(France) / Coyne et Bellier Société du Canal de Provence

COMMISSION INTERNATIONALE
DES GRANDS BARRAGES
------VINGT QUATRIEME CONGRES
DES GRANDS BARRAGES
Kyoto, Juin 2012
-------
Q. 95.45
APPORTS COMBINES DES RECONNAISSANCES ET DE LA MODELISATION
DANS L’ANALYSE DU COMPORTEMENT DU BARRAGE VOUTE DE
BIMONT(1)
Christine NORET, Xavier MOLIN, Alain CARRERE
Tractebel Engineering (France) / Coyne et Bellier
Catherine CASTEIGTS, Bruno GRAWITZ, Katia LALICHE
Société du Canal de Provence
FRANCE
1
1.1
INTRODUCTION
LE BARRAGE : PRESENTATION ET HISTORIQUE
Le barrage de Bimont, situé au pied du massif de la Sainte-Victoire,
participe à l’alimentation en eau de la ville de Marseille. Construit de 1947 à 1951
sur un projet ACJB (André Coyne et Jean Bellier), le barrage a été mis en service
en 1952, et remis en concession à la Société du Canal de Provence et
d'aménagement de la région provençale lors de sa création en 1957.
Il s’agit d’un barrage en béton de type voûte à double courbure de 86,50 m
de hauteur qui délimite un réservoir de 25 hm3 sous la cote de retenue normale
d’exploitation 341 m NGF (10 m sous la crête). La retenue est actuellement
exploitée 10 m plus bas.
1
Combined contributions of investigations and modeling in the analysis of Bimont arch
dam behavior
1 / 21
A l’occasion de l’étude géologique des appuis de l’ouvrage, lancée au
lendemain de la catastrophe de Malpasset (fin 1959), des fissures sont
découvertes sur la partie basse de la face amont du plot 2, en rive droite.
Fig.1
Barrage voûte de Bimont
Bimont Arch Dam
Dans les années suivantes, un réseau de fissures apparait
progressivement en partie basse des plots de la rive droite, où l’épaisseur de
l’ouvrage est de l’ordre de 10 à 20 m. Les fissures se développent suivant des
directions horizontales, verticales et également biaises, dont une fissure très
visible sur le parement aval du plot 3, aujourd’hui ouverte de 13 mm. Le
développement de la fissuration s’accompagne de mouvements irréversibles de
la rive droite du barrage, notamment d’un soulèvement des plots, d’un
basculement vers l’amont de la crête et d’un déclavage des joints de
construction.
Des investigations sont menées progressivement pour apprécier et,
comprendre le comportement évolutif du barrage. Le dispositif d’auscultation est
ajusté : mise en place d’un dispositif topographique, de fissuromètres, de deux
pendules, cartographie de la fissuration et suivi de son évolution.
Parallèlement aux investigations, différents modèles numériques sont
élaborés pour comprendre le comportement du barrage : modèle numérique des
mouvements de la fondation (1975), modèle du gonflement du béton avec fissure
biaise (1977), modèle numérique didactique (1997).
L’ensemble des études réalisées sur l’ouvrage conduisent à écarter
l'hypothèse d'une cause d'origine géologique.
2 / 21
1.2
LE GONFLEMENT DES BETONS
Les désordres observés sont dus à une expansion des bétons coulés entre
mi-août et mi-septembre 1949, période correspondant à une reprise du
bétonnage après un arrêt prolongé de la cimenterie et à la livraison d’un ciment
de mauvaise qualité, insuffisamment refroidi.
Les essais en laboratoire effectués sur des carottes de béton gonflant,
dans les années 1990 en parallèle à ceux du barrage du Chambon, montrent que
le gonflement n’est pas dû à un phénomène d’alcali-réaction mais à une réaction
sulfatique interne, caractérisée par la présence massive d’ettringite.
L’analyse statistique des mesures d’auscultation met en évidence, entre
1960 et 1990, une forte dérive de certains déplacements. Le taux de gonflement
de la zone gonflante du plot 2 a ainsi été estimé à 10-4/an. Depuis 2000, les
mesures d’auscultation concordent pour affirmer que le gonflement s’est stabilisé
et que les phénomènes liés sont pratiquement arrêtés, à quelques déformations
résiduelles près.

