universite de 20 aoÛt 1955 skikda faculte de …bibliotheque.univ-skikda.dz/d/civil/bousbia...

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RÉPUBLIQUE ALGERIENNE DEMOCRATIQUE ET POPULAIRE

MINISTERE DE L’ENSEIGNEMENT SUPERIEUR

ET DE LA RECHERCHE SCIENTIFIQUE

UNIVERSITE DE 20 AOÛT 1955 SKIKDA

FACULTE DE TECHNOLOGIE

DEPARTEMENT DE GENIE CIVIL

THESE PRÉSENTÉE EN VUE DE L’OBTENTION DU DIPLÔME DE

DOCTORAT EN SCIENCES

SPÉCIALITÉ

Géotechnique

Présentée par :

BOUSBIA NAWEL

SOUS LA DIRECTION DU : Pr. MESSAST SALAH -UNIVERSITÉ DE SKIKDA-

Thèse soutenue le ; 17/03/2016

-D012116006D-

DEVANT LE JURY COMPOSE DE :

Jury Grade Affiliation Qualité

Prof : Belachia Mouloud Professeur Université de Skikda Président

Prof : Messast Salah Professeur Université de Skikda Rapporteur

Prof : Merzoud Mouloud Professeur Université d’Annaba Examinateur

Dr : Hidjeb Mustapha M.C classe A Université de Skikda Examinateur

Dr : Bahadi Mohamed M.C classe A Université de Batna Examinateur

Dr : Mendjel Abd Elhamid M.C classe A Université d’Annaba Examinateur

-THÈME-

INTERACTION ENTRE OUVRAGES

SOUTERRAINS

2

Remerciements

En matière de rédaction de cette thèse, nous remercions à tout instant notre Dieu qui a toujours éclairé

notre vie par le savoir, et nous a guidés dans le bon chemin.

Bien évidemment, je remercie très chaleureusement Pr. MESSAST Salah, pour l’intérêt incessant qu’il

a porté au suivi de ce travail, en dépit de ses occupations et malgré les difficultés rencontrées tout le long

de cette étude. J’ai beaucoup apprécié ses méthodes de travail, la liberté qu’il m’a laissée dans

l’organisation de ces recherches et ses nombreux encouragements réguliers, qui m’ont toujours remonté

le moral dans les moments difficiles, ses remarques, toujours pertinentes, ont été très bénéfiques à

l’avancement de cette thèse.

Je remercie le Professeur M .BELACHIA d’avoir accepté de présider le jury de soutenance de cette

thèse.

Mes vifs remerciements vont également à messieurs : Hidjeb Mustapha, Maitre de conférences -A - à

l’Université de Skikda, Mendjel Abd Elhamid, Maitre de conférences -A - à l’Université de Annaba,

Merzoud Mouloud, Professeur - à l’Université de Annaba et Bahadi Mohamed, Maitre de conférences -A

- à l’Université de Batna, membres de Jury qui ont bien voulu accepter d’examiner cette thèse.

J’adresse un grand merci auquel je dédie cette thèse, à mes parents,

À la mémoire de mon Père, que Dieu bénisse son âme qui me manque, il a toujours voulu me voir au

plus haut grade.

Pour couronner ces remerciements, je rends un hommage à ma Mère, pour son irremplaçable et

inconditionnel soutien. « Ton amour maternelle, ton soutien, et tes encouragements m’a été d’une aide

précieuse. MERCI et que Dieu puisse te prêter longue vie ».

3

Résumé :

La prise en compte de l’interaction entre ouvrages géotechniques constitue un élément très important

dans le dimensionnement et la vérification de ces ouvrages et la stabilité des structures adjacentes. C’est

dans ce cadre que s’inscrivent les travaux présentés dans cette thèse.

L’interaction entre tunnels est analysée en matière de déplacement du sol et de la paroi ainsi que les

efforts internes développés dans la paroi du tunnel. Le comportement des ouvrages est déterminé par un

calcul en éléments finis au moyen du code de calcul Plaxis-3D-Tunnel. La fiabilité de la procédure de

calcul adoptée dans cette étude est validée par la comparaison des simulations faites par la présente étude

et de deux cas présentés dans la littérature aux résultats exposés dans la littérature.

Cette procédure sera appliquée pour la modélisation du comportement du tunnel T4 à double tubes faisant

partie de l’autoroute est-ouest. Différentes simulations numériques seront présentées pour décrire le

comportement d’un tunnel seul, puis l’interaction entre deux tunnels. L’analyse sera complétée par une

étude paramétrique mettant en évidence l’effet des différents paramètres dimensionnels et mécaniques sur

l’interaction entre tunnels.

Mots clé : Déplacement, Interaction, Tunnel, Plaxis, Sol, Stabilité

4

Abstract:

The take in account of the interaction between geotechnical works establishes a very important

element in the dimensionality and the check of these works and the stability of the neighboring structures.

It’s in this context that enrolls the works presented in this thesis.

The interaction between tunnels is analyzed regarding displacement soil and the lining of tunnel as well

as the internal efforts developed in the tunnel lining. The behavior of the works is determined using the

computer program Plaxis 3D Tunnel which is used in the analyses is based on finite element modeling.

The reliability of the calculation procedure adopted in this study is validated by the comparison of the

simulations put by the present study and two cases presented in the literature to the results exposed in the

literature.

This procedure will be applied for the tunnel T4 behavior modeling that consists of double tubes

practically parallel being part of the freeway east-west. Various numerical simulations will be presented

to describe the behavior of a single tunnel, then the interaction between two tunnels. The analysis will be

completed by a parametric study putting in evidence the effect of the different dimensional and

mechanical parameters on the interaction between tunnels.

Keywords: Displacement, Interaction, Tunnel, Plaxis, Soil, Stability

5

:ملـخــــــــــــــــص

و مهم جدا في اعطـــاءالنظـــر و األخذ بالحسبان التداخل الحاصل بين المنشآت الجيوتقنية التحتية يعتبــــر عنصر ان

و كذا استقـــــرار األبنية السطحية , تحديد أبعاد هذه المنشآت من جهــــــة و من جهــة أخرى المراقبة و التحقق من حالتهـــــا

.المجــــــاورة و هو االطــــــار الذى تدخل فيه األعمـــــــال المقدمة في هذه األطروحــــــــــــــة

فيما يخص انتقــاالت و تشوهات التربــــة و كذا االنكمـــاش الداخلي لهذه , التداخـــل بين األنفاق يتم تحليله عدديـــا إن

كما أن سلوك هذه المنشآت يحسب بواسطـــة . باإلضافة إلى االجهادات الداخلية الحاصلة فى حائط فتحـــة النفق, األنفـــاق

ثالثي -أنفاق–طريقة العناصر المتناهية و ذلك عن طريق البرنامج العددي التجاري بالكســيس التحليل العددي باستخدام

.األبعــاد

ان خطـــوات الحساب المتبعــــة و المعمول بها في هذه األطــــروحة هي موثقــــــــــــة و صحيحة و لها مصداقية و ذلك

الدراسة و بين النتائج المقدمة لحالتين معروضتين و مدروستين سلفا من طرف بالمقارنة بين التحليل العددي المنجز في هذه

ذو فتحتـــان و هو جزء من الطريق )4ت ( كما سيتم تطبيق هذا الخطوات فى دراسة و تحليل نموذج سلوك نفق . باحثين

دراسات و تحليالت عديدة لوصف سلوك نفق وحيد ثم سلوك نقوم بإجراءكذلك سوف , -الجزائـــر -شرق غرب-السريع

و هذا التحليل العددي يكمل و يتبع بدراسة تأثير عدة عوامل منها الخاصة بأبعاد النفق و -التداخل بين نفقين –نفقان مجاوران

.منها الميكانيكية و كذا الجيوتقنية على التداخل بين النفقين المجاورين

:الكلمات المفتاحية

استقرار–تربة -بالكسيس -نفق -لــــتداخ –انتقــــال

6

Table de matières

Remerciements…..………………..………………………………….……………………....................…I

Résumé………………………...……….……………………………….………….…...…... .. ..... ... ...........II

Abstract .......................... .......... .. .................................................................................................................III

…….…………......................……………………………………….………… ملخـــص …............ ….........IV

Tables des matières…………...………………………….…………………….……................................V

Table des figures……..…………………………………..…………….……………................................X

Liste des tableaux……………………….…………..……………………………….............................XIV

Notations………………………...…………………………………………………..………..…..….….XV

Introduction générale………………..................……………………………..……..….….……………..1

Chapitre 1 : Étude bibliographique

1- Introduction.………………………..………………………………….…..………....………...……......4

2- Importance des ouvrages souterrains...………………..…….…………….…………….…...…….…....4

3- Utilisation d’espace souterrain des ouvrages souterrains ……………….……….………......................5

4- Classification des ouvrages souterrains ………………………................................................................5

5- Quelles sont les techniques pour l’utilisation de l’espace souterrain ? ……………………......….…….6

6- Croissance de la construction des ouvrages souterrains et tunnels …….........……………………….....6

7- Généralités sur les ouvrages souterrains – Tunnels …………………..……….……..…...……..……...7

7.1- Principaux et différents types des ouvrages souterrains ……………………………………....7

7.2- Définition d’ouvrage souterrain ……………..…………………………..……….………….....8

7.3- Ouvrages souterrains particuliers……………………………………...……………….……….9

8- Construction des ouvrages souterrains ……………………………………...……....…………….…....9

9- Technique de construction des ouvrages souterrains …………………………….……........................10

10- Les différentes méthodes d’exécution des tunnels …………..…………………..………..…………10

10.1 - La Méthode d’excavation traditionnelle ……….………………..…….……….…….…..…11

10.2 - La méthode traditionnelle à l’explosif..……………………….….……..………………......11

10.3 - La méthode d’excavation mécanique..……….………………..…….…………...….……...11

10.4 - La méthode par attaque ponctuelle ……………………….….……..……....…………......12

7

10.5 - La méthode par prédécoupage mécanique ………………………………………….………12

10.6 - Méthode de creusement mécanique d’attaque globale (Tunnel Boring Machine).................13

10.7- La Nouvelle méthode autrichienne (New Austrain Tunnelling Method)……..…..….......….13

Creusement en pleine section………………………………………......................................14

Creusement en demi-section…………………………………………………………...……14

Creusement en section divisée…………………………………………………………..…..14

11- Critères de choix pour le creusement des tunnels ………………………..…………….......…............15

12- Les techniques de soutènement..……….………..……………….……………...…………………....15

12.1- Introduction…………………………………………………………….…..…….…...….…..15

12.2 - Mode d’action des soutènements ……………………………. …..………………...….…..16

12.3 - Choix d’un mode de soutènement.……………………………. ……………………...........17

12.4-Boulonnage……………………………….……………………..………………….………... 18

12.5- Béton projeté …………………………………….…..……………………………....…..….18

13- Revêtement définitif :……..…………………………………..……………….………….…..……....19

18.1- Pose du revêtement…………………………………..…………….…..……….…...………20

18.2 - Type de revêtement..……………………………...…………..…………...………..............20

14 - Étanchéité des tunnels ………………..……..…………….…............................................................21

14.1- Les raisons de l’étanchéité ……………………………..…………….…..……….………....21

14.2 - Choix du système d’étanchéité ……………………………………………………..............21

14.3 - Type de produit d’étanchéité …………………………………………………….................22

15- Ventilation des tunnels…………………………….…………….….……………. .............................22

16- Les techniques de réparation des tunnels ………………………………………………………........23

17 - Conclusion …………………………………………………………………………………...…........23

Chapitre 2 : Mouvements engendrés par le creusement d’un tunnel et le comportement des tunnels

I- Mouvements de sol engendrés par le creusement d’un tunnel…………………………………….……24

I.1- Introduction…………..………………………………….……………...………….....……................24

I.2- Description générale des mouvements de sol..……………………………….……….…...................24

2.a- Transmission des déplacements vers la surface………..……………………..........................27

2.b -Mouvements horizontaux :………………………………………………..………………….30

2.c- Mouvements dans une section transversale au creusement ………………..….......................32

2.d- Mouvement d’une section longitudinale au creusement :………………………...…….........34

I.3 Tassement vertical…………..…….……………………………………..……………………...……..35

3.1 Cuvette de tassement………………………….………………………..…..………………......35

8

3.2 Influence de la profondeur sur la cuvette de tassement...………………….............................37

3.3 Calcul de la cuvette de tassement à long terme.………….………………..............................37

II- Comportement des tunnels …………………………….………………………………………………40

II.1-Introduction…………….…………………..…………….….……….................................................40

II.2-Comportement des tunnels dans les milieux rocheux de faibles caractéristiques mécanique..……....41

II.2-1- Introduction…………………...……….………………….………….................................41

II.3- Principales difficultés rencontrées lors de creusements de tunnels....………...……..……………….41

II.4- Étude expérimentale de l’instabilité.…………………………………...….………............................42

II.5-Prédiction du comportement des ouvrages souterrains en milieu rocheux sur la base d’une approche

simplifiée …………………………………………………..……………………….............…...…….42

II.5-1 Introduction ……………………………………………......……………...……...……........42

II.5-2Mécanismes de ruine des tunnels profonds .………...……………….........….......................43

a) Le phénomène d’écaillage………...…………………………………………….................43

b) Le phénomène de «Squeezing»………………….…………………....……....................44

c) Modélisation des modes de ruine……………………..…….………………………......44

II.6- Conclusion………………………………………………………….…….………….….........……...45

Chapitre 3 : Interaction entre les ouvrages souterrains et les méthodes de calcul de ces ouvrages

1- L’interaction sol structure……………….…………..………………………………………...…….….47

1.1 Introduction …………………………………..…………………………………………………….47

1.2 Contact sol-structures……………………………………………………………………………….48

2- Modélisation des interfaces …………………………………………………………………...……….49

2.1 Approche de type contact………………...…………………………………………………………49

a) Adaptation de la rigidité…………………...………………………………………...…………..49

b) Lois élastoplastiques………………………………………………………………………….….51

c) Lois incrémentales………………………………………….…………………………………….52

d) Contact avec des conditions supplémentaires…………….…………………………….………..52

2.2 Approche basée sur la méthode de sous-structures ………...………………………………………53

2.3 Approche basée sur le multiplicateur de Lagrange…………………………………………………53

3- Étude en laboratoire de l’interaction sol-structures…………………..………………………………..53

4- Modélisation de l’interaction sol-structures…………………….……………………………………..53

5- Mouvement du sol autour d’une excavation……………………………………………………………55

6- Interaction sol-tunnel…………………...……………………………………....………………………55

7 - Interaction entre les ouvrages souterrains………..…………………………..…………..………...…56

9

8- Interaction creusement - Ouvrages existants …………………………………………………………..58

8.1 Interaction Tunnel –Fondation profonde…………..……………………………..…………….58

8-2 Interaction tunnel – tunnel…………………………..………………………………………..….59

II-Méthodes de dimensionnement des ouvrages souterrains- Tunnels-…………………………………...61

1 Introduction……..……………………………………………………………………………………….61

2- Description des méthodes de calcul….…………………………………………………………………61

2-1 Les méthodes empiriques……………………………….……………………………………..….61

2-2 Les méthodes analytiques………………………………………………………..…………….…62

a) La méthode des réactions hyperstatiques…………………………………………………..….62

2-3 Les méthodes de calcul numérique……………………………………………………............…..63

a) Modèles tridimensionnels ………….……………………………………………………...…..63

b) Modèles bidimensionnels………………………...……………………………………...…….64

2-4 Méthode convergence-confinement………………………………………………………….……64

a) Définition de la convergence………………………………………………………………….65

b) Description de la méthode convergence-confinement…………………………………..…….66

c) Détermination du taux de déconfinement à l’application du soutènement……………...…….67

3- Conclusion…..………………………………………………………………………………………….68

Chapitre 4 : Simulations numériques et résultats

I- Introduction………….…………………………………………………….……...…………………….69

II - Cas 01: Étude paramétrique de l’interaction entre nouveau tunnel et tunnel existant….……..……....70

II-1 Caractéristiques mécaniques des matériaux…………………………………………………………..71

II-2 Les résultats de la modélisation numérique………….…………...……………………………….…71

II-3 Influence de la distance entre centres tunnels……………………………………………………..…74

II-4 Influence de perte de volume………………………………..…………………………………….....74

III : Cas 02: Interaction tunnel-pieu ….…………………………………………………………………...75

III-1 Le modèle de calcul…………………………………………….…………...……………………….76

III-2 Les résultats numérique………………………….…………………………………………………..76

III-3 Influence de la distance entre centres tunnels ……………………………………………...........…77

Conclusion..……………………………………………………………………………………………….78

IV- Étude de cas : Interaction entre deux tunnels parallèles -Cas du tunnel T4 de l’autoroute Est-Ouest

(Algérie) ………………………………………………………...…………...……………………………79

IV.1 Introduction ………………………………………….………………………………………...…....79

IV.2 Présentation générale de la traversé souterraine du tunnel T4.………….…….…….……………....80

IV.3 Conditions géologiques ….…………...….…… ………………………….……...…………….........82

10

VI.4 Model géométrique et mécanique de la section étudiée..…………………….………………......…82

VI.5 Résultats ………………………………………………………………………………………….…85

Cas1 : Tunnel seul………………………………………………………………………………………...85

a) Évolution de déplacement vertical d’une section lointaine selon l’avancement de l’excavation.85

b) Effet de l’avancement de l’excavation sur le déplacement vertical de la section frontale……....85

Cas2 : Deux tunnels…………………………………………………………………………………….....86

1) Tassement à la surface du sol……………………………...……………………………….........86

2) Tassement suivant l’excavation des tunnels ….……….…………………………………….…..89

3) Déplacements verticaux……………………………...…………………………...……...…...….89

4) Déplacement horizontale…………….…………...…………………………………..….…….....90

5) Déplacement Total Extrême ………………………………...……………………………….......92

6) Analyse de la convergence et des efforts internes dans le soutènement …………….……...…....92

7) Investigation de l'effet d'espacement des tunnels sur interaction…..………………………..........94

8) Investigation de l'effet de l’inégalité entre les rayons des tunnels…………………..……..…......95

9) Investigation de l'épaisseur de soutènement provisoire ………………………………......……...95

10) Investigation de l'effet de l’écart de temps sur l’interaction entre deux tunnels……….…..…...97

11) Étude de l’influence du maillage ………………………………………………...……………..97

12) Influence de la couverture du tunnel H…………………….……………..…...…………….......98

13) Influence du rayon de section tunnel R…..…………………………………...………………..101

14) Influence de la distance entre les centres des tunnels L……………………….........................102

15) Influence du module d'Young E. …………………….……………..…...……………………..104

16) Influence de la cohésion du sol C …..…………………………………......…………………...105

17) Influence de l’angle de frottement φ ..…………………………………......…………………...107

Conclusion ………………………………………………………….…………………………………..108

Conclusion générale………………………..…………………………….…...….…….….…………....110

Références bibliographique…………………….…..………………………………………….…….....113

11

Liste des figures

Chapitre 1 :

1.1 Espace souterrain ………………..……………………………………………………………………..4

1.2 Tunnels construits entre 1999 et 2004 dans le monde [Atkins et al., 2006]…………….………...…..7

1.3 Classification globale des tunnels …………………….……………………………………..…………8

1.4 Quelques types des tunnels …………………………………………………………………………...8

1.5 Illustration du cycle classique de creusement à l’explosif ………..……………….…..………….…..11

1.6 Machine à attaque ponctuelle sur le tunnel de Tartaiguille …………………...………...……...…….12

1.7 Machine de prédécoupage ……………………………...……………………………..……….….…..12

1.8 Vue générale d’un tunnelier (TBM)……..………………………………………………………..…..13

1.9 L'excavation pour NATM suivant différents modes d'attaque ……………………………...……….15

1.10 Quelques types de soutènement provisoire …………………….…...……………..………….......…19

1.11 Quelques types de revêtement définitif …..………………..…..…….……………………………....20

1.12 Mise en place du dispositif d’étanchéité ………….…….………..……………………………….…22

Chapitre 2 :

2-1 Déplacements des contours de l’excavation : coupes de principe d’après Leblais [1995]...….............25

2-2 Mouvements de sol lors du creusement d’un tunnel.(Mestat [1999])………………………...………26

2-3 Cuvette de tassement tridimensionnel (Leblais [1995]).……………………..... ……..……………...27

2-4 Forme de cuvette de tassement en surface (d’après Schlosser [1989])………..………………...……28

2-5 Mécanismes de transmission Pantet (1991), source AFTES (1995).……...…….…………………….28

2-6 Effet de voute selon Pietro Lunardi ….……………………………...………………………………..29

2-7 Les situations possibles de l’effet de voûte (Lunardi)………………..…………………………….…30

2-8 Déplacements longitudinaux et transversaux en avant du front……………...…………………....….31

2-9 Déplacements longitudinaux et transversaux après le passage du front………......……….……….....31

2-10 Déplacements longitudinaux et transversaux après le bétonnage……...…...………..…………...…...31

2-11(a) Déplacements générés par le creusement du premier tunnel.…………………...…………..…....32

2-11(b) Déplacements de distorsion et volumiques ……………………………………………………....33

2-12 Mouvements de sol consécutifs à une perte de volume (Uriel [1989]).……......................................34

2-13 Paramètre « GAP » (Lee & Rowe [1989]). …..………………………………..………..………......34

2-14 Mouvement de construction suivant leur position par rapport à l’axe du tunnel ……….....…….….34

2-15 Tassements de surface (Attewell [1986])..…………………………… ….……................................35

12

2-16 Distribution transversale des tassements (Schlosser [1985]).……………....….…….…..………….35

2-17 Cuvette de tassement en profondeur (Mair [1993]).………......…………………………...……......37

2-18 Modèle numérique d'étude des mouvements de sol induits par une excavation pressurisée.……….40

2-19 Faciès de rupture pour différents types de sol : de gauche à droite, sol frottant associé, sol frottant

non dilatant, sol purement cohérent ………………………………….……….………...………………...41

2-20 Principales difficultés rencontrées dans les tunnels traversant des massifs constitués de sols indurés

Roches tendre………………………………………..………….................................................................42

2-21 Écaillage brutal des parois……………………………………………………………..…………….44

2-22 Modélisation d’un mécanisme de «Squeezing» autour d’un tunnel…………………………………45

Chapitre 3 :

3-1 Exemples des situations d’interface……...……………………..…………………………………….48

3-2 Modélisation du contact………………………………………………………………………………48

3-3 Élément joint de type Goodman…………………...………………………………………………….50

3-4 Élément joint de type ressorts…………………………………………………………………………51

3-5 Modèle de Mohr-Coulomb…………………..………………………………………………………..52

3-6 Analyse du comportement d’un écran de soutènement….……………………………………………54

3-7 L’interaction Tunnel-Pieu…………………………………………………………………………….56

3-8 L’interaction Tunnel-Tunnel.…..………………………………………………...……………….......57

3-9 Interaction creusement- fondations profondes - Réduction de la capacité portante observée-……….59

3-10 Extrusion et instabilité au front de taille d’un tunnel (d’après [Lunardi(2000])……..……...….……65

3-11 Pression fictive au voisinage du front taille ………………..……………..…………………………67

Chapitre 4 :

4-1 Localisation de nouveau tunnel relatif au tunnel existant [A.M Hefny & al]……………………..…....70

4- 2 L’effet de la place anguleuse d'un nouveau tunnel relative à un tunnel existant [A.M Hefny & al].....70

4-3 Les différentes positions de nouveau tunnel par rapport à l’existant (θ) de 0° à 180°.........................71

4- 4 Variations de (a) Force axiale max, (b) Moment fléchissant max relatives aux positions de nouveau

tunnel (Tunnel existant avant l’interaction)…….………………….……………….……….……….........72

4- 5 Variations de (a) Force axiale max, (b) Moment fléchissant max relatives aux positions de nouveau

tunnel (Tunnel existant après l’interaction avec le nouveau excavé adjacent)..…………………………..73

4-6 Variations de moment fléchissant par rapport à la variation de la distance entre centres tunnels.......74

4- 7 Variations de moment fléchissant par rapport à la variation de perte de volume.…………...............75

4- 8 Localisation de tunnel relatif au pieu [Yang Min & al]………...........................................………….76

4-9 Déflexion latérale et force axiale dans le pieu …………………………….….…............................77

13

4-10 Variation de la déflexion latérale du pieu suivant la variation de Xp/Dtuunel …...………………….78

4-11 Vue générale de deux tubes du tunnel T4..……………………………………………………...……...80

4-12 Tracé en plan du Tunnel T4…………………………………………………..………………….......83

4-13 Coupe géologique du Tunnel T4…………………………………………………………...……......83

4 -14 Vue en 3D du Tunnel T4………………………………………………..……………………...…...82

4-15 Le modèle de calcul équivalent (tunnel bitubes)……...………………………………………..........82

4-16 Section circulaire équivalente…………………………………………………………………..........83

4-17 Maillage en 3D des tunnels …...……………………………………………......………..……….....84

4-18 Déplacement Vertical suivant les différents plans d’excavation …………...…………………..…...85

4-19 Déplacement vertical suivant les différentes tranches en même plan ………………….……......….86

4-20 Tassement à la surface du sol par MMC …………………………………………...………….....…87

4-21 Tassement à la surface du sol par HSM…………………………………………………….…….....87

4-22 Déplacement vertical en clé de voûte suivant l’avancement de l’excavation pour les deux

modèles……………………………………………………………………………………………………88

4-23 Tassement en surface du sol par apport aux différentes phases dans le sens Z …………..……...….89

4-24 Déplacements verticaux (Uy) autour (a) seul tunnel, (b) deux tunnel………………………..….…..89

4-25 Déplacements verticaux à l’axe du tunnel droite ; (a) seul tunnel droit, (b) deux tunnels droit et

gauche …………..…..………….................................................................................................................90

4-26 Déplacements horizontaux (Ux) autour (a) seul tube, (b) les deux tubes ………………...………....91

4-27 Déplacements horizontaux à l’axe du tunnel droit ; (a) seul tunnel droit, (b) tunnels droit et de

gauche…………………………………………………………………………………….……...………..91

4-28 Vecteurs des déplacements totaux pour les deux tunnels durant l’excavation de (a) tunnel de droite ;

(b) tunnel de droite et de gauche ………………...………………………………………………………..92

4-29 Déplacements diagonaux horizontaux de la paroi du 1ere tunnel de droite (avant et après interaction

avec nouvel tunnel de gauche) par rapport à l’avancement de l'excavation suivant l’axe Z ……………..93

4-30 Les efforts internes (Nmax , Mmax , Tmax) de tunnel droit (avant et après interaction avec nouvel

