou ils seront concernés — sur les potentiel impact de l’homme sur l’empiètement de l’environnement naturel.

Les préoccupations en matière d’ingénierie sont généralement centrées sur le site du barrage et, dans la première partie de cette section, nous examinerons le rôle de l’eau souterraine dans les aspects techniques de la conception des barrages. Les préoccupations environnementales sont plus souvent associées au réservoir et, dans la partie supérieure de la section, nous examinerons les interactions environnementales qui se déroulent entre un réservoir artificiellement mis en eau et le régime hydrogéologique régional.

Types de barrages et ruptures des barrages

Il n’y a pas deux barrages exactement semblables. Les barrages individuels diffèrent selon leurs dimensions, leur conception et leur but. Ils diffèrent dans la nature du site qu’ils occupent et dans la taille du réservoir mis en eau. Une classification initiale évidente séparerait les grands barrages à usages multiples, peu nombreux mais dont l’impact est colossal, du plus grand nombre de structures plus petites telles que les barrages de retenues, les batardeaux, les barrages de crues et les déversoirs. Dans cette présentation, le rôle des eaux souterraines est examiné dans le contexte des grands barrages, mais les principes sont également applicables aux plus petites structures.

Krynine et Judd (1957) classent les grands barrages en quatre catégories : les barrages gravitaires, les barrages en dalles et en contreforts, les barrages en voûte et les barrages de terre et en enrochement. Les trois premiers représentent des structures en béton imperméables qui ne permettent pas la percolation de l’eau à travers elles ou l’accumulation de pressions interstitielles. Ces trois sont différenciés en fonction de leur géométrie et par les mécanismes par lesquels ils transfèrent les charges d’eau dans leurs fondations. Un barrage gravitaire a un axe qui s’étend sur une vallée d’une butée à l’autre en ligne droite, ou presque. Sa section transversale structurelle est massive, habituellement trapézoïdale, mais se rapproche d’un triangle dans certains cas. Un barrage en dalles et contreforts a une section transversale considérablement plus fine qu’un barrage gravitaire, mais qui est renforcée par un ensemble de parois verticales alignées perpendiculairement à l’axe du barrage. Un barrage en voute a un axe incurvé, sa face convexe en amont. Dans les cas les plus spectaculaires, sa section peut être un peu plus qu’un mur en béton armé, souvent de moins de 20 pieds (6 m) d’épaisseur. Dans un barrage gravitaire, la charge d’eau est transmise aux fondations à travers le barrage lui-même; Dans un barrage de contrefort, la charge est transmise à travers les contreforts; et dans une arche, la charge est transmise aux piliers par l’action de poussée de l’arche. Les trois types de barrage en béton doivent être fondés sur la roche, et le rôle de l’eau souterraine est donc limité au flux de l’eau souterraine et au développement de la pression des pores qui peut se produire dans les roches du pilier et dans les fondations rocheuses.

Au cours de la première moitié de ce siècle, la plupart des grands barrages terrestres ont été construits sous forme de barrages en béton sur fondations rocheuses. Cependant, au cours des dernières années, au fur et à mesure que les meilleurs sites de construction des barrages se sont épuisés et que le compromis économique entre les coûts de la construction en béton et le coût du terrassement a changé, il y a eu un mouvement de transfert vers les barrages de terre et de roche. Ces barrages tirent leur stabilité d’une section transversale massive et, par conséquent, ils peuvent être construits sur presque n’importe quel site, sur les fondations de roche ou de sol. D’un point de vue hydrologique, la propriété primaire qui différencie les barrages de terre des barrages en béton est qu’ils sont perméables, dans une certaine mesure. Ils permettent un écoulement limité de l’eau à travers leur section transversale et ils permettent le développement de pressions des pores dans leur masse.

Il y a essentiellement cinq événements qui peuvent entraîner une rupture catastrophique du barrage : (1) débordement du barrage par une onde d’inondation due à une capacité de déversement insuffisante, (2) mouvements dans les fondations rocheuses ou dans les butées sur des plans de faiblesse géologique, (3) développement de fortes pressions de soulèvement sur la base du barrage, (4) la percolations au pied du pressoir et (5) les ruptures de pentes sur la face amont ou aval du barrage. Les trois premiers de ces mécanismes de rupture peuvent se produire dans les barrages de béton et de terre; les deux derniers sont limités aux barrages de terre et de roche.

Il y a aussi un sixième mode de rupture — une fuite excessive du réservoir — qui est rarement catastrophique, mais qui représente une rupture aussi grave que l’une des cinq premières. Bien sûr, les fuites ont toujours lieu dans une certaine mesure à travers des fondations sous un barrage et dans les barrages en terre, il y a toujours une perte dans le barrage lui-même. Ces pertes sont généralement analysées soigneusement lors de la conception d’un barrage. Les pertes inattendues se produisent plus souvent à travers les roches de butée ou du réservoir à un point éloigné du barrage. Il existe même quelques cas (Krynine et Judd, 1957) qui signalent une fuite si excessive que les barrages étaient effectivement incapables de contenir l’eau. Les ingénieurs ont besoin de méthodes de prédiction pour les taux de fuite, grandes ou petites, car les valeurs de fuite constituent une partie importante du bilan hydrologique sur lequel reposent les analyses coût-bénéfice des barrages.

La présence d’eaux souterraines est une caractéristique typique des sites de construction des barrages. Parmi les six modes de rupture que nous avons énumérés, les eaux souterraines jouent un rôle important dans cinq d’entre eux : rupture due soit à la défaillance géologique, à l’élévation du niveau d’eau, à la canalisation du pompage ou à la pente et aux fuites d’eau. Dans les prochaines rubriques, nous examinerons plus en détail les différents mécanismes de rupture et nous examinerons certaines des caractéristiques de conception incorporées dans les barrages afin de fournir des garanties contre les défaillances. Pour la première section, qui traite des barrages en béton sur fondations rocheuses, Jaeger (1972), Krynine et Judd (1957) et Legget (1962) fournissent des textes de référence utiles. Pour les discussions qui traitent des barrages de terre et de roche, les textes spécialisés de Sherard et al. (1963) et Cedergren (1967) sont inestimables. Un livre récent de Wahlstrom (1974) sur les techniques d’exploration des sites de construction des barrages contient beaucoup de matériel d’intérêt hydrogéologique.

Suintement sous les barrages en béton

Afin d’examiner les mécanismes de rupture sur les plans de faille géologiques, considérons la section transversale de la Figure 10.10 (a) à travers un barrage gravitaire imperméable, en béton, et sa base de roche sous-jacente. Si l’élévation du niveau du réservoir sur la côte amont du barrage est h₁ et que l’élévation de la retenue d’eau de la cote aval du barrage est h₂, un régime d’écoulement permanent peut être construit dans le demi-espace infini sur la base des conditions limites h = h₁ sur AB, h = h₂ sur CD et BC imperméable. L’écoulement représenté à la Figure 10.10 (a) est pour un milieu homogène et isotrope. Les charges hydrauliques, les charges de pression et les pressions des fluides (ou les pressions des pores) qui existent à n’importe quel point du système sont indépendantes de la conductivité hydraulique du milieu, bien que les vitesses d’écoulement et les quantités de fuite dépendent évidemment de ce paramètre.