30
25
20
15
10
mm


5
0
 
-5

?
-10
?
-15
2010
2005
2000
1995
1990
1985
1980
1975
1970
1965
1960
1955
1950
-20
Fig. 2
Nivellement de la crête du plot 2 – Evolution du gonflement
Block 2 crest levelling – Swelling evolution
1
2
3
4
5
6
Incertitudes sur le gonflement antérieur
Reclavage du joint B en mars 1969
Gonflement postérieur à mars 1969
Origine du nivellement
Installation du pendule P2
Installation du pendule P7
3 / 21
1
2
3
4
5
6
Unknown previous swelling
Joint B re-grouting – March 1969
Swelling after March 1969
Beginning of levelling survey
P2 crest plumbline installation
P7 crest plumbline installation
Des tests de stabilité dimensionnelle ont été réalisés en 2003 suivant la
méthode d’essai LPC n°44, consistant à placer les éprouvettes dans une
enceinte à 38°C et à une humidité relative de 100% pendant une année.
L’expansion résiduelle mesurée a été inférieure à 100 m/m, et peut donc être
considérée comme négligeable.
Un projet de confortement a donc été lancé en 2009 pour replacer
l'ouvrage dans un état de contraintes acceptable et notamment restaurer son
monolithisme, afin de lui permettre de supporter une cote d’exploitation plus
élevée, et lui rendre sa capacité initiale de stockage.
-
-
Les études menées depuis ont comporté :
Deux campagnes de reconnaissance avec un double objectif :
vérifier les conditions du pied aval, suspecté a priori d’avoir pu se
desserrer et apprécier directement les conditions de la fissuration
interne et du déclavage des joints du barrage,
Une modélisation numérique de l’ouvrage qui a gonflé, s’est fissuré
et déclavé, de l’injection des fissures et du reclavage des joints de
construction et une simulation de son comportement lors de la
remontée du niveau du réservoir.
2
2.1
APPORTS DE LA MODELISATION
PRESENTATION DU MODELE
Le modèle représente la voûte et sa fondation proche et reproduit les
limites des zones gonflantes. Des joints ont été placés au contact du barrage
avec sa fondation ainsi qu’entre les plots rive droite modélisant les joints de
construction. Les modules du massif de fondation et du barrage ont été choisis
de manière à reproduire les déplacements mesurés du barrage lors des
variations de la charge hydrostatique. Ils sont respectivement de 10 et 25 GPa.
Le gonflement a été modélisé à l’aide du module SCAS du logiciel Coyne
et Bellier COBEF élaboré à l'origine pour reproduire les effets de l’alcali réaction.
La contrainte limite est égale à 5 MPa, et le gonflement libre 90 µm/m/an. Le
gonflement, localisé et très fort, engendre des contraintes de traction qui
dépassent (en calcul linéaire) la résistance du béton. En réalité, ces contraintes
sont relâchées par l’ouverture des joints de construction ou la création de
fissures. La loi NOTEN qui permet de libérer toutes les contraintes de traction
dans les éléments volumiques a été utilisée. Cette loi a l’avantage de ne préjuger
ni de l’emplacement ni de l’orientation des fissures, mais ne mémorise pas les
déformations plastiques, et doit par conséquent être employée avec précautions,
en évitant notamment les chargements cycliques.
4 / 21
Du fait du processus non linéaire, le résultat dépend de l’ordre d’application
des chargements. Pour reproduire au mieux le comportement actuel de
l’ouvrage, les différents chargements ont été introduits dans un ordre respectant
la chronologie de construction et d’exploitation du barrage, autant que le permet
la nécessaire simplification du calcul.