Tunnel de gauche) par rapport à l'excavation suivant l’axe Z…………………………………………….93

4-31 Déplacement vertical pour L, 1.5L, 2L d’espacement ……………………………………….……..94

4-32 Déplacement vertical pour R+2m ; R ; R-2m et R-4m de rayon ………………...……………...…..95

4-33 Variation des moments fléchissant induits dans le soutènement (tunnel de droite après interaction)

en fonction de l’épaisseur de soutènement (tunnel de gauche adjacent)…………...……………...….…..96

4-34 Influence de facteur du temps sur le tassement en surface ………………….……...…………….....97

4-35 Détail du maillage N°1 (moyen)…………………………………………………….……………….98

4-36 Détail du maillage N°2 (grossier) …………………....………………………………………….…..98

4-37 Cuvettes de tassements pour deux types de maillage dans le cas de deux tunnels..…………… …..98

14

4-38 Influence de couverture sur les tassements en surface dû à (a) l’excavation tunnel droit (b)

Excavation de deux tunnels ………………………………………………………………………..…...…..99

4-39 Influence de couverture sur les déplacements horizontaux autour de (a) tunnel droit, (b) Deux…..100

4-40 Influence de couverture sur les convergences (a) seul tunnel droit ; (b) Deux tunnels par rapport

l’avancement de creusement ………..……………………………………………………………..….....100

4-41 Influence du rayon de section tunnel sur les tassements dû à l’excavation de deux tunnels.……....101

4-42 Influence du rayon de section tunnel sur les déplacements horizontaux autour de deux tunnels….102

4-43 Influence du rayon de section tunnel sur les convergences de deux tunnels …………….….…......102

4-44Influence de la distance entre centres des tunnels L sur les tassements en surface ……..….………103

4-45 Influence de la distance entre tunnels sur les déplacements horizontaux ……………………...…..103

4-46 Influence de la distance entre tunnels sur les convergences …………………………..…………...104

4-47 Influence du module d'Young sur les tassements dû à l’excavation de deux tunnels …………….104

4-48 Influence du module d'Young sur les convergences de la paroi du tunnel droit ……………….….105

4-49 Influence de la cohésion du sol sur les tassements dû à l’excavation de deux tunnels ……….…….106

4-50 Influence de la cohésion du sol sur les convergences de la paroi du tunnel droit …………………..…106

4-51 Influence de l’angle de frottement φ sur les tassements dû à l’excavation de deux tunnels...........107

4-52 Influence de l’angle de frottement φ sur les convergences de la paroi du tunnel droit .………...…...107

15

Liste des tableaux

Chapitre 1 :

Tableau 1.1 Classification des ouvrages souterrains ………………………………...…………....….........6

Chapitre 2 :

Tableau 2.1 Estimation de « i » à partir des relations empiriques………………………...……….……...37

Tableau 2.2 Relations empiriques permettant l’estimation de dv max………...………………….............38

Tableau 2.3 Valeurs des coefficients de la formule de Poupelloz [1984]………….………...…..........….38

Tableau 2.4 Résume les formules empiriques établies par les différents auteurs………....………….…...39

Chapitre 4 :

Tableau 4.1 Propriétés élastique de soutènement……………………………...…………………….........71

Tableau 4.2 Propriétés de l’argile marne doux…………...…………………..…………...………….…...71

Tableau 4-3 Caractéristiques de sol défini d'après [YANG Min & al]……….…………….……..……...76

Tableau 4.4 Caractéristiques mécaniques des sols selon le modèle de MMC ……………..….…...…......83

Tableau 4.5 Caractéristiques mécaniques des sols selon le modèle de HSM…………...….…….…….....83

Tableau 4.6 Caractéristiques mécaniques de béton projeté et cintres ……………………………….…....84

Tableau 4.7 Les tassements maximum en surface du sol et en clé de voûte des tunnels……...……….....88

16

Notations et Abréviations

Symbole Désignation

S(x) Tassement à la distance horizontale X

Smax Tassement maximum

X Abscisses par rapport à l’axe du tunnel

C Couverture du tunnel

D Diamètre du tunnel

H Hauteur par rapport au centre du tunnel

R Rayon du tunnel

L Distance entre tunnels

K0 Coefficient de pression des terres au repos.

γ Poids volumique

E Module d’élasticité (Young)

Coefficient de Poisson

φ Angle de frottement

C Cohésion

ψ Angle de dilatance

V0 ,Vt Volume de sol perdu (Perte de volume)

GAP Perte de sol due à une éventuelle surexcavation

Déplacement radial dû à l’épaisseur de la jupe

Déplacement radial dû au vide annulaire entre le bouclier et le tunnel

U Déplacement radial

δl Déplacement longitudinal

δv Déplacement vertical.

δh Déplacement transversal

δv Tassement à la distance horizontale x du centre du tunnel

δclé Tassement maximum à la clé de voute du tunnel

δv max Tassement maximum à la surface du sol

x Abscisses par rapport à l’axe du tunnel

I Abscisse du point d’inflexion de la cuvette de tassement

k Paramètres empirique dépendant de l’état de contraintes du massif

Paramètres empirique

Déplacements de liaisons

Contraintes de liaisons

ΔU Cinématique de l’élément d’interface

σn Contrainte normale

τ Contrainte tangentielle

{F} Vecteur de force

[K] Matrice de comportement de l’élément

17

Fn , Ft Forces de liaison

f Fonction de charge

g Potentiel plastique

EI Rigidité de flexion

EA Raideur normale

I Moment d’inertie

M Moment fléchissant

N Effort normal

T Effort tranchant

f Taux de déconfinement à l’équilibre

σr Pression fictive

σ0 Contrainte initiale

u Déplacement

ud Déplacement radial ud à la distance non soutenue d

Taux de déconfinement

d Taux de déconfinement, qui correspond au déplacement ud,

d Distance au front de taille

fm Convergence du massif

fs Contrainte du soutènement

Ks Rigidité du soutènement

m Coefficient qui dépende de la loi de comportement du terrain

ξ Coefficient qui dépende de la loi de comportement du terrain

ε perte de terrain radiale uniforme

E50ref

Module sécant dans un essai triaxial qui caractérisant le cisaillement.

Eoedref

Module tangent dans un essai oedométrique qui contrôle le comportement

Eurref

Module de déchargement-rechargement

m Dépendance contrainte/rigidité selon une fonction de puissance Janbu

∗ Indice de compression modifié

∗ Indice du gonflement modifié

μ∗ Indice du fluage modifié.

Coefficient du Poisson pour décharge -recharge.

P' Contrainte moyenne effective

MMC Méthode de Mohr Coulomb

HSM Hardening Soil Model

NATM New Austrian Tunnelling Method

TBM Tunnel Boring Machine

HEB200 Profils métalliques

DTE Déplacements totaux extrême

PK Point Kilométrique

18

Introduction

19

Introduction générale

Pour son organisation en société, l’homme a toujours en besoin de se déplacer, que ce soit sur de longues

ou courtes distances (entre les villes ou dans la ville). Parallèlement à ce besoin de déplacement est

apparu le besoin de concentration, cette concentration est apparue le problème d’occupation et

d’encombrement de surface. Il devient inévitable d’utiliser de manière raisonnable et fiable l’espace

souterrain.

Les ouvrages souterrains en milieu urbain, ont des caractéristiques spécifiques liées à leur fonction et à la

nature des milieux traversés. Ils sont en effet, habituellement situés à faible profondeur dans des zones

saturées aux infrastructures multiples souterraines.

La construction en souterrain, particulièrement dans le cas des tunnels urbains, engendre des perturbations

dans l’équilibre interne du massif environnant, créant des déformations et des déplacements du sol. Il en

résulte des tassements plus ou moins significatifs qui peuvent affecter la stabilité des constructions

voisines, ainsi des risques spécifiques pendant ses stades de construction et son exploitation.

Donc, la construction du tunnel est un procédé complexe générant de nombreux événements dans le sol.

Au fur et à mesure de l’avancement du tunnel, la mise en place d’une structure rigide permet de limiter

les mouvements dans le massif et en surface. Ces mouvements peuvent être très importants si le front de

taille n’est pas suffisamment stable ou si le tunnel a une forte interaction avec des ouvrages souterrains

existants.

Pour plusieurs raisons (conditions géotechniques et hydrologiques, utilisation préalable du sous-

sol,…etc), les tunnels peuvent se trouver très proches l’un à l’autre et aussi ils peuvent prendre une

configuration quelconque. Généralement, on prévoit deux tunnels de circulation et un tunnel de service.

La solution requise par la construction de deux tunnels présente beaucoup d’avantages tels que la

réduction du diamètre de deux tunnels et le mouvement du sol résultant de la construction du tunnel.

Ils constituent également une solution, parfois la seule, aux exigences environnementales et spatiales. En

milieu urbain ; Parfois, le nouveau tunnel est excavé à proximité d’un tunnel existant. Par conséquent,

c'est très important de comprendre en détail le mécanisme de l'interaction entre deux tunnels pendant

leurs processus de la construction. Plusieurs travaux de recherche ont étudié l'interaction entre tunnels à

plusieurs configurations et à différents niveaux, il existe des interactions qui peuvent avoir des

conséquences importantes sur la répartition des contraintes et, de ce fait, sur les déformations des

20

structures et les tassements en surface. Le creusement de plusieurs tunnels constitue un phénomène

tridimensionnel, et présent un problème complexe de l'interaction sol structure. Des solutions numériques

en 3D sont développées pour mieux comprendre les phénomènes accompagnant la construction

d’ouvrages souterrains.

Cette thèse présente les études réalisées quant aux répartitions de contraintes, aux déformations et

tassements en surface qui peuvent être attendues quand les bitubes de tunnel T4 (à étudier) s’inscrivent

dans le cadre de la réalisation de l’Autoroute de l’Unité Maghrébine (AUM) d’environ 7000 km de

longueur, traversant l’Algérie d’une longueur de 1200 km ; le tunnel fait partie de la section 4 de cette

autoroute. Le tunnel autoroutier compte deux tubes pratiquement parallèles d’une longueur totale de

2500m; ce cas inclut d’évaluer les déplacements en surface et en souterrain, les déplacements verticaux et

horizontaux , et les forces internes induites dans le soutènement du tunnel existant (construit en premier)

avant et après l’excavation de nouveau tunnel adjacent (à construire en deuxième) à l’aide de logiciel des

éléments finis Plaxis3D. Les résultats obtenus exposent l'effet d’excavation du 2e tunnel gauche sur le 1re

tunnel droit (interaction entre deux tunnels parallèles) et leurs réponses avant et après interaction.

L'objectif de cette thèse est d'établir une modélisation numérique à l’aide de logiciel des éléments finis

tridimensionnels PLAXIS3D TUNNEL de l’interaction entre les ouvrages souterrains – Interaction entre

deux tunnels et l’étude de l’influence des différents paramètres sur la réponse de ces ouvrages.

Le manuscrit de cette thèse est organisé en quatre chapitres comme suit :

Le premier chapitre sera consacré à une recherche bibliographique concernant les ouvrages souterrains,

leurs importances, leurs risques, et les principaux types et les différentes catégories de ces ouvrages.

Parmi ces ouvrages souterrains, nous citons les tunnels en particulier, la technique de construction des

tunnels avec les différentes méthodes de creusement, les principaux types des machines de creusement et

leurs applications. En fin on donnera un aperçu sur les différents types de soutènements, de revêtements ;

et d’étanchéités et leurs critères de choix.

Le deuxième chapitre est scindé en deux parties. La première partie destinée aux mouvements possibles

engendrés par le creusement des tunnels et les risques liés l’excavation avec des nombreux événements

dans le sol. La deuxième partie est réservée à une présentation sur le comportement des tunnels.

Le troisième chapitre est structuré en deux parties. La première partie est dédié à la présentation d’une

revu bibliographique sur l’interaction entre ouvrages géotechniques. Dans cette partie, on met l’accent sur

les cas d’interaction tunnel-tunnel et tunnel-pieu. La deuxième partie énumère les méthodes de calcul des

tunnels et les techniques de modélisation.

Le quatrième chapitre est consacré à la présentation des simulations numériques et les résultats obtenus.

21

En premier lieu, on présente la technique de modélisation et la procédure de calcul en éléments finis au

moyen du code de calcul Plaxis 3D-Tunnel. Cette procédure de calcul est validée par la comparaison des

résultats des simulations faites dans le cadre de cette thèse aux travaux cités dans la littérature.

En deuxième lieu, une fois cette procédure est validée, elle sera appliquée pour l’étude du tunnel T4

faisant partie de l’autoroute est-ouest. Cette étude comprend la modélisation des deux tubes constituant le

tunnel T4 en modélisant le comportement d’un seul tunnel puis le cas de deux tunnels où on met en

évidence les différents phénomènes décrivant au mieux l’interaction entre les deux tunnels parallèles. A la

fin de cette partie on présente une étude paramétrique mettant en évidence l’influence des différents

paramètres sur l’interaction entre tunnels.

Le manuscrit termine par une conclusion générale et des perspectives.

22

Chapitre 1

Étude bibliographique

23

Chapitre 1 Etude Bibliographique

Les ouvrages souterrains

1. Introduction :

Les ouvrages souterrains regroupent un grand nombre d’ouvrages comme des puits et des galeries pour

l’exploitation minière et pétrolière, des conduites, des canalisations et des collecteurs d’assainissement,

des parkings, des réservoirs souterrains, des usines et des gares souterraines, des tunnels autoroutiers et

ferroviaires, des galeries de métro etc. Ces ouvrages souterrains présentent la particularité d’être

entièrement construits dans un massif de sol ou de roche.

2. Importance des ouvrages souterrains :

Les ouvrages souterrains constituent la solution la mieux adaptée à la création de nouvelles infrastructures

en zone urbaine et au franchissement des zones montagneuses. En zone urbaine, le sous-sol devient une

alternative quasi incontournable aux problèmes d’occupation et d’encombrement de surface.

La réalisation des travaux en souterrain permet de s’affranchir des obstacles, d’utiliser au maximum

l’espace souterrain quasi illimité et de libérer la surface au sol.

Figure 1.1 : Espace souterrain

La multiplication des travaux souterrains et les difficultés rencontrées conduisent à une sophistication des

méthodes d'investigation, de modélisation, de conception et d'exécution. De nos jours, il existe même de

grands ouvrages sous mers : (Le tunnel sous la manche et plusieurs tunnels sous les fjords en Norvège

(Nielsen 1994)…etc). Cependant, contrairement aux projets de structures tels les bâtiments ou les ponts,

les ouvrages souterrains sont entièrement construits dans les terrains et requièrent des informations

géotechniques précises concernant le massif environnant et plus abondantes tout au long du tracé. Ces

24


conditions, chacun le sait, sont rarement satisfaites et rendent la réalisation des ouvrages souterrains

d'autant plus difficile. Ce problème se pose de manière plus aiguë encore dans le cas des tunnels

profonds.

Les problèmes majeurs liés à la construction des ouvrages souterrains sont :

- La stabilité de terrain pendant les travaux notamment au front de taille

- Le choix de type de soutènement et de revêtement à mettre en œuvre pour assurer la tenue des parois à

court terme, puis à long terme

- La maîtrise des mouvements engendrés en surface par le creusement particulier lorsque l’ouvrage est

construit à une faible profondeur ou à proximité d’autre structures (en site urbain)

- Maîtrise les problèmes hydrauliques (présence d’une nappe phréatique).

3. Utilisations de l'espace souterrain :

Pour la bonne compréhension des raisons d’aller en souterrain, il est nécessaire de citer quelques

caractéristiques essentielles du sous-sol :

- Le sous-sol est un espace qui peut recevoir des infrastructures difficiles, impossibles en surface.

- Le sous-sol offre un espace naturel protégé mécaniquement, thermiquement et acoustiquement.

- Le sous-sol offre l’avantage de protéger l’environnement extérieur des risques et nuisances liés à

certains types d’activités.

- Le sous-sol est généralement invisible, sauf aux points de liaison avec la surface.

Donc l’intérêt qui est porté à l’utilisation de l’espace souterrain urbain est grandissant car il peut être la

solution à bien des problèmes actuels. Les aménagements possibles de cet espace peuvent répondre à des

notions de valorisation des centres anciens figés dans leur historique et dans leur bâti inadapté à la vie

urbaine actuelle. Cette utilisation rationnelle du sous-sol devrait être aussi appliquée aux villes nouvelles

afin de répondre, de manière anticipée, aux logiques constructives qui font défaut à nos villes anciennes ;

mise en galeries des réseaux concessionnaires, dessertes par des voies rapides, parkings,…etc.

4. Classification des ouvrages souterrains:

Les ouvrages souterrains sont des ouvrages enterrés construits par percement dans les terrains vierges

sans ou avec déblaiement des masses de terres supérieur .Parmi les différentes classifications qui sont

présentent, nous citerons celle de [Barton et al. 1974] qui classe les ouvrages souterrains suivant leur

destination, en caractérisant la sécurité requise par ordre croissant:

25


Tableau 1: Classification des ouvrages souterrains

Classe Description A Excavation minière à caractère temporaire

B Puits verticaux

C Galeries hydrauliques, Collecteurs d’assainissement, Galeries de reconnaissances

D Cavité de stockage, stations de traitement d'eau, tunnels routiers et ferroviaires, tunnels d'accès

E Usines souterraines (plus souvent hydroélectrique), tunnels autoroutiers. Tunnel ferroviaires. Galeries du

métro, Abries de défense civile

F Centrales nucléaires souterraines. Gares souterraines. Salles ouvertes au public

(Sports, Spectacles)

Source: [Barton et al. 1974], d'après [Bouvard et al. 1992]

5. Quelles sont les techniques pour l’utilisation de l’espace souterrain ?

Au cours des dix dernières années, de nombreux progrès ont été réalisés dans la construction d’ouvrages

souterrains. Des tunnels de diametre de plus en plus grand sont construits. La construction de tunnels est

possible aussi bien dans la roche dure que dans les terrains tendres. Du point de vue technique, il existe un

large éventail de possibilités pour la création d’ouvrages souterrains.

6. Croissance de la construction des ouvrages souterrains et tunnels:

La construction des tunnels est l’une des premières activités d’ingénierie qui ait laissé des traces

importantes sur l’histoire récente de la civilisation humaine. Le tunnel le plus ancien actuellement connu

semble bien être celui qui a été construit en Mésopotamie sous l’Euphrate il y a 4000 ans à l’époque de la

reine Sémiramis. Ce tunnel est d’une longueur de 1 km, il reliait le palais royal de Babylone au temple de

Jupiter » [Gesta. 1994].

Aujourd’hui, cette branche du génie civil est en plein expansion, soutenue par une série d’innovations

technologiques et par les soucis écologiques dont témoignent les politiques de transport et d’urbanisme.

Les civilisations modernes ont élargi le génie de souterrain afin de répondre aux besoins croissants de

communication, de transport (marchandises, eau), mais aussi pour assurer le stockage des matières

dangereuses (pétrole, gaz), pour décongestionner la surface des villes (parkings souterrains) ou pour loger

des unités de production d’énergie (centrales enterrées).

La figure 02 est donne la longueur cumulée des ouvrages souterrains construits dans le monde entre 1999

et 2004, [Atkins et al. 2006] , montre ainsi la permanence du nombre d’ouvrages souterrains construits

durant ces dernières années.

26


Figure 1.2 : Tunnels construits entre 1999 et 2004 dans le monde [Atkins et al., 2006]

7. Généralités sur les ouvrages souterrains:

7.1)- Principaux et différents types des ouvrages souterrains:

Si l’on se réfère à leur objet, on peut distinguer plusieurs types de tunnels :

Les tunnels de communication parmi lesquels :

Les tunnels ferroviaires, routiers,

Les tunnels de navigation ; les tunnels de transport :

Les tunnels et cavités de stockage :

Galeries hydrauliques, galeries de canalisations ; stockages liquides ou gazeux,

Si l’on se réfère à leur mode d’exécution, on peut distinguer:

Les tunnels ou cavités construits à ciel ouvert ;

Les tunnels construits en souterrain à faible ou forte profondeur ;

Les tunnels construits par éléments immergés.

Si l’on se réfère à la forme des ouvrages, on peut distinguer

Les tunnels proprement dits et les puits qui sont des ouvrages à grand développement linéaire et dont

la section est constante ou peu variable ;

Les cavités aux formes plus ramassées et souvent moins régulières dans lesquelles aucune des

dimensions n’est prépondérante.

Si l’on se réfère leurs fonctionnalités , on peut distinguer

Tunnels profonds, peu profond : les tunnels profonds sont excavés, souvent à l'aide de ce qu'on

appelle un tunnelier. Pour les profondeurs intermédiaires.

27


Figure 1.3 : Classification globale des tunnels (J.IDRIS.2007)

7.2)-Définition d’ouvrage souterrain –Tunnel- :

Un tunnel est un ouvrage d’art souterrain livrant passage à une voie de communication (chemin de fer,

canal, route, chemin piétonnier). Sont apparentés aux tunnels par leur mode de construction les grands

ouvrages hydrauliques souterrains, tels que les aqueducs, collecteurs et émissaires destinés soit à

l'amenée, soit à l'évacuation des eaux des grands centres et certaines conduites établies en liaison avec les

barrages et usines hydro-électriques.

Tunnel ferroviaire en

France

Tunnel routier du Saint-

Gothard

Tunnel pour canalisation Tunnel profond Tunnel immergé

Figure 1.4 : Quelques types des tunnels

28


7.3)- Ouvrages souterrains particuliers

a) Les puits et descenderies :

Un puits qui n’est rien d’autre qu’un tunnel vertical , se réalise de la même façon, les machines et les

ouvriers travaillant simplement sur un front de taille situé à leurs pieds. Le marinage et le pompage des

eaux posent tout de même plus de soucis, puisqu’il faut évacuer les déblais à la verticale par des bennes

suspendues à une grue. La sécurité dans un puits doit être irréprochable car les risques sont élevés : chute

de déblais sur les mineurs lors du marinage, chute du personnel lors des mouvements entre jour et fond,

effondrements ou débourrages aggravés par une évacuation d’urgence plus difficile, etc.

Les descenderies (ou plans inclinés) sont des ouvrages intermédiaires entre le tunnel et le puits. Ils sont le

plus souvent creusés pour donner accès à un ouvrage principal, type tunnel, parking souterrain ou centres

de stockage.

b) Les grandes cavités :

Par grandes cavités on entend les ouvrages dont les dimensions dépassent la vingtaine de mètres. Il s’agit

des centrales hydrauliques souterraines, des laboratoires de recherche nucléaire, des bases militaires anti-

atomiques, des réservoirs de stockage d’hydrocarbures et des ouvrages civils souterrains (gymnases,

églises...). La construction de ces cavernes passe obligatoirement par une réflexion judicieuse du phasage

d’excavation. On réalise de petites cavités, en s’assurant qu’elles sont correctement soutenues, et on les

fait se rejoindre progressivement pour former la caverne.

8. Construction des ouvrages souterrains :

C'est la stabilité du terrain pendant la construction qui impose le choix des procédés de construction.

Deux situations se présentent :

– Au cours du creusement, les variations de contraintes sont telles que le sol cohérent, ou le massif

rocheux, reste stable dans son ensemble. Les dimensions de l'excavation ne sont alors limitées que par

des conditions géométriques, telles que la proximité de la surface, l'épaisseur de la couche favorable, la

présence de grandes fractures. Des instabilités locales de surface, dues à la fracturation, peuvent

néanmoins se produire. Une protection de l'intrados doit donc être assurée vis-à-vis du chantier et,

ultérieurement, en fonction de l'utilisation de la cavité. Les coûts les plus faibles sont obtenus lorsque le

terrain est insensible à l'eau ou n'évolue pas à long terme. Cela est fréquent dans les calcaires ou les

roches cristallines massives, jusqu'à une certaine profondeur.

– Le creusement perturbe les conditions d'équilibre du terrain encaissant, de telle sorte que la surface de

l'excavation devient instable, soit localement, soit sur tout son périphérique.

29


9. Techniques de construction des ouvrages souterrains :

Depuis une trentaine d’années de nouvelles méthodes de construction ont été introduites sur les chantiers,

elles permettent de réalises des ouvrages en site urbain dans des terrains meubles et aquifères sans

occasionner de dégâts importants en surface du sol, la simulation d’un ouvrages souterrain est liée

étroitement à la méthode d’excavation et la réponse du massif, la connaissance des techniques de

construction est importante pour arriver à des phasages de modélisation satisfaisante.

Les tunnels peuvent être creusé dans différents types de matériaux, depuis l’agile jusqu'aux roches les

plus dures, et les techniques d'excavation dépendent de la nature du terrain. Quelques notions de base sont

nécessaires avant de parler à proprement dit des techniques de constructions des tunnels.Toute

construction dépend du lieu où elle va être réalisée. Pour les tunnels, il faut donc prendre en compte

diverses données, comme le type de sol, la stabilité de celui-ci, la profondeur à laquelle on souhaite

arriver, etc. C’est ainsi que les techniques de construction doivent tenir compte de l’hydrologie et la

géologie du sol. Pour déterminer les caractéristiques du sol.

10. Les différentes méthodes d’exécution des tunnels :

Quatre principales méthodes d’exécution des tunnels peuvent être utilisées. Le choix de la technique à

employer résulte d’un compromis entre les exigences liées à la géométrie de l’ouvrage à réaliser, les

caractéristiques du terrain à creuser, les spécificités du site et de son environnement et les contraintes

géologiques et hydrogéologiques (présence ou non de la nappe phréatique).

Les progrès de ces dernières années dans les techniques de creusement, de soutènement et de revêtements

permettent maintenant de réaliser des ouvrages dans tous les types de terrain.

Tunnel dans le rocher:

–Méthode traditionnelle à l’explosif;

–Méthode par attaque ponctuelle.

Tunnel en terrain difficile:

–Méthode par prédécoupagemécanique;

–Méthode de creusement au tunnelier.

30


10.1)- Méthode d’excavation traditionnelle :

Cette méthode fait appel à l’utilisation des procédés d’excavations traditionnelles, avec excavateurs, pelle,

pioche, pic, marteau perforateur ou une simple machine d’attaque ponctuelle.

Le domaine d’application de cette méthode s’élargit en suivant un processus de creusement séquentiel

avec, si besoin, l’installation de pré soutènement et l’amélioration du terrain. Le procédé d’excavation

séquentiel consiste à excaver la section du tunnel en deux ou plusieurs étapes avec l’installation d’une

partie du support provisoire. Une fois toutes les étapes sont terminées, le support provisoire se complète

et l’observation des déformations du support continue. Le revêtement définitif sera placé par la suite après

la stabilisation des déformations.

10.2)- Méthode traditionnelle à l’explosif :

L’usage des explosifs serait nécessaire si le terrain rencontré est dur et compact.