**Figure 10.10** (a) Ecoulement net (b) diagramme de force d’équilibre pour un barrage en béton sur une fondation perméable.

Il devrait être clair que les charges hydrauliques et les pressions des fluides (pression des pores) qui existent à n’importe quel point E seront plus élevées après la mise en eau du réservoir qu’elles ne l’étaient avant la construction du barrage et qu’elles seront plus élevées lorsque le réservoir sera à son niveau le plus haut que lorsque le réservoir sera à des niveaux inférieurs. S’il existe un plan préexistant de faiblesse géologique (une faille, une zone de cisaillement ou un plan de jonction majeur) en passant par le point E, les discussions de la Section 10.1 s’appliquent. Des pressions supérieures des pores à E créeront des forces de cisaillement réduites sur le plan et une résistance réduite aux déplacements potentiels. La rupture du barrage de Malpasset à Petite Arche près de Fréjus, en France, en décembre 1959 (Jaeger, 1972) est l’exemple classique de la rupture d’un barrage déclenché par de petits mouvements sur un plan de faiblesse dans les roches de la fondation sous le barrage. Dans la catastrophe de Malpasset, plus de 400 personnes ont été tuées et une grande partie de la ville de Fréjus a été détruite.

L’approche de l’écoulement net peut également être utilisée pour examiner les pressions de soulèvement à la base d’un barrage. Compte tenu des valeurs de la charge hydraulique de l’écoulement, on peut calculer les pressions de fluide le long de la ligne BC en Figure 10.10 (a) à partir de la relation habituelle p = ρ g(h – z). En ce sens que les élévations de tous les points sur BC sont identiques, le gradient de pression de fluide le long de BC sera le même que pour la charge hydraulique. Dans la Figure 10.10 (b), la nature des pressions de soulèvement a la base du barrage et la force d’élévation U résultante sont illustrées schématiquement.

Pour analyser la résistance du barrage au glissement, il faudrait également tenir compte des charges d’eau P₁ et P₂ et du poids W du barrage. La loi de rupture de Mohr-Coulomb ou tout autre critère qui décrit la résistance à la friction aux mouvements le long du contact de base entre le barrage et sa fondation pourrait alors être utilisée pour calculer un facteur de sécurité. Les ruptures coulissantes des barrages en béton sont rarement le résultat d’une évaluation incorrecte de P₁, P₂ ou W. Ils sont généralement le résultat de pressions de soulèvement inattendues dans les roches de fondation. La rupture du barrage de Saint-François près de Saugus, en Californie en mars 1928, a entraîné 236 décès et plusieurs millions de dollars de dommages matériels (Krynine et Judd, 1957). La principale cause de la rupture a été le ramollissement et la désintégration d’une formation de conglomérat qui formait la fondation de base sur une butée, mais l’eau de percolation était l’agent érosif primaire, et les pressions de soulèvement ont également contribué à cette rupture.

Etanchéification et drainage des fondations de barrage

L’étanchéité des formations rocheuses est probablement plus un art qu’une science. C’est cependant un art qui repose sur une compréhension des propriétés hydrogéologiques de la roche et de la nature des eaux souterraines sur les sites de constructions des barrages. Le terme « étanchéitification » désigne l’injection d’un agent d’étanchéité dans les caractéristiques perméables d’une base de roche. Habituellement, l’étanchéifiant est un mélange de ciment et d’eau pur, avec un rapport ciment / eau compris entre 1 : 7 et 1 : 10. Certains mélanges d’étanchéifiant contiennent de la citronique, de l’argile ou de l’asphalte, et ces dernières années, des liqueurs chimiques ont été utilisées. Dans la plupart des cas, l’élément perméable qui est enroulée est le système de jonction qui existe dans la fondation sur le site du barrage. Dans d’autres cas, un programme d’étanchéification peut spécifiquement viser des zones de faille, des cavités de solution ou des horizons à haute perméabilité dans des roches sédimentaires ou volcaniques.

L’étanchéification s’effectue pour trois raisons : (1) réduire les fuites sous le barrage, (2) réduire les pressions de soulèvement, et (3) renforcer les fondations rocheuses contenant des joints. À ces fins, il existe deux types d’étanchéification qui sont effectués sur la plupart des sites de construction de barrages : l’étanchéification de consolidation et étanchéification en rideau. Le but de l’étanchéification de consolidation est de renforcer la fondation. Il est réalisé avec de faibles pressions d’injection dans des trous peu profonds, dans le but de sceller les crevasses et les ouvertures importantes. Au barrage de Norris dans le Tennessee, fondé sur le calcaire et la dolomie (Krynine et Judd, 1957), l’étanchéification de consolidation a été effectué dans des trous de 7 à 15 m de profondeur disposés dans une grille sur des centres de 1 à 3 m sous la structure entière.

L’étanchéification en rideau est conçu pour réduire à la fois les fuites et les pressions de soulèvement. L’étanchéification s’effectue à des pressions d’injection plus élevées dans des trous jusqu’à 100 m de profondeur. Le rideau est généralement créé avec une seule ou double ligne de trous située près du talon du barrage et aligné parallèlement à l’axe du barrage. Une méthode de perforation intercalée est souvent utilisée, de sorte que la jointure initiale soit décalée de trous sur, disons, 8 m des centres; et des trous ultérieurs sont insérés sur des centres de 4 m, 2 m et même 1 m. Les essais sur les piézomètres sont effectués sur des trous secondaires et tertiaires avant les jointures pour tester l’efficacité due l’étanchéification déjà en place. Les spécificités d’étanchéification précisent généralement la prise de l’étanchéification minimale admissible et les pressions d’injection maximales admissibles. Dans certains cas, l’étanchéification s’effectue jusqu’à ce que la prise de coulis soit nulle (« refoulement au refus »). Les pressions d’injection doivent être limitées pour éviter le soulèvement de la roche, les éruptions et l’affaiblissement des roches de fondation.

Il ne fait aucun doute qu’un rideau d’étanchéité efficace réduit les fuites sous un barrage, mais il existe une controverse considérable sur le rôle des rideaux d’étanchéité dans la réduction des pressions de soulèvement. La Figure 10.11 (a) montre le réseau d’écoulement sous un barrage en béton dans une fondation homogène et isotrope délimitée par une formation imperméable à la base. Les pressions de soulèvement le long de la ligne AB à la base du barrage sont représentées schématiquement sur l’encadre à droite. Si un rideau d’étanchéité vertical est établi [Figure 10.11 (b)], le réseau d’écoulement est considérablement modifié et, en théorie, le profil d’élévation de la pression selon AB est significativement réduit.

**Figure 10.11** Profils de soulèvement et d’écoulement net pour plusieurs rideau d’étanchéité et de configuration de drainage.