Fig. 4
Maillage du modèle
Dam mesh
1 Joint between two blocks
2 Swelling areas
3 Joint along the dam footprint
1 Joint entre deux plots
2 Zones gonflantes
3 Joint entre le barrage et la fondation
2.2
PRESENTATION DES RESULTATS
2.2.1
Mécanisme de fissuration
Le modèle permet non seulement de retrouver les déplacements
irréversibles de la structure, mesurés par le dispositif d’auscultation, mais aussi
de reproduire les fissures observées sur le barrage, permettant ainsi l’analyse
des mécanismes de fissuration.
Une première catégorie de fissures, dites « de faïençage », se développe
sur les parements des zones gonflantes, et leur influence sur l'équilibre général
de l’ouvrage est relativement faible.
La seconde catégorie
qui se développent à la
directement du gonflement
figure 5. En fragilisant les
perturber la répartition des
résistance de l'ouvrage.
consiste en des fissures traversantes et étendues,
périphérie des zones gonflantes. Elles résultent
de ces zones selon le mécanisme illustré sur la
zones qu'elles affectent, elles sont de nature à
contraintes, et à mettre en jeu le cas échéant la
5 / 21
Fig. 5
Mécanisme de fissuration autour des zones gonflantes
Cracking mechanism around swelling areas
(1) Zone gonflante du P4
(2) Expansion du plot
(3) Cisaillement à l’origine des fissures
(4) Déformations plastiques (≈ fissures
dans le plan perpendiculaire)
(1) P4 Swelling area of P4
(2) Increase of the swelling bloc
(3) Shear stress at the origin of cracks
(4) Plastic strain (≈ cracks in the normal
plan)
Ce mécanisme de fissuration existe autour de chaque face des zones
gonflantes. On retrouve la fissure biaise, inclinée, les plans de fissuration amontaval, l’ouverture des joints verticaux et enfin une fissure interne de feuilletage,
parallèle aux parements, inconnue mais suspectée au début des études, telle
qu’illustrée par la figure 6.
Fig. 6
Vue d’aval développée de la rive droite du barrage - Déformations plastiques
révélant la fissure de feuilletage
Developed downstream view of the dam right bank - Plastic strains showing
the internal cracks area
6 / 21
2.2.2
Champ de contraintes bouleversé
Le comportement du barrage se trouve complètement modifié par le
gonflement. Les contraintes d’arcs ne sont plus gouvernées par la pression
hydrostatique mais par la précontrainte interne issue des zones gonflantes. La
partie rive droite de l’ouvrage est fortement perturbée: des fissures de grande
ampleur sont apparues, s’accompagnant de contraintes élevées (10 MPa) mais
localisées principalement sur les parements, conservant ainsi une réserve de
résistance dans le cœur de l’ouvrage : la contrainte moyenne dans les plots
gonflants reste inférieure à 4 MPa. L'état de l’appui rive gauche se trouve, au
contraire, amélioré par le surcroit de poussée vers la rive, ce qui élimine
l'ouverture du pied amont mise en évidence par le calcul en l'absence de
gonflement.
Fig. 7
Contraintes principales en parement aval avant gonflement pour une retenue
à la cote 329
Principal stress on downstream face before swelling with a water level at 329
Fig. 8
Contraintes principales en parement aval après gonflement pour une retenue
à la cote 329
Principal stress on downstream face after swelling with a water level at 329
Une seconde phase de calcul a envisagé la remontée de la retenue, après
que tous les joints et fissures du barrage aient été injectés. On a fait l'hypothèse
7 / 21
d'un reclavage et d'une injection de fissures parfaits, permettant une mobilisation
complète des zones adjacentes aux plots gonflants. L'effet de ce rechargement
reste faible, en comparaison avec l’impact du gonflement qui reste prédominant
sur celui de la charge hydrostatique. La partie rive gauche de l’ouvrage, non
affectée par les dégradations du gonflement, affiche un comportement sain. En
rive droite, l’élévation du niveau d’eau vient augmenter, même faiblement, un état
de contraintes potentiellement problématique par rapport à la résistance du
béton. Or tout défaut dans l'exécution des travaux d’injection aura tendance à
concentrer les efforts dus à la pression hydrostatique vers les plots gonflants,
déjà fortement sollicités.
