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STABILITE DU FRONT DE TAILLE

Une description des méthodes d’analyse de la stabilité du front de taille est donnée dans Leca et Panet (1988). Les premiers travaux ont été réalisés par Broms et Bennnermark (1967) pour le cas des tunnels creusés dans les terrains argileux. Leur étude expérimentale a permis d’établir un critère de stabilité du front de taille, basé sur la valeur du facteur de charge N définie comme :  ov représentant la valeur de la contrainte verticale moyenne au niveau de la galerie et c u la cohésion du terrain. Dans les cas où une pression de soutènement <?T est appliquée à l’intérieur de la galerie, pour stabiliser le front de taille, le facteur de charge se met sous la forme :
crv -<7T
N=_2 L (2)
L’expérience montre que la stabilité du front de taille correspond à des facteurs de charges N tels que : N < 5-7 (3)
Ces résultats ont été confirmés ultérieurement par Peck (1969). sur la base d’une analyse de plusieurs tunnels creusés en terrain argileux. Des études théoriques basées sur le calcul à la rupture (Davis et al.. 1980) et expérimentales, en centrifugeuse (Schofield, 1980), ont permis de mettre en évidence l’influence de deux autres paramètres dans la stabilité du front de taille : le rapport C/D entre la couverture de terres et le diamètre de la galerie et le rapport YD/CU traduisant les effets de la hauteur de l’ouverture sur l’équilibre du front de taille.
Le problème des tunnels en terrains granulaires n’a été étudié que très récemment. Dans ce cas, les gradients hydrauliques induits par la présence d’une nappe phréatique jouent un rôle prépondérant sur la stabilité du front de taille (Konda, 1987). Plusieurs travaux expérimentaux (Bouyat et Mohkam. 1985 ; Chambón et Corté, 1989) et analytiques, à partir de la théorie du calcul à la rupture (Leca et Dormieux, 1992) ont été consacrés à ce problème. En particulier, Leca et Dormieux (1992) ont proposé un critère de stabilité pour un tunnel creusé dans un sable sec : dans ce cas, la pression de soutènement cT à appliquer au front de taille peut se mettre sous la forme : aT =as crs +cc7 YD (4)
Gt représentant une surcharge éventuellement appliquée en surface et as et cxy des coefficients adimensionnels, fonctions de l’angle de frottement cp’ du terrain et du rapport C/D. Une généralisation de cette expression a également été établie pour le cas de terrains frottants et cohérents, caractérisés par une cohésion cV 0 et un angle de frottement cp\

METHODES SEMI-EMPIRIQUES

Introduction

Ces méthodes associent généralement des résultats issus de l’observation d’ouvrages réels et des calculs basés sur des hypothèses relativement restrictives. Bien que ne traitant pas de toute la complexité des phénomènes associés au creusement d’un tunnel, elles sont très utiles pour évaluer les caractéristiques de l’ouvrage de soutènement et, dans le cas des ouvrages peu profonds, l’amplitude des tassements générés en surface. Les méthodes de calcul de soutènement sont surtout utilisées au niveau des études préliminaires.
Du fait de différences, tant au niveau du comportement observé que des méthodes de caractérisation du matériau encaissant, il convient de distinguer le cas des tunnels au rocher, d’une part et, celui des tunnels dans les sols, d’autre part. Ceci est surtout vrai des méthodes de calcul des soutènements.

