Manuel technique pour la conception et la construction detunnels routiers - Éléments civile Chapitre 13 - Considérations sismiques 13.1 Introduction Tunnels, en général, ont obtenu de meilleurs résultats lors de tremblements de terre que cidessus ont des structures de base telles que les ponts et les bâtiments. structures de tunnel sont limitées par le sol environnant et, en général, ne peut pas être excité indépendante du sol ou être soumis à une forte amplification vibratoire, comme la réponse inertielle d'une structure de pont lors de séismes. Un autre facteur contribuant à la réduction des dommages tunnel est que l'amplitude du mouvement sismique a tendance à réduire la profondeur sous la surface du sol. Conception et la construction des structures de tunnels parasismiques adéquat, cependant, ne doit jamais être négligée, modérée à des dommages importants a été vécu par de nombreux tunnels au cours des tremblements de terre, telle que résumée par Dowding et Rozen (1978), Owen et Scholl (1981), Sharma et Judd (1991), et la puissance et al. (1998), entre autres. La plus grande incidence de graves dommages a été associée à de grands déplacements de terrain en raison de l'échec du sol, ce est à dire, faute de rupture par un tunnel, les glissements de terrain (en particulier à des portails de tunnels), et la liquéfaction du sol. Secousses en l'absence de défaillance du sol a produit une plus faible incidence et le degré de dommages en général, mais a abouti à modérée à des dommages importants à certains tunnels récents tremblements de terre. Le rappel le plus récent du risque sismique aux structures souterraines sous la terre secouant effet est le dommage et le quasi-effondrement dans les stations de métro Daikai et Nagata (Kobe ferroviaires Rapid Transit) au cours de la Kobe Tremblement de terre au Japon 1995. Près de la surface tunnels couper-couvercle rectangulaire et tunnels de tubes immergés dans le sol ont également été vulnérables aux transitoires déplacements du sol sismiques latérales, qui ont tendance à provoquer des rayonnages d'un tunnel sur sa hauteur et les pressions latéraux accrus sur les parois du tunnel. Leur performance sismique pourrait être vital, en particulier lorsqu'ils comportent des éléments importants d'un système de transport essentielles (par exemple, un système de transport en commun) à laquelle il existe peu de redondance. La procédure générale pour la conception et l'analyse des structures de tunnels sismique devrait être fondée principalement sur l'approche de la déformation du sol (par opposition à l'approche de la force d'inertie); ce est à dire, les structures doivent être conçues pour se adapter aux déformations imposées par le sol. L'analyse de la réponse de la structure peut être effectuée en ignorant la première rigidité de la structure, conduisant à une estimation prudente des déformations du sol. Cette procédure simplifiée est généralement applicable pour les structures intégrées dans la roche ou le sol très raide / dense. Dans les cas où la structure est rigide par rapport au sol environnant, l'effet de l'interaction sol-structure doit être prise en considération. D'autres conditions critiques qui nécessitent des considérations spéciales sismiques comprennent les cas où un tunnel croise ou rencontre un autre tunnel (par exemple, jonction tunnel ou tunnel / rameau interface) ou une autre structure (par exemple un bâtiment de ventilation). Dans ces conditions particulières, la structure du tunnel peut être empêchée de se déplacer au point de jonction en raison de la rigidité de la structure voisine, induisant ainsi des concentrations de contraintes à la section critique. Méthodes numériques complexes sont généralement nécessaires pour de tels cas où la nature complexe du système d'interaction solstructure sismique existe. 13.2 Détermination de l'Environnement sismique 13.2.1 Tremblement de terre fondamentale Général: Les tremblements de terre sont produites par des mouvements relatifs brusques sur les fractures ou les zones de fracture de la croûte de la terre. Ces fractures ou zones de fracture sont appelées failles sismiques. Le mécanisme de mouvement de défaut est rebond élastique de la libération soudaine d'bâtie énergie de déformation dans la croûte. L'énergie de déformation accumulée se accumule dans la croûte de la terre à travers le mouvement relatif de gros morceaux, essentiellement intactes de croûte appelé plaques tectoniques de la terre. Cet allégement de l'énergie de déformation, communément appelé rupture de la faille, se déroule le long de la zone de rupture. Lorsque le défaut rupture se produit, la roche tendues rebondit élastique. Ce rebond produit des vibrations qui traversent la croûte terrestre et le long de la surface de la terre, générant les mouvements du sol qui sont la source de la plupart des dommages imputables aux tremblements de terre. Si le défaut le long de laquelle se produit la rupture se propage vers le haut à la surface du sol et la surface est recouverte par les sédiments, le déplacement relatif peut se manifester par une rupture de la surface. ruptures de surface sont également une source de dégâts du tremblement de terre aux installations construites y compris les tunnels. Les grandes plaques tectoniques de la croûte de la terre sont présentés dans la figure 13-1 (modifiées de Park, 1983). Il ya également de nombreuses petites, petites plaques non représentés sur cette figure. Les séismes se produisent également à l'intérieur des plaques, mais avec une fréquence beaucoup plus faible que dans les limites des plaques. Figure 13-1 Major tectoniques des plaques et leur direction approximative du Mouvement. (Source: www.maps.com ) Pour la zone continentale des États-Unis, la frontière des plaques tectoniques principal est le long de la côte ouest du continent, où la plaque nord-américaine et la plaque du Pacifique sont en contact. En Californie, la frontière entre ces plaques est un défaut de transformée, dans lequel le mouvement relatif est généralement l'un glissement latéral d'une plaque delà de l'autre. Ailleurs le long de la côte ouest (par exemple, au large de la côte de l'Oregon, de Washington et de l'Alaska), la limite de plaque est une zone de subduction où une plaque (plongées sous-conduits) sous l'autre plaque. A l'intérieur de l'Ouest des États-Unis, adjacent à l'extrémité ouest de la plaque de l'Amérique, il peut y avoir embases qui se sont formés à la suite de l'écoulement subcrustal. sources de tremblement de terre dans l'Utah et du Montana peuvent être attribuables à ces sources sous-plaque. Zones sources séismes dans la centrale et orientale États-Unis et le long de la vallée du Saint-Laurent sont dans la plaque américaine et sont considérés comme des zones de source intraplaque. Les mécanismes générateurs de tremblements de terre dans ces zones intraplaques sont mal comprises, mais peuvent être liés à l'allégement des contraintes intérieures de anciens mouvements tectoniques, la croûte rebond de l'âge de glace, réajustement de stress à l'intérieur de la plaque en raison de charges limites , la charge sédimentaire comme le bassin du Mississippi, ou d'autres mécanismes non reconnus. Les tremblements de terre à Hawaii sont soupçonnés d'être associé à un panache isolé de la roche en fusion du manteau dénommée un point chaud. L'intensité et l'impact des tremblements de terre peuvent être aussi grande ou plus grande dans les intérieurs de la plaque car ils sont à la limite des plaques actives. Les différences entre les limites de la plaque et les tremblements de terre intraplaque est dans leur répartition géographique et la fréquence d'apparition. L'activité sismique est beaucoup plus le long des frontières de plaques que dans l'intérieur de la plaque. Cependant, les mouvements du sol des tremblements de terre intraplaque ont tendance à atténuer ou dissiper, beaucoup plus lentement que ceux des événements de limite de plaque. Plate défauts limites sont relativement plus longs que ceux de la plaque intérieure et ont tendance à être associée à une baisse de stress plus petite (la chute de stress est la réduction soudaine de stress à travers le plan de faille pendant la rupture), plus la durée de la secousse, et un taux plus fréquentes tremblement de terre survenue. Mouvements de défaut: Les défauts sont créés lorsque les contraintes au sein de matériaux géologiques dépassent la capacité de ces matériaux pour résister aux contraintes. La plupart des défauts qui existent aujourd'hui sont le résultat de l'activité tectonique qui a eu lieu dans les temps géologiques antérieures. Ces défauts sont généralement non-sismogénique (ie incapable de tremblements de terre de production, ou inactif). Cependant, les défauts liés à la tectonique passé peuvent être réactivées par la tectonique actuelle dans les zones sismiquement actives et peuvent également être activés par des activités anthropiques (d'origine humaine), tels que la mise en eau d'un réservoir par un barrage ou l'injection de fluides (par exemple, les déchets liquides) profondément dans le sous-sol. La taille maximale d'un tremblement de terre sur une faute anthropogénique réactivée est un sujet de controverse, mais les tremblements de terre grosses comme magnitude de moment 6.5 ont été attribués à la mise en fourrière réservoir. Tous les défauts le long de laquelle se produit un mouvement relatif ne sont pas une source de tremblements de terre. Certains défauts peuvent être des surfaces le long de laquelle le mouvement relatif est produit à un rythme lent, relativement continue, avec une baisse du stress insuffisante pour provoquer un tremblement de terre. Ce mouvement est appelé faute fluage. fluage de défaut peut se produire le long d'une faute peu profonde, où le faible niveau de stress des morts-terrains sur les résultats de défaut dans une contrainte de seuil Défaut ruptures qui se propagent à la surface dans une zone relativement étroite de déformation qui peut être retracée à la faute causal dans la roche cristalline sont parfois appelées ruptures de défaut primaires. Microséismes qui se produisent à des profondeurs de 1-3 kilomètres sont pas nécessairement une indication du potentiel pour les grands tremblements de terre survenus dommageables. ce qui provoque le tassement du sol et active fautes près de la surface peuvent également résulter en faute fluage ainsi. près de pliage de surface dans les sédiments ou la preuve d'une liquéfaction ou affaissement généré par les tremblements de terre). Alternativement. un délai beaucoup plus long que le critère de 11.000 dernières années ou plus. Dans ce cas. un défaut rampante peut être en profondeur dans les matériaux tendres et / ou ductiles qui déforment plastiquement. déplacement relatif de géologiquement jeunes sédiments). En conformité avec les règlements US NRC un défaut est défini comme «capable» (par opposition à "actif") si elle a montré une activité dans les 35. par exemple défauts générés par diapositives de gravité qui ont lieu dans d'épaisseur des sédiments meubles.000 ans a été utilisé. se il existe une activité micro-sismique associée au défaut. pourraient également produire faute fluage. Défauts générés par l'extraction des fluides (par exemple. et si la faute n'a pas bougé ces derniers temps (Holocène) (généralement les derniers 11 000 ans). Preuves géomorphologique du mouvement de la faille ne peut pas toujours être datée. Si une erreur a subi un déplacement relatif relativement récente des temps géologiques (dans le délai de la mise en place tectonique actuelle). permettant fluage stable et la libération associée de l'énergie de déformation long de la faille. ruptures d'erreur peuvent également se propager à la surface diffuse. tels que ceux dont la conception est régie par la US Nuclear Regulatory Commission (NRC). Pour certaines installations très importantes et critiques. Microséismes survenant dans les roches du socle à des profondeurs de 7 à 20 km peuvent être une indication du potentiel pour de grands tremblements de terre. Dans la pratique. le défaut est susceptible d'être actif. si un défaut déplace la base consolidée d'alluvions. ruptures d'erreur peuvent se propager à partir du socle cristallin à la surface du sol et de produire sol rupture. le défaut peut être jugée comme étant actif et capable de générer des tremblements de terre.relativement bas de l'ouverture de déplacement le long de la faille. Pour les défauts qui ne se propagent pas à la surface du sol. Si le défaut déplacé dans le passé géologique lointain. il peut être considéré comme inactif. lors de la rupture. En outre. la preuve de failles se trouve généralement dans caractéristiques géomorphologiques associés à défaut de rupture (par exemple. En outre. dépôts glaciaires ou les sols de surface. la preuve géomorphologique des précédents tremblements de terre peut être plus modérée et plus difficiles à évaluer (par exemple. Si un défaut est propagé à la surface du sol. de l'huile ou de l'eau dans le sud de la Californie). Failles actives qui se étendent dans le socle cristallin sont généralement capables de construire l'énergie de déformation nécessaire pour produire. il peut y avoir un manque de résistance de frottement ou aspérités (inhomogénéités) le long du plan de faille. pendant la durée d'un régime différent de contraintes tectoniques. la déformation de la surface peut être renvoyé à la rupture de défaut secondaire. Défauts activés par d'autres mécanismes non-tectoniques. fluage de défaut peut également quand des phénomènes tels que l'intrusion de magma ou des dômes de sel croissance