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Mémoire de S. SALEM

Ministère de l’Enseignement Supérieur et de la Recherche Scientifique Université de Tébessa Faculté des Sciences et Technologie Département de Génie Civil

ETUDE DE STABILITE ET DE DIMENSIONNEMENT DU TUNNEL AUTOROUTIER T1 (Djebel Ouahch - Constantine) PAR MODELISATION NUMERIQUE (PLAXIS) ET ANALYSE DE L’EFFONDREMENT Par : Mlle. Selma SALEM Mémoire de Master Académique Option : géotechnique

Présenté et soutenu publiquement à Tébessa le 21-05-2014 devant le Jury composé de :

Président: Encadreur :

Dr. A. Rouili

Membres :

Chapitre1 : Introduction.

1

Mémoire de S. SALEM

Dédicace :

Je dédie cet humble travail à mes parents

Chapitre1 : Introduction.

2

Mémoire de S. SALEM

Remerciement : Je tiens à exprimer ici mon profond respect et ma reconnaissance à Monsieur ROUILI AHMED, l’encadreur de ma thèse , qui a encouragé , soutenu et orienté la réalisation de ce travail.

Je remercie également le président et les membres de jury d’avoir accepté d’examiner mon travail ,j’exprime également ma reconnaissance à Monsieur SALEM, monsieur BACHIR et l’ingénieur FARES qui m’ont fourni toutes les données pour le tunnel T1 ,et à ma cousine Iman et à toutes les personnes qui m’ont fait l’honneur de bien vouloir guider mes pas, tout au longdecetravail. Ma reconnaissance va à ma mère et mon père et toute ma famille qui m’ont supporté durant cette période . Enfin, je salue tous mes collègues de génie civil et mes amis proches.

Chapitre1 : Introduction.

3

Mémoire de S. SALEM

Liste des tableaux CHAPITRE 5 : ETUDES GEOLOGIQUES ET GEOTECHNIQUES Tableau 5.1 : Coordonnées kilométriques des deux tubes du Tunnel T1 Tableau 5.2 : Sondages réalisés le long et à proximité du tunnel T1 Tableau5.3 : Paramètres caractéristiques CHAPITRE 6 : ETABLISSENT D’UN MODELE DE CALCUL POUR LE TUNNEL DE L’AUTOROUTE EST–OUEST (T1) Tableau.6.1 : Coordonnées géométriques du modèle Plaxis Tableau.6. 2 : Paramètres géotechniques du terrain du tunnel T1 Tableau.6. 3 : Propriétés du soutènement provisoire du tunnel T1 Tableau.6.4 : Désignation et caractéristiques des principaux aciers de construction Tableau.6.5 : caractéristiques du soutènement définitif Tableau.6.6 : les déplacements totaux Tableau.6.7 : les contraintes totales Tableau.6.8 : caractéristique de module d’Young équivalent

Chapitre1 : Introduction.

4

Mémoire de S. SALEM

Liste des figures CHAPITRE2 : ETUDE BIBLIOGRAPHIQUE SUR LES TUNNELS Fig. 2.1 : Machine à attaque ponctuelle……………………………………………………………………………………………………………………. Fig. 2.2 : Bras à attaque radiale………………………………………………………………………………………………………………………………... Fig2.3 : Bras à attaque transversale…………………………………………………………………………………………………………………………. Fig. 2.4 : Schéma général d’une machine pleine section…………………………………………………………………………………………. Fig. 2.5 : Creusement en demi-section…………………………………………………………………………………………………………………… Fig. 2.6 : Creusement en pleine section…………………………………………………………………………………………………………………. CHAPITRE3 :LE SOUTENEMENT Fig. 3.1 : soutènement par cintres coulissants……………………………………………………………………………………………………… Fig. 3.2 : cintres en profilé simples………………………………………………………………………………………………………………………. Fig. 3.3 : soutènement par boisage……………………………………………………………………………………………………………………….. Fig. 3.4 : dispositifs d'appuis des cintres……………………………………………………………………………………………………………….. Fig. 3.6 : Boulon à ancrage ponctuel…………………………………………………………………………………………………………………….. Fig. 3.7 : Boulonnage à ancrage réparti à la résine……………………………………………………………………………………………….. Fig. 3.8 : Voussoirs préfabriqués en béton armé………………………………………………………………………………………………...... Fig. 3.9 : Coffrage métallique de tunnel……………………………………………………………………………………………………………….. Fig. 3.10 : Evolution de la convergence et de la charge radiale de part et d'autre du front………........................... Fig. 3.11 : Influence de l'éloignement du front sur la convergence…………………………………………………………………….. Fig. 3.12 : Classification des modes de calcul………………………………………………………………………………………………………. Fig.3.13 : Méthodes des ressorts .Modélisation des efforts de réaction dans le terrain………………………………………. Fig. 3.14 : Méthode des éléments finis. Modèle de maillage………………………………………………………………………………. Fig. 3.15 Schéma classique d’un modèle aux réactions hyperstatiques, avec les forces actives et passives (Ressorts)…………………………………………………………………………………………………………………………………………………………….. Fig. 3.16 Représentation géométrique des variables utilisées dans les formules de Terzaghi……………………………… Fig.3.17: Courbe convergence…………………………………………………………………………………………………………………………….. Fig.3.18: Courbe de confinement……………………………………………………………………………………………………………………….. Fig.3.19: Courbe convergence-confinement………………………………………………………………………………………………………. Fig.3.20:Pression fictive et dé confinement autour du front de taille………………………………………………………………… Fig.3.21. Extrusion et instabilité au front de taille d’un tunnel (d’après Lunardi (2000))……………………………………. Fig. 3.22 : profil de mesures de convergence…………………………………………………………………………………………………….

Chapitre1 : Introduction.

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Mémoire de S. SALEM

Fig. 3.23 : courbe de convergence………………………………………………………………………………………………………………………. Fig. 3.24 : profil de mesures extenso métriques dans le terrain Fig. 3.25: Exemple d'instrumentation depuis la surface CHAPITRE5 : ETUDES GEOLOGIQUES ET GEOTECHNIQUE Fig5.1 tunnel l’auto route est ouest (T1) Fig5.2 : Coupe Transversale Type des Tunnels T1 Fig5.3: Emplacement du tunnel T1 Fig.5.4profil en long CHAPITRE6 : ETABLISSENT D’UN MODELE DE CALCUL POUR LE TUNNEL DE L’AUTOROUT EST– OUEST (T1) Fig.6.1 : géomètre du tunnel T1 Fig.6.2 : model géométrique du tunnel Fig.6.3 : Modèle géotechnique du tunnel 01 Génération du maillage. (Plaxis 2D) Fig.6.4 : Phasage des travaux d'excavation (Classe D3) Fig6.5 : phasage de calcul Fig6.6 la contrainte totale phas1 Fig6.7 déplacement total phase1 Fig6.8 contrainte totale phase2 Fig6.9 déplacement total phase2 Fig6.10 contrainte totale phase3 Fig6.11 déplacement total phase3 Fig6.12 contrainte totale phase4 Fig6.13 déplacement total phase4 Fig6.14 contrainte totale phase5 Fig6.15 déplacement total phase5 Fig6.16 contraint totale phase6 Fig6.17 déplacement total phase6 Fig6.18 contrainte totale phase7 Fig6.19 déplacement total phase7 Fig6.20 le déplacement de tunnel à la clé de voute phase 2

Chapitre1 : Introduction.

6

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Fig6.21 le déplacement de tunnel au radier phase 2 Fig6.22 l’effot tranchant Fig6.23 l’effort normal Fig6.24 le moment fléchissant Fig.6.25 : renforcement radial et longitudinal des tunnels Fig.6.26 : application de la méthode FIT Fig.6.27: emplacement de fit Fig.6.28: La présence des boulons dans le plan de Mohr-Coulomb Fig.6.29 : coupe transversale de la face coupe (BB) Fig.6.30: les paramètres géotechniques du sol Fig6.32 Les nouvelles caractéristiques du sol après l’amélioration avec la méthode FIT Fig6.33 le déplacement sur la surface Fig6.34 le déplacement sur la clé de voute Fig6.35 déplacement sur le fond de taille Fig6.36 déplacement horizontal Fig6.37 déplacement sur la clé de voute Fig6.38 déplacement sur la surface Fig6.39 déplacement horizontal

CHAPITRE 7 :les causes de l’éboulement de tunnel Fig7.1coupe transversale Fig7.2

du tunnel

Situation en plan partie boulée

Des photos sur les éboulements

Chapitre1 : Introduction.

7

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Résumé Le tunnel bitube autoroutier dénommé «T1 », d’un linéaire de1990 m, affecté par l’effondrement partiel d’envergure 120m, survenu le 01/01/2014, traverse Djebel El-Ouahche (Sud de Constantine) sous une couverture de 100 m, à géologie très complexe avec prédominance d’argilite. Le tube droit était alors ouvert à la circulation, quatre mois auparavant (septembre 2013) tandis que le tube gauche était en cours d’excavation après un long arrêt de 18mois. Les dommages importants relevés au tube droit sont caractérisés par la rupture du béton du revêtement définitif. Laprésente thèse se résume au calcul de la stabilité et du dimensionnement du tunnel par modélisation numérique en utilisant le logiciel PLAXIS. Le mode de creusement utilisé est la méthode NATM améliorée, avec un confortement frontal par des tubes FIT (tubes en fibres de verres) et une consolidation radiale du terrain par des boulons (tiges d’ancrage). Il a été constaté sur la base des résultats obtenus par l’aide du logiciel, que la modélisation du tunnel avec un revêtement provisoire sans confortement, ne garantit pas la stabilité, car générant des déplacements importants incompatibles (de l’ordre de 90cm). Les résultats de calcul par PLAXIS sont en nette adéquation avec les données initiales in situ du terrain avant l’arrêt des travaux qui a perduré 18 mois. Avec la reprise, il a été remarqué que les déplacements (convergences relatives) sont devenus de plus en plus importants, que ce soit pour le double cintre comme pour le simple cintre. Les résultats des investigations géotechniques ont permis de déceler la cause de l’éboulement due essentiellement à l’augmentation de la charge sur le double cintre qui a cédé en premier lieu, entrainant ensuite une partie du simple cintre ainsi que l’effondrement du tube droit du tunnel.

Mots Clés : Tunnel, Boulonnage, Méthode NATM, Renforcement, FIT, Modélisation numérique, Effondrement

Chapitre1 : Introduction.

8

Mémoire de S. SALEM

Abstract The twin-tube highway tunnel called 'T1', a linear of 1990 m, affected by the partial collapse of 120m scale occurred on 01/01/2014 , through Djebel El- Ouahche ( South Constantine) under covering of 100 m very complex geology predominantly argillite . The right tube was then opened to traffic four months ago ( September 2013 ), while the left tube was being excavated after a long stop of 18 months. The significant damages found on the right tube, are characterized by the breakdown of the final concrete lining. This thesis summarizes the calculation of the stability and the design of the tunnel by numerical modeling using PLAXIS software. The method used is the excavation NATM method improved by reinforcement with a front FIT tubes ( tubes offiber glass filled with concrete cement ) and a radial plot of consolidation by bolts ( anchor bolts ) . It was found on the basis of results obtained by using the PLAXIS software ,that the modeling of the tunnel with a temporary coating without reinforcement , does not guarantee stability, as incompatible, which generates large displacements (about 90cm ) . Calculation results by PLAXIS are clearly aligned with the initial in situ field data before the work stoppage of 18 months duration. With the acquisition , it was noted that the displacements ( relative convergence ) have become increasingly important , both for the double arch as well as for the simple arch. The results of the geotechnical investigations have identified the cause of the landslide, it was mainly due to the increased load on the double arch which was distorted first, then leading to a partial distortion of the simple arch, and also the appearance of important cracks in the right tube of the tunnel T1.

Keywords: Tunnel, Bolting, NATM Method, Reinforcement, Numerical simulation, FIT, Collapse

Chapitre1 : Introduction.

9

Mémoire de S. SALEM

Table des matières Chapitre 1 : introduction 1. Introduction

2

Chapitre 2 études bibliographiques sur les tunnels

3

2.

Introduction

4

2.1.

Technique de construction des ouvrages souterrains

5

2.1.1. Techniques de creusement

5

2.1.1.1.Abattage à l’explosif

5

2.1.1.2.Principaux types de tunneliers

6

2.2.

8

Creusement à pleine et demi-section

2.2.1. Description

8

2.2.2. Domaine d’application

9

2.2.3. Précautions d’emploi

9

Chapitre 3 le soutènement 3.1.

La technologie du soutènement

13

3.1.1. Mode d’action des soutènements

13

3.1.2. Les cintres

14

3.1.3. Boulonnage

16

3.1.3.1.Boulons à ancrage ponctuel

17

3.1.3.2.Boulons à ancrage réparti

17

3.1.4. Béton projeté

19

3.1.5. Bouclier et voussoirs préfabriqués

20

3.1.6. Choix d’un mode de soutènement

21

3.1.7. Revêtement définitif

21

3.1.7.1.Coffrage

22

3.1.7.2.Bétonnage

22

3.1.7.3.Procédé de bétonnage

23

3.1.8. Étanchéité des revêtements

23

3.1.9. Conclusion

23

3.2.

24

Théorie du soutènement et du revêtement

Chapitre1 : Introduction.

10

Mémoire de S. SALEM

3.2.1. Méthode des actions et des réactions (ou des réactions hyperstatiques)

26

3.2.1.1.Principe

26

3.2.1.2.Représentativité des données et des hypothèses du calcul

28

3.2.2. Méthode du solide composite

29

3.2.2.1.Principe

29

3.2.2.2.Représentativité des données et des hypothèses de calcul

30

3.2.2.3.La méthode des réactions hyperstatiques

32

3.2.3. Méthode convergence-confinement

35

3.2.3.1.Courbe de convergence

36

3.2.3.2.Courbe de confinement

40

3.2.3.3.Optimisation du soutènement

40

3.2.3.4.Domaines d’application

41

3.3.

Auscultation pendant les travaux

42

3.3.1. Objectifs et contraintes de l’auscultation

42

3.3.1.1.Objectifs

42

3.3.1.2.Contraintes

42

3.3.2. Moyens mis en œuvre

43

3.3.2.1.En déformation

44

3.3.2.2.En contrainte

47

3.3.2.3.En hydrogéologie

48

2.3.3. Acquisition et exploitation des données

48

chapitre 4 : les lois de comportement utilisé dans plaxis

49

4.1.

50

Le logiciel Plaxis, son originalité

4.1.1. Introduction

50

4.1.2. Option par défaut, Solution approchées

50

4.2.

52

Méthode des éléments finis en géo mécanique

4.2.1. Introduction

52

4.2.2. Concepts de base

53

4.2.3. Les éléments finis et la géo mécanique

53

4.3

53

Conclusion

chapitre 5 :etude geologique te geotechnique

55

5.1introduction

56

Chapitre1 : Introduction.

11

Mémoire de S. SALEM 5.2

Tracé en plan

56

5.3

Profil en long

57

5.4

Condition géologique et géotechnique du tunnel T1

58

5.4.1

Géologie locale du site

59

5.4.2. Reconnaissance géotechnique

59

5.4.3. Sondage Carottés

59

5.4.3.1.Sondage S4-LT-04NB

60

5.4.4 Paramètre géotechnique

60

5.4.5 Relevé géophysique

60

5.4.6. Condition hydrogéologique

61

5.4.7. Unités géologique

62

5.4.8 Étude de stabilité des portail

62

5.4.9 Classification AFTES pour le support temporaire

64

chapitre 6 : etablisement d'un model de calcul pour le tunnel de l'auto route est ouest (T1) 65 6.1

Géométrie du tunnel

66

6.1.1 Modèle géométrique

66

6.2.

67

Modèle de calcul

6.2.1 Caractéristique du terrain encaissant

68

6.2.2. Caractéristiques du soutènement provisoires

69

6.2.3 Caractéristiques des boulons d’ancrage

72

6.2.4. Caractéristiques du soutènement définitif

72

6.3

Phasage creusement

72

6.4

Calcul 2D

74

6.4.1 Renforcement du noyau centrale (methode FIT)

81

6.4.2 Amélioration de la cohésion

84

6.5

87

Calcul 3D

6.5.1 Phasage de calcul

87

6.6

91

Conclusion

chapitre 7 : les causes de l’éboulement du tunnel

92

7.1

But du rapport.

94

7.2

Etat des lieux et dégâts

94.

7.3

Circonstances et dégâts

95.

Chapitre1 : Introduction.

12

Mémoire de S. SALEM 7.4

Les preuves que l'éboulement s'est produit au droit de la CP2

102

7.5

Conclusion

105.

8

Conclusion générale

107

Chapitre1 : Introduction.

13

Mémoire de S. SALEM

1 Introduction

Chapitre1 : Introduction.

14

Mémoire de S. SALEM

Introduction

Le tunnel bitube autoroutier dénommé «T1 », d’un linéaire de1990 m - affecté par l’effondrement partiel d’envergure 120m, survenu le 01/01/2014 - traverse Djebel El-Ouahchesous une couverture de 100 m, à géologie très complexe avec prédominance d’argilite. Le tube droit était alors ouvert à la circulation, quatre mois auparavant (septembre 2013) tandis que le tube gauche était en cours d’excavation après un long arrêt de 18mois. Les dommages importants relevés au tube droit sont caractérisés par la rupture du béton du revêtement définitif. L’étude se tunnel a été structurée suivant les 7 chapitres ci-après:  Chapitre 1 : introduction au projet qui donne une idée générale sur la situation du tunnel et ses problématiques.  Chapitre 2 :Etude bibliographique sur les tunnels : explication des techniques de

constructions d’ouvrages souterrains ainsi que les techniques de creusement, méthodes, moyens de creusement et instrumentations de mesure.  Chapitre 3 : Le soutènement : définition des différents types de soutènement provisoire ainsi que les méthodes de calcul, les méthodes d’auscultation et leurs interprétations.  Chapitre 4 : L’application des lois de comportement avec plaxis.  Chapitre 5 : Ce chapitre traite la partie géologique et géotechnique avec l’interprétation des essais effectués (sondages carottés, triaxial, tomographie, etc.), il traite aussi les conditions hydrologiques.  Chapitre 6: Suite aux données géologiques, géotechniques, topographiques et géométriques, un modèle a été établi en vue de définir le dimensionnement du soutènement provisoire par plaxis  Chapitre 7 : Sont traitées les causes de l’éboulement de tunnel, l’état des lieux et dégâts, les circonstances et dégâts, Enfin la conclusion.

Chapitre1 : Introduction.

15

Mémoire de S. SALEM

2 Etude bibliographique sur les tunnels

Introduction Technique de construction des ouvrages souterrains Techniques de creusement Abattage à l’explosif Principaux types de tunneliers Creusement à pleine et demi-section Description Domaine d’application Précautions d’emploiErreur ! Signet non défini.