Calcul du soutènement

Cas des roches

Les méthodes empiriques ont pour but d’établir des corrélations entre les conditions géotechniques, le mode de construction et le soutènement nécessaire pour assurer la stabilité des parois (dimensions et nature du soutènement). Ces méthodes peuvent être utilisées lorsqu’on ne dispose pas des informations nécessaires à la mise au point d’un modèle explicite. On peut distinguer deux niveaux d’application :
avant la construction (information géologique limitée) : pour la conception du soutènement provisoire le choix du procédé de creusement, le prédimensionnement du soutènement définitif ; pendant la construction (temps limité) : pour la détermination complète des soutènements provisoires (ou leur adaptation aux conditions rencontrées) et le choix du procédé de creusement. La mise en oeuvre des méthodes empiriques est décrite sur le tableau 2.1. Bien que les prévisions obtenues à partir de ces méthodes soient qualitatives, le processus de dimensionnement qui en résulte peut être qualitatif ou quantitatif (Einsteinetal., 1979). La première étape consiste à caractériser la géologie (de manière quantitative ou qualitative) : ceci suppose souvent une description de l’hydrogéologie et de la géométrie du massif. La taille, la forme et même l’utilisation finale de l’ouvrage peuvent être pris en compte. Les différentes méthodes permettent d’estimer les pressions des terrains sur l’ouvrage ou les dimensions du soutènement.
Une description détaillée des méthodes empiriques de calcul des soutènements des tunnels au rocher est donnée dans l’ouvrage de Bouvard et al. (1988). En reprenant la classification de Einstein et al. (1979), représentée sur le tableau 2.1, ces méthodes peuvent être regroupées en trois catégories :
qualitative directe ;
qualitative avec estimation du chargement ;
quantitative directe.
Dans les méthodes qualitatives, la géologie est caractérisée de manière qualitative ; la méthode est dite qualitative directe, si le soutènement est conçu à partir de cette seule caractérisation, ou qualitative avec estimation des chargements, si la description de la géologie est utilisée pour estimer le chargement du terrain à prendre en compte dans un calcul explicite du soutènement. Dans les méthodes quantitatives, la géologie est directement caractérisée de manière quantitative. La méthode de Pacher et Rabcewicz (1974), mise au point pour le calcul des ouvrages construits à l’aide de la Nouvelle Méthode Autrichienne, constitue un exemple de méthode qualitative directe. Dans cette méthode, le terrain est classé en fonction de catégories définies qualitativement, de manière relativement précise ; on distingue généralement cinq à six catégories de terrains, en tenant compte de la lithologie, des types de discontinuités et de l’état de contrainte en place. Ces catégories de terrain sont définies au cas par cas, ce qui permet de tenir compte des particularités de chaque projet. Une combinaison particulière de procédés de construction et des systèmes de soutènement correspondants est alors définie pour chaque catégorie de terrain susceptible d’être rencontrée.
Les méthodes qualitatives avec estimation du chargement nécessitent trois étapes : dans un premier temps (étape 1), les terrains sont classés à partir de leur nature géologique, ainsi que des conditions hydrogéologiques. L’étape 2 consiste à associer une pression des terrains aux conditions géotechniques rencontrées. Le soutènement est alors analysé (étape 3), comme une structure soumise à la distribution d’efforts estimée à l’étape précédente ; selon les conditions rencontrées, la pression des terrains sera appliquée seulement en voûte, ou également distribuée sur les piédroits (figure 2.1). On trouve parmi ces méthodes la méthode de Terzaghi (1946) et la méthode de Protodiakonov (1965). Ces deux méthodes sont basées sur l’hypothèse que le chargement sur l’ouvrage de soutènement résulte de la décompression d’une fraction du massif encaissant, dont les caractéristiques sont données sur la figure 2.2. Pour un tunnel de hauteur D et de largeur D’, construit sous une couverture C de terrains, la zone décomprimée est caractérisée par la valeur de sa hauteur H et de sa largeur b.
La méthode de Terzaghi (1946) distingue neuf catégories de terrains (tableau 2.2) ; la surcharge est supposée uniformément répartie sur le plan horizontal passant par le toit de l’ouvrage et sa valeur est équivalente à une hauteur de terrain égale à : H =K(D’ + Ht ) (5) K représentant un coefficient multiplicateur dont la valeur dépend de la catégorie de terrain rencontrée (tableau 2.2). Cette relation est, en théorie, applicable aux ouvrages dont la couverture C est supérieure à 1,5 (D’+rl).
Les méthodes quantitatives directes consistent à caractériser le massif rocheux de manière quantitative. Ceci peut notamment être réalisé au moyen du R.Q.D. (Rock Quality Designation), introduit par Deere (1964) pour mesurer le taux de recouvrement de sondages carottés et défini comme le pourcentage des fragments supérieurs à 10 cm par passe de carottage.
Les méthodes de Deere (1964) et de Meritt (1968) sont basées sur ce paramètre. Elles consistent à préciser le type de soutènement à mettre en place, en fonction du R.Q.D. et de la portée de l’ouvrage. Celle-ci est définie comme la plus petite des deux longueurs suivantes : la largeur de l’ouverture ou la distance entre le front de taille et le soutènement (Lauffer, 1958).
La plupart des méthodes tendent, toutefois, à utiliser plusieurs paramètres pour caractériser le terrain encaissant. C’est le cas des méthodes de Barton (1974a, 1974b, 1975), Bieniawski (1973, 1983). et Wickham et al. (1974).
Dans la méthode de Barton (1974a, 1974b, 1975), la géologie est caractérisée à partir de six paramètres : la fréquence et le type de discontinuités, le débit hydraulique, l’état des contraintes, la lithologie et les propriétés intactes des roches. Ces paramètres servent à évaluer un indice de qualité Q défini par la relation : où J , J, J , J caractérisent respectivement le nombre de familles de joints, la rugosité des joints les plus faibles, le degré d’altération des joints ou du matériau de remplissage, les conditions hydrogéologiques, le coefficient SRF (Stress Reduction Factor) étant déterminé à partir de l’état tectonique du massif. La méthode prévoit 38 catégories possibles de soutènements (figure 2.3), à choisir en fonction de la valeur de l’indice de qualité et de la dimension équivalente de l’ouvrage, définie comme le rapport entre la taille de l’ouverture (diamètre, hauteur ou largeur) et le SRF.
La méthode de Bieniawski (1973, 1983) repose sur une classification des roches selon cinq paramètres : la résistance en compression simple, le RQD, l’espacement des joints, la nature des joints, les venues d’eau. Dans cette classification, sont considérés comme joints les discontinuités telles que stratification, schistosité, fractures et diaclases. Chaque paramètre est caractérisé par une note, et la qualité du rocher est estimée à partir d’une note globale, appelée Rock Mass Rating (RMR), définie comme la somme des notes individuelles attribuées à chaque paramètre : cette note est ensuite corrigée pour tenir compte de l’orientation de la fracturation (tableau 2.4). Comme dans le cas de la méthode de Lauffer (1958), le résultat est présenté sous la forme d’un abaque (figure 2.4), donnant, en fonction de la classe de rocher obtenue et de la portée non soutenue, le temps de tenue de la galerie.
Les recommandations de TAFTES (Groupe n°7, 1974 et 1982) donnent, sous forme de tableaux, le type de soutènement à utiliser en fonction de la caractérisation du massif rocheux (figure 2.5). Celle-ci repose sur la nature des discontinuités (nombre de familles, orientation, espacement), l’altération, la charge hydraulique et la perméabilité, les caractéristiques mécaniques (résistance à la compression simple, module de déformabilité, indice de continuité) du massif rocheux.

