© CFMS-CFGI-CFMR-CFG, Published by EDP Sciences 2019

1 Introduction : le secteur pétrolier et la géotechnique offshore

Bien qu’existant depuis l’antiquité, l’exploitation du pétrole s’accéléra au XIX^e siècle, principalement sur terre. Les premiers puits sur l’eau, forés à partir de jetées, apparaissent en 1887 en Californie. Cependant, durant la première partie du XX^e siècle les exploitations furent cantonnées aux eaux intérieures protégées, telles que celles du Lac Maracaibo ou des marécages du sud de la Louisiane, sans qu’on y associe des reconnaissances géotechniques.

En 1947, la découverte de pétrole grâce au premier puits foré hors de vue des côtes (c’est-à-dire au sens propre du terme « offshore ») par Kerr-McGee dans la zone Ship Shoal Area Block 32 du Golfe du Mexique dans 6 m d’eau marque l’acte de naissance « officiel » de l’industrie pétrolière offshore. La géotechnique offshore naquit aussi « officiellement » la même année, toujours dans le Golfe du Mexique, quand l’entreprise Greer & McClelland réalisa le premier sondage géotechnique offshore dans 6 m d’eau et jusqu’à une profondeur de 60 m sous le fond marin pour dimensionner la fondation d’une plate-forme de forage pour l’entreprise California Oil (maintenant Chevron).

La définition des termes « eaux peu profondes », « grands fonds » ou encore « ultra grands fonds » n’est pas codifiée et varie avec l’évolution des capacités de l’industrie. « Eaux peu profondes » désignait il n’y a pas si longtemps les profondeurs d’eau inférieures à 100 m mais maintenant est souvent étendue aux profondeurs inférieures à environ 300 m. Le terme « grands fonds » désigne maintenant les profondeurs d’eaux entre 300 et 2000 m et « ultra grands fonds » désigne les profondeurs d’eaux supérieures à 2000 m et allant jusqu’aux possibilités actuelles de l’industrie, soit environ 3500 m.

L’évolution des capacités de l’industrie au cours des 70 dernières années est résumée dans la figure 1. La course pour développer les champs en eaux de plus en plus profondes ne fut pas graduelle et s’accéléra au début des années 1990, décennie durant laquelle le record de profondeur d’eau pour une plate-forme de production passa de 500 m à presque 2000 m.

Aujourd’hui, la production journalière mondiale de pétrole offshore est d’environ 27 mb/j (million de barils par jour), soit à peu près 27 % de la production mondiale totale, dont 80 % proviennent de plates-formes en eaux peu profondes. L’industrie est présente sur tous les continents, sauf l’Antarctique : les bassins de production les plus importants sont le Golfe du Mexique, la mer du Nord, le Golfe Persique, la mer Caspienne, le Brésil, la Trinité et Tobago, la mer méditerranée, l’Asie du sud-est (Thaïlande, Vietnam, Indonésie, Australie), et les îles Sakhaline (Fig. 2).

Fig. 1 Évolution des capacités de forage et de production de l’industrie pétrolière offshore durant les 70 dernières années (Source données : Offshore Magazine). Evolution of the drilling and production capabilities of the offshore oil and gas industry over the last 70 years (Data source: Offshore Magazine).

Fig. 2 Principaux champs d’hydrocarbures et bassins de production offshore dans le monde. Main hydrocarbon resources and offshore production basins in the world.

2 Types de plate-forme de production offshore

Les principaux types de structures utilisées pour la production d’hydrocarbures et les charges qu’elles imposent sur leurs fondations sont résumés dans la figure 3.

Le choix de la structure dépend de nombreux paramètres tels que la profondeur d’eau, le poids des modules de surface, les conditions environnementales (courant, houle, vent) et géotechniques, les besoins de forage, habitation ou stockage, les préférences régionales en tant que fabrication et installation, et l’expérience de l’entreprise avec un type particulier de structure. Le record de profondeur d’eau pour une plate-forme offshore flottante est actuellement de 2895 m (Offshore Magazine, 2018).

Le type de structure le plus répandu est celui des « jackets » (Fig. 3) qui représente environ 95 % des plates-formes mondiales. Le terme anglo-saxon « jacket » désignait à l’origine le fait que la structure servait d’enrobage ou de protection autour des pieux, comme la jaquette d’un livre. Un jacket est une structure tubulaire constituée de tubes d’acier soudés entre eux. La structure supporte des modules de surface qui servent soit au forage, soit à la production, soit à la génération de puissance, soit au traitement des hydrocarbures, ou encore comme quartiers d’habitation.

Fig. 3 Plates-formes typiques pour développements offshore (2011 Deepwater Solutions for Concept Selection – Mustang Engineering and Offshore Magazine – used with permission) et les charges imposées sur les fondations. Typical platforms for offshore development (2011 Deepwater Solutions for Concept Selection – Mustang Engineering and Offshore Magazine – used with permission) and associated foundation loads.

3 Identification et analyse des géo-aléas

Les projets débutent par une phase conceptuelle où les types et nombres de structures sont choisis, ainsi que leurs emplacements sur le fond marin, en tenant bien compte des géo-aléas qui peuvent poser un risque à ces installations offshore (Fig. 4).

Il est impératif d’identifier ces aléas dès la phase de conception des projets car ils peuvent avoir une importance considérable sur le plan de développement, les routes choisies pour les conduites sous-marines en fond de mer, et le choix des concepts de fondations.

Pour identifier ces aléas et bien comprendre leur activité potentielle, on établit un modèle géologique du site en utilisant les données géophysiques 3D acquises durant la prospection initiale et les données Haute Résolution (HR) acquises pour les forages. Cependant, ces données n’ont pas la résolution verticale nécessaire et des données Ultra Haute Résolution (UHR) sont typiquement acquises avec un AUV (Autonomous Underwater Vehicle) (Fig. 5).

Les données acquises avec un AUV comprennent usuellement des relevés bathymétriques du site, obtenus avec un échosondeur multi-faisceaux, une image du fond marin, obtenue avec un sonar latéral, et des relevés des couches du sous-sol marin, obtenus avec une source piézoélectrique utilisée en sismique réflexion.

La figure 6 illustre un exemple de relevé bathymétrique dans un site du Golfe du Mexique, le long de l’escarpement de Sigsbee, où de nombreux glissements de terrain sont visibles sur le fond marin. Les points verts, jaunes, rouges, et roses indiquent les sondages géotechniques (forages ou carottages) qui ont été réalisés pour établir l’âge de ces glissements et comprendre les propriétés de leurs sédiments.

Certaines carottes sont coupées longitudinalement pour identifier des glissements de terrains (Fig. 7). On peut aussi réaliser des datations au carbone ¹⁴C et mesurer l’âge de ces glissements pour essayer de déterminer les facteurs de déstabilisation les plus probables. La figure 7 montre une coupe d’une carotte de 13 m de longueur où on peut identifier 6 glissements successifs, le plus récent datant de 8510 ans avant notre ère.

Ces études de géo-aléas, dont des exemples sont donnés par Jeanjean et al. (2005), permettent de situer les plates-formes, pipelines, et autres infrastructures dans des emplacements où les risques dus aux géo-aléas sont compris, tolérés, ou atténués.

Nous allons maintenant discuter de l’étape suivante dans la vie d’un projet : celle du dimensionnement des fondations.

Fig. 4 Géo-aléas typiques des développements en grands fonds (crédit illustration NGI/K. Kvalstad). Typical geohazards for deepwater developments (Illustration courtesy of NGI/K. Kvalstad).

Fig. 5 Types de données géophysiques acquises durant un projet. Types of geophysical data acquired during a project.

Fig. 6 Morphologie du fond marin et sondages géotechniques pour les projets Mad Dog et Atlantis (Golfe du Mexique) (Jeanjean et al., 2005). Seafloor morphology and geotechnical site investigation for the Mad Dog and Atlantis projects (Gulf of Mexico) (Jeanjean et al., 2005).

Fig. 7 Exemple d’intégration de données géophysiques UHR avec un sondage géotechnique et des études de datation pour identifier et déterminer l’âge de glissements de terrains. Example of integration of geophysical data with geotechnical coring and age dating results to identify and determine the age of debris flows.

4 Dimensionnement des pieux sous charge axiale dans les sols cohérents

La plupart des plates-formes offshore étant des jackets sur pieux battus, nous allons explorer quelques défis associés au dimensionnement de ces pieux en commençant par le cas des pieux sous charges axiales dans les sols cohérents.