Cette méthode est adaptée à une roche saine et homogène aux caractéristiques géotechniques élevées.

L’abattage à l’explosif nécessite la perforation préalable de trous de mine (constituant la volée) à l’aide de

marteaux perforateurs.

Figure 1.5 : Illustration du cycle classique de creusement à l’explosif

10.3)- Méthode d’excavation mécanique :

Cette méthode fait recours à l’utilisation d’un bouclier ou tunnelier (TBM) pour le creusement du tunnel

et la réalisation de tous les travaux nécessaires compris entre l’excavation sur le front de taille jusqu'à la

pose des revêtements définitifs (voussoirs). Cette méthode offre la possibilité de travailler en mode fermé

31


(pressurisé) ou ouvert (non pressurisé) sur le front de taille ce qui élargit le domaine d’application à des

conditions assez variées.

10.4)- Méthode par attaque ponctuelle :

Si la roche est friable, l’excavation est exécutée par une machine qui attaque ponctuellement et

progressivement le sol (machine à attaque ponctuelle).

Figure 1.6 : Machine à attaque ponctuelle sur le tunnel de Tartaiguille.

10.5)-Méthode par prédécoupage mécanique

Cette méthode consiste à réaliser une succession de saignées d’épaisseur 15 à 30 cm et de 3 à 5m de

longueur dont le tracé suit le profil théorique de l’extrados de la voûte à réaliser, à l’aide d’une haveuse

(machine de prédécoupage constituée d’un bâti support rigide auquel est fixé un chariot mobile pouvant

se déplacer sur le contour de la section à excaver et équipé d’une scie spéciale).La saignée est remplie de

béton à prise rapide, mis en place par projection (béton projeté par voie sèche et éventuellement armé de

fibres métalliques), afin de constituer une voûte porteuse dans le massif encaissant.

Figure 1.7 : Machine de prédécoupage

32


10.6)- Méthode de creusement mécanique d’attaque globale (Tunnel Boring Machine) Tunnelier :

Le creusement mécanisé des tunnels a connu des développements importants durant les vingt dernières

années, en particulier grâce à l’apparition et aux évolutions technologiques des tunneliers. Ils ont permis

d’élargir le domaine de réalisation des tunnels dans des conditions géologiques délicates, pour une grande

gamme de diamètres et de terrains (sols meubles, roches tendres, argiles molles, terrains instables ou

aquifères, etc.) en améliorant considérablement la productivité des chantiers.

a) Définition d'un tunnelier: Machine complexe qui assure en continu les fonctions suivantes:

–Excavation du terrain;

–Stabilisation et soutènement du front de taille;

–Soutènement provisoire des parois du tunnel juste derrière le creusement;

–Evacuation des déblais;

–Mise en place du soutènement provisoire ou du revêtement définitif;

–Guidage selon l’axe théorique prévu;

–Avancement automatique à l’aide de vérins.

Il permet de creuser des tunnels de diamètre compris entre 2 et 15 mètres. Il est particulièrement adapté

pour le creusement de terrains meubles sur de grandes longueurs (du fait de son coût d’investissement).

Sa vitesse d’avancement est de l’ordre de 10 à 50mètres par jour. On distingue trois types de tunneliers,

qui sont choisis en fonction de la nature du terrain à creuser.

Figure 1.8 : Vue générale d’un tunnelier (TBM)

10.7)- Nouvelle méthode autrichienne (New Austrain Tunnelling Method) :

La Nouvelle Méthode Autrichienne est une méthode de renommée internationale, basée sur l’application

d’une interaction entre un massif excavé et le soutènement par “convergence-confinement”. Le principe

est d’installer un soutènement provisoire flexible en béton projeté et de le renforcer, là où c’est

nécessaire, par des treillis soudés, des cintres métalliques ou réticulés et des boulons d’ancrage, en

permettant quelques déformations du terrain autour de la cavité, avec une combinaison optimale de

33

soutènement, et par suite la propre stabilité du terrain est obtenue. Une attention particulière doit être

accordée à la stabilité de la face de taille qui, selon les conditions géologiques rencontrées, sera ou pas

renforcée avec des clous en fibre de verre et si besoin l’application d’une mince couche de béton projeté.

La conception initiale est toujours examinée pendant l’avancement du creusement sur la base des mesures

de convergence et les conditions géologiques rencontrées. Par la suite, la raideur du soutènement pourra

être modifiée, en cas de besoin, pour tenir compte des changements du comportement du terrain.

L’application correcte de cette méthode résulterait en un système optimal de soutènement pour toutes les

conditions rencontrées, ce qui mène à une réduction des coûts de construction. Pour réduire l’effet des

contraintes et des déformations initiales créées par l’ouverture de la cavité, il est nécessaire de mettre en

place le soutènement provisoire aussi rapidement que possible.

L'excavation pour NATM (New Austrian Tunnelling Method) peut se faire suivant différents modes

d'attaque, en fonction de la qualité du terrain rencontré :

-Le creusement à pleine section.

-Le creusement en demi-section.

-Le creusement en section divisée.

a ) Creusement en pleine section :

Généralement le choix du creusement en pleine ou demi-section est commandé par la qualité du terrain :

- Le creusement en pleine section est bien adapté aux terrains homogènes, ne nécessitant pas l'utilisation

d'un autre soutènement que le boulonnage et le béton projeté, il convient de comprendre les techniques

d'avancement donnant lieu à un dégagement complet de la section principale de l'ouvrage en une seule

fois.

b ) Creusement en demi-section :

Le creusement par demi-section est beaucoup plus indiqué dans des terrains hétérogènes nécessitant

l'emploi d'un soutènement important. Elle peut alors être utilisée très largement en faisant varier la

longueur de l'avancement unitaire. Dans certains terrains difficiles, il est possible de réaliser très

rapidement la pose du soutènement en mettant celui-ci en place dans une excavation périphérique et en le

bétonnant provisoirement sur le merlon central.

34


c) Creusement en section divisée :

Ce type de creusement a surtout été utilisé alors que les procédés de pré- soutènement et de renforcement

du front de taille n’étaient pas encore bien développés.

Il consiste en l’ouverture préalable d’une ou de plusieurs galeries de petite section dont une partie du

soutènement participe au soutènement final.

Plusieurs manières de diviser la section sont possibles:

On l’utilise quand les caractéristiques du terrain sont insuffisantes pour assurer un soutènement du

front de taille dans une ouverture en pleine ou demi-section.

Cette méthode a pour conséquence importante de retarder le moment où toute la section du tunnel sera

exécutée. Chaque étape du creusement doit être parfaitement contrôlée de façon à maîtriser l’évolution

du terrain.

Creusement en pleine section Creusement en demi-section Creusement en section divisée

Figure 1.9 : L'excavation pour NATM suivant différents modes d'attaque

11. Critères de choix pour le creusement des tunnels:

Critère de choix Nature de terrain Matériels Section du creusement

Méthodes

l'explosif Toutes les natures de roches Ne varie pas fondamentalement

en fonction du terrain

-

Méthodes mécanisées Sols homogènes Varie considérablement

en fonction au terrain

-

Type de

machine

Machine à attaque

ponctuelle

Terrain tendre mais

cohérent

- Toutes sections

Machine à attaque

ponctuelle

Sols homogènes - Section circulaire

Type de

confinement

Bentonite ou air comprimé Terrain instable - -

Confinement pâteux Terrain hétérogène - -

Type de tête

de coupe

Couteaux Sols - -

Pics à crayon Roche mi dur - -

Molettes à disques Roche dure à très dure - -

Source : Gesta (2007)

35


12. Les techniques de soutènement :

12.1)- Introduction: Souvent les excavations souterraines ne sont pas stables, des éboulements ou des

effondrements se produisent, soit pendant l’excavation, ou après un temps plus ou moins long dans

d'autre cas, la convergence de l'excavation est excessive, ou bien les déformations dues au creusement ne

seraient pas admissibles pour les structures voisines. On est alors conduit à soutenir l'excavation ; au point

de vue mécanique ce soutènement a pour rôle d'assurer la stabilité à court terme ou à long terme et de

contrôler les déformations instantanées ou différées des terrains encaissants. Le soutènement est

évidemment le facteur le plus important de la sécurité du chantier.

Les instabilités peuvent apparaître au cours de l’excavation, et le soutènement doit être mis en place au

fur et à mesure de la progression du chantier à une distance plus ou moins grande du front d'attaque dans

les terrains particulièrement difficiles; Par contre dans d'autre cas la galerie est stable pendant l'excavation

et les effondrements peuvent se produire ultérieurement [Panet, 1973]

Pour choisir un soutènement et notamment pour déterminer l'épaisseur du revêtement, il faut aussi tenir

compte du comportement à long terme des terrains, les déformations différées conduisent dans certains

terrains à des sollicitations croissantes; il convient donc d'étudier successivement le soutènement pendant

les travaux d'excavation et les sollicitations de soutènement à long terme, soit pendant la vie de l’ouvrage.

12.2)- Mode d’action des soutènements :

Le soutènement provisoire est une structure qui permet d’assurer la stabilité des parois d’une cavité

souterraine pendant le temps qui s’écoule entre son creusement et la mise en place éventuelle du

soutènement provisoire en fonction de leur mode d’action par apport au terrain.

Les techniques les plus couramment utilisées sont:

• Des soutènements métalliques: cintres métalliques, blindage, boulons;

• Des soutènements en béton: béton projeté, prévoûte en béton;

• Des soutènements mixtes: cintres réticulés associés à du béton projeté. Le cintre permet de suppléer la

faiblesse de résistance du béton aux jeunes âges. Une nouvelle méthode de soutènement s’est développée

ces dernières années. Elle permet de garantir la stabilité de l’excavation en créant un anneau porteur mais

déformable de terrain armé. L’excavation est réalisée en pleine section ou en demi-section. Le

soutènement, mis en place immédiatement après le creusement, est constitué de boulons armant le terrain

et d’une coque mince en béton projeté, armée d’un treillis soudé ou de fibres métalliques, et

36


éventuellement de cintres. Ce soutènement léger présente une souplesse suffisante pour accepter les

déformations du terrain. On fait appel à un soutènement provisoire.

On peut en distinguer quatre catégories différentes

Les es soutènements agissants par confinement du terrain encaissant. On distingue :

Le béton projeté seul

Le béton projeté associe à des cintres légers

Les soutènements agissant comme armature du terrain encaissant, il s’agit des boulonnages sous

divers formes, qu’il soit ou non associe au béton projeté, aux cintres légers ou aux deux dispositifs

simultanément. On distingue :

Les boulons à ancrage ponctuel (à coquille ou à la résine)

Les boulons à ancrage reparti (scelles à la résine ou au mortier)

Les barres foncées

Les soutènements agissant par supportage

Les cintres lourds ; cintres légers

Les plaques métalliques assemblées

Les voussoirs en béton

Les tubes perforés (voûte parapluie) ; boucliers

Les soutènements agissant par consolidation du terrain et modification de ses caractéristiques

géotechniques ou hydrologiques. On distingue :

Les injections de consolidation ;

L’air comprime

La congélation

Le soutènement assure les fonctions suivantes :

- Protection contre les chutes de pierres

- Soutien des blocs rocheux soumis à des pressions

- Exercer sur le terrain une certaine réaction

- S’opposer en tout ou en partie à la détente de la roche

Supporter le poids du toit d’une galerie

D’où : - Opposer au terrain une pression de confinement

- Conserver les caractéristiques du terrain

- Ne pas être trop rigide et pouvoir se déformer (pression…).

37


12.3)- Choix d’un mode de soutènement :

Le choix raisonné d’un mode de soutènement comprend schématiquement deux phases successives

Une phase d’analyse technique du problème qui aboutit à l’élimination d’un certain nombre de types

de soutènement en raison de leur incompatibilité avec certaines des données techniques du projet qui

peuvent être d’ordre géotechnique, géométrique ou liées 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 de calcul du coût ; D’autre part les éléments de prix de

revient propres à l’organisation du chantier considéré :

• Plus ou moins grande mécanisation,

• Longueur du tunnel,

• Délais à respecter.

Comme le souligne [Rousset. 1990] , parmi toutes les solutions de soutènement possibles pour un projet

de tunnel, le meilleur choix est celui qui satisfait, au mieux, à la fois :

• Le critère économique (soutènement léger et facile à mettre en œuvre).

• Le critère de sûreté (conserver l'intégrité du massif en limitant le développement de la dégradation du

massif au voisinage de l'ouverture).

12.4)- Boulonnage :

On appelle boulonnage le renforcement du terrain encaissant au moyen de barres généralement

métalliques et de longueur comprise entre 1,50 et 5 m, placées à l’intérieur du terrain à 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 fraction importante de leur charge de

rupture. Les tirants, qui sont des éléments actifs (par opposition aux boulons qui sont passifs) sont assez

rarement utilisés dans les travaux souterrains, sauf dans le cas des cavernes de grandes dimensions

(centrales souterraines). Contrairement aux cintres qui agissent par supportage, les boulons agissent

surtout par confinement, c’est-à-dire qu’ils développent, 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 direction tangentielle. Même s’il a localement dépassé sa limite de rupture, le

rocher est ainsi capable de retrouver un nouvel état d’équilibre grâce à la formation de voûtes de décharge

tout autour de l’excavation. Les boulons agissent également comme armatures en améliorant la résistance

au cisaillement du terrain fracturé et en lui conférant une sorte de cohésion fictive. On voit que le mode

38


d’action du boulonnage est très différent de celui des cintres dans la mesure où, dans le premier cas, le

terrain est aidé à se soutenir lui-même en utilisant ses propres capacités alors qu’il joue, 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 le boulonnage pour « épingler » un bloc de rocher situé en parement et qui a été ébranlé et

partiellement détaché au moment du creusement (ou en équilibre instable en raison de la conjonction

défavorable de fissures préexistantes).

12.5)- Béton projeté :

L’utilisation de béton projeté comme mode de soutènement en souterrain s’est considérablement

développée au cours des dernières années. Si l’emploi de la gunite comme simple protection de terrain est

relativement ancien, l’emploi du béton projeté, de granulométrie plus grosse, et en épaisseur suffisante

pour constituer une peau de confinement améliorant les capacités de résistance du terrain encaissant, date

seulement d’une vingtaine d’années. Utilisé près du front, seul ou en association avec le boulonnage et/ou

les cintres légers, il constitue ce que l’on a appelé la méthode de construction avec soutènement immédiat

par béton projeté et boulonnage et qui est également connue sous le nom de nouvelle méthode

autrichienne (NMA).

Plusieurs conditions cependant doivent être remplies pour permettre l’emploi du béton projeté :

* Le découpage du rocher doit être assez précis pour que la coque de béton projeté présente une surface à

peu près régulière ;

* Le terrain doit être exempt de venues d’eau importantes qui compromettent la qualité de l’exécution et

risquent de créer des sous-pressions locales incompatibles avec la résistance de la coque en béton ;

* Le terrain doit présenter une cohésion minimale telle que la cavité demeure stable pendant la durée

nécessaire à la projection du béton ;

* Dans le cas de très fortes contraintes initiales (forte couverture) et lorsque le terrain présente un

comportement plastique, les déformations de convergence indispensables à l’obtention de l’équilibre sous

la pression de confinement dont est capable le soutènement risquent d’être incompatibles avec la

déformabilité du béton. D’un point de vue pratique, l’épaisseur du béton projeté est généralement

comprise entre 10 et 25 cm. Il est le plus souvent mis en place en plusieurs passes et armé de treillis

généralement fixé à la paroi par des épingles ou par l’intermédiaire des boulons s’il y en a. La projection

peut se faire par voie sèche ou par voie humide. Dans le premier cas, le transport se fait de façon

pneumatique et l’eau est ajoutée à la lance. Dans le deuxième cas, le mélange d’eau est réalisé au

malaxeur, le transport se fait à la pompe et l’air est injecté à la lance pour assurer la projection.

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Pose des boulons au front de taille Cintres TH, boulons radiaux et

béton projeté

Béton projeté

Figure 1.10 : Quelques types de souténement provisoire

13. Revêtement définitif :

L’exécution du revêtement définitif est une étape très importante dans les différentes étapes d’exécution

des tunnels. L’excavation d’un tunnel produit une perturbation dans l’état du terrain en entraînant des

mouvements de la masse du terrain vers l’intérieur et nouvel état de contrainte ; ces mouvements et ces

nouvelles contraintes seront repris aussitôt par le soutènement provisoire (instantanément ou à court

terme), mais, après un revêtement définitif (retarde ou à long terme).

Le revêtement :

–Assurer la fonctionnalité de l’ouvrage ou optimiser certaines caractéristiques de la conception

–Abriter, du moins en partie, les installations d’exploitation ou participer à l’esthétique de l’ouvrage

– Rôle mécanique ; Imperméabilisation ; Esthétique ; Fonctionnelle (éclairage, ventilation,…).

13.1)- Pose du revêtement : Après stabilisation des convergences, loin du front pour ne pas perturber le

chantier et parfois même à la fin du creusement, on vient poser — plutôt couler — le revêtement définitif

du tunnel. Il a une fonction de résistance, car il doit reprendre les efforts à long terme (fluage,

gonflement,...) et ceux dus à la perte éventuelle de résistance du soutènement (rouille, vieillissement,...).

Il a également une fonction de protection de l’étanchéité, de support des structures internes (panneaux,

ventilateurs...) et enfin esthétique puisque c’est lui que les futurs usagers verront lors de leur passage.

13.2)- Type de revêtement :

Béton coffré non armé ; Béton coffré armé

Béton projeté

Voûtes actives ; Voussoirs préfabriqués

40


Figure 1.11 :Quelques types de revêtement définitif

14. Etanchéité des tunnels :

Le terme étanchéité a deux significations: l'une correspond à la qualité de ce qui est étanche; on parle

ainsi de l'étanchéité d'un ouvrage comme une propriété de celui-ci: l'autre correspond à ce que l'on met en

œuvre éventuellement pour l'obtention de cette propriété.

L'étanchéité est la fonction qui fait qu’un produit ou un ensemble de produits s’oppose au franchissement

par un liquide tel que l’eau.

On peut rendre un ouvrage étanche en mettant en œuvre au contact ou à l'intérieur de sa structure un

ensemble de produits d'étanchéité, cet ensemble est appelé système d'étanchéité.

L’étanchéité et le drainage des ouvrages souterrains font référence à des complexes, ou systèmes

associant plusieurs matériaux de nature et fonction parfois très différentes, mais avec le même but, celui-

là de maintenir l'eau d'hors de l'ouvrage.

Étanchéité :

- l’étanchéité peut être partielle, du type « parapluie» par exemple pour une voûte de tunnel, et dans ce cas

elle est hors pression hydrostatique (dans ce cas la pression n’est pas totale mais elle n’est pas forcément

nulle).

- l’étanchéité peut être totale, c’est à dire envelopper complètement l’ouvrage, et dans ce cas elle est sous

pression hydrostatique.

Drainage :

Captage ponctuel ou surfacique d’arrivées d’eau dans un ouvrage souterrain. Cette eau est ensuite

collectée et rejetée à l’extérieur par le réseau d’assainissement de l’ouvrage. Le drainage peut être

provisoire, pour permettre par exemple la mise en place dans de bonnes conditions du complexe

d’étanchéité, ou définitif et contribue de fait à la fonction étanchéité de l’ouvrage.

41


14.1)-Les raisons de l’étanchéité :

La grande majorité des ouvrages souterrains sont soumis à des pressions d'eau. L'étanchéité et le drainage

doivent être réalisés d'une manière continue et avec le plus grand soin. Dans les sols se posent des

problèmes de nappes (nappes phréatiques ou nappes suspendues dans des horizons perméables,

réalimentées ou non).

Dans les roches, les venues d’eau importantes sont le plus souvent localisées (roches broyées, failles,

zones fracturées). Des venues d’eau diffuses résultant de la porosité de la roche ou de sa fissuration sont

courantes.

14.2)- Choix du système d’étanchéité :

Le choix du système d’étanchéité dépend des critères suivants :

Nature et épaisseur de la couche de couverture de l’ouvrage.

Nature et caractéristiques mécaniques du support recevant le système d’étanchéité.

Application du système d’étanchéité en continu ou par phasage.

Possibilités de raccordement du système d’étanchéité avec ouvrages de surface ou avec d’autres

systèmes d’étanchéité existants.

Accessibilité à l’ouvrage à étancher.

14.3)- Type de produit d’étanchéité :

L'étanchéité des ouvrages souterrains peut être réalise avec l'utilisation de plusieurs matériaux de

différents types. Chacun de ces types a des applications différentes, situations et fonctions déterminées,

modes d'emploi spéciaux, on a ;

Géo membranes synthétiques.

Géotextiles.

Géo composites.

Géo membranes bitumineux.

42


Figure 1.12: Mise en place du dispositif d’étanchéité

15. Ventilation de tunnels:

Les tunnels autoroutiers et pour les métros nécessitent des systèmes de ventilation qui fournissent un

débit d'air variable, pour s'adapter aux conditions changeantes de circulation, et qui peuvent continuer à

fonctionner même en cas de situations d'urgence. Les ventilateurs pour tunnels de Howden assurent cette

fonction avec efficacité, fiabilité et de manière silencieuse. Ils sont conçus pour continuer à fonctionner

en cas de situations de températures extrêmes. Nous disposons d'une gamme de ventilateurs axiaux et

d'accélérateurs spécialement conçus pour des applications dans des tunnels autoroutiers et des métros.

Parmi leurs caractéristiques spécifiques, citons leur haut rendement, un bruit réduit, leur durée de vie, une

fiabilité élevée, des besoins réduits en maintenance, une protection contre la corrosion et des moteurs

antidéflagrants, avec un entraînement à pas variable (automatique ou à vitesse variable), et le potentiel

pour un débit inversé jusqu'à 100%. Nous avons fourni des systèmes de ventilation et des ventilateurs

Voici quelques applications typiques de ces équipements :

Ventilation longitudinale avec des équipements Saccardo, d'injection ou d'extraction.

Ventilation transversale de tunnels routiers.

Ventilation semi-transversale de tunnels routiers.

Accélérateurs pour la ventilation longitudinale de tunnels.

Extracteurs de poussières humides montés sur ski pour maintenir de bas nivaux de poussières.

16. Les techniques de réparation des tunnels :

Il existe de nombreuses techniques pour réaliser les travaux de réparation ou d’entretien des tunnels. Le

choix de la technique est fonction du type d’ouvrage et de l’importance des dégradations.

• Les injections : pour la réhabilitation des ouvrages (l’étanchement des revêtements).

• Le boulonnage: pour l’amélioration par des armatures des caractéristiques du terrain.

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• Le béton projeté: pour le renforcement des revêtements (béton projeté de fibres métalliques ou associé à

un treillis soudé).

• Le renforcement par anneaux séparés: par la mise en place d’anneaux de voussoirs en béton armé dans

les zones dégradées.

• La reconstruction du revêtement: par la mise en place d’un nouveau revêtement en béton coulé en place.

• Le chemisage du revêtement: par la mise en place de coques préfabriquées de faible épaisseur (liaison

avec l’ancien revêtement à l’aide d’un coulis de ciment injecté).

17. Conclusion :

Dans cette partie, on présente une étude bibliographique assez générale concernant les ouvrages

souterrains et leurs fonctionnements, leurs importances et les aspects généraux de construction de ces

ouvrages souterrains, avec les différents types de ces ouvrages, comme on cite les problèmes majeurs liés

à la construction de ces ouvrages. Puis on a essayé d'exposer une partie de l'état de l'art dans le domaine

de la conception des tunnels en général.

Également on a cité quelques méthodes de creusement des tunnels, avec les différentes téchniques ainsi

que des conditions dans lesquelles ces méthodes sont applicables ; ensuite on récapitule les différents

modes et différents types de soutènements ; revêtements, étanchéités de ces ouvrages souterrains.

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Chapitre 2

Mouvements engendrés par le creusement

d’un tunnel et le comportement des tunnels

45

Chapitre 2 Mouvements engendrés par le creusement d’un tunnel et le comportement des tunnels

I- Mouvements de sol engendrés par le creusement d’un tunnel

I.1 Introduction : La construction des tunnels est un procédé complexe générant de nombreux événements dans le sol. Au

fur et à mesure de l’avancement du tunnel, la mise en place d’une structure rigide permet de limiter les

mouvements dans le massif et en surface. Ces mouvements peuvent être très importants si le front de

taille n’est pas suffisamment stable ou si le tunnel a une forte interaction avec des ouvrages existants.

Tous ces procédés demandent une analyse très profonde et sophistiquée.

I.2 Description générale des mouvements de sol :

La réponse d’un massif aux sollicitations engendrée par le creusement d’un tunnel dépend essentiellement

des conditions géologiques, hydrogéologiques et géotechniques, de la géométrie de l’ouvrage et de sa

position vis-à-vis du souterrain, ainsi que des méthodes de réalisation.

En effet, les tassements de sol apparaissant en surface lors du creusement d’un tunnel sont le résultat de

phénomènes complexes liés à la transmission vers la surface des mouvements engendrés au voisinage

direct de l’excavation.

Le creusement d’un tunnel perturbe le champ initial des contraintes et la situation hydrogéologique dans

le massif. Cette modification des contraintes se traduit généralement par un déplacement du front vers

l’excavation et par une convergence des parois du tunnel, la figure (2.1) présente les mouvements autour

de l’excavation au cours du creusement [Leblais. 1995, recommandation du groupe de travail n°16 de

l’AFTES].

Les mouvements de surface apparaissent en fait comme des évenements liés à une série de phénomènes

concomitants dans le court terme :

Perte de sol au front de taille.

Déplacement de sol vers le vide laissé, soit par le bouclier lors de sa progression, soit la distance de

pose du soutènement en arrière du front de taille.

Déplacement de sol vers les vides latéraux créés par le bouclier (en cas de trajectoire courbe par

exemple).

Déformation du soutènement du tunnel qui vient d’être exécuté suite à sa mise en charge.

46


Figure 2.1 : Déplacements des contours de l’excavation : Coupes de principe d’après Leblais [1995].

L’amplitude, l’orientation et la localisation des déplacements des points du massif autour du tunnel

dépendent des caractéristiques mécaniques des terrains, des contraintes géostatiques, des surcharges en

surface, des conditions hydrauliques, et des méthodes d’excavation et de soutènement. Lorsqu’il y a

dépassement local des capacités mécaniques du massif, les déplacements deviennent très importants

(ampleur, accélération), et sont souvent le signe de l’apparition des zones en rupture. Cette situation est

préjudiciable, tant pour le soutènement (charge gravitaire morte), que pour la limitation des déplacements.