Cas des sois

Peck (1969) décrit une méthode de dimensionnement des ouvrages de soutènement, dans son rapport général consacré aux calculs des tunnels et excavations en terrains meubles. Cette méthode repose sur l’observation du comportement d’un grand nombre d’ouvrages, à la fois du point de vue des pressions reprises par le soutènement et de l’ovalisation de l’ouvrage de soutènement.
La méthode consiste à dimensionner le soutènement en considérant séparément les quatre éléments suivants :
l’effort normal induit par les terrains sur l’ouvrage ;
les moments résultant de variations locales de diamètre du fait d’une distribution non symétrique des efforts ;
le flambement de la structure ;
l’influence de facteurs externes spécifiques.
Le soutènement est jugé satisfaisant, s’il est capable de résister à l’ensemble de ces sollicitations. L’effort normal dans le soutènement est estimé en supposant que celui-ci est soumis à une pression uniforme égale à la contrainte moyenne, existant dans le sol avant le creusement, au niveau de la galerie : où p désigne la pression uniforme exercée sur l’anneau supposé circulaire, K le coefficient des terres au repos et <3°v la contrainte verticale en place. Ce calcul ne tient pas compte de la redistribution d’efforts qui pourrait se produire par effet de voûte autour de l’ouvrage. Cette hypothèse pessimiste est destinée à se placer du côté de la sécurité, vis-à-vis de situations où des augmentations progressives de contraintes dans le temps se produiraient (figure 2.6). Le soutènement est considéré comme satisfaisant vis-à-vis de l’effort normal, si les contraintes
La vérification du soutènement vis-à-vis des moments fléchissants est effectuée en supposant que l’ouvrage subit des variations de diamètres analogues à celles qui se produiraient si l’anneau était parfaitement flexible. Le soutènement sera jugé satisfaisant s’il peut supporter les contraintes induites par cette distorsion de l’ouvrage. Les valeurs de variations relatives de diamètres à prendre en compte sont estimées à partir d’observations faites sur plusieurs ouvrages, réalisés dans différentes conditions de terrain.
Le flambement concerne principalement les structures pour lesquelles le contact entre sol et soutènement est localement défectueux. Ce mode de rupture est jugé relativement improbable (Peck, 1969). Toutefois, il est recommandé de s’assurer que le soutènement peut reprendre un minimum de contraintes excédentaires, résultant de fîambements locaux, torsions et autres modes de rupture, liés à la technique de construction et aux différentes irrégularités qui peuvent apparaître sur la périphérie de l’ouvrage.
Les facteurs externes à prendre en compte concernent notamment les sollicitations qui peuvent résulter de la réalisation d’ouvrages adjacents, ainsi que de l’utilisation d’air comprimé, de surcharges exercées par des structures existantes, ou de la réalisation de travaux d’excavation à proximité de la galerie.