4.1 Calcul en contraintes totales : méthode de l’API (American Petroleum Institute)

Il est admis depuis longtemps que le frottement unitaire axial des pieux dans les sols cohérents est contrôlé par la contrainte effective radiale le long du pieu (p. ex. Burland, 1973). Cependant, McClelland (1974) note que les méthodes en contraintes totales sont préférées dans le Golfe du Mexique. L’évolution de la méthode API, dite méthode α, avec laquelle on dimensionne presque tous les pieux offshore dans les argiles a été résumée par Pelletier et al. (1993). La version actuelle est toujours une méthode en contraintes totales et fut adoptée pour la 17^e édition du code API RP2A en 1987 (Fig. 8).

C’est un cas particulier de la méthode proposée par Randolph et Murphy (1985) qui suppose que, pour les argiles du Golfe du Mexique, la résistance normalisée du sol dans son état normalement consolidé (s_u : résistance au cisaillement non drainé ;  : contrainte effective verticale due au poids des terres).

Jeanjean (2012) et Liedtke et al. (2019) validèrent ce choix en montrant que cette valeur correspond à la valeur moyenne mesurée sur plus de 500 essais DSS (essai Direct de Cisaillement Simple).

Fig. 8 Évolution des recommandations des normes API et ISO pour le calcul de capacité portante des pieux dans les argiles. Evolution of the API and ISO recommendations for the calculation of pile capacity in clays.

4.2 Utilisation de la méthode α de l’API hors du Golfe du Mexique

Comme nous l’avons vu, la méthode API suppose que . Les argiles de l’Afrique occidentale (p. ex. Angola, Golfe de Guinée) possèdent des propriétés normalisées bien différentes de celles du Golfe du Mexique. Elles sont généralement très structurées avec un poids volumique effectif très faible. En conséquence, leur rapport mesuré à l’essai DSS est plus grand que celui des argiles du Golfe du Mexique (car les contraintes effectives sont plus faibles pour la même valeur de résistance au cisaillement) et se situe typiquement entre 0,3 et 0,4. Elles sont aussi sensibles, avec une sensibilité pouvant s’élever jusqu’à 10.

Ces propriétés ne correspondent donc pas aux hypothèses qui sous-tendent la méthode API. Cependant, en pratique on utilise souvent la méthode α de l’API sans la modifier car le rapport supérieur à 0,25 sera traité comme si l’argile était surconsolidée et on sous-estimera donc le facteur α (sens de la sécurité apparent). Il serait peut-être plus judicieux, pour les pieux rigides, de revenir à l’expression originale de Randolph et Murphy (1985) en utilisant le rapport spécifique au sol considéré.

La banque de données de l’API, qui est celle de Semple et Rigden (1984), contenait principalement des argiles de haute plasticité (CH - AH). Karlsrud et al. (2005) et Karlsrud (2012) ont proposé des corrélations pour calculer le paramètre α en fonction du rapport pour des argiles de faible plasticité. Les valeurs de α recommandées pour les sols normalement consolidés sont inférieures aux recommandations de l’API pour les argiles avec un indice de plasticité, I_p, inférieur à 75, principalement parce que la contrainte effective radiale le long du pieu après installation diminue avec I_p.

4.3 Méthodes de calcul en contraintes effectives : méthode β et méthode ICP

Les critiques de la méthode API (par ex. Burland, 1993) montrent du doigt son manque de rigueur fondamentale, sa faible précision, et un manque de clarté quant au test qu’il faut utiliser pour mesurer s_u. On répondra à ces critiques en notant que la méthode de Randolph et Murphy a une formulation rigoureuse et est cohérente avec l’hypothèse d’un lien en frottement pur entre le pieu et le sol (Randolph et Murphy, 1985). Jeanjean (2012) a démontré que la méthode β de Burland donne des résultats très similaires à la méthode de l’API pour les argiles normalement consolidées à légèrement surconsolidées, si on utilise des valeurs typiques de coefficient de poussée, K₀, et d’angle de frottement effectif, φ^′. On notera qu’il est admis que la méthode β donne des résultats dispersés pour les argiles fortement surconsolidées et n’est pas recommandée pour ces sols (ARGEMA, 1988).

Les méthodes en contraintes effectives peuvent cependant être utilisées dans des cas très particuliers. Par exemple, un cas extrême de sol qui ne rentre pas dans les hypothèses de la méthode de l’API se trouve à l’ouest des îles Shetlands. La figure 9 compare les gammes de résistance au cisaillement et de résistance au cisaillement normalisée sur le site décrit par Aldridge et al. (2010) avec celles des bases de données d’essais sur pieux de l’API et de Chow (1996), qui a été utilisée pour développer la méthode ICP de l’Imperial College (ICL) dans les argiles (Jardine et al., 2005).

Pour ce projet, les pieux ont été dimensionnés avec la méthode ICP, dans laquelle le frottement local à la rupture, τ_f, est calculé par : (1)

étant la contrainte radiale après équilibre (Jardine et al., 2005), et δ_f étant l’angle de frottement d’interface mesuré par essai à la boîte de cisaillement circulaire (δ_résiduel < δ_f < δ_pic).

Fig. 9 Comparaison des caractéristiques des sols à l’ouest des îles Shetlands avec celles de deux banques de données. Comparison of characteristics of West of Shetland Islands soils and those in two databases.

5 Dimensionnement des pieux sous charge axiale dans les sols pulvérulents – méthode API

L’historique du développement de la méthode de l’API pour dimensionner les pieux sous charges axiales dans les sols pulvérulents, telle qu’on la trouve dans les normes API RP 2GEO (2014) et ISO 19902, a été documenté de façon approfondie par Pelletier et al. (1993) et Jeanjean et al. (2010). Le lecteur y trouvera les détails des études réalisées au cours des 40 dernières années ainsi qu’un condensé de l’évolution des recommandations de l’API et l’ISO, telles qu’elles sont utilisées dans le Golfe du Mexique et en Mer du Nord (Fig. 10).

Quelques points importants sont résumés ci-dessous.

La plupart des pieux offshore dans les sables ont été dimensionnés avec la « méthode du texte normatif » de l’API et ISO (« main text method » en anglais), en opposition au texte informatif qu’on trouve dans les annexes de ces normes. Dans le texte normatif, le frottement unitaire, f, dans les sables est calculé, et ce depuis la première édition de API RP 2A en 1969, avec l’équation suivante : (2)

K étant le coefficient de pression des terres à la rupture, la contrainte effective verticale, δ l’angle de frottement de l’interface sol-pieu à la rupture, et f_lim le frottement unitaire axial limite (valeur plafond).

En 2007, le terme «  » a été remplacé par le symbole β car le symbole δ est aussi utilisé dans la méthode CPT (Cone Penetration Test) de l’ICL (Imperial College London). Les paramètres β et f_lim dépendent de l’indice de densité et du diagramme granulométrique du sol.

Les recommandations pour le calcul de K, δ et f_lim ont évolué suivant les éditions des normes API.

Fig. 10 Évolution des recommandations des normes API et ISO pour le calcul de capacité portante des pieux dans les sols pulvérulents. Evolution of the API and ISO recommendations for the calculation of pile capacity in cohesionless soils.

5.1 Coefficient K

La première édition de l’API (1969) stipulait les valeurs K = 0,7 et 0,5 en compression et traction, car elles étaient les valeurs utilisées par McCelland Engineers. Ces valeurs furent modifiées pour la troisième édition (1972) qui recommande K = 1,0 et 0,5 en compression et traction, sans apport géotechnique supposé et sans que les justifications de ce changement soient documentées.

Ces valeurs furent mises à jour pour la 15^e édition en 1984 qui recommande K = 0,8 en compression et traction pour les pieux ouverts et K = 1,0 pour les pieux fermés, sur la base des travaux d’Olson et Dennis (1982), commandités par l’API.

5.2 Angle de frottement sol-pieu, δ

Lors de la 1^re édition de l’API en 1969, l’angle de frottement interne était noté φ et l’angle de frottement à l’interface sol-acier était malencontreusement noté φ^′, ce qui créa beaucoup de confusion. La notation δ pour l’angle de frottement à l’interface fut adoptée en 1979 pour la 10^e édition. La valeur de δ, en degrés, était calculée par δ = φ − 5 comme le faisait McClelland Engineers et les recommandations se limitaient aux sables moyennement denses à denses.

Après les travaux de Olson et Dennis (1982), les recommandations pour l’estimation de δ furent étendues, à tort avec le recul, à tous les sols pulvérulents (des limons non plastiques aux graviers) et à tous les indices de densité (très lâche à très dense).

5.3 Frottement limite f_lim

L’utilisation de valeurs limites pour le frottement et la résistance de pointe a toujours été sujette à controverse. Ces valeurs apparurent dès la 1^re édition (1969) mais disparurent pour la 3^e édition (1972) sans justification. Olson et Dennis (1982) n’utilisèrent donc pas de valeur limite dans leurs analyses d’essais car elles n’étaient pas incluses dans la 11^e édition (1980) de l’API, bien que ces valeurs soient quand même utilisées en pratique.