Cependant, Casagrande (1961) a souligné que l’efficacité théorique suggérée par la Figure 10.11 (b) est rarement réalisée. En premier lieu, il n’est pas possible de développer un rideau d’étanchéité qui réduit la conductivité hydraulique à zéro sur toute sa longueur; et, en second lieu, la géométrie du rideau d’étanchéité présentée à la Figure 10.11 (b) est quelque peu trompeuse en ce qui concerne l’échelle. La Figure 10.11 (c) montre le réseau d’écoulement qui existerait pour un rideau de coulis avec une conductivité hydraulique d’un dixième de celui de la roche non découverte; La Figure 10.11 (d) montre le réseau d’écoulement qui existerait pour une zone plus conforme aux dimensions habituelles des barrages. La réduction de la pression de soulèvement dans ces deux cas est nettement inférieure à celle indiquée à la Figure 10.11 (b). Casagrande note que les pressions de soulèvement sont effectivement plus efficacement réduites par le drainage [Figure 10.11 (e)]. Cependant, la présence d’un drain induit une fuite encore plus grande du réservoir que ne le serait dans des conditions naturelles. Il est courant d’utiliser maintenant un design intégré avec un rideau d’étanchéité pour réduire les fuites et le drainage derrière le rideau pour réduire les pressions de soulèvement.

Le projet hydroélectrique des Grands Rapides au Manitoba est un casse-tête sans précédent (Grice, 1968; Rettie et Patterson, 1963). Le projet comportait 25 km de digues terrestres, enfermant un réservoir d’une superficie supérieure à 5000 km², dans une région à dolomites sous-jacente et fortement fracturées. Un rideau d’étanchéité jusqu’à 70 m de profondeur a été placé à partir de trous sur des centres inférieurs à 2 m sur toute la longueur des digues. Grice (1968) note que le rideau d’étanchéité a réduit les fuites dans la formation de jointures de 83 %, mais il a induit des flux plus importants à travers la roche sous-jacente non décrite. Il estime que le programme d’étanchéité a réduit les fuites nettes du réservoir de 63 %.

Infiltrations en régime permanent dans les barrages de terre

La rupture des barrages en terre ou en roche peut résulter de fuites excessives, de la percolation à la base ou aux glissements de terrain sur la face du barrage. Les trois peuvent être analysés à l’aide de régimes d’écoulement stables. Pour ces situations rares où un barrage de la terre est construit sur une formation imperméable [Figure 10.12 (a)], le régime d’écoulement peut être limité au barrage lui-même. Lorsque les matériaux de fondation sont également perméables [Figure 10.12 (b)], le réseau d’écoulement doit inclure l’ensemble du système de base de barrage.

**Figure 10.12** Ecoulement net pour un barrage en terre homogène, isotrope sur une fondation (a) imperméable et (b) perméable.

Bien qu’il soit reconnu qu’une section transversale de barrage constitue un régime d’écoulement saturé-insaturé, il n’est pas courant dans l’analyse d’ingénierie de considérer les parties insaturées du système. L’approche a surface libre décrite dans la Section 5.5 et la Figure 5.14 est presque universellement utilisée. Dans la Figure 10.13, on suppose que l’écoulement est concentrée dans la partie saturée ABEFA. La nappe d’eau BE est supposée être une ligne d’écoulement. Les charges spécifiées sont h = h₁, sur AB et h = z sur la face d’infiltration EF. La position du point de sortie doit être déterminée par essai et erreur. Les réseaux d’écoulement de la Figure 10.12 illustrent le type de filets d’écoulement qui en résulte. Les textes d’ingénierie sur les infiltrations d’eaux souterraines telles que Harr (1962) ou Cedergren (1967) fournissent de nombreux exemples d’écoulement pour les barrages terrestres.

**Figure 10.13** Valeur-limite à problème pour les systèmes d’écoulement des barrages en terre.

Examinons maintenant la question de la percolation. Le mécanisme de percolation peut être expliqué en termes de forces qui existent sur un grain de sol individuel dans un milieu poreux pendant l’écoulement. Le flux d’eau après le grain du sol se produit en réponse à un gradient d’énergie (rappelez-vous à partir de la Section 2.2 que le potentiel hydraulique a été défini en termes d’énergie par unité de masse du fluide circulant.). Une mesure de ce gradient est fournie par la différence de charge hydraulique Δh entre les faces avant et arrière du grain. La force qui agit sur le grain en raison de la charge différentielle est connue sous le nom de force d’infiltration. Il s’exerce dans la direction de l’écoulement et peut être calculé (Cedergren, 1967) à partir de l’expression

$F = \rho g \Delta h \hspace{1mm} A$ (10.15)

où A est la section transversale du grain et ρ est la densité de masse de l’eau. Si nous multiplions l’équation (10.15) par Δz/Δz et laissons A se référer à une zone de section transversale qui englobe de nombreux grains, nous avons une expression pour la force de filtration pendant le flux vertical à travers un volume unitaire de média poreux avec V = A Δz = 1. Mettant l’expression résultante sous forme différentielle, cela donne

$F = \rho g \frac{\partial h}{\partial z}$ (10.16)

La force de filtration est donc directement proportionnelle au gradient hydraulique ∂h/∂z. Dans les zones d’eaux souterraines descendantes, les forces d’infiltration agissent dans la même direction que les forces de gravité, mais dans les zones d’eau qui s’écoulent vers le haut, elles s’opposent aux forces de gravité. Si la force de filtration orientée vers le haut à n’importe quel point de décharge dans un système d’écoulement [par exemple, au point A de la Figure 10.12 (b)] dépasse la force de gravité dirigée vers le bas, une fuite par percolations se produira. Les grains du sol seront emportés par la décharge de l’infiltration et le barrage sera compromis.

La force de gravité dirigée vers le bas est due au poids flottant du milieu poreux saturé. Un sol avec une densité sèche ρ_S = 2,0 g/cm³ a une densité flottante (ρb = ρS – ρ) qui est presque exactement égal à la densité de l’eau, ρ = 1,0 g/cm³. Pour cette valeur ρ_S très représentative, la force de filtration dépassera la force de gravité pour tous les gradients hydrauliques supérieurs à 1,0. Un test simple pour la percolation consiste donc à examiner le débit net pour un projet de conception de barrage et à calculer les gradients hydrauliques à tous les points de décharge. S’il y a des gradients de sortie qui s’approchent de 1,0, une conception améliorée est requise.

Le mode de rupture ultime dans les cas des percolations est généralement un glissement de la pente sur la face aval. Des glissements de pente peuvent également se produire si les pressions des pores créées près de la face par le système de débit interne sont trop élevées. Les méthodes d’équilibre-limite de l’analyse de la stabilité de la pente, introduites dans la section précédente, sont tout aussi applicables aux barrages terrestres que pour les pentes naturelles.