activent petits défauts peu profonds dans les sédiments mous. Si oui ou non un défaut a le potentiel de produire des tremblements de terre est généralement jugé par la récence des mouvements des failles précédentes. il est raisonnable de supposer que cette faute a le potentiel de se déplacer à nouveau. En . les tremblements de terre assez forts pour affecter les installations de transport. zones de déformation qui ne peuvent être tracées directement vers le sous-sol rocheux distribué. Les principaux modes de déplacement relatif sont illustrés dans la Figure 13-2 et sont décrits par la suite. ou la preuve historique de grands séismes destructeurs. Subsurface failles sans primaire rupture de la faille à la surface du sol est caractéristique de presque tous. est un bon candidat pour le prochain épisode de mouvement. ou le style de mouvement relatif. Cela est particulièrement vrai si les sources intraplaque sont couverts par un épais manteau de sédiments. de processus géologiques peuvent effacer manifestations de surface de grands tremblements de terre dans ces domaines. Caroline du Sud. le défaut peut être inactive et pas capable de générer des tremblements de terre. Essentiellement toutes les failles actives avec des traces de défaut de surface aux États-Unis sont peu profondes failles de la croûte terrestre à l'ouest des montagnes Rocheuses. Se il ne existe aucune preuve géomorphologique de l'activité sismique récente et il n'y a aucune activité microsismique dans la région. et Charleston. le tremblement de terre 1987 Whittier Narrows et le tremblement de terre de 1994 à Northridge) étaient dus à une rupture des failles de chevauchement (compression) qui ne cassent pas la surface du sol. un segment à la fois. De tels défauts se déplacent typiquement en portions. appelées failles de chevauchement aveugles. Tennessee. Une immobile (ou «verrouillé») segment. tous les défauts de la croûte peu profonde à l'ouest des montagnes Rocheuses ne ont pas traces de défauts de surface. Plusieurs récents tremblements de terre importants le long de la côte du Pacifique plaque limite (par exemple. . Type de Défauts: Les défauts peuvent être classés selon leur mode. Par conséquent. généralement ne se déplace pas sur toute sa longueur à un moment donné. Enregistrement instrumental des petits événements de magnitude peut être particulièrement efficace dans la définition de zones de sources sismiques. les zones sismiques intraplaque. intraplaque zones de source sismique doivent souvent être évalués en utilisant des études de sismicité et paléosismiques instrumentales. un segment qui est resté stationnaire.l'absence de géomorphologique. tectonique. microtremors peu profondes peuvent simplement indiquer un potentiel pour les petites ou moyennes événements sismiques. faute de rupture peut être limitée à la subsurface sans déplacement relatif à la surface du sol en raison du mouvement de défaut. Dans certains cas. Microséismes peu profondes de magnitude 3 ou moins peuvent aussi parfois être associés à l'exploitation minière ou d'autres mécanismes nonsismogènes. comme dans le New Madrid. comme la faille de San Andreas en Californie ou la faille de Wasatch en Utah. mais les plus grands tremblements de terre de magnitude dans le centre et l'est des États-Unis. Cependant. tandis que les segments adjacents de la faute ont déménagé. Une longue faute. En raison de la rareté de grands événements intraplaque de grandeur. Ces défauts sont considérés comme des défauts plongeon de glissement.Figure 13-2 Types de Mouvement défaut Failles décrochantes: Défauts le long de laquelle le mouvement relatif est essentiellement horizontale (à savoir les côtés opposés de la lame de faute passée de l'autre côté). Défauts Dip Slip: Défauts dans lequel la déformation est perpendiculaire au plan de faille peuvent se produire en raison soit normal (extension) ou inverse (compression) mouvement. Autres Cas particuliers: Défauts qui montrent à la fois la grève glissement et dip slip déplacement peuvent être soumis à des défauts de glissement obliques. M. Failles inverses sont aussi appelés les failles de chevauchement. Les différences entre ces échelles est attribuable à la caractéristique de tremblement de terre utilisée pour quantifier la teneur en énergie. Failles de glissement peuvent parfois être alignés dans la mode en-échelon dans lequel des segments sous-parallèle individuels sont alignés le long d'une tendance linéaire. Caractéristiques utilisées pour quantifier . Failles de glissement qui ne sont pas assez linéaire peut produire des caractéristiques de surface complexes. Une variété de différentes échelles tremblement de terre de magnitude existe. Rez motifs de rupture au sein de ces zones peuvent être particulièrement complexe. La faille de San Andreas est une faille de glissement qui est essentiellement une fonction linéaire nord-sud sur presque toute sa longueur. sont appelés grève défauts de glissement. En-échelon décrochements failles se accompagne parfois d'étape sur les zones où faute déplacement est transféré de failles de glissement adjacentes. Séisme de magnitude: séisme de magnitude. est une mesure de l'énergie dégagée par un tremblement de terre. Grève défauts de glissement sont souvent des caractéristiques essentiellement linéaire (ou plane). Dip défauts de dérapage peuvent produire de multiples fractures au sein de zones de failles assez larges et irrégulières. et al. m b. épicentre. m B.séisme contenu énergétique comprennent l'intensité locale de mouvements du sol. M s. L'ampleur Agence météorologique japonaise (JMA M) échelle est couramment utilisé au Japon. séisme de magnitude est souvent mesurée en local (Richter) l'ampleur. R E. Figure 13-4 montre la relation entre l'hypocentre. M L. R H. M w. En raison des limites dans la capacité de certains instruments d'enregistrement pour mesurer les valeurs ci-dessus une certaine amplitude. séisme de magnitude est généralement mesurée comme une grandeur d'onde (courte période) du corps. et les ondes de surface générées par le tremblement de terre. il peut être considéré comme le point sur un plan de faille où le glissement responsable d'un tremblement de terre a été lancé. et est couramment utilisé dans l'est des États-Unis. Dans l'est des États-Unis. l'échelle a été développé par les sismologues (Hanks et Kanamori. définie comme un produit de la rigidité du matériel. ou l'ampleur de l'onde de surface. En Californie. M w est proportionnelle au moment sismique. Pour corriger cela. Figure 13-3 (Heaton. La distance horizontale entre le site d'intérêt de l'épicentre est appelée distance épicentrale.. plan de faille. faute zone de rupture et la dislocation moyenne de la surface de rupture. L'épicentre est un point sur la surface du sol directement au-dessus l'hypocentre. Toutefois. Conceptuellement. Magnitude de moment a été proposée comme une mesure de l'ampleur fédérateur et cohérent de la teneur en énergie de tremblement de terre. l'échelle est aussi parfois utilisé dans la centrale et orientale États-Unis. La distance entre le site et l'hypocentre (plus largement utilisée dans l'ouest des États-Unis) est appelée la distance hypocentre. et la zone de rupture d'un tremblement de terre. 1979). Le moment amplitude d'un tremblement de terre est une mesure de l'énergie cinétique libérée par le séisme. Hypocentre et Epicenter et site à Source Distance: L'hypocentre (mise au point) d'un tremblement de terre est le point à partir duquel les ondes sismiques premier émanent. . l'ampleur de l'onde (longue période) du corps. 1986) fournit une comparaison des différentes autres échelles de magnitude avec l'échelle de moment grandeur. la magnitude de moment. les ondes de volume générées par le tremblement de terre. certaines de ces échelles de magnitude ont tendance à atteindre une limite supérieure asymptotique. Figure 13-4 montre également la définition des angles et de pendage du plan de faille. . 1986) Figure 13-4 Définition de base Fault Géométrie Y compris Hypocenter et Epicenter Analyse 13.2.Figure 13-3 Comparaison des échelles de magnitude du tremblement de terre (Heaton.2 mouvements du sol Hazard Pour la conception sismique des installations de tunnels souterrains. et al. l'une des tâches principales est de définir le tremblement de terre de conception (s) et les niveaux du . Le tunnel devrait être capable d'être mis immédiatement en service après inspection suivante ce tremblement de terre de conception de niveau inférieur. L'effondrement d'un tunnel de transport moderne (en particulier à des fins de transport en commun) pendant ou après un événement sismique majeur pourrait avoir des effets catastrophiques ainsi que les impacts sociaux et économiques profondes. (correspondant à 2% de probabilité de dépassement en 50 ans. une pratique appelée conception de la performance basée. par ordre de complexité: (1) l'utilisation des résultats d'analyse des dangers existants publiés par les organismes crédibles tels que US Geological Survey (USGS) et certains organismes de l'État. Le processus par lequel des paramètres de mouvement du sol de conception sont établies pour une analyse sismique est appelée l'analyse des risques sismiques. Le choix du niveau de mouvement du sol de conception. Évaluation du potentiel sismique d'une source identifiée implique une évaluation de l'ampleur du tremblement de terre (ou gamme de grandeurs) que la source peut générer et. L'évaluation de l'aléa sismique déterministe (2) projet spécifique et spécifique au site. Il ya trois façons générales par lesquelles l'intensité des mouvements du sol à un site du projet est évalué dans la pratique. Niveaux de performance communs utilisés dans la conception des installations de transport comprennent la protection de la sécurité de la vie et de l'entretien de la fonction après l'événement. et (3) projet spécifique et l'évaluation de l'aléa sismique probabiliste spécifique au site. ne peut pas être considéré séparément du niveau de performance spécifié pour l'événement de design. Dans les zones sismiques élevés. Un critère de séisme de calcul de niveau de sécurité est couramment utilisé dans la conception parasismique. la taille et l'orientation. les installations peuvent être conçus pour des niveaux de performance multiples. avec un niveau de mouvement du sol différent attribué à chaque niveau de la performance. l'intensité des mouvements du sol sur le site du projet à partir de ces sources doit être caractérisée. Parfois.mouvement du sol correspondantes et d'autres risques sismiques associés. Une fois les sources sismiques sont caractérisés. Ils sont. Identification de la source sismique peut aussi inclure la spécification d'une source sismique aléatoire pour accueillir les tremblements de terre ne sont pas associés avec ne importe quel défaut connu. et est généralement requis pour les installations critiques. Quelle approche particulière est adoptée peut dépendre de l'importance et de la complexité du projet et peut être dicté par les organismes de réglementation. souvent. Identification des sources sismiques capables ainsi que l'évaluation du potentiel sismique de chaque source peut être capable appelée sismique caractérisation source. En outre. ce tremblement de terre de niveau inférieur est généralement défini comme ayant une probabilité . un tremblement de terre de niveau inférieur) avec un minimum de dommages. Aléa sismique analyses impliquent généralement les étapes suivantes: Identification des sources sismiques capable de mouvements du sol sur le site du projet Evaluation du potentiel pour chaque source sismique capable Évaluation de l'intensité des mouvements du sol de conception sur le site du projet Identification des sources sismiques consiste à établir le type de faute et sa situation géographique. pour éviter les longs temps d'arrêt et de minimiser les réparations coûteuses. le taux prévu de survenance d'événements de ces grandeurs. ou 3% de probabilité de dépassement en 75 ans). Il est typique donc pour les tunnels modernes et critiques transport à être conçus pour résister mouvements sismiques du sol avec une période de 2500 années de retour. Garder une installation fonctionnelle après un grand tremblement de terre ajoute une autre exigence à celle de simplement maintenir la sécurité de la vie. la profondeur. un tunnel de transport moderne et critique est souvent nécessaire pour résister à un séisme plus fréquent (ie. qu'elle soit fondée sur une analyse probabiliste ou déterministe. Ces résultats publiés sont souvent utilisés parce qu'ils fournissent la crédibilité pour le concepteur et l'ingénieur peuvent donner un sentiment de sécurité. correspondant à une période de retour de 108 ans. Dans l'est des États-Unis. le tremblement de terre de conception de niveau inférieur pour les tunnels modernes et critiques transport est généralement définie à une période de retour supérieure telle que 500 années. 1000 ans. respectivement) peuvent être récupérés sous forme de tableau. En outre. où séisme occurrence est beaucoup moins fréquente.Rock tendre site) pour un événement de 2% de probabilité de dépassement en 50 ans (soit 2500-ans Rendement Période). et 10 pour cent en 50 ans (à peu près à 2500 ans. il ya des situations où les résultats de danger publié peut être inadéquate et nécessiter l'évaluation de l'aléa sismique spécifique au site. (2) pour les sites situés dans les 6 miles d'une surface active ou faute peu profonde où quasi effet de champ est considérée comme importante. les résultats publiés de danger peuvent ne pas intégrer les développements récents sur la sismicité locale ou régionale. ou divers organismes d'État. . En outre. et (3) les résultats de danger publiés ne parviennent pas à y inclure les récentes évolutions majeures sur la sismicité locale ou régionale.de probabilité de dépassement 75 années de 50%. 