Cependant, ils trouvèrent que la capacité portante des pieux longs était ainsi surestimée, probablement parce que l’angle de frottement interne diminue avec une augmentation de la contrainte effective et que cette diminution entraîne à son tour une diminution de K.

Olson et Dennis (1982) conclurent que les prédictions de capacité portante étaient améliorées si ces limites étaient utilisées et elles furent donc réintroduites dans la 15^e édition (1984). Elles sont toujours en vigueur et demeurent inchangées dans la version courante de l’API RP 2GEO.

5.4 Analyse statistique de la méthode API

La fiabilité de la méthode API a été évaluée par bien des auteurs. Le principe est souvent le même :

• on établit une banque expérimentale de données d’essais sur pieux ;

• on calcule la capacité portante avec la méthode API ;

• pour chaque essai, on déduit le rapport de la capacité calculée à la capacité mesurée.

Le premier défi est d’établir une banque de données appropriée. La plupart des auteurs (par ex. Olson et Dennis, 1982) commencent par rassembler un nombre souvent impressionnant de résultats d’essais (1004 essais analysés par Olson et Dennis, dont 335 dans les sables !). Cependant la plupart des banques de données incluent des essais qui correspondent peu aux conditions offshore, tels que des essais sur pieux en béton, pieux fermés, ou encore pieux non tubulaires, ou bien des essais sur des sites où les conditions géotechniques sont mal caractérisées, par exemple dues à l’absence d’essais au pénétromètre statique à pointe électrique (CPT).

Les banques de données les plus utilisées sont celles de l’ICP (Imperial College) (Jardine et al., 2005) qui est une extension de celle de Chow (1996), de Clausen et al. (2005) pour la méthode NGI (Norwegian Geotechnical Institute), de Fugro Engineers (2004), et de Lehane et al. (2005) pour la méthode UWA (University of Western Australia) car elles ont servi au développement des méthodes CPT que nous discuterons dans la section 6.3.

Le tableau 1 résume le nombre total d’essais ainsi que le nombre d’essais les plus pertinents pour les conditions offshore, à savoir les essais sur pieux tubulaires, ouverts, en acier, et pour lesquels les données CPT sont disponibles.

On peut évaluer le rapport « capacité portante calculée avec la méthode API » sur « capacité portante mesurée » pour chaque essai et obtenir les statistiques résumées dans le tableau 2.

Ces statistiques sont toutefois trompeuses car elles ne reflètent pas le biais de la méthode API envers l’indice de densité du sable et l’élancement du pieu (c.-à-d. le rapport L/D, où L est la longueur du pieu et D est son diamètre), comme le montrent les figures 11–14.

En effet, la méthode API tend à sous-estimer la capacité portante des pieux courts (L/D < 30), particulièrement en traction, et celle des pieux dans les sables denses à très denses. Cependant, elle peut surestimer la capacité portante des pieux longs (L/D > 30) et celle des pieux dans les sables lâches et moyennement denses.

Fig. 11 Rapport capacité portante calculée sur capacité portante mesurée en compression pour les pieux ouverts avec la méthode de l’API, en fonction de l’indice de densité. Ratio of calculated over measured compression capacity for open ended piles according to the API method, as a function of sand relative density.

Fig. 12 Rapport capacité portante calculée sur capacité portante mesurée en traction pour les pieux ouverts avec la méthode de l’API, en fonction de l’indice de densité. Ratio of calculated over measured tension capacity for open ended piles according to the API method, as a function of sand relative density.

Fig. 13 Rapport capacité portante calculée sur capacité portante mesurée en compression pour les pieux ouverts avec la méthode de l’API, en fonction du rapport longueur sur diamètre. Ratio of calculated over measured compression capacity for open ended piles according to the API method, as a function of the ratio Length over diameter.

Fig. 14 Rapport capacité portante calculée sur capacité portante mesurée en traction pour les pieux ouverts avec la méthode de l’API, en fonction du rapport longueur sur diamètre. Ratio of calculated over measured traction capacity for open ended piles according to the API method, as a function of the ratio Length over diameter.

5.5 Avantages de la méthode API

La méthode API possède les avantages suivants :

• elle est simple et peut être utilisée par des ingénieurs non-géotechniciens de façon relativement fiable, quoique des erreurs d’interprétation aient été relevées quant au choix de K et de δ, souvent confondu avec φ par les ingénieurs structures (Gilbert et al., 2010) ;

• la forme des équations est restée inchangée depuis longtemps et était déjà mise en place dans la 1^re édition de la norme RP 2A en 1969. On peut retracer son origine jusqu’à l’Annexe « C » de tous les rapports de McClelland Engineers depuis 1962. En fait, cette forme était déjà utilisée par Greer and McClelland au début des années 1950 et donc a été utilisée depuis le tout début de la géotechnique offshore en 1947. La méthode a fait ses preuves pour les sables siliceux denses et très denses ;

• la marge de sécurité documentée de la méthode API pour les sables moyennement denses à très denses est cohérente avec le fait que 1) cette méthode est utilisée avec un facteur de sécurité global assez bas envers les actions extrêmes (1,5 dans l’API) et 2) la méthode possède un coefficient de variation élevé (Tab. 2). Si la méthode n’allait pas autant dans le sens de la sécurité, la probabilité de rupture serait trop importante. La méthode a fait ses preuves, bien que la proportion de pieux ayant subi les charges extrêmes pour lesquelles ils ont été dimensionnés soit probablement très faible.

5.6 Désavantage et critique de la méthode API

La méthode API possède néanmoins des désavantages et limites considérables et le cadre général de la méthode n’est cohérent, ni avec les processus physiques qui contrôlent la capacité portante des pieux ni avec de nombreuses mesures réalisées lors d’essais sur pieux :

• utilisation de valeurs limites pour le frottement : les valeurs limites furent incorporées dans la méthode pour tenter de capturer le fait que, dans les premiers essais, le frottement moyen semblait rester constant en dessous d’une certaine profondeur, appelée « profondeur critique ». Cependant, de nombreux essais ont démontré que le frottement n’est pas plafonné par une valeur limite et sa valeur maximale se manifeste près de la base du pieu. Un exemple du projet EURIPIDES est illustré dans la figure 15.
  Dans la méthode API, la profondeur à laquelle la valeur limite du frottement est atteinte est indépendante du diamètre du pieu, D, et se produit pour une contrainte effective verticale comprise entre 200 et 230 kPa (équivalent à une fiche de pieu de 20 à 23 m pour un poids volumique déjaugé typique de 10 kN/m³). Ceci est en opposition avec les recommandations de Vesic (1970) qui préconise une profondeur critique de 10 D pour les sables lâches et 20 D pour les sables denses. Cependant, Vesic lui-même ne recommandait plus le concept de « profondeur critique » en 1977 car il ne le considérait plus valable (rapporté par Kulhawy, 1996).
  Le concept de profondeur critique est de nos jours totalement discrédité et le fait que le taux d’augmentation du frottement total du pieu diminue si la fiche du pieu augmente est expliqué par une réduction de K et δ avec une augmentation de la contrainte effective. Dans les méthodes CPT (Sect. 6), le même phénomène est expliqué par le concept de « fatigue du frottement » où le frottement à une profondeur donnée diminue à mesure que la fiche du pieu augmente, les charges cycliques durant le battage réduisant peu à peu le frottement ;

• utilisation de valeurs limites pour la résistance de pointe : la même observation s’applique à la résistance de pointe du pieu qui atteint une valeur limite à une contrainte effective absolue de 240 à 250 kPa (i.e., une fiche de 24 à 25 m pour un poids volumique déjaugé typique de 10 kN/m³).
  Comme le discute Randolph et al. (1994), l’hypothèse que la résistance de pointe augmente de façon linéaire avec la profondeur jusqu’à une valeur limite est difficile à justifier en termes physiques. La résistance de pointe continue d’augmenter avec la profondeur mais à un taux réduit parce que l’angle de frottement et l’index de rigidité (I = G/s_u avec G : module de cisaillement) diminuent avec un accroissement de la contrainte effective.
  L’utilisation de ces limites absolues est peut-être une des raisons principales pour laquelle la méthode de l’API démontre un tel biais envers l’élancement (L/D) du pieu et sous-estime la capacité portante des pieux longs dans les sables denses et très denses ;

• la valeur de K ou β ne dépend pas de la direction du chargement : de nombreux essais ont démontré que le frottement en traction est inférieur au frottement en compression, ce qu’on attribue généralement à un effet du coefficient de Poisson de l’acier qui cause une contraction radiale du pieu en traction et une expansion radiale du pieu en compression. Le frottement moyen en traction calculé par la plupart des méthodes CPT (Sect. 6) varie entre 70 et 80 % de la valeur du frottement en compression. Cependant, dans la méthode API la même valeur de K ou β est utilisée en pratique parce que, pour les sables très denses, il est reconnu que la capacité portante en compression est nettement sous-estimée.

