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Etude analytique et modélisation numérique du tronçon de tunnel Texanna wilaya de Jijelpar Imene Taki Université Saad Dahlab Blida 1 - Master 2 2020 |
ConclusionSuite à l'analyse et l'interprétation des données géologiques, hydrogéologiques, sismiques et géotechniques obtenus des différents rapports d'études relatif à notre projet il en ressort que : ? De point de vue géologie, le site d'étude est constitué principalement d'une succession de quatre formations. De la base au sommet on note une couche d'argilite moyennement fracturée, saine et de consistance rocheuse, surmonté respectivement par une couche d'argilite aussi altérée, friable, dégradable et très fracturée, une couche de schiste très fracturé et d'une couche de flysch, comme présenté ci-dessous ? L'analyse hydrogéologique révèle l'existence d'une nappe phréatique mais son niveau n'est de façon générale, pas stationnaire, mais qu'il est susceptible de fluctuer, à la hausse ou à la baisse, en fonction des conditions climatiques, et parfois selon les modifications apportées à l'environnement (travaux d'excavation, pompage, etc.). ? Sur la base des considérations précitées, il appert que la zone d'étude est située dans un secteur caractérisé par une sismicité moyenne de classe II-a, selon le PRPOA (2008). Il y a lieu de souligner que les effets d'un tremblement de terre dans un ouvrage souterrain confiné ne sont pas, de manière générale, les mêmes que ceux sur une structure située en surface. Dans le cas des tunnels bien construits à travers une roche encaissante de bonne qualité, les effets sont généralement faibles. Cependant, une attention particulière doit être accordée aux zones présentant une roche encaissante de mauvaise qualité, et plus particulièrement au niveau des portails, où la couverture est plus faible et où s'y trouvent généralement des terrains de moindre qualité. Dans ces conditions, des précautions particulières doivent être prises en phase de conception et de réalisation pour contrer les effets sismiques sur la structure du tunnel. 54 CHAPITRE III : Choix de soutènementLe creusement d'un ouvrage souterrain (galerie, tunnel) perturbe le système des contraintes naturelles autour de la cavité crée, et généralement le terrain encaissant agit par certaines réactions, qui peuvent être la cause directe de l'instabilité du massif et de l'ouvrage Cette réaction dépend directement de la nature, caractéristiques et de la résistance mécanique du terrain excavé et les caractères géométriques de la cavité. Pour cela la réalisation de soutènement est l'un des éléments essentiels de l'exécution du tunnel, galerie.il a un rôle de protection et de sécurité pour les personnels travaillent sous terre (contre les chutes de petits blocs), de supportage pour assurer la stabilité des gros blocs et de confinement pour limiter la convergence du terrain.il sert aussi à protéger les terrains en paroi vis-à-vis de l'altération. [11] Dans le présent chapitre, il est question de dimensionner le soutènement du tunnel au niveau du tronçon 1 (PK 24+875 à Pk25+200). Le dimensionnement consiste à choisir un type de soutènement en utilisant les recommandations de BEINIAWSKI et celles de l'AFTES, ainsi que le calcul du soutènement choisi et sa vérification en utilisant la méthode convergence-confinement. Et par la suite il sera aussi vérifié la stabilité du front de taille, et le risque du soulèvement de radier par la méthode de Tsimbarievich. Le choix de soutènement provisoire du tunnel de Taxenna Comme on peut l'observer du profil géotechnique, le tunnel de Taxenna passe totalement d'une unité d'argilite. Les valeurs RMR et GSI du trajet figurent ci-après. [12] Pour une bonne étude de dimensionnement on fait appel à une coupe lithologique qui a pour but la présentation des différentes couches et leur paramètre géotechnique constituant le terrain accueillant le projet, sont représentés dans la figure III.1
55 Figure III-1 : Coupe lithologique au niveau de tronçon 1. Choix du soutènement selon BEINIAWSKI Selon les données géologiques, hydrogéologiques et géotechniques du terrain encaissant le tunnel, les critères pour le choix du type de soutènement selon BIENIAWSKI correspondantes sont : y' La Résistance à la compression y' Le RQD y' L'espacement des discontinuités y' La nature et direction des discontinuités y' Les conditions hydrologiques Les types de soutènement recommandés sont : > Boulonnage prépondérant avec des boulons espacés de 0.5 à 1 m, grillage soudé et 30 à 50 mm de béton projeté (couronne+ parement). > Béton projeté prédominant avec (150 mm en couronne et 100 mm en parements), grillage soudé, boulons de 3 m espacés de 1,5 m. > Cintres métalliques avec des cintres moyens espacés de 0,7 à 1,5 m et 50 mm de béton projeté en couronne. 56 Tableau III-1 : Classification de la masse rocheuse.