Chapitre2 : Etude bibliographique sur les tunnels

3

Mémoire de S. SALEM 2.Introduction

L'extension des voies de communication (routes, autoroutes, voies ferrées) impose souventdes franchissements difficiles qui conduisent généralement à la construction de tunnels. De mêmel'encombrement de la surface du sol dans les villes rend nécessaire la construction d'ouvragesouterrain (voiries et métros). Les ouvrages souterrains sont donc de types d'usages et dedimensions très diverses, on distingue deux grandes catégories : •

Les ouvrages souterrains et structures enterrées (usines et gare souterraines, parkings,lieux de stockage, excavations minières)

•

Les ouvrages de section plus ou moins régulière (tunnels, buses, galeries, tuyaux, canalisations)

Les problèmes majeurs liés à la construction de ses ouvrages sont : •

La stabilité du terrain pendant les travaux notamment au front de taille ;

•

Le choix du type de soutènement et de revêtement à mettre en œuvre pour assurer latenue des parois à court terme, puis à long terme ;

•

La maitrise des mouvements engendrés en surface par le creusement particulier ;

•

Lorsque l’ouvrage est construit à une faible profondeur (étude d’un cas du tunnel peu profond objet de la partie modélisation du présent mémoire) ou à proximité d'autres structures(en site urbain) ;

•

Maitrise des phénomènes hydrauliques (présence d'une nappe aquifère).

Les ouvrages souterrains sont entièrement contenus dans un massif de sol ou de roche, leursdimensionnements nécessitent donc des reconnaissances géotechniques précises sur toute lalongueur de l'ouvrage, quatre catégories d'outils de calcul sont habituellement utilisées:lesméthodes semi-empiriques, les méthodes de calcul à la rupture, les méthodes analytiques et lesméthodes numériques (éléments finis, différences finies, éléments distincts). Depuis plus de deuxdécennies la MEF est couramment utilisée pour simuler le fonctionnement des ouvragessouterrains, les méthodes numériques sont maintenant bien au point, les méthodesanalytiques sontutilisées pour obtenir des ordres de grandeur ou pour contrôler les résultats des modélisationscomplexes, de même que les méthodes semi-empiriques apparaissent souvent comme uneapproche d'estimation des tassements, les outils de calcul permettent d'accéder aux quantitéssuivantes: •

Les tassements provoqués en surface (ouvrages à faibles profondeur).

•

Les déformations liées aux interfaces (sol-structure).

•

Les efforts repris par le soutènement.

Chapitre2 : Etude bibliographique sur les tunnels

4

Mémoire de S. SALEM •

Les effets hydrauliques induits par les travaux 2.1.Technique de construction des ouvrages souterrains

Depuis une trentaine d'années, de nouvelles méthodes de construction ont été introduitessur les chantiers, elles permettent de réaliser des ouvrages en site urbain dans des terrainsmeubleset aquifères sans occasionner de dégâts importants en surface du sol, la simulation d'un ouvragessouterrain est liée étroitement à la méthode d'excavation et la réponse du massif, la connaissancede ses techniques de construction est importante pour arriver à des phasages de modélisationsatisfaisante. 2.1.1. Techniques de creusement Une technique de construction doit permettre l'abattage et la stabilisation du terrain touten respectant certains critères d'économie et de rapidité. Plusieurs techniques existent et leuremploi varie selon le type de projet (géométrie de l'ouvrage, profondeur), on distingue troistechniques de creusement : - Creusement à l'explosif ; - Creusement à attaque ponctuelle ; - Creusement au tunnelier (TBM) 2.1.1.1.

Abattage à l’explosif

L'abattage avec emploi des explosifs est généralement utilisé pour l'exécution de tunnelssitués dans les roches pour lesquels un abattage manuel (marteaux piqueurs, pelle hydraulique) ouun terrassement mécanique (machine foreuse pleine section ou à attaque ponctuelle, brise roche)n'est plus envisageable du point de vue technique ou économique. L'abattage à l'explosif s'effectuepour chaque volée d'avancement de manière cyclique selon les opérations élémentaires suivantes : •

Traçage et perforation du plan de tir ;

•

Chargement des trous de mines et tir de la volée ;

•

Ventilation et purge de l'excavation ;

•

Evacuation des déblais du front de taille (marinage).

Le traçage du plan de tir souvent commun aux opérations de pilotage de la galerie(implantation et vérification de l'axe de la galerie, contrôle du pourtour de l'excavation) est exécutésur la base d'un plan de tir théorique adapté aux conditions particulières du front de taille(fracturation, hétérogénéité, hors profil et en profil), et à la qualité des roches rencontrées. Pouraméliorer la qualité du traçage et pour réduire les délais nécessaires à cette opération, il estprocédé à une projection de plan de tir théorique au moyen d'un appareil optique installé en galerieà proximité du front de taille. Le dernier Chapitre2 : Etude bibliographique sur les tunnels

5

Mémoire de S. SALEM

développement consiste à mémoriser le plan de tir dansun logiciel de perforation automatique au moyen d'un ordinateur embarqué sur le jumbo de perforation. La perforation des trous de mine de la volée s'effectue au moyen d'outils perforateurs quisuivant les dimensions de la section à réaliser sont soit simplement montés sur des poussoirs(marteaux-poussoirs), soit montés sur des bras à glissière constituant ainsi des jumbos de forageautomoteur de 2 à 5 bras avec nacelle. 2.1.1.2.

Principaux types de tunneliers

On peut distinguer deux grandes classes de tunneliers selon qu’il s’agit de simples machinesde cr²eusement ou de véritables machines de construction de tunnels intégrant toutes les fonctionscorrespondant à la réalisation d’un ouvrage terminé du point de vue du génie civil. •

Machines de creusement : Ce sont des machines dont la conception est généralement directement héritée deséquipements

miniers et qui se divisent à leur tour en trois catégories, à savoir les machines àattaque ponctuelle, les haveuses et les machines à attaque globale. Dans tous les cas, il s’agitseulement d’assurer l’excavation et, éventuellement, le chargement des déblais, étant entendu quele soutènement provisoire et le revêtement définitif, s’ils sont éventuellement nécessaires, sontréalisés de façon distincte par d’autres moyens.  Machines à attaque ponctuelle : Elles sont en général montées sur un châssis automoteur à chenilles (figure 2.1) Ce châssissupporte un bras mobile éventuellement télescopique équipé d’une tête fraiseuse capable debalayer une surface de front plus ou moins importante autour de sa position moyenne. Dans lesmachines à attaque radiale, la fraise tourne autour d’un axe situé en prolongement du bras (figure1.2). Dans les machines à attaque transversale, la fraise, appelée aussi tambour, tourne autour d’unaxe perpendiculaire au bras et attaque tangentiellement la surface du front (figure 1.3). Dans lepremier cas, le creusement de chaque volée commence par l’exécution d’une sorte de forageperpendiculaire à la surface du front (sumping) permettant à la fraise de pénétrer dans le terrain etse poursuit par un fraisage progressif des parois de ce pré-creusement. La fraise doit donc êtreéquipée d’outils permettant ces deux modes successifs de creusement. Dans le deuxième cas, lecreusement se fait en principe toujours par fraisage tangentiel à la surface cylindrique du «tambour ».

Chapitre2 : Etude bibliographique sur les tunnels

6

Mémoire de S. SALEM

Fig. 2.1 : Machine à attaque ponctuelle

Fig. 2.2 : Bras à attaque radiale

Fig2.3 : Bras à attaque transversale

 Machine foreuse à attaque globale : - Description : Une machine foreuse est un moyen d'excavation mécanisé, qui par son principe fondamentalde travail continu, se substitue aux méthodes traditionnelles de creusement à l'explosif qui sontséquentielles. Sont définies sous le terme "pleine section" ou "à attaque globale ou pleine face" lesmachines capables d'excaver en une seule fois la section du tunnel à réaliser, à l'inverse desmachines "à attaque ponctuelle" qui abattent le terrain de manière sélective et par partie. Cesmachines sont utilisées dans des massifs rocheux qui ne nécessitent pas de soutènement immédiat. Quand les conditions de stabilité ne sont plus assurées, il est mis en œuvre des boucliersmécanisés. Les deux types de machines sont généralement considérés comme des tunneliers.

- Principe et fonctionnement des machines : Une machine pleine section est constituée par (figure 2.4) : - une tête de forage ou plateau porte-outils de forme circulaire dans les machines rotativessur lequel sont disposés les outils de coupe de type molettes, disques ou pics ; Chapitre2 : Etude bibliographique sur les tunnels

7

Mémoire de S. SALEM

- un bâti fixe dans lequel sont repris les efforts de poussée de la tête sur le front de tailleet le moment résultant du travail de découpe du rocher ; - Un système de propulsion et d'appui de conception différente selon le type de machine etla qualité du terrain encaissant : •

grippeurs ou patins d'ancrage latéraux vérinés au terrain et propulsion parcoulissage relatif bâti fixe - tête de forage ;

•

groupe de vérins de propulsion prenant appui contre le revêtement mis en placedirectement à l'avancement ou contre un anneau de réaction quand le terrainn'autorise pas l'utilisation de plaques d'appui ;

- Un système de marinage par reprise des déblais au front de taille par les augets solidairesdu plateau porte-outils et évacuation par convoyeur jusqu'à l'arrière de la machine ; L’extraction des déblais peut être également assurée par une vis située en partieinférieure dela chambre d'abattage ; - Des équipements annexes optionnels : casquette de protection, bras de boulonnage,érecteur de cintres ou voussoirs, lance à béton projeté ; foreuse pour sondage dereconnaissance à l'avancement, bouclier simple ou articulé dans les terrains meubles et aquifères.

Fig. 2.4 : Schéma général d’une machine pleine section 2.2. Creusement à pleine et demi-section 2.2.1. Par

Description méthode

de

creusement

à

pleine

section,

il

convient

de

comprendre

les

techniquesD’avancement donnant lieu à un dégagement complet de la section principale de l'ouvrage en uneseule fois. Dans la méthode de creusement en demi-section, on réalise d'abord le creusement de lapartie supérieure de la section, la partie inférieure étant réalisée avec un décalage dans le temps.

Chapitre2 : Etude bibliographique sur les tunnels

8

Mémoire de S. SALEM

On doit si nécessaire renforcer le soutènement avant creusement du stross, aussi bien en partieSupérieure (cintres, blindage, béton projeté, béton) qu'en partie inférieure (micropieux sous lesappuis de cintres, colonnes de jetgrouting en piédroits). En général, le revêtement définitif n'estmis en place qu'après excavation de la totalité de la section. 2.2.2.

Domaine d’application

La méthode de creusement à pleine section nécessite l'emploi d'un matériel important(grande hauteur de l'excavation, importance des volumes de marinage à chaque volée) : elle estdonc bien adaptée lorsqu'on pense pouvoir l'employer sur de grandes longueurs de terrainhomogène, ne nécessitant pas l'utilisation d'un soutènement autre que le boulonnage et le bétonprojeté. L'évolution des matériels a tendance à étendre le nombre des chantiers attaqués à pleinesection. Lorsqu'elle est applicable (moyennant si nécessaire un soutènement du front de taille), laméthode de creusement en pleine section est plus favorable à la maîtrise des déplacementspuisqu'elle évite les problèmes liés aux reprises d'excavation dans un terrain déjà déconfiné. Lecreusement par demi-section est beaucoup plus indiqué dans des terrains hétérogènes nécessitantl'emploi d'un soutènement important. Elle peut alors être utilisée très largement en faisant varier lalongueur de l'avancement unitaire. Dans certains terrains difficiles, il est possible de réaliser trèsrapidement la pose du soutènement en mettant celui-ci en place dans une excavation périphériqueet en le boutonnant provisoirement sur le merlon central. L'intérêt fondamental de la demi-section,par rapport à une méthode de creusement en section divisée est de permettre une mise en placerapide d'un soutènement ou d'un revêtement sur toute la partie supérieure. Par rapport à la pleinesection, elle représente l'avantage de nécessiter un matériel moins important et d'employer desmoyens de terrassement habituels pour l'excavation du stross. 2.2.3.

Précautions d’emploi

En dehors des précautions liées à l'abattage par explosifs et à la mise en place dusoutènement, il convient essentiellement de choisir au mieux l'avancement unitaire, c'est-à-dire lalongueur excavée avant mise en place du soutènement. L'avancement unitaire est essentiellementlimité par la capacité d'auto-soutènement du terrain pendant le temps nécessaire à la mise en placedu soutènement.

Chapitre2 : Etude bibliographique sur les tunnels

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Mémoire de S. SALEM

Fig. 2.5 : Creusement en demi-section

Fig. 2.6 : Creusement en pleine section. Si la nature du terrain ne permet pas, pour la demi-section supérieure, une utilisation efficacedu boulonnage, il y a lieu d'étudier particulièrement la reprise des efforts en pieds de cintres (Oreilles, longrines, micropieux, ...) pour éviter tout incident lors de l'excavation des piédroits. Ilest souvent nécessaire de fermer la demi-section supérieure par un radier provisoire en bétonprojeté, contre voûté ou non.

Chapitre2 : Etude bibliographique sur les tunnels

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Mémoire de S. SALEM

3 Le soutènement

La technologie du soutènement Les cintres Boulonnage Boulons à ancrage ponctuel (figure 3.6) Boulons à ancrage réparti (fig 3.7) Béton projeté Bouclier et voussoirs préfabriqués Choix d’un mode de soutènement Revêtement définitif Coffrage Bétonnage Procédé de bétonnage Étanchéité des revêtements Conclusion Théorie du soutènement et du revêtement Chapitre3 : Le soutènement.

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Mémoire de S. SALEM

Méthode des actions et des réactions (ou des réactions hyperstatiques) Principe Représentativité des données et des hypothèses du calcul Méthode du solide composite Principe Représentativité des données et des hypothèses de calcul Méthode convergence-confinement Courbe de convergence Courbe de confinement Optimisation du soutènement Domaines d’application Auscultation pendant les travaux Objectifs et contraintes de l’auscultation Objectifs Contraintes Moyens mis en œuvre En déformation En contrainte En hydrogéologie Acquisition et exploitation des données

Chapitre3 : Le soutènement.

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Mémoire de S. SALEM

3.1.La technologie du soutènement 3.1.1. Mode d’action des soutènements

Le soutènement provisoire est une structure qui permet d’assurer la stabilité des parois d’unecavité souterraine pendant le temps qui s’écoule entre son creusement et la mise en placeéventuelle du soutènement provisoire en fonction de leur mode d’action par rapport au terrain, onpeut en distinguer quatre catégories différentes : - les soutènements agissant par confinement du terrain encaissant ; ce sontessentiellement : • Le béton projeté seul ; • Le béton projeté associé à des cintres légers ; - les soutènements agissant à la fois par confinement et comme armature du terrainencaissant ; il s’agit du boulonnage sous diverses formes, qu’il soit ou non associé aubéton projeté, aux cintres légers ou aux deux dispositifs simultanément : • Boulons à ancrage ponctuel (à coquille ou à la résine) ; • Boulons à ancrage réparti (scellés à la résine ou au mortier) ; • Barresfoncées; - les soutènements agissant par supportage : • Cintreslourds; • Cintreslégers; • Plaques métalliques assemblées; • Voussoirs en béton; • Tubes perforés (voûte parapluie); • Boucliers; - les soutènements agissant par consolidation du terrain et modification de ses caractéristiques géotechniques ou hydrologiques : • Injections de consolidation; • Air comprimé; • Congélation. L’action de supportage se distingue de l’action de confinement par une plus forte résistance relative des éléments de soutènement qui, en limitant l’amplitude des déformations de l’un et de l’autre, privilégie la résistance du soutènement par rapport aux capacités de résistances propres du terrain. Au contraire, dans l’action de confinement, la résistance du soutènement est faible et le terrain joue le rôle essentiel ; le rôle du soutènement se limite à développer le long des parois une Chapitre3 : Le soutènement.

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Mémoire de S. SALEM

contrainte radiale de confinement généralement faible, mais susceptible d’accroître fortement la résistance tangentielle du terrain et de permettre la formation des voûtes de décharge. Plusieurs types de soutènement peuvent être utilisés simultanément sur un même chantier. C’est ainsi que le béton projeté est souvent associé au boulonnage ou (et) aux cintres légers, que les plaques métalliques assemblées peuvent être renforcées par des cintres légers ou lourds placés à l’intérieur des anneaux et que les boucliers ne sont généralement qu’un soutènement transitoire servant à la mise en place de plaques métalliques ou de voussoirs en béton qui prennent leur relais. 3.1.1. Les cintres Les cintres peuvent être définis comme des ossatures le plus souvent métalliques en forme d’arcs ou de portiques disposés dans la section transversale de l’ouvrage et dont les membrures sont placées le long des parois où elles sont calées, soit directement, soit discontinu, qui n’est pas liée de façon intangible au terrain. Suivant le rôle qu’ils assurent, les cintres peuvent être des éléments : - de protection (contre la chute des blocs isolés sans chercher à s’opposer aux déformations d’ensemble) ; - de soutènement (pour ralentir la convergence des parois) ; - de renforcement, s’il s’agit de consolider un ouvrage ancien. Du point de vue de la façon dont ils sont constitués, il existe différents modèles de cintres : • Les cintres en bois; • Les cintres métalliques lourds; • Les cintres métalliques légers. Dispositifs d’appui des cintres : La qualité de l’appui du cintre est une condition essentielle de sa bonne tenue. Les appuis ont pour objet de répartir la charge sur le terrain d’assise ; ils peuvent être fixes (longrines en bois, métal ou béton, camarteaux, figure 3.4) ou extensibles (vérins ou étais extensibles) pour limiter la décompression du terrain encaissant : - Les entretoises longitudinales sont destinées à éviter le renversement et le gauchissement des cintres sous l’effet des poussées. Elles sont généralement constituées d’aciers ronds ou plats. - Le blocage au terrain est généralement réalisé au moyen de cales et de coins en bois enfoncés à force entre le blindage (ou le cintre) et le terrain. On peut aussi, dans certains cas, réaliser le calage au moyen de gros béton coulé derrière le blindage. Les conditions impératives d’efficacité du soutènement à base de cintres sont : - le blocage immédiat du cintre au terrain le long des reins de la voûte et des piédroits ;

Chapitre3 : Le soutènement.

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Mémoire de S. SALEM

- la répartition effective des efforts en pied de cintre au moyen d’une semelle rigide et correctement calée ; - le blocage du cintre en voûte pour limiter la décompression ; - l’entretoisement des cintres entre eux. Il est plus facile de satisfaire correctement à ces conditions si le découpage de la section est correct et si les hors-profils sont réduits au minimum compte tenu de la nature du terrain.

Fig. 3.1 : soutènement par cintres coulissants

Fig. 3.2 : cintres en profilé simples.

Chapitre3 : Le soutènement.

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Mémoire de S. SALEM

Fig. 3.3 : soutènement par boisage

Fig. 3.4 : dispositifs d'appuis des cintres.

3.1.1. Boulonnage On appelle boulonnage le renforcement du terrain encaissant au moyen de barresgénéralement métalliques et de longueur comprise entre 1,50 et 5 m, placées à l’intérieur du terrainà partir de la surface libre. Les tirants se distinguent des boulons par deux caractères principaux : Leur longueur dépasse généralement 10 m et ils sont mis en traction volontairement à une fractionimportante de leur charge de rupture. Les tirants, qui sont des éléments actifs (par opposition auxboulons qui sont passifs) sont assez rarement utilisés dans les travaux souterrains, sauf dans le casdes cavernes de grandes dimensions (centrales souterraines).Contrairement aux cintres quiagissent par supportage, les boulons agissent surtout par confinement, c’est-à-dire qu’ilsdéveloppent, le long de la paroi du tunnel, une contrainte radiale qui, même si elle est faible,permet d’augmenter dans des proportions très importantes la résistance du terrain dans la directiontangentielle. Même s’il a localement dépassé sa limite de Chapitre3 : Le soutènement.