Ainsi, en cas de mauvais confinement des parois, les déplacements aux contours de l’excavation peuvent

entraîner la création d’une zone en rupture en arrière du front ; si ce dernier n’est pas confiné de manière

adéquate, cette zone peut se développer dès l’avant du front.

Le diagramme de la figure (2.2) présente la réponse du sol lors de la sollicitation du massif.

47


Figure 2.2 : Mouvements de sol lors du creusement d’un tunnel.(Mestat [1999])

Dans le cas de la pression appliquée au front avec un niveau de contraintes qui ne dépasse pas la

contrainte naturelle, le sol a tendance à se déplacer vers le front de taille. Ce phénomène est observé

pendant l’excavation à front ouvert (Figure 2.2 (a)). Par contre l’excavation du tunnel effectuée à l’aide

d’un tunnelier à front pressurisé (qui permet d’avoir les meilleures conditions de stabilité), la pression

appliquée au front est plus grande que la contrainte dans le sol. On constate un refoulement du massif vers

la surface à l’avancement (Figure 2.2 (b)).

[Bernat . 1996] propose une répartition des tassements de surface à court terme générés par le creusement

au bouclier en fonction de l’origine de ces tassements :

• 10% à 20% sont imputables au front de taille

• 40% à 50% apparaissent au passage du tunnelier

• 30% à 40% apparaissent à l’échappement de la jupe.

Les mesures de tassement ont été réalisées par [ Kanayasu. 1994] au Japon à l’aide d’un bouclier, et

donnent la répartition suivante [d’après Dias.1999].

• 34% au front

• 38% dus au passage du tunnelier

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• 28% dus à l’échappement de la jupe

Pendant la construction du métro de Lille [d’après Shahrour.1999] ; les tassements en surface ont été

observés pour trois phases de creusement :

• 15-35% au front

• 20-65% dus au passage du tunnelier

• 9-55% dus à l’échappement de la jupe

Les différences entre les trois citations sont liées aux différents modes de creusement et notamment au

phénomène de surcoupe.

A cet ensemble de mouvements de sol correspond un volume de terrain perdu que l’on nomme V0

[Schlosser, 1989]. En surface, on constate l’apparition d’une dépression appelée cuvette de tassement qui

progresse avec l’avancement du tunnel (Figure 2.3) et qui peut être reliée au volume de sol perdu V0.

Dans la littérature, le volume de terrain perdu au niveau du tunnel V0 est fréquemment désigné par Vt .

Figure 2.3 : Cuvette de tassement tridimensionnel (Leblais [1995]).

I.2.a)-Transmission des déplacements vers la surface :

A partir de la périphérie de l’excavation, les déplacements se transmettent vers la surface, avec une

amplitude et un décalage dans le temps dépendant des conditions géotechniques, géométriques et

technologiques du projet.

Le tassement en surface se présente sous la forme d’une cuvette tridimensionnelle (Figure 2.4) , dont les

dimensions dépendent du type du sol, de la proximité de la surface, du diamètre du tunnel.

Les tassements en surfaces sont symétriques par rapport à l’axe du tunnel.

49


Figure 2.4 : Forme de cuvette de tassement en surface (d’après Schlosser [1989])

Pour illustrer la transmission des déplacements entre le tunnel et la surface, les essais et les observations

in situ [Pantet. 1991] on met en évidence deux mécanismes de transmission des déplacements en surface :

mécanisme primaire et mécanisme secondaire.

Le mécanisme primaire se déclenche avec le déconfinement du front. Il est caractérisé par la formation

d’une zone de terrain en déformation au-dessus de la galerie. Lorsque le tunnel est assez profond (C/D >

2,5), la transmission des effets du creusement vers la surface, au dessus de la zone supérieure, est

généralement réduite.

Le mécanisme secondaire peut s’ enclencher derrière le précédent lorsque le tunnel est assez proche de la

surface (C/D < 2,5) et que le confinement n’est pas suffisant. Il en résulte la formation d’un bloc de

terrain “rigide”, limité par deux bandes de cisaillement simples ou multiples qui joignent le tunnel à la

surface. Les déplacements en clé de voûte et ceux en surface, au droit de la galerie, sont alors du même

ordre.

Figure 2.5 : Mécanismes de transmission Pantet (1991)

(a) Mécanisme Primaire (b) Mécanisme Secondaire

b a

50


Effet de voûte :

[Pietro Lunardi. 1999] ; a décrit un mode semblable aux lignes d'écoulement dans le courant d'un fleuve,

qui sont déviées par le pilier d'un pont, les lignes d'écoulement du champ de contrainte dans une masse de

roche sont déviées par l'ouverture d'une cavité et font des canalisations autour d’elle pour créer une zone

d'effort accru autour des murs de l'excavation.

Donc les contraintes préexistantes sont déviées par l’ouverture de la cavité ; c’est la canalisation du flux

de ces contraintes sur le contour de l’excavation qui est à l’origine de l’effet de voûte.

Figure 2.6 : Effet de voute selon Pietro Lunardi

Quand il a lieu, ce phénomène permet de garantir la tenue et la durée d’espace vide dans le sous sol. Cet

effet de voûte est fonction de l’état de contraintes du massif et des caractéristiques de résistance et de

déformabilité du terrain. Trois situations sont alors possibles et l’effet de voûte peut - Se produire à

proximité du profil d’excavation

- Se produire loin du profil

- Ne pas se produire

51


- Le premier cas se rencontre lorsque le massif autour de la cavité se comporte de manière élastique

(en termes de contrainte et déformation) et avec peu de convergence.

- La deuxième situation se produit lorsque des déformations non élastiques (généralement

plastiques) ont lieu, ce qui provoque des convergences importantes.

- Dans le dernier cas le massif n’est pas en mesure de supporter le champ de contraintes déviées et

la cavité s’écroule

Effet de voûte

(1er

cas) Naturel

(2eme

cas) Dévié (3eme

cas) Nul

Figure 2.7 : Les situations possibles de l’effet de voûte (Lunardi)

2.b)- Mouvements horizontaux :

Les déplacements horizontaux se produisent dans le massif de sol pendant le creusement du tunnel et

peuvent être mesurés à l’aide d’un inclinomètre. Les mesures sont possibles dans deux directions

perpendiculaires (longitudinale et transversale). La Figure (2.8) montre le déplacement avant le passage

du front de taille, on constate que la déformation est très faible, cependant on remarque une déformation

latérale d’un millimètre vers l’extérieur au droit du tunnel. Le déplacement du terrain en dessous du

tunnel est quasi-zéro.

Après le passage du front (Figure 2.9) on remarque le mouvement du sol dans le tube vers l’extérieur dans

la coupe transversale qui correspond à 8 mm de déplacement au niveau du tunnel et à 4 mm dans la coupe

longitudinale vers l’avant. Ce phénomène est lié au bétonnage du tunnel. Dans le tube le même effet

apparaît plus tard.

La figure (2.10) présente les déplacements pour la phase suivante qui correspond au bétonnage du tunnel

en arrière de la jupe. On observe un mouvement vers l’extérieur et vers l’avant dans les deux tubes, en

effet, le bétonnage sous pression sollicite le terrain en compression radiale, de la même manière que le

ferait un essai pressiométrique horizontal.

Les déplacements horizontaux du sol sont asymétriques, on constate que les mouvements dans le sol sont

toujours du type compression.

52


Déplacements longitudinaux Déplacements transversaux

Figure 2.8 : Déplacements longitudinaux et transversaux En avant du front

Figure 2.9 : Déplacements longitudinaux et transversaux Après le passage du front

Figure 2.10 : Déplacements longitudinaux et transversaux Après le bétonnage

53


2.c)- Mouvements dans une section transversale au creusement :

[Cording . 1977] propose une représentation des déplacements expérimentaux du chantier du métro bitube

de Washington DC, dans des matériaux granulaires en termes d’isovaleurs de distorsion (Figure 2.11-a) et

de déformations volumiques (Figure 2.11-b).

Fig.2.11(a) : Déplacements générés par le creusement Fig.2.11(b) : Déplacements de distorsion et volumiques

du premier tunnel (Cording.1977) (Cording.1977)

On note sur la Figure 2.11(a) la symétrie de la cuvette de tassement.

Le déplacement vertical est maximal au dessus de la clé du tunnel et le déplacement horizontal est

maximal en surface. Il est important de signaler que si la couverture du tunnel avait été insuffisante, les

lignes de cisaillement auraient pu atteindre la surface et provoquer un phénomène de rupture en bloc.

Les phénomènes suivants ont été également mis en évidence.

En surface, zones de compression dans les deux zones latérales.

Une zone décomprimée en forme de dôme au dessus de la clé du tunnel.

Deux zones de distorsion maximale débutant à 45° et se propageant verticalement.

Resserrement par compression aux reins. Dans les milieux argileux, les mouvements à court terme se font à volume constant et sont purement

radiaux autour du tunnel d’après [Mair. 1981]. Les zones de cisaillement maximal n’apparaissent pas et

confirment les résultats obtenus sur des maquettes expérimentales. Le volume de la cuvette de surface est

quasi identique au volume de sol perdu au niveau du tunnel [Cording. 1977]

L’amplitude des déformations dépend de la nature du sol et des conditions de creusement, ce qui va

influer sur la perte de sol Vt et donc sur les tassements en surface. Ces tassements définissent un certain

volume par mètre linéaire noté Vs correspondant à l’aire comprise entre le niveau initial de surface du sol

54


et le profil de tassement. De manière générale, pour les sols cohérents en conditions non drainées, Vs et Vt

sont égaux puisque les déformations se produisent à volume constant. Pour les sols non cohérents Vs peut

être soit plus petit soit plus grand que Vt suivant qu’une consolidation se produise ou non. [Roisin. 1995]

précise qu’en général Vt est supérieur à Vs pour les sols pulvérulents et, inversement pour les sols

argileux.

La perte de sol Vt est un paramètre important dans le contrôle des mouvements de sol. D’après [Uriel.

1989] (Figure 2.12), aucune approche théorique ne permet d’appréhender ce paramètre à moins qu’elle ne

soit capable de représenter les diverses opérations qui composent le processus de creusement.

Figure 2.12 : Mouvements de sol consécutifs à une perte de volume (Uriel [1989]).

Comme alternative à Vt, [Lee . 1989] propose pour les ouvrages souterrains creusés à l’aide d’un bouclier

l’utilisation du “ GAP parameter ” en déformations planes. Ce paramètre prend en compte non seulement

la perte de sol due à une éventuelle surexcavation mais aussi la variation de volume dans le sol remodelé.

Il est défini par l’équation 1.

‘GAP parameter’ :

GAP 2U (2.1)

Avec :

déplacement radial dû à l’épaisseur de la jupe.

déplacement radial dû au vide annulaire entre le bouclier et le tunnel.

U :déplacement radial dû à la consolidation de la zone perturbée autour du tunnel, au labourage par suite

de prise de virage et à la perte de sol au front de taille.

55


Figure 2.13: Paramètre « GAP » (Lee & Rowe [1989]).

Les tassements en surface expliquent également le comportement des constructions situées dans les zones

en mouvement (Figure 2.14). En fonction des changements de signe de la courbe de tassement, on peut se

retrouver dans la situation où deux immeubles accolés ont tendance à s’écarter en tête s’ils se trouvent en

bordure de dépression, et tendance à se contrebuter en tête s’ils se trouvent au centre de la cuvette de

tassement. Le cas des bâtiments importants affectés par la dépression de tassement est encore plus

complexe. Suivant [Attewell. 1989] et [Schlosser . 1989], il convient alors de considérer les déformations

horizontales relatives, les distortions angulaires et l’indice de courbure.

Figure 2.14 : Mouvement de construction suivant leur position par rapport à l’axe du tunnel.

2.d)- Mouvement d’une section longitudinale au creusement :

Pour suivre l’évolution de la cuvette de tassement en fonction de l’avancement du front de taille,

[Attewell . 1986] a effectué une représentation tridimensionnelle (Figure 2.15) des tassements de surface

reprise par [Leblais . 1995].

56


Figure 2.15 : Tassements de surface (Attewell [1986]).

I.3 Tassement vertical :

I.3.1)- Cuvette de tassement :

Un nombre important de mesures relatives aux tunnels en terrains meubles sont disponibles dans la

littérature [Schmidt .1969], [Peck. 1969], [Cording.1975], [Attewell. 1977], [Clough. 1981], [O’Reilly .

1982], [Rankin . 1988]. Toutes ces mesures confirment que la distribution transversale des tassements en

surface de tunnel peut convenablement être représentée par une courbe de Gauss (Figure 16). La formule

empirique de type loi de distribution normale fut pour la première fois proposée par [Martos . 1958] à la

suite d’une analyse statistique de mesures in situ effectuées sur des cavités minières. Cette expression a

ensuite été étendue au domaine des tunnels à faible profondeur par [Schmidt. 1969] et par [Peck. 1969].

Figure 2.16: Distribution transversale des tassements (Schlosser [1985]).

57


La cuvette de tassement , Elle est défini par l’équation 2.

δv(x) = δv max

(2.2)

Avec : x abscisses par rapport à l’axe du tunnel

δv : tassement à la distance horizontale x du centre du tunnel

δv max : tassement maximum au centre de la cuvette

i: abscisse du point d’inflexion de la cuvette de tassement

La cuvette de tassement est caractérisée par sa demi-largeur LC = 2,5 i, sa profondeur δv max et son volume

total VS= 2,5 i δv max qui évoluent au fur et à mesure des phases de creusement. β définit l’angle

d’ouverture.

Estimation de “ i ” :

La difficulté essentielle réside dans l’estimation des deux paramètres de calage de la courbe gaussienne.

Les données expérimentales recueillies sur de nombreux sites ont permis de déduire des lois empiriques

reliant i à des paramètres géométriques (C, D et H) en fonction du sol rencontré.

[Attewell. 1977] a établi la formule analytique suivante pour les tunnels réalisés dans les argiles.

i =0,5α HnD

n-1 (2.3)

Divers auteurs présentés dans le tableau (2.1) ont ensuite étendu cette formule aux sables en proposant

leurs propres coefficients.

58


Auteurs Expression proposée Type de sol

Attewell [1977] i = 0,5 H Argiles

Atkinson & Potts [1977] i = 0,24 (C + D) Sable lache sans surcharge

i = 0,25 (1,5 C + D) Sable denses avec surcharge

Clough & Schmidt [1981] i = 0,5 H0,8

D0,2 Argiles

O'Reilly [1982]

i = 0,25 H ou i = 0,28 H -0,1 Sols granulaires

i = 0,5 H ou i = 0,43 H + 1,1 Sols argileux

Oteo & Sagaseta [1982] i = 0,525 H - 0,42 R Facteur correctif de 0,7 à 1,3

selon la nature du terrain Sagaseta [1987b] i = 0,575 H Argiles

Rankin [1987] i = 0,5 H En première approximation

Chapeau [1991] i = 0,45 H Argiles

i = 0,2 H Sables

Mair & Tailor [1993] i = 0,175 H + 0,325 H (1-h/H) Sols argileux

Dyer & al [1996] i = 0,29 H Sable lâche à moyennement Dense

Al Abram [1998] i = 0,15H+0,5D Sol analogique

Sagiyama [1999] i = 0,75h0,8

D ou i = 0,5H i = 0,5h

0,7D

0,3 Argile sable et gravier

Tableau 2.1 : Estimation de « i » à partir des relations empiriques

I.3.2)- Influence de la profondeur sur la cuvette de tassement.

[Mair & Tailor. 1993] admettent que la forme de la cuvette de tassement est conservée à une profondeur

h’. Mais il convient d’utiliser une hauteur de tunnel égale à H-h’, ce qui induit une pente de cuvette plus

forte au niveau du point d’inflexion.

Figure 2.17 : Cuvette de tassement en profondeur (Mair [1993]).

59


I.3.3)-Calcul de la cuvette de tassement à long terme :

A long terme, divers auteurs ont constaté que la cuvette de tassement avait tendance à être plus profonde

et également à s’élargir. Afin d’estimer ces variations, [Hurrel. 1984] puis [Attewell. 1987] ont proposé

une formule empirique basée sur une courbe de Gauss dont les paramètres sont en fonction de : δv max et

de i.

Cuvette de tassement à long terme :

δv (x) = δv l max

(2.4)

Avec: δv l max = 2 δv max N A

N étant le facteur de charge et A = 0,39 (1 - δv max /100)

il =

dans le cas d’une perméabilité isotrope

et il =

H pour une perméabilité anisotrope.

Estimation de v max :

Estimation de v max à partir des caractéristiques géométriques et géotechniques.

Le Tableau (2.2) résume les différentes formules existant dans la littérature. Et le tableau (2.3) résume

quant à lui les coefficients à prendre en compte suivant le type de terrain rencontré.

Auteurs Expression proposée

Sagaseta [1980] δ v max =

(0,85-v)

Farmer [1977] δ v max =

Poupelloz [1984] δ v max =

(

Descoeudres [1983] Sables : δ v max = 6,208 D (

Argiles : δ v max = 9,9 D (

Tableau 2.2 : Relations empiriques permettant l’estimation de dv max.

60


Nature du sol A N

argile raide plastique 9,35 0,41

argile plastique saturée 3,22 0,0779

sols granuleux 2,325 0,0574 Tableau 2.3 : Valeurs des coefficients de la formule de Poupelloz [1984].

Relation entre v max et le taux de déconfinement :

Le paramètre “ taux de déconfinement ” noté . Nous rappelons ici qu’il permet de rendre compte, dans

une approche bidimensionnelle en déformations planes l’influence du comportement du front de taille, de

la position du soutènement par rapport au front et de la méthode d’exécution utilisée.

Le groupe de travail n°16 de l’AFTES [Leblais [1995] préconise une relation simple issue de

l’élasticité avec deux paramètres empiriques k et (dans le cas d’un tunnel circulaire creusé dans un

massif homogène isotrope).

Estimation de δ v max en fonction de :

δ v max =

(2.5)

Avec : k paramètre dépendant de l’état de contraintes du massif, de sa nature, de sa configuration

et également de l’expérience en première analyse (en général k=2). E module d’élasticité du matériau.

Relation entre v max et clé :

Le tassement clé est en général inférieur à v max en raison de l’amortissement des déplacements dans le

massif entre la surface et la clé du tunnel. De nombreux auteurs ont explicité le rapport d’ amortissement

v max /clé recalé sur l’expérimentation.

61


Auteurs Expression proposée Domaine d'application Paramètres

Oteo & Sagaseta [1982]

=

Chapeau [1993] (CETU)

=

terrains argileux peu frottants a = 0,25 à 0,50

terrains maintenus sans rupture

apparente

a = 0,70 à 0,80

terrains granulaires frottants 1 à 2

CETU[1993]

= A

0,1 < R/H < 0,25 a = 3

0,33 < R/H < 0,5 a = 2

Atkinson [1977]

sables denses (faibles niveaux

de contraintes)

a = 0,57

sables (forts niveaux de

contraintes)

a = 0,40

argiles surconsolidées a = 0,13

Clough & Smith [1977]

Tableau 2.4 :Résume les formules empiriques établies par les différents auteurs.

62


II- Comportement des tunnels

II.1 Introduction :

De nombreux modèles déterministes d’étude de la stabilité d’un front de taille pressurisé existent dans la

littérature. Les modèles numériques permettent d’obtenir à la fois une estimation satisfaisante des

pressions limites d’effondrement et de refoulement, mais également des faciès de ruptures correspondant

aux deux types d’instabilité.

L'étude de différents modèles numériques programmés dans les logiciels commerciaux démontrent

l’importance de la finesse du maillage et de la procédure de détermination de la pression limite. Les

temps de calcul en jeu ne permettent pas d’envisager l’application des modèles numériques 3D dans un

cadre probabiliste avec les moyens de calcul actuels, mais ils peuvent s’avérer très utiles pour la

validation de modèles moins coûteux. Par ailleurs, ils permettent de mettre en lumière les différences de

faciès de rupture apparaissant entre différents types de sols. Les modèles numériques sont également très

bien adaptés à l'étude des mouvements de sol induits par l’excavation d’un tunnel pressurisé. Le modèle

présenté ici propose une modélisation relativement complexe de l’ensemble des phénomènes apparaissant

autour du tunnelier lors de l’excavation. Il permet d’obtenir non seulement le tassement maximal, mais

également un certain nombre d’autres grandeurs (pentes, déformations horizontales, etc.) présentant un

intérêt dans leur impact possible sur un éventuel bâti en surface.

Figure 2.18. Modèle numérique d'étude des mouvements de sol induits par une excavation pressurisée.

63


Figure 2.19 : Faciès de rupture pour différents types de sol : de gauche à droite, sol frottant associé, sol frottant non

dilatant, sol purement cohérent

II.2 Comportement des tunnels dans les milieux rocheux de faibles caractéristiques mécaniques :

II.2.1)- Introduction :

Les projets de tunnels dans des milieux rocheux de faibles caractéristiques mécaniques, usuellement

regroupés sous l’appellation sols indurés roches tendres , se heurtent à de multiples difficultés. Ces

matériaux présentent des spécificités de comportement qui les rendent atypiques dans les contextes usuels

de la mécanique des sols comme de la mécanique des roches, compliquant les dimensionnements.

II.3 Principales difficultés rencontrées lors de creusements de tunnels, enjeux de la recherche :

La figure ci-après présente les principales pathologies susceptibles d’apparaître pour des ouvrages

souterrains traversant des matériaux intermédiaires, toutes origines géologiques confondues. Sont

distingués les problèmes apparaissant en cours de construction et ceux pouvant se déclarer en service ; les

principaux mécanismes en jeu au sein du massif sont également explicités. Certains phénomènes décrits

ne sont pas spécifiques aux S.I.R.T. mais peuvent s’y manifester en fonction des propriétés du matériau,

plus ou moins proche d’un sol ou d’une roche.

En se référant aux publications d’[Aydan et al. 1993] , [Kovari & Staus .1996], la « roche poussante »

traduit des phénomènes essentiellement élasto-viscoplastiques dont les origines sont diverses

(plastification du matériau autour du tunnel, flambement progressif de bancs rocheux, cisaillement

/glissement de couches) et dont l’évolution fait intervenir des phénomènes de fluage et de rééquilibrage

des pressions interstitielles.

64


Illustration (exemple) Intitulé Période d’occurrence

Hors-profils divers Construction Délitage ou flambement de roches

sédimentaires, tenue insuffisante avant

pose du soutènement, venues d’eau

Localisées

Venues d’eau Construction

et service

Infiltrations depuis le massif

Aquifère

Soulèvement du

radier

Construction

et service

Gonflement par imbibition,

rééquilibrage des pressions

interstitielles

Fortes

convergences

différées

Construction

et service

Fluage, gonflement,

rééquilibrage des pressions

interstitielles

Déformation

localisée

du soutènement

/ revêtement

Construction

et service

Anisotropie du massif,

flambement, glissement ou

cisaillement de bancs, défauts

ponctuels

Figure 2.20 : Principales difficultés rencontrées dans les tunnels traversant des massifs constitués de

Sols indurés / Roches tendres.

II.4 Étude expérimentale de l’instabilité :

Le phénomène d’instabilité du front de taille d’un tunnel pressurisé peut être dû à un défaut de pression

de soutènement (Auquel cas l’instabilité se traduit par un effondrement du sol vers l’intérieur du tunnel)

ou au contraire à une trop grande pression appliquée (auquel cas l’instabilité se produit par refoulement

du sol vers la surface).

Le premier type d’instabilité est le seul à avoir été étudié expérimentalement.

II.5 Prédiction du comportement des ouvrages souterrains en milieu rocheux sur la base d’une

approche simplifiée :

II.5.1)-Introduction :

Que ce soit à un stade d’études préliminaires, en phase de conception, ou lors de la réalisation d’un

ouvrage souterrain, les ingénieurs ont besoin d’indicateurs de références pour conforter et quantifier leur

perception des risques et du comportement des ouvrages à construire.

65


Dans le domaine de la mécanique des roches appliquée en particulier aux travaux souterrains, le jugement

de l’ingénieur s’appuie souvent sur des indicateurs caractérisant et quantifiant le massif rocheux et le

comportement des futurs ouvrages. Une démarche d’analyse basée sur l’estimation du nombre de

stabilité, défini comme le rapport entre la contrainte orthoradiale en paroi et la résistance en compression

simple de la masse rocheuse, est présentée. Elle permet d’estimer l’amplitude probable des convergences

du tunnel. De cette valeur, il est possible de définir un coefficient de sécurité, ainsi que le type de

soutènement à mettre en œuvre pour garantir ce niveau de sécurité. Cette approche simplifiée s’appuie sur

la réalisation d’un grand nombre de modélisations numériques utilisant un modèle rhéologique

élastoplastique adapté à la simulation des roches dans le domaine de comportement post-rupture.

Pour les ouvrages souterrains creusés à de relativement grandes profondeurs, que ce soit à un stade

d’études préliminaires, en phase de conception, ou lors de la réalisation, la prédiction et la compréhension

du comportement mécanique du massif est fondamentale. Cette connaissance permet de limiter les risques

technologiques et surtout les risques financiers. Une analyse générale des comportements des tunnels

profonds excavés dans des massifs assimilés à des milieux continus permet d’identifier 2 mécanismes de

ruine :

• Un mode de rupture par «écaillage», associé à la formation d’écailles en parois des d’ouvrages.

• Un mode de rupture par «cisaillement», se traduisant par l’apparition de déplacements parfois

importants, et défini sous la terminologie de «roches poussantes» ou «squeezing».

II.5.2)-Mécanismes de ruine des tunnels profonds :

a) Le phénomène d’écaillage :

Dans les roches très résistantes, initialement peu fissurées, soumises à des niveaux de contrainte

relativement élevés, un développement excessif et incontrôlé de la fissuration peut conduire à une

libération brutale d’énergie. Ce phénomène peut se traduire par le décollement et l’éclatement de plaques

en paroi. Ce type de pathologie a été observé lors du creusement du tunnel sous le Mont-Blanc [Panet

1969], de manière plus limitée lors du creusement du tunnel du Lötschberg, ou de façon anticipée lors de

l’expérimentation «mine-by-test» réalisée dans le laboratoire souterrain canadien pour l’étude du stockage

des déchets radioactifs (Read 2004).

66


Figure 2.21. Ecaillage brutal des parois.

b) Le phénomène de «Squeezing» :

Ce mécanisme est associé à l’apparition de mouvements importants des parois du tunnel, générant

éventuellement dans les revêtements des pressions élevées. Contrairement au phénomène d’écaillage qui

est associé à une notion d’instabilité de forme et de libération brutale d’énergie, le mécanisme de

«Squeezing» est induit par le développement progressif d’une dégradation mécanique du massif rocheux.