Choix du soutènement selon les recommandations de l'AFTES Dans ses recommandations (2003), l'AFTES (Association Française de Tunnels et de l'espace souterrain) propose une description plus générale du massif rocheux caractérisant chaque paramètre (indice de discontinuité, nombre et orientation des familles de discontinuités, type de roches, altération, état de contraintes...etc). A partir de cette combinaison, l'AFTES propose un type de soutènement adapté grâce à l'utilisation de plusieurs tableaux. Les critères pris en compte par l'AFTES sont : > Le comportement mécanique du terrain R4 ; > Les discontinuités N3-S4 ; > L'altérabilité - le gonflement : Gonflant ; > L'hydrologie R4-H2-K1 ou K2 ; > La hauteur de recouvrement et les contraintes naturelles R4- CN3 ; > Les dimensions de la cavité D =13.54 m > 10 m ; > Le procédé de creusement ; > L'environnement. Le tableau résume le type de soutènement pour chaque critère ainsi que la synthèse qui permet de choisir un soutènement adéquat. Les types de soutènement recommandés sont : y' Boulons à ancrage réparti avec béton projeté. 57 ? Cintres légers coulissants avec blindage métallique ou béton projeté + soutènement du front + boulonnage obligatoire. Le type de soutènement choisi est : Cintres légers coulissant avec béton projeté. 58 Tableau III-2 : Choix du type de soutènement en fonction des conditions du terrain selon les recommandations de l'AFTES.
59 Calcul et Vérification du soutènement La méthode de convergence-confinement (Panet et Guellec, 1974) s'appuie sur la mécanique des milieux continus et fait donc nécessairement appel pour le massif à une loi de comportement d'un milieu continu. Toute modélisation implique à la fois une simplification des lois de comportement et une homogénéisation d'un certain nombre de zones du massif et par conséquent, le recours à un milieu équivalent qui à l'échelle de l'ouvrage, permet une représentation convenable du comportement du massif. Le choix des caractéristiques de ce milieu équivalent constitue, le plus souvent, l'étape la plus délicate de la modélisation. [12] Hypothèses L'hypothèse forte est la considération unidimensionnelle du problème : y' Hypothèse des déformations planes ; y' Hypothèse d'isotropie des contraintes initiales (K0 = 1) et d'isotropie du massif ; y' La cavité étudiée a une forme cylindrique. L'état initial est défini par l'état de contraintes isotrope. H est la hauteur de couvertureet le poids volumique des terrains sus-jacents. La contrainte initiale dans le massif est donc : ? ? ? 0 *H Il sera utilisé la méthode convergence-confinement pour le calcul et la vérification du soutènement. Étant donné que les recommandations de l'AFTES ne donnent aucune indication sur les dimensions des éléments de soutènement, on se proposera dans un premier temps, pour la combinaison choisie (cintre + béton projeté), les dimensions minimales, soit : Cintres métalliques HEB180 espacés de 0.5 m et béton projeté de 25 cm d'épaisseur. > Le soutènement est mis en place à une distance de 1m du front de taille > La contrainte initiale en clé de voute o0 = y * H= 918,11KPa > La résistance à la compression (Rc) est obtenue à partir des essais mécaniques Rc =10MPa ó0 = 918.11kPa < Rc 2 = 10000 2 KPa le terrain aura un comportement élastique. En utilisant les équations (I.7, I.9 et I.10) et les données suivantes concernant le terrain et le soutènement : 60 Les caractéristiques du terrain Tableau III-3 : Les caractéristiques du terrain.
Les caractéristiques du soutènement > Cintres Tableau III-4 : Les caractéristiques du profilé HEB180.