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Mémoire de S. SALEM

rupture, le rocher est ainsi capable deretrouver un nouvel état d’équilibre grâce à la formation de voûtes de décharge tout autour del’excavation. Les boulons agissent également comme armatures en améliorant la résistance aucisaillement du terrain fracturé et en lui conférant une sorte de cohésion fictive. On voit que lemode d’action du boulonnage est très différent de celui des cintres dans la mesure où, dans lepremier cas, le terrain est aidé à se soutenir lui-même en utilisant ses propres capacités alors qu’iljoue, dans l’autre cas, un rôle un peu plus passif.Il est vrai que, en dehors de cette action de confinement, on utilise également parfois leboulonnage pour « épingler » un bloc de rocher situé en parement et qui a été ébranlé etpartiellement détaché au moment du creusement (ou en équilibre instable en raison de laconjonction défavorable de fissures préexistantes). Suivant leur configuration, il existe plusieurstypes de boulons. 3.1.1.1.Boulons à ancrage ponctuel (figure 3.6) L’ancrage est assuré par un dispositif mécanique (généralement coquille d’expansion àfiletage inverse) qui prend appui par serrage sur les parois du trou sur une faible longueur (unedizaine de centimètres). Ce type de boulonnage présente de nombreux avantages et notamment sagrande rapidité de mise en œuvre et son utilisation possible même en cas de venues d’eau dans leforage. En contrepartie, il nécessite un rocher suffisamment résistant pour ne pas influer auvoisinage de l’ancrage et sa pérennité n’est pas assurée, du fait de la possibilité de corrosion s’iln’est pas injecté. Il s’agit donc essentiellement d’un mode de boulonnage provisoire utilisable dansles roches dures ou mi-dures même fissurées. On peut assurer l’épinglage de blocs instables. Les boulons à ancrage ponctuel sont autoserrants, c’est-à-dire qu’ils se mettentautomatiquement en tension sous l’effet de l’expansion des terrains, l’effet de coincement del’ancrage augmentant avec la tension du boulon. Néanmoins, pour obtenir une bonne garantied’efficacité, il est souhaitable de procéder dès la pose à une mise en tension partielle du boulonà l’aide d’une clé dynamométrique. 3.1.1.2.

Boulons à ancrage réparti (fig.3.7)

Ils sont ainsi nommés parce que la transmission des efforts entre le boulon et le terrain estassurée sur toute la longueur par l’intermédiaire d’un produit de scellement qui peut être unerésine ou un mortier de ciment. Dans le cas du scellement à la résine, on utilise des cartouchescylindriques adaptées au diamètre du trou et contenant, sous deux enveloppes séparées, la résine(de type polyester) et le catalyseur correspondant. Après nettoyage du trou et introduction descharges de résine, on enfonce le boulon dans le trou par poussage et rotation simultanés enutilisant la perforatrice. La résine et son catalyseur, libérés de leurs enveloppes et mélangés,occupent le volume annulaire entre les parois du trou et le bouchon et durcissent au bout d’un délaid’une quinzaine de minutes en général. Le jeu entre le terrain et le boulon ne doit pas excéder 2 à 4mm, ce qui suppose Chapitre3 : Le soutènement.

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Mémoire de S. SALEM

une très bonne précision de forage. Dans le cas du scellement au mortier, onpeut, soit adopter un principe analogue (charges sèches encartouchées), soit placer le boulon dansle trou préalablement rempli de mortier par injection en fond de trou, soit encore utiliser latechnique Perfo du tube perforé rempli de mortier. Le jeu entre le terrain et le boulon est dans tousles cas bien supérieur à ce qu’il est dans le cas de la résine. Les boulons à ancrage réparti peuvent être utilisés dans des roches bien plus tendres que lesboulons à ancrage ponctuel (craies ou marnes). Ils s’opposent plus efficacement à l’ouverture defissures isolées puisque l’ancrage existe près des lèvres de la fissure elle-même. Par contre, ils sontd’une mise en œuvre plus délicate que les boulons à ancrage ponctuel et leur emploi estdéconseillé (mortier) ou impossible (résine) si les venues d’eau sont abondantes. Enfin, leur délaid’action n’est pas instantané (quelques dizaines de minutes dans le cas des résines à plusieursheures dans le cas du mortier). Les boulons à la résine sont également déconseillés dans les rochesà fissuration abondantes.

Fig. 3.6 : Boulon à ancrage ponctuel

Fig. 3.7 : Boulonnage à ancrage réparti à la résine. Chapitre3 : Le soutènement.

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Mémoire de S. SALEM 3.1.2.

Béton projeté

L’utilisation

de

béton

projeté

comme

mode

de

soutènement

en

souterrain

s’estconsidérablement développée au cours des dernières années. Si l’emploi de la gunite commesimple protection de terrain est relativement ancien, l’emploi du béton projeté, de granulométrieplus grosse, et en épaisseur suffisante pour constituer une peau de confinement améliorant lescapacités de résistance du terrain encaissant, date seulement d’une vingtaine d’années. Utilisé prèsdu front, seul ou en association avec le boulonnage et/ou les cintres légers, il constitue ce que l’ona appelé la méthode de construction avec soutènement immédiat par béton projeté et boulonnageet qui est également connue sous le nom de nouvelle méthode autrichienne (NMA). Le béton projeté présente l’avantage de constituer une peau continue qui protège le terraindes altérations dues à l’air et à l’humidité, et qui obture les interstices. Le confinement généraliséqu’il procure permet de limiter la déformation et d’éviter la chute des caractéristiques mécaniquesdu terrain qui résulte obligatoirement d’un desserrage trop important. Comme le boulonnageauquel il est souvent associé, il est également efficace dans le cas de grandes portées. Plusieurs conditions cependant doivent être remplies pour permettre l’emploi du bétonprojeté : - le découpage du rocher doit être assez précis pour que la coque de béton projetéprésente une surface à peu près régulière ; - le terrain doit être exempt de venues d’eau importantes qui compromettent la qualité del’exécution et risquent de créer des sous-pressions locales incompatibles avec larésistance de la coque en béton ; - le terrain doit présenter une cohésion minimale telle que la cavité demeure stablependant la durée nécessaire à la projection du béton ; - dans le cas de très fortes contraintes initiales (forte couverture) et lorsque le terrainprésente un comportement plastique, les déformations de convergence indispensables àl’obtention de l’équilibre sous la pression de confinement dont est capable lesoutènement risquent d’être incompatibles avec la déformabilité du béton. D’un point de vue pratique, l’épaisseur du béton projeté est généralement comprise entre 10et 25 cm. Il est le plus souvent mis en place en plusieurs passes et armé de treillis généralementfixé à la paroi par des épingles ou par l’intermédiaire des boulons s’il y en a. On peut utiliser desgranulats au module maximal de 12,5 ou 16 mm. La projection peut se faire par voie sèche ou parvoie humide. Dans le premier cas, le transport se fait de façon pneumatique et l’eau est ajoutée à lalance. Dans le deuxième cas, le mélange d’eau est réalisé au malaxeur, le transport se fait à lapompe et l’air est

Chapitre3 : Le soutènement.

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Mémoire de S. SALEM

injecté à la lance pour assurer la projection. La voie humide permet de réduireles pertes par rebonds, mais son emploi est plus difficile si le travail n’est pas continu (nettoyagedes canalisations). On incorpore généralement au mélange des adjuvants raidisseurs améliorant l’adhérence et lemaintien en place du béton et quelquefois des raidisseurs (silicate de soude) permettant de projeteren présence d’eau. 3.1.3.

Bouclier et voussoirs préfabriqués

Le bouclier est également un procédé de soutènement. Il est réservé aux terrains meublesdont la cohésion est insuffisante pour garantir la stabilité, ne serait-ce que pendant le court laps detemps nécessaire à la mise en place d’un soutènement fixe. Il s’agit en fait d’un soutènementmobile qui progresse en même temps que le front. C’est aussi un soutènement total puisqu’ilcomporte généralement une paroi continue pleine qui assure un blindage complet de la paroi dutunnel. Il existe différents types de boucliers, qu’ils soient monolithes ou composés de lances qu’ilest possible d’avancer séparément pour mieux s’adapter à la progression du terrassement (terrainshétérogènes). Par la définition même du terrain auquel il est destiné, on voit que le bouclier mobilenécessite la mise en place d’un revêtement définitif qui se substitue à lui pour assurer la stabilitédes parois du tunnel avant qu’il ne les ait dégagées. Comme ce revêtement doit pouvoir agirefficacement dès sa mise en place, il s’agit très généralement d’éléments préfabriqués (voussoirsen béton armé) ou métalliques (fonte, acier...). Les voussoirs sont mis en place par anneaux cylindriques successifs et servent d’appuilongitudinal pour la progression du bouclier au moyen de vérins hydrauliques dont les patinsreposent sur la face avant du dernier anneau posé. Il existe, bien entendu, de nombreux types devoussoirs en béton que l’on peut classer en deux catégories principales : - les voussoirs alvéolaires (figure 3.8 a) qui comportent des nervures longitudinales ettransversales au travers desquelles il est possible d’enfiler des boulons qui permettentl’assemblage et la transmission de certains efforts de flexion d’un voussoir à l’autre. Cesvoussoirs, directement dérivés des voussoirs métalliques, présentent toutefoisl’inconvénient, à inertie égale, d’un plus fort encombrement que les voussoirs pleins,donc nécessitent un volume d’excavation plus important ; - les voussoirs pleins (figure 3.8 b) qui sont des éléments de coques d’épaisseur constanteet qui peuvent, par exemple, être articulés les uns sur les autres le long de leurs faceslatérales courbes.

Chapitre3 : Le soutènement.

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Mémoire de S. SALEM

Fig. 3.8 : Voussoirs préfabriqués en béton armé

3.1.4.

Choix d’un mode de soutènement

Le choix raisonné d’un mode de soutènement comprend schématiquement deux phasessuccessives : - une phase d’analyse technique du problème qui aboutit à l’élimination d’un certainnombre de types de soutènement en raison de leur incompatibilité avec certaines desdonnées techniques du projet qui peuvent être d’ordre géotechnique, géométrique ouliées à l’environnement ; - une phase complémentaire d’analyse économique qui fait intervenir : • D’une part le dimensionnement du soutènement qui est l’un des éléments decalcul du coût ; • D’autre part les éléments de prix de revient propres à l’organisation du chantierconsidéré : �Plus ou moins grande mécanisation, �Longueur du tunnel, �Délais à respecter. 3.1.5.

Revêtement définitif

Le revêtement définitif des tunnels n’est, en principe, mis en place, que lorsque l’une desconditions suivantes se trouve réalisée : - ou bien le rocher ne présente pas un aspect suffisamment régulier vis-à-vis desconditions d’exploitation du tunnel pour que son utilisation, même recouvert de bétonprojeté, puisse être envisagée ; - ou bien, même si le rocher présente, temporairement, des conditions d’exploitationsuffisantes, il peut être nécessaire de faire intervenir le comportement à long terme et demettre en place, à ce titre, un revêtement définitif. Il est à noter que, dans le cas où l’onchoisit le creusement mécanisé avec

Chapitre3 : Le soutènement.

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Mémoire de S. SALEM

mise en place de voussoirs préfabriqués en béton,ce revêtement est très souvent considéré comme le revêtement définitif et ne saurait,dans ce cas, recevoir aucune couche intérieure. 3.1.5.1.

Coffrage

Pour les galeries de faible longueur, on utilise assez fréquemment des cintres en bois et descouchis formés de chevrons ou de madriers de 4 à 8 cm d’épaisseur. Par contre, dès que lalongueur dépasse une centaine de mètres, on a généralement avantage à recourir au coffragemétallique. Le type le plus simple est composé de fermes métalliques reposant sur une semelle enbéton construite au préalable et de panneaux métalliques indépendants appuyés sur ces fermes. Lecoffrage est télescopique, incluant ou non le coffrage du radier, lorsqu’il est composé de cintres àcharnières portés par un chariot éclipsable.

Fig. 3.9 : Coffrage métallique de tunnel 3.1.5.2.

Bétonnage

Le ciment Portland artificiel (CPA) peut être éventuellement utilisé dans les terrains secsautres que le trias. Par contre, dès que les terrains sont aquifères, on doit faire des analysessystématiques pour définir le pH des eaux. Dans les cas courants, on choisira le cimentde hautfourneau (CHF) ou le ciment de laitier au clinker (CLK). L’emploi du ciment sursulfaté est réservéau contact d’eaux fortement séléniteuses. Le dosage variera, pour les radiers non armés de 160 à200 kg/m3 jusqu’à 400 kg/m3 pour les revêtements armés ou non. Chapitre3 : Le soutènement.

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Mémoire de S. SALEM 3.1.5.3.

Procédé de bétonnage

Dans les cas les plus fréquents, on recourt au bétonnage mécanique, soit à l’aide d’unappareil à transport pneumatique, soit, plus volontiers, au moyen d’une pompe. Dans tous les cas,on placera l’engin de transport à proximité du lieu d’utilisation. 3.1.6.

Étanchéité des revêtements

Lorsque l’on utilise un revêtement coulé en place, il est, en général, nécessaire de prévoirl’étanchéité grâce à la réalisation de joints transversaux équipés au droit de chaque reprise debétonnage et le long desquels auront été placés des dispositifs. Ces dispositifs doivent êtrecomplétés par une injection (en général de mortier de ciment), en arrière du revêtement. Enfin,lorsque l’on a affaire à un revêtement constitué de voussoirs préfabriqués, l’étanchéité est àréaliser sur les 4 faces de chacun des voussoirs. Elle se compose alors de joints préfabriqués enpolychlorure de vinyle ou analogues, qui peuvent être préparés aux dimensions des voussoirs. Ilssont généralement contenus dans une rainure spécialement aménagée sur la face du voussoir. Ellepeut aussi comprendre des joints contenant, partiellement ou totalement, un matériauhydrogonflant, c’est-à-dire qui a la propriété de gonfler lorsqu’il est en présence d’eau. Dans tousles cas, on est capable d’obtenir un bon résultat sur l’étanchéité du revêtement à condition que lesfaces des voussoirs soient fabriquées avec une précision suffisante (± 1 ou 2 mm). 3.1.7.

Conclusion

Grâce aux progrès réalisés tant dans le domaine de l’approche théorique des phénomènes enmécanique des sols et des roches que dans celui de la technologie de l’abattage mécanique ou àl’explosif grâce au perfectionnement des engins dont on dispose et grâce aussi aux nouvellestechniques de soutènement plus directement adaptées aux conditions rencontrées, les travauxsouterrains sont certainement l’une des branches des travaux publics qui ont évolué de façon laplus spectaculaire au cours des vingt dernières années. Dans ces trois domaines : - théorie du soutènement et du revêtement ; - creusement mécanisé, prédécoupage ; - soutènement « à la carte » au fur et à mesure du creusement ;des progrès considérablesont été accomplis qui rejaillissent d’ailleurs les uns sur les autres et ne s’expliquent pasles uns sans les autres. Ils ont permis, à la fois, d’améliorer la sécurité pendant lestravaux, de réduire les délais d’exécution et aussi les coûts.

Chapitre3 : Le soutènement.

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Mémoire de S. SALEM

Ainsi le soutènement, grâce aux mesures systématiques de convergence, peut être

mieuxadapté aux conditions réelles ; la combinaison des différents types de soutènement (béton projeté,cintres légers, boulons) permet de mieux faire participer le terrain à la résistance de l’ensemble etdoit donc conduire à des économies sensibles. Cette plus vaste palette de soutènements et leurefficacité permettent aussi de restreindre les cas d’utilisation de la méthode de creusement ensections divisées, toujours très onéreuse. Enfin, les progrès des tunneliers à attaque ponctuelle ou globale ont permis, dans bien descas, de pulvériser les records de vitesse de creusement, en contrepartie de certains échecs dus auxdifficultés d’adaptation de ce type de matériel à des conditions géologiques imprévues ou tropvariables. Certains tunneliers pleins face peuvent ainsi réaliser, lorsque les conditions sont relativementhomogènes, des avancements de l’ordre de 2 000 m par mois, dans des diamètres de l’ordrede 6m. Il serait toutefois dangereux d’extrapoler de tels résultats en l’absence d’une reconnaissancegéologique et géotechnique très complète et très favorable.Les recherches à venir doivent se poursuivre en vue de permettre une interprétation plusméthodique des résultats des reconnaissances pour en déduire, avec un degré de certitude toujoursmeilleur, les caractéristiques du soutènement et les moyens d’excavation appropriés. 2.1. Théorie du soutènement et du revêtement Les efforts supportés par le soutènement et/ou le revêtement d’un tunnel dépendent à la fois : - de l’état de contrainte préexistant dans le massif avant le creusement de l’ouvrage ; - du comportement mécanique de ce massif ; - de l’action de l’eau dans le massif ; - des phases successives et du calendrier de l’exécution (aspect tridimensionnel etinfluence du temps) ; - de la raideur du soutènement ou du revêtement. Procéder au « calcul » d’un ouvrage souterrain devrait consister, de façon idéale, à quantifier,pour un ouvrage déterminé, les paramètres qui définissent l’ensemble de ces phénomènes et à endéduire précisément, grâce à un modèle mathématique capable de les intégrer tous, lefonctionnement réel de l’ouvrage, donc, par approches successives, son dimensionnement optimal. On mesurera l’utopie d’un tel idéal si l’on songe que le terrain encaissant, matériau naturel,est toujours hétérogène et anisotrope, qu’il comporte des discontinuités qui, même si on peut lesregrouper en quelques familles, sont essentiellement aléatoires. De même, l’état réel descontraintes dans le massif vierge est, par essence, non mesurable puisque tout dispositif de Chapitre3 : Le soutènement.

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Mémoire de S. SALEM

mesureintroduit dans le massif a pour effet premier de perturber le champ des contraintes. Enfin,les conditions réelles de l’exécution, bien qu’elles dépendent théoriquement de la décision duconstructeur, sont en fait souvent modifiées ou adaptées en cours de réalisation en fonction decirconstances imprévues de tous ordres. - Faut-il alors renoncer à toute analyse logique des phénomènes physiques et se contenterde « recettes » empiriques pour dimensionner les ouvrages ? - Les nombreuses méthodes de calcul existantes doivent-elles être toutes rejetées à causede leur imperfection ? Nous croyons, bien au contraire, que, dans beaucoup de cas, le calcul doit venir épaulerl’expérience pour aboutir au dimensionnement de l’ouvrage, à condition de bien en connaître leslimites et les imperfections. Il faut savoir qu’aucun type de calcul n’est applicable dans tous lescas, et qu’aucun n’apporte une réponse rigoureuse. L’interprétation et l’expérience demeurentindispensables.

Fig. 3.10 : Evolution de la convergence et de la charge radiale de part et d'autre du front.