Pour éviter les conditions hydrauliques qui entraînent des ruptures ou des dépressions dans les barrages en terre, les concepteurs de barrages peuvent intégrer de nombreuses caractéristiques de conception différentes. La Figure 10.14 (a) et (b) montre comment un système de drainage interne ou une semelle peut servir à réduire les charges hydrauliques sur la pente en aval d’un barrage de terre. La Figure 10.14 (c) illustre un barrage classé avec une enveloppe aval cinq fois plus perméable que le noyau central. Une conséquence d’une telle conception est un point de sortie abaissé sur la face aval. Si le contraste entre le noyau et l’enveloppe est encore plus grand, et le drainage est ajouté, [Figure 10.14 (d)], l’analyse du flux interne est réduite à la prise en compte du flux à travers le noyau lui-même. L’enveloppe et le drain agissent comme si elles étaient infiniment perméables. La Figure 10.14 (e) montre l’influence d’une coupure partielle, ou d’une extension vers le bas du noyau central, sur le passage à travers un matériau de fond perméable. Une extension du centre jusqu’à la limite basale de la couche perméable serait encore plus efficace.

Infiltrations en régime transitoire dans les barrages de terre

Les ruptures de pentes sur la face en amont d’un barrage sont généralement le résultat de prélèvements rapides au niveau du réservoir. À des niveaux d’approvisionnement complets, les effets des fortes pressions des pores dans la face sont compensés par le poids de l’eau du réservoir. À la suite d’un retrait rapide, les pressions des pores élevés restent, mais le support a été supprimé. À moins que la dissipation transitoire de ces pressions des pores ne soit rapide, c’est-à-dire, à moins que le drainage transitoire de la face du barrage ne soit rapide, des instabilités peuvent se développer sur la surface de glissement critique et des défaillances peuvent survenir. La Figure 10.15 (a) est une illustration schématique de la réponse transitoire à un prélèvement rapide dans un barrage de terre non classé. La Figure 10.15 (b) montre la nature de l’assurance offerte contre ce type rupture par la présence d’une enveloppe à haute perméabilité.

Freeze (1971a) a souligné que l’écoulement transitoire dans les barrages en terre est un processus saturé-insaturé; et, en particulier dans le cas des noyaux d’argile, le régime d’écoulement peut dépendre fortement des propriétés hydrauliques non saturées du sol. Cependant, il n’est pas courant dans la pratique de l’ingénierie d’étudier les propriétés insaturées des matériaux de remplissage, de sorte que les approches en surface libre de De Wiest (1962) et Dicker (1969), qui considèrent uniquement l’écoulement saturé, revêtent une grande importance pratique dans l’analyse des infiltrations transitoires dans les barrages terrestres.

Il existe un autre mécanisme de défaillance dans les barrages terrestres qui a des surtensions transitoires, c’est le déclenchement des glissements des pentes par la liquéfaction pendant les chocs sismiques. Cedergren (1967) note que la sécurité maximale contre la liquéfaction est fournie par les barrages avec les plus petites zones de saturation dans leur développement en aval. Il conclut que chaque barrage devrait être bien évacué, sinon pour autre raison que pour améliorer la stabilité pendant les tremblements de terre.

**Figure 10.14** designs caractéristiques des barrages en terre en en roche (d’après Cedergren, 1967).

**Figure 10.15** Réponse transitoire de la nappe phréatique dans un barrage en terre à un rabattement rapide du réservoir. a) Barrage homogène (b) barrage zoné avec coque perméable.

Impacts hydrogéologiques des réservoirs

La mise en eau d’un réservoir derrière un barrage peut avoir un impact significatif sur les différents systèmes environnementaux qui existent dans un bassin hydrographique. Le régime hydrologique est affecté de la manière la plus directe : les niveaux de ruissellement sont influencés à la fois au-dessus du réservoir et en dessous, et les débits sont modifiés à la fois dans le temps et dans l’espace. Un nouveau réservoir génère également un réajustement massif du régime d’érosion et de sédimentation dans un bassin hydrographique. La charge de sédiments en amont est piégée par le réservoir et l’érosion en aval est favorisée. Ces conséquences environnementales ont été reconnues depuis les premiers jours de la construction des barrages, mais ce n’est que récemment que les écologistes ont pu documenter un impact d’une importance peut-être plus grande. Il est maintenant clair que les réservoirs causent souvent des perturbations alarmantes dans une grande variété d’écosystèmes, y compris les poissons et animaux sauvages et les caractéristiques de la végétation. Dans de nombreux cas, la nature du réajustement écologique est contrôlée par la disponibilité de l’eau, ce qui dépend à son tour des changements qui ont été induits dans le régime hydrogéologique.

L’introduction d’un réservoir dans une vallée qui agit en tant que zone de décharge régionale produit à la fois un réajustement transitoire et un changement permanent à long terme dans le système hydrogéologique adjacent au réservoir. Pendant l’élévation initiale du niveau du réservoir, un système d’écoulement transitoire est induit dans les berges des réservoirs. Lorsque les charges hydrauliques sont relevées à la limite du réservoir, il y a un renversement des directions d’écoulement et un afflux d’eau du réservoir vers le système d’eau souterraine. Le mécanisme est identique à celui du stockage des berges dans flux de berges pendant les étapes d’inondation (Section 6.6). Pour les réservoirs qui peuvent avoir des dizaines voire des centaines de kilomètres de long et des augmentations de niveau d’eau pouvant atteindre 30 m ou plus, la signification quantitative de ces processus d’écoulement transitoire peut être considérable.

Le résultat final du réajustement transitoire initial est un ensemble de changements permanents à long terme dans le régime hydrogéologique régional. Les nappes phréatiques sont plus élevées, les charges hydrauliques sont augmentées dans les aquifères et les débits du système d’écoulement de sub-surface dans la vallée sont réduits. Si les élévations de la nappe phréatique avant la mise en eau étaient faibles, une hausse de la nappe phréatique régionale peut être bénéfique en ce que les conditions d’humidité améliorées dans les sols proches de la surface peuvent favoriser la production agricole. D’autre part, si les niveaux de la nappe phréatique étaient déjà proches de la surface, l’influence pourrait être nocive. Les sols peuvent devenir inondés, et il existe une possibilité de salinisation du sol du fait d’une évaporation accrue. Dans les aquifères plus profonds, les charges hydrauliques accrues réduiront les pompages et, dans de rares cas, des puits risquent d’être inondes pour ceux qui avaient des niveaux statiques proches de la surface du sol.

Les analyses préliminaires qui conduisent à une conception de réservoir devraient inclure des prédictions d’impact hydrogéologique. Les méthodes prédictives de simulation actuellement utilisées ont été en grande partie adaptées des méthodes d’analyse du stockage des berges. La réponse transitoire initiale de la nappe phréatique peut être modélisée avec un modèle a base saturé sur les hypothèses de Dupuit-Forchheimer (Hornberger et al., 1970) ou avec une analyse insaturée-saturée plus complexe (Verma et Brutsaert, 1970). Les augmentations transitoires de la charge hydraulique dans un aquifère confiné relié hydrauliquement peuvent être prédites avec la partie souterraine de Pinder et Sauer (1971), couplé au modèle d’interaction entre ruissèlement de surface et aquifère. Toutes ces méthodes nécessitent une connaissance du taux horaire de fluctuation du stade du réservoir et des propriétés hydrogéologiques saturées et/ou insaturées des formations géologiques à proximité du réservoir. Des méthodes similaires peuvent être utilisées pour prédire la réponse hydrogéologique aux fluctuations d’exploitation dans le niveau du réservoir. Cette application a beaucoup en commun avec l’évaluation des flux transitoires à travers les barrages terrestres, comme cela a été mentionné plus haut dans cette section.