> Béton projeté
> La distance du front de taille x =1m > La contrainte initiale o0 = y. H = ??????.???? ?????? ; > La résistance à la compression Rc=10000KPa ; > Le déplacement de la paroi à l'apparition de la rupture : Ue = 1+??* R * ó0 = 2,02 cm ?? Le taux de déconfinement du terrain en comportement élastique, à une distance (x=1m) du front de taille est (équation I.9). 2 Xso= 1- 0.75[ 1 ] = 0,476 1+4 3* 1 6.77 Le déplacement de la paroi pour P = 0 Uso= ëso*Ue Uso = 0,476*2,02 = 0,96 cm D'après les expressions des rigidités données par le Tableau II.2, la rigidité du béton projeté Kb = 384,66 MPa, et celle du cintre métallique Kc = 405,11MPa. La rigidité du soutènement serait alors : Ks = Kb + Kc qui serait égale à Ks = 789,77MPa. Selon l'équation II.10, l'équation de la courbe caractéristique de soutènement s'écrit :
61 La méthode convergence-confinement a été implémentée sur Excel ce qui nous a permis de tracer la courbe de convergence du terrain et de confinement du soutènement (Figure III.2).
élastique Zone Figure III-2: Courbes de Convergence-Confinement. Le point d'intersection de la courbe de convergence avec la droite de confinement représente le point d'équilibre. La figure III-2 donne à l'équilibre : ? Une pression Péq=363,64 kPa. ? Un déplacement de la paroi du tunnel Uéq=12,3 mm. 62 À partir du Tableau I.7: ób max.e Pmax (béton) = R óa.S R.ea Pmax (cintre) = En considérant une contrainte limite admissible du béton óbmax = 5MPa, et pour une épaisseur du béton projeté e = 0,25m, le rayon du tunnel R = 6.67m, un espacement des cintres métalliques ea = 0.5m et une contrainte admissible de l'acier óa = 160MPa les valeurs des pressions maximales admissibles dans chacun des éléments de soutènement sont : Pmax (cintre) = 308 kPa et Pmax (béton projeté) = 180kPa. A l'équilibre terrain/soutènement, les pressions développées au niveau du cintre métallique P (cintre) et au niveau du béton projeté P (béton) sont : y' P (cintre) = ???3 ??? * Peq ; y' P (cintre) =186.52kPa y' P (béton) = ?????? ??3 * Peq ; y' P (béton) = 177,11 kPa y' P (cintre) =186,52KPa < Pmax (cintre) = 308kPa ; y' P (béton) =177,11Pa < Pmax (béton) = 180KPa ; y' Pmax (soutènement) = 390.9kPa > Péq = 363.64kPa Détermination des déplacements : > Pbp = ????? ?????- ?????? ?? ?????? = > Umax1 = 1,28cm > Pc = ???? ?? - ???? ?????? => Umax2=1,47cm ?? ?? y' Umax1 < Umax2 Pmax= Pbpmax + Pcmax (U=Ubpmax) Pmax = 390,9MPa Par conséquent, le soutènement proposé est vérifié vis-à-vis de la rupture. Vérification au risque de soulèvement du radier Le terrain sous le radier est une argilite moyennement fracturée avec les caractéristiques suivantes : ??=30° ; ??=100 kPa ; y = 27 KN/m3. La pression verticale due au poids des terres au-dessus du radier est : 63 P = 633.59 kPa. Calcul de P : En considérant la largeur du tunnel b=15.34m, la hauteur du tunnel h=6.77m et l'angle de frottement du terrain ?? =30° ??1 = (15.342 ) + 6.77 * ?????? (45 - 30 2 ) = 11.58 m. On a H0 = 36.53 = 5 * B1 = 57.9m Par conséquent, l'effet de voute s'étend jusqu'à la surface. Les charges verticales A.1 Flysch : Pv1 En utilisant ?????? = ??.????-?? ??.?????? (??- ??(-??.????.?????? ???? )) + ??. ??(-??.????.?????? ???? ) Pour la hauteur soumise à l'effet de voute H1 =1,7m, surcharge q = 0 kPa, ??=25 kN/m3, coefficient expérimental K =1 (selon Terzaghi), ??=25°, C=25 KPa et B1=23.16 m ????*????.????-???? ??.???????? (?? - ??(-??*??.??.???????? ?????? = ????.???? ))= 39.97KPa. A.2 Schiste très fracturé 1 :Pv2 En utilisant : Pv2 = ??.??1-?? ??.?????? . (1 - ??(-??.??1.?????? ??1 )) + Pv1. ??(-??.??1.?????? ??1 ) Pour B1 = 11,58 m, H1 = 21,6 m, Pv1 = 39,97 kPa, C = 50 kPa, ã = 24 kPa et ?? = 20°
A.3 Argilite moyennement fracturée : Pv3 En utilisant : Pv3 = ??.??1-?? ??.?????? . (1 - ??(-??.??1.?????? ??1 )) + Pv2. ??(-??.??1.?????? ??1 ) Pour B1 = 11,58 m, H1 = 13,23 m, Pv2 = 428.5 kPa, C = 100 kPa, ??= 27 kPa et ?? = 30° 27*23.16-100 . (1 - ??(-1*13.23*????30 23.16 )) + 428.50 * ??(-1*13.23.????30 PV3 = 23.16) = 563,74kPa. 1*????30 A.4 La charge verticale totale Pvt = Pv3 = 563,74 KPa Charge horizontale Ka est calculé par l'équation suivante : Ka = tg2(ð4-??2) Donc Ka = 0.33 64 Psommet = (Ka. Pv - 2. c.vKa). (1 + A) + ãw. hw1 Psommet = (0,33 * 428.50 - 2 * 100 * v0,33) * (1 + 0,8) + 10 * 0 = 47.72kPa Pbase = (Ka. (Pv + ??. H) - 2. c. vKa). (1 + A) + ãw. hw2 Pbase = (0,33 * (428.5 + (27 * 36.53) - 2 * 100 * v0,33) * (1 + 0,8) + 10 * 0 = ??????. ?????????? On calcule la profondeur x de terrain - à partir du niveau du radier, qui exerce sa poussée sur le radier pour le soulever (Szechy, 1971) :