Fig. 9
Contraintes principales en parement aval après gonflement et réparations
pour une retenue à la cote 350
Principal stress on downstream face after swelling and repairs with a water
level at 350
Une troisième phase, qui n'a pas encore été entreprise, devrait consister à
prendre en considération l'existence de la fissure de feuilletage.
3
3.1
APPORTS DES RECONNAISSANCES
DESCRIPTION DU PROGRAMME DE RECONNAISSANCES
Le premier objectif de ces reconnaissances était d’examiner, au moyen de
vidéos en forages carottés, l’ouverture des joints et des fissures au sein du
barrage ainsi que la zone de contact entre le barrage et sa fondation sous le pied
aval des plots de rive droite, susceptible d’avoir été desserrée par le
basculement de l’ouvrage (observé et simulé) autour de son pied amont.
8 / 21
Si l’évolution des fissures observées sur les parements était suivie depuis
de nombreuses années, l’épaisseur et les variations d’ouverture en profondeur
de ces fissures étaient mal connues et l’existence d’une éventuelle fissuration
interne juste évoquée.
La première campagne de sondages a également permis d’installer des
piézomètres en fondation afin de valider les hypothèses de sous-pressions
introduites dans le modèle numérique.
L’objectif de la seconde campagne était de mieux connaitre l’extension de
la fissure interne de feuilletage mise en évidence par la première campagne. Les
forages ont soigneusement été implantés autour de chaque noyau de
gonflement, en tenant compte des résultats du modèle numérique. Le
programme des investigations a été adapté à l’avancement en fonction des
résultats obtenus
Au total 49 forages ont été réalisés (dont 46 inspectés par caméra) :
- 5 forages verticaux ou subverticaux au pied aval de l’ouvrage dont
3 ont été équipés en piézomètres et 2 en extensomètres,
- 6 forages inclinés dans lesquels ont été installées des cellules
piézométriques à corde vibrante à mi-épaisseur du barrage, au droit
du contact béton/rocher,
- 38 forages dans le béton autour des zones gonflantes.
Fig. 10
Implantation des forages carottés et des zones gonflantes
Drilling and swelling zones location
9 / 21
A l’issue des reconnaissances, la plupart des forages ont été laissés
ouverts afin de drainer les zones fissurées, en attendant la réalisation des
travaux de confortement.
Ces nouvelles reconnaissances ont été également mises à profit pour
prélever des carottes de béton malade en vue de réaliser de nouveaux essais
dans un laboratoire spécialisé en pathologie des bétons.
3.2
RESULTATS
La fissuration interne de feuilletage est observée dans 28 forages avec des
ouvertures pouvant aller jusqu’à 20 mm. L’apport de la vidéo dans chaque forage
a incontestablement permis de déterminer de façon précise son contour à partir
de la localisation, du pendage et de l’ouverture de toutes les fissures détectées
in-situ (Fig. 11).
Fig. 11
Exemples de clichés pris par la caméra dans 2 forages : fissure ouverte (à
gauche) et joint déclavé (à droite)
Examples of photographs taken by the camera in two boreholes: open crack
(left) and open joint (right)
Le réseau de fissures s’étend sur les sept plots de rive droite (Fig. 12). La
superficie totale (incluant les zones gonflantes) est estimée à 2000 m2. Les
observations sont donc en parfaite cohérence avec les résultats du modèle.
Le contrôle sous le pied aval de la voûte n’a pas trouvé d’indice du
desserrement envisagé. La situation en fondation apparaît saine.
10 / 21
Les cellules piézométriques des plots de rive, avec une charge qui atteint
45 à 50 %, à mi-épaisseur de la base de l’ouvrage, montrent que la répartition
amont-aval des sous-pressions est triangulaire. Elles attirent l’attention sur la
nécessité de renforcer le drainage de la fondation sous cette voûte épaisse2,
construite à une époque où les appuis des voûtes n’étaient pas
systématiquement drainés.