Une fois qu’un réservoir a atteint son niveau de fonctionnement, les fluctuations saisonnières et opérationnelles du niveau de l’eau sont généralement relativement faibles par rapport à l’élévation initiale, et les effets transitoires deviennent moins importants. La prédiction des changements permanents à long terme dans le régime hydrogéologique peut être effectuée avec un modèle à l’état d’équilibre, dans lequel la charge à la limite du réservoir est prise comme le niveau d’approvisionnement complet du réservoir. Des simulations peuvent être réalisées sur des sections transversales bidimensionnelles verticales alignées perpendiculairement à l’axe du réservoir ou en coupe transversale horizontale bidimensionnelle à travers des aquifères spécifiques. Les solutions sont généralement obtenues numériquement à l’aide d’un ordinateur (Remson et al., 1965) ou avec des modèles analogiques du type décrit dans la Section 5.2 (van Everdingen, 1968a).

Si la présence d’un réservoir influence l’environnement hydrogéologique, forcément, ce dernier influence aussi le réservoir. Aux yeux d’un concepteur de barrages, la question de l’interaction se base sur le second cas. En plus de la question principale de l’approvisionnement hydrologique et de la question secondaire de la sédimentation dans le réservoir, les concepteurs de barrages doivent envisager trois problèmes géotechniques potentiels liés à la conception du réservoir: (1) une fuite du réservoir à des points autres que le barrage lui-même (2) stabilité de la pente des berges du réservoir, et (3) génération de tremblement de terre. Chacun de ces phénomènes est influencé par les conditions d’eau souterraine, soit directement, soit par des effets de pression des pores.

La fuite des réservoirs à des points éloignés du barrage n’est pas méconnue. C’était un problème récurrent dans plusieurs des barrages construits dans un terrain calcaire par la Tennessee Valley Authority pendant la première moitié de ce siècle.

La stabilité de la pente des réservoirs, en particulier dans des conditions de fluctuation des niveaux d’eau, est un aspect important de la conception des barrages. Cela a été particulièrement vrai depuis l’échec spectaculaire du réservoir de Vaiont en Italie en 1963. Sur ce site, un glissement massif dans le réservoir impliquant 200 à 300 millions de m³ de matériaux a créé une vague de 250 m de hauteur qui a dépassé le barrage et a relâché 300 millions de m³ d’eau dans la vallée en aval. Jaeger (1972) rapporte que près de 2500 vies ont été perdues dans la catastrophe.

La mise en eau d’un réservoir modifie également les conditions de contraintes en profondeur. La charge d’eau du réservoir augmente les contraintes totales, et cet effet, conjugué à l’augmentation des pressions de fluides provoquées par un réajustement hydrogéologique, influe sur des contraintes efficaces en profondeur. Carder (1970) documente un grand nombre d’histoires de cas où la mise en eau des réservoirs a conduit à une activité sismique.

10.3 La circulation des eaux souterraines dans les tunnels

Il n’y a probablement pas de projet d’ingénierie qui nécessite un mariage plus compatible entre la géologie et l’ingénierie que la construction d’un tunnel. La prise en compte de la lithologie locale et régionale, de la stratigraphie et de la structure géologique influence non seulement le choix des itinéraires, mais aussi les méthodes d’excavation et de soutien. Un texte récent de Wahlstrom (1973) décrit l’histoire et le développement du tunneling et souligne le rôle de la géologie dans la planification des tunnels. Krynine et Judd (1957) et Legget (1962) fournissent des discussions informatives, mais moins détaillées, sur le tunneling dans le cadre d’un traitement global de la géologie de l’ingénierie.

La littérature sur les tunnels contient des références à de nombreux cas dans une grande variété d’environnements géologiques, mais tandis que la lithologie, la stratigraphie et la structure varient d’un cas à l’autre, il existe une caractéristique remarquablement commune. Dans le cas postérieur, le problème géotechnique primaire rencontré lors de la construction des tunnels impliquait l’afflux d’eaux souterraines. Certaines des expériences les plus désastreuses dans les tunnels ont été le résultat de l’interception de grands débits d’eau provenant de roches très fracturées et saturées d’eau. Les tunneliers du monde entier savent que, dans la planification d’un tunnel, il est essentiel de tenter d’identifier la nature des conditions d’eau souterraine susceptibles d’être rencontrées.

Si les flux d’eaux souterraines sont prévus à l’avance, il est généralement possible de concevoir des systèmes de drainage appropriés. Lorsque les tunnels peuvent être construits en montant, le tunnel lui-même fournit le drainage primaire. Lorsque les tunnels doivent être construits vers la descente ou ont des extrémités internes desservies par des puits, des installations de drainage plus complexes impliquant des pompes et des systèmes de percolation sont nécessaires. Dans les deux cas, les exigences de conception rendent la tâche importante pour prédire correctement les quantités et les taux d’afflux d’eau susceptibles de couler dans le tunnel.

Dans certains cas, il s’est avéré possible de réduire les entrées d’eaux par étanchéification après les faits, mais cette approche est rarement utile lorsque des entrées très importantes et inattendues se produisent. Dans cette section, nous examinerons d’abord le rôle qu’un tunnel joue dans le système hydrogéologique régional. Dans les sous-sections ultérieures, nous décrirons deux histoires de cas célèbres, et nous examinerons certaines méthodes d’analyse prédictive.

Un tunnel en eau statique ou en écoulement transitoire

Dans façon la plus simple, un tunnel agit comme un drain. Considérons, à titre illustratif, un tunnel infiniment long dans un milieu poreux homogène et isotrope. Si la pression sur les parois du tunnel est prise comme atmosphérique et la nappe phréatique est maintenue à une élévation constante, on peut construire un réseau d’écoulement stable du type représenté à la Figure 10.16 (a).

**Figure 10.16** Tunnel comme en écoulement (a) statique et (b) transitoire.

Si la conductivité hydraulique du milieu est connue, le débit d’eau souterraine Q₀ par unité de longueur du tunnel peut être calculé à partir d’une analyse quantitative du réseau d’écoulement. En fait, même si les formations géologiques sont hétérogènes et anisotropes, une analyse de débit, bien que plus compliquée, pourrait fournir des taux d’afflux stables, à condition que les valeurs de conductivité hydraulique nécessaires puissent être déterminées pour les différentes formations.

L’approche en régime permanent est valable tant que la nappe phréatique n’est pas tracée par l’existence du tunnel. Cependant, pour les formations rocheuses à faible porosité et à faible stockage spécifique, il est peu probable que des conditions stables puissent être maintenues longtemps en présence d’un tunnel. Il est plus probable [Figure 10.16 (b)] qu’un système d’écoulement transitoire se développe avec une baisse des nappes phréatiques au-dessus du tunnel. Dans ce cas, le débit d’entrée initial à l’état d’équilibre Q₀ par unité de longueur du tunnel diminuera en fonction du temps.