5 pour cent. Ces situations peuvent inclure: (1) les niveaux du tremblement de terre de conception (par exemple. Valeurs de carte de pointe et des accélérations spectrales avec une probabilité de dépassement de 2 pour cent. en termes de période de retour) sont différents de ceux qui sont prévus dans les résultats publiés. Figure 13-5 cidessous montre un exemple des cartes nationales des risques de mouvement de terrain en termes d'accélération maximale du sol (en site de classe B . Cartes des risques sismiques qui comprennent des valeurs d'accélération spectrales à différentes périodes spectrales ont été développés par l'USGS dans le cadre du Programme de réduction des aléas sismiques national (NEHRP). et la période de retour de 500 ans correspondant. le de-agrégées danger) qui peut être utilisée pour estimer le représentant "l'ampleur et à distance" pour un site dans la zone continentale des États-Unis. se il est temps de décalage important entre le développement et la publication. Cependant. USGS fournit également des informations (par exemple. Utilisation de la vigueur analyse des dangers Résultats: Informations utilisées pour la caractérisation de la source sismique peut souvent être obtenu à partir de publications de l'Enquête United States Geological (USGS). le sismologue effectuer l'analyse identifie d'abord les sources sismiques capables et attribue une valeur maximale à chaque source. l'intensité des secousses sur le site de chaque source est capable calculée et le tremblement de terre de conception est identifié sur la base de la source capable de causer le plus de dommages. Tamiser les défauts capables (actifs) sur la base de grandeur et l'intensité des mouvements du sol sur le site pour déterminer la source gouvernementale. 3. Établir l'emplacement et les caractéristiques (par exemple. relations d'atténuation discrimination entre les différents styles de failles et entre les sites de roche et de sol. Il fournit peu d'informations sur la probabilité ou la fréquence d'occurrence du tremblement de terre régissant. et les conditions du site. Les étapes d'une analyse des risques sismiques déterministe sont les suivantes: 1. le style de failles) de toutes les sources du tremblement de terre potentiels qui pourraient affecter le site. le mécanisme de défaut. une approche d'analyse probabiliste devrait être utilisée pour mieux définir le risque de mouvement sismique. Ensuite. L'approche probabiliste d'analyse des risques: Une analyse de l'aléa sismique probabiliste intègre la probabilité d'une rupture de la faute et la distribution de magnitude des séismes .Accélération maximale du sol avec 2% de probabilité de dépassement de 50 ans (2500-an période de retour) . Si cette information est nécessaire.pour le site de classe B. Soft Rock L'approche déterministe analyse des risques: Dans une analyse de l'aléa sismique déterministe. 2. Sélectionnez une relation d'atténuation appropriées et estimer les paramètres du mouvement du sol sur le site de chaque faute de nature en fonction de l'ampleur du tremblement de terre.Figure 13-5 national mouvements du sol Carte danger par l'USGS (2002) . L'approche d'analyse déterministe fournit un cadre pour l'évaluation des pires scénarios sur un site. attribuer un séisme de magnitude représentant. la distance de site à la source. Pour chaque source. 2 g dans un an 100 période). 4. il peut être nécessaire de se appuyer sur une analyse purement statistique des séismes historiques dans la région. L'objectif d'une analyse de l'aléa sismique probabiliste est de calculer. 2. pour une durée d'exposition donnée. Une analyse probabiliste de l'aléa sismique comprend généralement les étapes suivantes. l'accélération maximale du sol) ou d'une ordonnée de spectres de réponse associé au mouvement au sol fort sur le site. Dans les régions où aucun failles actives peuvent être facilement identifiés. la probabilité de dépasser une accélération maximale du sol de 0. la probabilité de dépassement correspondant à différents niveaux d'un paramètre de mouvement du sol (par exemple. L'incertitude est généralement attribué à des relations d'atténuation fondées sur une analyse statistique de l'atténuation des tremblements de terre précédents. Déterminer l'ampleur minimum et maximum de tremblement de terre associé à chaque source et attribuer une distribution de fréquence des tremblements de terre survenue à la fourchette établie de grandeurs. comme illustré dans la figure 13-6: 1. 1942) est la relation les plus couramment utilisés pour décrire la distribution de fréquence des tremblements de terre survenue. . La valeur probabiliste du paramètre de conception intègre à la fois l'incertitude de l'atténuation des mouvements du sol et le caractère aléatoire des événements sismiques. Bien que l'amplitude maximale est un paramètre physique par rapport à la dimension de défaut. 3. Le paramètre de mouvement du sol peut être soit une valeur de crête (par exemple. Identifier les sources sismiques capables de générer des forts mouvements du sol sur le site du projet. Pour chaque source. affecter une relation d'atténuation sur la base du style de failles.associés à défaut de rupture dans l'évaluation de l'intensité du mouvement du sol de conception d'un site. l'ordre de grandeur minimal peut être lié à la fois les propriétés physiques de la panne et les contraintes de l'analyse numérique. Calculer la probabilité de dépassement du paramètre de mouvement au sol spécifiée pendant un intervalle de temps spécifié par l'intégration de la relation d'atténuation sur la distribution d'amplitude pour chaque source et en additionnant les résultats. La relation de magnitude récidive GutenbergRichter (Gutenberg et Richter. Le séisme de magnitude a été trouvé à jouer qu'un petit rôle et ne est pas inclus dans la corrélation dans le développement équations 13-1 et 132. Différents types de paramètres de mouvement au sol peuvent être nécessaires selon le type de méthode d'analyse utilisée dans la conception. ces corrélations ont été proviennent principalement de la base de données de mouvement du sol dans l'Ouest des États-Unis (WUS) et ne ont pas à rendre compte des différentes caractéristiques des mouvements du sol dans la centrale et de l'Est des États-Unis (CEUS). le PGV est aussi important que le PGA parce souches au sol (ou du déplacement différentiel entre deux points dans le sol) peuvent être estimées en utilisant l'PGV. il ya eu peu d'informations dans le passé pour estimer les valeurs PGV. et la distance de la source au site dans certains cas). PGV = 0. .30 log 10 S 1 + 2. les mouvements du sol peuvent être caractérisées par trois éléments de translation (par exemple longitudinale.3 mouvements du sol Paramètres Une fois que les tremblements de terre survenus de conception sont définis.013 [2. 2008) a constaté que PGV est fortement corrélée avec l'accélération spectrale à 1.434C 13-1 Où: PGV est dans / sec C = 4.2. les conditions du sol du site. Des études antérieures ont tenté de corréler l'PGV avec PGA en établissant des rapports-PGV-à PGA (en fonction de la magnitude des séismes. En utilisant les données de mouvements forts publiés.93] 2 13-2 Le développement de la PGV-S une corrélation est basé sur une base de données établie à partir de tremblement de terre vaste enregistrée accélérogrammes représentant de deux sites de roche et de sol pour le WUS et CEUS. les paramètres de mouvement du sol de conception sont nécessaires pour caractériser les événements du tremblement de terre de conception. Une étude récente (NCHRP-12-70. Cependant.0 secondes (S 1 ). 13-1 équation est basée sur la moyenne plus un écart-type à partir de l'analyse de régression (ce est-à 1.Procédure Figure 13-6 général pour l'analyse probabiliste des risques sismiques 13.16 log 10 S 1 + 0. Vitesse au sol maximale (PGV) et le pic de déplacement du sol (DPI) sont également utilisés dans certaines analyses d'ingénierie pour caractériser le potentiel de dommages des mouvements du sol. en particulier dans le sens horizontal. Rez pointe mouvement Paramètres: Accélération maximale du sol (PGA). En général. transversale et verticale par rapport à l'axe du tunnel).Pour la conception et l'analyse des structures souterraines.394 x 10 0.82 + 2. est l'indice le plus commun de l'intensité de forts mouvements du sol sur un site. y compris les tunnels sismique.46 x la valeur médiane) de conservation. Les valeurs de la PGA sont généralement disponibles à partir des résultats de danger publiés tels que ceux de l'étude de danger USGS. l'analyse de régression a été effectuée et la corrélation suivante a été recommandée à des fins de conception. Cependant. Les différents types de paramètres de mouvement de masse commune sont décrits dans les paragraphes suivants. relations d'atténuation sont aussi généralement disponible pour l'estimation des valeurs de la PGA. 2.0 sec (S D1 ). Figure 13-7 illustre schématiquement la construction des spectres de réponse de calcul en utilisant la procédure NEHRP. en utilisant l'accélération spectrale de conception à 1. Il convient de noter que. spectres de réponse de conception. les spectres de réponse de calcul établir efficacement le niveau d'intensité des mouvements du sol trembler et peut être utilisé pour dériver d'autres paramètres de mouvement du sol qui sont utiles et pertinents pour les structures souterraines. tels que des ponts et des bâtiments. spécifique au projet et l'analyse des risques spécifiques au site peuvent également être effectuées pour calculer les spectres de réponse de calcul. En outre. y compris la prise en compte des effets de site des sols peut être établie en utilisant des procédures de code spécifié tels que ceux spécifiés dans le (Programme national de réduction des risques séismiques) NEHRP publications ou les nouvelles spécifications Guide LRFD AASHTO en utilisant les paramètres du tremblement de terre de conception appropriées compatibles avec le souhaitable les niveaux de risque de tremblement de terre de conception (voir les discussions dans la section 13. bien que les spectres de réponse de calcul sont couramment utilisés pour la conception et l'analyse sismique de structures hors sol.Conception Spectra Réponse: spectres de réponse représente la réponse d'un seul degré amortie du système de liberté de mouvements du sol. PGV peut être estimée en utilisant la corrélation empirique discuté ci-dessus (équation 13-1). les souches de sol ou les déplacements du sol sont le facteur déterminant. Par exemple. les spectres de réponse de calcul peut également être utilisé comme cible de spectres pour produire la masse de conception histoires de temps de mouvement qui à . ils ne sont pas aussi utiles dans l'évaluation sismique pour structure souterraine. Les termes et paramètres utilisés dans la figure 13-7 sont documentés en détail dans NEHRP 12-70 (2008) et AASHTO LRFD Pont Spécifications de conception (2008 Dispositions provisoires). Figure 13-7 Conception Spectra réponse construite en utilisant la procédure NEHRP. Ce est parce que les spectres de réponse sont plus pertinentes pour évaluer l'effet de réponse inertie des structures hors-sol tandis que pour les structures souterraines. Alternativement. Néanmoins. analyse dynamique de réponse du sol spécifique au site peut également être effectuée pour étudier les effets des conditions locales du sol / site (effets de site).2). sont généralement construits à une certaine profondeur sous la surface du sol.Ainsi. mais des compromis sont habituellement exigés en raison des multiples attributs de l'environnement sismique et la banque de données de temps limitée enregistrée -histories. les caractéristiques et de mouvements de terrains spéciale tels que les caractéristiques quasi-de défaut. 