Fig. 12
Extension de la fissure de feuilletage d’après les reconnaissances
Internal cracks area extension as deduced from the investigations
4
CONCLUSIONS
Il est à peu près assuré que le gonflement du béton est en voie
d’épuisement. C'est donc très logiquement que le propriétaire de l'ouvrage a
envisagé de le restaurer de façon à pouvoir l'exploiter sans restriction.
On connaissait l'existence de la fissuration visible, notamment la fissure
biaise. La modélisation a suggéré le mécanisme de la fissuration de feuilletage,
c'est-à-dire parallèle aux parements. Ce phénomène a été confirmé par les
reconnaissances. Dès lors, les problèmes suivants se posent quant à l'équilibre
général du barrage :
2 en sus des drains réalisés en pied et rives aval dans les années 1970
11 / 21
- Niveau de contraintes montrées par le calcul dans les parties qui ont
gonflé et ailleurs, par rapport à la résistance du béton à la compression : sontelles réelles (des essais spéciaux sont à prévoir) et si oui, faut-il les réduire (par
exemple par des sciages) ?
- Effet de la fissuration de feuilletage sur l'équilibre des plots fendus : est-il
nécessaire de neutraliser cette fissuration vis-à-vis des efforts de compression et
de cisaillement (injections spéciales de collage) ?
Selon les réponses à ces questions, qui ne sont aujourd’hui pas toutes
disponibles, une ou plusieurs solutions de réparation du barrage pourront être
élaborées, parmi lesquelles des sciages, des injections élaborées, ou un
renforcement par barres ou tirants.
5
REMERCIEMENTS
Les auteurs souhaiteraient chaleureusement remercier Bernard Goguel,
Expert surveillance et auscultation de barrages de Coyne et Bellier, qui a
participé en tant qu’Ingénieur Conseil à la surveillance de cet ouvrage depuis
1992 et a su initier la réflexion préalable à ces études et convaincre le Maitre
d’ouvrage de s’y engager.
Ils remercient également vivement François Brelle, Directeur Technique de
la Société du Canal de Provence, pour avoir soutenu les équipes d’ingénierie et
permis la réalisation d’une campagne de reconnaissances de grande qualité.
REFERENCES
[1]
[2]
[3]
GOGUEL B., MICHEL G. et al. Gonflement du béton: mise en
évidence, analyses des conséquences, travaux confortatifs. CIGB
1994 (Durban), Q68 R45.
ROYET P., CHAUVET R. Etablissement du Plan Particulier
d'Intervention (PPI) du barrage de Bimont et information de la
population. CIGB 2000 (Beijing), Q76 R 37.
CHAUVET R, GOGUEL B. Memento pour la visite du barrage de
Bimont. Colloque Technique CFGB, Aix-en-Provence, Mai 2001.
12 / 21
RESUME
Le barrage voûte de Bimont, construit juste après la seconde guerre
mondiale, a été affecté par une pathologie de gonflement qui se localise sur
quelques plots en rive droite. La modification des équilibres qui en résulte a créé
un réseau de fissuration non seulement en surface, mais aussi au sein de
l’ouvrage. Une modélisation numérique élastoplastique du barrage a été réalisée
à l’aide du logiciel Coyne et Bellier COBEF et du module SCAS, élaboré à
l'origine pour reproduire les effets de l’alcali réaction d’un béton. Cette
modélisation s’est appuyée sur les résultats de deux campagnes de
reconnaissance dédiées, incluant de l’analyse structurale par imagerie de paroi
de sondages. Elle a permis de préciser les différents aspects du mécanisme de
création du réseau de fissuration, ainsi que sa géométrie et son ampleur. . Elle a
aussi permis de prévoir les conséquences de l'évolution future, ce qui est
nécessaire pour préparer le projet de confortement.
13 / 21
COMBINED CONTRIBUTIONS OF INVESTIGATIONS AND MODELLING IN
THE ANALYSIS OF BIMONT ARCH DAM BEHAVIOR
1
1.1
INTRODUCTION
THE DAM: DESCRIPTION AND HISTORY
The Bimont dam, located at the foot of the Massif de la Sainte-Victoire
enables the supply of water to part of the city of Marseille. Constructed from 1947
to 1951 through an ACJB (André Coyne et Jean Bellier) project, the dam was
commissioned in 1952, and handed over by concession to the Société du Canal
de Provence et d'aménagement de la région provençale, at the time of its
creation in 1957.