? X = -3.48 < 0 par conséquent la stabilité du radier vis-à-vis du soulèvement est vérifié. Conclusion Le soutènement est un élément posé immédiatement après l'opération de l'excavation, il permet d'assurer la stabilité des parois du tunnel et la sécurité du personnel. En fonction des conditions géologiques et géotechnique du terrain encaissant le tunnel, les recommandations de l'AFTES ont permis un ensemble de solutions pour le soutènement provisoire, le choix s'est porté sur les cintres métalliques lourds associés au béton projeté. La méthode convergence confinement a permis de dimensionner et vérifier le soutènement provisoire adéquat, il sera constitué de cintres métalliques HEB180 et d'une couche de 25cm béton projeté, et cela nous produira la valeur de déplacement du terrain à l'équilibre Uéq égale à 1,23 cm. D'autre part, il a été procédé à la vérification du risque de soulèvement du radier par le biais de la méthode de Tsimbarievich. 65 CHAPITRE IV : Modélisation par la méthode des éléments finis L'évolution de la technologie amène l'ingénieur à réaliser des projets de plus en plus complexes, coûteux et soumis à des contraintes de sécurité de plus en plus sévères. Pour réaliser ces projets et vu la complexité des méthodes analytiques de la résistance des matériaux, l'ingénieur a recours aux méthodes qui lui permettent de simuler le comportement des systèmes physiques complexes. Conditionnée par les progrès effectués dans le domaine informatique et les acquis des mathématiques dans la théorie de l'énergie, la méthode des éléments finis est devenue éventuellement la plus performante des méthodes numériques vues son grand champ d'application. Ce chapitre présente une étude numérique visant à modéliser le tronçon du tunnel de Texana wilaya de Jijel, en utilisant le logiciel PLAXIS 2D, la méthode sur laquelle est basée le logiciel est la MEF et avec la NATM comme une technique d'excavation. Présentation de Plaxis Le code éléments finis PLAXIS est conçu par des géotechniciens numériciens, il présente certainement un optimum actuel sur les plans scientifique et pratique dans le domaine de la géotechnique. Les développements de PLAXIS ont commencé en 1987 à l'université de Delft de la technologie, en coopération avec le ministère hollandais des travaux publics. Le but initial était de développer un code facile en élément finis pour l'analyse des remblais pour les sols mous des terres de la Hollande. En 1993, en raison des activités continues et croissantes, une compagnie nommée PLAXIS. B.V a été créée pour assurer les activités de l'université de Delft de la technologie pour garantir la continuité et le développement. Scientifiquement, c'est un outil d'analyse aux éléments finis des projets géotechniques : déplacements, déformations, capacité portante, etc. Doté de procédures de choix automatique évitant des choix délicats à l'opérateur peu averti. 66 Du point de vue pratique, le système de menus à l'écran rend l'utilisation souple et agréable, car l'opérateur ne s'encombre pas l'esprit outre mesure, il est d'une utilisation simple et fiable. Bien que la modélisation du sol lui-même soit un problème important, beaucoup de projets géotechniques impliquent également la modélisation des structures et de leur interaction avec le sol. PLAXIS est doté de fonctionnalités tout à fait remarquables pour traiter tous les aspects des structures géotechniques complexes. L'interface d'utilisation de PLAXIS consiste en quatre sous-programmes (Input, Calculation, Output et Curve). Modèle de Mohr-Coulomb Le comportement de Mohr-Coulomb présente un comportement élastique parfaitement plastique sans écrouissage. Il a une grande utilisation dans la géotechnique vu les résultats obtenus dans les calculs. Dans le plan de Mohr, la droite intrinsèque est représentée par : ô = ón tanö + c ; Où ón et r sont respectivement les contraintes normales et de cisaillement, et c et q respectivement la cohésion et l'angle de frottement du matériau
Figure IV-1 : Courbe intrinsèque du modèle de Mohr-Coulomb. Le critère de Coulomb à trois dimensions suppose que la contrainte intermédiaire n'intervient pas. La forme du critère est celle d'une pyramide irrégulière construite autour de la trisectrice (Error! Reference source not found.1) sur l'hexagone irrégulier de Mohr-Coulomb.
