Guide Pratique Soutènement [PDF]

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GUIDE PRATIQUE DU SOUTENEMENT MINIER

François Charette & John Hadjigeorgiou

Préambule L'Association minière du Québec est fière de contribuer à la diffusion de ce «Guide pratique du soutènement minier» destiné aux producteurs des mines souterraines. L'objectif de ce document est d'assister le personnel impliqué en matière de contrôle de terrain dans les mines en leur fournissant un ouvrage qui contient des outils pratiques destinés à la conception des systèmes de soutènement des excavations souterraines. Nous croyons qu'un tel document est susceptible de contribuer positivement à consolider la stabilité de ces ouvertures et à assurer une plus grande sécurité du personnel travaillant sous terre. Ce guide s'efforce d'intégrer les apports technologiques les plus récents en matière de soutènement minier. De plus, ce document vient compléter les programmes de contrôle de terrain et de la qualité de l'installation du soutènement minier également développés par l'Association minière du Québec. Ce «Guide pratique du soutènement minier» pourra également constituer un excellent document de référence pour les cours de mécanique des roches et de contrôle de terrain dispensés par les universités québécoises.

Dan Tolgyesi Directeur général Association minière du Québec

Avant propos Le «Guide pratique du soutènement minier» a été conçu comme un outil de travail destiné aux intervenants en contrôle des terrains appelés à œuvrer sur les différentes facettes du soutènement des excavations souterraines. Le document traite tout spécialement des aspects pratiques de la conception et de la mise en application des systèmes de soutènement dans un contexte minier. Ce guide n'est donc pas un ouvrage de mécanique des roches. Il n'est pas, non plus, une revue de littérature sur le soutènement; en effet, les types de soutènement étudiés sont ceux qui sont les plus utilisés dans les mines souterraines canadiennes. On en a donc exclu les boulons extrêmement spécialisés tels les ancrages auto-forant, et les tiges en fibres de verre; leur application étant encore très restreinte, il nous a semblé prématuré de les proposer comme un soutènement standard. La réalisation du présent ouvrage sur la pratique du soutènement des excavations minières souterraines a été rendue possible grâce à la généreuse contribution technique des membres du Comité de Contrôle de Terrain de l'Association minière du Québec, ainsi que celle de nos collègues ingénieurs, professeurs, étudiants gradués et chercheurs associés au domaine minier. Les auteurs veulent aussi remercier l'Association minière du Québec pour le support et l'intérêt manifestés tout au long de la création du guide.

François Charette, ing. John Hadjigeorgiou, ing.

Introduction

1

1 Introduction Introduction 1.1.

Concepts de base

Le but d'un guide pratique de soutènement minier est de pouvoir fournir aux ingénieurs qui oeuvrent en contrôle des terrains un outil de travail efficace pour la conception et la mise en application du soutènement des excavations minières. Les besoins de l'ingénieur vont inclure une connaissance des divers types de soutènement disponibles et des règles d'applications ainsi que d'avoir accès à l'expérience acquise dans des applications similaires. Bien que les règles établies en ingénierie du roc doivent être respectées, le soutènement est une opération essentiellement pratique et l'expérience acquise est une composante principale du mécanisme de conception. L'objectif primordial du renforcement et du support est de garder l'excavation ouverte et sécuritaire pendant toute sa durée de vie utile. Le soutènement doit surtout garantir la sécurité du personnel minier et de l'équipement, mais doit aussi permettre à l'opération de pouvoir extraire du minerai le plus économiquement possible. Ces vingt dernières années, l'utilisation du soutènement dans les mines souterraines a beaucoup évolué en raison de la meilleure compréhension de l'interaction du support ou du renforcement avec le massif rocheux, de l'apparition de nouveaux types de soutènement et de l'amélioration des outils de conception. L'action réelle du soutènement est très complexe. Une explication simplifiée des différentes fonctions du soutènement a été donnée par McCreath et Kaiser (1992). En se référant à la Figure 1.1, il est possible d'identifier ces principales fonctions comme étant le renforcement du massif rocheux, la retenue des blocs de roche, le lien entre les éléments de rétention ou encore le maintien sécuritaire de ces derniers.

Charge due au poids de la roche

Maintien Renforcement

Figure 1.1 Une explication simplifiée des différentes fonctions du soutènement, d'après McCreath et Kaiser (1992). Le but ultime du renforcement du massif rocheux est d'augmenter sa résistance, c'est-à-dire d'aider le massif rocheux à se supporter lui même, Hoek et Brown (1980). De plus, pour des raisons de sécurité, il est nécessaire de retenir le roc fracturé. Lorsque les contraintes sont élevées, le soutènement empêche les ruptures progressives qui peuvent conduire à un effilochage du massif rocheux. Enfin, la fonction de maintien est nécessaire pour solidariser les éléments du système de soutènement en vue d'obtenir un terrain stable. Elle est également nécessaire pour éviter les chutes de terrain. En pratique, un système de soutènement effectif est composé d'éléments de support individuels qui agissent ensemble pour donner un renforcement ou un support ayant comme fonction la rétention ou le maintien du massif rocheux. Une particularité importante du soutènement dédié aux excavations minières est la différence de philosophie qui préside dans le contrôle des terrains dans un contexte minier par rapport à celui effectué pour des infrastructures de génie civil. L'objectif principal du soutènement d'excavations de génie civil est d'assurer une absence de déformation durant la vie de l'excavation, dans un milieu le plus souvent statique. Dans le cas d'excavations minières, l'objectif principal est de contrôler les

Introduction

2

déformations, de façon économique et pour une période de temps raisonnable, dans un milieu dynamique et changeant. Et la vie utile d'un tunnel routier est d'au moins cinquante ans, tandis que la vie utile d'une rampe de mine est généralement de moins de dix ans, ce qui amplifie les nécessités économiques et temporelles particulières au domaine minier.

1.2.

Les effets liés à une excavation

Le développement de stratégies conduisant au choix du système de soutènement nécessite une bonne compréhension des effets engendrés par une excavation sur le massif rocheux environnant. Hudson et Harrison (1997) illustrent clairement à la Figure 1.2 une explication conceptuelle des trois effets principaux liés à la création d'une excavation souterraine. Ces trois effets sont décrits plus en détails à la droite de la Figure 1.2. Il appartient à l'ingénieur de définir l'importance d'un déplacement du massif rocheux ainsi que son amplitude maximum tolérable. Il est très important de savoir si les déplacements sont associés au mouvement d'un bloc dans l'excavation, ou si le massif rocheux se déforme comme un tout, ou si une rupture survient dans le roc intact. Il est possible que ces trois mécanismes soient actifs en même temps. Il est donc nécessaire de bien les comprendre pour pouvoir décider de la stratégie de stabilisation appropriée. La conséquence la plus importante du second effet, la perturbation du champ de contraintes, est l'augmentation du risque de rupture de la roche due à une hausse de l'amplitude des contraintes déviatoires. L'augmentation des contraintes déviatoires provient d'un changement de la valeur des contraintes principales, et plus spécifiquement du passage d'un état de contrainte polyaxial arbitraire à un état de contrainte axial ou bi-axial fortement anisotrope. Le troisième effet, l'accroissement du débit d'eau, est également important car il engendre des variations de pression dans le massif rocheux, qui ont tendance à pousser les blocs dans l'excavation avec une possibilité d'augmenter l'altération ainsi que la détérioration de la roche avec le temps. De plus, la réduction des contraintes effectives dans la roche intacte diminue la résistance à la compression de la matrice rocheuse. Ces conséquences deviennent de plus en plus apparentes au fur et à mesure que le débit d'eau augmente. Il y a deux façons de considérer la présence de déplacements aux abords des parois d'une excavation. La première consiste à les laisser survenir naturellement et la seconde à s'y opposer en mettant en œuvre des méthodes de stabilisation. L'adoption de stratégies d'ingénierie minière qui tiennent compte de ces effets est basée sur le principe que nous ne devons pas vouloir maintenir aveuglément les conditions initiales (par exemple en installant des supports ou des renforcements massifs et en rendant étanche l'excavation); nous devons traiter ces effets comme une opportunité de comprendre le comportement du massif rocheux et de développer une ingénierie concordante.

Introduction

3

Les déplacements surviennent suite à la diminution de la résistance du massif

σ

τ Les contraintes normales perpendiculaires et les contraintes de cisaillement tangentielles aux parois de l'excavation s'annulent.

Dans le massif rocheux la valeur des contraintes principales et leur orientation sont modifiées. Une des Contraintes principales devient perpendiculaire à une des parois de l' ti

σn = 0

Flux d’eau induit La pression hydraulique réduite à zéro. L’excavation devient un puisard

Figure 1.2

1.3.

Une explication conceptuelle des effets liés à une excavation, d'après Hudson et Harrison (1997).

La structure géologique

La plupart des excavations minières sont réalisées dans un massif rocheux présentant des discontinuités. La présence de plans de faiblesse provoque une division du massif rocheux en une série de blocs dont la taille, la forme et l'orientation, influencent la stabilité des ouvrages souterrains. La Figure 1.3 illustre les caractéristiques importantes de la structure géologique. Les propriétés géométriques des discontinuités: L'espacement et la fréquence: l'espacement est la distance entre les intersections de deux discontinuités adjacentes, mesurée par une traverse. La fréquence (c'est-à-dire le nombre de discontinuités par unité de distance) est l'inverse de l'espacement. L'orientation, la direction du pendage et le pendage: on pose l'hypothèse que les discontinuités sont planes. Par conséquent, la direction du pendage (l'orientation de la droite avec la pente la plus raide dans le plan de la discontinuité) et le pendage (l'angle que cette droite fait avec le plan horizontal)

Introduction

4

définissent à eux seuls l'orientation et l'inclinaison de la discontinuité.

Figure 1.3

Les caractéristiques importantes de la structure géologique, d'après Hudson et Harrison (1997).

La persistance, la taille et la forme: l'étendue de la discontinuité dans son propre plan, de même que les facteurs tels que la forme, et les dimensions caractéristiques associées peuvent être évalués en considérant les discontinuités comme des disques pour les besoins d'analyse et d'échantillonnage. La rugosité: bien que les discontinuités soient considérées planes par hypothèse pour le besoin de l'analyse de l'orientation et de la persistance, leur surface peut être rugueuse. La rugosité d'une discontinuité peut être quantifiée en se référant aux diagrammes standards ou de façon mathématique, ISRM (1981). L'ouverture: il s'agit de la distance la plus courte entre les deux faces d'une discontinuité. Cette distance constitue une valeur constante pour les surfaces adjacentes parallèles et planes, une valeur variant linéairement pour les surfaces adjacentes non parallèles mais planes, et une valeur très variable pour les surfaces adjacentes rugueuses. Famille de discontinuités: l'orientation de la plupart des discontinuités n'est pas aléatoire. En effet, elles se regroupent généralement suivant une orientation préférentielle associée à leurs mécanismes de formation. Donc, il est très souvent nécessaire de considérer le concept de famille de discontinuités qui consiste en un ensemble de discontinuités parallèles ou subparallèles. Le nombre de ces familles caractérise la géométrie des blocs d'un massif rocheux donné. La taille du bloc: comme l'illustre la Figure 1.3, l'intersection de plusieurs familles de discontinuités implique la présence de blocs. En terme d'excavation et de soutènement, il est utile d'avoir un estimé de la blocométrie du massif rocheux, qui définit à la fois la taille des blocs et la distribution de la taille des blocs, Hadjigeorgiou et al. (1998).

1.4.

Le zonage

Pour les besoins d'ingénierie, il est d'usage de diviser le massif rocheux en zones qui présentent le même comportement ou les mêmes propriétés. En définissant un domaine géotechnique, il est nécessaire de considérer entre autres les facteurs suivants: la résistance du massif rocheux, les propriétés des discontinuités (l'orientation, l'espacement, la persistance et la résistance), le champ de contraintes induites, la blocométrie, le module de déformation du massif rocheux, etc. Les systèmes de classification du massif rocheux procurent une méthodologie simple pour déterminer l'étendue des différentes zones géotechniques. Les trois méthodes de classification les plus populaires sont: le RQD de Deere et al. (1967), le système RMR de Bieniawski (1973) et le système Q par Barton et al. (1974), voir Annexe A.

Introduction

1.5.

5

Contraintes dans les massifs rocheux

Les contraintes dans les massifs rocheux sont caractérisées par leur intensité et leur orientation. Les contraintes en place sont définies par les contraintes naturelles présentes avant que l'on commence le minage et les contraintes induites résultent de la percée des excavations. Les facteurs qui influencent l'état de contraintes in situ sont: (a) La topographie de la surface; (b) L'érosion; (c) Les contraintes résiduelles (qui peuvent être reliées à des propriétés des roches et reflètent la non-uniformité de leur histoire thermique, chimique ou pétrologique); (d) Les contraintes tectoniques; (e) Les discontinuités et fractures. Il existe plusieurs méthodes de mesure des contraintes in situ. Arjang (1996) et Corthésy et al. (1993) ont fourni des revues détaillées de ces techniques et ont énuméré les avantages et inconvénients de chacune d'elles. Les méthodes les plus couramment utilisées sont présentées dans le Tableau 1.1. Tableau 1.1

1.6.

Techniques de mesure des contraintes.

Principe

Méthode

Rétablissement

Vérin plat (1D)

Fracturation

Fracturation hydraulique (2D)

Récupération

Cellule BDG du USBM (2D)

Récupération

Cellule CSIR "Doorstopper" (2D)

Récupération

Cellule CSIRO (3D)

Les données empiriques de détermination des contraintes in situ

Le plus souvent, il n'y a pas de mesures de contraintes disponibles sur un site minier. Dans ces conditions, il est nécessaire de se fier à des données empiriques. Bien qu'il existe une grande variété de données empiriques disponibles, la plupart sont basées sur de l'information récoltée dans le Bouclier canadien et sont de plus en plus utilisées localement. Arjang et Herget (1997) ont recensé l'ensemble des mesures de contraintes naturelles réalisées dans plusieurs sites du Bouclier canadien pour des roches précambriennes, soit des granités, des gneiss granitiques, des roches volcaniques ou encore des roches sédimentaires métamorphisées, Tableau 1.2. Arjang et Herget (1997) ont été obligés de tenir compte de l'existence de valeurs particulièrement élevées de contraintes verticales σ v et de contraintes horizontales

σ h observées dans certaines mines et qui ne pouvaient pas être mises en doute. Ils ont accepté que ces valeurs élevées ( σ v , σ h ) étaient causées par le voisinage de zones particulières au point de vue tectonique (zone de faille, proximité d'un intrusif), Arjang (1996) a aussi proposé un modèle empirique spécifique à la région de l'Abitibi, Tableau 1.3. Aussi spécifique à l'Abitibi, Corthésy et al. (1998) ont élaboré un modèle de prédiction des contraintes in situ dans la région de la faille Cadillac, Tableau 1.4. Ils suggèrent cependant que les relations empiriques soient utilisées avec précaution parce que l'on observe une grande dispersion dans les données disponibles. La source de cette dispersion est un ensemble de facteurs qui vont inclure le mode de formation du gisement et des structures géologiques, la quantité et la variation spatiale des structures géologiques, les propriétés du massif rocheux ainsi que les zones d'influence des excavations.

Introduction

Tableau 1.2

Orientation et grandeur des contraintes avec la profondeur, pour le Bouclier canadien, d'après Arjang et Herget (1997).

Contrainte Direction /plongée MPa

Ordonnée à l'origine

Gradient MPa/m

Coefficient de corrélation

σ1

066°/02°

13.5 ± 1.3

0.0344 ± 0.0014

0.87

σ2

310°/20°

8.0 ± 0.9

0.0233 ± 0.0090

0.85

σ3

Verticale

3.0 ± 0.7

0.0180 ± 0.0007

0,87

0.0

0.0260

nd

σ2 Tableau 1.3

Orientation et grandeur des contraintes selon la profondeur, pour l'Abitibi, d'après Arjang (1996).

Contrainte Direction /plongée MPa

Ordonnée à l'origine

Gradient MPa/m

Coefficient de corrélation

σ1

232°/05°

12.0 ± 2.0

0.0366 ± 0.0022

0.90

σ2

343°/15°

6.1 ± 1.7

0.0253 ± 0.0017

0.88

σ3

140°/80°

1.2 ± 0.9

0.0190 ± 0.0009

0,92

0.0

0.0253

nd

σ2 Tableau 1.4

Variation d'orientation des contraintes et de grandeur des contraintes avec la profondeur le long de la faille de Cadillac, d'après Corthésy et al. (1998).

Contrainte Direction /plongée MPa

Gradient MPa/m (p=profondeur en m)

Coefficient de corrélation

σ1

223°/03°

(-2.3631E-5p2 + 0.073914p) ± 8.0

0.91

σ2

297°/10°

(-1.4769E-5p2 + 0.047188p) ± 7.3

0.86

σ3

129°/80°

(-5.6454E-6p2 + 0.022233p) ± 4.5

0,82

(4.8610E-6p2 + 0.015684p) ± 3.85

0.86

σ2 1.7.

6

Les dommages dus au sautage

Un processus de forage et sautage est réussi lorsqu'il permet d'atteindre un degré de fragmentation du roc excavé suffisant, avec un minimum de dommages au massif rocheux qui demeure en place. La fragmentation, ainsi que les dommages dus au sautage sont causés par la pression d'explosion, les vibrations et les gaz à haute pression qui augmentent l'ouverture des plans de faiblesse existants et créent de nouvelles fractures dans le roc intact. Il n'est pas possible d'éliminer totalement les dommages dus au sautage, mais il est possible de minimiser leur impact, en utilisant des pratiques de forage et sautage contrôlées.