Fig. 3.11 : Influence de l'éloignement du front sur la convergence.

Dans ce qui suit, nous rappelons les différentes méthodes de calcul existantes et nous tentonsde mettre en lumière les conditions optimales de leur utilisation. Dans les « Réflexions sur lesméthodes usuelles de calcul du revêtement des souterrains », publiées par l’AFTES, auxquelles

Chapitre3 : Le soutènement.

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Mémoire de S. SALEM

onpourra se référer et dont nous citons ci-après de larges extraits, les méthodes de calcul ont étéclassées en quatre types.

Fig. 3.12 : Classification des modes de calcul

3.1.1. Méthode des actions et des réactions (ou des réactions hyperstatiques) 3.1.1.1.

Principe

Dans ces méthodes, on étudie le comportement du revêtement sous l’action de chargesextérieures. On distingue des charges dites « actives », qui sont indépendantes de l’état de déformationdu revêtement (poids mort, charges et surcharges intérieures et extérieures, actions du terrainencaissant), et des charges dites « passives », qui sont des réactions hyperstatiques du terraindépendant de sa déformation. On détermine ces réactions hyperstatiques en écrivant que les déformations du terrainauxquelles elles correspondent sont égales aux déformations du revêtement sous l’effet del’ensemble des charges actives et passives. Les déformations du revêtement sont calculées par les méthodes classiques de la résistancedes matériaux, en l’assimilant à un portique, un arc, une coque ou une structure à barres.Les déformations du terrain sont estimées à partir de la notion schématique du module deréaction, c’està-dire que l’on suppose que la réaction en un point est uniquement fonction de ladéformation en ce point et, généralement même, lui est proportionnelle. Chapitre3 : Le soutènement.

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Mémoire de S. SALEM

Le coefficient k de proportionnalité dépend des caractéristiques du terrain, du rayon moyende l’excavation (ou mieux de la surface sur laquelle agissent les charges passives) et de sa forme. C’est le module de réaction.Les calculs correspondants ont donné lieu à de nombreux programmes numériques mais,dans les cas simples, une approche analytique est possible. On peut, avec la plupart des programmes numériques existants, traiter le problème sous sonaspect le plus général, c’est-à-dire que l’on peut introduire : - la forme exacte de la galerie (le revêtement est introduit sous forme d’une structure àbarres) ; - les charges actives calculées, sous forme de charges concentrées aux nœuds de lastructure ; - la réaction du terrain, sous forme de ressorts (généralement horizontaux et verticaux, (fig2.12) agissant en chacun des nœuds et affectés de coefficients de raideur tenantcompte du module de réaction du terrain et de la surface de contact correspondant àchaque nœud. Il faut veiller également à introduire la condition selon laquelle la raideurdes ressorts est nulle lorsque les déformations ont pour effet d’éloigner le revêtement duterrain. Il faut également vérifier que l’inclinaison de la résultante de toutes les forces en un nœud n’est pas, par rapport à la direction radiale, supérieure à l’angle de frottement revêtement/terrain. Si ce n’est pas le cas, on doit reprendre le calcul en réduisant les forces passives jusqu’à ce quecette condition soit vérifiée. Le coefficient de frottement à prendre en compte dépend de l’état dessurfaces. Il est prudent de prendre une valeur nettement inférieure (50 %) au coefficient defrottement interne du terrain dans le cas des sols. Pour obtenir rapidement un ordre de grandeur du dimensionnement, on utilise quelquefoisdes méthodes simplifiées qui, basées sur le même principe, donnent, par des abaques ou destableaux, les efforts dans le revêtement en fonction de quelques paramètres simples. L’inconvénient de ces méthodes consiste en ceci que l’on ne connaît pas toujours avec précisionles hypothèses simplificatrices introduites. Elles se rapportent toutes à des sections de galeriescirculaires et varient entre elles par la nature des charges actives introduites (composantes radialesseulement pour certaines) et surtout par la nature du contact terrain/revêtement (frottement nuldans la plupart des cas). On conçoit que les résultats varient très largement d’une méthode àl’autre. Dans ce domaine, on se reportera avantageusement aux « Réflexions » de l’AFTES quidécrivent l’une de ces méthodes (dérivée des travaux de Schultze et Düddeck) qui permet de serapprocher, pour des galeries circulaires, des résultats obtenus avec la méthode développée desprogrammes numériques.

Chapitre3 : Le soutènement.

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Mémoire de S. SALEM

3.1.1.2.Représentativité des données et des hypothèses du calcul

La simplification fondamentale introduite dans ces méthodes porte sur le fait que la totalitédes facteurs liés au terrain est représentée par l’ensemble des charges actives (verticales σv ethorizontales σh) et passives (module de réaction). L’analyse de la validité de la méthodeconsistenotamment à rechercher dans quelle mesure ces seules données peuvent intégrer à la fois : - l’état initial de contrainte du massif ; - les caractéristiques physiques et mécaniques qui conditionnent sa déformation ; - l’influence des phases d’exécution et de leur déroulement dans le temps ; - la nature du contact terrain/revêtement. En fait, l’état initial de contrainte n’est pris en compte que de façon très indirecte lorsquel’on évalue la composante horizontale des charges actives en fonction du rapport λ= σh0/ σv0 descontraintes initiales. Les

caractéristiques

mécaniques

du

matériau

interviennent

sous

la

forme

des

paramètresφ(angle de frottement interne) et c (cohésion) du sol ou de l’anneau de roche décomprimé autourde la galerie, et sous la forme du module de réaction dont la valeur peut éventuellement êtrecorrigée pour tenir compte des injections de serrage réalisées autour de l’ouvrage. Quoi qu’il en soit, ces corrections ne peuvent être qu’approchées et les principalesincertitudes liées à la méthode résident : - pour la charge géostatique verticale, dans la validité des formules habituelles de calculen fonction des caractéristiques géotechniques du terrain. L’incertitude est d’autant plusgrande que la couverture de terrain est plus épaisse. L’incertitude est égalementbeaucoup plus forte dans le cas de terrain rocheux que dans le cas des sols, en raison del’influence prédominante des grandes discontinuités susceptibles de provoquerl’apparition de charges concentrées ou dissymétriques qui sont très souvent à l’originedes accidents les plus graves ; - pour la charge active horizontale, dans les difficultés de mesure de λ et dans laméconnaissance de la qualité réelle du contact terrain/revêtement (injection de blocageet de serrage) ; - pour le module de réaction, dans les difficultés de sa mesure réelle, l’approximationétant généralement meilleure lorsque la détermination résulte d’essais in situ quelorsqu’il s’agit uniquement d’essais de laboratoire ; - enfin dans la prise en considération des phénomènes liés à la décompression ausoutènement ou à l’exécution par parties qui ne peut se faire que de façon trèsimparfaite. Par contre, les méthodes de cette famille présentent l’avantage d’un maniement très facile. Certaines d’entre elles peuvent être utilisées sous forme d’abaques et la résolution des problèmesest quasi instantanée. Il faut toutefois être parfaitement informé des hypothèses Chapitre3 : Le soutènement.

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Mémoire de S. SALEM

qu’ellescontiennent, notamment en ce qui concerne la transmission des charges actives et passives de partet d’autre de la surface de contact terrain/revêtement. On peut également porter au crédit de ces méthodes le fait que l’interprétation physique desrésultats est facile et doit permettre à l’ingénieur exercé de déceler rapidement les erreursmatérielles du calcul.

Fig.3.13 : Méthodes des ressorts .Modélisation des efforts de réaction dans le terrain.

3.1.2. Méthode du solide composite 3.1.2.2.

Principe

Dans ce type de méthodes, on utilise un modèle mathématique dans lequel le terrain et lerevêtement de l’ouvrage, considérés comme constituant ensemble un solide composite, avec descomportements

mécaniques

différents,

sont

représentés

par

des

mailles

(ou

des

volumes)élémentaires liés les uns aux autres en fonction de lois qui traduisent ce comportement(figure.2.13). On fait l’hypothèse que les déformations aux frontières du modèle sont nulles, mais cettehypothèse n’est pas pénalisante si le modèle est assez étendu. La méthode la plus courante est celle des éléments finis. Les différences entre plusieurs programmes de ce type peuvent porter sur : - le type de méthode (éléments finis, différences finies, équivalences) ; - la plus ou moins grande finesse du découpage ; - l’étendue du modèle étudié ; - le type de matrice (rigidité ou flexibilité) caractérisant les éléments ; - l’étude en section plane ou en tridimensionnel ; - la possibilité d’introduire des équations constitutives des matériaux (lois decomportement) différentes de l’élasticité linéaire ; - la possibilité de tenir compte des anisotropies du milieu ; - la possibilité de tenir compte des discontinuités du milieu et de la surface de contactentre le terrain et le revêtement.

Chapitre3 : Le soutènement.

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Mémoire de S. SALEM

Fig. 3.14 : Méthode des éléments finis. Modèle de maillage 3.1.2.3.

Représentativité des données et des hypothèses de calcul

Si l’on se réfère à nouveau aux conditions du calcul idéal, le principe même de ces méthodesen est beaucoup plus proche puisque l’état de contraintes initiales du massif peut y être introduitdirectement sous la forme des conditions aux limites du modèle. Les lois de comportement duterrain et du revêtement peuvent être individualisées pour chaque élément du modèle. De même,certains équilibres intermédiaires correspondant aux phases d’exécution peuvent être étudiésnotamment si le modèle est tridimensionnel. Les approximations et les incertitudes ou les difficultés concernent dans ce cas les pointssuivants : - Les hypothèses fondamentales et plus spécialement celles qui concernent l’amplitudemaximale des déformations et la continuité du milieu. Ces hypothèses, qui sontgénéralement bien vérifiées dans le cas où il s’agit de terrain rocheux peu fracturé,risquent d’être plus éloignées de la réalité en cas de sols peu cohérents ou de rocher trèsfracturé ou très ébranlé par les tirs. En présence de tels terrains, et si des précautionsexceptionnelles ne sont pas prises, le creusement du tunnel peut provoquer desdéplacements importants et des ruptures locales qui n’obéissent pas aux lois de lamécanique des milieux continus et qui se traduisent à la fois par des changements degéométrie et par des modifications locales des caractéristiques mécaniques du milieu. - Les difficultés de traduction mathématique des qualités réelles du terrain, compte tenudu nombre obligatoirement limité des investigations et des essais. Pour que lespossibilités de la méthode soient pleinement exploitées, il serait nécessaire de connaîtreavec suffisamment de précision la loi de comportement des différentes natures deterrains rencontrés et de pouvoir exprimer ces lois de façon assez simple. Or cesconditions sont très rarement réunies parce que les terrains sont rarement homogènes etque les caractéristiques mécaniques varient de façon aléatoire autour de valeursmoyennes dans Chapitre3 : Le soutènement.

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Mémoire de S. SALEM

chaque formation du massif. D’autre part, dans le cas des sols, le coefficient d’élasticité varie largement avec la charge, et la notion de limite entre les déformations élastiques et plastiques n’est qu’une approximation simplificatrice. - En fait, dans le matériau, les deux types de déformation se produisent en généralsimultanément et leur importance relative dépend notamment de la vitesse dechargement. Il faudrait en particulier connaître l’influence du temps dans le processusde déformation différée sous charge constante qui constitue en réalité la caractéristiquefondamentale de certains terrains. Pour ces raisons, les équations constitutives dumatériau, qui traduisent son comportement mécanique, seront à la fois plus complexeset moins sûres dans le cas des sols ou des roches très fracturées que dans celui desroches peu fracturées. Au surplus, les roches fracturées manifestent un effet d’échellemarqué. - Les difficultés pratiques liées à la définition du modèle mathématique au voisinage et àl’intérieur du revêtement. Dans cette zone, la variation des contraintes et desdéformations entre deux éléments voisins est en effet beaucoup plus rapide que dans lecorps du massif et, si le maillage est constant, la précision sera donc beaucoup moinsbonne. Cette difficulté est aggravée lorsque le revêtement est constitué d’élémentspréfabriqués de forme complexe (voussoirs évidés) où les joints représentent des planssinguliers. Une augmentation de la densité du maillage dans la zone de revêtement esttoujours nécessaire ; elle devra souvent, en cas de voussoirs, être complétée par deshypothèses simplificatrices concernant leur géométrie. - Enfin, certaines des difficultés déjà énumérées à propos des méthodes du premier typese retrouvent encore partiellement ou intégralement. C’est le cas : • de la prise en considération des phénomènes liés à la décompression et ausoutènement qui, quoique théoriquement possible, est en fait rarement réalisée enraison, d’une part, de la complexité et du coût des programmes nécessaires et,d’autre part, de la méconnaissance des données réelles du problème (étendue de lazone éboulée par les tirs, rhéologie des terrains, délai de mise en place dusoutènement...); • de la méconnaissance de la qualité réelle du contact entre le terrain et lerevêtement et de la difficulté de traduire l’absence habituelle de résistance à latraction le long de l’interface. Les avantages de la méthode résultent de son caractère de grande généralité et notamment : - du fait que sa représentativité est absolument indépendante de la hauteur de couvertureau-dessus du tunnel, ce qui la rend particulièrement adaptée et pratiquementirremplaçable dans le cas des tunnels à grande profondeur ; - de la possibilité de tenir compte des grandes discontinuités du terrain (plans deglissements principaux, failles caractérisées, formations différenciées) ou des chargesisolées (fondations d’immeubles, autres ouvrages souterrains...) ; Chapitre3 : Le soutènement.

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Mémoire de S. SALEM

- de sa possibilité d’adaptation sans complication supplémentaire à toutes les formes desection de l’ouvrage et à tous les types de contact terrain/revêtement y compris lecontact parfait ; - de sa possibilité de traduire les comportements non linéaires qui sont les comportementsréels des terrains dans les zones proches de l’excavation. 3.1.2.4.La méthode des réactions hyperstatiques Cette méthode de calcul est relativement ancienne comparée aux calculs éléments-finis et aux concepts plus réalistes de convergence-confinement. Elle est cependant simple à comprendre et à utiliser, ce qui lui permet de rester une estimation courante (et économique) dans son domaine d’application (cf. dernier paragraphe). •

Déconnection terrain / soutènement

Le principe est d’étudier le comportement du soutènement (ou du revêtement) sous l’action de charges extérieures. On réalise donc un calcul de structure classique que n’importe quel logiciel de RDM élaboré peut mener. La géométrie du soutènement est rentrée précisément pour un mètre linéaire de galerie sous forme de poutres 2D, puis on vient lui appliquer un chargement. On distingue alors des charges dites actives, qui sont indépendantes de l’état de déformation, et des charges dites passives qui sont les réactions hyperstatiques issues de la déformation du soutènement. La première catégorie regroupe la pression appliquée par le poids des terrains (verticale et horizontale), la pression hydrostatique si le tunnel traverse une nappe, le gonflement éventuel, le détachement d’un bloc, le poids propre du revêtement, la circulation routière à faible profondeur, etc. Les secondes charges sont les réactions de butée du terrain Ces dernières sont considérées comme linéairement liées aux déplacements, ce qui permet de les modéliser par une série de ressorts, dont la rigidité K4 est issue des propriétés mécaniques de la roche ou du sol environnant.

Chapitre3 : Le soutènement.

32

Mémoire de S. SALEM Fig. 3.15 Schéma classique d’un modèle aux réactions hyperstatiques, avec les forces actives et passives (ressorts).

L’équilibre de la structure établi, il est alors possible d’accéder aux efforts dans le soutènement (M, N et T) ainsi qu’aux convergences maximales. •

Détermination des charges "actives"

Fig. 3.16 Représentation géométrique des variables utilisées dans les formules de Terzaghi

Dans le modèle proposé, ces charges constituent le "chargement extérieur" qui ne sera pas modifié par le déplacement de la structure. Elles dépendent de nombreux paramètres, telsque la profondeur, les dimensions du tunnel, la qualité de la roche, le décousu laissé, entre le front de taille et le soutènement, etc... Il existe de nombreuses théories permettant d’évaluer les pressions appliquées sur une structure de soutènement. •

Milieux continus

La méthode des réactions hyperstatiques étant plutôt adaptée aux tunnels peu profonds dans des sols, on utilise principalement les formules de Terzaghi ou de Caquot qui sont basées sur une rupture

Chapitre3 : Le soutènement.

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Mémoire de S. SALEM

en coin du terrain en piédroits et l’effet du poids d’une voûte de décharge. La formule de Terzaghi s’exprime ainsi (Fig. 3.10) :

_ H et b sont la profondeur du tunnel et la largeur du cône d’effondrement estimé en clef de voûte. C, Ø et γ sont les paramètres de Coulomb et le poids volumique du terrain. La pression Ph sur les parois latérales — qui peut être triangulaire — est estimée avec Pv et par l’intermédiaire du coefficient Ka (coefficient de poussée) ou K0 (coefficient des terres au repos). D’autres formules, basées sur les classifications du massif rocheux, fournissent des valeurs approchées des pressions. Toutes sont à utiliser avec la plus grande prudence. •

Milieux discontinus Dans certains cas, il peut être intéressant de modéliser la chute d’un bloc rocheux sur un

soutènement/revêtement. Il faut alors vérifier la stabilité de la structure sous deux types de charge active : – Chute d’un bloc en voûte. On ne considère que le poids propre du bloc, situé en clef de voûte ; – Chute d’un bloc en piédroit. Ce cas de charge dissymétrique est particulièrement défavorable. Il faut considérer le glissement du bloc sur une ou deux discontinuités.  Détermination des charges "passives" Outre la difficulté de savoir jusqu’où placer les ressorts5, il est souvent difficile, sans essais sur le matériau, de déterminer la valeur du module K. L’expression analytique du déplacement ~u en paroi d’un tunnel circulaire pour un massif de roche élastique, isotrope et linéaire permet d’accéder à une expression approximative de ce module :

est la pression appliquée en paroi. Dans le logiciel, il suffira de considérer la butée comme une série d’appuis élastiques normaux. Le contact soutènement-terrain n’est jamais parfaitement glissant, et des frottements tangentiels existent. On pourra également les modéliser par des ressorts, tangents au soutènement. •

Champ d’application

Chapitre3 : Le soutènement.