67 Figure IV-2 : Pyramide de Mohr-Coulomb tracée pour c=0. Le modèle demande la détermination de cinq paramètres. Les deux premiers sont E et í (paramètres d'élasticité). Les trois autres sont c et ? et ø, respectivement. Ce sont des paramètres classiques de la géotechnique, certes souvent fournis par des essais de laboratoires, mais nécessaires à des calculs de déformation ou de stabilité. Module d'Young Le choix d'un module de déformation est un des problèmes les plus difficiles en géotechnique. Le module de déformation varie en fonction de la déformation et en fonction de la contrainte moyenne. Dans le modèle de Mohr-Coulomb, le module est constant. Il parait peu réaliste de considérer un module tangent à l'origine (ce qui correspondait au Gmax mesuré dans des essais dynamiques ou en très faibles déformations). Ce module nécessite des essais spéciaux. Coefficient de Poisson On conseille une valeur de 0,2 à 0,4 pour le coefficient de Poisson. Celle-ci est réaliste pour l'application du poids propre (procédure K0 ou chargement gravitaires). Pour certains problèmes, notamment en décharge, on peut utiliser des valeurs plus faibles. Pour des sols incompressibles, le coefficient de Poisson s'approche de 0,5 sans que cette valeur soit utilisable. Angle de frottement L'angle de frottement à introduire est soit l'angle de frottement de pic soit l'angle de frottement de palier. On attire l'attention sur le fait que des angles de frottement supérieurs à 35° peuvent considérablement allonger les temps de calcul. Il peut être avisé de commencer 68 des calculs avec des valeurs raisonnables d'angle de frottement, quitte à les augmenter dans la suite. Cohésion Il peut être utile d'attribuer, même à des matériaux purement frottant, une très faible cohésion (0,2 à 1 kPa) pour des questions numériques. Pour les analyses en non drainé avec 4w = 0, PLAXIS offre l'option de faire varier la cohésion non drainée avec la profondeur : ceci correspond à la croissance linéaire de la cohésion en fonction de la profondeur observée dans des profils au scissomètre ou en résistance de pointe de pénétromètre. Angle de dilatance Le dernier paramètre est l'angle de dilatance noté ø ; c'est le paramètre le moins courant. Il peut cependant être facilement évalué par la règle (grossière) suivante : ø = 4 - 30° pour 4 > 30°. ø = 0° pour 4 < 30°. Le cas où ø < 0° correspond à des sables très lâches (état souvent dit métastable, ou liquéfaction statique). La valeur ø = 0° correspond à un matériau élastique parfaitement plastique, ou il n'y a donc pas de dilatance lorsque le matériau atteint la plasticité. C'est souvent le cas pour les argiles ou pour les sables de densité faibles ou moyenne sous contraintes assez fortes. Procédure de modélisation Le modèle élasto-plastique de Mohr-coulomb a été choisi comme critère de rupture du terrain encaissant le tunnel. La géologie du site est composée de trois couches : ? Une couche de flysch de 1.7 m d'épaisseur ; ? Une couche de schiste très fracturé de 21.6 m d'épaisseur ; ? Une couche d'argilite moyennement fracturé de 41.7m d'épaisseur. Pour faire la modélisation de soutènement provisoire du tronçon du tunnel, on a calculé les caractéristiques retenues utilisées pour cette modélisation sont :
Caractéristiques mécaniques des éléments de soutènement Les caractéristiques du cintre métallique (HEB220) Ecintre : module d'élasticité de la métallique égale 210*103 MPa ; 69 Acintre: Section du profilé égale 65,3 cm2 Tcintre : moment d'inertie du profilé par rapport à l'axe égal 3831 cm4 Les caractéristiques du béton projeté Epaisseur de béton projeté égal 25 cm Ebéton : Module d'élasticité de béton égal 10000 MPa Abéton : Section d'un rectangle en béton égal 0,25 m2 Tbéton : Moment d'inertie d'un rectangle en béton égal 1,30.10-3 m4 Rigidité du cintre métallique > La compression : EA = Ecintre*Acintre > La flexion : ET = Ecintre*Acintre Rigidité du béton projeté > La compression : EA =Ebéton*Abéton > La flexion : ET=Ebéton*Abéton Calotte > EA = Ecintre*Acintre + Ebéton*Abéton > ET= Ecintre*Acintre+ Ebéton*Abéton Radier EA=Ebéton*Aradier ET=Ebéton*Tradier Les caractéristiques de soutènement provisoire, sont présentées dans le tableau TV-1 : Tableau IV-1 : Les paramètres du soutènement provisoire au niveau du tunnel.