It is a concrete dam, a double-curved arch type of 86.50 m in height, which
delimits a reservoir of 25 hm3 under the operational normal water level
341 m NGF (10 m under the crest). The reservoir is currently operated 10 m
lower.
On the occasion of the geological study of dam supports, realized just after
the disaster of Malpasset (end of year 1959), cracks were discovered on the
lower section of the upstream face of block 2, on the right bank.
In the following years, a network of cracks appears gradually at the base of
the right bank blocks, where the dam thickness is in the range 10 to 20 m.
Several families of cracks developed in horizontal, vertical as well as diagonal
directions, among which a crack in front of block 3, quite visible on the
downstream face, which is today open to 13 mm. The development of cracking
was accompanied by irreversible movements of the right bank of the dam, in
particular a raise of the blocks, a shift toward the upstream of the crest and an
opening of the construction joints.
Various investigations were progressively implemented to assess and
understand the evolving performance of the dam. The auscultation device was
adjusted: setting up of topographic device, fissurometers, two plumblines,
mapping of the cracks network and following its evolution.
In parallel with the investigations, various numerical models were
developed to understand the performance of the dam: a numerical model of the
movements of the foundation (1975), a model of the concrete swelling with
diagonal cracks (1977), and a didactic numerical model (1997).
14 / 21
The series of studies done on the structure led to dismiss the hypothesis of
a cause of geological origin.
1.2
THE CONCRETE SWELLING
The disorders observed were due to an expansion of the concrete poured
between mid-August and mid-September 1949, a period corresponding to the
resumption of concrete production after a prolonged shutdown of the factory and
the subsequent delivery of poor quality cement, insufficiently cooled.
Various laboratory tests carried out on cores of swollen concrete, during the
1990’s in parallel with those of the Chambon dam, demonstrated that the swelling
was not due to a phenomenon of alkali reaction but to an internal sulphatic
reaction, characterised by the presence of massive ettringite.
Statistical analysis of auscultation measurements demonstrated, between
1960 and 1990, a strong drift of movements. The swelling rate for the swelling
zone in cantilever 2 a thus been estimated to 10-4/year. Since 2000, all
auscultation measurements carried out were consistent in affirming that the
swelling had stabilized and that the related phenomena had almost stopped, with
the exception of some residual deformations.
Dimensional stability tests were conducted in 2003 according to the test
method LPC 44, consisting in placing specimens in a chamber at 38 °C and a
relative humidity of 100% during one year. The measured residual expansion
was less than 100 mm / m, and can therefore be considered negligible.
The phenomenon and consequences of swelling being currently in the
process of stabilization, a project to reinforce the dam is under study since 2009
to return the structure to an acceptable state of stress and particularly to restore
its monolithism, so that it can support a higher reservoir level, and so that the
original capacity of the reservoir can be restored.
Studies undertaken include:
- Two campaigns of surveys with a twofold objective: to verify
conditions of the downstream base, suspected a priori to have had
the possibility of loosening and to assess directly the conditions of
the internal cracking and the opening of the joints of the dam,
- Numerical modelling of the structure that had swollen and cracked,
of the injection of cracks and the re-grouting of construction joints
and a simulation of its performance during the rise of the reservoir
level.
15 / 21
2
2.1
INPUTS FROM THE NUMERICAL ANALYSIS
MODEL DESCRIPTION
The finite element model represents the arch dam and its close foundation.
The zones of swelling concrete are identified in the mesh. Joint elements have
been placed along the contact between the foundation and the dam and along
some construction joints. The Young Modulii of rock and concrete, which have
been adjusted so that calculated displacements meet the observations, are
respectively 10 and 25 GPa.
The swelling phenomenon has been reproduced using the nonlinear and
anisotropic law SCAS, initially developed by Coyne et Bellier in their COBEF F.E.
software in order to simulate the swelling due to the alkali-aggregate reaction.