Les déplacements observables résultent de déformations de cisaillement mobilisant un volume important

du massif, ce qui justifie les grandes difficultés rencontrées pour stabiliser et arrêter ces convergences.

Historiquement, ce type de pathologie est connu depuis longtemps et fait l’objet de descriptions précises

depuis la construction des premiers grands tunnels ferroviaires alpins percés à la fin du XIXème siècle et

au début du XXème siècle (Gotthard, Simplon, Cristina…).

c) Modélisation des modes de ruine :

En fonction des caractéristiques mécaniques retenues pour le massif et de l’amplitude des contraintes

initiales, le modèle de comportement est capable d’identifier le mode de ruine susceptible de se

développer. La figure (2.22) illustre le développement d’un mécanisme de «squeezing» autour d’une

cavité, associé à la propagation dans le massif de bandes de cisaillement.

Dans le cas d’une roche plus résistante, susceptible de se dégrader selon un mécanisme d’écaillage, les

isovaleurs de déformations de cisaillement, d’amplitudes plus faibles, restent localisées à proximité de la

paroi de l’ouvrage.

Surtout à grande profondeur,

dans des roches résistantes mais

fragiles, comme le granite non

fracturé

Très dangereux pour le personnel

67


Figure 2.22. Modélisation d’un mécanisme de «Squeezing» autour d’un tunnel

L’approche proposée fournit une estimation des convergences d’un tunnel, du type de soutènement à

envisager, et surtout du mécanisme de ruine susceptible de se développer. Cette démarche d’étude

préliminaire est basée sur des hypothèses simplificatrices, et elle ne doit être considérée que comme un

outil supplémentaire de prédimensionnement, venant en complément du retour d’expérience et d’analyses

plus poussées.

II.6 Conclusion :

Ce chapitre est divisé en deux parties , la première partie est consacrée à l’étude des movements de sol

induits par le creusement d’un tunnel, qui sont lié à la nature du sol et au processus de creusement. Vu la

complexité du phénomène, la variété géologique des terrains et des revêtements, le nombre des

paramètres et la diversité des techniques de construction, la prévision des tassements engendrés par le

creusement souterrain ne peut être abordée par des approches et des hypothèses de simplification.

La deuxième partie , présente le comportement des tunnels., Les ingénieurs ont besoin d’indicateurs de

références pour conforter et quantifier leur perception des risques et du comportement du tunnel à

construire. Pour les tunnels creusés à de relativement grandes profondeurs, que ce soit à un stade d’études

préliminaires, en phase de conception, soit lors de la réalisation, la prédiction et la compréhension du

comportement mécanique du massif sont fondamentales. Ce mécanisme est associé à l’apparition de

mouvements importants des parois du tunnel, générant éventuellement dans les revêtements des pressions

élevées.

Les déplacements observé résultent des déformations de cisaillement mobilisant un volume important du

massif, ce qui justifie les grandes difficultés rencontrées pour stabiliser et arrêter ces convergences.

68

Chapitre 3

Interaction entre les ouvrages souterrains

et les méthodes de calcul de ces ouvrages

69

Chapitre 3 Interaction entre les ouvrages souterrains et les méthodes de calcul de ces ouvrages

I- L’interaction entre les ouvrages souterrains

1-Interaction sol-structure :

1.1 Introduction :

D’une manière générale les matériaux constituant les éléments structurels ont des caractéristiques

mécaniques plus importantes que celles du sol environnant. Le comportement de ces matériaux peut être

décrit par des modèles simples, élastiques ou élastoplastiques.

Le comportement des sols est très complexe. Dans le cas général, il est essentiellement irréversible, non

linéaire, dilatant et dépendant de l’histoire et de la direction des sollicitations. Sous l’effet de faibles

sollicitations, il peut être décrit par l’élasticité linéaire. Par contre sous l’effet des sollicitations plus

élevées le comportement des sols devient plus complexe. Pour mieux décrire la non linéarité et

l’irréversibilité du comportement des sols, des modèles plus élaborés ont été proposés : soit, des modèles

élastoplastiques avec ou sans écrouissage (Mohr-Coulomb, Lade, Cam-Clay, Nova, … etc.), ou soit, des

modèles incrémentaux (Duncan, Darve, Mroz, … etc.).

A cause de l’importance des sollicitations que reçoivent les interfaces, généralement leur comportement

est essentiellement non linéaire. Les études proposées par différents auteurs appartiennent à l’une des

deux approches principales suivantes (Lahmedi A., 2006) :

- Approche de type contact : Dans cette approche, l’épaisseur de l’interface est supposé nulle, elle est

alors assimilée à un matériau fictif auquel on associe une loi de comportement reliant, en général, les

contraintes et les déplacements relatifs à l’interaction.

- Approche de type couche mince : Dans cette approche, la zone d’interface est supposée constituée

d’une couche de faible épaisseur. Ainsi, on adopte des lois de comportement rhéologiques propres à ces

zones.

70


Pieu Interaction béton-acier

Figure 3.1 : Exemples des situations d’interface.

1.2 Contact sol-structures :

Le formalisme classique de modélisation du contact de deux corps sera utilisé pour exprimer le contact

sol-structure.

Pour mieux exprimer le contact sol-structure, on doit effectuer une discrétisation de la surface de contact.

On considère les deux points 1 et 2 appartenant respectivement à A et B. Dans le repère local ( , ),

(figure 3.2), les déplacements et les contraintes de liaisons sont donnés par :

=

,

=

et =

(3.1)

Figure 3.2 : Modélisation du contact.

71


La modélisation du contact se caractérise par la vérification de certaines conditions sur la contrainte

normale σn et la contrainte tangentielle τ s’exerçant sur l’élément de contact. De cet état de contrainte (τ,

σn) résulte un état de déplacements relatifs tangentiel et normal (ΔUt, ΔUn) caractérisant la cinématique de

l’élément d’interface.

ΔU=

–

– (3.2)

2- Formulation des modèles d’interfaces :

Le traitement analytique des problèmes comporte des interfaces (interaction sol-structures) pose beaucoup

de difficultés théoriques et mathématiques. Et, si ce traitement est envisageable pour quelques

configurations idéales, les solutions correspondent rarement aux exigences pratiques.

Des méthodes numériques ont été développées pour apporter des solutions approchées à ce type de

problèmes. La méthode des éléments finis est l’outil le plus utilisé dans ce domaine.

Dans le cadre de cette méthode, des éléments spéciaux dits éléments d’interface ou éléments joints ont été

développés pour le traitement des problèmes de contact entre des milieux de même nature ou de nature

différente.

2.1 Approche de type contact :

Cette approche a fait l’objet de nombreux travaux qui sont essentiellement basés sur l’élément joint

proposé par Goodman et al en 1968. Selon le type de loi de comportement et le type d’approche

numérique utilisée, les études proposées dans ce cadre appartiennent à l’une des catégories suivantes :

a) Adaptation de la rigidité :

- Élément joint de type Goodman :

R.E. Goodman et al ont proposé pour la simulation des fissures dans les roches un élément spécial de

longueur L et d’épaisseur e nulle (Figure 3.3).

72


Figure 3.3 : Élément joint de type Goodman.

Dans ce cas, l’élément joint est constitué de deux doublets de nœuds. Sa matrice de rigidité est formulée à

partir de la minimisation de l’énergie potentielle, en substituant les déformations à l’intérieur de l’élément

par les déplacements relatifs à l’interface. Le vecteur de force de liaison

{F} par unité de longueur de l’élément est donné par une loi du type :

{F} = [K] {ΔU} (3.3)

Avec : {F} = et {ΔU} = =

;

[K] : est la matrice de comportement de l’élément joint, donnée par :

[K] =

(3.4)

La matrice de rigidité globale du système est obtenue par l’assemblage des termes correspondant aux

éléments rocheux et d’interface. Après la résolution du système d’équations régissant le problème, les

contraintes de liaison sont calculées et la méthode d’adaptation de la rigidité est appliquée.

73


- Élément joint de type ressort :

L.R. Herrmann a proposé des éléments de type ressort pour la modélisation du comportement de

l’interface acier-béton. Il a dédoublé les points de contact entre les deux milieux, et a muni chaque

doublet de nœuds de deux ressorts fictifs, un tangentiel et un normal à la surface de contact (figure 3.4).

Ces ressorts de rigidités appropriées contrôlent le glissement et le décollement entre les corps en contact.

Le glissement est défini à l’aide du critère de rupture de Mohr-Coulomb, et la méthode d’adaptation de la

rigidité est employée pour décrire le comportement de cet élément.

Figure 3.4 : Élément joint de type ressorts.

Les forces de liaison Fn et Ft s’expriment par :

Fn = Kn ΔUn et Ft = Kt ΔUt ; (3.5)

b) Lois élastoplastiques :

Y. Meimon et al ont utilisé, pour le calcul des fondations des plates-formes pétrolières, des éléments

joints à 6 nœuds. Le comportement à l’interface, dans le sens tangentiel, est décrit par une loi

élastoplastique non associée du type Mohr-Coulomb. Le glissement ou la plastification dans l’élément

joint est donc gouverné par une fonction de charge f et un potentiel plastique g :

f = - tg – C (3.6)

g = - tg

74


Où : φ, c et ψ sont respectivement l’angle de frottement, la cohésion et l’angle de dilatance.

Ce modèle peut être représenté par une courbe de rupture, une courbe de cisaillement élastique-

parfaitement plastique, une courbe de compression-non traction et une courbe de dilatance, comme le

montre les figures 5.a à 5.d.

Figure 3.5 : Modèle de Mohr-Coulomb.

c) Lois incrémentales :

Les principaux travaux développés dans le cadre de cette approche sont ceux de l’équipe MASTEC de

l’Institut de Mécanique de Grenoble. Les auteurs ont développé une loi vectorielle bidimensionnelle à

dépendance directionnelle pour le comportement de l’interface. Leur modèle à été identifié sur des essais

de cisaillement direct sol-structures, selon trois chemins de normale imposée.

d) Contact avec des conditions supplémentaires :

Ce type d’approche est fondé sur l’introduction des différentes conditions de contact dans la formulation

des éléments joints.

75


2.2 Approche basée sur la méthode de sous-structures :

J.M. Reynouard a mis au point un modèle de calcul pour les structures composées d’un ensemble de

solides et dont les surfaces de contact sont évolutives. Le modèle proposé consiste à utiliser, d’une part,

une technique de sous structuration en chaîne traduisant les conditions cinématiques, et d’autre part, un

processus itératif qui traduit les conditions statiques aux interfaces.

2.3 Approche basée sur le multiplicateur de Lagrange :

M.G. Katona a suivi la même démarche que Herrmann et Frank en dédoublant les nœuds sur la surface de

contact. Mais dans son modèle, des conditions supplémentaires sont introduites dans la formulation du

système régissant le problème. Ces conditions sont intégrées dans l’énergie potentielle à minimiser, à

l’aide de la technique du multiplicateur de Lagrange.

3- Étude en laboratoire de l’interaction sol-structures :

L’approche de l’interface par un milieu fictif ou réel auquel on associe une loi de comportement nécessite

des études expérimentales de caractérisation mécanique selon les types de matériaux en contact. Depuis le

début de l’utilisation des éléments joints dans le calcul des structures, des appareils plus ou mois

sophistiqués ont été conçus pour mieux décrire le comportement des interfaces. La plupart des travaux

expérimentaux développés dans ce cadre portent sur le cisaillement entre un sol et une structure (béton,

acier, bois … etc.). Ainsi, la boîte de cisaillement direct de Casagrande, modifiée [Potyondy, Wernick,

Plytas, Desai, … etc.], fut le premier outil utilisé dans ce domaine. Or ce type d’appareils présente en

effet plusieurs inconvénients. Citons par exemple les conditions aux limites imposées par les parois de la

boîte ; elles n’imposent pas au sol une déformation uniforme. Pour éviter ces défauts, de nombreux

chercheurs ont conçu de nouveaux appareils.

4- Interaction sol-soutènement

On peut faire des commentaires analogues sur le calcul des ouvrages de soutènement et, de façon

générale, sur tous les calculs où du béton ou du métal sont en contact avec le sol. Ainsi, pour les rideaux

de palplanches ou parois moulées devant lesquels une excavation est réalisée (figure 3.6a), coexistent une

approche de type calcul des structures et une approche de type mécanique des sols. Pour le calcul des

structures, le sol en contact avec l’écran est réduit à un coefficient de réaction k (et, dans certains cas, une

pression limite) (figure 3.6b), ce qui permet de calculer les efforts (effort tranchant, effort normal et

moment fléchissant) dans la structure en fonction de k et des coefficients aux limites du problème. Le

76


calcul se réduit alors à la résolution d’une équation différentielle du quatrième ordre du déplacement u(z),

de la forme :

= k.u (z) (3.7)

Que l’on résout pour des conditions aux limites adaptées (point fixe imposé par un tirant ou un butons,

encastrement à la base ou en tête, … etc.). Cette fois aussi, la pression de contact, dont on peut choisir

l’inclinaison, peut être limitée aux pressions limites de poussée ou de butée, qui résultent de l’analyse du

fonctionnement mécanique du massif de sol [MAGN, 97]. Si l’on aborde le calcul des écrans de

soutènement du point de vue du sol, l’écran lui-même est traité comme une condition à la limite, qui se

réduit en fait à une hypothèse sur le sens de déplacement de l’écran par rapport au sol (figure 3.6c). Cette

hypothèse permet de définir les parties du sol en état de butée et en état de poussée et, moyennant une

hypothèse sur l’inclinaison des forces de contact, de calculer les efforts appliqués à l’écran par le sol. Ce

calcul sert à vérifier l’équilibre général de l’écran, indépendamment de son dimensionnement interne, à

déterminer sa fiche et, si nécessaire, à calculer la répartition des efforts dans l’écran.

a − Le sol et la structure b − Schéma de calcul de la structure c − Schéma de calcul du sol

Figure 3.6 : Analyse du comportement d’un écran de soutènement

L’idéal serait bien sûr de calculer simultanément les efforts et les déformations dans le sol et dans l’écran,

sous les charges de service, en recourant le moins possible aux coefficients de réaction, qui ne sert pas des

caractéristiques mécaniques intrinsèques des sols. Néanmoins, cette perspective reste éloignée et les deux

77


approches de l’interaction sol-structure devront encore coexister en respectant les caractéristiques

essentielles de chacun des matériaux en contact.

5- Mouvement du sol autour d’une excavation :

La diminution des contraintes totales pendant une excavation et la mise en place du soutènement

entraînement des mouvements du sol vers la fouille (déplacements latéraux généralement confinés par

l’ouvrage), des tassements en surface derrière le soutènement, une déformation du soutènement et un

soulèvement du fond de fouille.

Les principaux facteurs qui affectent les mouvements d’un sol et de son système de soutènement sont,

d’après Clough et Schmidt (1977) :

− La nature et les propriétés des sols ;

− La forme et la profondeur de l’excavation ;

− Le type de soutènement, sa rigidité et son degré d’encastrement ;

− La méthode de construction du soutènement, la durée et le phasage des travaux ;

− L’intensité des surcharges d’exploitation et la présence de structures voisines ;

− Les conditions météorologiques.

6- Interaction sol-tunnel :

Le fonctionnement du soutènement (son niveau de chargement, notamment) dépend de sa géométrie

(forme, épaisseur), de ses caractéristiques mécaniques (résistance, déformabilité, évolution dans le temps,

comportement d’interface avec le massif), des interactions entre les éléments qui le composent (joints,

interaction entre des voussoirs ou avec des renforcement), de sa vitesse de mise en place et de ses

conditions d’utilisation (effets thermiques, surcharges , interactions diverses avec l’environnement). Le

mode d’interaction sol-soutènement-revêtement conditionne la loi de transmission des efforts normaux et

tangentiels le long de la surface de contact. La rigidité du soutènement a notamment une influence

importante sur leur intensité. En fonction du chargement transmis au soutènement, quatre modes de

fonctionnement peuvent être distingués [MESTAT, 99] :

− Travail en compression ;

− Travail en flexion ;

− Travail en membrane ;

− Poinçonnement.

Les modes les plus courants sont les fonctionnements en compression et en flexion. Les types de rupture

sont essentiellement l’écrasement, le poinçonnement et la fissuration (pour le béton projeté). Au niveau

78


de la modélisation, trois hypothèses différentes peuvent être faites concernant la nature du contact entre le

sol et un soutènement (contact longitudinal pour le béton projeté, contact radial pour des boulons ou des

cintres) :

− Continuité complète du soutènement (ou du revêtement) et du massif ;

Le choix est fait en fonction du problème traité (nature du terrain et du soutènement) et surtout de la

connaissance de l’interaction. Si cette connaissance n’est pas disponible, il est d’usage de considérer les

deux cas extrêmes : l’état collé (continuité parfaite) et l’état de glissement parfait avec possibilité de

décollement. Chacune de ces hypothèses peut avoir une influence importante sur les résultats, car les

contraintes et les déformations du soutènement dépendent surtout du mode de construction adopté. Bien

que les conditions de calcul soient plus faciles dans le cas de l’adhérence parfaite, cette hypothèse

correspond très rarement à la réalité du contact entre le soutènement et le massif de sol ou de roche. Le

frottement est en général représenté par le critère de Coulomb, caractérisé par une cohésion et un angle de

frottement.

7- Interaction entre les ouvrages souterrains :

L’effet de la construction d’un ouvrage souterrain sur l’état d’équilibre et de stabilité d’autres ouvrages

adjacents existants est un facteur déterminant dans la conception et la vérification de ces ouvrages.

Plusieurs études récentes ont été faites sur l'influence du creusement des tunnels par tunnelier sur le

comportement des pieux adjacents ([Mohamed et Mattar. 2009]; [Cheng et al. 2007] ; [Mroueh et

Shahrour, 2002] ; [Jacobsz et al. 2001]; [Leung et al. 2002] ; [Chen et al .1999] ; [Vermeer et Bonnier,

1991] ; Pang. 2006 ; [Lee et al. 2006] et d'autres).

Pour mieux comprendre les phénomènes accompagnant ce type de problèmes, il est nécessaire d’adopter

des modèles tridimensionnels en se basant sur des observations in situ.

79


Figure 3.7 : L’interaction Tunnel-Pieu

Pour plusieurs raisons (conditions géotechnique, utilisation antérieure du sous-sol, dédoublement), les

tunnels peuvent se trouver très proches l’un à l’autre et aussi ils peuvent prendre des configurations

quelconques. En effet, les centres de tunnels se trouvent soit sur une même droite horizontale (tunnels

parallèles horizontalement), soit sur une même droite verticale (tunnels parallèles verticalement) ou soit

sur une droite inclinée (tunnels parallèles inclinés).

[I. Shahrour et al. 2007 ; Hamid Chakeri et al. 2011 ; Murat Karakus et al. 2007]

Figure 3.8 : L’interaction Tunnel-Tunnel

D’une manière générale, les tassements dus à l’interaction entre deux tunnels sont plus grands que la

somme des tassements induits par la construction de deux tunnels identiques isolés : le creusement du

second ouvrage produit une cuvette plus profonde que la somme des cuvettes individuelles de deux

80


ouvrages indépendants, plus large et excentrée vers l’ouvrage existant [Peck, 1969 ; Cording et al. 1977 ].

Les tassements dépendent de la configuration géométrique des ouvrages (de la distance entre les tunnels

notamment, leur profondeur). Si la consolidation reprend, elle est souvent plus rapide au dessus de

l’ouvrage existant du fait du remaniement préalable du terrain provoqué par la construction de celui-ci. Il

en est de même des déformations progressives. Il est donc important de bien construire le premier tunnel

en limitant au mieux les déformations du terrain. Sinon, des mouvements irréguliers et difficiles à prévoir

peuvent se produire au-dessus du premier tunnel et éventuellement au-dessus du second [Peck, 1969].

[I. Shahrour. 2007] a présenté un modèle numérique d’interaction de deux tunnels. Il a signalé que la

position relative des tunnels et les procédures de constructions affectent les tassements du sol et les efforts

internes dans le revêtement. Le tassement maximum est obtenu pour la disposition des deux tunnels

aligné verticalement tandis que les deux tunnels aligné horizontalement donnent un tassement minimal

mais avec une large extension latérale.

8 - Interaction creusement - Ouvrages existants -

Des cas d’interaction entre le creusement d'un tunnel et des ouvrages existants sont investis par plusieurs

chercheurs. Dans cette partie deux types d'ouvrages seront présentés. Il s'agit de fondation profonde, et

d'un tunnel existant.

8.1 Interaction Tunnel –Fondation profonde :

Ce thème a fait l'objet de plusieurs études expérimentales en centrifugeuse. On peut citer pour exemple

les travaux de [BEZUIJEN et VAN DER SCHRIER 1994, HERGARDEN et al. 1996, VAN

DERSCHRIER et al. 1993], dans lesquels les auteurs se sont intéressés aux tassements induits et à la

perte de capacité portante d'un groupe de pieux au cours du creusement d'un tunnel. L'essai a comporté

deux étapes. La première concernait la mise en place des pieux dans le sol. La deuxième étape concernait

la simulation du creusement, par réduction progressive du diamètre du tunnel. Les auteurs ont montré

dans une première série de mesures que les pieux situés à moins de 1 ,5D du centre du tunnel (D diamètre

du tunnel) subissent des tassements importants et une forte réduction de leur capacité portante (Figure

3.9). Ils ont aussi établi que les pieux situés à plus de 2,5D du centre du tunnel sont peu affectés. Par

ailleurs, les auteurs ont mis en évidence l'apparition d'un frottement négatif dans les pieux lorsque les

pertes de volume liées au creusement sont importantes. Ils se sont aussi intéressés à 1' effet de la

profondeur du tunnel par rapport à la base du pieu. Ils ont montré que le maximum de tassement en tête

de pieu avait lieu dans une configuration où le centre du tunnel est à la même profondeur que la base du

81


pieu. Dans une configuration où le centre du tunnel est au-dessus de la base, les mesures ont montré des

tassements en tête de pieu moins importants que dans les autres configurations. Dans le cas où le centre

du tunnel est situé sous la base du pieu, les auteurs ont montré que les pieux éloignés (de plus de 2,5D)

étaient davantage affectés qu'un pieu isolé à la même distance.

Figure 3.9 : Interaction creusement- fondations profondes - Réduction de la capacité portante observée-

8.2 Interaction tunnel – tunnel :

La réalisation de tunnels de très grands diamètres (D > 10 m) dans certains projets d'aménagement peut

poser des problèmes majeurs en site urbain, notamment à cause des risques élevés de tassements en

surface et des coûts de réalisation de ces ouvrages. Pour ces raisons, la solution d'un ouvrage bi-tubes

peut être préférée. Cependant, la densité des infrastructures existantes et (ou) la configuration de certains

sites peuvent conduire à des solutions avec des tunnels très rapprochés. Cette configuration peut alors

poser des problèmes d'interaction lors de la construction du deuxième tunnel sur le tunnel existant, en

particulier dans les terrains meubles.

On propose dans cette section d'étudier le problème de l'interaction du creusement d'un tunnel sur un

tunnel existant [SHAHROUR et MROUEH 1997].

Le problème d'interaction tunnel- tunnel a fait l'objet de nombreuses observations sur chantiers

[AITEWELL 1977, CORD.NG et HANSMIRE 1977, FANG et al. 1994, HISATAKE 1994,

KAWATA et al. 1993]. Dans ces travaux, les auteurs ont surtout étudié les tassements, et ils noté les

difficultés d'une évaluation simple de la forme des cuvettes en surface [SCHLOSSER et al. 1985]

Certains auteurs ont étudié l'influence de la distance des tunnels sur les cuvettes de tassements initiées en

surface, et les effets de ces tassements sur des structures existantes [HEMERRIJCKX. E et

WEIDENER.D 1995]. Ils ont ainsi distingué deux cas d'interaction :

82


(i) La cuvette des tassements présente un palier maximal au centre des deux tunnels lorsque ceux-ci sont

très rapprochés. Dans cette configuration, les sollicitations sur des bâtiments en surface mettent en jeu des

contraintes de compression.

(ii) La cuvette des tassements présente au centre des deux tunnels des déplacements moins importants que

le tassement observé au droit du premier tunnel. Cette forme de cuvettes peut être à l'origine des

contraintes de traction dans les bâtiments pouvant causer des dégâts importants.

Au niveau numérique, on peut citer les travaux de [SOLIMAN et al. (1993)] qui ont porté sur l'analyse du

creusement d'un tunnel bi-tubes dans un massif de roches dont le comportement a été modélisé par un

modèle élastique. En se basant sur les solutions du calcul tridimensionnel d'un tunnel simple, les auteurs

ont établi des abaques pour estimer l'effet de l'interaction tunnel - tunnel. Ils ont ainsi montré qu'on peut

appliquer des coefficients pondérateurs aux résultats du creusement d'un tunnel simple pour estimer les

résultats du creusement de tunnels bi-tubes. A titre d'exemple, les auteurs proposent pour déterminer le

déplacement radial en clef de voûte du premier tunnel un coefficient variant de 1,09 à 1,18 en fonction de

la distance entre axes des tunnels, et pour le deuxième tunnel un coefficient variant de 1,04 à 1,08.

D'autres coefficients ont également été proposés pour déduire les efforts internes dans les piédroits des

revêtements des deux tunnels.

[ADDENBROOKE et POTTS (1996)] ont réalisé une analyse bidimensionnelle et non linéaire par

éléments finis du problème d'interaction du creusement d'un tunnel bi-tubes. Les auteurs ont étudié en

particulier l'influence de la position relative (vis-à-vis ou l'un au dessus de l'autre) et de la distance entre

axes des tunnels. Ils ont ainsi montré que le creusement d'un nouveau tunnel au dessus d'un tunnel

existant conduit à des interactions moins fortes que lorsque les tunnels sont creusés en vis-à-vis. Dans ce

dernier cas, les auteurs ont montré que la distance entre axes est le paramètre le plus influant qui régit

l'interaction. Ceci a par ailleurs été confirmé par des récents travaux expérimentaux menés en

centrifugeuse [KIM, 1996].

D'autres analyses numériques ont enfin conclue sur la nécessité de disposer d'un outil de calcul

tridimensionnel pour étudier le problème de creusement d'un tunnel bi-tubes, en raison principalement de

la prise en compte de l'évolution complexe de l'état des contraintes après le creusement du premier tunnel

et de la rigidité tridimensionnelle induite dans le massif par le revêtement du premier tunnel.

83


II- Méthodes de dimensionnement des ouvrages souterrains- Tunnels-

1- Introduction:

Le type de tunnel et la nature du sol, dans lequel la construction doit être réalisée, sont les principaux

facteurs dont le projeteur doit tenir compte. Ces facteurs ont une influence notamment sur le choix des

techniques de construction (excavation des terrains et types de soutènement) et sur la manière de conduire

les calculs.