Bien que la méthode de l’API aille dans le sens de la sécurité pour les pieux typiques offshore (c.-à-d. les pieux ouverts en compression dans des sables moyennement denses à très denses), l’industrie a jugé que cette marge de prudence était excessive ce qui a motivé une série d’essais et de travaux qui ont mené au développement de méthodes basées sur les relevés CPT.

Figure 15 Frottement unitaire en compression mesuré lors de l’essai EURIPIDES sur le site I et rétro-analyses avec la méthode de l’API et les méthodes CPT (D = 0,763 m ; fiche = 38,7 m) (Communication personnelle de B. Lehane, 2019). Unit skin friction in compression measured with the EURIPIDES test at Site I and hindcast with the API and the CPT methods (D = 0,763 m ; Length = 37,8 m) (Personal communication B. Lehane, 2019).

6 Dimensionnement des pieux sous charge axiale dans les sols pulvérulents – Méthodes CPT

Un bref aperçu du développement des méthodes CPT est maintenant présenté. Le lecteur pourra approfondir ses connaissances en lisant Jardine et Chow (2007), Schneider et al. (2008), et Jeanjean et al. (2010).

6.1 Principaux essais et études des 25 dernières années

De nombreuses études ont été réalisées durant les 25 dernières années pour améliorer les méthodes de prédiction de la capacité portante dans les sables. Les travaux qui ont eu une influence directe sur les normes API et ISO comprennent :

• les essais EURIPIDES (1995) (Kolk et al., 2005) ;

• les travaux de l’Imperial College et le développement de la méthode ICP (Jardine et al., 2005) ;

• les travaux de Fugro Engineers, sponsorisés par l’API, et le développement de la méthode Fugro-05 (Fugro Engineers, 2004) ;

• les travaux à l’Institut Norvégien de Géotechnique (NGI) entre 1995 et 2005 et le développement de la méthode NGI-05 (Clausen et al., 2005) ;

• les travaux à University of Western Australia (UWA) et le développement de la méthode UWA (Lehane et al., 2005).

6.2 Méthode du texte normatif dans les recommandations actuelles des normes API et ISO

D’importantes modifications furent implémentées dans les textes de l’API et l’ISO en 2007 (Fig. 10) sur la base des résultats des travaux ci-dessus (voir Jeanjean et al., 2010, pour détails).

La méthode du texte est restée inchangée pour les sables denses et très denses. Cependant le terme « K · tanδ » fut remplacé par son produit « β = K · tanδ » et seules les valeurs recommandées de β sont présentées dans l’API et l’ISO pour éviter les erreurs documentées par Gilbert et al. (2010) et pour éviter la confusion avec le symbole « δ_cv » utilisé dans la méthode CPT de l’ICP. Cependant, la méthode n’est plus recommandée pour les sables très lâches et lâches, les sables-limons lâches, les limons moyennement denses et denses car elle n’allait pas nécessairement dans le sens de la sécurité (Fig. 11–14). Quatre méthodes basées sur les résultats de l’essai CPT sont recommandées pour ces types de sols.

On doit toutefois garder à l’esprit qu’il subsiste des cas où la méthode actuelle de l’API ne va pas toujours dans le sens de la sécurité. En effet, quand on la compare aux méthodes CPT, la méthode actuelle de l’API peut surestimer la capacité portante en traction pour les pieux longs dans les sables moyennement denses (Fig. 12 et 14). Heureusement, ce cas est rarement rencontré en pratique.

6.3 Les méthodes CPT

Quatre méthodes basées sur les essais CPT furent développées. Elles calculent le frottement local unitaire, f, avec l’équation suivante : où est la contrainte radiale effective après installation et équilibre (calculée en fonction de la résistance de pointe du CPT q_c, , et la profondeur de battage), est la variation de la contrainte radiale effective durant le chargement due à la dilatation du sable, et δ_cv est l’angle de frottement sol-pieu à volume constant (mesuré ou valeur par défaut de 29 degrés).

Les quatre méthodes implémentées dans les textes de l’API et de l’ISO en 2007 sont :

• la méthode « Simplified-ICP », qui est une simplification de la méthode de l’ICP publiée par Jardine et al. (2005) où les coefficients de régression ont été arrondis et où le terme de dilatance a été négligé (sens de la sécurité) ;

• la méthode « Fugro-05 » (Fugro Engineers, 2004) ;

• la méthode « NGI-05 » (Clausen et al., 2005) ;

• et la méthode « Offshore-UWA » qui est une adaptation de la méthode de Lehane et al. (2005) pour les pieux offshore de larges diamètres où les effets favorables dus au battage partiellement bouché et les effets de dilatance ont été négligés.

Les méthodes CPT sont donc recommandées pour tous les indices de densité des sables siliceux. Ces méthodes produisent un biais et un coefficient de variation bien meilleurs que la méthode de l’API (Fig. 16–19).

Les quatre méthodes sont présentées sur un pied d’égalité et c’est à l’ingénieur de décider quelle méthode est la plus adaptée à son cas de dimensionnement. Les textes de l’API RP 2GEO et de l’ISO 19902 disent clairement :

« Comparées à la méthode du texte normatif (…) les méthodes CPT sont considérées comme fondamentalement meilleures ; elles ont montré des prédictions statistiques plus proches des résultats d’essais sur pieux et, bien que leur utilisation ne soit pas imposée, elles sont les méthodes préférées. »

Comme Jeanjean et al. (2010) l’ont notifié, en 2007 il n’y avait malheureusement aucun consensus dans l’industrie sur le meilleur choix entre les 4 méthodes. Laquelle était préférable et la plus apte à remplacer la méthode du texte normatif de l’API ?

Les méthodes CPT ne sont donc pas imposées, car il aurait fallu se mettre d’accord sur une seule méthode, et sont donc incluses dans les textes informatifs.

Les aspects importants de ces méthodes CPT incluent :

En compression :

• toutes les méthodes CPT prédisent des frottements unitaires qui sont généralement supérieurs, près de la pointe du pieu, aux valeurs limites de l’API ;

• les valeurs de la résistance de pointe sont proches les unes des autres ;

• les méthodes CPT donnent des capacités portantes supérieures à celle de la méthode API pour les pieux courts (L/D < 30).

En traction :

• les méthodes CPT prédisent généralement des frottements supérieurs à ceux de la méthode API pour les pieux à faible élancement (L/D < 30) ;

• les méthodes CPT prédisent généralement des frottements inférieurs à ceux de la méthode API pour les pieux à grand élancement (L/D > 30).

Les méthodes CPT ne donnent donc pas toujours des capacités portantes supérieures à celles calculées par la méthode de l’API. Pour exploiter totalement le potentiel des méthodes CPT, il faut éviter que le cône refuse dans les sables très denses et l’industrie utilise de plus en plus des cônes de 5 cm² avec une limite de mesure en résistance de pointe de 100 MPa, au lieu du cône typique de 10 cm² avec une limite de 50 MPa pour la résistance de pointe. Il faut aussi avoir des sondages CPT rapprochés près de la pointe du pieu pour être sûr d’identifier la présence de fines couches d’argile qui seraient préjudiciables à la capacité de pointe du pieu et aux fortes valeurs de frottement près de la pointe.

Les pratiques en vigueur divergent et, dans l’application des méthodes CPT, certains ingénieurs utilisent :

• une seule méthode privilégiée (voir Overy (2007) et l’utilisation de la méthode ICP pour neuf plates-formes en mer du Nord) ;

• la moyenne arithmétique de deux, trois, ou quatre des méthodes ;

• ou encore la méthode qui donne la capacité portante la plus pessimiste.

Fig. 16 Rapport capacité portante calculée sur capacité portante mesurée en compression pour les pieux ouverts avec les méthodes CPT et la banque de données de UWA, en fonction de l’indice de densité. Ratio of calculated over measured compression capacity for open ended piles according to the CPT methods and the UWA database, as a function of sand relative density.

Fig. 17 Rapport capacité portante calculée sur capacité portante mesurée en traction pour les pieux ouverts avec les méthodes CPT et la banque de données de UWA, en fonction de l’indice de densité. Ratio of calculated over measured tension capacity for open ended piles according to the CPT methods and the UWA database, as a function of sand relative density.

Fig. 18 Rapport capacité portante calculée sur capacité portante mesurée en compression pour les pieux ouverts avec les méthodes CPT et la banque de données de UWA, en fonction du rapport longueur sur diamètre. Ratio of calculated over measured compression capacity for open ended piles according to the CPT methods and the UWA database, as a function of the ratio Length over diameter.