Si les conditions géologiques étaient toujours simples et qu’un tunnel infiniment long pouvait être piloté instantanément, le calcul des entrées de tunnel serait simple. Malheureusement, la géologie le long d’une ligne de tunnel est rarement aussi homogène que l’utilisation des sections transversales bidimensionnelles de la Figure 10.16 impliquerait. Il existe généralement une séquence alternée de formations plus perméables et moins perméables, et les afflux le long d’une ligne de tunnel sont rarement constants dans l’espace, sans parler du temps. Très souvent, il s’agit d’afflux extrêmes d’une petite zone inattendue et à haute perméabilité qui entraîne les plus grandes difficultés. Les dépôts de sable et de gravier non consolidés et les couches sédimentaires perméables telles que le grès ou le calcaire peuvent entraîner des problèmes de venues d’eau. Plus souvent, il s’agit de fonctionnalités secondaires très localisées telles que les cavités de solution et les zones de fracture associées à des défauts ou à d’autres caractéristiques structurelles, ce qui entraîne le plus grand afflux sur les faces.

En bref, les tunneliers doivent être prêts à faire face à deux principaux types d’afflux d’eaux souterraines : (1) entrées régionales le long de la ligne du tunnel, et (2) entrées catastrophiques sur les faces. Le premier type peut habituellement être étudié avec une analyse de l’écoulement net statique. Les flux sont relativement faibles et diminuent lentement avec le temps. Il est généralement possible de concevoir pour eux des systèmes de drainage tunnel. Les flux du second type sont très difficiles à prévoir. Ils peuvent être très importants mais diminuer rapidement avec le temps. Il est difficile de concevoir des systèmes de drainage économique pour eux et ils créent particulièrement une menace dangereuse si le tunnel se construit vers la descente ou à partir d’une extrémité fermée. Des débits supérieurs à 1000 ℓ/s ont été enregistrés dans des entrées de plusieurs tunnels pendant leur construction (Goodman et al., 1965).

Dangers hydrogéologiques du tunnellage

Les grandes entrées d’eaux souterraines dans les tunnels sont parfois associées à des températures élevées et à des gaz nocifs. Le premier se produit généralement dans des tunnels profonds sous l’influence du gradient thermique, ou dans des zones d’activité récente volcanique ou sismique. Les gaz explosifs tels que le méthane sont connus dans les charbons et les schistes, et l’industrie minière du charbon a longtemps appris à respecter leur pouvoir. Dans les tunnels, cependant, il est généralement difficile d’anticiper leur apparition.

Au tunnel de Tecolate (Trefzger, 1966), tous les principaux dangers du tunnellage ont eu lieu ensemble pour créer ce qui est devenu l’histoire de cas classique dans le domaine. Le tunnel de Tecolate a été conduit à travers les montagnes de Santa Ynez à 19 km au nord-ouest de Santa Barbara, en Californie, pendant la période 1950 – 1955. Il mesure 10,3 km de long et 2,1 m de diamètre. C’est un aqueduc qui transporte l’eau d’un réservoir d’approvisionnement vers le quartier métropolitain de Santa Barbara. Le tunnel pénètre dans une séquence de schistes, de siltite, de grès et de conglomérats mal consolidés, et traverse une faille majeure et plusieurs mineures. Les entrées d’eau souterraines importantes ont été rencontrées avec la température des afflux compris entre 11 et 41 °C sur la face. Les afflux les plus importants atteignaient 580 ℓ/s à des températures allant jusqu’à 40 °C. Un afflux à 180 ℓ/s a maintenu la construction pendant 16 mois et a résisté à toutes les tentatives d’étanchéification. Tous les flux proviennent de siltites et de grès intensément fracturés. On pense que les températures ont été causées par la chaleur résiduelle causée par des fuites géologiquement récentes. Pour faire face aux conditions presque insupportables dans le tunnel, les ouvriers font un aller-retour depuis l’extrémité dans les voitures de mine immergées jusqu’à leur cou dans l’eau froide.

Le tunnel de San Jacinto près de Banning, en Californie (Thompson, 1966), est une composante de l’aqueduc de la rivière Colorado, qui délivre de l’eau du bassin hydrographique du Colorado à la région de Los Angeles. Les études géologiques de préconstruction ont conduit à la conclusion que le type de roche prédominante serait du granit massif. Bien que certaines suggestions de failles aient été notées, personne n’a visualisé les énormes volumes d’eau qui, plus tard, étaient associés à ces caractéristiques structurelles.

Le tunnel a été construit à partir de deux extrémités desservis un puits central. Avec l’avancement du tunnel sur environ 50 m seulement, un débit d’eau important, estimé à 480 ℓ/s, a surgit de l’extrémité et accompagné de plus de 760 m³ de débris de roche. Les sections limitées du tunnel à l’est et à l’ouest du puits ont été rapidement inondées et l’eau a finalement rempli les 250 m du puits jusqu’à moins de 45 m de la surface.

La source de l’eau était une zone de faille fracturée avec une configuration particulièrement malveillante. La zone de failles a été délimitée sur le côté de la paroi par une fine couche de joint d’argile imperméable. La zone contenant de l’eau se situe dans un mur de retenu fortement fracturé. L’extrémité du tunnel initial a intercepté la faille du côté de la paroi latérale avec un résultat catastrophique des venues d’eau. La cartographie ultérieure a localisé 21 failles le long de la ligne du tunnel, chacune avec la même « stratigraphie » interne que la faille d’origine. L’expérience du tunneling ultérieur a montré que les extrémités qui approchent les zones de failles du côté du mur de retenu, avaient encore de grandes entrées d’eaux souterraines, mais en interceptant plus rapidement les débits et en répartissant l’écoulement total sur une plus grande surface et plus longtemps, des flux catastrophiques ont été évités.