2- Description des méthodes de calcul :

On peut distinguer quatre types de méthodes de calcul utilisés: des méthodes empiriques (fondées sur une

classification géotechnique des roches), des méthodes analytiques (fondées sur des solutions analytiques

en mécanique des milieux continus), des méthodes de calcul spécifiques pour les revêtements (méthode

des « réactions hyperstatiques » et la méthode de calcul numérique.

2.1 Les méthodes empiriques :

Ces méthodes sont fondées sur des corrélations entre, d’une part, l’identification physique et la

classification des roches et, d’autre part, des caractéristiques de soutènement. Normalement, ces méthodes

sont utilisées dans les études préliminaires et ne concernent que les ouvrages creusés dans les roches.

Cette approche a été, pour la première fois, développée par [Terzaghi.1946] : elle consiste à supposer que

le tunnel est soumis, d’une part, à un chargement vertical dû au poids des terrains sus-jacents et, d’autre

part, à un chargement horizontal égal à une fraction de la pression verticale agissant en clé ; cette dernière

est déterminée à partir d’un calcul de type équilibre limite, en faisant l’hypothèse de la mise en rupture

d’un bloc de terrain au dessus de l’ouvrage et en écrivant l’équilibre de ce bloc sous l’action de son poids,

de la réaction de l’ouvrage et du frottement mobilisé le long de la ligne de rupture.

[Bieniawski et la .1973, 1979, 1983], [Barton et al. 1974], [AFTES. 1993] ont proposé des méthodes

basées sur la classification des roches. Les méthodes usuelles utilisées par l’ingénieur d’études sont les

méthodes R.Q.D, - R.M.R et des recommandations de [l’AFTES. 1993].

La méthode de classification appelée R.Q.D (Rock Quality Designation) a été proposée par [Deere. 1964,

1970] qui a mis en corrélation cette méthode avec la méthode empirique de Terzaghi. Le R.Q.D est

déterminé à partir des observations faites sur les échantillons prélevés dans un sondage carotté.

[Bieniawski.1973, 1979, 1983] a proposé la classification des roches en utilisant les paramètres suivants :

La résistance à la compression simple ou essai de type Franklin (pour les roches dures), le R.Q.D,

84


l’espacement des joints, la nature des joints, les venues d’eau (La nappe d’eau) et l’orientation des

discontinuités. Cette méthode est couramment appelée R.M.R (Rock Mass Ratio) Pour chaque classe de

roche, il a également proposé des recommandations sur le soutènement à mettre en place.

[Barton et al. 1974] ont proposé une méthode appelé la classification R.M.Q (Rock Mass Quality). Le

principe de cette classification est le même : à partir d’indices élémentaires (nombre de familles de

fissures, indice en fonction de la rugosité des fissures, indice exprimant le niveau d’altération des fissures,

facteur de réduction pour prendre en compte la présence d’eau et facteur de réduction pour tenir compte

des contraintes naturelles), on définit un indice global appelé indice de qualité du massif. Cette méthode

relie l’indice de qualité Q au comportement et au besoin de soutènement d’une galerie de largeur donnée.

Pour le classement de massif en fonction de la résistance en compression, et l’analyse de l’emploi de

différents soutènements en fonction de ces catégories (Voir l’AFTES.1993 (group de travail N° 1) et

l’AFTES.1993. (Group de travail N° 7).

2.2 Les méthodes analytiques :

Ces méthodes sont basées sur les solutions analytiques développées pour des tunnels en mécanique des

milieux continus. Elles permettent d’obtenir rapidement des ordres de grandeur des paramètres de calcul

et d’estimer leur influence sur la réponse de l’ensemble terrain-soutènement.

D’une façon générale ces solutions sont fondées sur les hypothèses suivantes :

• Cavité circulaire, revêtue ou non : l’interaction sol-structure est de type adhérence parfaite ou glissement

parfait.

• Massif infini ou semi-infini à surface horizontale : bidimensionnel (déformation plane) ou à symétrie de

révolution ou tridimensionnel

• Sol non pesant : état de contraintes initial homogène, isotrope ou anisotrope

• Comportement du sol élastique linéaire ou élastique-parfaitement plastique

• Étude en section courante (le front de taille est très éloigné).

a) La méthode des réactions hyperstatiques :

[L’AFTES.1993] a établi une recommandation portant sur les méthodes usuelles de calcul du revêtement

des souterrains et une parmi les méthodes recommandées est la méthode des réactions hyperstatiques.

Cette méthode est adaptée à l’étude du comportement du soutènement soumis à des forces extérieures, qui

représentent l’action du massif de sol. On distingue alors des charges dites « actives » qui sont

indépendantes de l’état de déformation du revêtement (charges et surcharges intérieures ou extérieures,

85


poussées du terrain) et des charges dites « passives » qui sont des réactions hyperstatiques dépendant de la

déformation (ce sont classiquement les réactions de butée du terrain).

Les déformations et les efforts (M, N, T) du revêtement sont calculés par les formules de la résistance des

matériaux: Les déformations du sol derrière le soutènement sont représentées à l’aide de module de

réaction, qui suppose que la réaction en un point dépend linéairement du déplacement de ce point.

L’approximation de base de ces méthodes est que tous les facteurs liés au massif de sol (déformabilité,

état initial, etc.) sont modélisés par les forces extérieures et par les modules de réaction. Le coefficient K

dépend des caractéristiques du terrain mais aussi du rayon moyen de l’excavation et de sa forme. Cette

méthode privilégie l’analyse de la structure de soutènement, et ne permet pas d’estimer les déformations

du terrain.

2.3 Les méthodes de calcul numérique :

Ces méthodes représentent le terrain et le soutènement comme des solides et elles permettent de prendre

en compte trois aspects majeurs d’une modélisation d’un tunnel:

• La structure et la géométrie du soutènement avec les lois de comportement des matériaux

• La géométrie des différentes unités géomécaniques identifiées dans la zone d’étude et leur loi de

comportement

• Les phases d’excavation de l’ouvrage et de mise en place du soutènement.

Les méthodes courantes utilisées sont la méthode des éléments finis, la méthode des différences finies, la

méthode des blocs, et la méthode des éléments distincts. Les difficultés du calcul numérique des tunnels

rejoignent en fait les difficultés rencontrées dans tout problème géotechnique. Ces difficultés sont liées,

d’une part, à la modélisation des massifs de sol, à la détermination des paramètres de calcul et d’autre part

à la bonne représentation des différentes phases de creusement du tunnel. En effet, les sols sont très

rarement homogènes et leurs propriétés mécaniques et hydrauliques peuvent varier grandement d’un point

à l’autre d’un massif ou d’une couche de sol.

a) Modèles tridimensionnels :

Ces modèles, en fait, sont véritablement une modélisation d’un tunnel qui peut prendre en compte

réellement les trois aspects majeurs d’une modélisation d’un tunnel mais dans la pratique on les utilise

rarement car les calculs sont longs en particulier pour des modèles de comportement non linéaires et

l’interprétation des résultats est encore considérée comme complexe.

86


b) Modèles bidimensionnels :

Ce type de modèle est plus pratique et généralement moins coûteux en durée de calculs et en temps passé

à l’interprétation des résultats. On peut distinguer trois catégories de modèles :

-En conditions axisymétriques dans un plan méridien. Ce type d’analyse nous permet de représenter le

front de taille. Il suppose un état de contraintes initial homogène et isotrope dans le massif et ne peut être

appliqué qu’à des ouvrages circulaires profonds, pour lesquels l’effet de la gravité à faible échelle et

l’influence de la surface sont habituellement négligé.

En déformation plane dans un plan parallèle à l’axe du tunnel. Ce type de modèle autorise une

représentation du front de taille et des mouvements qui s’y produisent, tout en tenant compte l’effet de la

gravité et de la proximité de la surface [Romo et Dias .1981].

En déformation plane dans un plan transversal. En général, dans la pratique, on utilise fréquemment

cette modélisation, bien qu’elle permette seulement de décrire un mouvement transversal (radial) du sol

vers le tunnel. Elle peut être employée valablement pour la détermination des champs de contraintes et de

déplacements provoqués en section courante après le passage du front.

2.4 Méthode Convergence-Confinement :

L’intérêt de cette méthode est de substituer à un problème tridimensionnel un problème bidimensionnel

en déformation plane de l’interaction terrain-soutènement. Elle est beaucoup plus simple que le modèle

tridimensionnel. La démarche originale a été suggérée par [Fenner.1938] ensuite reprise par [Pacher

.1964] (cité par AFTES (2002)). Le principal défaut de ces premières approches était de ne pas tenir

compte des déformations du terrain qui interviennent avant la mise en place du soutènement. Pour pallier

ce défaut, [Lombardi.1973] a proposé une méthode en utilisant une ligne caractéristique du « noyau »,

une notion de convergence au front, alors que [Panet.1974] a proposé de prendre en compte les

déformations qui interviennent avant la mise en place du soutènement par le truchement du taux de

déconfinement. Cette méthode a fait par ailleurs l’objet de recommandations de l’ [AFTES.1984, 1993,

2002]. La section suivante présente la méthode convergence-confinement d’après [AFTES .2002].

a) Définition de la convergence :

La convergence des tunnels est la variation de la distance entre deux points situés sur la paroi des tunnels.

Lorsque les deux points sont diamétralement opposés, la convergence peut, dans la plupart des cas, être

87


assimilée à la somme des deux déplacements radiaux. La convergence est fonction de la distance x entre

la section de mesure et le front de taille, du temps t qui s’est écoulé depuis le passage du front de taille au

niveau de la section de mesure, de la distance non soutenue d derrière le front de taille et de la rigidité du

soutènement Ks, soit de façon générale :

c = c{x(t), t, d, ks (3.8)

Les mesures de convergence sont obtenues en utilisant les méthodes traditionnelles d’auscultation des

tunnels. Mais elles ne nous donnent pas accès à la convergence qui se produit en avant du front de taille

appelé la préconvergence. Pour résoudre ce problème, [Lunardi. 1997] a proposé une méthode appelée la

méthode ADECO-RS qui mesure l’extrusion du terrain en avant du front de taille, c’est-à-dire le

déplacement de points situés en avant du front suivant l’axe du tunnel en fonction de l’avancement du

front de taille. Trois situations du front de taille peuvent être distinguées schématiquement :

• Le front de taille est stable et l’extrusion au front de taille est faible,

• Le front de taille est stable mais présente une extrusion notable liée aux déformations en avant du front

de taille,

• Le front de taille est instable et s’éboule

Figure 3.10 : Extrusion et instabilité au front de taille d’un tunnel (d’après [Lunardi (2000])

b) Description de la méthode convergence-confinement :

La méthode convergence-confinement est une méthode qui nous permet de revenir à un calcul

bidimensionnel en déformation plane dans un plan perpendiculaire à l’axe du tunnel, en supposant que

88


tout se passe comme si la convergence était due à la diminution d’une pression de soutènement fictive

avec l’éloignement du front de taille de la section de calcul considérée. Cette pression fictive est

appliquée aux parois de l’excavation et elle est définie comme suit:

r =(1-λ)σ0 (3.9)

σo : est la contrainte initiale et λ est le taux de déconfinement qui simule l’excavation en croissant de (0 à

1). λ = 0 correspond à l’état initial en avant du front à une distance suffisante pour négliger son influence.

En faisant décroître le paramètre λ, le terrain est déconfiné et ce déconfinement provoque un déplacement

u de l’excavation donné par une relation qui représente la loi de convergence du massif :

fm(σr ,u)=0 (3.10)

Le comportement du soutènement lié à la contrainte s’exerçant à son intrados et au déplacement, est

représenté par la relation suivante :

fs(σr ,u)=0 (3.11)

Le soutènement est mis en place à une certaine distance d du front de taille, appelée distance non

soutenue, pour laquelle un déplacement du tunnel ud(d) s’est déjà produit. La valeur λ du taux de

déconfinement, qui correspond au déplacement ud, est λd. Cette relation peut donc s’écrire

fs[σr,( u - u d)]=0 (3.12)

L’état d’équilibre final qui résulte de l’interaction entre le terrain et le soutènement est donné par la

solution du système des équations (3.10) et (3.12) La notion de taux de déconfinement est essentielle dans

cette méthode et la détermination de sa valeur λd au moment de la mise en place du soutènement en

constitue la principale difficulté.

En effet, pour un tunnel soutenu, le déplacement radial d’un point de l’intrados (u(x)) dépend en toute

rigueur de sa distance au front de taille (d), mais aussi de la rigidité du soutènement (Ks).

Le problème à résoudre est donc implicite. Les équations s’écrivent alors sous la forme suivante :

Pour la courbe de convergence (1-λf) σ0 = f (uf) (3.13)

89


Pour la courbe de confinement (1-λf) σ0 = ks (uf -ur (d,ks)) (3.14)

Figure 3.11 (a) Pression fictive au voisinage du front taille (b). Graphique convergence-confinement

c) Détermination du taux de déconfinement à l’application du soutènement :

La détermination du taux de déconfinement λd qui correspond à la convergence qui s’est produit avant

que le soutènement n’interagisse avec le terrain est le problème le plus délicat de la méthode

convergence-confinement. λd est déterminé à partir de la loi de convergence :

f ((1-λd) σ0, ud)= 0 (3.15)

En effet, le choix de λd revient donc à déterminer la valeur du déplacement radial ud à la distance non

soutenue d à l’arrière du front de taille. Ce paramètre dépend essentiellement de la distance non soutenue

à l’arrière du front de taille, d, mais il dépend également de la loi de comportement du terrain et dans une

moindre mesure, de la rigidité du soutènement.

Le déplacement radial ud, de manière générale, peut être écrit comme :

ud = u0 +ad (u∞ - u0) (3.16)

ad =1-

(3.17)

Où m et ξ sont deux coefficients qui dépendent de la loi de comportement du terrain

90


3- Conclusion:

Ce chapitre présente un aperçu sur l’interaction sol structure et l’interaction entre ouvrage. Pour mieux

formuler l’interaction entre ouvrage qu’on peut la présenter comme interaction structure-sol-structure, on

doit comprendre en premier lieu le mécanisme d’interaction sol structure.

Une bonne partie a été consacrée à la présentation des modèles de comportement de l’interface sol-

structure et les méthodes de caractérisation de ces interfaces.

Les méthodes de calcul ouvrages souterrains sont, soit empiriques, qui sont utilisés fréquemment dans les

études préliminaires des tunnels ; soit analytiques, qui sont très pratiques et très utiles, soit par des

méthodes numériques, qui peuvent être considérées comme les plus efficaces pour l’analyse de la stabilité

d’un tunnel, de l’interaction sol structure et pour dimensionner le soutènement. L’outil le plus performant

dans le calcul numérique utilise des modèles tridimensionnels ou bidimensionnels ou axisymétriques.

C’est pour cela que, les modèles les plus courants utilisés dans les bureaux d’études sont les modèles

bidimensionnels, axisymétriques, où la combinassent les deux (méthode convergence-confinement).

91

Chapitre 4

Simulations numériques et résultats

92

Chapitre 4 Simulations numériques et résultats

Simulations numériques et résultats

I-Introduction :

Vu l’augmentation de la situation de l'encombrement des systèmes de transports et de certains types

d’installations en surfaces, le recours à l’exploitation de l’espace souterrain comme solution est bien

adapté depuis longtemps et même pour apporter des solutions aux problèmes difficiles à réaliser en

surface. Plus la grande intention réservée à l’étude d’un ouvrage souterrain pour assurer sa stabilité et sa

résistance, une plus grande intention sera également réservée à l’effet de la construction ou le chargement

de cet ouvrage sur son environnement et surtout structurel, d’où apparait le grand intérêt de l’évaluation

de l’interaction entre ouvrages. Les tunnels sont parmi les ouvrages géotechniques souterrains les plus

importants et leur construction demande une grande intention et surtout en matière de dimensionnement

et d’interaction avec les ouvrages adjacents. [Peck.1969] a développé une procédure empirique simple

pour prédire le tassement du terrain en surface dû à l'effet de l'interaction entre tunnels.

Dans cette thèse la modélisation de l’interaction entre ouvrages géotechniques est faite par un calcul en

éléments finis au moyen du code de calcul Plaxis. Ce sujet a été investi par plusieurs chercheurs dans le

but de bien expliquer et comprendre les phénomènes mécaniques accompagnant l’effet d’interaction entre

ouvrages souterrains. Les constats et les résultats issus de ces études permettent de bien prédire la sécurité

et la durabilité de ces ouvrages. Il est intéressant de valider la procédure de calcul et la méthode adoptée

pour accomplir cette tache. Pour se faire deux exemples tirés de la littérature seront traités par la

procédure adoptée dans cette thèse et les résultats obtenus seront comparés à ceux cités dans la littérature.

Le premier cas consiste en l’étude de l’interaction entre tunnels en étudiant le cas présenté par A. M.

Hefny & al (2004), le deuxième cas est celui présenté par Yang Min & al (2011) qui traite l’interaction

tunnel-pieu.

II- Cas 01: Étude de l’interaction entre deux tunnels (exemple traité par A. M. Hefny et al, 2004):

Le cas présenté dans cette étude consiste à l’analyse du soutènement de la ligne nord-est du tunnel MRT à

Singapour. La figure (4.1) présente la coupe transversale des deux tunnels en question.

93


Les deux tunnels (existant et nouveau) ont des sections transversales de forme circulaire de diamètre D= 6

m. Les tunnels sont creusés sous une couverture de 21 m d’épaisseur dans un sol dont les caractéristiques

mécaniques sont présentés au tableau 4.2. La distance entre les centres des tunnels parallèles

horizontalement est fixée par (3R).

Ce modèle consiste à utiliser un modèle homogène isotrope, le comportement du sol suit le modèle de

Mohr Coulomb, par contre le comportement du soutènement est supposé élastique linéaire. Les

simulations sont faites par un calcul en éléments finis au moyen du code de calcul Plaxis 2D.

Figure 4.1 : Localisation du nouveau tunnel par rapport au tunnel existant [A.M Hefny & al]

Cette étude de référence a été exécutée pour examiner les effets de la position anguleuse d'un nouveau

tunnel par apport à un autre existant, cette position est définie par l'angle « θ » que montre la figure 4.2.

Figure 4.2 : L’effet de la position anguleuse d'un nouveau tunnel par rapport à un tunnel existant [A. Hefny & al]

94


Figure 4.3 : Les différentes positions du nouveau tunnel par rapport à l’existant (θ) de 0° à 180°

II.1 Caractéristiques mécaniques des matériaux :

Les paramètres mécaniques des matériaux (soutènement et sol) pour le cas de référence sont présentés

dans les deux tableaux 4.1 et 4.2 [A.M Hefny & al, 2004].

Tableau 4.1 : Propriétés élastiques de soutènement

Paramètres Symbole Valeur Unité

Épaisseur T 0,275 M

Poids W 6,6 kN/m/m

Module de Young El 32000 MN/m2

Coefficient de poisson νl 0,2 -

Tableau 4.2 : Propriétés de l’argile marne doux

Paramètres Symbole Valeur Unité

Poids volumique Γ 16 kN/m3

Coefficient de pression de la terre en repos K0 0,625 -

Module de Young Es 6 MN/m2

Coefficient de poisson νs 0,495 -

Contrainte de cisaillement Cu 20 kN/m2

Angle de frottement Φ 22 °

Niveau De la NP NNP -2 m

95


II.2 Résultats de la modélisation numérique:

Les résultats obtenus présentent l'effet de l’excavation du nouveau tunnel sur le tunnel existant et leurs

réponses en matière de moment fléchissant et la force axiale induits dans le soutènement du tunnel

existant. Ces résultats montrent aussi l’influence de la position relative du deuxième tunnel par rapport au

premier en terme de l'angle « θ » ainsi que l’effet de la variation de la perte de volume sur la réponse du premier

tunnel. Cette étude numérique a été menée par le code de calcul Plaxis 2D.

Figure 4.4 : Variations de (a) la force axiale max, (b) moment fléchissant max en fonction de la position du nouveau

tunnel (Tunnel existant avant l’interaction)

La figure 4.4 montre la variation de la force axiale maximale et du moment fléchissant maximal

développée dans le soutènement du tunnel existant en fonction des différentes positions θ (0°à 180°) du

A

B

96


nouveau tunnel avant qu’il soit ce dernier activé. Les simulations numériques sont faites pour deux cas de

pertes de volumes VL=0% et VL=2% (Fig. 4.4). La comparaison des résultats des simulations faites dans

le cadre de cette étude au moyen du code de calcul Plaxis 2D aux résultats présentés par A.M Hefny &

al, montre une très bonne concordance entre les deux résultats ce qui confirme la fiabilité de la procédure

de calcul adoptée.

Figure 4.5 : Variations de (a) Force axiale max, (b) Moment fléchissant max en fonction des positions du nouveau

tunnel (dans la paroi du tunnel existant)

La figure 4.5 montre la variation de la force axiale maximale et du moment fléchissant maximal

développée dans le soutènement du tunnel existant en fonction des différentes positions θ (0°à 180°) du

nouveau tunnel après construction du deuxième tunnel. Les simulations numériques sont faites pour deux

cas de pertes de volumes VL=0% et VL=2%. Les courbes présentées dans la figure 4.5 illustrent bien

A

B

97


l’interaction entre les deux tunnels en matière de la force axiale et les moments fléchissant. La

comparaison des résultats des simulations faites dans le cadre de cette étude au moyen du code de calcul

Plaxis 2D aux résultats présentés par A.M Hefny & al, montre une très bonne concordance entre les deux

résultats ce qui confirme la fiabilité et la bonne adaptation de la modélisation et la procédure de calcul

adoptée dans cette étude pour ce type de problèmes.

Pour mieux expliquer certains phénomènes accompagnant l’interaction entre tunnels, une étude

paramétrique est nécessaire. Dans cette partie cette étude est limitée à l’étude de l’effet de la distance

horizontale entre tunnels et l’influence de la perte de volume sur la réponse du tunnel existant.

II.3 Influence de la distance entre centres des tunnels :

Dans cette étude paramétrique, les deux tunnels (nouveau -existant) sont considérés parallèles

horizontalement, sur la même élévation (θ° = 90°), la distance horizontale entre ces tunnels varie de 2.5R

à 10 R (R ; rayon de tunnel).

Fig. 4.6 : Variations de moment fléchissant par rapport à la variation de la distance entre centres tunnels.

La figure 4.6 montre que le moment fléchissant dans les parois du tunnel existant sont influencés par

l’excavation du deuxième tunnel et que ces moments varient en fonction de la distance entre les centres

des deux tunnels.

98


II.4 Influence de perte de volume:

Dans cette partie, on examine l’influence de la perte de volume sur l’interaction entre le nouveau tunnel et

le tunnel existant, la distance entre tunnels a été fixée à 3R, les tunnels sont considérés parallèles

horizontalement.

L’intervalle de variation de la perte du volume est comprise entre 0% et 8% dans les deux tunnels.

Figure 4.7 : Variations de moment fléchissant en fonction de la variation de perte de volume.

D’après la figure 4.7, on constate que le moment fléchissant dans le cas d’un tunnel seul est insensible à

la variation de la perte de volume car le modèle est homogène et symétrique par contre l’interaction entre

deux tunnels est bien influencée par la perte de volume et il remarquable que l’augmentation de perte de

volume engendre une augmentation des moments fléchissant. Ce phénomène est du au changement de

l’état de symétrie et de pression du massif par la présence du nouveau tunnel ce qui change la distribution

des contraintes.

III : Cas 02: Interaction tunnel-pieu:

La construction de tunnels dans les zones urbaines peut influencer la stabilité des fondations existantes.

Beaucoup de structures existent longtemps avant que certains tunnels soient construits. Donc, la situation

se complique de plus en plus qu’on construit des tunnels à coté des fondations profondes existantes. D’où

apparait l’importance de prendre en compte l’interaction entre ces deux ouvrages.

Plusieurs recherches ont été entreprises sur les effets de construction de tunnel à coté des pieux existants.

Des investigations au laboratoire ont été menées par Morton et King. Plus tard des essais à la

99


centrifugeuse ont été effectués par Hegarden et al ; Loganathan et al ; Jacobz et al et Ong et al ces travaux

ont mis en évidence le développement des forces latérales et verticales considérables sur les pieux dues à

l’excavation de tunnel proche. Des études numériques ont été conduites par plusieurs chercheurs sur le

même sujet, citons : Broms et Pandey ; Chen et al ; Kitiyodom et al ; Surjadinata et al ; Lee et al ;

Mroueh et al ; Ong et al, Forth et al et Cheng et al.

III-1 Modèle de calcul :

Dans cette partie, on envisage l’étude de l’interaction pieu-tunnel. L’exemple traité par Yang Min et al

sera considéré comme modèle d’étude (Figure 4.8). Le diamètre et la profondeur au centre du tunnel sont

respectivement Dtun=6m et Htun=15m.

Le comportement mécanique de soutènement du tunnel est supposé élastique linéaire avec le module

élastique E=200 GPa et le coefficient de Poisson ν =0.2.

La longueur et la largeur du pieu sont égales à Lp= 22m et Dpile =1.2 m. La rigidité normale et de flexion

du pieu sont respectivement EA=36 400 MN et EI= 3 970 MN. M2; la distance entre l’axe de pieu et le

centre de tunnel est égale à Xpile=6m d’après Yang Min & al.

Le modèle de comportement de Hardening-Soil a été utilisé dans cette modélisation numérique.

Figure 4.8 : Localisation du tunnel par rapport au pieu [Yang Min & al]

Les paramètres mécaniques de sol sont présentés dans le tableau 4.3 [Yang Min & al] et cela suivant le

modèle de comportement HSM.

100


Tableau 4.3 : Caractéristiques de sol défini d'après [YANG Min & al]

ψ° Φ

° K K0

nc n C γsat

(kN/m3)

γd

(kN/m3)

M Eurref

(MPa)

Eoedref

(MPa)

E50ref

(MPa)

Dén

om

inatio

n

0 23 2x10-9

0,609 0,2 3 11 16 1 4,47 1,49 1,49 Sol

III-2 Résultats numériques:

Les simulation numérique ont été conduites par un calcul en éléments finis au moyen du code de calcul

Plaxis dans le but de bien illustrer l’interaction tunnel-pieu et valider notre modélisation numérique en

comparant les résultats de cette étude à ceux présentés dans le travail de Yang Min et al.