Fig. 19 Rapport capacité portante calculée sur capacité portante mesurée en traction pour les pieux ouverts avec les méthodes CPT et la banques de données de UWA, en fonction du rapport longueur sur diamètre. Ratio of calculated over measured traction capacity for open ended piles according to the CPT methods and the UWA database, as a function of the ratio length over diameter.

6.4 Extrapolation hors des banques de données

On pourrait penser que, pour choisir la meilleure méthode CPT, il suffise de faire des études statistiques sur les banques de données et de choisir la méthode avec un biais le plus près de 1,0 et le plus petit coefficient de variation (CV). Cependant, bien que le biais et le CV calculés sur les banques de données soient des facteurs importants, ils ne peuvent être les seuls car :

• les quatre méthodes ont été développées à partir de banques de données toutes différentes ;

• sauf pour l’essai de Trans Tokyo Bay, le diamètre, la longueur, et la capacité portante mesurée dans tous les essais sont bien inférieurs aux cas de dimensionnements typiques de pieux pour jackets (Fig. 20).

  Figure 20 Comparaison des caractéristiques des pieux ouverts de la banque de données UWA avec celles des cas typiques de dimensionnement. Comparison of the UWA database characteristics for open piles with those in typical offshore design.

Le défi consiste donc à bien comprendre les phénomènes physiques qui gouvernent le problème et à avoir confiance en leur extrapolation aux dimensionnements typiques. En particulier, les questions clés auxquelles il faut répondre incluent :

• Quelle est l’influence du diamètre du pieu sur le phénomène de dilatance des sables très denses ?

• Quelle est l’influence du diamètre du pieu et de la formation d’un bouchon dans les pieux ouverts durant le battage (pieu carottant, partiellement ou totalement bouché) sur le frottement latéral et la résistance de pointe ?

• Quelle méthode de pondération de la résistance de pointe du CPT, q_c, est la plus adaptée (elle diffère parmi les méthodes) ?

• Quelle est l’influence de l’angle de frottement à l’interface sol-pieu ? Faut-il le mesurer ou utiliser des valeurs par défaut ? Quel est le changement de rugosité du pieu durant le battage et quel impact a-t-il sur l’angle de frottement (les essais EURIPIDES ont montré que la rugosité après battage avait diminué à l’extérieur du pieu par rapport à la rugosité initiale, mais que cependant la rugosité avait augmenté à l’intérieur du pieu) ?

Le même défi est présent pour le dimensionnement des pieux dans les argiles. Les longueurs, diamètres, et capacités portantes des pieux dans la banque de données de Semple et Rigden (1984), qui fut utilisée par Randolph et Murphy (1985) pour développer la méthode de l’API, et la banque de données de Chow (1996), qui fut utilisée pour développer la méthode de l’ICP, comprennent principalement des pieux de diamètres inferieurs à 1,0 m, de longueurs inférieures à 40 m, et aux capacités portantes inférieures à 10 MN. Par contraste, les pieux des plates-formes TLP ou tours flexibles peuvent avoir des diamètres de 2,5 m, des longueurs de 160 m, et des capacités portantes calculées qui dépassent 120 MN (Fig. 21).

Fig. 21 Comparaison des caractéristiques des pieux des banques de données Semple et Rigden (184) et Chow (1996) avec celles des cas typiques de dimensionnement dans les argiles. Comparison of the Semple and Rigden (1984) and Chow (1996) databases characteristics for piles in clays with those in typical offshore design.

6.5 Travaux en cours et progrès anticipés sur l’harmonisation des méthodes CPT dans l’API et ISO

Un projet de recherche fut lancé en 2013 pour harmoniser les méthodes CPT que nous venons de présenter, le but étant de développer une méthode CPT « unifiée » qui ne soit affiliée ni à Fugro, ni à ICP, ni au NGI, ou UWA.

La première étape consista à harmoniser les banques de données pour que les résultats statistiques fussent acceptés par tous. Ce fut une entreprise que beaucoup croyaient impossible mais qui fut réalisée en trois ans. La banque de données « unifiée » fut publiée par Lehane et al. (2017) et représente une avancée majeure.

Les travaux sont toujours en cours pour développer la méthode CPT unifiée et les résultats sont attendus avant la fin 2019. Le but ultime est de remplacer la méthode du texte normatif de l’API et l’ISO par cette méthode CPT unifiée lors de la prochaine mise à jour de ces textes en 2020 et 2021.

7 Dimensionnement des pieux sous charges latérales dans les sols cohérents

La plupart des pieux offshore sous charges latérales sont dimensionnés en utilisant la théorie des poutres. Le sol est discrétisé en une série de couches horizontales et le transfert de charge entre le pieu et chaque couche se fait à travers un ressort non linéaire, connu sous le nom de courbe « p-y ».

Cette méthode fut initiée par McClelland et Focht (1958) et les normes API et ISO en cours recommandent les courbes développées par Matlock (1970). Toutefois, il est maintenant bien établi que ces courbes sous-estiment la réaction limite du sol ainsi que sa raideur (Jeanjean et al., 2017). Cependant, ces courbes sont toujours utilisées car elles donnent l’impression d’aller dans le sens de la sécurité du fait que, dans la majorité des cas, elles surestiment les moments de flexion et les déplacements latéraux dans les pieux.

Cependant, cette surestimation peut avoir des conséquences importantes. En effet, le dimensionnement des pieux ne représente qu’une petite partie du dimensionnement de la structure offshore car les pieux ne sont qu’un des nombreux composants de la plate-forme. Jeanjean et al. (2015) décrivent comment des hypothèses qui vont dans le sens de la sécurité pour les pieux ne vont pas forcément dans le sens de la sécurité pour les autres composants de la structure. Il est donc vital d’utiliser des courbes p-y BE « Meilleure Estimation » (« Best Estimate » en anglais)».

Ce constat a motivé le développement d’une série de courbes p-y dites « Nouvelle Génération » qui représente une meilleure estimation des réactions du sol pour les calculs suivants :

• courbes p-y monotones développées par Jeanjean et al. (2017) ;

• courbes p-y pour charges cycliques typiques de celles qui s’exercent sur les pieux des plates-formes offshore (Zhang et al., 2019) ;

• courbes p-y pour calcul en état limite de fatigue (Zakeri et al., 2019).

Ces courbes sont actuellement évaluées par le comité géotechnique de l’API et de l’ISO et sont proposées comme modernisation et élargissement des courbes de Matlock lors de la prochaine mise à jour de ces textes en 2020 et 2021.

7.1 Courbes p-y monotones

Le développement des courbes p-y monotones Nouvelle Génération est décrit par Jeanjean et al. (2017). Elles s’appliquent aux pieux longs et flexibles (L/D ≥ 10) avec les mécanismes de rupture de la figure 22 : près de la surface le sol remonte vers le haut à l’avant du pieu avec une rupture en coin (Fig. 22a). À l’arrière du pieu, si le sol ne se décolle pas, un coin en poussée se forme et le sol se déplace vers le bas (Fig. 22b). En dessous de cette rupture en coin, le sol n’est plus influencé par la surface et se déforme en plans horizontaux autour du pieu.

Jeanjean et al. (2017) ont développé un mécanisme de rupture en utilisant les résultats de la limite supérieure de la théorie de la plasticité de Randolph et Houlsby (1984) pour le mécanisme en plan horizontaux et une simplification des résultats de simulations aux éléments finis et de la théorie de la plasticité de Zhang et al. (2016).

Les nouvelles courbes p-y monotones ont une réaction limite et une raideur supérieures à celles des courbes de Matlock dans l’API RP 2GEO, 1^re édition. Deux exemples sont fournis pour comparer les facteurs de portance, N_p, entre la méthode actuelle et les courbes de Jeanjean et al. (2017) proposées pour la 2^e édition (Fig. 23) avec : (3)

p_u étant la résistance limite du sol par unité de longueur du pieu, s_u la résistance au cisaillement non drainée, et D le diamètre.

Jeanjean et al. (2017) ont développé une procédure de mise à l’échelle des courbes DSS normalisées pour obtenir la forme des courbes p-y normalisées, grâce à des modélisations aux éléments finis (Fig. 24). Des courbes DSS par défaut sont aussi proposées, en fonction du coefficient de surconsolidation, OCR, et de l’indice de plasticité, I_p, pour les cas où les données DSS ne sont pas disponibles.

Les courbes p-y de Jeanjean et al. (2017) ont été utilisées pour faire des rétro-analyses sur 11 essais et ont permis un calcul à rebours des moments de flexion et des profils de déplacements latéraux des pieux très satisfaisants. La forme de ces courbes normalisées est aussi très proche de celle proposée par Khemakhem (2012) (Fig. 25), bien que les facteurs de portance soient différents.