Calcul des tassements

Le calcul des tassements concerne principalement les tunnels réalisés à faible profondeur, en site urbain. Les méthodes de calcul reposent sur la constatation, que le profil transversal de tassement engendré en surface par le creusement d’un tunnel est assez bien représenté (figure 2.7) par une courbe de Gauss inversée (Peck, 1969). Il peut donc être entièrement caractérisé par la valeur smax du tassement maximal observé au dessus de l’axe de l’ouvrage et la distance i du point d’inflexion de la courbe de Gauss au plan médian. Le tassement en un point M, situé à une distance x du plan médian peut alors être calculé.

Table des matières

INTRODUCTION GENERALE 
CALCUL DES OUVRAGES SOUTERRAINS 
2.1 INTRODUCTION
2.2 STABILITE DU FRONT DE TAILLE
2.3 METHODES SEMI-EMPIRIQUES
2.3.1 Introduction
2.3.2 Calcul du soutènement
2.3.2.1 Cas des roches
2.3.2.2 Cas des sols
2.3.3 Calcul des tassements
2.4 METHODES ANALYTIQUES ET NUMERIQUES
2.4.1 Introduction
2.4.2 La méthode des réactions hyperstatiques
2.4.3 Les méthodes de milieux continus
2.4.4 Utilisation des méthodes analytiques
2.5 APPLICATION DE LA METHODE DES ELEMENTS FINIS
2.5.1 Introduction
2.5.2 Calculs tridimensionnels
2.5.3 Modèles bidimensionnels
2.5.4 Cas particulier des tunnels peu profonds
2.5.5 Considérations pratiques
2.6 CONCLUSIONS
CALCULS EFFECTUES A L’AIDE DU LOGICIEL CESAR-LCPC 
3.1 INTRODUCTION
3.2 LES DIFFERENTS TYPES DE TONNELIER
3.2.1 Bouclier à front ouvert
3.2.2 Bouclier à air comprimé
3.2.3 Bouclier à pression mécanique ou bouclier aveugle
3.2.4 Bouclier à pression de boue
3.2.5 Bouclier à pression déterre
3.3 SIMULATION DE LA PRESSION APPLIQUEE AU FRONT DE TAILLE
3.3.1 Calcul axisymétrique
3.3.1.1 Description générale
3.3.1.2 Conditions aux limites appliquées sur le bord FE
3.3.1.3 Résultats des calculs
3.3.1.3.1 Déplacement radial imposé sur la périphérie
3.3.1.3.1.1 Résultats de la première étape de calcul
3.3.1.3.1.2 Influence de la pression appliquée au front de taille
3.3.1.3.2 Déplacements radial et axial imposés sur la périphérie
3.3.1.3.3 Contrainte imposée sur la périphérie
3.3.1.3.4 Revêtement de raideur finie
3.3.1.3.5 Chargement d’un massif infini
3.4 CONCLUSIONS
ANALYSE DES CALCULS EFFECTUES EN CONDITIONS AXISYMETRIQUES ET TRIDIMENSIONNELLES 
4.1 INTRODUCTION
4.2 COMPARAISON DES CONDITIONS AUX LIMITES
4.3 CONDITIONS AUX LIMITES PARTICULIERES
4.3.1 Résultats des calculs
4.3.1.1 Variation de la pression sur la périphérie
4.3.1.2 Revêtement à 1,5 m du front
4.3.2 Comparaison des conditions aux limites
4.4 ETUDE PARAMETRIQUE
4.4 1 Influence du coefficient de Poisson
4.4,2 Influence du coefficient des terres au repos Ko
4.5 CONCLUSIONS
PRISE EN COMPTE DES CHARGEMENTS INDUITS PAR LE BOUCLIER DANS LE CALCUL DE LA REPONSE DU TERRAIN A L’AIDE DU LOGICIEL EXCAV
5.1 INTRODUCTION
5.2 LA METHODE DU RAMOLLISSEMENT
5.3 LE CODE DE CALCUL EXCAV