1.8.

Les ouvertures

Dans les mines souterraines, il existe différents types d'ouvertures qui peuvent être classifiées en ouvertures temporaires ou permanentes, dépendamment de la durée de vie escomptée de l'excavation. Le Tableau 1.5 présente des exemples d'ouvertures permanentes, définies comme ayant une durée de vie au moins aussi longue que celle de la mine.

Introduction

Tableau 1.5

7

Types d'ouvertures.

Ouvertures permanentes

Ouvertures temporaires

Puits Rampes d'accès Le niveau de développement principal Garage Sortie de secours

Chantiers Accès aux chantiers Accès au forage ...........

Lors des étapes préliminaires de la planification, il peut être possible de déplacer une excavation de façon à tirer avantage de meilleures conditions de terrain. Stacey et Page (1986) ont identifié les paramètres critiques permettant d'optimiser la géométrie d'une excavation comme sa localisation, son orientation, sa forme et sa taille. Dans certaines situations, il peut être possible de localiser l'excavation au sein d'une roche compétente afin d'éviter ou de limiter les problèmes d'instabilité, Figure 1.4. La modification de l'orientation d'un ouvrage souterrain peut également, en pratique, améliorer sa stabilité. En effet, un choix judicieux de l'orientation peut minimiser le nombre de blocs de roche potentiellement instables, comme illustré à la Figure 1.5. De plus, une excavation doit être orientée, autant que possible, de manière à réduire les effets du champ de contraintes in situ. Cet aspect du problème peut être étudié plus en détails à l'aide de modélisations numériques. Un autre paramètre important est la forme optimale de l'ouvrage excavé. Il est actuellement recommandé que les excavations soient conçues de façon à tirer profit de la forme naturelle stable du massif rocheux rencontré, Figure 1.6. Cette forme devrait également être choisie en fonction de l'état de contraintes en place afin de limiter l'instabilité du massif rocheux. Par exemple, une forme elliptique orientée dans la direction des contraintes principales majeures minimise la grandeur des contraintes aux abords des parois de l'excavation, Figure 1.7. Cependant, lorsque la roche est peu résistante ou lorsque les contraintes sont élevées, il peut être parfois préférable d'opter pour une forme permettant une rupture contrôlée et progressive du massif rocheux qui sera maintenu en place par la suite. Enfin, lorsqu'on augmente la taille d'une excavation, les risques de rencontrer de grands plans de faiblesses sont accrus et les problèmes d'instabilité qui y sont reliés augmentent également.

Introduction

Figure 1.4 Localisation d'une excavation, d'après Stacey et Page (1986).

Bloc stable

Bloc instable

Figure 1.5 Modification de l'orientation d'un ouvrage souterrain, d'après Stacey et Page (1986).

Figure 1.6 Forme de l'excavation, d'après Stacey et Page (1986)

8

Introduction

Figure 1.7 Influence de l'orientation des contraintes, d'après Stacey et Page (1986).

9

Instabilité du massif rocheux et modes d'action du soutènement 10

2 Instabilité du massif rocheux et modes d'action du soutènement 2.1.

Le comportement du massif rocheux

Le comportement du massif rocheux autour d'une excavation est très influencé autant par son degré de fracturation que par les contraintes induites au voisinage de l'excavation. Ceci est démontré à la Figure 2.1, extraite d'Hoek et al. (1995).

Niveau de contrainte relatif en fonction de la résistance du massif rocheux

Roc massif

Niveau de contrainte élevé

Écaillement et broyage

Massif Rocheux avec joints

Stable

Effondrement par gravité de blocs en formes de coins

Joints serrés, glissement limité, contrôle par la résistances du roc intact

Massif Rocheux avec beaucoup de joints

Dimension relative des blocs par rapport à la dimension de l’ouverture souterraine

Niveau de contrainte faible

Effilochement, effondrement progressif s’il n’y a pas de soutènement

Glissement, serrement et convergence majeure s’il n’y a pas de soutènement

Figure 2.1 Comportement du massif rocheux autour d'une excavation, d'après Hoek et al. (1995).

Instabilité du massif rocheux et modes d'action du soutènement 11

Lorsque les excavations sont creusées dans un massif rocheux dont les contraintes sont de faibles à modérées, leur stabilité est surtout influencée par le régime structural caractérisé par la présence de joints ou d'autres plans de faiblesse. Dans ces circonstances, les supports sont utilisés pour stabiliser des blocs individuels du terrain à faible déformation. L'analyse par la méthode traditionnelle d'équilibre limite est alors adaptée à la détermination de la stabilité et l'influence du support. Les logiciels tels que Unwedge, Carvalho et al. (1992), facilitent l'analyse de la stabilité des blocs. Si la matrice rocheuse est très altérée ou fragmentée, le comportement global s'assimile plutôt à de l'écoulement. Lorsque les excavations sont creusées dans un massif rocheux aux contraintes très élevées, la rupture progresse en passant par l'écaillement fragile et la formation de plaques dans le cas d'un massif rocheux avec peu de joints, ou par un mode de rupture beaucoup plus ductile pour un massif rocheux avec beaucoup de joints. La phase finale de rupture survient par glissement des blocs le long des discontinuités, entraînant leur effondrement. Cette rupture est souvent accompagnée d'un soulèvement du plancher et d'une convergence majeure des parois.

2.2.

Description qualitative des terrains

Le principe de base d'une description qualitative est de déterminer les mécanismes responsables de l'instabilité. Il est donc important de reconnaître, parmi les situations géostructurales typiques des excavations souterraines, celles qui peuvent amener des chutes de terrain. La Figure 2.2 décrit des géologies structurales typiques rencontrées autour d'une excavation souterraine.

Un bloc en coin potentiellement instable

Roc lité horizontalement situé sous du roc intact, soumis au poids des terrains sus-jacents

Roc de faible résistance lité horizontalement

Blocs de roc individuels pouvant tomber sous l’effet de la gravité ou des contraintes en place

Figure 2.2 Géologies structurales typiques d'une excavation souterraine, d'après Stillborg (1994). Le «Mining Accidents Prévention Association of Ontario» a produit une documentation élaborée sur les chutes de terrain, Lalonde (1983). Les Figures 2.3 et 2.4 montrent différentes situations dans lesquelles on peut avoir des chutes de terrain associées à des ruptures du massif rocheux, d'après Lalonde (1983).

Instabilité du massif rocheux et modes d'action du soutènement 12

Rupture par compression

Effritement des piliers et formation de pans de roche dus à de fortes contraintes

Fractures horizontales au toit dues à de forte contrainte

Rupture par tension

Fissures verticales au toit dues aux contraintes de tension

Terrain fragmenté ou fracturé dû à des contraintes de tension

Eponte supérieure

Eponte inférieure Pilier original

Contour du pilier après le cisaillement

Rupture par cisaillement Cisaillement le long du pilier dû à de fortes contraintes.

Figure 2.3 Chutes de terrain, d’après Lalonde (1983)

Instabilité du massif rocheux et modes d'action du soutènement 13

Fractures rapprochées dues à de fortes contraintes

Fractures rapprochées dues à de fortes contraintes

Faiblesses structurales

Forte contrainte horizontale

Affaiblissement du toit d'un chantier dans des gisements stratifiés Figure 2.4 Ruptures les plus fréquentes, d'après Lalonde (1983).

2.3.

Les conditions propices aux coups de toit

Un coup de toit est une rupture soudaine et violente d'un massif rocheux accompagnée d'un événement sismique. Hediey (1992) définit cet événement sismique comme un mouvement passager du terrain causé par une libération soudaine de l'énergie potentielle ou de l'énergie de déformation emmagasinée dans la roche. Par conséquent, l'énergie sismique rayonne sous forme d'ondes de déformation. La magnitude d'un événement sismique est généralement calculée à partir de l'amplitude maximale de l'onde de déformation exprimée sur une échelle logarithmique. Un coup de toit désigne également un événement sismique causant des blessures physiques à des personnes ou des dommages aux installations souterraines. La principale caractéristique des coups de toit est leur nature soudaine. Les récentes années ont vu une prolifération de la recherche sur les coups de terrain comme en réfèrent les travaux de Hediey (1992), Kaiser et al. (1996) et de Simon et al. (1998). Wahistrôm (1973) présente trois conditions géologiques pouvant favoriser l'occurrence de coups de terrain, Figure 2.5. En a) le poids du terrain dans le cas d'un tunnel foncé à grande profondeur dans un granité fragile, cause une déformation semi - plastique dans une lentille de schiste à mica peu compétente. Le coup de terrain (zone hachurée) se produit dans le granité du tunnel au point le plus rapproché de la lentille. En b) l'injection forcée d'un dyke dans un quartzite dur produit des contraintes résiduelles qui favoriseront l'occurrence d'un coup de terrain dans le mur du tunnel. Finalement, en c) les forces ayant causé une déformation élastique dans une roche ignée résistante, sont dirigées vers l'excavation et peuvent initier un coup de terrain.

Instabilité du massif rocheux et modes d'action du soutènement 14

Figure 2.5 Conditions géologiques pouvant favoriser l'occurrence de coups d'après Wahistrôm (1973). Kaiser et al. (1996) ont identifié trois mécanismes majeurs des dommages causés par les coups de toit, qui peuvent être déclenchés aussi bien par l'accumulation de contraintes que par des événements sismiques, Figure 2.6. On distingue: a) Le gonflement du massif rocheux dû à la fracturation: il a lieu lorsque les contraintes autour de l'excavation excèdent soudainement la résistance du massif rocheux, ayant comme effet la création d'une zone fracturée. Une forme différente de gonflement survient lorsque le massif autour de l'excavation connaît une rupture causée par un chargement excessif d'une structure géologique, b) L'éjection des blocs due au transfert de l'énergie sismique: le transfert de l'énergie sismique provenant de l'onde de contrainte sismique peut causer une éjection violente des blocs dans la périphérie de l'excavation. Ce phénomène, qui est par ailleurs très commun dans les mines de l'Afrique du Sud, ne semble pas être un phénomène courant dans es mines canadiennes, c) Les chutes de roches dues à un séisme: ceci survient lorsqu'une onde sismique accélère dans un volume de roche initialement stable sous des conditions statiques.

Figure 2.6 Mécanismes des dommages causés par les coups de toit, d'après Kaiser et al. (1996). Il est d'autant plus important d'identifier le mécanisme dominant que pour fournir un support optimal, la conception doit mener à un soutènement spécifique au mécanisme et aux dommages anticipés. Kaiser et al. (1996) ont montré que, même si la sévérité du dommage dépend de plusieurs facteurs, le mécanisme est surtout caractérisé par la profondeur et l'étendue latérale du roc endommagé autour de l'excavation, Figure 2.7. La prédiction des zones endommagées peut être empiriquement basée sur les données des coups de toit précédents sur le site.

Instabilité du massif rocheux et modes d'action du soutènement 15

Figure 2.7 La sévérité du dommage, d'après Kaiser et al. (1996). Kaiser et al. (1996) proposent une série de corrélations entre les mécanismes de dommage et la nature des dommages anticipés. Cette information est très utile quand on cherche le système de soutènement approprié pour différentes situations. Le Tableau 2.1 est tiré du «Canadian Rockburst Handbook» par Kaiser et al. (1996), et résume les principales caractéristiques mécaniques et physiques reliées au mécanisme de dommage associé à un coup de terrain. Ces caractéristiques permettent de définir quel type de soutènement sera approprié au coup de terrain attendu et aux dommages anticipés. Tableau 2.1

Mécanismes de dommage des coups de terrain, d'après Kaiser et ai. (1996).

Mécanisme de dommage

Cause du coup de toit

Sévérité du dommage

Gonflement sans éjection

Roche soumise à des Mineur contraintes élevées avec peu d'énergie Modéré Emmagasinée

E (m) 6)

Ptoit = 2Q −1 / 3 / J r

Si le nombre de discontinuités < 2 (i.e. Jn < 6)

Ptoit = (2 J n1 / 2 Q −1 / 3 ) / 3J r

Si Q > 10 et si le nombre de discontinuités > 2

Pmur = (2 / J r )(5Q) −1 / 3

Si Q > 10 et si le nombre de discontinuités

Pmur = (2 J n1 / 2 )(5Q) −1 / 3 / 3J r

≤2

Si 0.1 < Q < 10 et si le nombre de discontinuités > 2 Si 0.1 h sinψ

(lorsque installés perpendiculairement aux discontinuités)

L > h tanψ

(lorsque installés horizontalement). h sinψ h L > h tanψ

Figure 4.15 a) Détermination de la longueur des boulons dans les murs. b) Patron de boulonnage primaire, secondaire et tertiaire dans une excavation ayant une grande portée, (L: Longueur des boulons (m)). Les règles de Laubscher (1984) sur l'espacement des boulons ont été utilisées en Australie. Elles sont reprises dans le tableau suivant. Tableau 4.5

Règles de Laubscher (1984).

Longueur minimale du boulon : • • • •

La moitié de la portée de l'excavation. Le double de l'espacement des boulons. Trois fois la largeur des blocs critiques potentiellement instables définis par l'espacement moyen des joints dans le massif rocheux. Pour une portée de 18 à 30 mètres, la longueur des boulons sera le quart de la portée du toit.

Espacement : • •

La demi-longueur des boulons. Une fois et demie la largeur des blocs critiques potentiellement instables définis par l’espacement moyen des joints dans le massif rocheux.

Les deux abaques de la Figure 4.16 résument les travaux et l'expérience des auteurs dans les mines canadiennes pour la détermination de la longueur des boulons et câbles de soutènement. Ces deux abaques sont applicables dans le cas d'excavations permanentes.

Figure 4.16 Règles d'expérience des mines canadiennes pour la détermination de la longueur des boulons et câbles d'ancrage.

Conception des systèmes de soutènement 53

4.11. La méthode des abaques de stabilité La méthode des abaques de stabilité, aussi connue comme la méthode Mathews - Potvin, constitue un moyen empirique de planifier la dimension d'un chantier de type chambre vide, voir Annexe B. Elle tient compte des différentes caractéristiques du massif rocheux, de la géométrie de l'excavation et de l'expérience des chantiers inclus dans la banque de données. Un graphique permet d'identifier un indice de stabilité, N’ en fonction d'un facteur correspondant à la forme et à la dimension de la paroi étudiée, Figure 4.17. Le procédé fut introduit en 1981 par Mathews et al. La méthode fut par la suite raffinée et modifiée par Potvin (1988), Nickson (1992) et Hadjigeorgiou et al. (1995). Présentement, on utilise surtout la méthodologie établie par Potvin (1988) et l'abaque modifié par Nickson (1992). La méthode utilise le système de classification NGI de Barton et al. (1974) et trois paramètres additionnels reliés aux conditions géotechniques du terrain et à la géométrie des chantiers.

Figure 4.17 Abaque de stabilité, d'après Nickson (1992). Le graphique de stabilité modifié est constitué de l'indice (N') en ordonnée et du rayon hydraulique en abscisse. Pour tenir compte de l'effet de la forme et de la dimension du chantier, on utilise la notion du rayon hydraulique, lequel est défini comme étant le rapport de l'aire sur le périmètre. Ce facteur permet d'analyser facilement un chantier plan par plan. Nickson (1992) identifia deux zones de soutènement sur l'abaque proposé par Potvin (1998). Le soutènement du toit se fait en plaçant les câbles à égale distance les uns aux autres. On opte la plupart du temps pour une densité régulière de câbles. La Figure 4.18, modifiée d'après les travaux deMilne et Potvin (1992), propose une méthodologie pour le support par câbles d'ancrage pour le toit d'une excavation.

Conception des systèmes de soutènement 54

Figure 4.18 Dimensionnement du soutènement par câbles d'ancrage, pour le toit d'une excavation.

4.12. Conception du soutènement des excavations par béton projeté La méthode de NGI, (voir Figures 4.9 et 4.10) fourni une méthode pour déterminer l'applicabilité du béton projeté ainsi que l'épaisseur nécessaire. Également, on peut se servir des règles empiriques pour la détermination de la pression à partir de Q ou RMR. Pour les excavations temporaires, on utilise une épaisseur typique de béton projeté entre 4 et 6 cm et pour les grandes excavations on utilise une épaisseur de 10 cm. Grimstad et Barton (1993) suggère de déterminer l'épaisseur nécessaire de béton projeté renforcé de fibres pour les excavations permanentes à partir des recommandations de la Figure 4.18. Barret et McCreath (1995) ont développé des modèles déterministiques de design illustrant l'efficacité du béton projeté pour supporter les blocs bien définis évitant ainsi la déstabilisation progressive du massif rocheux. On distingue les modèles basés sur la perte d'adhérence, sur le cisaillement direct, sur la flexion et sur le cisaillement par poinçonnement, Tableau 4.6.

Conception des systèmes de soutènement 55

Figure 4.19 Détermination de l'épaisseur de béton projeté renforcé de fibres d'acier, d'après Grimstad et Barton (1993). Tableau 4.6 Mode de rupture

Capacité à la rupture du béton projeté, d'après Barret et McCreath (1995). Capacité de résistance

Perte d’adhérence

c a = 4σ a sa

Cisaillement direct Cisaillement par poinçonnement

ccis = τ cis st c ps = σ ps 4(c + d )t

Remarques Pour un boulonnage d'espacement 1.2m × 1.2m, le revêtement en béton projeté ayant une force d'adhérence de 1.5 MPa et une longueur d'adhérence de 50 mm, supportera une charge de 36 tonnes métriques. Le modèle suppose que la composante de cisaillement par friction est minimale et on ignore son effet stabilisant. La rupture est supposée avoir lieu dans un plan se trouvant à une distance d/2 à partir du coté de la plaque de revêtement.