Fig. 22 Mécanisme de rupture du sol autour d’un pieu flexible sous charge horizontale : a) avec décollement ; b) sans décollement. Soil failure mechanism around a laterally loaded flexible pile for a) gapping and b) no gapping condition.

Fig. 23 Comparaison des facteurs de portance latérale entre les équations de Matlock et celles des courbes Nouvelle Génération proposées pour la prochaine mise à jour des normes API et ISO. a) Exemple 1 et b) Exemple 2. Comparison of bearing capacity factors between de Matlock formulation and the Next Generation curves proposed to update the API and ISO codes. a) Example 1 et b) Example 2.

Fig. 24 Procédure de mise à l’échelle des courbes DSS normalisées pour obtenir des courbes p-y normalisées (Jeanjean et al., 2017). Scaling procedure to obtain normalized p-y curves from normalized DSS curves (Jeanjean et al., 2017).

Fig. 25 Comparaison des courbes p-y normalisées de Jeanjean et al. (2017) avec les résultats de Khemakhem (2012). Comparison between the normalized p-y curves of Jeanjean et al. (2017) and the results of Khemakhem (2012).

7.2 Courbes p-y cycliques

Zhang et al. (2019) ont proposé des courbes cycliques développées spécifiquement pour les jackets du Golfe du Mexique et de la Mer du Nord.

Pour le Golfe du Mexique, ces courbes sont basées sur 1) les propriétés cycliques des sols résumées par Liedtke et al. (2019) (exemple dans Fig. 26) et 2) les charges cycliques typiques auxquelles les pieux des jackets sont soumis durant les ouragans.

Pour la mer du Nord, ces courbes sont basées sur 1) les propriétés cycliques de l’argile de Drammen, qui est couramment utilisée pour modéliser les sols de la Mer du Nord, et 2) les charges cycliques typiques auxquelles les pieux des jackets sont soumis durant les tempêtes d’hiver.

Zhang et al. (2019) ont démontré que pour les conditions typiques subies par les pieux de jackets, le nombre de cycles équivalent, N, est inférieur à 25 et la contrainte cyclique, τ_cy, est à peu près égale à 1,4 fois la contrainte moyenne, τ_m. Pour ces conditions de charges, la résistance au cisaillement cyclique est supérieure à la résistance monotone (voir rectangle bleu dans Fig. 26).

Ceci est principalement dû à une différence de taux de cisaillement : en effet, lors d’un essai monotone le taux de cisaillement est faible (5 %/hr) et l’échantillon est typiquement amené à la rupture entre 1 et 3 heures tandis que durant un essai cyclique l’échantillon est cisaillé plus rapidement, avec des charges de période de 10 s.

Les courbes cycliques proposées par Zhang et al. (2019) sont obtenues à partir des courbes p-y monotones de Jeanjean et al. (2017). Chaque valeur de « p » et « y » est multipliée par un coefficient d’abattement, généralement supérieur à 1,0, comme illustré dans la figure 27.

Il faut se souvenir que les coefficients d’abattement proposés par Zhang et al. (2019) ne sont applicables, en principe, qu’aux conditions pour lesquelles ils ont été validés et leur utilisation dans d’autres conditions doit se faire avec prudence.

Fig. 26 Diagrammes contours de l’argile de Drammen et de celles du Golfe du Mexique sous essais DSS et charges cycliques typiques durant ouragans ou tempêtes en mer du Nord (d’après Liedtke et al., 2019). DSS contour diagrams for Drammen clay and Gulf of Mexico clays and typical cyclic loads during hurricanes and North Sea storms (after Liedtke et al., 2019).

Fig. 27 Obtention des courbes p-y cycliques à partir des courbes monotones et avec les coefficients d’abattement de Zhang et al. (2019). Deriving cyclic p-y curves from monotonic p-y curves and the « p » and « y » modifiers of Zhang et al. (2019).

7.3 Courbes p-y pour état limite de fatigue

Des courbes p-y pour les états limites de fatigue ont été proposées et validées par Zakeri et al. (2019). Le lecteur y trouvera les détails des essais en centrifugeuse et en laboratoire qui forment la base de ces courbes. Elles ont été validées par de nombreuses campagnes d’instrumentation de tête de puits en grands et ultra grands fonds.

8 La transition vers les énergies renouvelables

Notre réflexion s’est jusqu’à présent cantonnée au secteur pétrolier et nous allons maintenant explorer le grand défi actuel de la géotechnique offshore qu’est le transfert de technologies du secteur pétrolier au secteur éolien.

L’évolution de l’offre et de la demande en énergie dans les 20 années à venir a été explorée par BP (BP, 2019). On anticipe une large augmentation de la demande en énergie, poussée par l’amélioration des conditions de vie et l’accroissement de la prospérité dans les pays en voie de développement. La consommation annuelle mondiale en énergie est représentée dans la figure 28 par secteur d’activité, selon le scénario de « Transition en Evolution (TE) » qui suppose que les politiques gouvernementales, la technologie, et les préférences sociales continuent à évoluer d’une manière et à une vitesse similaire à celles du passé récent.

Selon ce scénario, la demande en énergie augmente d’environ un tiers d’ici 2040, à un rythme cependant nettement réduit par rapport aux 20 dernières années. La transition vers des énergies qui réduisent les émissions de carbone est assurée principalement par les énergies renouvelables et le gaz naturel qui constituent 85 % de l’accroissement de l’offre. Selon le scénario TE, la part de marché mondiale des énergies renouvelables augmente de 1 à 10 % en 25 ans, ce qui constitue un rythme de pénétration de marché historiquement supérieur à celui de toutes les autres sources d’énergie (Fig. 29).

Les énergies renouvelables incluent les secteurs solaire, géothermique et biomasse, ainsi que le secteur éolien dont nous allons explorer la composante offshore.

Fig. 28 Source d’énergie consommée d’ici 2040 selon le scénario « TE » « Transition en Évolution » (adaptée de BP, 2019). Energy consumption by fuel to 2040 according to the « Evolving Transition » scenario (modified from BP, 2019).

Fig. 29 Evolution historique des parts de marché de diverses sources d’énergie et anticipation des parts de marché des énergies renouvelables selon le scénario « TE » « Transition en Évolution » (adaptée de BP, 2019). Historical evolution of market share of various fuel sources and anticipation of renewable energy market share according to the « Evolving Transition » scenario (modified from BP, 2019).

8.1 Les structures et fondations du secteur éolien offshore

Les structures utilisées pour l’éolien en mer sont similaires à celles qu’on utilise pour l’exploitation des hydrocarbures, bien que leurs échelles soient plus petites. Dans les profondeurs d’eau inférieures à 60 m on utilise des structures fixes telles les structures gravitaires, les structures sur monopieux ou multipieux, ou encore des jackets avec ancres à succion ou un grand caisson (Fig. 30).

Pour l’éolien flottant, nécessaire dans des profondeurs d’eau supérieures à environ 60 m, les nombreux concepts de plates-formes qui ont été proposés se classent dans trois grandes familles : les spars, les plates-formes semi-submersibles, et les plates-formes à lignes tendues.

On retrouve également les mêmes types de fondations, principalement des pieux battus ou foncés, et des ancres à succion. Il existe cependant des différences clés entre les fondations pour le secteur éolien et le secteur pétrolier et nous allons en examiner quelques-unes.

Fig. 30 Types de structures pour éolien fixe (Page et al., 2019 et P. Sparrevik). Types of fixed structures for offshore wind developments (Page et al., 2019 et P. Sparrevik).

8.2 Pieu éolien sous charge latérale monotone

Pour un projet éolien typique, les modules de surfaces (nacelle, rotor) exercent des charges axiales limitées et les charges latérales sont, en comparaison, relativement élevées. En conséquence, la fiche des pieux est faible et le diamètre est élevé, ce qui donne des pieux à faible élancement qui ont tendance à se comporter de façon rigide, ce qui influe sur le mécanisme de rupture sous charges latérales (Fig. 31). Un diamètre élevé est aussi nécessaire pour obtenir une structure assez rigide pour éviter les phénomènes de résonance.

Comme nous avons vu précédemment, les banques de données du secteur pétrolier ne comprennent pas ou peu d’essais sur pieux de grands diamètres. Les questions clés qui entourent la réponse sous charge horizontale des pieux de grands diamètres ont été examinées par le projet PISA (Byrne et al., 2019) qui a testé des pieux de diamètre de 0,273 m, 0,762 m, et de 2 m dans des moraines raides sur le site de Cowden et dans les sables moyennement denses à très denses du site de Dunkerque.