5.4 MODIFICATIONS APPORTEES AU LOGICIEL EXCAV
5.4.1 Modification de la méthode du ramollissement
5.4.2 Simulation de la pressurisation du front de taille
5.4.3 Estimation du As à appliquer dans le noyau
5.4.4 Calculs effectués pour simuler la pression au front détaille
5.4.4.1 Influence du mod\de élastique et du coefficient de Poisson
5.4.4.2 Résultats des calculs
5.4.4.3 Comparaison aux résultats des calculs axisymétriques
5.4.4.4 Comparaison des résultats donnés par le code EXCA V à ceux obtenus par des calculs tridimensionnels
5.4.5 Simulation des déplacements induits au niveau du vide annulaire
5.4.5.1 Description des calculs effectués
5.4.5.2 Comparaison des résultats
5.5 CONCLUSIONS
INSTRUMENTATION DU COLLECTEUR VL4 DU DEPARTEMENT DU VAL DE MARNE 
6.1 INTRODUCTION
6.2 PRESENTATION DU PROJET
6.2.1 Présentation générale
6.2.2 Conditions géotechniques
6.2.3 Méthode de réalisation
6.3 INSTRUMENTATION DU MASSIF ENCAISSANT
6.3.1 Profil d’instrumentation
6.3.2 Planning des mesures
6.3.3 Appareils de mesure
6.3.3.1 Extensofors
6.3.3.2 – Inclinomètres
6.4 MESURES DE NIVELLEMENT
6.5 EXTENSOMETRES
6.5.1 Mesures extensométriques
6.5.2 Interprétation des mesures extensométriques
6.5.3 Interprétation des mesures brutes extensométriques
6.6 INCLINOMETRES
6.6.3 Mesures inclinométriques
6.6.2 Interprétation des mesures inclinométriques
6-6.2.1 Direction transversale (II, 13,14)
6.6.2.2Direction longitudinale (12, IS)
6.7 MESURES REALISEES SUR L’OUVRAGE
6.7.1 Instrumentation de l’anneau
6.8 RESULTATS DES MESURES
6.8.1 Mesures brutes
6.8.2 Corrections appliquées aux mesures
6.8.2.1 Corrections thermiques
6.8.2.2 Autres Corrections
6.9 INTERPRETATION DES RESULTATS DE MESURES
6.9.1 Diagrammes des efforts normaux et moments
6.10 COMPORTEMENT OBSERVE APRES LE PM
6.11 DISCUSSION
6.12 CONCLUSIONS
MODELISATION DU CREUSEMENT DU COLLECTEUR VL4 A L’AIDE DU CODE EXCAV
7.1 INTRODUCTION
7.2 CALCULS EFFECTUES A L’AIDE DU CODE EXCAV
7.2.1 Description des étapes de calculs
7.2.2 Analyse élastique
7.2.2.1 Comparaison entre résultats des calculs et mesures effectuées dans le terrain
7.2.2.2 Comparaison entre les calculs et les mesures effectuées sur l’anneau de soutènement
7.2.3 Calcul élasto-plastique
7.2.3.1 Modifications apportées au code EXCAV
7.2.3.2 Comparaison des résultais des calculs aux mesures effectuées dans le terrain
7.2.4 Analyse des résultats obtenus pour l’extensomètre E5
7.3 CONCLUSIONS
CONCLUSIONS GENERALES 
REFERENCES BIBLIOGRAPHIQUES 
ANNEXE A
A.I DEPLACEMENT RADIAL IMPOSE SUR LA PÉRIPHÉRIE (UR = 0)
A.n DEPLACEMENTS RADIAL ET AXIAL IMPOSES SUR LA PÉRIPHÉRIE (UR=UZ = 0)
A.HI CONTRAINTE IMPOSÉE SUR LA PÉRIPHÉRIE (CI.)
A, IV REVÊTEMENT DE RAIDEUR FINIE
A.V CHARGEMENT D’UN MASSIF SEMI-INFINI
A. VI VARIATION DE LA PRESSION SUR LA PÉRIPHÉRIE
A.VII INSTALLATION DU REVÊTEMENT A 1,5 M DERRIÈRE LE FRONT
ANNEXE B
ANNEXE C

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