Figure 4.9 : Déflexion latérale et force axiale dans le pieu

En comparant la distribution des vecteurs du déflexion latérale du pieu, et de la force axiale induite dans

ce dernier par apport à la profondeur approprié à Lp= 22m ; obtenus dans le cadre de la présente étude par

l’utilisation le code Plaxis3D, et les résultats présentés par Yang Min & al , on remarque clairement une

similitude entre ces courbes du point de vue allure et qu’il n’y pas un écart important en matière de

valeurs ce qui confirme la fiabilité de notre modélisation et son adaptation à ce type de problèmes.

101


III-3 Influence de la distance tunnel- pieu :

Dans cette partie, on va examiner l’effet de la variation de l’espacement Pieu-tunnel sur la déflexion du

pieu. L’espacement pieu-tunnel est caractérisé par le paramètre adimensionnel Xp/Dtunnel .

Figure 4.10 : Variation de la déflexion latérale du pieu en fonction de la variation de Xp/Dtuunel

De la figure 4.10, on constate un changement de la valeur de la déflexion latérale du pieu suivant la

variation de la distance entre l’axe du pieu et le centre du tunnel. Où l’augmentation de la distance

provoque une diminution de la déflexion. Toutefois, et à partir d’une hauteur au environ de 15m, cette

déflexion latérale change de signe.

Conclusion:

Cette étude de référence est consacrée à l'étude de problème de l'interaction entre les ouvrages souterrains

et voir les influences et les effets entre eux. Ce problème de l’interaction a fait l’objet de nombreuses

recherches.

Ce travail de référence porte sur l'analyse de deux problèmes d’interaction entre tunnel-tunnel, et tunnel –

pieu afin de confirmer la fiabilité de la procédure de calcul adoptée dans ces études sus présentées. La

comparaison des simulations de la présente étude à ceux exposés dans la littérature confirme la fiabilité

de la modélisation adoptée et sa bonne adaptation à ce type de problèmes.

102


IV- Étude de cas : Interaction entre deux tunnels parallèles -Cas du tunnel T4 de l’autoroute

Est-Ouest (Algérie)

IV.1 – Introduction :

Les tunnels doubles sont souvent construits pour des métros, des voies ferrées, des voies autoroutières,

des collecteurs. Le choix entre la construction d’un tunnel unique de grande section ou la construction de

deux tunnels de sections plus réduites constitue un enjeu important, qui dépasse largement le seul cadre

des questions géotechniques.

La littérature est abondante au sujet des tassements produits en surface après la construction du second

tunnel. D’une manière générale, ces tassements sont plus grands que la somme des tassements induits par

la construction de deux tunnels identiques isolés : le creusement du second ouvrage produit une cuvette

plus profonde que la somme des cuvettes individuelles de deux ouvrages indépendants, plus large et

excentrée vers l’ouvrage existant [Peck, 1969] ; [Cording et Hansmire, 1977]. Les tassements dépendent

de la configuration géométrique des ouvrages (de la distance entre les tunnels notamment, en relation

avec leur profondeur). Si la consolidation reprend, elle est souvent plus rapide au dessus de l’ouvrage

existant du fait du remaniement préalable du terrain provoqué par la construction de celui-ci. Il en est de

même des déformations progressives. Il est donc important de bien construire le premier tunnel en

limitant au mieux les déformations du terrain. Sinon, des mouvements irréguliers et difficiles à prévoir

peuvent se produire au-dessus du premier tunnel et éventuellement au-dessus du second [Peck. 1969].

Plusieurs travaux de recherche ont étudié l'interaction entre tunnels. Dans certaines configurations,

l'interaction entre les tunnels peut avoir des conséquences importantes sur le tassement du sol et que des

études plus fines (modélisations numériques) couplées avec des inspections du terrain seront

indispensables.

I. Shahrour et al. (2007) dans leurs articles "Numerical analysis of the interaction between twin-tunnels :

Influence of the relative position and construction procedure" ont présenté successivement le modèle

numérique puis l’analyse du comportement des trois configurations spatiales des deux tunnels : alignés

horizontalement, verticalement et incliné. Ils ont signalé que les positions relatives des tunnels et les

procédures de construction affectent les tassements du sol et les efforts internes dans le revêtement. Le

tassement maximum est obtenu pour la disposition des deux tunnels aligné verticalement tandis que les

103


deux tunnels aligné horizontalement donnent un tassement minimal mais avec une large extension

latérale.

IV.2 - Présentation générale de la traversé souterraine du tunnel T4 :

Le tunnel T4 s’inscrit dans le cadre de la réalisation de l’Autoroute de l’Unité Maghrébine (AUM)

d’environ 7000 km de longueur, traversant l’Algérie d’une longueur de 1200 km [Mokhbi et a]. Le

tunnel fait partie de la section 4 de cette autoroute, il traverse Djebel El-Kantour au Nord est de la ville de

Constantine. Le tunnel autoroutier comprend deux tubes pratiquement parallèles d’une longueur totale de

2500m [PK : 229+226,5 jusqu’à 231+725,0 pour tube gauche et PK : 229+216,5 jusqu’à 231+743 pour la

droite], [Mokhbi & al], les tubes sont séparés par un écartement de 22m. Les dimensions de la section

transversale de chaque tube autour de la ligne théorique d’excavation est 17,9m de largeur et 13m de

hauteur. Un tunnel d’accès de 320m de longueur a été conçu et connecté au tube principal à 811m du

Portail Nord, son objectif est d’améliorer l’avancement des travaux en ouvrant deux autres fronts

d’attaque au milieu du tunnel tout en excavant vers le Portail Sud, ceci permet de procéder au creusement

sur six (06) fronts d’attaques : deux (02) au Portail Nord (NG et ND), deux (02) au milieu du tunnel vers

le sud (MGS et MDS) et deux fronts au Portail Sud (SG et SD) [G : gauche , D : droite]. [Mokhbi & al].

Figure 4.11 : Vue générale de deux tubes du tunnel T4

104


Figure 4.12 : Tracé en plan du Tunnel T4.

La partie centrale du tunnel T4 passe dans la marne altérée. Cette dernière peut être considérée comme

feuilletée, de couleur grise, il est prévu que le creusement du tunnel soit principalement dans la marne

altérée et/ou des argilites figure 4.13 [Mokhbi et al].

Figure 4.13 : Coupe géologique du Tunnel T4

La couverture maximale du tunnel est d’environ 235m et la section la plus critique correspond à la plus

faible couverture est 17m. [Mokhbi et al].

105


Figure 4.14 : Vue en 3D du Tunnel T4

IV.3- Conditions hydrologiques :

La présence d’eau a été signalée à des profondeurs différentes dans quatre sondages au tunnel T4. Des

observations faites sur site ont révélés la présence d’eau à de faibles profondeurs comme mesurée dans les

trous de forage des sondages.

Il est donc probable qu'une nappe phréatique, relativement élevée, existe sur une grande partie de la

longueur du tunnel. Cependant, les marnes sont généralement de faible perméabilité, et donc la quantité

prévue d'eau à rencontrer dans le tunnel sera assez faible, à l’exception des zones fracturées et faillées où

des venues importantes d’eau auront lieu.

IV.4- Model géométrique et mécanique de la section étudiée:

Le tunnel est composé de deux tubes. L’excavation se fait par tube, une fois le tube droit est achevé on

entame celui de gauche. L’analyse de la stabilité du revêtement définitif est effectuée une fois l’étude de

l’excavation des deux tubes du tunnel est achevée. Les deux tunnels ont une section circulaire de diamètre

égal à 15.25 m. la profondeur des tunnels au dessous de la surface libre du sol est de 2,27D (D étant le

diamètre du tunnel).

106


Figure 4.15 : Le modèle de calcul équivalent (tunnel bitubes)

L’épaisseur du soutènement est 40cm (constitué de béton projeté et des cintres métalliques HEB200) et le

revêtement définitif est d’épaisseur 60cm. L’adhérence béton/sol est supposée parfaite. La couverture au

dessus du tunnel est de l’ordre de 27m.

Figure 4.16 : Section circulaire équivalente

La section circulaire équivalente du tunnel étudié est un cercle de diamètre 15,25 m (surface du cercle

πd2/4 = surface d’une ellipse π /4 b h).

Tableau 4.4 : Caractéristiques mécaniques de sol selon le modèle de MMC

Le point kilométrique [231+253] se trouve au voisinage du Sondage S4-LT-35Ni, ce sondage, a été

poursuivi jusqu'à une profondeur de 50m. Il se situe sur le tracé du tunnel sur le versant nord du Djebel El

Kantour. (Zone de faible couverture =27m).

Tunnel T4 ép.[m] (kN/m3) φ

c (kPa) E(MPa) ν ν

Argile marneuse Argilite 50 17,50 27 5 10 0.30

H=13m

B =17.90 m

D= 15,25 m

107


Tableau 4.5 : Caractéristiques mécaniques de sol selon le modèle de HSM

Le tunnel est supposé construit dans un sol homogène et isotrope, les calculs ont étés menés en élasto-

plasticité en retenant une loi de comportement linéaire pour le soutènement/revêtement, les modèles des

MMC et HSM sont adoptés pour modéliser le comportement plastique du sol sous les conditions

statiques.

Étant donné qu’il y a deux éléments (cintres et béton projeté), il est approprié d’utiliser une rigidité

flexionnelle et normale équivalente.

Le calcul des rigidités flexionnelle et normale équivalentes est géré par les équations suivantes :

EA eq = EbAb + (Ecin/ Eb− 1) Eb * Acin/d

EI eq = EbIb + (Ecin/Eb− 1) Eb *Icin/d

Tableau 4.6 : Caractéristiques mécaniques de béton projeté et cintres.

E (MPa) A (m2 )

I(m

4 ) D EAeq (KN/m) EIeq (kN.m

2/m) ν deq (m)

Béton projeté 104

0,4 5.33*10 -3

1

5,18*10 6

6,9*10 4 0,15 0,4 Cintres

HEB200 2.10

5 78.1*10

-4 0.569*10

-4 1

La figure 4.17 présente un modèle tridimensionnel du cas étudié dans un repaire cartésien (o, x, y, z), la

direction horizontale (x), verticale (y) et longitudinale (z). Les dimensions du modèle sont : la largeur

Lx=100m, la hauteur Ly=60m et la profondeur longitudinale Lz=50m. Le coefficient de pression des

terres au repos est pris égal à K0 = 1 (Méthode convergence- confinement). Le processus de la

construction du tunnel a été modelé en utilisant une approche d’excavation par étape. Dans chaque étape,

la longueur de l'excavation est de 10 m. De la même façon.

La modélisation d’une manière générale suit les étapes suivantes :

- Introduction du modèle géométrique, des caractéristiques mécaniques des matériaux et des

conditions aux limites ainsi que les types de frontières.

- Initialiser les contraintes pour le modèle globale avant excavation.

Tunnel T4 ép.[m] E50ref

(MPa) Eoedref

(MPa) Eurref

(kPa) ∂d (kN/m3)

m φ c

Argile marneuse Argilite 50 10 5 30 17,50 1 27 5

108


- Simuler le creusement du premier tunnel étape par étape en désactivant à chaque étape une tranche

dans le sens z, notre modèle comprend 5 tranches (6 plans).

- Une fois le premier tunnel est construit, on passe à la simulation du creusement du deuxième

tunnel avec le même principe tranche après tranche jusqu’à la fin. Pendant cette opération apparait

l’effet de l’excavation du deuxième tunnel sur le premier. L’interaction entre les deux tunnels sera

illustrée par les courbes des déplacements et des sollicitations relatifs à cette phase.

Maillage 3D tunnel gauche Maillage 3D tunnel droite Maillage 3D deux tunnels

Figure 4.17 : Maillage en 3D des tunnels

Un modèle par éléments finis à trois dimensions a été utilisé afin de prédire les tassements de surface et

sous-surface rencontrés lors de la construction des tunnels proches. Donc on vue de déterminer

l’influence d’excavation du deuxième tunnel à proximité du premier tunnel.

IV-5 Résultats:

Cas1 : Tunnel seul

a- Évolution de déplacement vertical d’une section lointaine selon l’avancement de l’excavation:

Le tunnel est de section circulaire de diamètre D = 15.25 m creusé sous une couverture de 27 m

d’épaisseur.

Le creusement se fait en pleine section en effectuant des étapes d’excavation de 10m de long dans le sens

longitudinal. Le modèle se compose de 05 tranches (06 plans : Front, A, B, C, D et Arrière).

On s’intéresse au tassement au niveau de la surface libre pour le dernier plan (fin d’excavation).

109


Figure 4.18 : Déplacement Vertical suivant les différents plans d’excavation

D’après la figure 4.18, on constate que l’excavation des premières tranches qui sont loin du dernier plan

engendre un soulèvement au niveau de celui-ci par contre en se rapprochant du dernier plan on constate

que les tassements dans ce profil sont plus importants.

b- Effet de l’avancement de l’excavation sur le déplacement vertical de la section frontale:

Cette section présente l’inverse du cas précédent. On s’intéresse au déplacement vertical de la surface

libre au niveau du premier plan en fonction de l’avancement du creusement.

Figure 4.19 : Déplacement vertical suivant les différentes tranches en même plan

La figure 4.19 présente les déplacements verticaux du premier profil correspondant à chaque phase sans

tenir compte des déplacements des phases précédentes. La figure 4.19 montre que l’avancement du

110


creusement engendre une diminution de l’intensité des tassements dans le profil de démarrage et cela est

du aux nouveaux états de pression accompagnants l’avancement du creusement

Cas2 : Deux tunnels

1) Tassement à la surface du sol:

Dans cette partie on s’intéresse à l’évaluation des tassements au niveau de la surface libre dans les cas

suivants :

- Creusement du tunnel gauche seul

- Creusement du tunnel de droit seul

- Creusement de deux tunnels

Les simulations numériques sont faites par un calcul en éléments finis au moyen du code de calcul Plaxis

3D-Tunnel qui permet de bien représenter la géométrie du modèle. En vue de tester l’influence du type du

modèle de comportement sur la réponse globale, le comportement du sol sera modélisé dans deux cas

différents par les deux modèles suivants :

- Mohr Coulomb MMC

- Hardning Soil Model HSM

Fig. 4.21 : Tassement à la surface du sol par HSM Fig.4.20 : Tassement à la surface du sol par MMC

111


Les figures 4.20 et 4.21 présentent la distribution de tassement au niveau de la surface libre au déçus des

tunnels selon une coupe transversale pour les trois cas sus cités. Le comportement du sol est décrit par le

modèle Mohr Coulomb pour le cas de la figure 4.20 et par le modèle HSM pour le cas de la figure 4.21.

D’après les figures indiqués en haut, on a signalé que la courbe de tassement dans le cas de deux tunnels

tout prés l’un de l’autre une symétrie. Elle se produit une augmentation de la largeur du creux de la

cuvette de tassement après l’excavation du second tunnel au voisinage du premier

- On remarque clairement que le tassement maximum est localisé au niveau de l’axe vertical central de

chaque tunnel pour le cas d’un seul tunnel quelque soit le modèle de comportement du sol. En s’éloignant

de l’axe du tunnel les tassements diminuent jusqu’à annulation.

- Les tassements les plus élevés en surface du sol sont enregistrés dans le cas de creusement de deux

tunnels (droite+gauche) pour les deux modèles de comportement du sol. Après le creusement du 2iéme

tunnel on constate une augmentation du tassement due au changement de la rigidité du sol due à son

affaiblissement au voisinage de ce dernier provoqué par le 1er creusement et qui est un facteur important

dans l’étude du mouvement de terrain.

- Les déplacements en clé (Sclé) et en surface (S surface) au niveau de l’axe vertical central du tunnel pour

les deux modèles de comportement du sol sont représentés dans le tableau 4.7

Tableau 4.7 : Les tassements maximum en surface du sol et en clé de voûte des tunnels

- Les déplacements les plus importants apparaissent au niveau de la clé de voûte de tunnel (Uy=98 ;

97.5 ; 115 mm) et ils décroissent jusqu’à la surface (94 ; 93 ; 113 mm) dans les trois cas distingués avec

le modèle de MMC.

- Les déplacements les plus importants apparaissent au niveau de la clé de voûte de tunnel (Uy=85 ;

85; 105 mm) et ils décroissent jusqu’à la surface (83 ; 84; 102 mm) dans les trois cas distingués avec le

modèle de HSM.

Modèle Modèle MMC Modèle HSM

Cas

Tassements

Cas01

Creusement du

tunnel droit

TD

Cas02

Creusement du

tunnel gauche

TG

Cas03

Creusement

TD+ TG

Cas01

Creusement du

tunnel droit

TD

Cas02

Creusement du

tunnel gauche

TG

Cas03

Creusement

TD+ TG

S Surface max 94 mm 93 mm 113 mm 83 mm 84 mm 102 mm

Sclé max 98 mm 97,5 mm 115 mm 85 mm 85 mm 105 mm

Smax /Sclé 95.91 % 95.83 % 98.26 % 97.64 % 68.82 % 97.14 %

112


- Généralement les valeurs les plus importants de tassements en clé de voûte et en surface du sol sont

apparaissent quand l’utilisation le modèle de MMC.

- D’après les résultats obtenus, et pour le modèle de comportement de Mohr Coulomb où le front de taille

n’est pas renforcé ; on remarque que le tassement est très important au dernier tranche d’excavation

(rupture éventuelle), également on note un refoulement verticalement au début de l’excavation, (figure

4.22).

Figure 4.22 : Déplacement vertical en clé de voûte suivant l’avancement de l’excavation pour les deux modèles

2) Tassement suivant l’excavation des tunnels :

C.W.W. Ng et al, 2004 a étudié le tassement suivant l’avancement de l’excavation des tunnels. Dans cette

étude, on présente la distribution de tassement au niveau de la surface libre au dessus des axes verticaux

des deux tunnels et la mi-distance le long de la direction longitudinale des tunnels (direction Z) pour L =

2,33D (Figure 4.23). Le profil du tassement à la mi-distance entre les deux tunnels (section 1.1) est plus

diminué comparatif aux sections 2.2 et 3-3, comme, on note bien que les profils aux sections 2.2 et 3.3

sont pratiquement identiques.

113


Figure 4.23 : Tassement en surface du sol par rapport aux différentes phases dans le sens Z

3) Déplacements verticaux :

Autour des tunnels : Les profils des déplacements verticaux autour des deux tunnels (droite et

gauche) sont présentés sur la figure 4.24.

Figure 4.24 : Déplacements verticaux (Uy) autour (a) tunnel seul , (b) deux tunnels.

La figure 4.24 montre le champ des déplacements verticaux Uy induits par le creusement en terrain

vierge du tunnel de droit tout seul en premier lieu. Le déplacement max dans ce cas est de -390 mm. Une

fois le deuxième tunnel de gauche est creusé, le profil des déplacements verticaux changera où le

déplacement vertical max atteigne - 395 mm. Cette augmentation est due essentiellement à l’effet

d’interaction entre les deux tunnels.

A l’axe du tunnel : Dans cette partie on s’intéresse aux déplacements verticaux au niveau de l’axe

vertical passant par le centre du tunnel droit (premier tunnel). La figure 4.25 présente les déplacements

verticaux suivant l’axe vertical du tunnel droit.

a b

114


Figure 4.25 : Déplacements verticaux à l’axe du tunnel droit ; (a) tunnel droit seul , (b) deux tunnels

La figure 4.25 présente les déplacements verticaux sur l’axe vertical passant par le centre du tunnel droit.

Ces déplacements sont plus élevés dans le cas de deux tunnels (-177mm) que celui d’un seul tunnel (-

150mm). Cet écart est observé dans la zone comprise entre la surface et la clé du tunnel droit, il devient

important à une hauteur de 24 m de couverture. Cette différence des déplacements verticaux peut être

expliquée par l’interaction qui se produit entre les deux tunnels. Par contre, à partir d’une hauteur de

couverture de 2,76D jusqu'à 3.93D au dessous du tunnel droit on a des déplacements verticaux

(soulèvement) quasiment identiques pour les deux cas (a) et (b). Donc l’effet de l’interaction entre les deux

tunnels est observé essentiellement sur une hauteur de 0 à 1,77D (Surface - clé de la voûte du tunnel).

4) Déplacement horizontale.

Autour des tunnels :

Les profils des déplacements horizontaux autour des deux tunnels (droite et gauche) sont présentés sur la

figure 4.26.

Figure 4.26 : Déplacements horizontaux (Ux) autour (a) seul tube, (b) les deux tubes.

a b

a

a

b

a

115


La figure 4.26 présente les champs de déplacements horizontaux Ux induits par le creusement en terrain

vierge d’un seul tunnel puis de deux tunnels pour bien illustrer l’interaction entre deux tunnels en matière

de déplacement horizontal. Dans le cas d’un seul tunnel le déplacement horizontal max atteint la valeur

(±103 mm). L’effet du creusement du deuxième tunnel en présence d’un autre existant est marqué par une

augmentation du déplacement horizontal qui atteint la valeur (± 395 mm)

A l’axe du tunnel :

Dans cette partie, on s’intéresse aux déplacements horizontaux suivant l’axe vertical passant par le centre

du tunnel droit (premier tunnel).

Figure 4.27: Déplacements horizontaux à l’axe du tunnel droit ; (a) tunnel droit seul , (b) Deux tunnels

La figure 4.27 présente les déplacements horizontaux sur l’axe vertical passant par le centre du tunnel droit

induits par le creusement d’un seul tunnel (cas a) et pour le deuxième cas où deux tunnels sont creusés (cas

b) dans un intervalle de profondeur de 0 à 1,77D à partir de la surface libre (de la surface du sol à la clé

tunnel). Le profil de déplacement horizontal max dû à l’excavation d’un seul tunnel droit est de +6,03 mm,

par contre après la construction du deuxième tunnel, le déplacement horizontal change de signe et on

enregistre la valeur (- 14,92 mm) à une profondeur de 1,44D.

5) Déplacement Total Extrême :

La figure 4.28 présente les vecteurs des déplacements totaux extrême (DTE) pour les deux tubes

parallèles de tunnel T4 (L=35,50m) durant chaque stage d’excavation.

a b

116


Figure 4.28. Vecteurs des déplacements totaux pour les deux tunnels durant l’excavation de (a) tunnel de droite ; (b)

tunnel de droite et de gauche

On remarque bien la présence d’un deuxième tunnel fait croitre le DTE par rapport à un seul tunnel. Ce ci

s’explique par l’effet d’interaction entre les deux tunnels ce qui est concorde avec les résultats de S.L.

Chen & al. (2009).

6) Analyse de la convergence et des efforts internes dans le soutènement:

Dans cette partie, une analyse en matière de la convergence du tunnel dans les deux cas suivant :

- Tunnel seul

- Deux tunnels

Le creusement se fait dans les deux cas en cinq phases, chaque phase corresponde à un avancement de

10m d’excavation dans le sens longitudinal (phase 01 : corresponde à 10m de creusement; phase 02 :

corresponde à 20m de creusement ; phase 03 : corresponde à 30m de creusement ; phase 04 : corresponde

à 40 m de creusement ; phase 05 : corresponde à la fin du creusement).

Les figures 4.29 et 4.30 présentent les profils de convergence (déplacement horizontale diamétrale) d’une

section du tunnel, et des efforts internes (Forces axiales ; moments fléchissant et effort tranchant) dans le

soutènement provisoire du 1er

tunnel droit avant et après l’excavation de 2eme tunnel de gauche.

a b

117


Déplacement horizontale diamétral (Convergence) de tube droit seul

phase01 phase02

phase03

phase04

phase05

U=89 mm U=100 mm U=102 mm U=104 mm U=105 mm

Déplacement horizontale diamétral (Convergence) de seul tube droit après interaction avec le tube de gauche

phase01

phase02

phase03

phase04

phase05

U=86 mm U=85 mm U=84 mm U=83 mm U=82 mm

Figure 4.29 : Déplacements diagonaux horizontaux de la paroi du 1ere

tunnel droit (avant et après interaction avec le

nouveau tunnel de gauche) en fonction de l’avancement de l'excavation

Figure 4.30 : Les efforts internes (Nmax

, Mmax

, Tmax

) de tunnel droit (avant et après interaction avec le nouveau

Tunnel de gauche) par rapport l’avancement de l'excavation suivant l’axe Z

On constate en premier temps que les valeurs de la convergence induits dans le soutènement provisoire

du tunnel droit augmentent en fonction de l’avancement de creusement (différentes tranches) de ce tunnel

mais n’a pas de grande amplitude, et elles décroissent avec l’excavation du deuxième tunnel de gauche

mais aussi n’a pas de grande influence (Figure 4.29). Une comparaison entre ces valeurs dans les deux

118


cas adresse que ces valeurs sont moins diminuées dans le cas l’excavation de 2eme tunnel (Effet du 2eme

tunnel à creuser sur le 1ere

tunnel creusé est moindre).

D’après la figure 4.30, on note qu’un changement des valeurs des efforts internes induits dans le

soutènement provisoire du premier tunnel droit après l’excavation de 2eme

tunnel, soit du point de vue

allure ou valeurs maximales , a cet effet, on peut dire que l’influence de l’excavation du 2eme tunnel

(nouveau) sur le 1er

tunnel (existant) signifiant, mais n’a pas toujours de grande effet . Ceci est dû à la

distance importante entre axes des deux tunnels qui dépasse 2D.

7) Investigation de l'effet de l'espacement des tunnels sur l’interaction :

[Ghaboussi et Ranken. 1977] on étudié l’influence de l’espacement entre deux tunnels construit

parallèlement en utilisant une analyse bidimensionnelle (2D) en éléments finis, ils ont trouvé que plus la

largeur de la colonne entre les deux tunnels diminue il y’aura une augmentation graduelles des contraintes

verticales et une diminution des contraintes horizontales dans l’espace séparant les deux tunnels.

Dans cette étude on va étudier en utilisant une analyse tridimensionnelle (3D) en éléments finis l'effet de

l'espacement horizontal entre les centres des deux tunnels sur la stabilité de ces tunnels. Dans cette partie

trois espacements ont été utilisés à savoir (1, 1.5 et 2) L ; où L est le distance de référence entre les

centres des tunnels : 36,50 m. La figure 4.31 présente les profils de déplacement vertical (tassement) pour

les différents espacements horizontaux entre les centres de deux tunnels. Il est remarquable que les profils

du déplacement sont affectés considérablement par la distance horizontale entre les tunnels. Comme le

montre la figure 4.31, une augmentation de la distance entre les deux tunnels, engendre une diminution du

déplacement vertical au-dessus de chaque tunnel de (390 à 320 à 290) mm. Par contre plus la distance

entre les deux tunnels diminue, il y’aura une augmentation des contraintes verticales et une diminution

des contraintes horizontales dans l’espace séparent les deux tunnels due à l’augmentation du tassement

[Ghaboussi et al.1977].