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Mémoire de S. SALEM

En général, la méthode est adaptée aux ouvrages construits en terrain meuble ou en rocher

fracturé, sous faible couverture et avec des techniques de soutènements lourds (têtes de tunnel remblayées par ex.). Dès que l’on s’enfonce un peu, il faut faire intervenir des concepts issus de la méthode convergence-confinement. Il est impossible de modéliser un couplage terrain/soutènement au niveau des charges actives, ce qui est un gros handicap si l’on utilise la NATM. Dans des cas particuliers cependant, la méthode aux réactions hyperstatiques peut être utile à l’étude d’impacts sur les structures d’un tunnel : chute de blocs en milieux rocheux discontinus ou impact d’un véhicule sur les structures internes (cloisons, dalles de roulement, etc...). Il est bon de rappeler que la pression des terrains ne s’applique pas sur toute la longueur du soutènement, et que les contacts sont souvent localisés à certains endroits des cintres. Difficile dans ce cas de prédire avec précision les sollicitations de la structure... Enfin, notons que cette méthode s’avère très utile pour la tenue au feu des structures, la modélisation étant bien plus simple qu’en éléments finis par exemple. 3.1.3. Méthode convergence-confinement Plutôt que de méthode, il conviendrait de parler de concept. Les idées et théories qui sontliées à ces deux termes : convergence et confinement, sont reprises dans toutes les approches dudimensionnement. La convergence est liée à un déplacement Le confinement est la pressionradiale qui s’applique sur le pourtour de l’excavation, en présence d’un soutènement. Il constitueen quelque sorte le chargement du soutènement. On parle aussi de dé confinement, mais pour leterrain. Il s’agit de la décompression causée par la présence du tunnel. Ce dé confinement s’amorcebien en avant du front (un diamètre environ). Pour situer le contexte, cette méthode est née suite ausuccès de la NATM (New AustrianTunnelingMéthode) dans les années 70. Sa conceptualisationcomplète remonte au tout début des années 80. La méthode convergence-confinement est une méthode analytique : toutes les formules sontexplicites et peuvent être entrées sur une simple calculette Hypothèses L’hypothèse forte est la considération unidimensionnelle du problème : - Hypothèse des déformations planes ; - Hypothèse d’isotropie des contraintes initiales (K0 = 1) et d’isotropie du massif ; - La cavité étudiée a une forme cylindrique. L’état initial est défini par l’état de contrainte isotrope. H est la hauteur de couverture et le poids volumique des terrains sus-jacents. La contrainte initiale dans le massif est donc Chapitre3 : Le soutènement.

35

Mémoire de S. SALEM 3.1.3.2.

Pour

Courbe de convergence

passer

d’un

état

tridimensionnel,

avec

un

terrain

que

se

déconfine

progressivementautour du front de taille, à un état de déformation plane (que l’on rencontre traditionnellement dansune section éloignée du front), on introduit une pression fictive en paroi. Cette pression,uniformément répartie sur le pourtour de l’excavation, a une valeur qui décroît avec l’éloignementau front. Pi varie ainsi de σ0 à 0, de l’état de contrainte initial à l’état entièrement déconfiné. L’évolution de Pi est donc gouvernée par la distance x, qui permet de se situer par rapport au Frontde taille (où x = 0). On

écrit

:

λ(x) est appelé taux de dé confinement car il caractérise l’état du massif à l’endroit xconsidéré. Ivarie de 0 (état initial, en avant du front de taille) à 1 (état complètement déconfiné,loin en arrière du front). Cette notion de pression fictive illustrée sur la figure 2.20 permet de ne considérer qu’unetranche de terrain pour l’étude de l’effet de l’excavation, dans un état mécanique de quasidéformationsplanes. La théorie des milieux continus nous donne ensuite les champs dedéplacement et de contrainte autour du tunnel. Là où réside encore une forte incertitude, c’est dansl’équation permettant de définir λ (x). Plusieurs auteurs ont proposé des formules, nous enretiendrons une, la plus simple, lorsque le terrain reste en élasticité :

αet m0 sont deux constantes (on prendra respectivement 0.25 et 0.75) et R le rayond’excavation. Déchargement du terrain

Chapitre3 : Le soutènement.

Chargement du soutènement

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Mémoire de S. SALEM

Fig.3.17: Courbe convergence

Fig.3.18: Courbe de confinement

Assemblage Fig.3.19:Courbe convergence-confinement

Fig.3.20:Pression fictive et déconfinement autour du front de taille Chapitre3 : Le soutènement.

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Mémoire de S. SALEM

Fig.3.21. Extrusion et instabilité au front de taille d’un tunnel (d’après Lunardi (2000))

La courbe de convergence (figure3.17) est la courbe donnant la valeur du déplacement enparoi u en fonction de la pression fictive Pi, et en l’absence de soutènement. Il s’agit d’une courbeparamétrique -de paramètre x- qui se représente sur un graphe (Pi, u). La théorie de l’élastoplasticitépermet d’obtenir l’équation de cette courbe pour des critères simples (MohrCoulombpar exemple). Deux cas peuvent se présenter: Chapitre3 : Le soutènement.

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Mémoire de S. SALEM

- Une phase élastique, de u = 0 à u = uic. Le terrain se déconfine progressivement demanière linéaire. Par prolongement de la droite sur l’axe des abscisses, on obtient lepseudo-déplacement élastique ue.

L’expression simple de ue donne une premièreapproximation des déplacements en tunnels :

- Une phase plastique, de u = uic à u = uinf . Le terrain en paroi passe dans un état dedéformations irréversible. Il y a rupture par excès de compression, par écrasement. Parfois la courbe ne recoupe pas l’axe des abscisses, et la paroi se referme sur ellemême (Très grandes déformations). L’état plastique est à éviter, c’est un des rôles dusoutènement. Pour le critère de Mohr-Coulomb, l’équation de la courbe plastique est :

Avec:

Les constantes du modèle de Mohr-Coulomb non-associé (angle de dilatance) sontexprimées Ainsi :

Enfin, pour tracer la courbe il faut calculer la pression Pic d’apparition de la plasticité : Pour calculer le déplacement maximal du terrain uinf , on utilise les formules ci-dessus enprenant simplement Pi = 0. Lorsque le terrain est de bonne qualité, dans les roches dures parexemple, il se

Chapitre3 : Le soutènement.

39

Mémoire de S. SALEM

peut que la paroi reste en élasticité durant tout le déconfinement. Un critère trèsutilisé en travaux souterrains pour déterminer si le massif encaissant risque de rentrer en plasticité est le facteur de stabilité :

Avec Rc la résistance en compression simple de la roche ; si F > 1 alors il y a risqued’instabilité. 3.1.3.3.

Courbe de confinement

Une deuxième courbe est requise pour la méthode. Il s’agit de la courbe de confinement (Figure 3.18), qui va permettre de caractériser le comportement du soutènement sous sonchargement. Le chargement considéré est purement radial, il s’agit d’une pression appliquée sur tout lepourtour extérieur de la structure. Le calcul du déplacement radial us en fonction de la pressionappliquée Ps permet de tracer la courbe de confinement sur un graphe identique à celui de lacourbe de convergence. On distingue également deux phases dans les modèles classiques : - Une phase élastique, de us = 0 à us = umax. Le soutènement se comporte linéairement. - Une phase plastique, après umax. Cette zone correspond à la rupture du soutènement, elleest donc interdite. 3.1.3.4.

Optimisation du soutènement

Une fois paré de nos deux courbes, l’une caractérisant le comportement du terrain et l’autrecelui du soutènement, on va pouvoir les coupler pour étudier l’interaction roche-structure. Comment ? On va simplement superposer les deux courbes. La pression fictive de l’un correspondparfaitement au chargement du second. Mais le couplage va nécessiter l’introduction d’un nouveauparamètre : le déplacement à la pose du soutènement. En effet, le soutènement n’est pas poséimmédiatement au front de taille, et encore moins dès les prémices de dé confinement en avant dufront. Il est posé à quelques décimètres en arrière, alors que le terrain s’est déjà partiellement déconfiné. On ajoute ainsi un paramètre ud, qui est stricto-sensu le déplacement en paroi à la posedu soutènement. ud est bien entendu étroitement lié à λd, taux de déconfinement à la pose. Le point d’intersection des deux courbes correspond ainsi au point d’équilibre entre terrainet soutènement. C’est ce point (Péq, uéq) qui donne l’état mécanique de la structure "à l’infini", loindu front de taille. Toute la puissance de la méthode convergence-confinement réside donc danscette simplicité de représentation. En jouant sur chacun des paramètres du problème, on optimisele soutènement : pas ou peu de plasticité pour le terrain, et chargement à 70 ou 80 % de la rupturepour

Chapitre3 : Le soutènement.

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Mémoire de S. SALEM

le soutènement. A titre d’exemple, en jouant sur le paramètre ud , un soutènement placé tropprès du front de taille sera chargé prématurément et arrivera donc plus rapidement à la rupture. Al’opposé, un soutènement placé trop loin du front n’aura aucun effet, car le terrain se sera déjàpresque entièrement déconfiné, voire effondré, et le chargement sera pratiquement nul. Rappelonsque le soutènement est aussi là pour limiter la convergence. 3.1.3.5.

Domaines d’application

La méthode est essentiellement utilisée dans le cadre d’un pré dimensionnement dessoutènements. Les hypothèses de base sont en effet rarement toutes vérifiées dans la réalité ; le casidéal étant celui du tunnel circulaire profond en milieu isotrope. Néanmoins l’approche est valablepour obtenir des "ordres de grandeurs" d’épaisseur de soutènement dans les cas suivants : - Le massif de terrain doit pouvoir être représenté comme un milieu homogène, isotropeet continu à l’échelle de l’ouvrage. Cela conditionne les calculs dans le cadre de lamécanique des milieux continus. - Le dimensionnement concerne une section courante du tunnel. Afin de pouvoirsimplifier le problème tridimensionnel en un problème unidimensionnel, il faut que depart et d’autre de la section étudiée, le terrain soit identique sur un tronçon de quelquesdizaines de mètres. Cette condition exclut donc également les têtes du tunnel. Ladistance entre la clé de voûte du tunnel et la surface topographique doit être auminimum égale à 4 fois le diamètre du tunnel. Les conditions de creusement doiventêtre identiques sur un linéaire d’au moins 1 diamètre en avant et 2 diamètres en arrièrede la section étudiée. - La géométrie du tunnel est supposée circulaire dans la méthode. Dans le cas d’unesection quasi circulaire, on utilisera un rayon équivalent, calculé par exemple sur la based’une section circulaire identique. La condition de circularité parfaite exclut de pouvoircalculer les moments de flexion dans le soutènement. Ces derniers sont pourtant souvent Dimensionnant. - L’état de contraintes initial est isotrope (K0 = 1). Cela se vérifie souvent à moyenne etgrande profondeur. La notion d’équilibre par dé confinement progressif, à la base du concept, est quant à elle reprise dans, les calculs par éléments finis phases. Cetteméthode est appelée dans le code Plexis la méthode β (Bêta). La notion d’équilibre par dé confinement progressif, à la base du concept, est quant à ellereprise dans les calculs par éléments finis phrasés. Cette méthode, nous le verrons dans la partiesuivante, nécessite la donnée du taux de dé confinement à la pose du soutènement.

Chapitre3 : Le soutènement.

41

Mémoire de S. SALEM

3.2. Auscultation pendant les travaux 3.2.1. Objectifs et contraintes de l’auscultation 3.2.1.2.Objectifs Les objectifs de l'auscultation pendant les travaux sont de plusieurs types. a) Sécurité immédiate Tout d'abord, à l'avancement les résultats de cette auscultation permettent (théoriquement) deconnaître à tout instant l'état de stabilité de l'excavation et d'alerter le cas échéant sur la nécessitéde procéder à la mise en œuvre de techniques ou méthodes aptes à assurer la mise en sécurité duchantier, voire en situation extrême à l 'évacuation de la zone de front. b) Vérification du soutènement De manière moins immédiate le suivi des résultats de l'auscultation en fonction del'éloignement du front (principalement par le suivi de la convergence relative) permet de juger dela bonne adéquation du soutènement mis en place aux exigences de déformation prévues dans leprojet et par suite des besoins d'adaptation de ce soutènement aussi bien vers un allégement quevers un renforcement. c) Comportement réel du terrain Les résultats de l'auscultation permettent également d'appréhender le comportement réel dumassif autour de l'excavation et si nécessaire de modifier les valeurs de paramètres prises encompte dans le cadre de l'élaboration du projet. d) Amélioration des prédictions La synthèse de l'ensemble des données et la prise en compte des valeurs des différentsparamètres mesurés in situ, permettent de corriger autant que nécessaire le calage initial dumodèle retenu lors du projet et d'améliorer très nettement l'exactitude des prédictions en réajustantle modèle sur les travaux déjà réalisés. En particulier, en milieu urbain, la prédiction destassements de surface constitue généralement un objectif essentiel, qui oblige à avoir recours à desmesures en avant du front de taille. 3.2.1.3.Contraintes Pour atteindre les objectifs évoqués ci-dessus, l'organisation du schéma d'auscultation doitrespecter certaines contraintes telles que : a) Permettre un dépouillement et une exploitation rapides En effet pour être en mesure d'alerter, il convient que les résultats des mesures soientdisponibles et exploitables quasi immédiatement à la lecture ou à la saisie de la donnée et surtoutqu'ils ne dépendent pas d'un traitement long et exécuté hors du site. Toutefois cette exigence derapidité est Chapitre3 : Le soutènement.

42

Mémoire de S. SALEM

plus ou moins forte selon la nature de la mesure effectuée et sa pertinence dansl'analyse immédiate de la stabilité de l'excavation. b) Comporter des matériels adaptés aux conditions de chantier Les conditions régnant dans la zone du front de taille et sur la trentaine de mètres qui suit cefront constituent un environnement agressif : humidité, poussière, obscurité, évolution d'enginslourds et très encombrants,...etc. Aussi les dispositifs d'instrumentation mis en place dans cettezone doivent-ils avoir été conçus pour fonctionner longtemps dans ces conditions tout enconservant leurs qualités de précision et de fiabilité. c) Ne pas gêner l'avancement Bien évidemment l'auscultation visant à apporter une aide à la décision quant au pilotage duchantier et aux adaptations à apporter aux méthodes, ne doit pas par ailleurs constituer un handicappour la progression de l'avancement et une gêne pour l'exécution des tâches au front.

Une telle exigence conduit à préconiser des systèmes de mesure ne nécessitant pas d'arrêt del'avancement soit grâce à des interventions durant des temps morts de l'activité au front(changement de poste par exemple), soit grâce à un matériel adapté (actuellement les mesures deconvergence par topographie remplacent de plus en plus les mesures au distance mètre au fil invarqui nécessitaient de libérer totalement le tunnel). 3.2.2. Moyens mis en œuvre Les principales mesures actuellement faites de manière courante dans les tunnels sont lessuivantes : a) En déformation - mesure du déplacement radial relatif en paroi (convergence "relative") ; - mesure du déplacement radial absolu en paroi et dans le terrain (convergence"absolue"); - tassements et inclinomètre. b) En contrainte - pression exercée par le terrain sur le soutènement ; - pression exercée par le soutènement sur le revêtement ; - contraintes dans le soutènement (boulons, cintres, béton projeté) ; - contraintes dans le revêtement (béton coffré). c) En hydrogéologie - suivi de l'évolution des débits d'eau ; - mesure de la piézométrie en continu.

Chapitre3 : Le soutènement.

43

Mémoire de S. SALEM

Pour la plus grande partie, ces mesures sont effectuées depuis l'intérieur du tunnel(convergence "relative", convergence "absolue", cellules de pression totale, extensomètres à corde vibrante, suivi des débits des venues d'eau, ... etc.) ; mais parfois l'auscultation ne peut être réaliséeque depuis la surface comme c'est le cas par exemple pour le suivi des déformations de surface(tassements) par nivellement et (ou) tassomètres ou pour le suivi des piézomètres. 3.2.2.2.

En déformation

a) Convergence "relative" (figure 3.21) Classiquement la mesure du déplacement radial se fait par la mesure de convergence"relative" qui consiste en la mesure entre deux plots fixés à l'intrados de l'excavation de lavariation de la longueur de la corde ainsi définie, la mesure de la convergence relative donne ainsila somme des déplacements radiaux de chacun des points.

Fig. 3.22 : profil de mesures de convergence

Fig. 3.23 : courbe de convergence

Chapitre3 : Le soutènement.

44

Mémoire de S. SALEM

Cette mesure peut être réalisée soit à la canne télescopique pour les petites galeries soit aumoyen d'un distance mètre à fil invar ou à ruban ou par méthode optique pour les plus grandessections.

Chapitre3 : Le soutènement.

45

Mémoire de S. SALEM

b) Convergence "absolue" La mesure de la convergence dite absolue consiste à mesurer le déplacement radial d'un

pointsitué à la paroi de l'excavation ou dans le terrain, par référence à un point supposé fixe plus enprofondeur dans le massif. Cette mesure est facilement réalisée en section courante au moyend'extensomètres de type : tritige ou distofor, mis en place dans un forage d'une profondeur del'ordre de 6 à 12 mètres (figure 2.20). La mesure n'est véritablement absolue que si le pointd'ancrage extrême de l'extensomètre est fixe. Au front il doit être fait appel à des techniques permettant de suivre la déformation du terrainen avant du front de taille en dépit de la progression vers l'avant de ce front. Il a notamment déjàété utilisé des extensomètres à tiges coulissantes, maintenues en service au fur et à mesure del'élimination des tronçons successifs. Le recours à des extensomètres à fibre optique fait l'objet derecherches. Des progrès sont à faire pour pouvoir généraliser ce type de mesure sans gêneimportante pour le chantier. Avec la convergence absolue on peut également évoquer la mesure de déformations à proximité du tunnel et en fonction de la progression du front de taille. Ainsi pour connaître lesdéplacements induits par le creusement au sein du massif encaissant il peut être installé en avantdu front de taille et soit dans l'axe soit de manière déportée par rapport à cet axe, des inclinomètreset (ou) des tassomètres.

Fig. 3.24 : profil de mesures extenso métriques dans le terrain

Chapitre3 : Le soutènement.

46

Mémoire de S. SALEM

Fig. 3.25: Exemple d'instrumentation depuis la surface

c) Tassements Les

déformations

de

la

surface

du

terrain

(tassements)

sont

suivies

soit

par

nivellementtopographique, soit par nivellement topographique et mesures en profondeur au moyen detassomètres. Des mesures de nivellement des soutènements (appui des cintres, des prévoûtes, ...)peuvent également être effectuées. 3.2.2.3.

En contrainte

a) Pression exercée par le terrain Les pressions radiales exercées par le terrain sur le soutènement ou le revêtement sontmesurées au moyen de cellules de pression totale mises en place à l'interface terrain-soutènement(ou suivi des mesures se faisant à partir d'un boîtier implanté dans une niche de sécurité parexemple. Il convient de rappeler que ce type de mesure est difficile à réaliser. Pour juger de ladispersion des résultats et pouvoir s'affranchir des effets locaux, il est nécessaire de mettre en placeun nombre suffisant de cellules.

b) Mesure de contrainte Les mesures de contrainte dans le soutènement ou le revêtement se font le plus courammentau moyen de mesures extenso métriques de type : cordes vibrantes ou jauges électriques.

Chapitre3 : Le soutènement.

47

Mémoire de S. SALEM 3.2.2.4.

En hydrogéologie

Le suivi hydrogéologique consiste en : -

d'une part la surveillance de l'évolution des débits d'eau à l'intérieur du tunnel, venuesd'eaux ponctuelles, drains, captages, exhaure générale, ... etc. ;

-

et

d'autre

part

la

surveillance

des

effets

du

creusement

du

tunnel

sur

l'environnementhydrogéologique réalisée au travers d'un suivi piézométrique en surface à partir depiézomètres ou de puits ; -

dans certains cas, des analyses d'eau sont utiles pour préciser la provenance des eaux oul'existence de circulation d’eau susceptible d'entraîner des dissolutions. 3.2.3. Acquisition et exploitation des données Les

techniques

actuellement

disponibles

en

ce

qui

concerne

l'acquisition

des

données(capteurs, scrutation automatique...), leur transmission et leur dépouillement doivent être mises àprofit pour faire de l'auscultation un élément essentiel de la conduite des chantiers en terraindifficile.