1986). zone de subduction. la durée de fortes secousses).. ces paramètres ont généralement des valeurs inférieures aux estimations pour les mouvements au sol de surface (par exemple. Caractéristiques de l'environnement sismique du site pour être pris en compte dans la sélection des histoires de temps comprennent: l'environnement tectonique (par exemple. Dans ce cas. dans des gammes raisonnables. car ils ont une forte influence sur le contenu de la réponse spectrale. au minimum les facteurs suivants devraient être pris en considérations: Local effet de site du sol Vague de voyage / effet de passage Effet de source étendue Effet de champ proche. en particulier lorsque la réponse longitudinal du tunnel est de préoccupation (voir discussions au point 13. sont des paramètres particulièrement importants.leur tour peuvent être utilisés dans l'analyse sismique pour structures souterraines si l'analyse numérique plus précise est requise. Pendant de longues structures telles que tunnels. spectre de réponse de la conception. Pour l'évaluation sismique de la structure de tunnel.5. Sélection des temps-histoires ayant des grandeurs et les distances du tremblement de terre semblables. et la conception ou les caractéristiques de mouvements de terrains attendus (par exemple. cependant. normal). séisme de magnitude. différents mouvements du sol peuvent être rencontrés par les différentes parties de la structure. la durée de fortes secousses. inverser. type de failles (par exemple. Les ratios de valeurs de mouvement au sol à des profondeurs tunnel à ceux à la surface du sol peuvent être prises que les rapports résumés dans le tableau 13-1 sauf si des valeurs inférieures sont justifiées fondées sur des évaluations spécifiques au site. il est parfois nécessaire pour le tunnel à évaluer pour les mouvements du sol dans l'espace des effets variables. En raison des mouvements du sol diminuent généralement avec la profondeur sous la surface du sol.2). décrochement. Tunnels. et les caractéristiques de mouvements de terrains à proximité de source. Pour le calcul des spatialement divers mouvements du sol histoires de temps. défauts de la croûte peu profonds dans WUS ou de l'environnement de la croûte similaire. les paramètres de mouvement du sol doit être dérivés à la hauteur du tunnel. Chang et al. CEUS ou de l'environnement de la croûte similaire). les déplacements différentiels et la force accumulation le long de la longueur du tunnel peut être induite en raison des effets variables spatialement des mouvements du sol. source sismique à site à distance. conditions locales du site. Histoires mouvements du sol Temps et variant spatialement Effets mouvements du sol: Les histoires de temps développés devraient correspondre les spectres de réponse de conception de la cible et ont des caractéristiques qui sont représentatifs de l'environnement sismique du site et les conditions locales du site. . Il est souhaitable de choisir temps-histoires qui ont été enregistrés dans des conditions similaires aux conditions sismiques (comme décrit ci-dessus) sur le site. forme spectrale de réponse. Rez Paramètres mouvement atténuation avec Profondeur : Les mouvements du sol paramètres décrits ci-dessus sont généralement mis en place à la surface du sol. 7 ≥ 30 13. Les résultats de l'analyse de la réponse dynamique du site fourniraient divers aspects de paramètres de mouvement du sol en fonction de la profondeur (dans une analyse de réponse de site à une dimension) ou en fonction de coordonnées spatiales (dans une analyse de réponse de site à deux ou trois dimensions) . Par conséquent.0 ≤6 0. Les ondes de surface se déplaçant le long de la surface de la terre. et (3) en forme de tunnel. décrite comme suit: Les ondes de volume qui voyagent dans le matériel de la terre. Tant que le sol (ce est à dire. Comme le sol est déformé par les vagues de voyage. Ils peuvent être soit des ondes P ou S longitudinales ondes de cisaillement transversal et ils peuvent se déplacer dans une direction quelconque dans le sol. les effets néfastes de l'échec du sol sur les tunnels sont nettement plus importants que les effets secousses. Ils peuvent être soit des ondes de Rayleigh ou vagues Rencontres. la conception et l'analyse des structures souterraines sont basées sur sol déformations / souches plutôt que des valeurs d'accélération au sol. (2) les conditions géologiques. le milieu environnant) est stable. Chacun de ces facteurs est brièvement décrit dans les sections suivantes. chacune avec deux sous-types.8 15 -30 0. Basé sur tunnel records de performance au cours de séismes passés.Pour une évaluation plus précise des paramètres de mouvement du sol en profondeur. ne importe quelle structure de tunnel dans le sol sera également déformée. les structures ne peuvent pas se déplacer indépendamment du sol. et (2) l'échec du sol. car les structures de tunnel sont limités par le milieu environnant (sol ou de roche). La zone expérience de cette agitation peut couvrir des centaines de miles carrés dans le voisinage de la rupture de la faille. L'intensité de l'agitation atténue avec la distance à partir de la rupture de défaut. Si l'ampleur de la déformation du sol lors de . la construction. Rez secouant mouvements sont composés de deux types différents d'ondes sismiques. 13.9 6 -15 0. et de l'état. analyse dynamique de réponse de site spécifique du site doit être effectué pour tenir compte des conditions souterraines détaillées et la géométrie du site. les effets du tremblement de terre sur les structures de tunnels souterrains peuvent être regroupés en deux catégories: (1) secousses.3. Rez agitation: secousses se réfère à la vibration du sol produite par les ondes sismiques se propageant à travers la croûte de la terre.3 Facteurs qui influencent le Tunnel sismique Performance Les principaux facteurs qui influencent la performance sismique tunnel peuvent généralement être résumées comme (1) l'aléa sismique. Tableau 13-1 mouvements du sol atténuation avec Profondeur Tunnel Profondeur Ratio de mouvements du sol Au Tunnel Profondeur Pour motion A (m) Surface terrain 1.1 risque sismique Dans un sens large. Chacun de ces risques peuvent être potentiellement catastrophique des structures de tunnel. graviers) sont adjacents au tunnel. si les mouvements de soulèvement / d'affaissement provoquent des déformations différentielle suffisante du tunnel. il ya un risque de déplacement en cisaillement direct à travers le tunnel en cas d'un tremblement de terre modéré à grande ampleur. Rez-de-échec : l'échec Rez comprend généralement différents types de l'instabilité du sol tels que faute rupture. Le risque de glissements de terrain est généralement plus importante dans les moins profondes d'un tracé du tunnel et au tunnel de portails. Les effets potentiels de liquéfaction de sol adjacents à un tunnel comprennent: (a) l'augmentation des pressions latérales sur la paroi ou les parois du tunnel. (B) de flottation ou de fonçage d'un tunnel intégré dans le sol liquéfié. 13. bien que les dommages sont habituellement localisés. glissements de terrain. roches avec des avions faibles croisent un tunnel.3. peut être concentré dans une zone étroite le long de la faille. en fonction du poids relatif du tunnel et les sols remplacés par le tunnel. ce qui pourrait conduire à une défaillance de la paroi ou des parois en fonction de leur conception.séismes est petite. l'effet sismique sur tunnels est négligeable. Par exemple. et la liquéfaction du sol. Ces déplacements peuvent varier de quelques centimètres à plus de dix pieds et. Dans les dépôts de sol meuble ou mou. Si une faille active traverse le tracé du tunnel. dans de nombreux cas. peut entraîner dans de grands déplacements de cisaillement concentrées et l'effondrement soit totale ou partielle de sections en travers des tunnels. il pourrait y avoir un potentiel pour la liquéfaction se lâche pour pulvérulents sols moyennement dense (sables. la déformation du sol développé pendant le tremblement de terre (s) de conception doit être estimée et utilisée pour la conception et l'analyse de la structure. potentiel de glissement de terrain est plus grand quand une masse écrasante préexistante croise le tunnel. Soulèvement tectonique et la subsidence peuvent avoir des effets néfastes similaires à défaut rupture. Pour les tunnels situés dans les sols en dessous de la nappe phréatique. le soulèvement tectonique et de la subsidence. rupture de la faille peut et a eu des effets très néfastes sur les tunnels. Une masse écrasante statiquement stable peut être activé par secousses sismiques. même si le coût peut être élevé. il ya généralement peu d'intérêt pour les sections de tunnel construits dans la roche raisonnablement compétent parce que les déformations / souches sismique induits dans la roche sont généralement très faibles. et (c) les déplacements latéraux d'un tunnel si il ya une face libre vers laquelle le sol liquéfié peut se déplacer et / ou si le tunnel est construit ci-dessous un terrain en pente. les effets potentiels des secousses gamme de craquage mineure d'un revêtement en béton effondrement de la chemise et de la spéléologie majeure des matériaux géologiques dans le tunnel. Conception d'une structure du tunnel contre les problèmes d'instabilité sol est souvent possible. d'autre part. Les glissements de terrain à travers un tunnel. soit statiquement ou sismique induite. telles que les zones de cisaillement ou des . En général. limons. Conditions géologiques défavorables comprennent: les sols mous.2 Conditions géologiques Autres conditions géologiques défavorables pourraient conduire à la performance du tunnel sismique insatisfaisante moins reconnu et adéquatement pris en compte dans la conception et la construction tunnel. sauf lorsque des zones de cisaillement / défauts sont rencontrés ou quand il ya de gros morceaux de roche desserrés derrière la doublure. laissant vides incomplètement remplie ou de la roche desserré derrière une doublure. Inspections et enquêtes spéciales peuvent être nécessaires pour décrire de manière adéquate les conditions existantes et de déterminer les raisons pour de détresse pour le tunnel.3. et les unités géologiques adjacentes ayant des contrastes importants dans la rigidité qui peuvent conduire à des concentrations de contraintes ou déplacement différentiel. État actuel de système garniture / de support. la construction. si oui ou non le glissement de terrain est actif. ou tube immergé et nécessitent donc des évaluations plus détaillées. les dossiers de construction figurant dans l'ingénieur de la construction des rapports quotidiens et des dossiers spéciaux rapports.3 Tunnel conception.4.plans de stratification faible bien développés et ensembles communs bien développés qui sont ouverts ou rempli de roche altérée et décomposée. la construction. serrant sol relativement faible facteur statique de sécurité contre doublure effondrement) . Pour obtenir cette information. Un glissement de terrain coupant le tunnel. Ces conditions comprennent: Une faille active coupant le tunnel. Jonctions des tunnels avec d'autres structures 4. et l'état qui peuvent influencer tunnel comportement sismique comprennent: 1. d'entretien et d'inspection. le type de revêtement. l'utilisation de boulons d'ancrage et chevilles) 3.1 directives de dépistage applicable à tous types de tunnels Il ya certaines conditions qui indiquerait clairement un risque potentiellement important sismique à un tunnel foré. Histoire de la performance du tunnel statique en termes de défaillances et à la fissuration ou la distorsion de la doublure système de soutien / 5. Lors de l'évaluation d'un tunnel existant dans la phase de dépistage ou une évaluation plus détaillée.4 performance sismique et les lignes directrices de dépistage de tunnels 13. 13. Que chargements sismiques et des comportements ont été explicitement pris en compte dans la conception du tunnel 2. effondrements locales. tels que le degré de fissuration du béton et de la détérioration des matériaux de béton ou d'acier au cours du temps. les effondrements ou exécutant terrain. et l'état et les conditions géologiques le long du tracé du tunnel. et les rapports géologiques et géotechniques et cartes. 13. ou de l'élaboration des mesures de modernisation. degré de contact entre la garniture / systèmes de soutien et matériaux géologiques. dessins tel que construit. et Condition Éléments de conception du tunnel. il est important d'obtenir des renseignements aussi complets que possible sur la conception du tunnel. l'équipe de conception et d'évaluation doit examiner les dessins de conception et d'études de conception. La nature du système de revêtement et le soutien tunnel (par exemple. et Histoire de la détresse statique pour le tunnel (par exemple. Sols liquéfiables adjacentes au tunnel. fissures ou écaillage du revêtement en raison de mouvements . grandes déformations. la construction. échecs rencontrés lors de la construction du tunnel qui peuvent avoir encore affaibli les formations géologiques adjacentes à un tunnel (par exemple. tunnel couper-couverture. de la terre). à moins que des mesures de rénovation ont été prises pour stabiliser le tunnel. Le chiffre est de l'étude par Power et al. le béton projeté. Figure 13-8 Highway Tunnel Doublure Falling from Tunnel Couronne . justifier évaluations sismiques détaillées. et des ancres. l'effet de sol secouant seul (ce est à dire. qui met à jour des présentations antérieures de données de performance . 13. Au moment du séisme. les directives de dépistage supplémentaires sont proposées Compte tenu de ces facteurs et les observations empiriques de la performance du tunnel pendant les tremblements de terre.4. les évaluations sismiques détaillées devraient également être menées pour les tunnels qui sont considérés comme des structures de ligne de vie (structures importantes et critiques) qui doit être utilisable ou rester ouverte à la circulation immédiatement après le tremblement de terre. Dans un autre incident.2004 Niigata Tremblement de terre au Japon. Figure 138 montre une doublure expérience de tunnel routier tomber de la couronne du tunnel sous l'effet de secousses pendant le tremblement de terre de Niigata 2004 au Japon. bien que pas aussi dommageable que les effets des défaillances du sol. le tremblement de terre en Turquie Koceali 1999 a provoqué l'effondrement de deux tunnels (les tunnels Bolu) construit en utilisant la méthode NATM (15 m arc de haut et 16 m de large). Il convient de noter que. et le niveau de secousses. (1998). En plus de ce qui précède. en l'absence de défaillance du sol) a entraîné des dégâts modérés à majeur pour de nombreux tunnels dans les tremblements de terre. les caractéristiques des milieux géologiques. alors le risque à un tunnel foré est une fonction de la conception et de la construction du tunnel.2 directives de dépistage supplémentaires pour des tunnels de la Si les conditions ci-dessus ne existent pas. par conséquent. la partie repliée du tunnel a été stabilisé avec nervure en acier. Dans cette section. Figure 13-9 présente un résumé des observations empiriques sur les effets des secousses sismiques de terrain sur la performance des tunnels forés / minées. tunnels de transit dans les régions métropolitaines sont souvent considérés comme des structures critique / vitaux et. légère pour le craquage mineure et l'effritement. à la surface du sol au-dessus des tunnels dans la gamme d'environ 0. Les données sont pour les dommages dus seulement à des secousses. et l'effondrement. dommages qui ont été certainement ou probablement attribuable à la faute rupture. Figure 13-9 montre le niveau de dommages induits dans les tunnels avec différents types de garnitures soumis à des niveaux de secousses indiquées. Owen et Scholl (1981).du tunnel par Dowding et Rozen (1978).2 g. la chute de morceaux de doublure et roches. tremblement de terre. modérée pour le craquage et l'effritement majeur. blocage. au Japon.. PGA.9 1995 Kobe. Ce tremblement de terre produit de loin les la plupart des observations de modérée à des niveaux élevés de secousse (accélérations crête de sol estimées. au Japon. et la liquéfaction ne est pas inclus.4 g à 0. et Sharma et Judd (1991). Le chiffre indique les tendances suivantes: Pour PGA égale ou inférieure à 0.6 g pour les données de Kobe). et lourd pour les grands éboulements. et de l'Alaska. le tremblement du sol essentiellement causé aucun dommage dans les tunnels. 