Donc l’augmentation de la distance L provoque une diminution du tassement dans la partie centrale entre

les deux tunnels et une stabilisation de ce dernier au dessus de chaque tunnel, ce résultat est en accord

avec les travaux de F.hage Chehade et I .Shahrour. (2007).

D’une manière générale, plus la distance augmente plus l’interaction entre les deux tunnels jumeaux

diminue et le tunnel existant aura le même comportement qu’un tunnel seul construit dans un terrain

vierge.

119


Figure 4.31 : Déplacement vertical pour différents espacement a) L, b) 1.5L, c)2L

8) Investigation de l'effet de l’inégalité entre les rayons des tunnels:

L'effet de la variation du rayon du deuxième tunnel sur l’interaction entre les deux tunnels a été examiné

en utilisant quatre rayons différents pour le deuxième tunnel (R+2m ; R ; R-2m ; R-4m) ; où R est le

rayon du premier tunnel droit, de l’ordre de 7, 62 m. Donc pour une valeur constante du rayon du premier

tunnel droite, le rayon du 2eme

tunnel de gauche varie de 9,62 m à 3,62 m.

La figure 4.32 présente les quatre figures de distribution des déplacements verticaux (tassements) pour

chaque cas du rayon du deuxième tunnel de gauche. On remarque que les distributions des déplacements

sont affectés considérablement par le rayon du second tunnel. On constate aussi qu’une diminution du

rayon engendre une diminution du déplacement vertical.

Donc plus le rayon du deuxième tunnel augmente, plus le déplacement augmente d’une manière notable,

et ceci est dû à la perturbation important du champ initial des contraintes et de la situation

hydrogéologique dans le massif.

Figure 4.32 : Déplacement vertical pour R+2m ; R ; R-2m et R-4m de rayon

1 2 3

120


9)- Investigation de l'épaisseur de soutènement provisoire :

Dans cette étude, trois valeurs de l'épaisseur de soutènement ont été adoptées pour le 1er

tunnel de droite,

épaisseur de 150mm (représente le soutènement très flexible), 400mm (représente le soutènement

relativement rigide) et 900mm (représente le soutènement très rigide). Pour chaque valeur d’épaisseur de

soutènement du tunnel de droite, l’épaisseur de soutènement de 2eme

tunnel de gauche a été variée de

150mm à 900mm et l'effet sur le moment de fléchissant induit dans le 1er

tunnel a été étudié. La figure

4.33 présente le coefficient du moment en fonction du rapport de flexibilité. Le rapport de flexibilité et le

coefficient du moment sont définis comme suit :

Rapport de flexibilité=

Coefficient de moment=

Où I : est le moment d’inertie du soutènement par unité linéaire.

M : est le moment fléchissant max induit dans le soutènement provisoire du 1er

tunnel.

R : rayon du tunnel

H : hauteur de la couverture

Es : module élastique du sol

El : Module de Young du soutènement

νl : Coefficient de poisson du soutènement

νs : Coefficient de poisson du sol

γ : Poids volumique du sol.

De la figure 4.33 on remarque que pour un tunnel de soutènement très flexible, l'interaction entre le

tunnel droite et le tunnel gauche adjacent engendre une influence très faible ou presque négligeable sur le

moment fléchissant induit dans le tunnel droite. Pour le cas du soutènement du tunnel droit rigide, le

coefficient du moment diminue avec l’augmentation du rapport de flexibilité. La variation du coefficient

de moment est insignifiante une fois le rapport de la flexibilité est grand qu’une valeur égale de 2,50

correspondante à une épaisseur de 600mm. Cela n’implique que le soutènement ayant un rapport de la

flexibilité inferieur à 2,50 (épaisseur supérieur à 600mm) se comporte comme un soutènement flexible.

121


Figure 4.33 : Variation des moments fléchissant induits dans le soutènement (tunnel de droite après interaction) en

fonction de l’épaisseur de soutènement (tunnel de gauche adjacent)

10) - Investigation de l'effet de l’écart de temps sur l’interaction entre deux tunnels:

Dans cette partie on examine l’influence du facteur "temps" sur le tassement en surface du sol. On fait

creuser simultanément les deux tunnels, en même temps, on évite l’écart de temps entre la fin de

construction du premier tunnel du droit, et le début du 2eme

tunnel de gauche. Les simulations numériques

sont présentées dans la figure 4.34.

Figure 4.34 : Influence de facteur du temps sur le tassement en surface

On constate que l’écart de temps entre la fin de construction du 1er

tunnel, et le début du creusement du

2eme

tunnel est un facteur important ayant une considérable contribution sur le tassement en surface du sol.

La figure 4.34 montre que le tassement du sol dans le cas du creusement des deux tunnels en même est

plus important que dans le cas du creusement des deux tunnels avec écart de temps. Cette différence entre

les deux courbes est généralement observé clairement soit du point de vue allure ou valeurs maximales,

122


ceci est dû au fait que l’excavation de deux grand cavités au même temps, crée pour le sol un cas

d’affaiblissement global plus fort au totalité de la masse du sol.

11)- Étude de l’influence du maillage :

Maillage utilisé :

Le maillage utilisé est plus large et plus profond que le modèle réduit afin d’affranchir des problèmes de

frottement du matériau sur le bâti extérieur. Il doit avoir des éléments relativement réguliers et de petite

taille à proximité du tunnel d’une part pour obtenir une bonne estimation de l’état initial, d’autre part pour

obtenir un champ de déplacement régulier. Afin d’étudier l’influence du maillage dans la modélisation

numérique nous avons effectué une étude paramétrique. Les figures 4.35 et figure 4.36 présentent les

maillages étudiés (moyen et grossier).

Figure 4.35 : Détail du maillage N°1 (moyen) Figure 4.36 : Détail du maillage N°2 (grossier)

Cette étude a été effectuée pour la phase de creusement avec la couverture C =1,77D avec un poids

volumique du tunnel équivalent à γ =1,37γsol.

Figure 4.37. Cuvettes de tassements pour deux types de maillage dans le cas de deux tunnels

123


La figure 4.37 présente les cuvettes (courbes) de tassement pour le cas de creusement de deux tunnels, ce

creusement est fait pour les deux types de maillage (grossier et moyen) avec le maillage de référence de

notre modélisation numérique (Maillage fin). En terme de tassements, les trois courbes ont la même

cuvette du point de vue allure, cependant du point de vue des valeurs de tassements, on remarque dans le

cas du maillage grossier (Maillage N°2), la cuvette est plus large et la courbe plus profonde donc elle

donne des valeurs plus élevées que des deux maillages, c’est l’importance de la finesse du maillage.

12)- Influence de la couverture du tunnel H :

Dans cette partie, on examine l’influence de la profondeur de tunnel H sur les tassements, déplacements

et les profils de convergence de la paroi de la cavité du tunnel droit. On fait varier sa valeur de m05 .

Les résultats des simulations numériques sont présentés dans la figure 4.38.

a) Tassement en surface du sol:

Figure 4.38 : Influence de la couverture sur les tassements en surface dû à (a) l’excavation d’un seul tunnel

(b) Excavation de deux tunnels.

La comparaison entre les trois courbes de tassement en surface dans le cas d’excavation d’un seul tunnel

droit (Fig.4.38a) montre que l'effet de la profondeur du tunnel est relativement important pour les

tassements par rapport à la distance horizontale. Où l’importance de la hauteur de la couverture du tunnel

conduit à une augmentation du tassement à la surface du sol, Par contre, la diminution de ce profondeur

(faible couverture), dans le même cas d’un seul tunnel (a) conduit à une diminution du tassement. Par

ailleurs dans le cas de deux tunnels, on remarque que les cuvettes de tassement sont plus larges et donnent

des tassements plus élevées. Une comparaison entre ces valeurs dans les deux cas (a) et (b) montre que

ces valeurs sont plus élevées dans le cas de deux tunnel.

a

b

124


On peut conclure que les tassements en surface libre sont très influencés par l’épaisseur de la couverture

au dessus des tunnels. Plus la couverture est profonde, le sol sera plus affaibli par ce creusement ce qui

provoquera plus de déformations horizontale et verticale.

b) Déplacement horizontale de sol :

Dans cette partie on examine l’influence de la profondeur des tunnels sur les profils des déplacements

horizontaux du sol autour d’un seul tunnel de droite et autour de deux tunnels (droite et gauche). On fait

varier toujours sa l’épaisseur de la couverture de m05 . Les résultats des simulations numériques sont

présentés dans la figure 4.39.

Fig.4.39 : Influence de couverture sur les déplacements horizontaux autour de (a) tunnel droit, (b) Deux tunnels

D’après la figure 4.39 on constate que l’augmentation de la profondeur provoque une augmentation du

déplacement horizontal autour de la paroi de la cavité du tunnel soit en présence de tunnel seul ou bien

pour les deux tunnels et la réduction de ce profondeur produit aussi la diminution des valeurs de ces

déplacements.

c) Déplacement horizontal de la paroi du tunnel :

Dans cette partie on examine l’influence de la profondeur des tunnels sur les profils des déplacements

diagonaux horizontaux de la paroi de la cavité du tunnel droit (convergence). On fait varier l’épaisseur de

la couverture de m05 . Les résultats des simulations numériques sont présentés dans les figures 4.40 (a),

4.40 (b).

a

b

125


Figure 4.40 : Influence de la couverture sur les convergences (a) tunnel droit seul avant interaction ; (b) Deux tunnels

après interaction par rapport l’avancement du creusement

On remarque que l’augmentation de la couverture du tunnel engendre une augmentation de la

convergence de la paroi de la cavité du tunnel droit, même chose la diminution de la couverture engendre

une diminution des convergences dans les deux cas en fonction de l’avancement de l’excavation.

13) Influence du rayon du tunnel (R):

Dans cette partie on examine l’influence du rayon de la section du tunnel R sur les tassements, les

déplacements du sol et les profils des convergences de la paroi de la cavité du tunnel droit (tunnel

existant). On fait varier la valeur du rayon du deuxième tunnel de m02 . Les résultats des simulations

numériques sont présentés dans la figure 4.41. En cette partie on s'intéresse au cas de deux tunnels.

Réellement l’interaction entre le tunnel droit et le tunnel de gauche est le facteur le plus important qui

affecte directement les résultats, car le cas de deux tunnels est plus défavorable que celui d’un seul tunnel.

a) Tassement à la surface libre du sol:

Figure 4.41 : Influence du rayon de la section du tunnel sur les tassements à la surface dû à l’excavation de deux

tunnels

a

b

126


La figure (4.41) présente les courbes de déplacement vertical à la surface libre du sol (Uy) en fonction de

la distance horizontale (X) dans le cas de deux tunnels. On remarque que l'effet de la variation du rayon

du tunnel R est relativement important pour les tassements à la surface libre du sol. Où l’augmentation

du rayon du tunnel engendre une augmentation remarquable du tassement à la surface du sol. Par contre,

la diminution de ce rayon engendré une diminution des tassements.

b) Déplacement horizontal du sol :

Dans cette partie on examine l’influence du rayon de la section du tunnel sur les profils des

déplacements horizontaux du sol autour des deux tunnels.

Fig.4.42 : Influence du rayon de la section du tunnel sur les déplacements horizontaux autour des deux tunnels

Cette analyse paramétrique vise d’étudier l’effet de rayon du tunnel sur les déplacements horizontaux du

sol autour de deux tunnels. La figure 4.42 montre clairement que la distribution des déplacements

horizontaux est influencée par la variation du rayon du tunnel. En effet ces déplacements augmentent

avec l’augmentation de la section du tunnel.

c) Déplacement horizontal de la paroi du tunnel :

Dans cette partie on examine l’influence du rayon du tunnel sur les profils des déplacements diagonaux

horizontaux de la paroi de la cavité du tunnel existant.

Figure 4.43 : Influence du rayon de section tunnel sur les convergences de deux tunnels par rapport l’avancement de

creusement

127


La figure (4.43) présente les déplacements diagonaux horizontaux de la paroi de la cavité du tunnel en

(Ux) en fonction de l’avancement de creusement (phases). On remarque que l’augmentation du rayon

provoque une croissance de la convergence de la paroi et l’inverse dans le cas contraire.

14) Influence de la distance entre les centres des tunnels L :

Dans cette partie, on présente l’analyse de l’influence de la distance entre les centres des tunnels L sur

l’interaction entre ces tunnels en termes de tassements, des déplacements et la convergence des parois des

tunnels. On fait varier cette entre axe des quantités mL)5,0( , où L est l’entre axe de référence.

a) Tassement en surface de sol:

Figure 4.44: Influence de la distance entre centres des tunnels L sur les tassements en surface dû à l’excavation de deux

tunnels

D’après la figure 4.44 on constate que plus les tunnels se rapproche plus l’allure de la courbe des

tassements en surface ressemble à celle correspondant à une seul excavation. Plus les deux tunnels

s’éloignent l’allure de la courbe des tassements en surface ressemble à celle de deux tunnels séparés.

b) Déplacement horizontal du sol :

Dans cette partie on examine l’influence de la distance entre les centres des tunnels de droite et de gauche

sur les profils des déplacements horizontaux de sol autour d’un seul tunnel de droite (existant) et autour

de deux tunnels (droite et gauche). On fait varier l’entraxe des tunnels dans l’intervalle -0,5L, L, +0,5L.

128


Figure 4.45: Influence de la distance entre tunnels sur les déplacements horizontaux autour de (a) tunnel droit, (b) deux

tunnels

D’après la figure 4.45 on constate que l’augmentation de la distance entre tunnels L provoque une

diminution du déplacement horizontal autour de la paroi de la cavité du tunnel soit en présence d’un seul

tunnel ou bien pour les deux tunnels.

c) Déplacement horizontale de la paroi tunnel :

Dans cette partie on va étudier l’influence de la distance entre centres tunnels sur les profils des

déplacements diagonaux horizontaux de la paroi de la cavité du tunnel droit (existant).

Figure 4.46 : Influence de la distance entre tunnels sur les convergences (a) seul tunnel droit ; (b) Deux tunnels droite et

gauche, après interaction par rapport l’avancement de creusement

a

b

a

b

129


On observe que l’augmentation ou la diminution de la distance entre centres de tunnels produit une

augmentation de déplacement diagonale horizontal de la paroi de la cavité du tunnel droit dans les cas à

toutes les phases de creusement

15) Influence du module d'Young E :

Cette partie est réservée à l’étude de l’influence de la variation du module d’élasticité du sol sur le

comportement tu tunnel existant en matière de tassement en surface libre du sol. On envisage les trois cas

correspondant aux valeurs suivants de E : E= %50 ERef plus la valeur de référence.


Fig.4.47: Influence du module de Young E sur les tassements en surface du sol dû à l’excavation de deux tunnels

La figure 4.47 montre l’effet de variation du module d’élasticité sur les tassements à la surface libre au-

dessus des tunnels. On remarque que l’augmentation du module d’élasticité engendre une diminution

important des tassements et l’inverse.

b) Déplacement de la paroi du tunnel :

Dans cette partie on examine l’influence du module de Young E sur la convergence de la paroi du tunnel

existant. On fait varier sa valeur de E= %50 ERef plus la valeur de référence.

130


Figure 4.48 : Influence du module de Young E sur la convergence de la paroi du tunnel droit par rapport à

l’avancement du creusement

De la figure 4.48, on remarque que l’augmentation de E provoque la diminution de la convergence de la

paroi du tunnel, et l’inverse pour la réduction de E qui provoque l’augmentation de convergence.

Ceci s’explique par le fait que plus le module de young E augmente plus l’étendue de la zone

décomprimé à proximité du tunnel diminue ce qui implique moins d’actions sur le revêtement qui en

répondra par la diminution de l’amplitude de la convergence.

16) Influence de la cohésion du sol c:

Dans cette partie, on s'intéresse à l’étude de l’influence de la cohésion du sol sur les déplacements

verticaux en surface du sol et la convergence de la paroi du tunnel existant.


Figure 4.49: Influence de la cohésion du sol c sur les tassements dû à l’excavation de deux tunnels

131


De la figure 4.49, on remarque clairement que plus la cohésion du sol c augmente plus le tassement

maximum diminue. Plus la cohésion augmente plus la résistance du terrain augmente se qui limitera

l’étendue de la zone décomprimé après l’excavation du tunnel et par conséquent diminuera le tassement à

la surface.

b) Convergence de la paroi du tunnel:

Dans cette partie, on examine l’influence de la cohésion du sol c sur les convergences de la cavité du

tunnel droit.

Figure 4.50 : Influence de la cohésion du sol c sur la convergence de la paroi du tunnel droit par rapport l’avancement

de creusement

D’après la figure 4.50 on constate que l’augmentation de la cohésion provoque une diminution du

déplacement radial de la paroi de la cavité du tunnel droit. Ceci s’explique par le fait que plus le coefficient

c augmente plus l’étendue de la zone décomprimé à proximité du tunnel diminue ci qui générera moins

d’actions sur le soutènement qui en répondra par la diminution de l’amplitude de la convergence.

17) Influence de l’angle de frottement φ:

Dans cette partie, on s'intéresse à l’étude de l’influence de la variation de l’angle de frottement φ du sol

sur les déplacements verticaux en surface du sol et la convergence de la paroi du tunnel existant. On fait

varier sa valeur de 5°. Les résultats des simulations numériques sont présentés :

132



Figure 4.51: Influence de l’angle de frottement φ sur les tassements dû à l’excavation de deux tunnels

De la figure 4.51, on remarque clairement que plus l’angle φ du sol augmente plus le tassement maximum

diminue. Plus l’angle augmente plus la résistance du terrain augmente se qui limitera l’étendue de la zone

décomprimé après l’excavation du tunnel et par conséquent diminuera le tassement à la surface et

l’inverse.

b) Convergence de la paroi du tunnel:

Dans cette partie, on examine l’influence de l’angle φ du sol sur les convergences de la cavité du seul

tunnel droit.

Figure 4.52 : Influence de l’angle de frottement φ sur la convergence de la paroi du tunnel seul par rapport

l’avancement de creusement

D’après la figure 4.52 on constate que l’augmentation de l’angle de frottement φ provoque une diminution du

déplacement radial de la paroi de la cavité du tunnel droit. Ceci s’explique par le fait que plus l’angle φ

augmente plus l’étendue de la zone décomprimé à proximité du tunnel diminue ci qui générera moins

d’actions sur le soutènement qui en répondra par la diminution de l’amplitude de la convergence.

133


Conclusion:

Ce chapitre comporte deux grandes parties. La première est consacrée à la validation de la méthode de

modélisation et la procédure adoptée pour accomplir des simulations numériques. La deuxième partie est

dédiée à l’étude du tunnel T4 faisant partie de l’autoroute est-ouest.

Les simulations numériques sont faites par un calcul en éléments finis au moyen du code de calcul Plaxis-

3D-Tunnel qui permet de prendre en considération l’aspect tridimensionnel du problème. Le

comportement du sol est décrit par le modèle élastoplastique de Mohr Coulomb.

La première partie porte sur l'analyse de deux problèmes d’interaction entre tunnel-tunnel, et tunnel –

pieu afin de confirmer la fiabilité de la procédure de calcul adoptée dans ces études sus présentées. La

comparaison des simulations de la présente étude à ceux exposés dans la littérature confirme la fiabilité

de la modélisation adoptée et sa bonne adaptation à ce type de problèmes.

La deuxième partie est consacrée à la modélisation numérique et l’analyse de l’interaction entre deux

tunnels parallèles en prenant comme cas d’étude le tunnel T4 faisant partie de l’autoroute est-ouest.

Les simulations numériques ont été menées par un calcul en éléments finis au moyen du code de calcul

Plaxis-3D-Tunnel en étudiant le comportement du premier tunnel avant et après construction d’un

deuxième tunnel adjacent.

L’analyse est faite en matière des déplacements au niveau de la surface libre du sol et dans le massif du

sol, les efforts internes dans le soutènement et l’effet de certains paramètres dimensionnels.

D’après les résultats de cette étude, on peut énumérer les conclusions suivantes :

- Les procédures de construction affectent les tassements et les efforts internes dans les tunnels. Le

creusement perturbe les conditions d'équilibre du terrain encaissant, de telle sorte que la surface de


- Pour deux tunnels parallèles horizontalement pour plus de stabilité du terrain il faudra envisager le

creusement du 1er tunnel ensuite le second, bien que cette procédure exigera dans la plupart des cas un

renforcement structural du 1er tunnel (revêtement…) est observé.

- Un changement notable des mouvements du sol (soulèvement - tassement) suivant l’avancement du

creusement souterrain au niveau de chaque tranche.

- Les mouvements du sol au niveau du front de taille évoluent en fonction de l’avancement de

l’excavation due à la décomposition importante et le dérangement du terrain à cause du creusement, et

plus le creusement avance plus le terrain sera affaibli par ce creusement ce qui provoquera plus de

déplacements.

134

- On remarque que la courbe de tassement dans le cas de deux tunnels très proches est une symétrie. Il se

produit une augmentation de la largeur du creux de la cuvette de tassement après l’excavation du second

tunnel.

- Après le creusement du 2iéme tunnel on constate une augmentation des tassements qui peuvent être dû au

changement de la rigidité du sol dû à son affaiblissement au voisinage de ce dernier provoqué par le 1er

creusement et qui est un facteur important dans le mouvement de terrain qui se produit

- La convergence et les efforts internes induits dans le premier tunnel sont influencés par la construction

du deuxième tunnel.

- Plus la distance entre axes des tunnels augmente les déplacements verticaux du premier tunnel

diminuent.

- Plus le rayon du second tunnel augmente (Inégalité entre les rayons des tunnels), plus le déplacement

augmente d’une manière remarquable.

- La flexibilité du soutènement des tunnels (nouveau et existant) joue un rôle important dans la valeur du

moment après interaction. L'augmentation dans le moment de fléchissant maximal après l'interaction est

plus grande pour soutènement plus raide.

- Pour avoir moins de tassement en surface il est souhaitable d’évité le creusement de deux tunnels en

même temps.

Enfin, cette étude a mis en évidence clairement l’interaction entre deux tunnels parallèles horizontalement

(Cas du tunnel jumelé T4).

135

Conclusion

136

Conclusions générale

Conclusion générale

Le travail de recherche présenté dans cette thèse constitue une contribution modeste dans la modélisation

numérique du comportement des tunnels en présentant la variation des déplacements du sol et de la paroi

ainsi que les sollicitations développées dans la paroi du tunnel.

Pour mieux cerner le sujet, une synthèse bibliographique présente une description détaillée des ouvrages

souterrains, ainsi que les méthodes d’analyse et les techniques de réalisation et les risques liés à ce type

d’ouvrages.

Les simulations numériques sont faites par un calcul en éléments finis au moyen du code de calcul Plaxis-

3D-Tunnel, en adoptant un modèle géométrique tridimensionnel pour permettre de décrire le

comportement de l’ouvrage dans les trois direction et bien modéliser l’effet de l’avancement du

creusement dans le cas des tunnels.

Le comportement du sol est décrit par un modèle élastoplastique par contre le comportement du

soutènement est supposé élastique.

Pour valider la procédure de calcul adoptée dans la présente étude deux exemples d’interaction entre

tunnel-tunnel, et tunnel –pieu sont sélectionnés à partir de la littérature seront traités par cette procédure.

La comparaison des simulations de la présente étude à ceux exposés dans la littérature confirme la

fiabilité de la modélisation adoptée et sa bonne adaptation à ce type de problèmes.

La modélisation numérique et l’analyse de l’interaction entre deux tunnels parallèles en prenant comme

cas d’étude le tunnel T4 faisant partie de l’autoroute est-ouest est traitée et présentée en détaille.

Les simulations numériques ont été menées par un calcul en éléments finis au moyen du code de calcul

Plaxis-3D-Tunnel en étudiant le comportement du premier tunnel avant et après construction d’un

deuxième tunnel adjacent.

L’analyse est faite en matière des déplacements au niveau de la surface libre du sol et dans le massif du

sol, les efforts internes dans le soutènement et l’effet de certains paramètres dimensionnels.

D’après les résultats de cette étude, on peut énumérer les conclusions suivantes :

- Les procédures de construction affectent les tassements et les efforts internes dans les tunnels. Le

creusement perturbe les conditions d'équilibre du terrain encaissant, de telle sorte que la surface de


137


- Pour deux tunnels parallèles horizontalement pour plus de stabilité du terrain il faudra envisager le

creusement du 1er

tunnel ensuite le second, bien que cette procédure exigera dans la plupart des cas un

renforcement structural du 1er

tunnel (revêtement…) est observé.

- Un changement notable des mouvements du sol (soulèvement - tassement) suivant l’avancement du

creusement souterrain au niveau de chaque tranche.

- Les mouvements du sol au niveau du front de taille évoluent en fonction de l’avancement de

l’excavation due à la décomposition importante et le dérangement du terrain à cause du creusement, et

plus le creusement avance plus le terrain sera affaibli par ce creusement ce qui provoquera plus de

déplacements.

- On remarque que la courbe de tassement dans le cas de deux tunnels très proches est une symétrie. Il se

produit une augmentation de la largeur du creux de la cuvette de tassement après l’excavation du second

tunnel.

- Après le creusement du 2iéme

tunnel on constate une augmentation des tassements qui peuvent être dû

au changement de la rigidité du sol dû à son affaiblissement au voisinage de ce dernier provoqué par le

1er

creusement et qui est un facteur important dans le mouvement de terrain qui se produit

- La convergence et les efforts internes induits dans le premier tunnel sont influencés par la construction

du deuxième tunnel.

- Plus la distance entre axes des tunnels augmente les déplacements verticaux du premier tunnel

diminuent.

- Plus le rayon du second tunnel augmente (Inégalité entre les rayons des tunnels), plus le déplacement

augmente d’une manière notable.

- La flexibilité du soutènement des tunnels (nouveau et existant) joue un rôle important dans la valeur du

moment après interaction. L'augmentation dans le moment de fléchissant maximal après l'interaction est

plus grande pour soutènement plus raide.

- Pour avoir moins de tassement en surface il est souhaitable d’évité le creusement de deux tunnels en

même temps.

Enfin, cette étude a mis en évidence clairement l’interaction entre deux tunnels parallèles horizontalement

(Cas du tunnel jumelé T4).

138


Perspectives :

Ce travail décrit les effets de l’excavation d’un nouveau tunnel sur le comportement d’un autre

existant. Comme continuité à ce travail on peut citer les perspectives suivantes :

• L’étude de l’interaction entre plusieurs tunnels urbains à faible profondeur avec la possibilité de réduire

les différentes sources des tassements et des déplacements préjudiciables qui affectent le terrain

avoisinant.

• Étudier l'interaction du creusement avec des canalisations et conduites enterrées qui présentent des

rigidités plus faibles qu'un tunnel de grand diamètre.

• Etude de la réponse dynamique des ouvrages souterrains

139

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