⎛ V ⎛c⎞ d = ⎜ ⎟ + ⎜⎜ ⎝4⎠ ⎝ 4σ ds 2

Flexion

⎛ t2 c flex = σ flex ⎜⎜ ⎝6

⎞⎛ s ⎞ ⎟⎟⎜ ⎟ ⎠⎝ 2 ⎠

⎞ ⎛ c2 ⎟⎟ − ⎜⎜ ⎠ ⎝ 4

⎞ ⎟⎟ ⎠

Ce modèle rend compte du fait que, parce qu'il est combiné à un système de boulons, même si le béton projeté décolle de la paroi, il va continuer à travailler en flexion pour prévenir l'effondrement du roc.

Légende:

σ a = la force d'adhérence A = la longueur d'adhérence s = l'espacement des boulons t ds la résistance du béton projeté au cisaillement direct t = l'épaisseur du revêtement de béton projeté w = l'amplitude de la charge uniformément répartie c = la largeur de la plaque

s − c = la portée libre σ flex = la contrainte de flexion

σ ps = la résistance au cisaillement par poinçonnement σ ds = la résistance en tension diagonale

V = la charge de cisaillement critique déterminé par les dimensions de la couche de béton projeté

V = w( s 2 − c 2 )

Conception des systèmes de soutènement 56

II est à noter que l'espacement entre les boulons d'ancrage est de 20 à 40% supérieur quand on utilise le béton projeté renforcé de fibres par rapport au boulonnage seul. L'utilisation de béton renforcé de fibres d'acier permettra l'augmentation de l'espacement entre les boulons, Tableau 4.7. Tableau 4.7

Espacement entre les boulons, d'après Barton et Grimstad (1994).

Sans béton projeté

Q = 0.1 1.2 m

Espacement entre les boulons d'ancrage Q=1.0 Q=10 Q=30 1.4 m 2.0 m 3.4 m

Avec béton projeté

1.3 m

1.6 m

4.12.1.

3.0 m

4-5 m

Détermination de l'épaisseur de béton projeté pour soutenir un bloc en forme de coin

Selon Fernandez-Delgado et al. (1979), on peut calculer l'épaisseur (t) de béton projeté nécessaire pour le support d'un bloc relié à des joints à l'aide de la formule suivante:

θ = 15°

θ = 30°

θ = 30°

θ = 30°

θ = 15°

b = r , θ = 30° , t C = 0.4

t=

W 2t C (sin θ ) f 28 L

Légende:

t = épaisseur de béton projeté W = poids du bloc de roche f 28 = résistance en compression du béton projeté après 28 jours

θ = 15°

b = 1 r , θ = 15° , t C = 0.3 2 tC =

charge appliquée dans laxe de la couche/f 28 aire de la section de couche

t C = coefficient de poussée L = longueur des boulons d'ancrage perpendiculaire au plan θ = angle indiqué sur la figure

Figure 4.20 Détermination de l'épaisseur de béton projeté pour soutenir un bloc en forme de coin, d'après Fernandez-Delgado 1979.

Conception des systèmes de soutènement 57

4.12.2.

Conception de pilier en béton projeté

Le choix de l'utilisation des piliers en béton projeté se fait en tenant compte des paramètres comme l'accessibilité de l'excavation, le mode et la forme de l'instabilité ainsi que les facteurs économiques. Des calculs ont été réalisés pour déterminer, entre autres, l'influence des paramètres tels que les dimensions du pilier, l'armature employée, etc. sur la performance des piliers en béton projeté comme mode de soutènement minier. Le détail des calculs ainsi que les hypothèses choisies sont présentées dans l'Annexe D. Ci-après, on donne le diagramme des résistances, qui peut servir lors du dimensionnement du pilier renforcé par le grillage, en fonction des charges appliquées.

(σ C )

Figure 4.21 Diagramme de résistance des piliers en béton projeté en fonction de leur diamètre, d'après Habiyaremye (1998).

4.13. Conception du soutènement dans les conditions propices aux coups de toit On pourrait se demander si les modèles empiriques qui ont été développés pour les conditions de contraintes allant de faibles à intermédiaires sont applicables pour les conditions de contraintes élevées. Des tentatives ont été faites afin d'étendre l'applicabilité des systèmes NGI et RMR aux conditions propices aux coups de terrain. Dans le système NGI, le facteur SRF a été révisé dans ce but. La plus récente version, reprise en annexe A, tient compte des valeurs de SRF supérieures à 400 pour les conditions sévères de coups de terrain. C'est une augmentation remarquable lorsque l'on compare avec la valeur 1 pour les conditions de contraintes faibles. Lorsque l'on utilise le système RMR, Lang et al. (1991) suggèrent que la valeur dérivée du RMR soit réduite de 20 pour les conditions propices aux coups de terrain, Figure 4.22. Kaiser et al. (1996) suggèrent que le rôle du soutènement est directement lié avec ie mécanisme de dommage et la sévérité du dommage, Tableau 4.8.

Conception des systèmes de soutènement 58

Figure 4.22 RMR modifié pour les conditions de coups de terrain, d'après Lang et al. (1991). Tableau 4.8 Rôle du soutènement pour les différentes conditions de coup de toit, d'après Kaiser et al. (1996). Mécanisme de dommage Gonflement sans éjection

Sévérité du dommage mineure modérée majeure

Gonflement avec éjection

mineure modérée majeure

Éjection

mineure modérée majeure

Chute de blocs

mineure modérée majeure

Rôle du système de soutènement Tolérer les dommages mineurs ou augmenter la résistance du massif rocheux pour empêcher l'initiation des fractures. Renforcer le massif rocheux pour limiter la fracturation du massif et contrôler les déplacements avec une pression de soutènement. Contrôler la fracturation du massif rocheux et survivre aux grands déplacements, Retenir des petits volumes du massif éjecté avec un système de soutènement rigide et limiter les déplacements du massif rocheux. Retenir des petits volumes du massif éjecté avec un système de soutènement rigide et survivre aux déplacements du massif rocheux. Survivre aux déplacements du massif rocheux et absorber de l'énergie, Retenir des petits volumes du massif éjecté avec un système de soutènement rigide et absorber de l'énergie. Absorber de l'énergie, survivre aux déplacements du massif rocheux et retenir le massif éjecté. Absorber de l'énergie, survivre aux déplacements du massif rocheux et retenir le massif éjecté. Augmenter la résistance du massif rocheux pour éviter les ruptures ou le relâchement de contraintes. Augmenter la résistance du massif rocheux et maintenir en place le massif fracturé. Maintenir l'intégrité du massif rocheux et garder en place le massif fracturé.

Conception des systèmes de soutènement 59

Table 4.9

Mécanisme de dommage Gonflement sans éjection

Gonflement avec éjection

Éjection

Chute de blocs

Systèmes de soutènement appropriés au massif subissant des coups de terrain, d'après Kaiser et al. (1996). Sévérité du dommage mineur

C D (kN/m2) (mm) 50 30

modéré

50

75

majeur

100

150

mineur

50

100

modéré

100

200

E (kJ/m2) non critique non critique non critique non critique 20

majeur.

150

>300

50

mineur

100

150

10

modéré

150

300

30

majeur

150

>300

>50

mineur modéré

100 150

na na

na na

majeur

200

na

na

C = charge de soutènement D = déplacement du système

Exemples de systèmes de soutènement suggérés Grillage avec boulons ou rebars scellées (et béton projeté). Grillage avec boulons et rebars scellés (et béton projeté). Grillage avec boulon ou rebar scellé (et béton projeté). Grillage avec boulons et split set (et béton projeté). Grillage avec panneau de béton projeté avec les rebars et le boulon à haute capacité de déformation. Grillage avec panneau de béton projeté avec boulons mécaniques et boulons à haute capacité de déformation. Béton projeté renforcé avec le boulon mécanique ou Split Set. Béton projeté renforcé avec boulons mécaniques ou boulons à haute déformation (et treillis entrelacé). Panneau de béton projeté renforcé avec boulons forts à haute déformation plus rebars et grillage entrelacé. Boulons scellés et béton projeté. Boulons scellés et câble avec grillage et traverses ou béton projeté renforcé de grillage. Comme précédemment plus câbles en densité élevée.

E = capacité d'absorber de l'énergie na = non applicable

4.14. Les méthodes numériques L'utilisation des méthodes numériques peut procurer des informations très utiles sur l'influence des contraintes et déplacements dans l'interaction d'excavations multiples. Il existe deux préoccupations principales relatives au développement des contraintes induites. La présence de contraintes élevées qui peuvent provoquer la rupture et par la suite l'apparition de faibles contraintes autour de l'excavation sont responsables de l'apparition de zones de relaxation. Les faibles contraintes permettent aux joints de se dilater et aux blocs de se relâcher sous des charges de gravité, Figure 4.23. Pande et al. (1991) procurent une excellente revue des méthodes de modélisation numérique en mécanique des roches, alors que Hoek et al. (1991) fournissent une comparaison pratique de ces différentes méthodes. L'application de modèles numériques offre une évaluation raisonnable du lieu et de l'étendue d'une zone potentielle d'écaillement. L'étendue de cette zone peut être utilisée pour estimer la capacité et la longueur des éléments de support tel que les boulons et les câbles. L'analyse en élasticité linéaire est surtout applicable au roc fragile, et ne contenant pas beaucoup de discontinuités. Le roc très fragmenté ou très anisotrope devrait être analysé par des méthodes non linéaires, en élasto-plasticité ou par élément distinct.

Conception des systèmes de soutènement 60

La Figure 4.23 donne un exemple de résultats de modélisation numérique d'un chantier d'extraction. Les zones de relaxation définies par de très faibles valeurs de σ 1 et σ 2 sont sujettes à l'écaillage par gravité. Le soutènement à aide de câbles de type bulge ou détors est une solution raisonnable pour contrôler la stabilité à ces endroits. Les zones de contraintes élevées signifient que le roc intact pourrait être .amené au-delà de son point de rupture. Le soutènement en galerie devra tenir compte des contraintes élevées, du potentiel de cisaillement des discontinuités et de rupture de la roche intacte par cisaillement et clivage axial.

Figure 4.23 Exemple de la modélisation numérique, d'après Hutchinson et Diederichs (1996). Le soutènement du toit du chantier devra être capable de supporter le cisaillement local, ainsi que de supporter une grande masse délimitée non seulement par le toit mais aussi les coins supérieurs qui sont très sollicités; la longueur et la capacité des câbles devraient être suffisantes pour permettre la suspension du toit si nécessaire.

Applications standard 61

5 Applications standard 5.1.

Introduction

Un standard de soutènement consiste en une application de soutènement utilisée systématiquement dans une région donnée d'un massif rocheux. On vise alors à standardiser le type de soutènement, la longueur des tiges utilisées ainsi que la méthode et le patron d'installation. Un standard est aussi généralement un minimum que l'opérateur peut et se doit d'ajuster si les conditions de terrain le demandent. On peut créer un nouveau standard pour des conditions plus problématiques, ou inclure une option pour du terrain moins compétent dans le standard de base. Ces standards sont créés par le département d'ingénierie, en collaboration avec les opérations souterraines, incluant la supervision et les mineurs eux-mêmes. C'est en travaillant en équipe que l'ingénieur responsable du contrôle des terrains pourra fournir aux opérateurs des standards efficaces, pratiques et acceptables pour les conditions particulières de l'opération minière en question. La présente section décrit une liste d'applications typiques les plus courantes, pour des excavations à court terme et à long terme. On y discute aussi des paramètres longueur et espacement relativement à ces pratiques acceptées. Sauf pour des cas bien spécifiques, on ne divulgue pas la source de l'application. Il suffit de savoir que toutes ces applications typiques sont tirées ou inspirées de pratiques de soutènement rencontrées dans les mines canadiennes.

5.2.

Généralités

Les pratiques courantes mises en place dans les opérations minières canadiennes possèdent des traits communs qu'il est intéressant d'observer. Ces similarités touchent à la longueur des boulons utilisés, au patron de soutènement utilisé, ainsi qu'au type de soutènement. L'utilisation du boulonnage dans le cas d'une excavation peu profonde dans un roc massif vise uniquement à soutenir de rares blocs lâches, tandis que le soutènement installé dans un roc massif soumis à un champ de contraintes élevées aura à renforcer le roc, absorber l'énergie de déformation qui peut s'échapper de façon violente et retenir les blocs détachés. Il est donc évident que la définition du comportement anticipé d'une excavation est nécessaire pour réaliser la conception du système de soutènement. La Figure 5.1 classe de façon pratique les principales conditions de terrain, leur influence sur une excavation et le soutènement approprié. L'orientation et la densité des structures géologiques du massif rocheux vont influencer fortement l'orientation des boulons et des câbles. La Figure 5.2 présente plusieurs cas où l'orientation des boulons est fonction de l'orientation des joints; on essaie de garder le boulon le plus perpendiculaire au plan de fracture tout en ne s'éloignant pas plus de 10° à 15° de la normale à la paroi. Lorsque les angles par rapport à la paroi sont inférieurs à 75°, les boulons scellés ou à friction devraient être utilisés. La Figure 5.3, d'après Hutchinson et Diederichs (1996) présente une série de recommandations similaires pour l'installation de câbles d'ancrage en chantiers et au toit des galeries.

5.2.1.

Patron d'installation

On définit généralement le patron de boulonnage par l'espacement entre les boulons d'une même rangé, multiplié par la distance entre les rangées. Cependant, on peut aussi parler de patron de boulonnage ayant un espacement de 1.2 m entre les boulons; ce dernier patron ,est différent d'un patron 1.2 x 1.2 m carré car la distance entre les boulons est toujours inférieure ou égale à 1.2, tandis que pour le cas du 1.2 x 1.2 m carré, la portée entre les boulons peut atteindre 1.7 m diagonalement. En pratique, le patron varie généralement entre 0.9 x 0.9 m et 1.5 x 1.5 m. Au-delà d'un patron extrême de 1.8 x 1.8 m, on parle de boutonnage au besoin.

Applications standard 62

Niveau de contrainte relatif en fonction de la résistance du massif rocheux

Roc massif

Niveau de contrainte élevé

Patron de boulonnage régulier, avec grillage ou béton projeté.

Massif Rocheux avec joints

Pas de soutènement Pose de boulons ou de grillage au besoin

Renforcement de blocs et dièdres. Tensionnent des boulons.

Boulons inclinés de façon à croiser la structure, avec le grillage ou béton projeté renforcé de fibres.

Massif Rocheux avec beaucoup de joints

Dimension relative des blocs en fonction de la dimension de l’ouverture souterraine

Niveau de contrainte faible

Patron de boulons avec grillage et/ou béton projeté pour contrôler l'effritement de blocs de surface

Patron de boulons serrés ou béton projeté renforcé de fibres. Dans les cas extrêmes on peut utiliser des cintres d'acier.

Figure 5.1 Classes de comportement du massif rocheux, d'après Hoek et al. (1995). Le patron de boulonnage en quinconce (diamond) peut également être défini par l'espacement entre les boulons d'une rangée et la distance entre les rangées. Bien que ce type d’arrangement produise la même surface active que le patron carré pour un boulon individuel, il minimise la portée entre les boulons et réduit la densité générale du boulonnage au toit. Si on a fait le design en considérant la pression de soutènement par unité de surface, on devra calculer la densité de boutonnage qui en résulte et choisir le patron de boulonnage requis. En conclusion, on devra avoir le nombre de boulons requis par mètre carré de toit ou de murs. Le Tableau 5.1 donne un aperçu de la densité de boulonnage correspondant au patron de boulonnage typique utilisé.

Applications standard 63

Figure 5.2 Orientation recommandée des boulons selon l'orientation respective des structures géologiques, d'après Choquet (1987). Tableau 5.1

Densité de boulonnage provenant de patrons de boulonnage typiques.

Patron de boulonnage: (espacement x distance)

Densité du boulonnage: (boulon/ mètre carré)

1.2 x 1.2 m carré 1.2 x 1.2 m quinconce 0.9 x 0.9 m carré 0.9 x 0.9 m quinconce

0,67 0.60 1.20 1.08

Applications standard 64

Figure 5.3 Orientation recommandée des câbles d'ancrage, d'après Hutchinson et Diederichs (1996). La plupart des opérations minières utilisent un patron systématique 1.2 x 1.2 m comme couverture de base. Si les conditions de terrains le demandent, on augmente la couverture en réduisant le patron (jusqu'à une couverture extrême de 0.8 x 0.8 m) et en changeant le type de soutènement (plus résistant et plus long). Dans le cas de terrains très compétents et de conditions in situ très favorables, il est possible de boulonner seulement au besoin, très localement (spot bolting). Dans ce cas, cependant, on doit vérifier l'état du toit de façon régulière, et s'assurer qu'aucun bloc ne devienne libre; l'écaillage régulier et systématique des galeries en utilisation devient alors absolument nécessaire.

5.2.2.