Analyse prédictive des débits d’eaux souterraines dans les tunnels

Si l’on s’attend à ce que les tunneliers puissent faire face avec sécurité et de façon efficiente aux grandes entrées d’eau souterraine, les hydrogéologues et les ingénieurs géotechniques devront développer des méthodes d’analyse prédictive plus fiables. Les seules analyses théoriques que nous avons pu trouver dans la littérature pour la prédiction des entrées d’eaux souterraines dans les tunnels sont celles de Goodman et al. (1965). Ils représentent une excellente entrée en matière du problème mais sont loin du travail final. Ils montrent que pour le cas d’un tunnel de rayon R agissant comme un drain à l’état stable [Figure 10.16 (a)] dans un milieu homogène, isotrope avec conductivité hydraulique K, le taux d’entrée d’eau souterraine Q₀ par unité de longueur du tunnel est donné par

$Q_0 = \frac{2\pi K H_0}{2.3 \log (2 H_0 / r)}$ (10.17)

Leur analyse pour le cas transitoire [Figure 10.16 (b)] montre le taux cumulatif d’entrée Q(t) par unité de longueur du tunnel à tout moment t après la rupture du flux régulier est donné par

$Q(t) = \left(\frac{8C}{3} KH^3_0 S_y t\right)^{1/2}$ (10.18)

où K est la conductivité hydraulique du support, S_y est le rendement spécifique, et C est une constante arbitraire. Le développement de l’équation (10.18), cependant, est basé sur un ensemble très restrictif d’hypothèses. Il suppose que la nappe phréatique est de forme parabolique et que les hypothèses de flux horizontal Dupuit-Forchheimer tiennent. De plus, l’équation (10.18) est seulement valable pour les conditions d’écoulement qui surviennent après la baisse de la nappe phréatique a atteint le tunnel, c’est-à-dire après t₃, à la Figure 10.16 (b). Sur la base de la théorie de Dupuit-Forchheimer, la constante C en Eq. (10.18) devrait être de 0,5, mais Goodman et al. (1965), sur la base d’études de modélisation en laboratoire, a révélé qu’une valeur plus appropriée s’approchait de 0,75. L’équation (10.18) peut être adaptée aux estimations de l’affinement de conception de l’ordre de grandeur, mais elle doit être utilisée avec une bonne dose de scepticisme.

Pour des environnements hydrogéologiques plus complexes qui ne peuvent être représentés par les configurations idéalisées de la Figure 10.16, des modèles mathématiques numériques peuvent être préparés pour chaque cas spécifique. Goodman et al. (1965) fournissent une analyse transitoire pour la prédiction des entrées sur les faces à partir d’une zone d’eau verticale. Wittke et al. (1972) décrivent l’application d’un modèle à éléments finis à une ligne de tunnel en roche articulée. Leur analyse est basée sur l’approche discontinue du flux dans la roche fracturée (Section 2.12) plutôt que sur l’approche continue suivie par Goodman et al. (1965).

Dans cette section, nous n’avons considéré seulement les problèmes d’eau souterraine qui surviennent lors de la construction d’un tunnel. Si le tunnel doit porter de l’eau, et si cette eau doit être sous pression, il existe des considérations de conception qui sont influencées par les interactions entre l’écoulement du tunnel et l’écoulement des eaux souterraines pendant l’opération. Si le tunnel doit être sans doublure, il faut analyser les pertes d’eau qui se produiront au système d’écoulement régional sous l’influence des charges hydrauliques élevées qui seront induites dans les roches à la limite du tunnel. Si le tunnel doit être doublé, sa conception doit tenir compte des pressions qui s’exercent à l’extérieur de la doublure par le système d’eau souterraine lorsque le tunnel est vide.

Pour ces besoins, les réseaux d’écoulement statiques et transitoires peuvent de nouveau être utilisés avantageusement. Pour un traitement plus détaillé des aspects du design, le lecteur se réfère à des textes sur la géologie de l’ingénierie ou la mécanique des roches, tels que ceux de Krynine et Judd (1957) ou Jaeger (1972).

10.4 L’eau souterraine débouche dans les excavations

Toute excavation d’ingénierie qui doit être effectuée au-dessous de la nappe phréatique rencontrera l’afflux d’eaux souterraines. Les taux d’afflux dépendent de la taille et de la profondeur de l’excavation et des propriétés hydrogéologiques des sols ou des roches excavées. Dans les sites où les sols ou les formations rocheuses ont des conductivités hydrauliques faibles, seules de petites entrées se produiront, et celles-ci peuvent généralement être manipulées facilement par pompage à partir d’une fosse de puisard ou de collecteur. Dans de tels cas, une analyse hydrogéologique sophistiquée est rarement requise. Dans d’autres cas, en particulier dans les limons et les sables, l’extraction de l’eau dans les excavations peut devenir un aspect important de la construction et du design d’ingénierie.

Les systèmes de drainage servent également à d’autres fins, à l’exception de l’abaissement des nappes phréatiques et de l’interception des infiltrations. Ils réduisent les pressions de soulèvement et les gradients d’élévation au bas d’une excavation, assurant ainsi une protection contre le soulèvement et les percolations du bas. Une excavation déshydratée entraîne également une réduction des pressions des pores sur ses pentes afin que la stabilité de la pente soit améliorée. Dans la conception des mines à ciel ouvert, cela est un facteur d’importance; si la diminution des pressions des pores peut conduire à une augmentation de la pente de conception de même jusque 1 °, les économies créées par les excavations réduites peuvent représenter plusieurs millions de dollars.

Drainage et retrait des eaux des excavations

Le contrôle de l’afflux d’eaux souterraines aux fouilles peut se faire de plusieurs façons. Sharp (en presse) énumère les méthodes suivantes comme étant d’une large portée : (1) drains horizontaux forés dans la face de la pente; (2) puits verticaux forés derrière la crête de la pente ou des gradins de face de la pente; (3) galeries de drainage derrière la pente, avec ou sans drains radiaux forés de la galerie; et (4) tranchées de drainage construites ou le long de la pente. La Figure 10.17 illustre schématiquement comment les trois premières de ces techniques peuvent être efficaces pour abaisser la nappe phréatique autour d’une excavation.

Les drains horizontaux sont la méthode de drainage la moins chère, la plus rapide et la plus flexible. Piteau et Peckover (en presse) fournissent de nombreuses suggestions pratiques pour leur conception et leur mise en place dans les pentes rocheuses. Les galeries ou les puits sont plus chers, mais ils ont l’avantage qu’ils n’interfèrent pas avec le fonctionnement de la pente. Le retrait des eaux peut être effectué avec ces méthodes avant toute rupture du sol afin que les excavations se fassent dans un environnement « sec ». La conception d’un système de retrait des eaux basé sur un schéma de puits ponctuels ou de puits pompé, doit être basée sur les principes présentés à la Section 8.3 pour le système de puits multiples. Le cône d’abaissement dans la nappe phréatique à l’excavation est créé par l’interférence mutuelle entre les cônes de déversement individuels de chaque puits ou du puits ponctuel. Les coefficients de transmissivité et d’emmagasinement sont généralement déterminés sur les premières installations et la conception du reste du système repose sur ces valeurs. Briggs et Fiedler (1966) et Cedergren (1975) fournissent des discussions détaillées sur les aspects pratiques des systèmes de drainage. Le rabattement maximal qui peut être réalisé avec une étape de puits a été trouvé empiriquement à environ 5 m. Le retrait de l’eau dans certaines excavations profondes est allé jusqu’à plus de huit étapes de puits ponctuels.

Vogwill (1976) fournit un excellent cas pratique de problèmes de drainage dans une mine à ciel ouvert. À Pine Point, dans les Territoires du Nord-Ouest du Canada, le minerai de plomb-zinc est extrait d’une série de puits dans un complexe de récif de la dolomie dévonien. Les transmissivites sont comprises entre 0,005 et 0,01 m²/s (30 000 – 70 000 US gal/jour/pied) et l’extraction des eaux, effectué par pompage des puits, doit enlever entre 60 et 950 ℓ/s (1 000 – 15 000 US gal/min) des différentes puits. Vogwill conclut que les exigences croissantes du retrait des eaux et les coûts de drainage pourraient dans le futur conduire à la situation ou les programmes et les prévisions minières seront déterminées entièrement par des exigences du drainage à ciel ouvert.