1998) Figure 13-9 intègre observations pour 192 tunnels de dix modérée à grands tremblements de terre de magnitude magnitude de moment (MW 06/06 au 08/04) en Californie. des données pour les tunnels couper-couverture et tubes immergés ne sont pas inclus dans la figure 13-9. . Quatre-vingt-quatre des observations sont de la magnitude de moment M W 6. glissements de terrain. Les données sont uniquement tunnels forés / minées. Accélérations du sol pointe de la figure 13-9 sont estimés pour affleurement rocheux conditions réelles ou hypothétiques à la surface du sol au-dessus du tunnel. Les dégâts ont été classés en quatre états: aucune pour aucun dommage observable. Autres observations sont de modérées à importantes (M W tremblements de terre 06/07 au 08/04) en Californie et au Japon. Figure 13-9 Résumé des Observé Miné Dommages Bored / Tunnel sous Effets Shaking au sol (Power et al. Pour PGA dans la gamme de 0. Tunnels avec garnitures fortes semblent avoir obtenu de meilleurs résultats.5 g. Japon. les enquêtes de ce tunnel indiqué le dommage peut-être dû aux glissements de terrain. Notez que les trois cas de dommages lourds sont tous de la 1923 Kanto. effondrements se sont produits dans les parties peu profondes des tunnels.25 g le montre la figure 13-9. 13. tremblement de terre (O'Rourke et Shiba. au Japon . il ya un certain nombre de cas de légère à modérée dommages (et une instance de lourds dommages noté ci-dessus pour le tremblement de terre de Kanto). en particulier les tunnels avec garnitures en acier béton armé et / ou. Les tendances de la figure 13-9 peuvent être utilisées comme un guide de l'évaluation de la nécessité de poursuivre les évaluations des effets des secousses sur les tunnels forés / minées. Pour le 1923 Kanto observation de tremblement de terre PGA égale à 0.. il ya quelques cas de dommages allant de léger à lourd. Ce était particulièrement évident pendant la 1995 Kobe. Pour PGA dépassant environ 0. au Japon. Pour les deux autres observations du tremblement de terre de Kanto. 1998). Figure 13-10 fracture à la base des colonnes de Cut-et-Cover tunnel entre Daikai et stations de Nagata . 1997.5 g. Figure 13-10 et la figure 13-11 montrent les dommages aux colonnes centrales des tunnels couper-couverture se étendant entre Daikai et stations de Nagata au cours de la Kobe séisme de 1995. tremblement de terre.4.2 g à 0.3 directives de dépistage supplémentaires pour couper-couverture Tunnels Rapport sur la performance sismique de tunnels en forme de boîte couper-couverture peu profondes ont été relativement faibles en comparaison à la performance des tunnels forés / minées.1995 Tremblement de terre de Kobe. Power et al. Le schéma montre la figure 13-12 (Iida et al. au Japon Le tremblement de terre de Kobe de 1995 a aussi provoqué un effondrement majeur de la station de métro Daikai qui a été construit par la méthode couper-couverture sans dispositions spécifiques de conception parasismique. 1996) montre l'effondrement connu par les colonnes de la gare. sauf si spécifiquement conçu pour accueillir ces déformations rayonnages. Tunnels dans le sol mou peuvent être particulièrement vulnérables. et (3) la vulnérabilité de ces structures à des déformations induites rayonnages sismique de la section boîte de croix boîte (Voir la Figure 13-13 à la section 13. Tunnels Cut-et-couverture dans le sol ont tendance à être plus vulnérables que ceux creusé dans la roche en raison des grandes déformations de cisaillement du sol causant le rayonnage du tunnel. Figure 13-12 station de métro Daikai Collapse .. (2) des niveaux plus élevés de l'accélération et à proximité de la surface du sol à la profondeur de (due à des tendances de mouvements du sol pour réduire la vibration avec la profondeur sous la surface du sol).5). du centre qui a été accompagné par l'effondrement de la dalle de plafond et le règlement de la couverture du sol de plus de 2.1995 Tremblement de terre de Kobe. au Japon La performance relativement médiocre de tunnels couper-couverture sous l'effet secouant au sol peut refléter: (1) relativement plus souple près de la surface des matériaux géologiques entourant ces types de structures par rapport aux matériaux plus durs qui entourent souvent tunnels forés à des profondeurs plus importantes.1995 Tremblement de terre de Kobe.Figure 13-11 cisaillement non au haut des colonnes de Cut-et-Cover tunnel entre Daikai et stations de Nagata . Le facteur le plus important dans l'évaluation si les évaluations sismiques plus .5 m. 4 directives de dépistage supplémentaires pour Tubes immergés Tubes immergés sont particulièrement sensibles aux mouvements de terrain permanents pendant secousses sismiques. . et surtout. et les détails de la structure. soulèvement (flottation). Liquéfaction des sols pulvérulents en vrac peut entraîner un tassement. Généralement. tubes immergés peuvent être criblés à partir des évaluations plus détaillées si la conception originale a dûment examiné et analysé le potentiel de modes de défaillance au sol et si les joints ont été soigneusement conçue pour atteindre l'étanchéité à l'eau. ou étalement latéral. conception.détaillées des tunnels couper-couverture sont requis est de savoir si la conception considérée charges et les déformations d'origine compatible avec l'environnement sismique et conditions géologiques. Les tubes sont généralement situées à faible profondeur et dans les sols mous ou lâches. Tremblement de terre agitation peut également causer déplacement permanent des sols d'argile molle sur un terrain en pente. tout en maintenant un joint étanche. 13.4. si le comportement soutirage a été prise en compte dans la analyse sismique. Jonctions entre segments de tube doivent tenir compte du déplacement relatif des segments adjacents. Wang. 1981). Owen et Scholl. ce qui provoque des déformations dans le plan de la section du tunnel (voir la figure 13-3.Manuel technique pour la conception et la construction de tunnels routiers .5 Procédures d'évaluation sismiques .Éléments civile Chapitre 13 . Les déformations axiales et de courbure sont induits par des composantes d'ondes sismiques qui se propagent le long de l'axe longitudinal (voir la figure 13 à 14. 1993.Considérations sismiques 13. Figure 13-13 tunnel transverse ovalisation et réponse Racking Waves verticalement plants de cisaillement Figure 13-14 Tunnel longitudinale axiale et la réponse de courbure à ondes progressives . axiales et de courbure déformations. 1993. L'ovalisation / soutirage déformation est provoquée principalement par les ondes sismiques se propageant perpendiculairement à l'axe longitudinal du tunnel. Propagation des ondes de cisaillement vertical sont généralement considérés comme du type de vagues plus critique pour ce mode de déformation. 1981). Wang. Owen et Scholl.Effets de secousses Structures de tunnels souterrains subissent trois principaux modes de déformation lors de secousses sismiques: ovalisation / rayonnages. 4. plus incertaine. ou (2) approche plus complexe de modélisation numérique. Contraintes dynamiques traction soustraits de les contraintes statiques compression réduisent la capacité du moment de la doublure. Cette méthode raffinée .1. L'approche de modélisation numérique devrait être envisagée dans les cas où les méthodes d'analyse simplifiées sont moins applicable. Plusieurs modes critiques peuvent entraîner (Owen et Scholl.5. 13. comme les tunnels couper-couvercle rectangulaire dans les zones sismiquement actives. en fonction du degré de complexité du système sol-structure. en particulier pour un site du sol avec la . Ovalisation Effet: Comme mentionné précédemment. ovalisation d'un revêtement de tunnel circulaire est principalement causée par les ondes sismiques se propageant dans des plans perpendiculaires à l'axe du tunnel.Réponse 13.5.construit à partir d'une théorie qui est familier à la plupart des ingénieurs miniers / souterrains . ou si une structure très important se trouve dans un environnement sismique grave ou lorsque les données de l'histoire de cas indiquent vulnérabilité sismique relativement plus élevé pour le type de tunnel. ou incertaine.1 Évaluation de Transverse ovalisation / Racking des structures de tunnels Les procédures d'évaluation pour une réponse transversale des structures de tunnels peuvent être basées soit sur (1) la méthode analytique simplifiée. L'approche de la modélisation numérique est en outre discuté à la section 13. La méthode de déformation classiquement utilisé simplifiée champ libre. examinées en premier.2 qui est tout aussi simple mais capable d'éliminer les inconvénients liés à la méthode de déformation en champ libre. et parfois les contraintes qui en résultent peuvent être de traction.1. comme le montre la Figure 13-13. son utilisation est limitée à des conditions où les structures de tunnel peut raisonnablement supposer à se déformer selon les déplacements de champ libre au cours de tremblements de terre. Les procédures analytiques par des méthodes numériques sont souvent nécessaires pour arriver à une estimation raisonnable de la distorsion de cisaillement en champ libre. Procédé raffiné est ensuite présenté à la section 13. Par conséquent. les conditions du sous-sol.5.considère les effets de l'interaction sol-structure.1.5. Les résultats des cycles de concentration de contraintes alternées supplémentaires avec des contraintes de compression et de traction dans le revêtement du tunnel. la distorsion de cisaillement de terrain causés par la propagation verticale des ondes de cisaillement est probablement le mode le plus critique et prédominant de mouvements sismiques. Free-champ de cisaillement Déformations: Comme mentionné précédemment. l'aléa sismique niveau. Il provoque un tunnel circulaire à ovale et une structure souterraine rectangulaire à accumuler (mouvement latéral). et de l'importance des structures. ignore les effets de l'interaction sol-structure. Ces contraintes dynamiques sont superposées sur l'état statique existant de stress dans la doublure.1 procédure simplifiée de réponse ovalisation des tunnels circulaires Cette section fournit des méthodes pour quantifier l'effet de ovalisation sismique sur revêtements de tunnels circulaires. un ensemble de graphiques de conception sont développés pour faciliter le processus de conception. 1981): Contraintes dynamiques compression ajoutés aux contraintes statiques compression peuvent dépasser la capacité de compression de la muqueuse localement. Sur la base de cette méthode. C se / s C peut aller 0. que cette méthode tend à produire des résultats plus conservateurs en particulier lorsque l'effet du mouvement du sol atténuation avec la profondeur (voir le tableau 13-1) est ignorée.9. Le champ libre distorsion de cisaillement résultant de la terre de ce type d'analyse peut être exprimée comme une distribution de contrainte de cisaillement ou le profil de déformation de cisaillement fonction de la profondeur. obtenu à partir de tests in situ (comme en utilisant le trou transversal. au fond du trou. CHASSE. la procédure simplifiée par Newmark (1968) et Hendron (1985) peut fournir une estimation raisonnable. 