Longueur des boulons

Dans les applications minières courantes, c'est-à-dire les galeries dans le stérile et le minerai, les longueurs généralement utilisées pour le boutonnage systématique sont 1.5 et 1.8 mètre dans les opérations non ou peu mécanisées ou dans les excavations étroites, et de 1.8 à 2.4 mètres dans les opérations mécanisées ou dans les excavations larges et de hauteur suffisante. La longueur maximale recommandée est déterminée par la portée de l'excavation et les conditions de terrain, ainsi que par la hauteur de l'excavation; la durée prévue de l'excavation influence aussi la longueur maximale du boutonnage secondaire. Par exemple, si on a une excavation de 3 mètres de hauteur et de 12 mètres de largeur, il est très difficile d'installer des boulons conventionnels de 3.6 m parce que les boulons sont plus longs que la hauteur de l'excavation. Lorsque le terrain est très fracturé, et que l'on veut consolider le roc en profondeur, ou tout simplement suspendre un bloc au roc solide au-dessus, on utilise des boulons de longueur plus grande, allant généralement jusqu'à 3,6 mètres de longueur. Pour des applications spécifiques, on peut aussi vouloir un soutènement qui s'étend encore plus profondément dans le massif rocheux et les câbles d'ancrage, les boulons Dywidag et Swellex Connectables peuvent alors être utilisés avec des longueurs de plus de 4 mètres. Les conditions d'exploitation vont aussi dicter la longueur ainsi que le type de boulon à utiliser. Dans les chantiers primaires des chantiers longs trous remblayés, il est courant d'utiliser des boulons plus courts lorsque les conditions de terrains sont de moyennes à bonnes; dans ce cas, le boulonnage sert uniquement à contrôler le toit pour les opérations de forage, et ne sera pas généralement affecté par les chantiers voisins. Le toit final de l'excavation peut toutefois nécessiter du soutènement par câbles, installés préalablement au sautage du chantier; le schéma de la Figure 5.18 illustre bien cette

Applications standard 65

situation. Dans le cas d'une exploitation longitudinale, chaque sautage affecte le soutènement en place, et les contraintes sont directement reprises par les boulons; des boulons plus longs ou des câbles sont très souvent utilisés en supplément au boulonnage primaire.

5.2.3.

Type de boulon

Les principaux critères qui gèrent le choix d'un type de boulon sont: les caractéristiques du massif rocheux, le potentiel de corrosion, la durée de l'excavation, la dimension de l'excavation, les contraintes naturelles et induites ainsi que les coûts d'achat et d'installation.

5.2.4.

Grillage

Le grillage est utilisé pour remplir deux fonctions bien distinctes : premièrement, on peut l'utiliser comme protection contre les chutes de roches du toit et des parois, et deuxièmement, on peut l'utiliser comme élément structural de soutènement. Lorsque utilisé comme élément de protection, la capacité mécanique requise pour le grillage n'est pas aussi critique, bien qu'elle doit être capable de retenir le poids du roc qui se détache entre les boulons. Lorsque il est utilisé comme élément structural, le grillage doit être capable de résister aux charges et déplacements spécifiés par l'ingénieur. Dans tous les cas, il est préférable d'installer le grillage de façon à mouler le contour de l'excavation. Le grillage doit être installé de façon à ce que le boulon ait au moins 2 mailles de tous les côtés; une distance de recouvrement de 20 à 30 cm est couramment observée. Une application très intéressante du treillis de gros calibre est le remplacement des traverses en acier. Ceci permet de fournir une meilleure couverture du terrain, d'éliminer le relâchement des traverses suite au bris d'un boulon, d'éliminer les bandes lâches causées par le mauvais alignement des trous de la traverse avec le boulon ou le câble d'ancrage. De plus, on peut par la suite recouvrir le grillage de béton projeté, avec des résultats bien supérieurs à ceux résultant de l'emploi des traverses métalliques.

Applications standard 66

5.3.

Applications typiques

Cette section présente une série d'applications typiques qui sont considérées comme des designs de soutènement standards par les opérations minières qui les utilisent. Il est évident que ces applications rendent compte des conditions particulières de l'exploitation en question, et elles ne constituent donc que des exemples pratiques de systèmes de soutènement qui ont fait leur preuve sur le terrain.

5.3.1.

Rampe d'accès à long terme

D'un design similaire à celui utilisé en génie civil, avec un facteur de sécurité élevé lorsque l'excavation sert d'accès principal à une mine ou à un gisement. On peut parler d'une durée de vie de l'ordre de 5 ans et plus. L'investissement d'un soutènement approprié est rapidement rentabilisé durant la vie de l'excavation. Le schéma de la Figure 5.4 présente une excavation d'accès à long terme, avec un toit en arche pour favoriser la création d'une arche ou poutre naturelle. Cette forme de toit est très bien adaptée pour des terrains ayant des contraintes faibles ou moyennes. Dans des terrains soumis à de fortes contraintes, certaines sources suggèrent d'utiliser un toit plat qui permet au roc de se fracturer et de ne pas emmagasiner de contraintes, pendant que le soutènement travaille surtout en suspension et en blocage de fissures. Cependant, d'autres sources mentionnent les résultats favorables obtenus avec le toit en arche. Le patron de soutènement est relativement serré, de façon à pouvoir fournir un niveau de support et de sécurité adéquat même si les conditions de terrain changent beaucoup, et ce sans réhabilitation majeure. Le type de boulon rencontré le plus souvent est la rebar scellée à la résine. Le boulon mécanique n'a plus la faveur des opérateurs pour ce genre d'application, et il est souvent remplacé par un boulon à friction protégé contre la corrosion. Les longueurs les plus rencontrées sont 2.1 et 2.4 mètres pour les galeries de grande surface.

Figure 5.4 Soutènement d'une galerie d'accès à long terme.

5.3.2.

Galerie dans le minerai – court terme

Les galeries développées dans le minerai ont besoin de soutènement pour sécuriser les travaux de préparation de chantier. Très souvent, le terrain est moins compétent et la vitesse de développement est cruciale. Ainsi, puisque la durée de vie de l'excavation est moindre que dans les excavations situées dans le stérile, le type de boulon est très souvent différent. On installe le plus souvent des boulons à ancrage mécanique, des boulons Split Set ou des boulons Swellex. Les galeries dans le minerai sont des ouvertures dans un futur chantier et on pourra aussi y installer le soutènement profond du chantier. Les schémas ci-dessous présentent des exemples de soutènement systématique dans des galeries foncées dans le minerai. Il est de pratique courante, dans du terrain de qualité moyenne à bonne (RMR supérieur à 65),

Applications standard 67

d'utiliser des boulons de longueur variant entre 1.8 et 2.4 mètres. Si la qualité du terrain est moindre, on pourra ajouter du boulonnage secondaire, incluant des boulons de longueur supérieure à 2.4 mètres, et même des câbles d'ancrage. L'espacement du soutènement secondaire est souvent de l'ordre du double de celui du boulonnage primaire. Les Figures 5.5 et 5.6 présentent, pour deux excavations de chantier typiques, le boulonnage primaire ainsi que le boulonnage secondaire (si besoin) qui consiste en de longs boulons de grande capacité ou des câbles d'une longueur au moins 50% plus grande que les boulons de base.

Figure 5.5 Soutènement d'une galerie large foncée dans le minerai.

Figure 5.6 Soutènement d'une galerie très large foncée dans le minerai (sill).

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5.3.3.

Galerie dans le minerai ou dans le stérile - long terme

La caractéristique principale du soutènement installé dans des galeries à long terme, est le temps d'utilisation de l'excavation située soit dans le minerai ou soit dans le stérile. Le concept de long terme pour le minerai est généralement de l'ordre de 6 mois, tandis que dans le stérile, on peut parler de plusieurs années. Dès lors, le type de boulon devra être capable de supporter la durée de vie requise. Les conditions de terrain, y compris les variations des contraintes dans le temps et le potentiel de corrosion par l'eau doivent être évaluées. Les galeries dans le minerai ou dans le stérile à proximité de chantiers sont souvent sollicitées à l'extrême, et la densité de soutènement y est très souvent supérieure à celle rencontrée dans les rampes d'accès à long terme, qui sont presque toujours foncées loin des zones de minage, là où les contraintes induites sont minimes. Le soutènement primaire consiste généralement en des boulons de 1.8 à 2.4 mètres de longueur; les boulons mécaniques, les rebars à la résine ou les Swellex enrobés (Coated) sont rencontrés au toit, pendant que les Split Set et les rebars sont les boulons les plus utilisés pour les murs. Il est raisonnable que, pour des excavations à long terme dans le stérile, on planifie pour une dégradation du massif rocheux et on utilise un facteur de sécurité plus élevé que pour une excavation à court terme. C'est donc pour cela que dans le cas d'excavations possédant une grande portée, il est recommandable d'installer un soutènement secondaire pénétrant plus profondément dans le massif rocheux que le boulonnage primaire; une longueur de 2.7 à 4 mètres est recommandée (Farmer et Shelton (1983); US Corps of Engineers (1980). Les Figures 5.7 et 5.8 présentent deux cas typiques.

Figure 5.7 Exemple de soutènement de longue durée pour excavation à long terme d'une opération mécanisée.

Applications standard 69

Figure 5.8 Exemple de soutènement de longue durée pour une grande excavation à long terme. Dans le cas d'excavations de petite dimension, comme une galerie de halage sur rails par exemple, si la galerie est une voie principale de halage ou d'accès aux chutes à minerai ou à stérile, il est sage d'installer un soutènement qui n'aura pas besoin d'être réhabilité après deux ou trois ans. L'utilisation de grillage est recommandée, de façon à minimiser l'entretien de la galerie. En effet, l'écaillage et le boutonnage sont des opérations extrêmement coûteuses lorsque effectuées sur une excavation qui doit être disponible en tout temps. La Figure 5.9 donne un exemple de soutènement de longue durée pour une petite excavation. Les boulons sont adaptés à la dimension de l'excavation. On peut y retrouver des boulons de 1.5 à 1.8 mètres de longueur et le type de boulons est traditionnellement de la rebar à la résine, bien que d'autres types de boulons ont été utilisés avec succès.

Figure 5.9 Exemple de soutènement de longue durée pour une petite excavation permanente.

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5.3.4.

Points de soutirage

Les points de soutirage sont des excavations qui sont appelées à subir de l'usure et de la dégradation à cause du passage incessant de roches. Le point de soutirage qui servira à long terme devra aussi être mieux supporté que le point de soutirage d'un petit chantier exploité en peu de temps. Les schémas ci-dessous présentent deux applications de soutènement pour un point de soutirage soumis à des conditions d'opération moyennes ou très sévères. On notera l'absence de grillage et de plaques d'appui au brow (Hoek et al., 1995) de façon à éviter l'accrochage et le blocage du point de soutirage. Aussi, le soutènement à utiliser à l'intérieur du point de soutirage doit minimiser l'usure du roc et favoriser une stabilité à long terme si besoin. Les boulons à friction sont une alternative intéressante au boulon scellé à la résine. L'utilisation du béton projeté est une pratique qui réduit les dommages et l'usure du roc lors de l'opération d'un point de soutirage. Les Figures 5.10 et 5.11 présentent deux cas de soutènement de point de soutirage, l'un dans des conditions de sollicitations moyennes, l'autre dans des conditions extrêmes. Lorsque des câbles d'ancrage sont utilisés, Hoek et al. (1995) suggèrent d'utiliser des câbles détors ou des câbles à bulbe. Un cas particulier est celui d'une exploitation par blocs foudroyés. Le roc généralement rencontré dans ce type d'exploitation est d'ordinaire peu résistant, très fragmenté et souvent très altéré. Les galeries et points de soutirage seront soumis à des contraintes énormes, et nécessiteront un soutènement très lourd. Ce soutènement très typique consiste en des rangées de rebars scellées au ciment, de longueur légèrement inférieure à la dimension de la galerie, sur un patron d'environ 0.9 x 0.9 m. De deux à trois couches de béton projeté de 5 cm d'épaisseur sont installées; la première est soufflée avant le soutènement permanent, et les suivantes sont installées avec du grillage installé sur les barres d'ancrage à tête filetée.

Figure 5.10 Soutènement de point de soutirage dans des conditions moyennes.

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Figure 5.11 Soutènement de point de soutirage dans des conditions très difficiles (boutonnage dense, béton projeté et câbles d'ancrage).

5.3.5.

Monteries

Le soutènement d'excavations inclinées telles monteries de ventilation et cheminées à minerai ou à stérile se doit d'être minimisé. Pour ce faire, une localisation dans un terrain compétent est justifiable économiquement; aussi justifiables sont les dépenses de forage de définition et de classification du terrain, qui permettent une localisation optimale des excavations et ainsi de minimiser les dommages et les réparations. Les monteries et cheminées non alésées sont généralement plus ébranlées à cause des vibrations et des gaz de sautage. Il est recommandé de soutenir les murs des monteries appelées à servir de sortie de secours. Dans le cas de monteries inclinées destinées à servir de cheminées à minerai, à stérile ou de ventilation, le soutènement de l'éponte supérieure est recommandé seulement si nécessaire. Le soutènement de l'éponte inférieure doit être minimisé et choisi de façon à ne pas favoriser un blocage futur de l'excavation. Le soutènement vise à prévenir la dégradation de l'excavation à long terme, et doit être capable de garder ses capacités mécaniques durant la vie entière de l'excavation. Les boulons mécaniques ne semblent pas être adéquats pour les monteries et cheminées; non seulement sont ils sensibles aux vibrations, mais leur efficacité peut être rendue presque nulle suite à l'usure ou la dégradation de la paroi. Les boulons scellés et les boulons à friction, sans plaques d'appui, sont bien mieux adaptés à cette application. Le grillage sans béton projeté n'est recommandable qu'à l'éponte supérieure, et ce dans des cas critiques seulement. Le grillage accroît le risque d'accrochage et de blocage dans la cheminée à minerai ou à stérile. La Figure 5.12 donne un exemple schématique d'une monterie où l'éponte supérieure est boulonnée systématiquement mais où les autres parois ne sont boulonnées qu'au besoin.

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Figure 5.12 Exemple de soutènement d'une monterie conventionnelle. Dans le cas d'une monterie de ventilation, même si l'action du passage du roc n'est pas un facteur comme dans le cas des cheminées, il est recommandable d'installer un soutènement capable de s'adapter à des conditions de terrains et de contraintes qui peuvent changer dans le temps. La réhabilitation d'une monterie de ventilation est souvent très coûteuse et parfois tout simplement impossible; l'investissement d'un soutènement adéquat est toujours justifié. ,Hoek et al. (1995) recommandent, lorsque c'est possible, de câbler toute zone de faible compétence, et d'installer le renforcement si possible avant le fonçage de la monterie. Ce renforcement peut être réalisé à l'aide de câbles d'ancrage à partir d'une excavation contiguë.

5.3.6.

Chantiers longitudinaux

L'exemple de la Figure 5.13 provient d'une mine d'or exploitant un gisement profond dans un roc extrêmement dur et résistant à la compression. Les contraintes in-situ sont très élevées. Des problèmes de contraintes excessives sont rencontrés fréquemment, spécialement à l'extrémité des chantiers où le roc est extrêmement fracturé. Le soutènement des galeries est fait avec du Swellex Standard dans la phase de développement, tandis que le renforcement du bout des chantiers est fait avec des Super Swellex de 3,7 m. Un cas intéressant concerne la répartition des contraintes dans le massif rocheux à certains moments de l'exploitation. Vers la fin de l'exploitation d'un chantier, lorsque le bout du pilier est assez fracturé pour que les contraintes migrent vers l'intérieur, le soutènement doit être ajusté pour tenir compte de cette charge supplémentaire et soudaine. Dans ce cas, bien que le soutènement de développement avec le Swellex Standard était suffisant au début de l'exploitation, vers la fin ce soutènement seul ne peut contenir ni la charge, ni le dégagement d'énergie causé par la mise en charge subite du roc. Il fut observé que les câbles d'ancrage ou les Super Swellex pouvaient contrôler ce problème, si la quantité de soutènement secondaire était adéquate. L'utilisation du grillage au toit est réalisée de façon systématique.

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Figure 5.13 Soutènement long par câbles, Super Swellex ou Dywidag pour un chantier longitudinal.

5.3.7.

Chantiers transversaux dans des terrains friables peu compétents

L'exemple de la Figure 5.14 décrit une application dans une mine québécoise située dans des terrains schisteux très peu compétents. Le soutènement primaire est fourni par des boulons à friction et des rebars à la résine de 2.1 m de longueur. Le soutènement secondaire est constitué de Super Swellex ou de câbles d'ancrage de 3.6 m de longueur. La performance observée, ainsi que la vitesse d'installation requise sont des facteurs qui influencent la décision de choisir des câbles ou des boulons à friction Super Swellex.

Figure 5.14 Exemple de soutènement d'un chantier transversal par longs boulons ou câbles.

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5.3.8.

Terrains lités très déformables

Figure 5.15 présente un soutènement typique utilisé dans des terrains lités subverticalement, schisteux et très déformables; le niveau de contraintes est souvent très élevé.

Figure 5.15 Exemple de soutènement dans des terrains lités qui se déforment beaucoup.

5.3.9.