Le projet a développé un modèle simplifié à 1D qu’on peut appliquer en modélisant le pieu comme une poutre élastique (Fig. 32). Le modèle comprend quatre éléments :

• un effort horizontal réparti, modélisé par des courbes p-y ;

• des contraintes de cisaillement axiales le long du pieu, modélisées par des courbes M-θ ;

• une résistance rotationnelle à la pointe du pieu ;

• une résistance de cisaillement à la pointe du pieu.

Les résultats partiels publiés jusqu’ici semblent indiquer que si l’élancement du pieu (c.-à-d. L/D) est supérieur à 4, la réponse du pieu est très majoritairement contrôlée par l’effort réparti et les courbes p-y. La contribution des autres éléments est plus importante pour des élancements inférieurs à 3.

Fig. 31 Caractéristiques des pieux dans le secteur pétrolier et éolien offshore. Pile characteristics in oil and gas and offshore wind industries.

Fig. 32 Modèle 1D proposé par le projet PISA (Byrne et al., 2019). 1D model proposed par the PISA project (Byrne et al., 2019).

8.3 Pieu éolien sous charge latérale cyclique

La figure 33 illustre certaines des différences entre le chargement cyclique typique sur les pieux des jackets du secteur pétrolier et celui sur les monopieux des turbines.

En opération (c.-à-d. à l’état limite de service, ELS, ou à l’état limite de fatigue, ELF), le chargement est non alterné et les charges cycliques sont faibles. Le rapport des charges cycliques sur les charges moyennes dépend de facteurs tels que les conditions de sols, la taille de la turbine, ou le type de fondation et est illustré dans la figure 33.

Cependant, quand la turbine est sous charges extrêmes (c.-à-d. à l’état limite ultime, ELU), les pales sont arrêtées de façon à minimiser les charges dues au vent et le chargement restant, celui dû à la houle, est alterné et presque complément symétrique (Fig. 33). Pour ces conditions, la résistance des argiles au cisaillement cyclique peut être réduite de façon importante par rapport à la résistance monotone (p. ex. réduction d’environ 25 % pour 100 cycles de charges symétriques – intersection de la courbe « N = 100 » avec l’axe vertical dans la Fig. 33).

Il est donc clair que les courbes p-y cycliques Nouvelle Génération (Zhang et al., 2019) ne sont pas valables pour les monopieux des turbines offshore. Pour l’état limite ELU, puisque la résistance cyclique est inférieure à la résistance monotone, les coefficients d’abattement sur « p » pour déduire les courbes p-y cycliques à partir des courbes p-y monotones seraient inférieurs à 1,0.

On peut toutefois transférer la méthode de Zhang et al. (2019), développée pour le secteur pétrolier, et l’appliquer au secteur éolien pour calculer des coefficients d’abattements spécifiques aux monopieux.

Fig. 33 Comparaison des charges cycliques sur les pieux entre le secteur pétrolier et éolien offshore. Comparison of cyclic loads on piles between the oil and gas and offshore wind industries.

8.4 Calcul des fréquences propres des structures monopieux

Le calcul de la fréquence propre d’une structure monopieu est d’importance capitale, car cette fréquence doit être espacée des fréquences des charges extérieures (c.-à-d. action du vent, de la houle et des pales) pour éviter des phénomènes de résonance (Fig. 34).

Kallehave et al. (2015) ont analysé les mesures de fréquences propres de 400 turbines instrumentées et ont conclu que les fréquences propres sont généralement sous-estimées par un facteur de 10 à 20 %. Ceci est peut-être partiellement dû à une utilisation inadaptée des courbes p-y de l’API.

Litton et al. (2014) et Zakeri et al. (2019) ont démontré que l’utilisation des courbes Nouvelle Génération p-y proposées pour l’API (Sect. 7) permettent un calcul beaucoup plus précis des fréquences propres des structures jackets et décrivent correctement les déformations à très petites amplitudes des systèmes de forage sous-marin, ce qui suppose une représentation correcte de la raideur du système pieu-sol, facteur critique du calcul des fréquences propres.

Il serait intéressant d’appliquer ces mêmes courbes p-y au calcul des fréquences propres des plates-formes éoliennes monopieux pour juger de l’amélioration des prédictions.

Fig. 34 Illustration des fréquences d’excitation typiques d’une turbine à trois pales (d’après Damgaard, 2014). Illustration of the excitation range of a typical three-blade wind turbine structure (after Damgaard, 2014).

8.5 Pieu éolien sous charge axiale

Gavin et al. (2011) se sont intéressés à l’application des méthodes CPT (Sect. 6.3) au cas des jackets sur multi-pieux. Pour de telles plates-formes, il arrive souvent que le cas de chargement critique qui contrôle le dimensionnement soit celui où les pieux sont en traction.

Les auteurs ont utilisé une banque de données de 17 essais en traction et évalué indépendamment les quatre méthodes CPT de la section 6.3.

La figure 35 illustre le même défi que nous avons exploré pour les plates-formes pétrolières : pour une turbine de 5 MW et une charge typique en traction de 15 MN, il faut aussi extrapoler les méthodes CPT hors des banques de données, si on utilise un coefficient de sécurité de 2,0.

Gavin et al. (2011) ont appliqué les quatre méthodes CPT à un cas de dimensionnement typique pour fondation de jacket multi-pieux (diamètre = 2,5 m ; épaisseur t = 30 mm) en utilisant un profil constant de résistance CPT q_c = 50 MPa. La figure 36 résume les résultats et on peut voir une grande dispersion dans le calcul de la fiche requise pour atteindre une capacité portante en traction de 30 MN, cette fiche étant de 23 à 38 m selon la méthode choisie.

Gavin et al. (2011) restent neutres quant à la méthode à utiliser et, encore une fois, c’est à l’ingénieur de décider quelle méthode est la plus appropriée à son cas de dimensionnement.

Fig. 35 Comparaison entre les charges en traction typiques sur turbine et celles des banques de données (Gavin et al., 2011). Comparison between typical tension load on wind turbine and those in databases (Gavin et al., 2011).

Fig. 36 Utilisation des méthodes CPT pour le calcul de la capacité portante en traction d’un monopieu (Gavin et al., 2011). Use of CPT methods to calculate the tension capacity of a monopile (Gavin et al., 2011).

9 Conclusion et perspective

Mitchell (2009) déclara :

« (…) les plus grandes avancées en géotechnique sont venues (…) du besoin d’entreprendre des projets dans des environnements entièrement nouveaux tels que l’arctique, les océans, et l’espace où il n’y a pas ou peu d’expérience et où les risques sont élevés (…) »

Cet article a essayé de décrire l’aspect pionnier de la géotechnique offshore, de ses débuts en 1947 aux projets actuels en ultra grands fonds. On s’est concentré sur le dimensionnement des pieux sous charges axiales et latérales en expliquant les limites des méthodes actuelles et en présentant les développements techniques les plus récents.

On s’est ensuite attaché à montrer les défis associés au transfert des connaissances et pratiques du secteur pétrolier au secteur des énergies renouvelables. Ce transfert doit se faire de façon intelligente : le secteur éolien offshore ne doit pas réinventer toutes les méthodes requises mais ne doit pas non plus utiliser les méthodes du secteur pétrolier aveuglément.

La géotechnique offshore est donc promise, sans aucun doute, à un bel avenir pour continuer à contribuer au développement des ressources énergétiques des océans : les d’hydrocarbures et le vent.

Remerciements

L’auteur tient à remercier les membres du Comité Français de Mécanique des Sols, et tout particulièrement sa présidente Mme Bernhardt ainsi que M. Alain Puech, de l’honneur et de la confiance qu’ils lui ont témoignés.

L’auteur remercie aussi BP America Inc., de l’avoir autorisé à préparer cet article et à présenter cette conférence, ainsi que ses nombreux collègues chez BP et dans l’industrie qui ont contribué à l’épanouissement de sa carrière.

L’auteur exprime enfin sa gratitude à ses parents et sa famille qui l’ont toujours encouragé et soutenu.

Références

Liste des tableaux

Liste des figures

	Fig. 1 Évolution des capacités de forage et de production de l’industrie pétrolière offshore durant les 70 dernières années (Source données : Offshore Magazine). Evolution of the drilling and production capabilities of the offshore oil and gas industry over the last 70 years (Data source: Offshore Magazine).
Dans le texte

	Fig. 2 Principaux champs d’hydrocarbures et bassins de production offshore dans le monde. Main hydrocarbon resources and offshore production basins in the world.
Dans le texte

Fig. 3 Plates-formes typiques pour développements offshore (2011 Deepwater Solutions for Concept Selection – Mustang Engineering and Offshore Magazine – used with permission) et les charges imposées sur les fondations. Typical platforms for offshore development (2011 Deepwater Solutions for Concept Selection – Mustang Engineering and Offshore Magazine – used with permission) and associated foundation loads.