The limit stress of the swelling is 5 MPa and the rate of free swelling is
90 μm/m/year. Although local, the high swelling rate provides tension stresses (in
linear analysis) higher than the concrete compressive strength. In reality these
tensions are released by construction joint openings or cracks formation. Another
non-linear module NOTEN, also available in the COBEF software, has been used
to transform all tension stresses into plastic strains. The advantage of its
constitutive law is that neither the location nor the direction of cracks is predetermined, however it does not keep trace of these plastic, consequently
NOTEN should be used carefully, especially avoiding cyclic loadings.
Because of the non-linear features of the analysis, results depend on the
load path. Loads were therefore applied following as much as possible the true
dam history, within obvious limits imposed by simplifications of the model.
2.2
RESULTS
2.2.1
Cracks mechanism
The analysis was able to adequately reproduce both irrecoverable
displacements measured by dam monitoring and the cracks mapping observed
on the dam faces thus validating the process and allowing the cracks formation
mechanism to be analysed.
A first category of cracks, called “crazing cracks“, appears on the surface of
swelling blocks. Their influence on the general equilibrium of the dam is
considered low.
The second category corresponds to large and crossing cracks, which
appear all around the swelling parts. They directly derive from the swelling due to
16 / 21
the mechanism explained in Figure 5. Zones affected by these cracks are
weakened and the stress distribution is strongly affected with possible
consequences on the overall dam resistance.
This cracking mechanism exists all around the swelling zones. The model
reproduces the inclined crack, the U/S-D/S vertical cracking plane, the
construction joints opening and eventually the internal crack which is parallel to
the dam faces and was unknown, but suspected at the beginning of the studies
(fig 6).
2.2.2
A disturbed stress distribution
The dam behaviour is fully modified by the swelling. Arch stress paths are
no more governed by the hydrostatic loading but by the internal pre-stressing due
to the swelling zones. The right bank part of the dam is strongly disturbed and
damaged: large cracks appear and compressive stresses become high (10 MPa,
however mainly concentrating close to on the dam faces), so the general dam
capacity to withstand compressible forces is preserved: the mean value of
compressive stresses in swelling parts is below 4 MPa. On the contrary the dam
left bank behaviour is improved by the increase of forces towards the bank. A first
analysis without swelling loading had shown that some opening could appear at
the heel of the left cantilevers, but this disappears when applying the swelling
load.
The second stage of the analysis simulated the water level rising after
construction joints and cracks grouting. It supposed no defaults in grouting works
so that the zones surrounding the swelling parts fully participate to the loads
equilibrium. Since the swelling effect is stronger than the hydrostatic one, the
effect of the raised water level is marginal. The response of the (unaffected) dam
left part remains sound. However the water level rising slightly increases the
stress distribution in the right bank, which becomes now potentially problematic
against the concrete compressive strength. Any default in the grouting works
tends to concentrate the stresses in the swelling part, already strongly
compressed.
A third stage not currently realised should take into account the internal
crack, whose repair by grouting has not been taken into consideration in the
analyses to date.
17 / 21
3
3.1
CONTRIBUTIONS OF THE SURVEYS
PROGRAM DESCRIPTION OF THE 1ST AND 2ND CAMPAIGNS
The first objective of these surveys was to examine the area of contact
between the dam and its foundation under the downstream base of the blocks of
the right bank, likely to have been loosened following the tilt of the dam
(observed and calculated) toward the upstream.
If the evolution of the cracks observed on the faces were followed for
several years, the thickness and the variations in the depth of the openings of
these cracks was not well known, and the existence of possible internal cracking
was only suggested.
During the first surveys, piezometers have been installed in the foundation
in order to validate the uplift introduced in the numerical model.
The objective of the second surveys was to better know the expansion of
the internal crack, visualized during the first surveys. The new drillings have been
carefully implanted around each nuclei of swelling, using the results of the
numerical model. The program of investigations has been progressively adapted
according to the results previously obtained.