Chantier dans des schistes très déformables et champ de contraintes très anisotrope

Le cas particulier présenté à la figure 5.16 est celui d'une galerie dans le minerai (court terme, environ 3 mois), dans un massif rocheux de schistes très déformables, soumis à un champ de contraintes très anisotrope causé par la proximité d'autres chantiers importants. Les déformations observées au toit, à l'éponte supérieure ainsi qu'au plancher de l'éponte inférieure témoignent du champ de contraintes orienté diagonalement à la galerie. Dans ce cas particulier, le soutènement utilisé aux murs et spécialement aux extrémités très sollicitées, est un soutènement qui permettra de suivre le terrain. Les boulons de surface sont des boulons à friction (Split Set ou Yielding Swellex), tandis que le soutènement en profondeur sera soit des câbles d'ancrage ou des Super Swellex, plus rapides à installer. La longueur du soutènement profond est de l'ordre de la portée de la galerie. Le toit est supporté par du soutènement plus rigide, tel que la rebar à la résine ou le Swellex de 2.1 mètres de longueur, car le but du boulonnage est surtout de supporter les dalles qui pourraient se former parallèlement au toit. Le toit est en effet dans une zone de compression et est plus ou moins gardé en place par les pressions induites.

σ1

σ1 Figure 5.16 Exemple de soutènement lourd dans des conditions fortement anisotropes et des terrains très déformables.

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5.3.10.

Soutènement des épontes par longs câbles d'ancrage

La Figure 5.17 présente un exemple d'application de câblage dans le cas d'un chantier coupe et remblai. L'éponte supérieure consiste en un schiste à séricite et chlorite recoupé de diaclases subhorizontales, ce qui rend l'ensemble relativement bloqueux. La longueur des câbles varie entre 4 et 12 mètres. Les câbles de longueur égale ou supérieure à 6 mètres sont des câbles doubles. Les câbles plus horizontaux ont surtout un effet de renforcement tandis que les câbles verticaux travaillent en plus en rétention et en suspension. La Figure 5.18 décrit le patron typique de câbles installés en éventail au toit d'un chantier ouvert à partir de galeries d'accès. La Figure 5.19 présente l'installation de câbles en éventail à partir d'une galerie à l'éponte supérieure et d'une galerie située à l'éponte inférieure; les sections de trous dans le minerai sont laissées sans câbles.

Figure 5.17 Exemple de soutènement de chantier coupe et remblai par longs câbles d'ancrage.

Figure 5.18 Exemples de soutènement d'un toit de chantier par longs câbles d'ancrage, d'après Fuller (1983).

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Figure 5.19 Exemple de soutènement d'éponte supérieure de chantier par longs câbles d'ancrage (Fuller, 1983).

5.3.11.

Soutènement d'excavations larges par câbles et bretelles (roof truss) ou élingues

La Figure 5.20 présente une application conventionnelle de soutènement par bretelle. L'ancrage du câble peut se faire par une cartouche de ciment, par de la résine ou par un boulon à friction (Split Set généralement ou Swellex). La plongée des ancrages recommandée est de l'ordre de 60 degrés, Birôn et Arioglu (1982), et la distance entre le trou et le premier support est d'environ 60 cm. L'ajustement de la pression sur le toit est réalisé par le coincement de poutres de bois. Les câbles devraient être prétensionnés à au moins 2 tonnes, Birôn et Arioglu (1982).

Figure 5.20 Bretelles de soutènement conventionnelles. La Figure 5.21 présente le système développé par Atlas Copco pour le soutènement par bretelle; le nom du produit est le SIRT (Swellex Integrated Roof Truss). Dans ce système, les poutres de bois sont remplacées par des boulons Swellex portant des supports recevant le câble, et les ancrages des extrémités sont remplacés par des supports conçus à cette fin.

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La Figure 5.22 donne un schéma détaillé de l'application de bretelle de toit avec des Split Set, Scott et Castle (1981).

Figure 5.21 Système de bretelles de toit développé par Atlas Copco.

Figure 5.22 Bretelle de soutènement utilisant des Split Set et des cartouches de ciment.

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5.3.12.

Pré-soutènement en galeries

Les schémas des figures 5.23 à 5.26 présentent quatre applications de pré-soutènement pour des galeries. Les deux premières sont des applications de soutènement de toit dans des terrains peu compétents, utilisant des Super Swellex de 3.7 mètres de longueur, tandis que la troisième sert à protéger les futurs murs d'une galerie planifiée et utilise des rebars scellées à la résine ou des Super Swellex. La dernière décrit le pré-renforcement d'un point de soutirage, Hoek et Brown (1980) utilisant des rebars à la résine.

Figure 5.23 Pré-soutènement d'une galerie d'accès dans des schistes à séricite et zone de faille, d'après Charette et Lessard (1997).

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Figure 5.24 Pré-soutènement d'une galerie de halage dans une zone de faille, d'après Charette et Lessard (1997).

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Figure 5.25 Pré-soutènement des murs d'une galerie préalablement à la prise d'un parement.

Figure 5.26 Pré-soutènement d'un point de soutirage, d'après Hoek et Brown (1980).

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5.3.13.

Applications de béton projeté

Le tableau suivant, traduit de Hoek et al. (1995) résume plusieurs recommandations d'application du béton projeté dans les mines. Tableau 5.2

Description du massif rocheux Roche métamorphique ou éruptive. État de contraintes faibles. Roche sédimentaire avec un état de contraintes faibles.

Résumé des applications recommandées du béton projeté dans les mines pour différents états de massif rocheux. Comportement du Support nécessaire Utilisation du béton projeté massif rocheux Pas d'effritement, Aucun. Aucun. d'écaillement ou de rupture.

Les surfaces de schiste, d'argile ou limoneuses peuvent s'imbiber d'eau suite au changement du degré d'humidité. Roche avec un seul La boue de faille plan de faille ou zone peut-être affaiblie de cisaillement. et érodée et peut causer des problèmes de stabilité au niveau de blocs adjacents.

Rendre étanche les parois pour éviter l'infiltration d'eau.

Appliquer 25 mm d'épaisseur de béton projeté homogène dès que possible après l'excavation. Réparer les dommages sur les parois dus à l'utilisation d'explosifs.

Prévoir l'installation de support en supplément au soutènement de base et réaliser l'étanchéité des parois au voisinage des failles et des zones de cisaillement.

Roche métamorphique massive ou éruptive soumise à des états de contraintes élevées.

Effritement et écaillement en surface avec possibilité d'effondrements.

Rétention des débris de roche et contrôle de la dilatation du massif rocheux.

Roche sédimentaire massive soumise à un état de contraintes élevées.

Effritement et écaillement en surface avec possibilité de rupture en compression dans l'ardoise et la roche tendre.

Rétention des débris de roche et contrôle de la compression.

Enlever le matériel instable jusqu'à une épaisseur égale à la largeur de la faille ou de la zone de cisaillement et sceller la zone à la roche adjacente. Un grillage peut être utilisé si nécessaire, temporairement pour éviter d'utiliser un support. Remplir les vides avec un béton projeté homogène. Étendre le béton projeté renforcé avec des fibres d'acier latéralement sur au moins la largeur de la zone de faille. Appliquer 50 mm de béton projeté sur un grillage ancré par des boulons, ou appliquer 50 mm de béton renforcé par des fibres d'acier sur la roche et installer des boulons avec plaques d'appui; puis appliquer un autre 25 mm de béton projeté. Étendre l'application du béton projeté jusqu'en bas des murs latéraux si nécessaire. Appliquer 75 mm de béton projeté renforcé avec des fibres, directement sur la roche nettoyée. Boulons ou rebars sont aussi requis pour du soutènement additionnel.

Applications standard 82

Description du massif rocheux Roche métamorphique ou éruptive avec quelques joints largement espacés. État de contraintes faibles. Roche sédimentaire avec quelques plans de stratification et joints. État de contraintes faibles.

Comportement du massif rocheux Danger possible de chute de roches ou glissement dû à la gravité. boutonnage ou un

Support nécessaire

Utilisation du béton projeté

Prendre des dispositions sur le soutènement avec en plus un câblage.

Appliquer 50 mm de béton projeté renforcé par des fibres d'acier, sur les surfaces de roche sur lesquelles les traces de joints sont visibles.

Danger possible de chute de roches ou glissement dû à la gravité. Les stratifications peuvent se détériorer avec le temps. Roche Ruptures métamorphique ou contrôlées par les éruptive jointée. État contraintes et de contraintes structuralement élevées. contrôlées autour des frontières ouvertes.

Prévoir l'installation de support en plus du boulonnage ou du câblage. Rendre étanches les stratifications visibles.

Appliquer 50 mm de béton projeté renforcé par des fibres d'acier sur la surface de la roche sur laquelle les traces des discontinuités sont visibles, avec une attention particulière pour les traces de stratification.

Rétention des débris de roche et contrôle de la dilatation du massif rocheux.

Roche sédimentaire stratifiée ou à joints. État de contraintes élevées.

Écaillage, effritement et risques de rupture en compression.

Contrôle de la rupture de la masse rocheuse.

Roche métamorphique ou éruptive avec une forte concentration de joints.

Effilochage de blocs prismatiques et de blocs définis par l'intersection

Prévention de l'évolution de l'effilochage.

Appliquer 75 mm de béton projeté sur un grillage ancré à des boulon avec plaques d'appui ou appliquer 75 mm de béton projeté renforcé par des fibres d'acier. Installer des boulons avec plaques d'appui et appliquer une seconde couche de 25 mm de béton projeté. Une épaisseur plus importante de béton est nécessaire aux endroits de fortes contraintes. Appliquer 75 mm de béton projeté renforcé de tiges d'acier sur la surface rocheuse nettoyée préalablement, cela dès que possible. Installer des boulons à plaques d'appui à travers le béton projeté puis appliquer 75 mm de béton projeté. Appliquer 50 mm de béton projeté renforcé par des fibres d'acier sur une surface propre, au niveau du toit de l'excavation. Boulons ou rebars

Roche sédimentaire stratifiée avec une forte concentration de joints. État de contraintes faibles.

Séparation des couches sur une large portée

des joints.

d'excavation et effilochage de la stratification sur les faces inclinées.

Contrôle des couches stratifiées et de l'effilochage.

peuvent être nécessaires pour un soutènement supplémentaire dans le cas de gros blocs. Boulons ou rebars sont nécessaires pour contrôler les couches de la stratification. Appliquer 75 mm de béton projeté renforcé par des tiges d'acier, sur les traces de stratification avant le boulonnage.

Applications standard 83

Description du massif rocheux Roche métamorphique ou éruptive avec une forte concentration joints, conglomérats. État de contraintes élevées.

Comportement du massif rocheux Compression et entrée en mode plastique du massif rocheux autour de l'ouverture.

Roche sédimentaire avec une forte concentration de joints, présence de surfaces recouvertes d'argile. État de contraintes élevées.

Compression et entrée en comportement plastique du massif rocheux autour de l'ouverture. Les roches riches en argile peuvent gonfler.

Contrôle de la rupture du massif rocheux ainsi que de sa dilatation.

Conditions de coups Effritement et de terrain modérées écaillage, coups de dans des roches terrain moyens. massives soumises des contraintes élevées.

Rétention des débris de roche et contrôle de la propagation de la rupture.

Support nécessaire Contrôle de la rupture et de la dilatation,

Utilisation du béton projeté Appliquer 100 mm de béton projeté renforcé par des fibres d'acier, dès que possible et installer des boulons avec plaques d'appui au travers du béton. Appliquer 50 mm de béton projeté supplémentaire si nécessaire. Entendre le soutènement jusqu'en bas des murs latéraux si nécessaire. Appliquer 50 mm de béton projeté renforcé par des fibres d'acier dès que possible. Installer un treillis de poutres ou un jeu de cintres d'acier, un radier contrefiché où cela est nécessaire, puis encore plus de béton projeté renforcé par des fibres d'acier pour couvrir le tout. Un étayage préliminaire ou du présoutènement est nécessaire pour stabiliser le front en avant de l'excavation. Des trous peuvent être faits dans le béton pour accomoder les mouvements qui résultent de la compression ou du gonflement. Le trou devra être rempli une fois l'ouverture stabilisée. Appliquer 50 à 100 mm de béton projeté par-dessus un maillage ou un enchevêtrement de câbles qui est fermement attaché à la roche au moyen de boulons déformables ou de câbles.

Contrôle de qualité de l'installation du soutènement 84

6 Contrôle de qualité de l'installation du soutènement 6.1. Installation du soutènement L'efficacité d'un design dépend dans un degré important de la qualité de son installation. Le guide multimédia sur les systèmes du boulonnage, Hadjigeorgiou et al. (1998) permet d'approfondir sur les étapes d'installation manuelle et mécanisée pour les types de boulons présentement populaires au Québec. L'installation pratique des câbles d'ancrage est présentée dans les travaux de Hutchinson et Diederichs (1996) et l'application du béton projeté dans les travaux de Norcad (1995).

6.2. Installation des boulons mécaniques et à friction Les boulons à ancrage mécanique peuvent être installés à l'aide d'une foreuse verticale fixe (stoper) ou d'une clé pneumatique. Il est aussi possible de mécaniser complètement l'installation des boulons à l'aide de boulonneuses montées sur pneumatique. La plage de valeur du couple de serrage est entre 135 et 230 N.m pour un boulon de 16 mm de diamètre. Les boulons de type Split - Set sont insérés à l'aide d'une foreuse à percussion dans les trous de forage. Divers adaptateurs sont disponibles pour l'insertion par foreuses portatives. Pour des galeries de faible hauteur, on suggère de forer les 50 premiers centimètres avec un plus grand diamètre, ce qui permettra une insertion plus facile du boulon. Le boulon de type Swellex est inséré dans un trou de forage puis gonflé par une pression d'eau de 30 MPa, à l'aide d'une pompe spéciale qui peut être reliée au circuit d'eau de la mine.

6.3. Installation des boulons à résine La méthode d'installation des boulons scellés à la résine ne varie que très peu d'un endroit à l'autre. La figure 6.1 présente les principales étapes de l'installation: a) Forer un trou de 25 à 35 mm de diamètre à la profondeur nécessaire, b) Insérer les cartouches de résine. Poser un bouchon pour garder les cartouches dans le trou (facultatif), c) Pousser le boulon à travers les cartouches jusqu'au fond du trou. Ne pas appuyer la plaque contre la paroi, d) Faire tourner le boulon pour la durée recommandée par le manufacturier (10 à 20 secondes), e) Appliquer toute la poussée de l'appareil sur la tête du boulon. Maintenir en place de 20 à 30 secondes. Relâcher, f) L'installation du boulon scellé sur toute la longueur est complétée. Il est possible de mettre en tension les boulons scellés à la résine en utilisant une cartouche à temps de prise rapide (30 secondes) en fond de trou et en complétant avec des cartouches à temps de prise plus lent (5 minutes). Une tige ayant une extrémité filetée doit être utilisée, de même qu'une plaque d'appui et l'on applique une rotation initiale pour mélanger la résine, puis le serrage est effectué dans un deuxième temps. La vérification de la longueur de scellement requise se fait à partir de la capacité d'ancrage à obtenir et du facteur d'adhérence du boulon, Tableau 6.1. Le facteur d'adhérence est fonction des diamètres respectifs du boulon et du trou ainsi que de la qualité des terrains.

Contrôle de qualité de l'installation du soutènement 85

Figure 6.1 Procédure d'installation des boulons scellés à la résine, d'après Karabin et al. (1976). Tableau 6.1

NC =

Vérification de la longueur du scellement.

Lmin imum Lsce

L=F×A

Légende :

L = longueur de scellement F = charge d’arrachement désirée (tonnes métriques)

N C = nombre de cartouche A = facteur d’adhérence (cm/tonne) la longueur de scellement d’une cartouche

Lsce = longueur descellement dune cartouche Les fabricants fournissent des abaques pour évaluer les facteurs d'adhérence, le temps de prise et la variation de résistance pour leurs résines. Ils fournissent aussi des tableaux et abaques pour évaluer la longueur scellée selon les diamètres du trou, de la tige et de la cartouche de résine. Il est possible d'introduire un facteur de sécurité dans la longueur scellée, spécialement dans le cas de roches très fracturées. Cependant, avec des roches peu fracturées et relativement résistantes (plus de 100 MPa en compression uniaxiale), le facteur d'adhérence s'asymptotise et le surplus de scellement n'ajoute pas à la résistance à l'arrachement. La longueur scellée doit être supérieure ou égale à 180 mm. Il faudrait toujours vérifier si la longueur scellée est adéquate par des tests d'arrachement de boulon sur un essai pilote ou un prototype du système de soutènement désiré.

Contrôle de qualité de l'installation du soutènement 86

6.4. Installation de boulons scellés au coulis de ciment II est essentiel de conserver un rapport eau/ciment le plus près possible de 0.4. De plus, il est préférable d'utiliser une pompe assez puissante pour permettre un pompage relativement aisé et, surtout, efficace. Quoique l'utilisation d'un mortier (ciment et sable) augmente la résistance à l'arrachement des barres, il est beaucoup plus difficile à pomper et nécessite l'emploi d'une pompe plus puissante. De plus, il est aussi important de vérifier la compatibilité des plastifiants et adjuvants avec le ciment utilisé. L'évaluation de la longueur d'ancrage "L" recommandée pour une barre crénelée peut se faire selon une des deux méthodes présentées dans le Tableau 6.2. En général, la longueur L obtenue par la méthode de Ballivy (1986) est environ deux fois plus courte que celle obtenue par la méthode de Brown (1970), ce qui confirme que cette dernière tient compte d'un facteur de sécurité de l'ordre de 2. Tableau 6.2

Vérification de la longueur d'ancrage.