Modélisation du tunnel Pour cette partie on fait la modélisation de soutènement provisoire qui est constitué de cintre métallique HEB 180 et béton projeté de 25 cm.
70 Caractéristiques des matériaux
Propriétés des couches de sols et des interfaces Les propriétés des couches de sols et des interfaces sont résumées dans le tableau IV-2. Tableau IV-3 : Propriétés des couches de sols.
Éléments structuraux Tableau IV-4 : Propriétés du tunnel.
Génération du maillage On règle la finesse du maillage (global Coarseness) sur « very fine », puis, on le raffine localement au niveau des éléments structuraux, comme indiqué sur la figure IV-3. 71 Figure IV-3 : Maillage du projet.
Conditions initiales Les conditions initiales nécessitent la génération des pressions interstitielles initiales ainsi que des contraintes initiales Conditions hydrauliques L'absence de la nappe phréatique au niveau des cinq sondages.
72 Figure IV-4 : Conditions hydrauliques initiales.
Figure IV-5 : Génération des pressions interstitielles initiales. Contraintes initiales Pour le calcul des contraintes initiales, il faut désactiver les éléments structuraux. On génère alors les contraintes initiales en prenant les valeurs de K0 par défaut. La valeur de K0 est proposée automatiquement d'après la formule de Jaky. 73 Procédure de calculs Le calcul du modèle de référence se fait définie en 4 phases ? Phase 0 : initiation des contraintes (procédure K0) ; on détermine les contraintes effectives initiales. ? Phase 1 : excavation la partie gauche de la calotte et activation du soutènement provisoire. ? Phase 2 : excavation la partie droite de la calotte et activation du soutènement provisoire.
? Phase 3 : excavation de la partie inférieure -stross et activation du soutènement du radier. Les principaux résultats Déformation du tunnel Le calcul des déformations se fait d'une manière itérative pour chaque pas d'avancement pour qu'on puisse obtenir à la fin la valeur du déplacement total du sol
Figure IV-6 : Schéma de déformation du tunnel.
74 Figure IV-7 : Le déplacement total utot. Les déplacements verticaux
Figure IV-8 : Le déplacement vertical (uy). Les déplacements horizontaux
75 Figure IV-9 : Le déplacement horizontal (ux). Le tableau IV.5 résume les valeurs des déplacements obtenus pour la phase 3 Tableau IV-5: Résultats des déplacements du soutènement provisoire
Tunnel (soutènement provisoire) Les déplacements totaux Le déplacement maximum est de 54,04*10-3 m et l'effort de cisaillement max est de 473,03 kN/m (figure IV-11 a et b). Le moment fléchissant maximum est de 372,26 kNm/m (figure IV-11c).
76 Figure IV-10 : Tunnel : résultats de la phase 3. IV.5 ConclusionDans ce dernier chapitre, nous avons présenté le travail de simulation numérique que nous avons effectué. Nous avons utilisé le logiciel plaxis afin de pouvoir modéliser le soutènement provisoire. La modélisation développée nous a permis de valoriser les différentes quantités et grandeurs mécaniques. Une bonne concordance et cohérence des résultats ont été obtenues. L'analyse élasto-plastique nous a permis d'estimer les déplacements maximaux des parois de tunnel et son soutènement. 77 |
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