Chapitre3 : Le soutènement.

48

Mémoire de S. SALEM

4 Les lois de comportement utilisées dans PLAXIS

Introduction Option par défaut, Solution approchées Méthode des éléments finis en géomécanique Introduction Concepts de base Les éléments finis et la géomécanique Conclusion

Chapitre4 : Les lois de comportement utilisées dans PLAXIS.

49

Mémoire de S. SALEM

4.

Le logiciel Plaxis, son originalité 4.1.

Introduction

L’analyse de projets géotechniques est possible grâce à de nombreux codes éléments finis.L’ingénieur ayant de l’expérience en ce domaine sait que le poids des hypothèses permettent lepassage de la réalité au modèle est difficile à évaluer. Il sait que le jargon éléments finis est parfoisrebutant-il souhaiterait ne pas avoir à intervenir sur la numérotation des nœuds, des éléments, surcertains choix réservés au numéricien. Il voudrait disposer du code sur le PC gérant sa bureautiqueet sa technique quotidiennes, afin de faire une étude paramétrique des problèmes délicats. Il exigeavant tout que ses journées ne soit pas encombrées par de laborieuses entrées de données etinterprétations de fichiers. Conçu par des géotechniciens numériciens, le code éléments finis Plaxis représente certainement un optimum actuel sur les plans scientifique et pratique en l’analysepseudostatique 2D. Scientifiquement, c’est un outil d’analyse non linéaire en élasto-plasticité non standard (5 paramètres), avec prise en compte des pressions interstitielles (et même consolidationlinéaire), doté de méthodes de résolution et d’algorithmes robustes, éprouvés, ainsi que deprocédures de choix automatique évitant des choix délicats à l’opérateur peu averti. Bien que trèsfiable sur le plan numérique, le code fait appel à des éléments de haute précision (triangles à 15nœuds), ainsi qu’à des processus de pilotage de résolution récents (méthode de longueur d’arc). Du point de vue pratique, le système de menus arborescents à l’écran rend l’utilisation souple etagréable, car l’opérateur ne s’encombre pas l’esprit outre mesure. Le recours aux manuelsdevenant rare, ceux-ci sont de volume réduit, faciles à consulter. L’ensemble des optionssimplifiées (initialisation des contraintes, pressions interstitielles) permettent d’aller au but(prévoir le comportement d’un ouvrage), quitte à réaliser ultérieurement, avec le même code et lesmêmes données, un calcul affiné. 4.1.1. Option par défaut, Solution approchées Le système d’options par défaut et de solutions approchées spécifiques, qui est un des fers delance de l’outil de projet pour la géotechnique, est destiné à faire gagner du temps à l’opérateur, àlui éviter de devoir faire des choix tracassant, et enfin à améliorer la convivialité du logiciel. Cesystème est inséparable du traitement à partir d’un menu arborescent. Chaque branche du menu estévidemment figée, car elle réalise une tâche précise, bien définie, mais la diversité des branches enfait globalement un outil extrêmement souple. Chapitre4 : Les lois de comportement utilisées dans PLAXIS.

50

Mémoire de S. SALEM

Les options par défaut commencent dès le maillage : l’opérateur peut bien entendu spécifierun maillage très détaillé, mais si seules les grandes lignes de celui-ci importe, le détail deséléments, agencé de manière optimale du point de vue numérique, sera entièrement généré par lelogiciel à partir d’un petit nombre de nœuds-clé, avec contrôle permanent à l’écran. Le manilleurest d’ailleurs en cours de refonte en vue d’accroître son efficacité. De même en ce qui concerne les conditions aux limites en déplacements : si celles-ci sontcomplexes, l’ingénieur devra en spécifier les subtilités d’une manière précise, face de bloc par facede bloc. Par contre, si elles ont un caractère standard (vecteur déplacement nul à la base dudomaine étudié et vecteur déplacement horizontal nul sur ses faces latérales), l’application peutêtre réalisée automatiquement (par défaut) à partir du menu avec contrôle immédiat du résultat àl’écran. L’application des contraintes initiales dues au poids des terres peut être réalisée de manièreexacte par activation du multiplicateur de chargement relatif au poids propre. Par contre, si commebien souvent en géotechnique on connaît ou on sait estimer un état K0 donné, celui-ci peut êtrespécifié directement. Dans ce cas, le massif est souvent en léger déséquilibre (incompatibilité entreK0 et les autres caractéristiques mécaniques). Le menu permet alors, par un changement fictif nul,de rééquilibrer le massif, puis de réinitialiser à zéro le champ de déplacement de manière à prendrecomme nouvelle origine l’état du matériau après application de la gravité. L’option K0 estparticulièrement intéressante-et réaliste- dans le cas d’un modèle hétérogène de surface librepresque horizontale (paroi moulée dans un sol mou par exemple). Les pressions interstitielles ont été l’objet d’un soin particulier dans Plaxis. Pour qui souhaitefaire un calcul précis du champ de pressions interstitielles en régimes permanent ou transitoire,c’est possible grâce au module d’écoulements en milieu poreux. Mais bien sûr, cette opérationdemande du temps (d’opérateur et de machine). Si la nappe phréatique n’est pas trop éloignée del’horizontale, dans ses états initial et final, on sait que la pression diffère peu de la pressionhydrostatique ; si l’on adopte ce champ de pression approchée, les calculs deviennent très simplespuisqu’il s’agit seulement de manier les variations de la poussée d’Archimède ; Plaxis offre cette possibilité qui est souvent très appréciable. La conduite des calculs non linéaires constitue un autre exemple de la souplesse d’utilisationque procure ce logiciel : l’opérateur peut évidemment faire lui-même ses choix de taille d’étape dechargement, de nombre d’étapes, de rigidité d’interface, de méthode de résolution, … ; s’il nedésire pas assumer ces choix, le logiciel peut les décider à sa place, compte tenu de l’expériencedes numériciens en la matière. Pour les calculs de consolidation, réalisés en différence finiesexplicites sur le temps, le choix du pas de temps peut également être décidé par l’utilisateur, oubien calculé dans l’option par défaut, selon les critères numériques connus. Chapitre4 : Les lois de comportement utilisées dans PLAXIS.

51

Mémoire de S. SALEM

Le coefficient de sécurité est une notation un peu magique en géotechnique, puisqu’il

résumeen une seule information une quantité considérable de données. L’approche classique évaluegénéralement

ce

nombre selon

la

théorie de

l’équilibre

limite,

supposant

une

réductionproportionnelle généralisée de la résistance mécanique des matériaux impliqués, ce qui neconstitue manifestement pas un scénario réel de rupture. C’est la même approche, adaptée auxéléments finis élasto-plastiques, qui préside à l’évaluation du coefficient de sécurité dans Plaxis. Le critère de « rupture» est ici qualitatif, et laissé à l’appréciation de l’observateur ; en tout état decause, il est fondé sur le niveau de déplacement d’un point de contrôle lié à l’ouvrage étudié. Lechamp de déplacement obtenu est évidemment tout à fait fictif. Un calcul par élément finis fournit une masse imposante de résultats : des résultatsdirectement utiles au projeteur : déplacements, contraintes, pressions interstitielles à un stadedonné du chargement, et des résultats plus mathématiques concernant le déroulement du processusde calcul proprement dit. L’ensemble de ces résultats est accessible, selon que l’on est intéressépar l’un ou l’autre aspect ; c’est également un système de menu arborescent qui permet desélectionner les informations souhaitées. 4.2. Méthode des éléments finis en géo mécanique 4.2.1.

Introduction

L’évolution de la technologie amène l’ingénieur à réaliser des projets de plus en pluscomplexes, coûteux et soumis à des contraintes de sécurité de plus en plus sévères. Pour réaliserces projets et vu la complexité des méthodes analytiques de la résistance des matériaux (RDM),l’ingénieur a recours aux méthodes qui lui permettent de simuler le comportement des systèmesphysiques complexes. Conditionnée par les progrès effectués dans le domaine informatique et lesacquis des mathématiques dans la théorie de l’énergie, des méthodes de projection et des méthodesd’approximation, la méthode des éléments finis (MEF) est devenue éventuellement la plusperformante des méthodes numériques vu son grand champ d’application où elle est utilisée dansde nombreux secteurs de l’industrie : aérospatiale, nucléaire, génie civil, construction navale,mécanique, technique off-shore, etc... La MEF est donc une technique récente à caractère pluridisciplinaire car elle met en œuvre lesconnaissances de trois disciplines de base : - la mécanique des structures : élasticité, résistance des matériaux, dynamique, plasticité, etc.… - l’analyse numérique : méthodes d’approximations, résolution des systèmes linéaires,des problèmes aux valeurs propres, etc.… - l’informatique appliquée : techniques de développement et de maintenance de grandslogiciels.

Chapitre4 : Les lois de comportement utilisées dans PLAXIS.

52

Mémoire de S. SALEM 4.2.2.

Concepts de base

La MEF consiste à remplacer la structure physique à étudier par un nombre finis d’élémentsou de composants discrets qui représentent un maillage. Ces éléments sont liés entre eux par unnombre de points appelés nœuds. On considère d’abord le comportement de chaque partieindépendante, puis on assemble ces parties de telle sorte qu’on assure l’équilibre des forces et lacompatibilité des déplacements réels de la structure en tant qu’objet continu. La

MEF

est

extrêmement

puissante

puisqu’elle

permet

d’étudier

correctement

des

structurescontinues ayant des propriétés géométriques et des conditions de charges compliquées. Ellenécessite un grand nombre de calculs qui, cause de leur nature répétitive, s’adaptent parfaitement àla programmation numérique. 4.2.3.

Les éléments finis et la géo mécanique

Il existe une grande analogie entre le développement de la résistance des matériaux (RDM)au 19ème siècle et celui de la méthode des éléments finis (MEF) aujourd’hui. La RDM a vu le jourgrâce à des hypothèses cinématiques judicieuses (ligne moyenne et déformations linéaires dans lasection d’une poutre droite) qui ont permis de simplifier considérablement l’élasticité. De même, la MEF courante, formulée en déplacements, est née à partir d’hypothèses cinématique locales (lechamp de déplacement au sein d’un solide est continu par morceaux (un morceau =un élément) ;c’est localement un polynôme de faible degré par rapport à l’espace. La RDM continue bien sûr à exister, fécondée par la MEF, et la MEF continue à sedévelopper grâce aux progrès permanents sur les lois de comportements, et dans le domaineinformatique : l’ingénieur ou le chercheur ont couramment aujourd’hui, sur le coin de leur bureau,un micro-ordinateur dont la taille mémoire, la vitesse de calcul et la capacité de disque dépassentde loin ce dont pouvait rêver le chercheur voici vingt ans. 4.3.

Conclusion

Ce rapide tour d’horizon des différents modèles utilisés dans PLAXIS montre qu’il s’agit de modèles suffisamment simples pour qu’il soit possible d’en déterminer les paramètres avec une étude géotechnique classique ou avec des corrélations. Il n’y a dans ces modèles aucun paramètrede calage ou sans signification physique comme on en rencontre souvent dans des modèles sophistiqués. Souvent la détermination des paramètres nécessite des techniques d’optimisation. Ces modèles appartiennent au domaine de recherche. L’utilisateur doit se concentrer sur deux choix : l’un est inhérent à la géotechnique engénéral, l’autre concerne la simulation numérique.

Chapitre4 : Les lois de comportement utilisées dans PLAXIS.

53

Mémoire de S. SALEM

La détermination des paramètres géotechniques à entrer dans Plaxisn’est pas différente d’un

choix de paramètre de calcul « manuel » pour un calcul de tassement ou de stabilité: à partir d’essais, il est indispensable d’arriver à ce que l’on pourrait appeler un modèle géotechnique de terrain. Certains des paramètres sont différents dans leurs expression, mais toujours reliés à desparamètres géotechniques classiques. Le paramètre le moins « courant » est vraisemblablementl’angle de dilatance. Le

choix

du

modèle

de

comportement

dépend

en

fait

du

problème

posé

:

soutènement,tassement de remblai, fondation sur sol en pente, tunnel : quel modèle de comportement utiliserpour quel problème géotechnique ? la question n’est pas simple car il n’existe pas de modèle« universel »…

Chapitre4 : Les lois de comportement utilisées dans PLAXIS.

54

Mémoire de S. SALEM

5 études géologiques et géotechniques

Introduction Tracé en plan Profil en long Condition géologique et géotechnique du tunnel T1 Géologie locale du site Reconnaissance géotechnique Sondage Carottés Sondage S4-LT-04NB Paramètre géotechnique Relevé géophysique Condition hydrogéologique Unités géologique Étude de stabilité des portails Classification AFTES pour le support temporaire

Chapitre 5 : Etudes géologiques et géotechniques.

55

Mémoire de S. SALEM

Introduction Le Tunnel en question se situe dans le lot Est de l’autoroute Est Ouest au niveau de la Wilaya de Constantine exactement sous Djebel el Ouahch d’un linéaire de 1990m et d’une altitude de 900m. Le tunnel est conçu de deux tubes de 3voies chacun. Le tube est de type ovale C.à.d. 3rayons. Géotechniquement le tracé au sud passe par une zone de grés, au nord des marnes et au milieu par des argilites très fracturées. Le tunnel passe sous djebel ouahch avec une couverture max de 100m, il commence au PK 205+420et s’achève au PK207+280.

Fig5.1 tunnel l’auto route est ouest (T1)

la méthode d’excavation c’est la méthode autrichienne ou aussi elle s’appelle NATM (nouvel méthode autrichienne de la construction des tunnels)« the New AustrianTunnellingMethod ». « La NATM suit une conception qui utilise le terrain au tour de la cavité (sol ou roche) comme élément de support par activation d’un anneau de terrain portant ».

Tracé en plan Le franchissement du relief accidenté entre le PK 205+250 et le PK 207+650 a été réalisé à l’aide d’un tunnel à deux tubes. La totalité de ce tunnel est développé sur un alignement droit; à la sortie du tunnel, une courbe coté gauche de rayon 3000 m est introduite. Le tunnel comprend ainsi deux chaussées séparées avec un écartement de 22 m prévu pour des besoins géologiques, et comporte aussi 3 communications entre tubes, galeries pour piétons et pour véhicules « Cross Passage ». Deux passages d’urgence sont prévus à proximité des deux têtes du tunnel, au PK 205+300 et au PK 207+400, pour assurer le passage des véhicules de secours d’une chaussée à l’autre. De plus, Chapitre 5 : Etudes géologiques et géotechniques.

56

Mémoire de S. SALEM deux interruptions du terre-plein central sont prévues au PK 204+920 et au PK 207+900, pour assurer le basculement de la circulation en cas d’urgence.

Figure 5.2 : Coupe Transversale Type des Tunnels T1

Profil en long La topographie en amont du tunnel a dicté une rampe de 4,96% qui produit une succession de déblais et de remblais assez importants. Cependant, le tunnel proprement-dit débute sur une parabole en angle saillant de rayon 15000 m qui pénètre le tunnel jusqu’au PK 205+467 pour la chaussée droite, et jusqu’au PK 205+466 pour la chaussée gauche. Par la suite, les profils en long des deux tubes suivent une pente de 4% jusqu’au PK 207+247,5 pour le tube droite (sens 1), et le PK 207+256,47 pour le tube gauches (sens 2). La sortie du tunnel s’achève avec une courbe verticale de rayon 10000m pour le tube droite, et 9500m pour le tube gauche.

Fig.5.4. profil en long

Chapitre 5 : Etudes géologiques et géotechniques.

57

Mémoire de S. SALEM

Condition géologique et géotechnique du tunnel T1 Cette partie présente l’étude géologique et géotechnique relative au projet du Tunnel « T1 » qui traverse Djebel El Ouahch, situé au Nord Est de la ville de Constantine (Figure 5.3.). Ce Tunnel fait partie de la Section 4 de l’Autoroute Est-Ouest, Lot Est.

Fig5.3. : Emplacement du tunnel T1 L’emplacement des tubes gauche et droite du tunnel T1 ainsi que leur longueur sont donnés dans le Tableau 5.1 qui suit :

PKau Début Tube Tube Droite Gauche

205+393

(

1)

205+407,5

PKàla

Longueur Totale(m) Tube TubeDroite

Tube

Tube

Gauche

Droite

Gauche

207+299

1891,5

207+284,5

(

1)

1891,5

Tableau5.1 : Coordonnées kilométriques des deux tubes du Tunnel T1

Chapitre 5 : Etudes géologiques et géotechniques.

58

Mémoire de S. SALEM 5.4.1

Géologie Locale du site Le plan et la coupe géologiques du tunnel T1 sont donnés sur les plans DWG-6001 à6004.

Ceux-ci montrent également l’emplacement des différents sondages par rapport au tunnel T1 et ses portails. Les résultats des sondages de reconnaissance ainsi que ceux de la prospection géophysique ont été interprétés et corrélés pour produire la coupe géologique 5.4.2

Reconnaissance géotechnique

La campagne géotechnique récente comprend les investigations suivantes : • Les levés géologiques réalisés par des experts’ géologues, • Une campagne de reconnaissance par sondages carottés (11 sondages), des essais in situ : essais pressiometriques (2 sondages pressiometriques), des essais en laboratoire, deux inclinomètres et deux piézomètres • Des relevés géophysiques par la méthode de résistivité électrique (VES et tomographie). Les résultats des investigations sur site sont présentés dans l’annexe A du rapport géotechnique. 5.4.3

Sondages Carottés Dans le cadre de S4-LR-18N S4-LT-01N S4-LT-03N S4-LT-04N S4-LTS4-LTS4-LT-06NI S4-LT-07N S4-LR-19N S4-LR-20N S4-LR-21N

Profondeur 40m 80m 105m 130m 140m 150m 80m 65m 40m 35m 30m

Tableau 5.2 : Sondages réalisés le long et à proximité du tunnel T1

Chapitre 5 : Etudes géologiques et géotechniques.

59

Mémoire de S. SALEM Le sondage utilisé pour le calcul est le suivant : 5.4.3.1 Sondage S4-LT-04NB Ce sondage, a été poursuivi jusqu'à une profondeur de 140m. Il se situe sur le tracé du tunnel sur le versant sud du Djebel El Ouahch. Au droit de ce sondage, les unités lithologiques suivantes ont été successivement identifiées: • De 0 à 6m: terrain de recouvrement argilo-sableux; • De 6 à 140m: argilite grisâtre. Le pourcentage de récupération des carottes varie de 40 à 100% le long du sondage, pour un RQD de 0 à 100% au sein des argilites. 5.4.4

Paramètre géotechnique d’étude Les détails géologiques, géotechniques, géophysiques et hydrogéologiques décrits dans les

sections précédentes ont été utilisés afin de déterminer les paramètres géotechniques pour l’étude du tunnel. Pour cela on a eu recours aux : Données d'essais et autres détails disponibles afin d’estimer les paramètres généraux de contraintes et de déformations, en particulier pour les sols et les roches faibles. • Méthodes de classification générales des roches comme utilisées internationalement, afin de définir la performance géotechnique possible pour tous les matériaux. 5.4.5 Relevé Géophysique Des mesures géophysiques ont été réalisées dans le cadre du programme d’investigation géotechnique le long du tracé du tunnel T1. Le mesures géophysiques ont été implémentées en deux phases: Dans une première phase, la méthode Vertical ElectricalSoundings (VES) a été entreprise selon un axe parallèle au trace du tunnel; alors que dans une deuxième phase, la méthode de résistivité électrique (tomographie) a été appliquée et implémentée selon 3 axes parallèles d’acquisition et ceci parallèlement au trace du tunnel.