Méthode de Brown

Méthode de Ballivy

C TπD

Roche saine: L = 30 diamètres de la barre

L=

Roche fissurée: L = 40 diamètres de la barre

T = 0.17 f C

limite inférieure

Roche altérée: L = 60 diamètres de la barre

T = 0.5 f C

moyenne

Cette méthode inclue un facteur de sécurité de l'ordre de 2 à 3.

Légende:

L = longueur d'ancrage (m) C = charge de rupture (N) D = diamètre du trou de forage (mm)

T = résistance d'adhérence à l'interface coulis roche (kPa) f C = résistance en compression du coulis de ciment ou de la roche encaissante (la plus faible des deux valeurs) en kPa.

6.5. Installation des câbles d'ancrage Nickson (1993), ainsi que Hutchinson et Diederichs (1995) présentent les principales méthodes d'installation de câbles d'ancrage. On résume les quatre approches dans les Figures 6.2 à 6.5. Deux méthodes principales existent afin d'ancrer les câbles d'acier dans les trous de forage en attendant la mise en place et la prise du coulis de ciment. La méthode plus populaire et l'utilisation de filins repliés, Figure 6.6. Les plaques d'acier en croix sont aussi utilisées. Gagnon (1983) propose l'utilisation d'un bouchon pour cimenter les trous de mine, Figure 6.7.

Contrôle de qualité de l'installation du soutènement 87

Figure 6.2 Tube d'évent et tube d'injection pour cimenter le trou de mine, d'après Hutchinson et Diederichs (1996).

Figure 6.3 Cimentation à l'aide d'un tube d'injection seulement, d'après Hutchinson et Diederichs (1996).

Contrôle de qualité de l'installation du soutènement 88

Figure 6.4 Cimentation en retirant le tube d'injection d'après Hutchinson et Diederichs (1996).

Figure 6.5 Le câble est inséré après que le trou ait été cimenté, d'après Hutchinson et Diederichs (1996).

Contrôle de qualité de l'installation du soutènement 89

Figure 6.6 Ancres pour retenir le câble dans le trou de mine.

Figure 6.7 Bouchon pour cimenter les trous de mine, d'après Gagnon (1983).

Contrôle de qualité de l'installation du soutènement 90

Une performance optimale des câbles d'ancrage requiert un coulis de ciment de bonne qualité qui, à son tour, est fonction du rapport eau - ciment utilisé. La valeur idéale de ce rapport est entre 0.35 et 0.40. Hutchinson et Diederichs ont synthétisé l'information sur le rapport eau/ciment à la Figure 6.8. Le choix d'un rapport eau/ciment a une influence majeure sur le choix de la méthode d'installation et sur la performance du système de soutènement. En pratique, on désire que le coulis de ciment soit une interface parfaite entre le massif rocheux et le câble. Plusieurs auteurs ont montré que le rapport eau ciment est un paramètre critique qui contrôle la résistance à l'arrachement des câbles.

Figure 6.8 Conseil pratique sur l'influence du rapport eau/ciment sur l'installation des câbles d'ancrage, d'après Hutchinson et Diederichs (1996). Hyett et al. (1992) ont proposé une classification visuelle pour caractériser la qualité du coulis, Tableau 6.3. Cette approche permet l'ajustement immédiat pendant l'installation d'ancrage.

Contrôle de qualité de l'installation du soutènement 91

Tableau 6.3 Rapport Eau/ciment

Caractérisation visuelle du coulis du ciment, d'après Hyett et al. (1992).

Caractéristiques à la sortie du boyau de scellement

< 0.30

En forme de saucisse sèche et rigide.

0.30

En forme de saucisse humide qui se désagrège avec le temps.

0.35

En forme de saucisse humide.

0.40

En forme de saucisse perdue immédiatement, s'écoule de façon visqueuse sous son propre poids pour prendre la forme d'une galette.

0.50

S'écoule facilement et éclabousse lors d'un impact avec le sol.

Caractéristiques lors de la manipulation La saucisse se fracture lorsqu'elle est pliée, scellement trop sec pour coller à la main, peut être roulé sous forme de boules. La saucisse est totalement flexible, le scellement colle à la main et est facilement roulé sous forme de boules humides et tendres. Le scellement colle facilement à la main même lorsque celle-ci est retournée vers le sol. Le scellement colle facilement à la main mais peut être agité librement.

Le scellement coule de la main sans agitation.

6.6. Application du béton projeté II existe deux techniques de mise en place du béton projeté: la projection par voie sèche, et celle par voie humide. Dans le premier cas, le béton est mélangé à sec et l'eau est ajoutée à l'extrémité de la lance. Pour le procédé par voie humide, le béton est mélangé avec l'eau et est ensuite pompé vers la lance. Lors de l'application du béton projeté, le lancier doit appliquer le béton en faisant un mouvement circulaire tout en demeurant le plus perpendiculaire possible par rapport à la surface. Les petits mouvements circulaires permettent une diminution des rebonds et assurent une plus grande homogénéité du béton.

Figure 6.9 Manipulation de la lance lors de la mise en place du béton projeté, d'après ACI 506R-90.

6.7. Contrôle de qualité de l'installation La qualité de l'installation du soutènement est le second paramètre critique régissant l'efficacité d'un système de soutènement, immédiatement après une conception adéquate. En effet, même si la conception réalisée est parfaite, une installation déficiente rendra le soutènement tout aussi déficient. Le sentiment de sécurité qu'il procure est alors dangereux, Les sections suivantes tentent de cerner la plupart des éléments importants qui contrôlent la qualité de l'installation du soutènement sans

Contrôle de qualité de l'installation du soutènement 92

empiéter sur les éléments de conception; on s'attardera à définir les éléments qui permettront une installation adéquate des boulons d'ancrage, des câbles et du béton projeté. L'information est scindée en plusieurs paliers; on débute par les éléments généraux applicables à la plupart des types de boulons. Puis, chaque type de soutènement particulier est revu à la lumière d'éléments de contrôle spécifiques; les câbles d'ancrage et le béton projeté sont traités individuellement, tout comme chaque type de boulon considéré dans cet ouvrage. À la fin du chapitre, on présente la méthodologie détaillée du contrôle du couple d'installation des boulons mécaniques ou des rebars à tête filetée, ainsi qu'une méthodologie des essais d'arrachement. Finalement, un tableau synthèse des paramètres d'installation des câbles d'ancrage termine le chapitre.

6.8. Définition des longueurs d'ancrage La connaissance de la longueur réelle insérée d'un boulon d'ancrage est importante lorsque l'on doit vérifier si les trous sont de longueur adéquate, ou si l'équipement est bien adapté à la longueur réelle du boulon. Le tableau 6.4 présente les longueurs insérées actives des principaux types de boulons d'ancrage. Tableau 6.4

Longueur supportée pour différents types de boulon.

Type de boulon

Longueur supportée

Boulon mécanique Rebar à la résine Split Set Swellex

Longueur supportée = longueur boulon - (2 - 10 centimètres) Longueur supportée = longueur boulon - longueur hors trou (5-10 centimètres) Longueur supportée = longueur boulon - 2 centimètres Longueur supportée = longueur boulon -12 centimètres

6.9. Éléments généraux pour les boulons d'ancrage Les éléments généraux sont similaires pour tous les types de boulons. Ils sont aussi les éléments les plus reliés à la conception même du système de soutènement, et font référence directement aux devis de contrôle des terrains produits à la mine. On parle principalement de paramètres géométriques, de compatibilité boulon - accessoires et de conditions de terrain affectant la qualité de l'installation prescrite. L'eau interstitielle est une de ces conditions de terrain qui peuvent réduire de beaucoup l'efficacité du soutènement; présente sous forme de veine d'eau pressurisée, elle peut diluer ou laver le coulis de ciment des câbles ou des barres d'ancrage, empêcher le mélange requis de la résine, nuire au forage, amener une corrosion accélérée, etc. Lors de l'installation des boulons, on devra garder l'angle entre les boulons et les discontinuités, supérieur à 45° si possible, Figure 6.10.

Figure 6.10 Orientation des boulons lors de l'installation, d'après Choquet (1987).

Contrôle de qualité de l'installation du soutènement 93

La Figure 6.11 présente plusieurs cas d'installation de boulons à roc. Dans le cas A, il y a une possibilité que la plaque se déforme et que le boulon perde sa tension. Les situations B et D montrent des exemples où les plaques sont bien en contact avec la paroi. Dans les cas C et E on constate que l'inclinaison est supérieure à 10° Dans ces conditions, il est bien probable que l'on ait une réduction de la tension réelle.

Figure 6.11 Exemple d'après Schach et al. (1979). Il y a plusieurs éléments du contrôle de qualité de l'installation du soutènement qui sont communs à tous les types de boulons. Les valeurs d'espacement entre les boulons doivent rester à l'intérieur des limites acceptables dictées par le devis de soutènement. Même si le nombre de boulons par mètre de galerie est le même, on doit être attentif à ne pas laisser de trop grands espacements entre les boulons; ce faisant on risquerait de créer une concentration de charges sur certains boulons, ce qui pourrait amener un point de faiblesse dans le système de soutènement. De la même façon, si, dans un terrain très déformable, le patron du devis vise à contrôler la déformation, une concentration de boulons à un endroit donné créera un point de rigidité plus élevée, concentrant les contraintes à cet endroit particulier. L'angle de pose des boulons est aussi un paramètre général d'un système de boulonnage. Cet angle doit demeurer dans les limites de compatibilité des boulons et des accessoires: soit 5-10° pour les plaques plates et écrous normaux, 10° pour les plaques bombées et écrous en dôme et 20° pour le Swellex et la plaque ajustée. L'angle de pose doit aussi être en accord avec les spécifications du devis, et tenir compte des structures géologiques et de la proximité de faces libres. Les boulons doivent, autant que possible, être installés perpendiculairement aux structures géologiques; c'est pour cette raison que l'utilisation du boulon mécanique dans les toits des terrains lités ou schisteux verticalement n'est pas recommandable. Il faut vérifier la dimension et le type des plaques d'appui utilisées, ainsi que vérifier le type d'écrou utilisé. Pour les traverses métalliques, le treillis, etc. il faut s'assurer que leur type et leur installation correspondent aux exigences du devis. La présence d'eau sous pression risque d'affecter l'efficacité des câbles d'ancrage et des rebars au ciment, ainsi que le mélange adéquat de la résine. On devrait donc prévoir des procédures d'installation ou de choix de soutènement qui tiennent compte de la présence d'eau. La position du boulon sur la paroi vise à une répartition optimale de la pression de soutènement et de la capacité de soutènement du système. Il est donc important que le devis soit respecté le plus possible; si des blocs de roc individuels demandent un support plus localisé, il suffit d'ajouter des boulons supplémentaires. Il est primordial de bien écailler le terrain avant de débuter l'installation du soutènement. Les principes de sécurité pour l'écaillage du terrain, présentés au Tableau 6.5, sont inspirés de l'expérience dans les mines du Québec.

Contrôle de qualité de l'installation du soutènement 94

Tableau 6.5 • • • • • • • • •

Principes de sécurité pour l'écaillage du terrain.

Principes de sécurité Utiliser des barres à écailler de longueurs appropriées aux besoins et aux règlements. S'assurer que le milieu n'est pas bruyant durant l'écaillage. Se tenir sur une surface solide, aussi régulière que possible et bien dégagée. Prévoir espace libre derrière soi pour pouvoir reculer rapidement. Voir à ce que la roche dégagée tombe de façon à ne pas rebondir sur soi, ses compagnons ou sur l'équipement. Écailler le terrain à partir du bon et en allant vers le mauvais. Être conscient qu'une roche peut tomber dès le premier contact avec une barre. Les équipements motorisés utilisés comme plate-forme de travail doivent être munis de dispositifs adéquats pour assurer la sécurité du personnel. L'utilisation d'un marteau de forage n'est pas recommandée car elle amène une dégradation importante de la surface rocheuse. Maintenir des conditions générales sécuritaires à son poste de travail.

Par la suite lors de l'installation du soutènement, les mêmes principes généraux restent applicables; l'utilisation d'équipements adéquats, les espaces de dégagement, la progression du bon terrain au mauvais, etc. sont tout aussi valables pour le soutènement.

6.10. Éléments spécifiques Les tableaux 6.6 à 6.11 résument les éléments de contrôle de qualité spécifiques aux types de soutènement traités dans le présent ouvrage.

Contrôle de qualité de l'installation du soutènement 95

Tableau 6.6 Angle de pose

Tension

Couple de serrage

Diamètre des trous

Type de coquille

Condition des coquilles, filets, etc. Équipement d'installation

Eau Rupture prématurée boulons

de

Longueur des trous

Installation des boulons mécaniques.

Pour le boulon mécanique, cet élément est le plus critique. Un angle de pose qui s'éloigne de 90 degrés par rapport à la paroi va réduire dramatiquement la tensiontransmise au boulon durant le tensionnement. Ainsi, plus l'angle s'éloigne de la normale à la paroi, et plus la capacité du boulon est réduite. Angle de pose recommandé: 85-90 degrés avec plaque plate et écrou normal. 80-90 degrés avec plaque bombée et écrou en dôme. La valeur de tension d'installation recommandée par le manufacturier est d'environ 80% de la limite élastique de l'acier. Même dans les meilleures conditions, il n'est pas possible d'atteindre cette valeur à l'aide d'un marteau pneumatique manuel {stoper). Si le boulon mécanique est installé à une valeur de tension inférieure à 50% de sa limite élastique, on court le risque de voir la coquille glisser lors d'un mouvement du roc. Le couple de serrage d'un boulon, mesuré à l'aide d'une clé dynamométrique, peut permettre d'évaluer la tension dans le boulon; toutefois, selon l'angle d'installation du boulon et la condition de la plaque et de l'écrou, la relation entre le couple de serrage et la tension appliquée au boulon varie beaucoup. Il est recommandé d'installer le boulon le plus perpendiculairement à la plaque pour maximiser la tension dans le boulon. La situation idéale est d'avoir des boulons le plus perpendiculaire possible à la paroi, et tous serrés à une valeur de couple à peu près semblable. Ceci évitera des valeurs de couple, et de tension, trop faibles (glissement de la coquille) ou trop élevées (bris prématuré). À titre d'exemple, le Ministère du Travail de l'Ontario donne la valeur de 150 livres-pied pour le couple minimal de serrage des boulons mécaniques 5/8 po. Cette valeur ne peut généralement être atteinte à l'aide d'un marteau pneumatique (stoper ou jackieg) et une telle valeur oblige à utiliser une clé à impact ou un équipement de boutonnage mécanisé. Le diamètre des trous doit absolument se situer dans la plage de valeur recommandée par le manufacturier. On devrait se référer à la section sur les fiches techniques pour déterminer le diamètre approprié. Si le diamètre foré est hors de la plage recommandée, on doit absolument changer le diamètre des forets ou la coquille. Les coquilles ne présentent pas toutes les même capacités d'ancrage dans différents typas de roches. Il est toujours préférable de faire un test avec différents types de coquilles. Toutefois, l'expérience dans les mines québécoises permet de suggérer le type FLF. faut vérifier si les filets sont propres et exempts de rouille. On fait de même pour les coquilles. De plus, l'anneau de plastique doit être enlevé avant d'insérer la coquille dans le trou. Les équipements suivants sont recommandés : clé à impact, stoper en bon état, installation mécanisée. De façon générale, il n'est pas recommandé d'utiliser un marteau de type jackleg. On doit vérifier si l'outil utilisé pour le serrage de l'écrou permet d'enlever l'effet de percussion du marteau. Si de l'eau est présente, il est recommandé de faire une analyse d'eau pour évaluer ses propriétés chimiques et son action corrosive sur l'acier des boulons. Une rupture des boulons peut indiquer un problème d'installation. Un angle de pose inadéquat, un dommage aux plaques lois du serrage ou une corrosion accélérée peuvent causer une rupture prématurée du boulon. On devra donc vérifier si les devis sont respectés ou si les spécifications sont compatibles aux conditions de terrain. Si le trou est trop court, la coquille ne pourra pas être serrée correctement.

Contrôle de qualité de l'installation du soutènement 96

Tableau 6.7 Angle de pose

Tension

Couple de serrage

Diamètre des trous

Longueur des trous

Condition de la surface du boulon, des filets, etc. Équipement d'installation Eau

Rupture prématurée de boulons ou chute de terrain Résine

Installation

Condition des trous

Installation des boulons scellés à la résine (rebar).