1972). devrait être compatible avec le niveau de la déformation de cisaillement qui peut se développer dans le sol à l'élévation du tunnel sous le tremblement de terre de conception secouant. et des techniques d'exploitation forestière PS). les analyses de réponse spécifiques du site peuvent être effectuées pour estimer C SE. peut être exprimée comme 13-3 Où: V S = vitesse des particules de pointe C SE = vitesse de propagation des ondes de cisaillement efficace La vitesse des ondes de cisaillement efficace de l'onde de cisaillement se propageant verticalement. Lysmer.stratigraphie variable. Alternativement. C soi.0. C s. G m. notant. Beaucoup de codes informatiques avec des degrés variables de sophistication sont disponibles (par exemple. et al.). Pour raide pour très raide sol. FLAC. L'approche la plus largement utilisée est de simplifier la géologie du site dans un système à couches horizontales et d'en tirer une solution utilisant unidimensionnel théorie de la propagation des ondes (Schnabel. Les valeurs de C SE peuvent être estimés en faisant de la réduction appropriée (pour tenir compte de l'effet dépend niveau de contrainte) à partir de la vitesse des ondes de cisaillement le petit-souche. Pour un tunnel profond situé dans le sol relativement homogène ou de la roche et en l'absence de la réponse détaillée du site analyses. Pour roche. analyses de réponse spécifiques au site doivent être effectuées pour estimer C soi pour les tunnels incorporés dans les sols mous Une équation concernant la vitesse de propagation des ondes de cisaillement efficace de module de cisaillement efficace. secouer. γ max. est en divisant les contraintes de cisaillement induite séisme (τ max) par la rigidité de . le rapport de C se / s C peut être supposée égale à 1.6 au 0. γ max. Ici. la déformation en cisaillement maximal en champ libre. toutefois. et Seed. est exprimée comme suit: 13-4 Où: ρ = Masse volumique du sol Une méthode simplifiée alternative pour le calcul de la souche sol cisaillement champ libre. PLAXIS. la contrainte maximale de cisaillement sol en champ libre est calculée en utilisant l'équation suivante: 13-5 τ max = (PGA / g) σ v R d 13-6 σ v = γ t (H + D) 13-7 Où: G m = efficace module de cisaillement de terrain entourant tunnel (KSF) de souche compatible τ max = contrainte de cisaillement induite séisme maximale (KSF) σ v = verticale du sol pression de surcharge totale au inverti élévation du tunnel (KSF) γ t = Poids total de l'unité de sol (KCF) H = épaisseur de la couverture du sol mesurée à partir de la surface du sol au sommet de tunnel (ft) D = hauteur du tunnel (ou le diamètre du tunnel circulaire) (pi) R d = Profondeur de stress dépend facteur de réduction.cisaillement (ce est à dire.0.0. Cette méthode est particulièrement adaptée pour les tunnels avec des profondeurs d'enfouissement peu profondes.744 .00244z pour 75 m <z <100 pi R d = 0.00814z pendant 30 ft <z <75 pi R d = 0. Dans cette méthode simplifiée. le module de cisaillement effectif souche compatible. la rigidité en coupe transversale de la doublure est complètement ignorée.0. peut être estimée en utilisant les relations suivantes: R d = 1.0 . car la rigidité de la garniture contre la déformation est faible comparée à celle du milieu environnant. Doublure conforme à champ libre cisaillement Déformations: Quand un revêtement circulaire est supposé ovale conformément aux déformations imposées par le sol environnant (par exemple.5 pour z> 100 m Où: z = l'épaisseur (m) de la surface du sol à l'élévation de radier du tunnel et est représenté par z = (H + D). G m). Selon la définition de «déformation du sol du . de cisaillement). Cette hypothèse est probablement raisonnable pour la plupart des tunnels circulaires dans la roche et dans les sols durs.00233z pour z <30 m R d = 1.174 . Figure 13-15 Shear Distorsion de Rez .15. puis le revêtement doit être conçu en fonction de la déformation diamétrale exprimée comme suit: . Si le sol non perforée dans le champ libre est utilisée pour dériver la déformation de cisaillement qui entoure le revêtement de tunnel.milieu environnant». représentée en haut de la figure 13. pour cette discussion. peut être définie de deux façons. le revêtement doit être conçu en conformité avec la variation maximale de diamètre. Dd en champ libre. si la déformation du sol est obtenue en supposant la présence d'une cavité due à tunnel excavation (bas de la figure 13 à 15.sans champ État vs cavité dans-Place Etat Le changement de diamètre maximum de la doublure pour ce cas peut être calculée comme: Champ libre Δ D = ± (γ max / 2) D 13-8 Où: D = le diamètre du tunnel γ max = la déformation maximale de cisaillement champ libre D'autre part. pour motif perforé). cependant. Distorsions au cisaillement du sol environnant. une conception basée sur cette hypothèse peut être trop prudente dans certains cas et non dans d'autres conservateurs. Cette question sera abordée plus loin. Équation 13-8. En d'autres termes. Sur la base des discussions ci-dessus. 1972) sont définies par les équations suivantes: Ratio compressibilité: 13-10 Ratio de flexibilité: 13-11 Où: E m = souche compatible module d'élasticité du sol environnant . et Peck et al. Ce dernier cas peut se produire lorsque un tunnel est construit dans les sols mous à très doux. il peut être en outre suggéré que d'une doublure avec une rigidité de distorsion supérieur au milieu environnant devrait connaître une distorsion encore moins à la déformation champ libre doublure. l'interaction du tunnel terre est ignorée. F (Hoeg. Cet effet sera discuté suivante. C. l'écart peut être jusqu'à trois fois. et le rapport de flexibilité. 1968.Cavité Δ D = ± 2γ max (1-υ m) D 13-9 Où: m ν = coefficient de Poisson du support Équations 13-8 et 13-9 les deux supposent l'absence de la doublure. Il est donc clair que la rigidité relative entre le tunnel et le sol environnant (sol-structure effet d'interaction) joue un rôle important dans la quantification de la réponse du tunnel pendant la condition de chargement sismique. pour la déformation du sol en champ libre.compressibilité et flexibilité Ratios:. deux rapports désignés comme étant le rapport de compressibilité. pour la déformation du sol perforé. Importance de la doublure Stiffness. Pour un milieu de type sol. d'autre part. Pour quantifier la rigidité relative entre une garniture circulaire et le milieu. devrait fournir une estimation raisonnable de la déformation d'une membrane qui a peu de rigidité (contre distorsion) par rapport à celle du milieu. Comparaison entre les équations 13-8 et 13-9 montre que la déformation du sol perforée donnerait beaucoup plus de distorsion que le cas en champ libre (rez non perforé). Sur la base des hypothèses formulées. doit fournir un résultat raisonnable pour un revêtement avec une rigidité de déformation égal à ou près du milieu environnant. quelques conclusions préliminaires peuvent être tirées de la manière suivante: Équation 13-9. Dans ces cas. Full-glissement ou de non-glissement conditions sont réunies le long de l'interface entre le sol et la doublure. le taux de compressibilité a également un effet significatif sur la réponse doublure de poussée. La doublure est généralement circulaire. élastique. Dans la section suivante une procédure raffinée en tenant compte de l'effet d'interaction tunnel-sol est présentée pour fournir une évaluation plus précise de l'effet de ovalisation sismique sur une doublure circulaire. F. homogène isotrope. t = l L'épaisseur de la doublure De ces deux rapports. et la doublure du tunnel rigide ne pouvait pas être réaliste conçu pour se conformer aux déformations imposées par le sol mou. 13. F> 20) de sorte que l'effet d'interaction tunnel terre peut être ignoré (Peck.1. 1993) pour estimer interaction sol-structure pour les tunnels circulaires dans les conditions de chargement sismiques. 1 = Moment d'inertie du revêtement par unité de largeur de tunnel le long de l'axe du tunnel. les distorsions à être expérimentés par le revêtement peut raisonnablement supposer être égales à celles de la terre perforée (ce est à dire. le rapport de flexibilité.υ m = coefficient de Poisson du sol environnant R l = rayon nominal de la garniture de tunnel υ l = coefficient de Poisson du revêtement du tunnel I l. L'effet d'interaction tunnel-sol doit être considéré dans ce cas pour obtenir une conception plus efficace. Dans ce cas. Il est à noter que F> 20 suggère que le sol est environ 20 fois plus rigide que le revêtement. il a souvent été suggéré que le rapport de la flexibilité est la plus importante car elle est liée à la capacité du revêtement à résister à la distorsion imposée par le sol. Ces solutions sont généralement basées sur les hypothèses suivantes: Le sol est un milieu infini. est susceptible d'être assez grande (par exemple.2 analytiques Doublure-sol Interaction Solutions pour réponse ovalisation des tunnels circulaires Solutions analytiques de forme fermée ont été proposées (Wang. . le rapport de flexibilité est très faible. Pour la plupart des tunnels circulaires rencontrés dans la pratique. Cette règle de procédure de pouce peut présenter certains problèmes de conception où une structure très rigide est entouré par un sol très doux. de la cavité Dd). un tube à paroi mince élastique dans des conditions de déformation plane. Comme on le verra plus tard.5. Un exemple typique serait de construire un tube plongeur très raide dans un dépôt de lac ou lit de la rivière douce. 1972). Les expressions de ces réponses qui bordent sont des fonctions de rapport de la flexibilité et le rapport de compressibilité tel que présenté antérieurement dans les équations 13-10 et 13-11. et la force axiale (ce est à dire. et la souche diamétrale. .5. T max. Dd / D. K 1. qui peut être obtenu grâce à une approche simplifiée (comme l'équation 13-15 ou 13-16).35 et 0. ε T. ou en effectuant un site analyse -response. respectivement. 0. γ max. peuvent être présentés sous les formes suivantes: 13-12 13-13 13-14 13-15 13-16 K 1 et K 2 sont définis ici comme coefficients de réponse de revêtement. en fonction du ratio de la flexibilité et le coefficient de Poisson du sol. Le moment résultant de flexion induite contrainte maximale de la fibre. sont présentés dans la figure 13-17. moment de flexion. M max. Les diagrammes de conception montrant le coefficient de doublure K 2. Figure 13-18. principalement utilisé pour l'évaluation de la réponse de poussée. Le paramètre tremblement de terre de chargement est représenté par la contrainte maximale de cisaillement induite dans le sol (en champ libre). poussée) induite par déformation. ε m. Figure 13-16 montre le coefficient de réponse de doublure.Les expressions de poussée maximale. peut être calculée comme suit: 13-17 13-18 Pour faciliter le processus de conception.2. et la figure Figure 13-19 pour les valeurs de coefficient de Poisson de 0. Figure 13-16 Doublure coefficient de réponse.2 (No-Slip Interface État) . pour le coefficient de Poisson = 0. K 1 (Full-Slip Interface État) Figure 13-17 Doublure coefficient de réponse. K 2. K 2. Dd max. K 2.5 (No-Slip Interface État) Il convient de noter que les solutions en termes de M max. pour le coefficient de Poisson = 0.Figure 13-18 Doublure coefficient de réponse. et ε m fournies sont basées sur l'interface hypothèse-complète du glissement. . Ces hypothèses ont été adoptées parce condition de pleine glissement produit plus de résultats prudents pour M max et Dd max. pour le coefficient de Poisson = 0. Pour la réponse maximale de poussée T max les conditions d'interface est supposé être sans glissement.35 (Non-Slip Interface État) Figure 13-19 Doublure coefficient de réponse. la condition à l'interface est entre-plein glissement et anti-dérapant. glissement à l'interface est possible uniquement pour les tunnels dans les sols mous. Muir Wood (1975) et Lyon (1978) ont examiné les effets de joints en préfabriqué doublures segmentaires béton et ont montré que. T max. et al.. cependant. il est recommandé que l'interface hypothèse de glissement être utilisée pour évaluer la réponse doublure de poussée (Equation13-16). Des études antérieures suggèrent qu'une solution vraie dynamique donnerait des résultats qui sont de 10 à 15 pour cent supérieure à une solution statique équivalente. Dans le calcul des forces et déformations dans la doublure. Le conservatisme décrit ci-dessus est souhaitable pour compenser la sous-estimation potentielle des forces de revêtement résultant de l'utilisation du modèle statique équivalente en lieu et place de l'état de chargement dynamique. Utilisation de la condition de pleine glissement. pour une doublure avec "n" segments. en général. Par conséquent. ou lorsque l'intensité de la charge sismique est sévère. il est prudent d'enquêter sur deux cas et la plus critique doit être utilisé dans la conception. sous la condition de cisaillement simple sismique. la figure 13-16 et l'équation 13-15) d'une garniture de tunnel circulaire. serait sous-estimer considérablement la poussée maximale. Quelques méthodes simples et approximatives représentant l'effet sur la rigidité des articulations de revêtement peuvent être trouvées dans la littérature. Par conséquent. un revêtement en béton soumis à la flexion et poussée souvent des fissures et se comporte de façon non linéaire. propriétés élastiques intactes. (1983) ont suggéré que la rigidité effective soit de 30 à 95 pour cent de la intacte. Monsees et Hansmire (1992) ont suggéré l'utilisation d'un revêtement de rigidité effective qui est la moitié de la rigidité de la section complète du revêtement. dans l'application des résultats présentés ci-joint. Études analytiques de Paul.tandis que la condition de non-glissement est plus conservatrice pour T max. Par conséquent. pleine section doublure. Par ailleurs. la rigidité effective de l'anneau était: 13-19 Où: I e <I et n> 4 I = Doublure rigidité de la pleine section intacte I j = rigidité effective de la doublure au niveau du joint I e = rigidité effective de la doublure . la rigidité effective (ou équivalent) du revêtement doit être utilisé. De nombreux tunnels circulaires sont construits avec doublure boulonnés ou déboulonnée segmentaire. Rigidité de Doublure en vigueur: Les résultats présentés ci-dessus sont basées sur l'hypothèse que la garniture est un anneau monolithique et continue circulaire avec. Pendant un tremblement de terre. le modèle complet glissement est recommandé pour évaluer le moment et la déviation réponse (ce est à dire. à condition que la longueur d'onde sismique est d'au moins environ 8 fois supérieure à la largeur de l'excavation (cavité). Pour la plupart des tunnels. 