Chapitre 5 : Etudes géologiques et géotechniques.

60

Mémoire de S. SALEM La méthode VES a permis de confirmer la nature gréseuse sur la partie sud du tunnel et argileuse (argilite et marne) dans la partie centrale et nord du tunnel. Ces mesures n’ont pas pu, toutefois, déterminer le niveau de la nappe phréatique le long du tracé. La deuxième phase a permis d’établir 3 tomographies bidimensionnelles, et dont l’interprétation se présente comme suit : Une zone de faible résistivité électrique s’étend entre le PK 205+880 et le PK 206+480. Cette faible résistivité est justifiée par la présence de trois lacs sur les hauteurs du Djebel El Ouahch. Ce qui laisse présager une infiltration des eaux du lac au sein des argilites, ceci sans aucune indication sur l’intensité de ces infiltrations. Quoique l’étendue des zones saturées dépasse les 100 mètres de profondeur, aucun signe d’écoulement n’a été détecté. Aussi, les mesures par tomographie reflètent la présence de sols relativement plus dense à partir de 150 mètres de profondeur (soit au niveau des terrains qui se situent sous le niveau du tunnel projeté). 5.4.6

Condition hydrogéologique Au niveau du portail sud, une venue d’eau a été observée lors des travaux d’aménagements de

ce portail. L’eau, qui vraisemblablement correspond à une nappe perchée, a été récupérée au moyen de tranchée drainante et acheminée hors des zones d’aménagement du portail. Au niveau du portail nord, aucune venue d’eau n’a été rencontrée lors des travaux d’excavation pour les aménagements du portail.Le long du tunnel, le niveau d’eau dans le sondage LT-04 a été mesuré à 91 mètres de profondeur, soit au sein de l’horizon gréseux qui est sous-jacent aux argilites.L’horizon gréseux agit ainsi comme couche drainante sous les argilites. Alors que les sondages LT-05NB, 06 et 07, en partie médiane et nord du tunnel, ont révélé de l’eau en surface. La nature argileuse des formations rencontrées pourrait ainsi former une barrière étanche aux eaux infiltrées.En conséquence, les conditions géologiques du site dans la partie sud du tunnel semblent assurer un drainage naturel des eaux souterraines à travers la formation gréseuse. La traversée du tunnel au sein des formations gréseuses devrait se faire après avoir drainé toutes les eaux dans cet horizon.

Chapitre 5 : Etudes géologiques et géotechniques.

61

Mémoire de S. SALEM Au sein des argilites, en partie médiane et nord du tunnel, les venues d’eau par infiltrations seraient limitées par la nature argileuse, peu perméable du terrain. Dans le cas de venues d’eau éventuelles par infiltration, celles ci devraient être ainsi gérable par acheminement (lors des travaux d’excavation), ou au moyen des drains périphériques le long des tubes du tunnel (après l’excavation du tunnel). 5.4.7

Unités Géologiques

Six unités ou formations géologiques ont été identifiées le long du tunnel T1 : • Unité 1 – Terrain de recouvrement • Unité 2 – Grès • Unité 3 – Marne argileuse • Unité 4 – Argilite • Unité 5 – Calcaire • Unité 6 – Alternance de Marne et de calcaire Tableau : Déduction des paramètres caractéristiques par la méthode de la classification RMR Unité duSol

U

U

U

U

U

RM

44

34

28

49

42

ClassedeRoc

III

I

I

III

III

Moyen 200-300

Faible 100-200

Faible 100-200

Moyen 200-300

Moyen 200-300

Phi(°)

25-35

15-25

15-26

25-35

25-35

E (Mpa)

7079

3981

2818

9441

6310

Description C(kPa)

U

Tableau5.3. : Paramètres caractéristiques 5.4.8. Etude de Stabilité des Portails L’interprétation des divers essais in situ et en laboratoire a permis d’aboutir à une caractérisation des paramètres mécaniques des différentes unités identifiées par le relevé géologique.

Chapitre 5 : Etudes géologiques et géotechniques.

62

Mémoire de S. SALEM A défaut de mesures in-situ ou en laboratoire, certains paramètres ont été définis a partir de la caractérisation physique.

Chapitre 5 : Etudes géologiques et géotechniques.

63

Mémoire de S. SALEM 5.4.9. Classification AFTES pour le support temporaire La classification AFTES pour le support temporaire tient compte des 7 critères relatifs à l’état de la roche entourant le tunnel. Les 7 critères se présentent comme suit : 1. Propriétés mécaniques 2. Les discontinuités 3. Le potentiel d’altération et de gonflement 4. L’hydrologie 5. La couverture du sol et l’état des contraintes initiales 6. Les dimensions des cavités 7. L’environnement Chacun de ces paramètres permet de choisir la catégorie de la roche et d’en déduire le type de soutènement à adopter avec son degré de faisabilité : « recommandé »,« Faisable », « non convenable mais faisable », « non faisable ». Dans le cadre de cette étude chacune des formations rocheuses a été classée pour en déduire la méthode de soutènement la plus convenable. Selon les classes des différentes unités, le soutènement par cintres métalliques s’avère le plus approprié. Ceci étant avec l’application de béton projeté et de boulons.

Chapitre 5 : Etudes géologiques et géotechniques.

64

Mémoire de S. SALEM

6 établissent D’un modèle de calcul pour le tunnel de l’autoroute EST–OUEST (T1) Géométrie du tunnel Modèle géométrique Modèle de calcul Caractéristique du terrain encaissant Caractéristiques du soutènement provisoires Caractéristiques des boulons d’ancrage Caractéristiques du soutènement définitif Phasage creusement Calcul 2D Renforcement du noyau centrale (methode FIT) Amélioration de la cohésion Calcul 3D Phasage de calcul Conclusion

Chapitre 6 : établissent d’un model de calcule pour le tunnel de l’autoroute EST–OUEST (T1). 65

Mémoire de S. SALEM Analyse numérique du tunnel T1 avec le code de calcul Plaxis2D et 3D 6.1. Géométrie du tunnel La coupe transversale type de tunnel T4, ainsi que les données géométriques relatives sont présentées dans la Figure 6.1

+7.660

±0.000

Fig.6.1 : géomètre du tunnel T1 6.1.1. Modèle géométrique : Le modèle géométrique choisi est celui relatif à la classe de soutènement de type D3, résumé au tableau 6.1 (Voir la Figure 6.2) Section

Rayon

Angle

Calotte

9.73 m

81°

Stross

6.92 m

36°

Radier

20.15 m

24°

Chapitre 6 : établissent d’un model de calcule pour le tunnel de l’autoroute EST–OUEST (T1). 66

Mémoire de S. SALEM

Tableau.6.1 : Coordonnées géométriques du modèle Plaxis

(0 34)

(106.9 34)

(0 0)

(106.9 34)

Fig.6.2 : model géométrique du tunnel 6.2.Modèle de calcul Le modèle élasto-plastique de Mohr-Coulomb a été choisi pour la simulation de notre projet, l’avantage de ce modèle réside dans sa simplicité. Les paramètres du sol obtenus par des essais triaxiaux établis au laboratoire des travaux publics de l'EST d’Annaba, ont été récupérés du rapport géotechnique. Il s'agit des paramètres intrinsèques du sol et sont les suivants : -

Le poids volumique non saturé γunsat et saturé γsat

-

Coefficient de Poissonν, Le module d'Young E, Module de cisaillement G, la cohésion c, l'angle de frottement ϕ et angle de dilatance ψ .

-

les paramètres de réduction d'interfaces R.

Chapitre 6 : établissent d’un model de calcule pour le tunnel de l’autoroute EST–OUEST (T1). 67

Mémoire de S. SALEM

-

Fig.6.3 : Modèle géotechnique du tunnel 01 Génération du maillage. (Plaxis 2D)

6.2.1. Caractéristiques du terrain encaissant Les paramètres géotechniques prise dans le calcul (voir tableau.5.2) sont ceux obtenus par des essais triaxiaux effectués par le laboratoire sur des échantillons paraffinés prélevé directement de la masse du tunnel. Ces essais ont montré que le terrain encaissant présente des résistances au cisaillement très faible (Cohésion très faible). Paramètre Modèle de matériau Type du comportement du matériau Poids Volumique "non saturé" Poids Volumique "saturé"

Nom Model

Terrain MohrCoulomb

unité -

Type

Drainé

-

γunsat

18.50

kN/m3

γsat

21.40

kN/m3

Chapitre 6 : établissent d’un model de calcule pour le tunnel de l’autoroute EST–OUEST (T1). 68

Mémoire de S. SALEM Eref

3*105

kN/m²

ν

0.3

-

Cohésion

cref

52

kN/m²

Angle de frottement

ϕ

22

°

Angle de dilatance

ψ

0.0

°

Rinter

1

-

Module d'Young Coefficient de Poisson

Résistance d'interface

Tableau.6. 2 : Paramètres géotechniques du terrain du tunnel T1 6.2.2. Caractéristiques du soutènement provisoire Le soutènement provisoire est composé d'une couche de béton projeté de 40 cm, treillis soudés et cintres HEB200. HEB 200

Propriété H = 200 (mm) B = 200 (mm) A = 78.1 surface (cm2 ) W = 61.3 Poids (kg/m) E s = 2.1E+08 Module de élasticité (kN/m2 ) I x = 5696 Moment d’inertie (cm4 )

Béton projeté

Propriété H = 40 (cm) B = 100 (cm) E C = 2.8E+07 module de élasticité (kN/m2 ) A = 4000 Surface (cm2 ) I x = 533333.3 Moment de inertie (cm4 )

HEB + Béton projeté

Propriété y = 18.46 centre de gravité (cm) I x = 609458.4 Moment d’inertie (cm 4 ) m = 7.50 Coefficient (Es/Ec) A = 4585.75 Area de la section composite (cm 2 )

Tableau.6. 3 : Propriétés du soutènement provisoire du tunnel T1 Béton projeté : On prend dans le calcul un élément unitaire de 1m avec épaisseur de 0.40 m Chapitre 6 : établissent d’un model de calcule pour le tunnel de l’autoroute EST–OUEST (T1). 69

Mémoire de S. SALEM 𝑆𝑆𝑆𝑆𝑆𝑆𝑆𝑆𝑆𝑆𝑆𝑆𝑆𝑆 𝐴𝐴𝑏𝑏 = 0.4 [𝑚𝑚2]

𝐷𝐷𝐷𝐷𝐷𝐷𝐷𝐷𝐷𝐷𝐷𝐷é = 2400 [𝑘𝑘𝑘𝑘/𝑚𝑚3]

𝐸𝐸𝑏𝑏 = 2 , 8 𝑥𝑥 107 [𝑘𝑘𝑘𝑘/𝑚𝑚2](Valeur moyenne de Module d'Young utilisée pour la simulation du calcul de l'excavation "béton à jeune âge")

Projeté utilisée pour la simulation du calcul "béton mur") 𝐼𝐼 =

1 𝑥𝑥𝑥𝑥𝑥𝑥 ℎ3 = 0.00533 [𝑚𝑚4] 12

𝐸𝐸𝑏𝑏𝐴𝐴𝑏𝑏 = 2,8 × 107 × 0.4 = 1.12 × 107 𝑘𝑘𝑘𝑘/𝑚𝑚3

𝐸𝐸𝑏𝑏𝐼𝐼𝑏𝑏 = 2,8 × 107 × 0.00533 = 1,5 × 105 𝑤𝑤 = 2400 × 0.4 = 960 𝐾𝐾𝐾𝐾

ν = 0.20

CintreHEB:

𝐸𝐸𝑠𝑠𝐴𝐴𝑠𝑠 = 2,10 × 108 × 0.00781 = 1.64 × 106𝑘𝑘𝑘𝑘/𝑚𝑚3

𝐸𝐸𝑠𝑠𝐼𝐼𝑠𝑠 = (2,10 × 108 × 0.005696 × 10) − 5 = 1.429 × 104𝑘𝑘𝑘𝑘/𝑚𝑚² 𝑤𝑤 = 61.30 = 960 𝐾𝐾𝐾𝐾

ν = 0.15

Tableau.6.5 : Désignation et caractéristiques des principaux aciers de construction Cintre HEB 200:

EI =170648, 35 EA =12840100

KNm2 /m KN/m

Chapitre 6 : établissent d’un model de calcule pour le tunnel de l’autoroute EST–OUEST (T1). 70

Mémoire de S. SALEM

Chapitre 6 : établissent d’un model de calcule pour le tunnel de l’autoroute EST–OUEST (T1). 71

Mémoire de S. SALEM 6.2.3. Caractéristiques des boulons d'ancrage Les boulons d'ancrage utilisés dans le tunnel T1 sont de type SN 1 consisteront en barres déformées de renforcement introduites dans un forage rempli de coulis ciment 6.2.4. Caractéristiques du soutènement définitif (Voûte) :

Epaisseur T (mm)

Module

Superficie de la

Moment

d’élasticité

coupe

d’inertie

E (KN/m2)

A (m2)

I (m4)

2,8*107

0,600

1,8*10-2

Voûte (revêtement

600

définitif) Tableau.6.4 : caractéristiques du soutènement définitif 6.3.Phasage de creusement Le phasage de l'excavation du tunnel T1 a été établis sur la base de la méthode NATM, qui semble la mieux adaptée aux conditions géologiques du terrain. Le phasage de creusement est comme suit : excavation de la Calotte, excavation du Stross et enfin excavation du radier. Cependant, les résultats donnés par le logiciel PLAXIS indiquent des déformations importantes (confirmés sur site), provoquant des instabilités au niveau du soutènement provisoire et des éboulements au front de taille du tunnel. Pour ces raisons, on était dans l’obligation d’utiliser la méthode FIT (excavation et renforcement du sol à demi section) conjointement avec la méthode ANTM. Le phasage a été modifié pour répondre aux exigences techniques des deux méthodes.

Chapitre 6 : établissent d’un model de calcule pour le tunnel de l’autoroute EST–OUEST (T1). 72

Mémoire de S. SALEM Après avoir renforcé le noyau central du tunnel avec des tubes GFRP (Grouted Fiber Reinforced Polymer) en polymère renforcé avec des fibres de verre le phasage de creusement se fait, en trois étapes principales (voir Figure.5.4) :  1 Avant renforcement : •

Phase 01 : excavation de la demi section supérieure + une partie de la section médiane (clotte + stross supérieur) et mise en place du soutènement provisoire ;

•

Phase 02 : excavation du reste de la section médiane (stross inférieur) avec mise en place du soutènement provisoire

•

Phase 03 : l'exécution du radier.

Phase 1

Phase 2 Phase3

Fig. 6.4 : Phasage des travaux d'excavation (Classe D3)

Chapitre 6 : établissent d’un model de calcule pour le tunnel de l’autoroute EST–OUEST (T1). 73

Mémoire de S. SALEM 6.4.Calcul 2D :

Fig6.5 phasage de calcul Les phases de calcul sont : •

Phase1 : Le poids propre du sol sans creusement c.à.d le poids propre du terrain sur l’endroit ou le tunnel doit passer, les résultats ont donnés des déplacements très faibles.

Chapitre 6 : établissent d’un model de calcule pour le tunnel de l’autoroute EST–OUEST (T1). 74

Mémoire de S. SALEM Fig6.6 la contrainte totale phase 1fig6.7déplacement total phase1 •

Phase2 : La deuxième phase de calcul prévoit le creusement de la calotte en prévoyant un soutènement provisoire avec des cintres HEB200 et un béton projeté d’une épaisseur de 40cm, on a remarqué que le calcul a donné un déplacement Très important créant ainsi un collapse.

Fig6.8 contrainte totale phase2 •

fig6.9.déplacement total phase 2

Phase3 : Cette phase prévoit le poids propre du sol avec le renforcement du front de taille et la clé de voute par des fibres de verre (FIT) a cet effet et afin de remédier à ce sous dimensionnement.

Chapitre 6 : établissent d’un model de calcule pour le tunnel de l’autoroute EST–OUEST (T1). 75

Mémoire de S. SALEM

Fig6.12 contrainte totale phase3 •

fig6.13 déplacement total phase3

Phase4 : le creusement de la calotte par un soutènement provisoire on a renforcé le terrain par un confortement frontal avec des fibres de verre (FIT) et ce pour amélioré les caractéristiques très médiocres du sol en place. ce renforcement a donné des résultats satisfaisant.

Fig6.10 contrainte totale phase4

fig6.11 déplacement total phase4

Chapitre 6 : établissent d’un model de calcule pour le tunnel de l’autoroute EST–OUEST (T1). 76

Mémoire de S. SALEM •

Phase5 : Cette phase sera le creusement du stross et un soutènement provisoire avec renforcement radial par des boulons d’encrage et confortement frontal en fibre de verre(FIT).

Fig6.14 contrainte totale phase5

fig6.15 déplacement total phase5

Chapitre 6 : établissent d’un model de calcule pour le tunnel de l’autoroute EST–OUEST (T1). 77

Mémoire de S. SALEM •

Phase6 : La dernière phase de creusement est le radier avec la des réalisations d’un soutènement provisoirement et le renforçant par des boulons d’encrage radial et des fibres de verre frontales les valeurs de déplacements sont infime.

Fig6.16 contrainte totale phase6 •

fig6.17 déplacement total phase6

Phase7 : La dernière étape et la réalisation du revêtement définitif (calotte, stross et radier) en béton armé. Les résultats de calcul ont donnés des déplacements négligeables

Fig6.18 contrainte totale phase7

fig6.19.déplacement total phase7

Chapitre 6 : établissent d’un model de calcule pour le tunnel de l’autoroute EST–OUEST (T1). 78

Mémoire de S. SALEM

Phase

Déplacement total

Phase 01

4,78*10-3 m

Phase 02

935,27*10-3 m

Phase 03

1,4*10-3 m

Phase 04

160,18*10-3m

Phase 05

195,06*10-3m

Phase 06

195,38*10-3m

Phase 07

191,04*10-3m Tableau.6.6 : les déplacements totaux

Phase

Contrainte totale

Phase 01

1,73*10-3 m

Phase 02

2,13*10-3 m

Phase 03

1,72*10-3 m

Phase 04

3,49*10-3m

Phase 05

1,93*10-3m

Phase 06

1,93*10-3m

Phase 07

1,92*10-3m Tableau.6.7 : les contraintes totales

Les graphes du dessous présentent le déplacement du tunnel dans la phase 2 (l’éboulement) Le point A = clé de voute le point B = radier

Zone élastique

Zone plastique

Rupture (éboulement)

Chapitre 6 : établissent d’un model de calcule pour le tunnel de l’autoroute EST–OUEST (T1). 79

Mémoire de S. SALEM Fig6.20le déplacement de tunnel à la clé de voute phase 2

Zone élastique

Zone plastique

Rupture (éboulement)

Fig6.21 le déplacement de tunnel au radier phase 2

Chapitre 6 : établissent d’un model de calcule pour le tunnel de l’autoroute EST–OUEST (T1). 80

Mémoire de S. SALEM Fig6.22 l’effort tranchant

fig6.23 l’effort normal

Fig6.24 le moment fléchissant 6.4.1. Renforcement du noyau central (méthode FIT) : La procédure d’exécution de la Méthode FIT, qui est une méthode supplémentaire plus efficace en cas de passage par des formations géologiques très médiocres, donnant l’exemple des schistes et argilites hautement altérées. Ce pré-soutènement est adapté pour les cas les plus critiques, et consiste à renforcer le sol par inclusion des tubes en polymère renforcé par de fibre de verre de grande longueur, afin d’apporter la résistance en grande nécessité pour assurer la stabilité durant les travaux de creusement.