L'angle de pose doit être similaire à ce qui est suggéré dans le devis. Cet angle doit généralement tenir compte de l'orientation des structures géologiques, de façon à recouper les structures majeures le plus perpendiculairement possible. Cependant, des conditions locales non prévues peuvent amener un changement de l'angle de pose du boulon; ces possibilités doivent être explorées au préalable dans les modules de formation du personnel. La tension dans le boulon est surtout nécessaire lorsque l'on désire que la plaque d'appui exerce un confinement du roc au collet du trou, ou bien lorsque l'on désire que la barre soit mise en tension à l'intérieur de la résine (prise lente) . Un angle de pose près de la normale à la paroi et un couple de serrage adéquat sont dès lors nécessaires, et des accessoires appropriés doivent être utilisés. La tension requise selon le manufacturier n'est généralement atteinte qu'à l'aide d'une clé à impact ou à l'aide d'un équipement de boulonnage mécanisé. Le couple de serrage approprié pour atteindre la tension recommandée varie selon l'angle de pose du boulon. De plus, le couple de serrage doit refléter une tension uniforme dans le patron de soutènement. Le diamètre des trous affecte la rigidité du soutènement, ainsi que la résistance ultime à l'arrachement. Un diamètre beaucoup trop grand ou trop petit risque d'amener un mauvais mélange de la résine. Le diamètre recommandé varie entre 32 et 35 mm pour des barres de 20 et 22 mm respectivement. Puisque la quantité de résine nécessaire est fonction des volumes respectifs pris par la barre et la résine, la longueur du trou doit être contrôlée avec précision ; on s'assurera d'un scellement adéquat et on minimisera la perte en résine. Il faut s'assurer que le boulon est propre, et que les filets sont propres et exempts de rouille tête filetée. L'équipement utilisé doit être capable de permettre un mélange complet de la résine, ainsi que la mise en tension de la tête du boulon (prétensionnement de la rebar). Le temps et la vitesse de rotation doivent être pris en considération. Une pression ou un débit d'eau importants peuvent nuire à l'installation du boulon. De plus, une eau aux propriétés corrosives aura un impact très négatif sur la durée de vie de la plaque et de la tête du boulon. La rupture prématurée peut indiquer une installation inadéquate : angle de pose trop aigu, mise en tension originale non adaptée aux déformations du terrain, absence de résine à certains endroits le long du boulon, etc. II faut vérifier le type utilisé, l'âge, la condition de la résine (fraîche, pas durcie, etc.), ainsi que la température des cartouches lors de l'installation. Il est important de vérifier les lieux d'entreposage (soleil, chaleur, etc.). Il est bon de mesurer régulièrement le temps de prise, le temps d'installation et de mise en tension. Il faut aussi s'assurer de la présence de résine au collet après l'installation. Il est important de vérifier de combien la tête dépasse de la paroi. Dans les endroits avec trafic important, il est préférable d'utiliser un boulon à tête forgée (tensionnement non possible) sur les murs, pour éviter l'accrochage par l'équipement, à moins que l'on ajoute du béton projeté par la suite. Si les trous sont déphasés, si des failles ou cisaillements sont visibles et peuvent amener la perte de la résine, on devra s'assurer que l'ancrage sera quand même adéquat. Un test d'arrachement et un trou d'auscultation pourront permettre de vérifier si l'opération est un succès ou non.

Contrôle de qualité de l'installation du soutènement 97

Tableau 6.8 Insertion complète dans le trou

Fonctionnement de la pompe

Diamètre des trous

Eau

Condition des trous

Angle de pose et position de la face

Installation avec grillage et traverses de soutènement

Installation des boulons Swellex.

Le boulon Swellex doit être inséré complètement dans le trou de forage. Parce que le gonflement est moins prononcé sur les 4 premiers centimètres de boulon qui suivent la tête, le boulon ne met que peu de pression sur le roc à cet endroit. Toutefois, si le boulon est partiellement inséré, il appliquera la pression complète sur le collet, risquant ainsi la fracturation du roc au collet. La pompe utilisée pour gonfler les boulons Swellex (Standard ou Super) doit fournir entre 295 et 300 bars de pression d'eau. Il est important que la pression de gonflement soit entre ces valeurs, parce qu'une pression plus faible n'amènera pas le gonflement complet du boulon et réduira sa capacité d'ancrage et son effet de confinement, tandis qu'une pression beaucoup plus élevée pourra amener la rupture du boulon le long des surfaces repliées du profil. Une perte d'eau est aussi un signe d'un fonctionnement non adéquat du système de gonflement; un écoulement au mandrin est généralement causé par des rondelles d'étanchéité endommagées ou usées ou une fuite dans le boulon, tandis qu'un écoulement autour des joints indique que ceux-ci doivent être resserrés. Si la pompe fonctionne sans que la poignée soit pressée, cela indique une perte dans le système hydraulique interne de la pompe et celle-ci doit être réparée. Le boulon Swellex est peu sensible au diamètre du trou de forage, et pour autant que le diamètre du trou reste dans la plage de valeurs recommandée par le manufacturier, la performance d'ancrage minimale permet d'atteindre la limite de rupture de l'acier avec une faible longueur d'ancrage. Cependant, il est recommandé d'effectuer des essais pour évaluer la performance réelle en fonction du diamètre du trou et du type de roc; généralement, dans du roc déformable, un diamètre dans la plage inférieure est recommandé, tandis que dans le roc très dur, il est préférable d'utiliser le diamètre le plus près de la limite supérieure. Toute présence d'eau devra être notée. L'eau devrait être analysée. En effet, tout boulon de type friction, incluant le Split Set, est plus sensible à la corrosion causée par l'eau interstitielle, et une eau agressive demande un boulon protégé contre la corrosion si la durée de l'application dépasse la durée de vie efficace du boulon dans ces conditions. Si les trous sont très déphasés, il pourra être difficile d'insérer le Swellex. Dans de telles conditions, il est préférable d'insérer le boulon le plus tôt possible après le forage, et de minimiser le nettoyage du trou qui accroît le diamètre dans les zones fracturées. Une réduction de la pression de l'eau de forage est recommandée lors du forage dans des zones très fracturées ou avec présence d'argile ou de boue. Puisque le boulon Swellex applique une forte pression radiale à l'intérieur du trou de forage, il est important que l'angle de pose soit autant que possible tel que spécifié dans le devis d'installation. De plus, la proximité d'une face libre peut potentiellement amener des problèmes de stabilité locaux; ces cas spécifiques doivent être adressés dans le devis ou dans les procédures de soutènement de la mine. Lorsque les Sweliex sont installés avec du grillage ou des traverses, il est important d'utiliser l'outil développé pour insérer totalement le Swellex dans le trou de forage. Si le Swellex est partiellement sorti, le risque que le roc soit fracturé au collet lors du gonflement s'accroît beaucoup.

Contrôle de qualité de l'installation du soutènement 98

Tableau 6.9 Diamètre du trou

Condition du trou Temps d'insertion

Dimension de l'excavation Équipement utilisé

Installation des boulons Split Set ou de type tabulaire fendu.

Ce paramètre est le plus important pour assurer l'efficacité du Split Set. Le trou doit être à l'intérieur des limites prescrites pour assurer la capacité d'ancrage promise par le manufacturier. Si le trou est plus grand, le boulon aura une très faible capacité d'ancrage, tandis que si le trou est trop petit, le Split Set pourra être endommagé ou même impossible à insérer. Le diamètre optimal du foret à utiliser dépendra aussi du type de roc, et du type de foret. Si les trous sont déphasés, suite au cisaillement d'une diaclase, il pourra être impossible d'insérer le Split Set à cet endroit particulier. La vérification du temps d'insertion est un moyen permettant d'évaluer si la dimension du trou est adéquate. L'usure du foret doit être contrôlée régulièrement si la dimension usée est trop petite, ou la dimension neuve est trop grande. Il peut être très difficile ou même impossible d'insérer le Split Set au toit si la dimension de l'excavation est inférieure à la dimension du Split Set plus 1,2 m. La hauteur de la plate-forme utilisée doit être compatible avec la dimension de l'excavation et la longueur du Split Set utilisé. Ingersoll Rand fournissait autrefois un outil pour l'insertion du Split Set dans des conditions de faible dégagement, mais cet outil fut banni aux États-Unis par raison de sécurité. La création d'un outil maison comporte les mêmes risques de fragilisation de l'outil et de rupture subite pouvant causer des blessures, et n'est pas recommandée. Tableau 6.10

Conditions d'entreposage (béton à sec) Conditions de transport (béton mouillé) Avant la projection

Pour le béton à voie sèche, les conditions d'entreposage devraient être connues et contrôlées (température, humidité, etc.). Pour le béton à voie humide, il faut vérifier le temps de transport, vérifier la température du béton durant et à la fin du transport. Il est important de s'assurer que l'équipement de transport est adéquat, et de savoir s'il y a eu ajout d'eau durant le transport Il faut vérifier la méthode d'installation. •

Après la projection

Application du béton projeté.

lavage, écaillage, surface propre et mouillée

• grillage adéquat, vides potentiels derrière le béton. Il faut mesurer le temps d'attente à l'équipement de projection (si trop long, le béton a probablement nécessité l'ajout d'eau; il faut alors vérifier si il y a eu un ajout d'eau avant la projection, II est important de vérifier l'affaissement du béton avant d'autoriser la projection II faut s'assurer que le béton colle à la paroi, et qu'il n'est pas trop liquide. Il faut aussi vérifier si de l'accélérateur est nécessaire, ou si celui utilisé est adéquat. Le temps de durcissement devrait être vérifié. Et finalement, on doit s'assurer que la dureté en surface est acceptable, après durcissement

Beaupré et al. (1995) proposent que le contrôle de la qualité du béton projeté en place soit effectué principalement avec la méthode du marteau Schmidt. Cette méthode a plusieurs avantages: l'utilisation du marteau Schmidt est rapide, facile à utiliser, l'équipement est compact et facilement transportable. L'équipement ne coûte pas cher. En pratique on peut utiliser le marteau Schmidt pour faire des tests sur le béton projeté en place à tous les deux mètres. Après avoir fait 10 à 15 tests, on détermine la moyenne. Pour toute surface ayant une valeur en dessous de la résistance désirée, du béton projeté peut-être appliqué de nouveau. Tableau 6.11

Résistances en compression minimum exigées pour le soutènement souterrain par béton projeté, d'après Swannel (1993).

Contrôle de qualité de l'installation du soutènement 99

Durée 1-10 minutes 3-30 minutes 8 heures 1 jour 3 jours 7 jours 28 jours

Résistance Prise initiale Prise finale 1-4 MPa 5-7 MPa 10 MPa 30 MPa 40 MPa

Le rebondissement dépend de la granulométrie des agrégats inclus dans le mélange, du rapport eau/ciment, de la vitesse de sortie, du débit à la sortie, de l'angle de projection et de la distance d'impact. Normalement le béton projeté quitte la buse de sortie à une très grande vitesse. Quand il frappe la surface, située à 1 m, un pourcentage considérable de matériel rebondit. Le rebondissement représente 10 à 50% du matériel qui sort de la lance, et il peut varier selon la surface projetée. Les pertes par rebond sont évaluées au Tableau 6.12. Tableau 6.12 Surface Plancher toit Mur vertical

Pourcentage de rebondissement Pourcentage de rebondissement Voie sèche

Voie humide

5-15 25-50 15-25

0-5 10-20 5-10

L'application de béton projeté avec le grillage est sujette à des problèmes pratiques. À la Figure 6.12, on constate deux zones problématiques. Dans la zone 1 il y a une accumulation de fragments libres sur le grillage. Le résultat est la création de vides derrière la couverture de béton projeté. Dans la zone 2, le grillage n'est pas bien appuyé sur le roc. Dans ce cas l'adhérence du béton sera problématique.

Figure 6.12 Problèmes associés avec l'application du béton projeté, d'après Norcad (1995).

Contrôle de qualité de l'installation du soutènement 100

Figure 6.13 Concordance entre le béton projeté et la paroi rocheuse, pour le béton projeté renforcé de grillage et celui renforcé de fibres métalliques, d'après Vandewalle (1998). Vandewalle (1998) suggère qu'un avantage important du béton projeté renforcé de fibres est la possibilité d'éliminer le grillage. En plus, avec le béton projeté renforcé de fibres il est plus facile de suivre le contour de la paroi et d'éviter la création de vides et le remplissage de l'espace en arrière du grillage, Figure 6.13. Le béton projeté renforcé de fibres d'acier est de plus en plus populaire. La Figure 6.14 compare la résistance en flexion du béton projeté renforcé de grillage et celle du béton projeté renforcé de fibres d'acier. On peut remarquer la courbe charge - déformation de chacun. Ces résultats suggèrent que les fibres peuvent avantageusement remplacer le grillage.

Figure 6.14 Comparaison entre le béton projeté renforcé de fibres et celui renforcé à l'aide d'un treillis, d'après Vandewalle (1998).

Contrôle de qualité de l'installation du soutènement 101

Tableau 6.14

Installation des câbles d'ancrage.

Type de câble Plaques et bandes Eau dans le trou

II faut s'assurer que le type est conforme au devis. Il faut s'assurer que les accessoires sont conformes au devis. Si de l'eau est présente dans le trou avant l'injection de ciment, il faut absolument nettoyer le trou des débris et du surplus d'eau. Propreté des câbles Il est évidemment difficile de garder des câbles d'ancrage propres lorsqu'ils sont manipulés sous terre. Toutefois, un minimum de propreté est requis pour s'assurer que l'adhésion du câble dans le ciment sera adéquate. il faudra noter la présence de graisse, de rouille, de beaucoup de saleté. Type de pompe Il faut vérifier que le type de pompe utilisé sera capable de réaliser l'injection. Entre autres, il faut vérifier la capacité statique de la pompe, et s'assurer que la pompe peut prendre la viscosité requise du mélange. Fonctionnement de Il faut absolument vérifier si la pompe fonctionne bien. On s'assurera que la la pompe pompe et le reste de l'équipement soient nettoyés après la dernière utilisation. Consistance du On devrait vérifier le nombre de sacs utilisés. Sur place, on devrait vérifier la ciment consistance lors de l'installation; s'assurer que le rapport eau/ciment requis est respecté, et qu'il est gardé constant durant l'injection. Vérifier la Il est préférable de s'assurer que la performance est réaliste, et vérifier le performance nombre de sacs utilisés. rapportée Diamètre des trous Le diamètre des trous doit être vérifié pour atteindre la performance optimale avec le type de câble utilisé. Procédure Pour s'assurer d'une bonne procédure d'injection, on peut vérifier s'il reste de d'injection l'eau dans le trou, si le reniflard est en place, si on voit du ciment au collet après l'injection. Il faut s'assurer que le ciment reste dans le trou (bouchon adéquat?) Sinon, il faut évaluer quelle quantité est perdue? Longueur des Il est important de vérifier la longueur des câbles hors trou immédiatement câbles vs trous après l'installation, de façon à s'assurer que les trous sont de longueur requise; si des câbles plus longs ont été installés, des câbles trop courts pourraient avoir été installés ailleurs. Le contrôle des longueurs permet aussi de minimiser le gaspillage de câble. Installation et mise Il faut vérifier la méthode d'installation des cabte-grips, et la méthode de mise en en tension tension. Performance et La performance et la procédure générale doivent être vérifiées par des essais procédure générale d'arrachement réalisés sur des câbles de longueur réduite. Cette procédure peut être répétée aussi souvent que l'on soupçonne des câbles d'avoir été installés de façon inadéquate; cependant, cet essai n'est pas infaillible car une faible longueur de câble bien cimentée au collet pourra donner une bonne performance d'arrachement même si le reste du trou est inefficace. Une formation adéquate et une vérification systématique sont les actions les plus efficaces pour obtenir une performance optimale.

6.11. Méthode suggérée pour déterminer la tension dans un boulon d'ancrage avec une clé dynamométrique La méthode suggérée ici reprend les étapes principales proposées par la Société Internationale de Mécanique des Roches, ISRM (1981), et peut être utilisée pour vérifier si une traction spécifique est réellement appliquée lors de l'installation du boulon à roc, ou pour estimer la perte de tension dans un boulon déjà installé. L'évaluation de la tension, ou à tout le moins, du couple de serrage d'un boulon avec une tête filetée est recommandée pour le contrôle de qualité peu de temps après l'installation seulement, lorsque les parties du boulon et les accessoires sont exempts de rouille et de corrosion. Il n'est pas du tout recommandé de réaliser ce genre d'essai sur de vieux boulons. Si on doit absolument utiliser cette méthode pour vérifier des zones de soutènement âgé, il est préférable de ne pas dépasser une valeur de couple de serrage de l'ordre de 135 N.m (100 livres-pied); cette valeur de couple, tirée de l'expérience des auteurs, est un critère raisonnable qui limite les risques de rupture d'un vieux boulon rouillé ou très sollicité, et des risques d'accidents qui découlent du serrage d'un tel boulon, sans pour autant les éliminer.

Contrôle de qualité de l'installation du soutènement 102

6.11.1.

Appareil utilisé

Une clé dynamométrique, préférablement munie d'un indicateur de couple maximum appliqué, capable de donner des résultats reproductibles à l'intérieur d'une «limite» de 5%, sur toute la plage des couples applicables avec la clé. La clé doit être munie des bons adaptateurs pour la tête des boulons, devrait être utilisée uniquement comme outil de contrôle, et devrait être entreposée avec sa charte de calibrage dans un endroit sec pour en préserver sa précision. L'équipement pour calibrer la clé, Figure 6.15, comprends une tête de boulon fixe, un jeu de poids et plateau, et un ruban à mesurer.

Figure 6.15 Appareillage et procédure de calibrage de la clé dynamométrique, d'après ISRM (1981). L'équipement pour déterminer la relation entre la tension et le couple, Figure 6.16 sur un ensemble boulon - plaque installé comme en pratique, comprend un vérin hydraulique avec une pompe (manuelle) et un indicateur de pression, ou une cellule de charge. La tension devrait être mesurée avec une précision supérieure à 5% du maximum atteint durant le test.

Figure 6.16 Calibrage entre la lecture de la clé dynamométrique et la tension dans un boulon à roc, d'après ISRM (1981).

Contrôle de qualité de l'installation du soutènement 103

6.11.2.