1. résultant dans des murs plus épais et des dalles pour le cadre de la boîte.4. les données de performance de tunnel passé suggèrent que les tunnels construits avec des sols peu profonds couvercle mortsterrains ont tendance à être plus vulnérables aux tremblements de terre que ceux profondes. l'analyse numérique plus complexe est nécessaire pour résoudre ce problème si l'effet de remblai est considéré comme important dans l'évaluation réponse sismique d'un tunnel en tranchée ouverte et couverte. Premièrement. le tunnel est conçu comme une structure en caisson de châssis rigide. Troisièmement. Les implications de ces trois caractéristiques pour la conception parasismique sont discutés ci-dessous. un cadre de la boîte en général ne transmet pas les charges statiques aussi efficacement que d'une doublure circulaire. Habituellement. fait l'effet d'interaction sol-structure particulièrement important pour la conception parasismique des tunnels rectangulaires couper-couverture. ainsi que les grandes déformations du sol sismiques potentiels qui sont typiques pour les dépôts de sols peu profonds. En conséquence.5.5. L'effet d'embrochage sur la structure est similaire à celle d'une condition de charge déséquilibrée.13. ces caissons ont des caractéristiques qui sont différentes de celles des tunnels circulaires percés. typiquement sol est remblayé dessus de la structure et.3 analytiques Doublure-sol Interaction Solutions pour réponse Racking des tunnels rectangulaires Général: tunnels de transport de faible profondeur sont souvent de forme rectangulaire et sont souvent construits en utilisant la méthode de coupe et de la couverture. Au lieu de cela. Les résultats finaux sont cependant cycles de forces internes supplémentaires et des contraintes avec une . d'une manière similaire à la ovalisation d'un tunnel circulaire discuté à la section 13. Les propriétés du sol de remblai ainsi que le support in situ doit être correctement pris en compte dans la conception et l'analyse. y compris ceux construits avec le tube creux / immergée Procédé.1. Comme indiqué précédemment. entre le milieu in-situ et la structure. une structure de tunnel est généralement rectangulaire plus rigide qu'un revêtement de tunnel circulaire dans la direction transversale et moins tolérants à la distorsion. ne peut pas être comptabilisée en utilisant des solutions fermé forme analytique. Souvent.1. L'effet de remblai. tunnels couper-couverture sont généralement construits à faible profondeur dans les sols où déformations sismiques du sol et l'intensité secouant ont tendance à être plus grande que dans des endroits plus profonds. éventuellement. Deuxièmement. Les forces externes la structure est soumise à sont sous la forme de contraintes de cisaillement et pressions normales tout autour des surfaces extérieures du bloc. Soutirage Effet: Pendant les tremblements de terre d'une structure de boîte rectangulaire dans le sol ou dans la roche connaîtra transversale soutirage déformations (mouvement latéral) en raison des distorsions de cisaillement du sol.5. Les procédures d'évaluation présentés dans cette section sont basés sur la méthode d'analyse simplifiée. cependant. L'approche de modélisation numérique plus raffiné est discuté à la section 13. en plus des aspects géométriques.1. Cette caractéristique. Du point de vue conception sismique. L'ampleur et la répartition de ces forces de la terre externes sont complexes et difficiles à évaluer. le sol de remblai peut être constituée de matériau compacté ayant des propriétés différentes de sol in situ. en raison de la rigidité inférieure des sols et de l'effet d'amplification place. que cette procédure simple pourrait conduire à la conception trop conservatrice (ce est à dire. donc. Compte tenu de ces conditions. cependant. Pour les structures de la boîte de cadre rigide. 13-12 et Figure Figure 13-13) . les configurations structurelles les plus pratiques peuvent facilement absorber la déformation du sol sans être en détresse. Figure 13-20 sol Profil de la déformation et de montage en rack Déformation d'une structure Box La méthode de déformation en champ libre est un outil de conception simple et efficace lorsque la distorsion de terre sismique induite est faible. par exemple lorsque l'intensité est faible ou en secouant le sol est très rigide. comme illustré sur la Figure 13-20 (ce est à dire. la méthode de déformation). L'objectif de conception de la structure.alternance en direction des éléments de structure. est donc sur la méthode basée sur les déformations de rayonnages sismiques. il est plus raisonnable d'aborder le problème en spécifiant le chargement en termes de déformations. Ces forces dynamiques et contraintes sont superposées sur l'état statique existant de stress dans les membres de la structure. figure 13-11. plutôt que d'utiliser un critère de résister à une pression de la terre dynamique spécifiée (ce est à dire. le mode le plus critique de dommages potentiels en raison de l'effet de rayonnage est la détresse en les articulations supérieure et inférieure (voir la Figure 13-1. la méthode de la force). La rigidité de la structure soutirage est ignoré à cette hypothèse. Il a été rapporté (Wang. est de se assurer que la structure peut absorber adéquatement la déformation soutirage imposée (ce est à dire. En champ libre de rayonnage déformation Méthode On a proposé dans le passé que une structure de tunnel rectangulaire être conçu en supposant que la quantité de soutirage imposée à la structure est égale à la "champ libre" distorsions de cisaillement du milieu environnant. quand champ libre Δ> Δ s) ou de la conception non- . en champ libre Δ = Δ s). L'accent des autres sections de ce chapitre. Le procédé est également un réaliste une rigidité lorsque le soutirage de la structure est comparable à celle de son milieu environnant. 1993). Réalisant que est l'effet global de la charge à la terre externe sismique induite pour provoquer la structure à crémaillère. Pour développer une procédure de conception simple et pratique. Un nombre total de 36 analyses par éléments finis dynamiques ont été effectués pour tenir compte des variables décrites ci-dessus.1. Pour quantifier avec plus de précision la réponse de rayonnage des structures de tunnels rectangulaires une procédure rationnelle compte de l'effet d'interaction tunnel-sol est présentée dans la section suivante. en particulier quand ils sont soumis à une amplification des effets.5. D'autre part. en fonction de la rigidité relative entre le sol et la structure. telles que celles présentées dans la section 13. y compris un baril. Tunnel encastrement Profondeur. Ironiquement. il était prévu que la rigidité relative entre le sol et la structure est le facteur dominant régissant l'interaction sol / structure.un comportement similaire à celui décrit pour l'ovalisation de tunnel circulaire (Section 13. Tunnel-Analysis Ground Interaction: Bien que les solutions à forme fermée représentant interaction sol-structure.1). Wang (1993) a effectué une série de sol-structure interaction dynamique analyses par éléments finis. roche) a également été étudiée. où les distorsions et les contraintes de sol sismique induits modifient considérablement avec la profondeur. Complexe tremblement de terre induits des conditions de contrainte-déformation est une autre raison que la plupart des tunnels rectangulaires sont construits en utilisant la méthode de coupe et de couverture à de faibles profondeurs. Distorsions de sol en champ libre sismique induits sont généralement de grande taille dans les sols mous.1. quand champ libre Δ <Δ s ).1. Basé sur les résultats obtenus pour les tunnels circulaires (voir 13. car la structure rigide peut se déformer moins de la terre molle. et les structures de tunnel un par un double corps. Les cas trop conservatrices se produisent généralement dans les sols mous. les cas non conservatrices se posent lorsque la rigidité de cisaillement du sol est supérieure à la rigidité de rayonnages des structures . sont disponibles pour les tunnels circulaires profondes bordées. Deux accélérogrammes temps d'histoire très différents ont été utilisés comme des excitations du tremblement de terre d'entrée. Cinq types de géométrie de la structure rectangulaire différents ont été étudiés. Sur la base des résultats des analyses. Géométrie de la structure.5.1). Imposer déformations champ libre sur une structure dans cette situation est susceptible d'entraîner dans le conservatisme inutile. ce qui les rend moins tolérants à des distorsions de rayonnages.1. Dans cette étude. Ces facteurs comprennent: Rigidité relative entre le sol et la structure. Différentes profondeurs enfouissement ont été utilisés pour évaluer l'effet de l'effet de profondeur d'ancrage.5.conservatrice (ce est à dire. une procédure simplifiée incorporant interaction sol-structure pour l'analyse de soutirage tunnels . les principaux facteurs qui peuvent potentiellement affecter la réponse de rayonnage dynamique des structures de tunnels rectangulaires ont été étudiés. caissons rectangulaires dans les sols mous sont généralement conçus avec des configurations rigides pour résister aux charges statiques. une par rapport à l'un deux-baril. Entrée motions tremblement de terre. Un cas particulier où une structure du tunnel repose directement sur des matériaux de fondation rigides (par exemple. Une série d'analyses en utilisant des profils de sol avec différentes propriétés et structures variant avec la rigidité de rayonnage a été effectuée à des fins d'étude paramétrique. La plupart des tunnels couper-couverture sont construits à de faibles profondeurs. ils ne sont pas facilement disponibles pour les tunnels rectangulaires principalement attribuable à la très variable caractéristiques géométriques généralement associés avec des tunnels rectangulaires. La procédure étape par étape est décrite ci-dessous (Wang. Le rapport entre la force appliquée au déplacement latéral résultant donne K s. .1. C soi. 1993). voir équation 13-4). tandis que la base de la structure est retenu en translation. en tenant compte du potentiel de développement de section fissurée. Étape 2: déterminer la rigidité du rayonnage. K s. Étape 3: déterminer le rapport de flexibilité. mais avec les joints libre de tourner. de la structure de boîte à partir d'une analyse de structure de trame. F r est donnée par Wang (1993). de la structure de boîte à l'aide de l'équation suivante: F r = (G m / K) ∙ (W / la H) 13-21 Où: W = largeur de la structure de boîte H = hauteur de la structure de boîte G m = souche compatible moyen de module de cisaillement entre le sol environnant l'altitude supérieure et inférieure de la structure S = K Racking rigidité de la structure de la boîte Le module de cisaillement de souche compatible peut être dérivée de la vitesse des ondes de cisaillement efficace souche compatible.5. La rigidité soutirage doit être calculée en utilisant le déplacement du toit soumis à une force latérale d'unité appliqué au niveau du toit. les déplacements relatifs champ libre différentiel correspondant à la partie supérieure et les élévations du fond de la structure de la boîte (voir Figure 13-20) en utilisant l'expression suivante: Champ libre Δ = H × γ max 13-20 Où: H = hauteur de la structure de boîte Alternativement analyse de la réponse de site spécifique de site peut être effectuée pour fournir une évaluation plus précise de champ libre Δ. F r. moment approprié des valeurs d'inertie. Déterminer champ libre Δ. doit être utilisé. Dans l'exercice de l'analyse structurelle du cadre. voir la section 13. Analyse de la réponse de site spécifique du site est recommandé pour les tunnels incorporés dans les sols mous. Dérivation détaillée du rapport de souplesse.1 pour dériver la souche du sol en champ libre en utilisant diverses méthodes. Étape 1: Estimer les souches de sol en champ libre γ max (la structure d'élévation) causées par les ondes de cisaillement se propageant verticalement des tremblements de terre de conception.rectangulaires a été développé. Etape 4: Sur la base du rapport de la souplesse obtenue à l'étape 3 ci-dessus. Comme on peut le voir sur les figures. R r. R r est le rapport de la déformation de la structure soutirage enfouies dans le sol. Les solutions indiquées dans les chiffres sont de la solution complète glissement présenté par Wang (1993) et Penzien (2000) et la solution non-glissement présenté par Penzien (2000).1). la structure est parfaitement rigide. Wang (1993) ont présenté des résultats montrant la relation entre le soutirage de la structure et le rapport de flexibilité. Ces courbes peuvent donc être utilisées pour fournir une bonne estimation de l'embrochage d'un tunnel rectangulaire en fonction du taux de flexibilité défini par l'équation 13-21. pour la structure proposée.5. Pour une structure qui est flexible par rapport au sol environnant. ( F r > 1).