Chapitre 6 : établissent d’un model de calcule pour le tunnel de l’autoroute EST–OUEST (T1). 81

Mémoire de S. SALEM

Fig.6.25 : renforcement radial et longitudinal des tunnels

Fig.6.26 : application de la méthode FIT Amélioration des caractéristique géo mécanique du terrain -

1 Amélioration du module de déformabilité du sol E (module d’young)

Eequivalent = (EA+EgAg+EpAp)/(b.h)

Chapitre 6 : établissent d’un model de calcule pour le tunnel de l’autoroute EST–OUEST (T1). 82

Mémoire de S. SALEM Tube en fibre de verre FIT

0.75 1.50

Zone d'amélioration environ 400 mm 1.50

0.75

1.20

Fig.6.27: emplacement de fit

Chapitre 6 : établissent d’un model de calcule pour le tunnel de l’autoroute EST–OUEST (T1). 83

Mémoire de S. SALEM

E

A

E*A

Sol

Ciment

Tube (FIT)

b*h

3E+05

3,84E+04

3,91E+07

1,2

5,35E+00

3,63E-03

1,12E-03

4,5

1,28E+06

1,39E+02

4,38E+04

5,4

1,61E+06

E equivalent

Tableau.6.8 : caractéristique de module d’Young équivalent 6.4.2. Amélioration de la cohésion : -

Les études de Muir (1979), Egger (1978), de Buhan et al. (1989), Graso et al. (1991), Pelizza et al. (1994) se sont intéressées également à déterminer l’apport du renforcement en termes de résistance. Elles ont conclu que la résistance à la traction du renforcement donne au matériau composite une cohésion augmentée fonction de la cohésion du terrain et de la résistance à la traction des inclusions, provenant de la mobilisation du frottement entre le sol et le renforcement. On peut citer une approche qui a été proposée par Egger (1978). Cette

-

approche se traduit dans le plan de Mohr-Coulomb par le schéma présenté sur la Figure 9

Fig.6.28: La présence des boulons dans le plan de Mohr-Coulomb

Si l’on appelle c la cohésion initiale du terrain, l’apport des boulons aboutit à une cohésion améliorée : c* = c + Δc. Le critère de Mohr-Coulomb s’écrit (contraintes de compressions positives) :

Chapitre 6 : établissent d’un model de calcule pour le tunnel de l’autoroute EST–OUEST (T1). 84

Mémoire de S. SALEM L’action des boulons est prise en compte sous la forme d’une contrainte de confinement supplémentaire (Fig .4.12). Le critère devient alors :

L’évolution du critère de Mohr due à l’apport des boulons est représentée sur la (Fig 9) La translation du critère vers le haut se traduit par une augmentation de la cohésion qui est définie par :

Δσr est calculé à partir de la valeur minimale entre la résistance à la traction et la résistance à l’arrachement du boulon. Δσr = min (Rtraction, R arrachement)⋅ar 1

𝑅𝑅

Où 𝑎𝑎𝑎𝑎 = 𝑝𝑝𝑝𝑝 𝑏𝑏𝑏𝑏 + 𝑅𝑅+𝐼𝐼𝐼𝐼/2pour le boulonnage en paroi ar=1 /pfbf pour le boulonnage au front de taille

Fig.6.29 : coupe transversale de la face coupe (BB)

Chapitre 6 : établissent d’un model de calcule pour le tunnel de l’autoroute EST–OUEST (T1). 85

Mémoire de S. SALEM 𝐷𝐷𝐷𝐷𝐷𝐷𝐷𝐷 𝑑𝑑’𝑎𝑎𝑎𝑎𝑎𝑎è𝑠𝑠 𝑓𝑓𝑓𝑓𝑓𝑓 8 𝑒𝑒𝑒𝑒 10

𝐶𝐶 ∗= 𝑐𝑐 + 𝛥𝛥𝛥𝛥

𝛥𝛥𝛥𝛥 = {1 + 𝑠𝑠𝑠𝑠𝑠𝑠(Ø)/2𝑐𝑐𝑐𝑐𝑐𝑐(Ø)} 𝛥𝛥𝛥𝛥3

𝛥𝛥𝛥𝛥3 = 𝑚𝑚𝑚𝑚𝑚𝑚 (𝑅𝑅 𝑡𝑡𝑡𝑡𝑡𝑡𝑡𝑡𝑡𝑡𝑡𝑡𝑡𝑡𝑡𝑡, 𝑅𝑅 𝑎𝑎𝑎𝑎𝑎𝑎𝑎𝑎𝑎𝑎ℎ𝑒𝑒𝑒𝑒𝑒𝑒𝑒𝑒𝑒𝑒) ⋅ 𝑎𝑎𝑟𝑟 𝑎𝑎𝑟𝑟 = 1 /𝑃𝑃𝑓𝑓 ∗ 𝑏𝑏𝑓𝑓 = 1/(1,5 ∗ 1,5) = 0,44

𝑪𝑪 ∗ =

𝛥𝛥𝛥𝛥3 = (380) ∗ 0,44 = 167,2

𝟏𝟏𝟏𝟏𝟏𝟏, 𝟕𝟕𝟕𝟕𝟕𝟕𝟕𝟕

/𝒎𝒎𝟐𝟐

Fig.6.30 : les paramètres géotechniques du sol

Chapitre 6 : établissent d’un model de calcule pour le tunnel de l’autoroute EST–OUEST (T1). 86

Mémoire de S. SALEM

fig.6.31 Les nouvelles caractéristiques du sol après l’amélioration avec la méthode FIT 6.5.Calcul 3D : 6.5.1. Phasage de calcul : Phase 1 : excavation de la calotte sur l long de 10 m + activation de soutènement provisoire et les boulons d’encrage. Phase 2 : renforcement de la calotte (méthode FIT) 19,5 m Phase 3 : excavation du stross et radier sur le long de 10 m + activation de soutènement provisoire et boulons d’encrage. Phase 4 :excavation de la calotte sur le long de 9 m + activation de boulonnage et soutènement provisoire. Phase 5 : renforcement de stross (méthode FIT) 19,5 m. Phase 6 : excavation sur le long de 6 m de stross renforcé + activation de soutenement provisoire et boulonnage. Phase 7 : renforcement du radier (méthode FIT) 19,5 m. Phase 8 : excavation du radier sur le long de 3 m + activation de soutenement provisoire et boulonnage. Chapitre 6 : établissent d’un model de calcule pour le tunnel de l’autoroute EST–OUEST (T1). 87

Mémoire de S. SALEM

Chapitre 6 : établissent d’un model de calcule pour le tunnel de l’autoroute EST–OUEST (T1). 88

Mémoire de S. SALEM Déplacement avant renforcement

Fig6.31 le deplacement sur la surface fig6.32.le déplacement sur la clé de voute

Chapitre 6 : établissent d’un model de calcule pour le tunnel de l’autoroute EST–OUEST (T1). 89

Mémoire de S. SALEM Fig6.33déplacement sur le fond de taille fig6.34.déplacement horizontal Déplacement après renforcement :

Chapitre 6 : établissent d’un model de calcule pour le tunnel de l’autoroute EST–OUEST (T1). 90

Mémoire de S. SALEM Fig6.35déplacement sur la clé de voute

fig6.36.déplacement sur la surface

Fig6.37 déplacement horizontal

Conclusion :

Les déplacements (déformations) en 2D et 3D sont presque identiques, et suite au renforcement frontal (front d’excavation) et radial les déformations ont nettement diminué.

Chapitre 6 : établissent d’un model de calcule pour le tunnel de l’autoroute EST–OUEST (T1). 91

Mémoire de S. SALEM

7 les causes de l’éboulement du tunnel

But du rapport. Etat de slieux et dégâts. Circonstanceset dégâts. Lespreuvesquel'éboulements'estproduitaudroitdelaCP2 Conclusion.

Chapitre 7 : Les causes de l’éboulement du tunnel.

92

Mémoire de S. SALEM

Fig 7.1 coupe transversale du tunnel

Fig7.2 Situation en plan partie boulée

Chapitre 7 : Les causes de l’éboulement du tunnel.

93

Mémoire de S. SALEM 7.1.But du rapport.

Suite à l’éboulement du 01/01/2014 survenu au tunnel T1 entre le PK206+136 du tube gauche et le plot73 du tube droit se trouvant au PK206+301; ce rapport fige l’état de slieux des dégâts et donne un éclairage sur les causes et le lieu ou s ’ est produit l’éboulement en se basant sur des indices constatés sur le terrain.

7.2.Etat des lieux et dégâts :

− Au tube droit déjà mis en circulation, 10 voutes endommagées 63-72; les voutes 63,67 à 72 sont bien abimées. − Les voutes 61,62,73 et 74 du tube droit sont légèrement fissurées. − Le front d’éboulement est arrive jusqu’au plot 61 gauche et la CP2 (cross passage ou intertube) est en partie remplie. − Depuisaout2013, en plus de l'excavation de la galerie pilote,45mètres d'élargissement duPK 206+220 au PK 206+265 sont réalises. − Entre les PK 206 + 220 et 206 + 136 soit 84 mètres sont restés sans revêtement définitif dont la durée la plus longue dépasse les deux années . Le plot 61 est ferraillée on bétonné et le plot 62 est équipé par le complexe d'étanchéité (géotextile+ Géomembrane) et ferraille. − Le radier définitif dans le tube gauche arrivejusqu'auplot67c'est à dire au PK206+224. − Dans la zone endommagée, Le revêtement provisoire est constitué par la classe f(double cintre HEB 200 espde 75cm + 60cm de béton projeté et 1 simple cintre HEB 200 esp 75 en contre Chapitre 7 : Les causes de l’éboulement du tunnel.

94

Mémoire de S. SALEM

voute ) dans le tube gauche du PK 206 + 136.5 au PK 206 + 220 et du PK 206 + 226 au PK 206 + 229 le revêtement est constitue par la classe D3 du marche CJl a ajoute 3 cintres entre le 30 et 31/12/2013 et 20cm de béton projeté. Dans le tube droit du PK206+151 (Le PK tube droit est décalé par rapport au tube gauche de

14.5m) au PK 206 + 245 le revêtement provisoire est constitue par la classe F et du PK 206 + 245 au PK 206 + 301 par la classe G.

7.3.Circonstances et dégâts.

1) Témoignages. Selon les gardiens stationnaient à laCP2. «Le 01/01/2014 à 14heures les gardiens ont entendu un bruit dans le tube gauche. A 14 heures 15 mn des petits débris de béton commençaient à tomber dans le tube droit de la voute 63 (voute du tube droit adjacente de la CP2 ) et à 16 h 20 mn déclenchement de l'éboulement».

2) Dégâts constates Tube gauche(en cours des travaux) :

Chapitre 7 : Les causes de l’éboulement du tunnel.

95

Mémoire de S. SALEM

Tube droit( mis en circulation).

Chapitre 7 : Les causes de l’éboulement du tunnel.

96

Mémoire de S. SALEM

Ferraille cassée

Voute 63delaCP2(inter tube) Avec éclatement de béton sur les autres voutes sur lamêmehauteuràpartirde3.4m Depuis la banquette au niveau Des piédroits.

Chapitre 7 : Les causes de l’éboulement du tunnel.

97

Mémoire de S. SALEM

Banquette

Déplacement relatif entre la chaussée et la banquette

A l'extérieur sur la couverture du tunnel.

=- ,...._.j

'

.-----·,

Chapitre 7 : Les causes de l’éboulement du tunnel.

98

Mémoire de S. SALEM ./Pour le moment nous pouvons retenir que les fissures qui sont apparues en surface c'est des fissures de glissement causées par1'ébranlement du massif et non des fissures de tassement car la couverture sur le tunnel est trop importante(112m) pour que une cuvettes forme en surface.

3) Signes avant l'éboulement.

Enplusd'importantes

convergences

quiont

concernée

toutelazone

revêtuecessignessesontapparuesquimontrentquelerevêtementprovisoire

non est

bienchargé. Le revêtement provisoire de cette zone est mis en œuvre depuis le début de l'année2012.La zone la plus faible de cette zone non bétonnée est la zone du tubegauchedelaCP2etplusparticulièrementLesquelques

boulons

qui

retiennenttoutlemassif sontmisdepuisfévrier2012.

4) Endroit et déclenchement de l'éboulement.

Les endroits ou le double cintre est fermé départ etd'autredelaCP2ces section ont Chapitre 7 : Les causes de l’éboulement du tunnel.

99

Mémoire de S. SALEM pu bouger pour résorber le surplus dangereuxde revêtement provisoire

charges appliquées sur le

en revanché la section ou les cintres sont coupés aucun

mouvement n'est permis et une grande partie de la poussée dissymétrique de gauche vers la droite est transformée en contrainte De cisaillement sur les têtes boutons qui retiennent a euxseulslemassif.

Les têtes déboulonnions cédés et le revêtements ‘est rabattuvers1'intrados pour laisser passer le terrain(Voir schéma).

Section complète dans ce cas le surplus décharges est résorbé.

sens

entdu béton Poussée

Décollement entre la banquette et le piédroit Vide entre le radier

SectionaudroitdelaCP2.

Lesboulons

Chapitre 7 : Les causes de l’éboulement du tunnel.

100

Mémoire de S. SALEM Poussée

sans

CP2

Chapitre 7 : Les causes de l’éboulement du tunnel.

101

Mémoire de S. SALEM

Déclenchementdel'éboulement.

Envahissement desterres

CP2

7.4.Les preuves que l'éboulement s'est produit au droit de la CP2.

1) Premièrepreuve.

Les gardiens de la CP2 ont constate que des débris de bétonont commence à tomber du revêtement définitif du tube droit adjacent de la CP2 . Le déclenchement des dégât sont commence de ce plot (63) vers le nord. 2) Deuxièmepreuve.

Le soulèvement de la banquette gauche du plot 62 du tube gauche et la partie abimée du revêtement provisoire de ce même plot montre d'une façon très claire que 1'éboulement ne doit pas être loin. Le matériau éboulé possède un angle de frottement interne appréciable qui ne lui permet pas de parcourir des

distances

importantes surtout avec cinq unités matériel les éparpillées entre la CP2 et le front de taille qui font barrage.

3) Troisième preuve que l'éboulement s'est produit dans la voute 63 gauche adjacente a la CP2. En examinant le front d'éboulement sud gauche ; nous constatons la présence de Chapitre 7 : Les causes de l’éboulement du tunnel.

102

Mémoire de S. SALEM

géotextile dans l’éboulis

Le seul endroit ou le géotextile est mis entre le front d'éboulement et le front de taille uniquement dans le plot 62 (voir photo ci-dessous).

4) Quatrième preuve que l'éboulement s'est produit dans la voute 63 gauche adjacente à la CP2.

Sur la photo ci-dessous on peut constater les quatre barres d'enfilage qui servent à maintenir le cintre de 1'entréedelacp2cotétubegauche.

Chapitre 7 : Les causes de l’éboulement du tunnel.

103

Mémoire de S. SALEM

Sur la photo ci-dessous on voit les mêmes barres de l'intérieur de la CP2 après

1'éboulement.

Avant l’éboulement

Après l’éboulement

Les barres d'enfilage après éboulement indiquent clairement le lieu de l’éboulement et les ens de I’envahissement des terres.

5) Cinquième preuve que l’éboulement s'est produit dans la voute 63 gauche adjacente à la CP2. Sur la photo prise sur le front de l'éboulement au sud; on peut voire un cintre ayant une grande courbure et du béton projeté sans treillis-a-soude.

Chapitre 7 : Les causes de l’éboulement du tunnel.

104

Mémoire de S. SALEM

Le seul cintre ayant la plus grande courbure car son rayon est petit est le cintre d’entrée de la CP2 : unique cintre qui n’a pas de treillis soudé. à l’intérieur.

6) Sixième preuve que l’éboulement s'est produit dans la voute 63 gauche adjacente à la CP2.

Les sondages verticaux réalisés au niveau de la CP2 montre que la décompression et très importante alors que les sondages effectués sur la partie nouvellement réalisé avec un seul cintre démontre qu’il n’y a pas des décompressions importantes.

7) Septième preuve que l’éboulement s'est produit dans la voute 63 gauche adjacente à la CP2. Les sondages horizontaux réalisés au niveau de la CP2 montre qu’aucun soutènement provisoire intacte alors que les sondages effectués sur la partie nouvellement réalisé avec un seul cintre démontre que les cintres sont intactes par endroit et partiellement déformés sur d’autres. 7.5.Conclusion. Conformément à ce qui précède: La zone réalisée en double cintre a été trop chargée compte tenu de la rigidité du double cintre qui a fait appel aux contraintes, à un moment donné il a cédé brusquement en secouant le tube en exploitation, faisant ainsi des dommages important au revêtement définitif. Par conséquent le rôle du revêtement provisoire c’est de libéré les contraintes, emmagasinées dans le sol, progressivement en lui laissant un degré de liberté pour déconfiner le terrain. Donc pour reprendre les travaux l’entreprise doit renforcer, le terrain décomprimé, par injection du coulis du ciment ou résine Confortement des voutes endommagées au tube droit les voutes du tube droit entre les deux bouchons présentent des tassements inquiétants. Chapitre 7 : Les causes de l’éboulement du tunnel.

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Mémoire de S. SALEM

Confortement du revêtement provisoire du plot 62 gauche. (Non entame). Commencer à remplir les vides éventuels tant que cette tache n’est pas faite le tunnel est en danger. (Non entame). La décompression est en train de s'étendre.

Le tunnel est récupérable moyennant des réparations qui demandent une grande efficacité et une grande célérité dans l'intervention.

Chapitre 7 : Les causes de l’éboulement du tunnel.

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Mémoire de S. SALEM

Conclusion générale Pour la partie calcul numérique il a été remarqué que les déplacements (déformations) en 2D et 3D sont presque identiques, et suite au renforcement frontal (front d’excavation) et radial les déformations ont nettement diminué. Par contre, en réalité sur site les mêmes confortements et parfois des renforcements plus lourds n’ont pas arrêté le collapse. Ce qui prouve que l’éboulement s’est produit suite à un arrêt prolongé du creusement avec un revêtement provisoire, accélérant ainsi les convergences (déformations relatives) du revêtement provisoire(en HEB 200) qui a cédé après avoir atteint sa limite de rupture.

Conclusion générale du tunnel.

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