A total of 49 drillings (and 46 camera inspections) were carried out:
- 5 vertical or sub vertical drillings at the downstream base of the
structure of which 3 were equipped with piezometers and 2 with
extensometers,
- 6 inclined drillings in which piezometric cells with vibrating wire
were installed at mid-thickness of the dam, at the concrete/rock
contact,
- 38 drillings in the concrete around the swollen.
At the end of the surveys, most of the drillings were left open in order to
drain the cracked areas, pending the completion of the work of reinforcement.
Cores of deteriorated concrete have been sent in a laboratory specialized
in the pathology of concrete in order to carry out new tests
3.2
RESULTS
The internal "parallel" crack is observed in 28 holes where openings reach
up to 20 mm. The contribution of the video in each borehole has certainly
18 / 21
accurately identified its outline and extension from the location, dip and opening
of any cracks detected in-situ.
The cracks network spreads over the seven blocks of the right bank
(Fig. 12). The total area (including the swelling areas) is estimated to some 2000
m². The observations are in quite good accordance with results of the numerical
model.
Other investigations below the dam downstream toe have not found any
sign of decompression, as first suspected. The condition in the foundation
appears to be sound.
Piezometric cells under the side blocks show a water pressure of up to 45 50% of the hydrostatic head at mid-thickness of the dam basis, Which means
that the upstream-downstream pressure distribution is triangular. They point out
the need to enhance the drainage of the foundation under this thick arch dam3,
built at a time when the abutments of arch dams were not systematically drained.
4
CONCLUSION
It is almost certain that the concrete swelling is being exhausted. The dam
owner thus intended its rehabilitation to be able to operate it without restriction.
The visible cracking pattern was already known, in particular the inclined
crack. Modelling revealed the internal foliated cracking pattern, parallel to the
dam faces. This was confirmed by investigations. The problems raised by the
dam general equilibrium are thus:
Stress level shown by the calculation in the swelling and
surrounding parts, compared to the concrete compression
resistance: are they realistic (special tests to be done) and if so, do
we need to reduce them (eg by sawing )?
Effect of the foliated internal cracks on the balance of splitted
blocks: is it necessary to neutralize them relatively to the
compression and shear forces (special bonding grouting)?
According to the answers to these questions, not all available to date, one
or more solutions to rehabilitate the dam shall be developed, based on different
techniques among which: concrete sawing, crack and joint grouting with special
materials, reinforcement bars or rods.
3
in addition to the drains drilled at the dam foot and in the D/S banks in the 1970s
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5
ACKNOWLEDGEMENTS
The authors would like to warmly thank Bernard Goguel, Surveillance and
Dam Monitoring Expert of Coyne et Bellier. He participated as a consulting
engineer to the surveillance of this dam since 1992 and has managed to initiate
the discussion prior to these studies and to convince the Owner to get involved.
They also sincerely thank François Brelle, Technical Director of the
Company of the Canal de Provence, for supporting engineering teams and
allowed the realization of an investigations’ campaign of high quality.
ABSTRACT
The Bimont dam, built shortly after the end of the 2nd world war, has been
early affected by swelling of its concrete, concentrating in some blocks of the
right bank. This phenomenon resulted in modifying the equilibrium which in turn
created cracking, not only superficial but also inside the dam. A numerical model
of the dam with elasto-plastic features was prepared, using the Coyne et Bellier
software COBEF together with the SCAS (Stress Controlled Anisotropic Swelling)
module, initially developed to simulate concrete alkali reaction swelling. The
model has been run in parallel with 2 special investigation campaigns, including
structural analysis through borehole wall imagery. The whole allowed better
information and understanding of several aspects of the mechanism of creation
of the cracks network, of its spatial extent, and also to predict its future evolution,
all that is needed to design the dam rehabilitation programme.
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MOTS CLES (PAGE SEPAREE)
Ageing
Analysis
Arch dam
Behaviour
Concrete
Cracking
Investigation
Rehabilitation
Swelling
Vieillissement
Calcul
Barrage voûte
Comportement
Béton
Fissuration
Reconnaissance
Réhabilitation
gonflement
Il convient de citer également les noms des barrages.
Bimont (France)
Malpasset (France)
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