Dans le texte

	Fig. 4 Géo-aléas typiques des développements en grands fonds (crédit illustration NGI/K. Kvalstad). Typical geohazards for deepwater developments (Illustration courtesy of NGI/K. Kvalstad).
Dans le texte

	Fig. 5 Types de données géophysiques acquises durant un projet. Types of geophysical data acquired during a project.
Dans le texte

	Fig. 6 Morphologie du fond marin et sondages géotechniques pour les projets Mad Dog et Atlantis (Golfe du Mexique) (Jeanjean et al., 2005). Seafloor morphology and geotechnical site investigation for the Mad Dog and Atlantis projects (Gulf of Mexico) (Jeanjean et al., 2005).
Dans le texte

	Fig. 7 Exemple d’intégration de données géophysiques UHR avec un sondage géotechnique et des études de datation pour identifier et déterminer l’âge de glissements de terrains. Example of integration of geophysical data with geotechnical coring and age dating results to identify and determine the age of debris flows.
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	Fig. 8 Évolution des recommandations des normes API et ISO pour le calcul de capacité portante des pieux dans les argiles. Evolution of the API and ISO recommendations for the calculation of pile capacity in clays.
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	Fig. 9 Comparaison des caractéristiques des sols à l’ouest des îles Shetlands avec celles de deux banques de données. Comparison of characteristics of West of Shetland Islands soils and those in two databases.
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	Fig. 10 Évolution des recommandations des normes API et ISO pour le calcul de capacité portante des pieux dans les sols pulvérulents. Evolution of the API and ISO recommendations for the calculation of pile capacity in cohesionless soils.
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	Fig. 11 Rapport capacité portante calculée sur capacité portante mesurée en compression pour les pieux ouverts avec la méthode de l’API, en fonction de l’indice de densité. Ratio of calculated over measured compression capacity for open ended piles according to the API method, as a function of sand relative density.
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	Fig. 12 Rapport capacité portante calculée sur capacité portante mesurée en traction pour les pieux ouverts avec la méthode de l’API, en fonction de l’indice de densité. Ratio of calculated over measured tension capacity for open ended piles according to the API method, as a function of sand relative density.
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	Fig. 13 Rapport capacité portante calculée sur capacité portante mesurée en compression pour les pieux ouverts avec la méthode de l’API, en fonction du rapport longueur sur diamètre. Ratio of calculated over measured compression capacity for open ended piles according to the API method, as a function of the ratio Length over diameter.
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	Fig. 14 Rapport capacité portante calculée sur capacité portante mesurée en traction pour les pieux ouverts avec la méthode de l’API, en fonction du rapport longueur sur diamètre. Ratio of calculated over measured traction capacity for open ended piles according to the API method, as a function of the ratio Length over diameter.
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Figure 15 Frottement unitaire en compression mesuré lors de l’essai EURIPIDES sur le site I et rétro-analyses avec la méthode de l’API et les méthodes CPT (D = 0,763 m ; fiche = 38,7 m) (Communication personnelle de B. Lehane, 2019). Unit skin friction in compression measured with the EURIPIDES test at Site I and hindcast with the API and the CPT methods (D = 0,763 m ; Length = 37,8 m) (Personal communication B. Lehane, 2019).

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	Fig. 16 Rapport capacité portante calculée sur capacité portante mesurée en compression pour les pieux ouverts avec les méthodes CPT et la banque de données de UWA, en fonction de l’indice de densité. Ratio of calculated over measured compression capacity for open ended piles according to the CPT methods and the UWA database, as a function of sand relative density.
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	Fig. 17 Rapport capacité portante calculée sur capacité portante mesurée en traction pour les pieux ouverts avec les méthodes CPT et la banque de données de UWA, en fonction de l’indice de densité. Ratio of calculated over measured tension capacity for open ended piles according to the CPT methods and the UWA database, as a function of sand relative density.
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	Fig. 18 Rapport capacité portante calculée sur capacité portante mesurée en compression pour les pieux ouverts avec les méthodes CPT et la banque de données de UWA, en fonction du rapport longueur sur diamètre. Ratio of calculated over measured compression capacity for open ended piles according to the CPT methods and the UWA database, as a function of the ratio Length over diameter.
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	Fig. 19 Rapport capacité portante calculée sur capacité portante mesurée en traction pour les pieux ouverts avec les méthodes CPT et la banques de données de UWA, en fonction du rapport longueur sur diamètre. Ratio of calculated over measured traction capacity for open ended piles according to the CPT methods and the UWA database, as a function of the ratio length over diameter.
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	Figure 20 Comparaison des caractéristiques des pieux ouverts de la banque de données UWA avec celles des cas typiques de dimensionnement. Comparison of the UWA database characteristics for open piles with those in typical offshore design.
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	Fig. 21 Comparaison des caractéristiques des pieux des banques de données Semple et Rigden (184) et Chow (1996) avec celles des cas typiques de dimensionnement dans les argiles. Comparison of the Semple and Rigden (1984) and Chow (1996) databases characteristics for piles in clays with those in typical offshore design.
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	Fig. 22 Mécanisme de rupture du sol autour d’un pieu flexible sous charge horizontale : a) avec décollement ; b) sans décollement. Soil failure mechanism around a laterally loaded flexible pile for a) gapping and b) no gapping condition.
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	Fig. 23 Comparaison des facteurs de portance latérale entre les équations de Matlock et celles des courbes Nouvelle Génération proposées pour la prochaine mise à jour des normes API et ISO. a) Exemple 1 et b) Exemple 2. Comparison of bearing capacity factors between de Matlock formulation and the Next Generation curves proposed to update the API and ISO codes. a) Example 1 et b) Example 2.
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	Fig. 24 Procédure de mise à l’échelle des courbes DSS normalisées pour obtenir des courbes p-y normalisées (Jeanjean et al., 2017). Scaling procedure to obtain normalized p-y curves from normalized DSS curves (Jeanjean et al., 2017).
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	Fig. 25 Comparaison des courbes p-y normalisées de Jeanjean et al. (2017) avec les résultats de Khemakhem (2012). Comparison between the normalized p-y curves of Jeanjean et al. (2017) and the results of Khemakhem (2012).
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	Fig. 26 Diagrammes contours de l’argile de Drammen et de celles du Golfe du Mexique sous essais DSS et charges cycliques typiques durant ouragans ou tempêtes en mer du Nord (d’après Liedtke et al., 2019). DSS contour diagrams for Drammen clay and Gulf of Mexico clays and typical cyclic loads during hurricanes and North Sea storms (after Liedtke et al., 2019).
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	Fig. 27 Obtention des courbes p-y cycliques à partir des courbes monotones et avec les coefficients d’abattement de Zhang et al. (2019). Deriving cyclic p-y curves from monotonic p-y curves and the « p » and « y » modifiers of Zhang et al. (2019).
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	Fig. 28 Source d’énergie consommée d’ici 2040 selon le scénario « TE » « Transition en Évolution » (adaptée de BP, 2019). Energy consumption by fuel to 2040 according to the « Evolving Transition » scenario (modified from BP, 2019).
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Fig. 29 Evolution historique des parts de marché de diverses sources d’énergie et anticipation des parts de marché des énergies renouvelables selon le scénario « TE » « Transition en Évolution » (adaptée de BP, 2019). Historical evolution of market share of various fuel sources and anticipation of renewable energy market share according to the « Evolving Transition » scenario (modified from BP, 2019).

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	Fig. 30 Types de structures pour éolien fixe (Page et al., 2019 et P. Sparrevik). Types of fixed structures for offshore wind developments (Page et al., 2019 et P. Sparrevik).
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	Fig. 31 Caractéristiques des pieux dans le secteur pétrolier et éolien offshore. Pile characteristics in oil and gas and offshore wind industries.
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	Fig. 32 Modèle 1D proposé par le projet PISA (Byrne et al., 2019). 1D model proposed par the PISA project (Byrne et al., 2019).
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	Fig. 33 Comparaison des charges cycliques sur les pieux entre le secteur pétrolier et éolien offshore. Comparison of cyclic loads on piles between the oil and gas and offshore wind industries.
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	Fig. 34 Illustration des fréquences d’excitation typiques d’une turbine à trois pales (d’après Damgaard, 2014). Illustration of the excitation range of a typical three-blade wind turbine structure (after Damgaard, 2014).
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	Fig. 35 Comparaison entre les charges en traction typiques sur turbine et celles des banques de données (Gavin et al., 2011). Comparison between typical tension load on wind turbine and those in databases (Gavin et al., 2011).
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	Fig. 36 Utilisation des méthodes CPT pour le calcul de la capacité portante en traction d’un monopieu (Gavin et al., 2011). Use of CPT methods to calculate the tension capacity of a monopile (Gavin et al., 2011).
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