**Figure 10.17** Extraction des eaux des excavations par (a) drainage horizontale; (b) drainage en gallérie en trous radial; (c) système de puits ponctuels en 3 étages.

Le réalignement du canal de Welland dans le sud de l’Ontario fournit un cas de déshydratation d’un type différent. Le canal Welland traverse la péninsule de Niagara entre le lac Érié et le lac Ontario. C’est un lien de navigation clé dans la route maritime des Grands Lacs. Un réalignement d’une partie du canal en 1968 a impliqué l’excavation d’environ 13 km de nouveau canal. La conception nécessitait une dépression permanente d’un aquifère régional sur deux sites afin de réduire les dangers de l’échec de l’élévation et de la pente et le drainage temporaire de certaines parties du canal pendant les fouilles.

Farvolden et Nunan (1970) et Frind (1970) discutent des aspects hydrogéologiques du programme de drainage. L’aquifère principal dans la région est la dolomie fracturée trouvée sur la surface rocheuse 20 à 30 m en dessous de la faible perméabilité, des dépôts glaciaires et lacustres non consolidés. Un forage et un échantillonnage approfondis ont été effectués sur l’axe du nouveau canal, et des piézomètres ont été installés à différents endroits dans les dépôts de surface et le socle. Des tests de pompage dans l’aquifère de la dolomie pour déterminer les coefficients d’aquifère ont montré que les transmissivités variaient largement, mais des valeurs allant jusqu’à 0,015 m²/s (90 000 IGPD/pied) n’étaient pas courantes. Ces transmissivités élevées ont eu des implications positives et négatives pour le projet. Du côté positif, ils ont permis de drainer l’ensemble du chantier de construction à partir de quatre centres de pompage seulement. Du côté négatif, ils sont largement exploités par des puits privés, municipaux et industriels. Une simulation numérique de l’aquifère a été effectuée à des fins prédictives, et l’un de ses principaux objectifs était la détermination de la responsabilité des prélèvements dans les zones d’interférence mutuelle. Les résultats de la simulation montrant que les taux de pompage d’environ 100 ℓ/s fourniraient le retrait nécessaire de 10 m le long de la route de réalignement. La simulation montre également qu’un cône elliptique de retrait affecterait les niveaux d’eau jusqu’à 12 km du canal.

L’analyse prédictive des venues d’eau souterraine dans les excavations

Le développement des méthodes quantitatives d’analyse pour la prédiction de l’afflux d’eaux souterraines dans les fouilles a été en retard sur le développement de telles méthodes pour de nombreux autres problèmes dans l’hydrologie appliquée des eaux de surface. Les seules méthodes analytiques connues des auteurs sont des adaptations de méthodes conçues pour prédire les hydrogrammes d’afflux vers des réservoirs de surface provenant de grands aquifères non confinés. Brutsaert et ses collègues ont analysé le problème présenté d’abord dans la Figure 5.14 en utilisant chacune des approches illustrées schématiquement. Verma et Brutsaert (1970) ont résolu le système saturé-insaturé complet avec une méthode numérique. Verma et Brutsaert (1971) ont résolu le problème numériquement comme un problème bidimensionnel, saturé, de surface libre; et analytiquement comme un problème unidimensionnel et saturé simplifié par l’utilisation des hypothèses de Dupuit. La méthodologie prédictive de la Figure 10.18 est basée sur une étude antérieure (Ibrahim et Brutsaert, 1965) réalisée avec un modèle de laboratoire. Les résultats ont ensuite été confirmés par les modèles mathématiques de Verma et Brutsaert (1970, 1971).

La Figure 10.18 (a) montre la géométrie de la section verticale bidimensionnelle en analyse. Il est pertinent pour la prédiction des entrées d’eaux souterraines dans les fouilles que si les hypothèses et limitations suivantes sont notées : (1) le face excavée est vertical ; (2) l’excavation est mise en place instantanément; (3) les conditions aux limites et les conditions initiales du système hydrogéologique sont indiquées à la Figure 10.18 (a) ; (4) la strate géologique est homogène et isotrope; et (5) l’excavation est longue et linéaire, plutôt que circulaire, de sorte que la symétrie cartésienne bidimensionnelle est applicable. Bien que ces hypothèses semblent restrictives, les résultats peuvent néanmoins être utiles pour estimer la réponse transitoire probable de systèmes plus complexes.

**Figure 10.18** Prédiction des venues d’eaux souterraines dans une excavation (Ibrahim and Brutsaert, 1965).

La Figure 10.18 (b) montre la réponse transitoire de la nappe phréatique, tracée sous la forme d’un retrait sans dimension h/H, par rapport à la distance sans dimension, x/L. Le paramètre τ est un temps sans dimension donné par

$\tau = \frac{KH}{S_y L^2}t$ (10.19)

où H et L sont définis par la Figure 10.18 (a), K et S_y sont la conductivité hydraulique et le rendement spécifique de l’aquifère, et t est le temps. Dans la Figure 10.18 (c), la charges sans dimension γ, défini par

$\gamma = \frac{S_yL}{KH^2}q$ (10.20)

est tracée contre τ. le débit sortant q = q(t) est la vitesse d’écoulement (avec les dimensions L³/T) dans l’excavation à partir de la face d’infiltration, par unité de longueur excavée de face perpendiculairement au plan du schéma de la Figure 10.18 (a). Pour appliquer la méthode à un cas spécifique, il faut savoir que K, S_y, H et L. τ sont calculés à partir de l’équation (10.19) et h(x, t) est déterminée à partir de la Figure 10.18 (b). Les valeurs γ(τ) déterminées à partir de la Figure 10.18 (c) peuvent être converties en valeurs q(t) par Eq. (10.20). Les formules et les graphiques peuvent être utilisés avec n’importe quel ensemble d’unités cohérentes.

Il est possible d’effectuer des analyses similaires pour les puits circulaires et pour les cas où la limite externe est une limite de tête constante, avec h(L, t) = H pour tout t > 0, plutôt qu’une limite imperméable.

Lectures suggérées

CASAGRANDE, A. 1961. Control of seepage through foundations and abutments of dams. Géotechnique, 11, pp. 161 – 181.

GOODMAN, R. E., D. G. MOYE, A. VAN SCHALKWYK, et I. JAVANDEL. 1965. Ground water inflows during tunnel driving. Eng. Geol., pp. 39 – 56.

JAEGER, J. C. 1971. Friction of rocks and stability of rock slopes. Géotechnique, 21, pp. 97 – 134.

TERZAGHI, K. 1950. Mechanism of landslides. Berkey Volume : Application of Geology to Engineering Practice. Geological Society America, New York, pp. 83 – 123.

Freeze and Cherry Groundwater Book

Chapitre 10 : Eaux souterraine et problèmes géotechniques