Procédure de calibrage

Calibrage de la clé dynamométrique: Gardant la clé à l'horizontale, le mandrin de la clé est placé sur une tête de boulon fixe. Un plateau avec des poids est suspendu à partir du centre du manche de la clé (Figure 6.15), et les poids sont ajoutés par incréments. Les lectures de couple sont prises en note, ainsi que le poids de l'ensemble plateau - poids. Cette procédure est répétée par incréments d'une façon telle qu'au moins 5 lectures de couple sont disponibles pour la plage de valeur de couple attendues sur le terrain. La distance L entre le centre de la poignée et la tête du boulon est mesurée. Les valeurs expérimentales de couple sont calculées en multipliant la distance L par le poids appliqué. Un graphique des valeurs réelles versus celles mesurées par la clé dynamométrique est ensuite produit, et une régression linéaire est réalisée sur les points expérimentaux. La pente R est le facteur de correction entre la valeur réelle et la valeur mesurée par la clé, voir Figure 6.15. La clé devrait être calibrée au moins à tous les 6 mois. Détermination du rapport Couple/Tension La cellule de charge ou le vérin sont placés de façon la plus coaxiale possible sur le boulon servant de contrôle, et la noix sur la plaque est serrée légèrement de façon à prendre le « lâche » dans le système. La valeur de pression dans le vérin devrait être montée à une valeur minime mais non nulle. L'ensemble boulon - plaque - noix devrait être exactement le même que ce qui sera installé de façon systématique sur le terrain. Les conditions de lubrification et d'alignement devraient être similaires à celles qui seront rencontrées. Le couple est appliqué par incréments, et on prend note de la pression résultante dans le vérin (par extension la tension dans le boulon) et du couple appliqué. La traction devrait être appliquée de façon progressive et en gardant le point d'appui au centre de la poignée ou à une distance L semblable à celle utilisée pour le calibrage. Au moins cinq lectures de couple - tension devraient être recueillies durant un essai de calibrage. Un graphique de la tension vs couple est produit à la Figure 6.16 et la pente "c" est le facteur de conversion entre la lecture de couple et la tension dans le boulon. La valeur du facteur c devrait être évaluée pour les différentes conditions, types de plaques et accessoires utilisés.

6.12. Méthode suggérée pour déterminer la capacité de l'ancrage d'un boulon à roc La méthode décrite ci-après reprend les grandes lignes de la méthodologie suggérée par l'ISRM (1981). Ce test est conçu de façon à mesurer la capacité à court terme d'un ancrage de boulon à roc installé dans des conditions de terrain spécifiques. La capacité est mesurée par un essai d'arrachement dans lequel le déplacement de la tête du boulon est mesuré comme une fonction de la charge appliquée, donnant une courbe de charge - déplacement. Cet essai est ordinairement utilisé pour la sélection des boulons, et aussi pour le contrôle de qualité des matériaux et de l'installation. Il est important de définir la charge ultime du boulon et son comportement en fluage, ainsi que la capacité minimale d'ancrage. Ces paramètres sont nécessaires pour évaluer la capacité du boulon pour la suspension du toit. Il est suggéré d'effectuer au moins 5 essais pour évaluer un ancrage dans des conditions de terrain données. Ces essais sont la plupart du temps destructifs, et ne devraient pas être réalisés sur des boulons qui forment le système de soutènement en place. Si l'essai a lieu sur un boulon déjà installé et qui est partie intégrale du système de soutènement du toit, il est recommandé d'installer un boulon de remplacement avant de faire l'essai sur le boulon en usage.

6.12.1.

Équipement de l'essai d'arrachement

Équipement pour l'installation des ancrages, incluant: ƒ

Équipement pour forer et nettoyer le trou, similaires aux conditions usuelles. L'installation devrait respecter le plus possible les spécifications du manufacturier; si il n'est pas possible de s'y conformer exactement, il est important de noter les différences pour évaluer les résultats.

ƒ

Équipement pour l'inspection et la mesure des trous de forage, des ancrages et des boulons. Par exemple, cet équipement pourra inclure un ruban à mesurer, des verniers, des récipients pour

Contrôle de qualité de l'installation du soutènement 104

mesurer la quantité de coulis, etc. ƒ

Les boulons à roc standard tels que fournis par le manufacturiers, incluant l'ancrage à être testé, le coulis et les matériaux d'injection si requis, ainsi que l'équipement pour l'installation du boulon tel que recommandé par le manufacturier, ainsi que l'équipement utilisé généralement, si ils diffèrent.

Équipement utilisé pour appliquer la charge sur le boulon d'ancrage, incluant: ƒ

Un vérin hydraulique avec une pompe manuelle; le vérin doit pouvoir fournir une charge supérieure à la capacité du boulon et de l'ancrage soumis à l'essai, et doit posséder une course d'au moins 50 mm. Un bâti de chargement permettant de transférer la charge du vérin au boulon. Un siège sphérique, des rondelles biseautées et/ou des coins sont nécessaires pour assurer que la charge est coaxiale avec l'axe du boulon, Figure 6.17.

ƒ

L'équipement spécifique pour la prise des boulons de type rebar, Split Set ou Swellex, Figure 6.18.

Équipement pour mesurer la charge et, si possible, le déplacement, incluant : ƒ

Un appareil pour mesurer la charge, soit une cellule de charge ou une jauge de pression hydraulique branchée sur la pompe et calibrée en unité de charge. La Société Internationale de Mécanique des Roches recommande que la mesure soit précise à 2% de la charge maximale atteinte lors de l'essai. L'appareil devrait posséder un indicateur de charge maximale.

Figure 6.17 Unité d'essai d'arrachement typique pour boulon mécanique à scellement ponctuel ou complet, a) Lecture directe, b) Moyenne des déplacements.

Contrôle de qualité de l'installation du soutènement 105

A : Boîtier de chargement B : Vérin C : Chaîne de sécurité D : Boyau hydraulique E : Manomètre F : Pompe manuelle G : Valve

Fermer

F

G

Figure 6.18 Unité d'essai d'arrachement du boulon Swellex. ƒ

L'équipement pour mesurer le déplacement axial de la tête du boulon (course d'au moins 50 mm et précis à 1,0 mm). On peut utiliser un cadran de lecture directement sur la tête du boulon, Figure 6.17 a) ou utiliser la moyenne de 2 ou 3 cadrans également espacés du boulon Figure 6.17 b).

ƒ

Une feuille de cueillette de données standard, telle que suggérée à la Figure 6.19.

Contrôle de qualité de l'installation du soutènement 106

ESSAI D'ARRACHEMENT Date d'installation:………………… Projet:……… BOULON: ROCHE: ANCRAGE: TROU: Pression de la pompe

Type:……………………. Classification:………….. Type:……………………. Diamètre:………………. Tension dans le boulon

FEUILLE DES RESULTATS

ESSAI

Date d'essai:………………. Lieu:………………… Longueur:……….. Couples:…………….. Espacement des fractures:.. ……Résistance:………. Longueur:………….. Couples d'installation:………… Longueur:………….. Orientation et Rugosité:……….

Lecture des déplacements lecture déplacement lecture déplacement

RÉSULTATS S'ESSAI: Charge d'arrachement maximum:…………………………….. Déplacement maximum lors de l'essai:………………………. Nature de la rupture ou de la déformation:…………………… Autres remarques:………………………………………………. Resté par:…………………………………………………………

Remarques moyenne

Vérifier par:……………………….

Figure 6.19 Feuille de cueillette de données typique.

6.12.2.

Procédure

Préparation du site: ƒ

Le site d'essai est sélectionné de façon à assurer un échantillon représentatif des conditions de terrain dans lesquelles le boulon sera mis en charge.

ƒ

Les trous sont forés tel que spécifié, et à des endroits pratiques pour l'essai. La paroi rocheuse autour de chaque trou devrait être solide et plane, et le trou devrait être perpendiculaire à la paroi (±5°). Si le roc est instable, mou ou très fragmenté et que le bâti de chargement n'a pas une grande surface d'appui, une plaque d'acier devrait être utilisée comme semelle, de façon à éviter que le bâti de chargement pénètre dans le mur; ceci est aussi valide pour le béton projeté.

ƒ

Les trous de forage et les matériaux d'ancrage doivent être inspectés avant l'installation pour s'assurer qu'ils sont conformes aux spécifications. À ce point-ci, on peut prendre en note les données préliminaires de l'essai, soient les mesures de dimension des trous, ancrages et boulons, ainsi que le type de roc et les conditions de terrain.

Contrôle de qualité de l'installation du soutènement 107 ƒ

Les boulons sont installés tel que spécifié, et les données essentielles d'installation sont prises en note. Pour un boulon mécanique, cela peut être la longueur du boulon, le couple d'installation et l'angle entre le boulon et la paroi, ainsi que le type de plaque, de noix et de coquille. Pour une barre ancrée à la résine, cela inclut le nombre de cartouche de résine, le type, la procédure d'insertion et de mélange, ainsi que le temps alloué aux diverses phases. Pour le boulon à friction de type Split Set ou Roc Set, on doit absolument inclure le temps d'insertion. Pour le boulon Swellex, on notera la pression d'installation de la pompe (pour détecter toute défectuosité de la pompe), et toute fuite du boulon (ainsi que la pression lors de la fuite s'il y a lieu). Pour un câble d'ancrage ou une tige ancrée au coulis de ciment, on notera la consistance du coulis, son comportement, les pertes, etc.

Essai: ƒ

L'équipement de mise en charge est assemblé et installé sur le boulon, en prenant soin d'assurer que la direction du chargement est coaxiale au boulon, que l'équipement est solidement assis sur le roc, et qu'aucune partie du boulon ou de la colonne de coulis n'interfère avec l'essai. Lorsque l'essai est réalisé sur un boulon installé avec une plaque d'appui, on doit s'assurer que le bâti de chargement ne soit pas en contact avec la plaque.

ƒ

Avec un boulon à ancrage mécanique, une charge arbitraire est appliquée pour reprendre tout lâche dans l'installation. Pour un boulon mécanique 5/8 po., la charge de prétension recommandée est de 5 kN (500 kgf ou 0.5 tonne métrique). Pour un boulon scellé ou un boulon à friction, cette charge est recommandée être inférieure à 5 kN, parce que le boulon n'a pour ainsi dire aucun jeu.

ƒ

L'équipement de mesure des déplacements est assemblé et vérifié.

ƒ

On procède ensuite à l'essai proprement dit, en mettant l'ancrage ou le boulon en charge, jusqu'à ce qu'un déplacement supérieur à 80% de la course du vérin ait été atteint, ou jusqu'à ce que le boulon entre en fluage ou se rupture, selon ce que l'on veut mesurer. Les lectures de charges et déplacements sont prises à des intervalles d'environ 5 kN (0,5 tonne) ou de 5 mm de déplacement. Le taux de chargement devrait se situer dans la plage 5-10 kN/minute (0,5 - 1,0 tonne/minute). Les lectures ne sont prises que lorsque la charge et la valeur du déplacement se sont stabilisées. Le temps requis pour la stabilisation devrait être noté.

Le graphique de la Figure 6.20 présente les propriétés courantes les plus importantes d'un boulon d'ancrage de type quelconque. On notera la charge ultime, qui est la capacité de retenue maximale d'un boulon. Présentant aussi un intérêt certain est la limite élastique, qui décrit la charge limite endessous de laquelle un boulon d'ancrage possède un comportement élastique. On notera aussi la charge de fluage, qui est la capacité de retenue à partir de laquelle un boulon commence à se déformer au-delà de sa limite élastique; passé cette limite élastique, le boulon acquiert une déformation plastique et ne revient plus à sa position originale.

Contrôle de qualité de l'installation du soutènement 108

Figure 6.20 Principaux paramètres mécaniques mesurés lors d'un essai d'arrachement. Mise en graphique: ƒ

La Figure 6.20 décrit très bien un essai d'arrachement effectué sur un boulon à ancrage ponctuel, tandis que la Figure 6.21 présente des courbes d'arrachement typiques pour des boulons de type scellé et à friction. Selon le type de boulon soumis à l'essai d'arrachement, les valeurs d'élongation seront soit :

ƒ

Pour un boulon mécanique, la valeur du déplacement total à chaque palier moins le déplacement original lors de la prétension.

ƒ

Pour un boulon de type scellé ou un boulon à friction, puisqu'il n'y a généralement pas de mise en prétension, on utilisera la valeur du déplacement à chaque palier.

ƒ

Les résultats de l'essai sont mis en graphique tel que présenté à la Figure 6.21. Si le boulon ou l'ancrage se rupture à une charge P, la capacité totale est inférieure ou égale à P.

Interprétation: ƒ

L'interprétation des résultats est fonction du type de boulon soumis à l'essai d'arrachement. Les paragraphes suivants décrivent les principaux paramètres à évaluer lors de l'interprétation d'un essai d'arrachement sur un type de boulon particulier.

Boulon à ancrage ponctuel typique (mécanique ou scellé): ƒ

L'élongation élastique à la charge P est :

ε=

P× L A× E

ƒ

Où L est la longueur totale de la tige d'ancrage non scellée + 1/3 de la longueur de l'ancrage scellé, A est la section de la tige et E est le module d'élasticité de l'acier (ordinairement 200 000 MPa). On trace la courbe de déformation sur le graphique charge-déplacement de l'essai.

ƒ

Ensuite, deux lignes droites sont tracées respectivement au niveau de la charge de fluage de la

Contrôle de qualité de l'installation du soutènement 109

tige et au niveau de la charge ultime de la tige (selon le manufacturier). ƒ

On mesure la charge maximale de l'ancrage (mécanique ou scellé).

ƒ

L'élongation ou le déplacement causé par l'ancrage est calculé par la différence entre la ligne d'élongation élastique de la tige et le déplacement réel.

ƒ

La capacité ultime de l'ancrage ou du boulon est mesurée.

ƒ

La charge de fluage de l'ancrage ou du boulon est mesurée. L'élongation totale à la rupture ainsi que la charge à la rupture sont calculées ou mesurées.

ƒ

Si l'ancrage est réalisé avec un coulis de ciment ou une cartouche de ciment ou de résine, il est très probable que la capacité de l'ancrage soit supérieure à celle de la tige, et dans ce cas, le boulon atteindra la capacité .prescrite de l'acier de la tige; puisque les charges de fluage et ultime garanties comportent presque toujours un facteur de sécurité important, il est possible de dépasser ces charges dans le cas d'un ancrage scellé.

Barre d'ancrage scellée sur toute sa longueur (ou presque), câble d'ancrage: • L'élongation élastique à la charge P est:

ε=

P× L A× E

ƒ

Où L est la longueur totale de l'ancrage non scellée + 1/3 de la longueur de l'ancrage scellé, A est la section de la tige et E est le module d'élasticité de l'acier (ordinairement 200 000 MPa). On trace la courbe de déformation sur le graphique charge – déformation de l'essai. Ici aussi, deux lignes droites sont tracées respectivement au niveau de la charge de fluage de la tige et au niveau de la charge ultime de la tige (selon le manufacturier).

ƒ

Pour ce type d'ancrage, si la longueur scellée est suffisante pour que la 'capacité du scellement dépasse la limite ultime de l'acier, on mesurera la déformation élastique et plastique de la tige au collet; donc l'on sollicitera la tige dans la zone des filets ou dans la zone de la tête. Si on réalise un essai avec une courte longueur de scellement (généralement inférieure à 30 cm pour une résine de polyester), on pourra évaluer la capacité d'ancrage du scellement en tonnes par mètre de scellement. Cette capacité ultime est importante car elle permet d'évaluer la longueur minimale d'ancrage nécessaire au-dessus d'une diaclase critique pour supporter un bloc de poids donné.

ƒ

Dans le cas d'un ancrage au coulis de ciment, on devra étudier l'influence du temps de cure sur la capacité d'ancrage. Dans les cas du ciment et de la résine, la relation de la capacité d'ancrage en fonction de la longueur ancrée est un paramètre nécessaire pour le calcul de soutènement aux états limites.

Boulon à friction de type Swellex II est important de faire 2 types d'essai, soit un essai à la rupture pour évaluer la charge ultime du boulon et son comportement en fluage, soit un essai au glissement pour évaluer la capacité minimale d'ancrage. Ces deux essais sont prescrits pour vérifier la capacité du boulon pour la suspension du toit. L'essai en glissement nécessite un boulon court (60 à 90 cm). ƒ

La charge ultime est mesurée.

ƒ

La charge de fluage est mesurée.

ƒ

La-déformation à la rupture est mesurée, ainsi que la charge à la rupture.

ƒ

La capacité unitaire d'ancrage est défini par le rapport de la charge maximale avant glissement, divisée par la longueur totale ancrée du boulon. Cette longueur totale ancrée est la longueur dans le roc moins 5 centimètres. Si on utilise un manchon pour réduire la longueur de contact, la longueur de celui-ci doit être soustraite à la longueur ancrée.

Boulon à friction de type Split Set Pour le boulon Split-Set ou tout boulon à friction de type tubulaire fendu, il est rare d'atteindre la capacité maximale de l'acier dans des conditions d'installation vierges ou peu modifiées; donc, tant que le trou de forage n'est pas déphasé, le boulon ne pourra utiliser que la friction de base entre l'acier et la paroi du roc. Cette friction de base s'accroît avec le temps, et il est préférable de

Contrôle de qualité de l'installation du soutènement 110

faire un essai pour évaluer la capacité immédiate et un autre pour évaluer la capacité après 3-5 jours. Si on s'attend à une relaxation des contraintes dans le massif rocheux, il serait bon de réaliser un essai d'arrachement suite à une telle relaxation. La capacité d'ancrage unitaire est calculée par la charge maximale divisée par la longueur du boulon restante dans le trou.

Figure 6.21 Résultats d'essais d'arrachement typiques pour quatre boulons d'ancrage.