ν m ) . si la structure ne est pas la rigidité (ce est. Lorsque F r est égal à zéro. . les courbes des solutions fermée de forme constituent une bonne approximation des résultats de l'analyse par éléments finis. F r. Δ s. Comme l'a noté Penzien (2000).20): R r = champ libre Δ / s Δ 13-22 A partir d'une série d'éléments finis dynamique analyses. Aussi présentés dans ces chiffres sont des courbes de solutions statiques-forme fermée pour les tunnels circulaires (voir la section 13.F r → ∞). pas de distorsion de rayonnage est induite et la structure se déplace comme un corps rigide en charge sismique.Les valeurs de R r c F r obtenu à partir de l'analyse d'éléments finis dynamique sont montrés sur la figure 13 à 21 (a) et la figure 13 à 21 (b). déterminer le coefficient de transvasement. R r est égal à environ 4 (1. en champ libre Δ. Lorsque F r est égal à 1. ce qui est le cas d'une cavité sans doublure.1. Les expressions analytiques pour les courbes de la figure 13-21 sont: Pour non-glissement état de l'interface: 13-23 Pour l'ensemble de glissement état de l'interface: 13-24 Plusieurs observations peuvent être faites à partir de la figure 13-21. à celle du sol en champ libre. sur la hauteur de la structure (voir la figure 13. Le coefficient de soutirage. la déformation de la structure soutirage est approximativement la même que celle du sol (exactement égale à celle du sol pour la condition de l'interface sans glissement). soutirage déformation de la structure est supérieure à celle du champ libre. deux dimensions éléments finis ou différences finies méthode de continuum de l'analyse est généralement considéré comme l'approche de modélisation numérique adéquate. les déformations du sol sont générés (induite) par des coefficients sismiques et distribué dans le / domaine de différences finies éléments .Figure 13-21 Racking Coefficient R r pour rectangulaire Tunnels (MCEER-06-SP11. 2000) Etape 5: Détermination de la déformation de la structure soutirage. Les résultats de l'analyse peuvent également être utilisés pour déterminer les besoins en détail. 1993 et Penzien. Il existe trois types de méthode de continuum bidimensionnelle d'analyse qui ont été utilisés dans la pratique d'ingénierie et ils sont décrits dans les sections suivantes. modification de Wang. Le modèle doit être développé avec la capacité de capture effets SSI ainsi que des représentations de profondeur variable appropriées du milieu de la terre et les mouvements en champ libre associés (ou déformations du sol) obtenu à partir du site-réponse analyses des profils de sol représentatifs. Pour l'analyse transversale ovalisation / rayonnages. Pseudo-statique Coefficient sismique Déformation Méthode: En sismique méthode de déformation de coefficient de pseudo-statique. Δ s . en utilisant la relation suivante: Δ de = R r × Δ champ libre 13-25 Etape 6: La demande sismique en termes de forces internes ainsi que des souches matérielles sont calculés en imposant Δ s de la structure dans une analyse de trame comme représenté sur la Figure 13-22 (MCEER-06-SP11). Ces conditions aux limites latérales sont jugées suffisantes pour un site avec raisonnablement nivelé surface sol soumis à des déplacements de cisaillement latérales due à des excitations horizontales. La procédure générale en utilisant cette méthode est décrite ci-dessous: Effectuer une dimension analyse de la réponse du site en champ libre (par exemple. Les modules de cisaillement de contrainte compatible des strates du sol calculée à partir de la unidimensionnelle analyse de la réponse de site doit être utilisé dans le modèle de continuum à deux dimensions. le modèle de continuum en deux dimensions) en appliquant des contraintes de cisaillement horizontale pseudo-statique dans le sol. Au lieu de cela. L'étendue latérale du domaine dans le système d'analyse à deux dimensions doit être suffisamment loin pour éviter les effets de bord. Il convient de noter que cette approche du coefficient sismique pseudo-statique ne est pas une analyse dynamique et donc ne implique pas le déplacement. De cette manière. il impose des déplacements rez-de cisaillement à travers l'ensemble du système sol-structure (ce est à dire. la vitesse. Le profil d'accélération au sol maximale (exprimée en fonction de la profondeur à partir de la surface du sol) dérivée de la unidimensionnelle analyse de la réponse du site est appliqué à l'ensemble du système sol-structure dans la direction horizontale d'une manière pseudo-statique. ce qui reflète les effets de l'interaction sol-structure (ce est à dire.-à condition limite fixée dans la direction verticale et la condition de frontière libre dans la direction horizontale). la distance horizontale aux limites latérales) est suffisamment loin pour éviter les effets de bord . dans la zone de mise au point près de la construction de tunnels la distribution de déplacement est différente de celle du champ libre. en se assurant que l'étendue latérale du domaine (ce est à dire. La méthode de déformation sismique coefficient de pseudo-statique est adapté pour les ouvrages souterrains enfouis à faible profondeur. Les contraintes de cisaillement horizontales pseudo-statique augmentent avec la profondeur et sont calculés par analyse que le produit des pressions de sol totale de morts-terrains (représentant la masse de sol) et les coefficients sismiques horizontales. en champ libre analyse de réponse de site distinct. Les coefficients sismiques représentent le profil d'accélération horizontale pic issu du unidimensionnel analyse de la réponse du site en champ libre. Les coefficients sismiques peuvent être dérivés d'une unidimensionnel. Le milieu géologique (par exemple. Cependant. la . en utilisant le programme de SHAKE). Développer l'élément à deux dimensions finie (ou différences finies) modèle de continuum incorporant le système d'excavation et le sol-structure entière. les profils de déplacement dans les deux limites latérales sont censés être très similaire à celle dérivée de la unidimensionnelle analyse de la réponse de site en champ libre. D'après les résultats de l'analyse dériver le profil d'accélération maximale du sol exprimée en fonction de la profondeur à partir de la surface du sol. L'analyse est exécutée avec la structure de tunnel en place en utilisant le profil d'accélération horizontale maximale prescrite et les modules de cisaillement de traction compatible à la masse du sol. le sol) est modélisée en tant que continuum éléments solides et la structure peut être soit en tant que modèle continuum éléments solides ou des éléments de châssis. ou des antécédents d'accélération.finis qui est en cours d'analyse. Les conditions aux limites latérales doivent être d'une manière telle que tous les déplacements horizontaux aux limites latérales sont libres de se déplacer et de déplacements verticaux sont empêchés (c. Comme indiqué sur la figure. en plus des sols naturels in situ. Si cela est justifié. Pseudo-Dynamic Time-Historique Analyse Le mode opératoire utilisé dans l'analyse des pseudo-dynamique est similaire à celle de la sismique méthode de déformation de coefficients de pseudo-statique. le modèle peut également tenir compte de l'effet du matériau de remblai (dans la tranchée de dragage) sur la réponse ovalisation / soutirage de la structure de tunnel. L'analyse de pseudo-dynamique consiste à intensifier le système sol-structure statiquement par le déplacement de temps histoire simulations de déplacements champ libre obtenus par une analyse de la réponse du site réalisée en utilisant propageant verticalement ondes de cisaillement (par exemple. sauf que le calcul des déplacements du sol et de la manière dont les déplacements sont imposées aux deux dimension système de continuum sont différents.présence de la structure de tunnel) ainsi que l'effet de la partie de la terre masse est retiré pour la construction du tunnel (ce est à dire. le comportement inélastique de la structure du tunnel peut aussi être prise en compte et intégrée dans le modèle. le sol) et la structure du tunnel ont été modélisés comme des éléments solides continuum. Figure 13-23 Exemple de deux dimensions Continuum Finite Element Model dans l'analyse pseudo-dynamiques de déplacement en temps-Histoire . les analyses SHAKE). Sous la charge de pseudo-dynamique. Dans ce modèle à la fois le milieu géologique (par exemple. Figure 13-23 montre un exemple d'une analyse par éléments finis à deux dimensions continuum effectuée pour un tunnel immergé de la structure soumise à marchepied statique d'une évolution dans le temps de déplacement pseudo-dynamique. un vide dans le sol). la section transversale d'une structure de tunnel sera soumis à ces distorsions de sol induits. . il est raisonnable de réaliser l'analyse de déformation du tunnel à l'aide de pseudo-statique ou analyse des pseudodynamique dans lequel des déplacements ou des histoires de temps de déplacement statiquement sont appliquées au système sol-structure. Spéciaux limites d'absorption d'énergie devraient être incorporées dans le modèle pour permettre le rayonnement de l'énergie sismique plutôt que le piéger.3). lorsque la structure du tunnel est analysé séparément à partir du milieu géologique environnant. Imposer les déplacements obtenus au niveau du périmètre de la cavité du tunnel sur la structure de tunnel (par exemple. Ce découplé analyse implique les deux étapes générales suivantes: Calcul des dispersés déplacements du sol au niveau du périmètre de la cavité du tunnel sous réserve de le tremblement de terre de conception. Par conséquent. En variante. dans le cas où l' effet d'inertie de la structure de tunnel est considéré être importante. Figure 13-24 montre une analyse de l'histoire du temps d'échantillonnage dynamique en utilisant un modèle de différence en deux dimensions continuum finie pour une structure de boîte de couper-couverture. un modèle de trame) par des ressorts de sol d'interaction pour évaluer la réponse sismique de la structure de tunnel.2. en particulier lorsque certains portion (s) de la structure de tunnel peut répondre de façon dynamique sous charge sismique. l'inertie d'un tunnel est faible par rapport à celle du milieu géologique environnant. les conditions d'interface entre la trame de tunnel et le sol environnant doit permettre la formation de lacunes ainsi que le glissement. les conditions aux limites latérales dans une analyse de l'historique de temps dynamique doivent être d'une manière telle que sortant des ondes sismiques être autorisés à passer à travers au lieu d'être pris au piège dans le système sol-structure en cours d'analyse. l'analyse peut également être effectuée dans un couplage de manière. Les histoires de temps des mouvements du sol utilisés à cet effet doivent être mis au point pour correspondre les spectres de réponse de conception de la cible et ont des caractéristiques qui sont représentatifs de l'environnement sismique du site et les conditions du site (voir la section 13. l'ensemble du système sol-structure est soumise à dynamiques excitations en utilisant le mouvement de masse des histoires de temps en entrée à la base du système sol-structure.Le modèle de la figure 13-23 comprend à la fois le milieu géologique et la structure en un seul modèle. sans la structure du tunnel (à noter que ce sont les dispersés motions et pas les champ libre motions. L'analyse dynamique d'historique de temps peut être utilisée pour affiner l'analyse en cas de besoin. ce est à dire. Le cas échéant. en raison de la présence de la cavité dans le sol). Dynamic Time Historique Analyse: En règle générale. Dans une analyse dynamique de l'histoire de temps. On notera sur la figure que. Les sols (continuum) modèles et les propriétés associées doivent être compatibles avec les niveaux de déformation du sol qui devraient se développer pendant les excitations du tremblement de terre (à l'aide au niveau de la souche propriétés du sol compatibles). Une analyse de la réponse du site en deux dimensions est généralement effectuée à l'aide continuum éléments finis / différence modèle déformation plane pour obtenir ces déplacements au sol réparties. 3. Cette procédure nécessite une entrée minimum. le niveau de l'aléa sismique. cisaillement Sondes. la rigidité de revêtement du tunnel est considéré comme relativement souple à celle du sol.5. 13.2 Évaluation de la réaction longitudinale des structures de tunnels Comme pour les modes opératoires décrits pour l'évaluation de la réponse transversal des structures de tunnel.5.Figure 13-24 Exemple de Dynamic Time Histoire modèle d'analyse 13. les procédures d'évaluation de la réponse longitudinal des structures de tunnel peuvent également être basées sur une ou l'autre méthode d'analyse simplifiée ou une approche plus complexe de modélisation numérique. La méthode la plus complète et complexe en utilisant l'approche de modélisation numérique est discuté à la section 13.5.5. et de Rayleigh R-ondes. cette hypothèse fournit une évaluation raisonnable parce que. Saint-Jean et Zahran (1987) ont développé des solutions pour ces souches due à la compression des ondes P.2. ce qui est utile comme outil de conception initiale et comme moyen de vérification de la conception.2. sans la présence du tunnel). La doublure se développer des souches axiales et de flexion pour accueillir les déformations axiales et de courbure imposées par le sol environnant. qui ignore les effets de l'interaction sol-structure.2 qui tient compte des effets de l'interaction sol-structure sur la base de faisceau sur élastique fondement analytique théorie.1 traite de la méthode de déformation champ libre simplifiée. Les souches ε dues à des déformations axiales et de courbure combinés peuvent être obtenues en combinant les déformations longitudinales générées par la flexion axiale et les souches comme suit: Pour les ondes P: 13-26 . Section 13. Bien que conservateur. dans la plupart des cas.5. et de l'importance des structures. en fonction du degré de complexité de la sol système -structure.2.2.1 champ libre procédure de déformation Cette procédure suppose que le revêtement du tunnel est conforme aux axiales et de courbure des déformations du sol dans le champ libre (ce est à dire. Une méthode raffinée est ensuite présentée à la section 13. la vitesses de propagation de l'onde P. les vitesses de propagation de l'onde S et P-ondes horizontales peuvent être supposées 2. la composante de la charge sismique doit être ajoutée aux . C S . les analyses géologiques / sismologiques détaillées doivent être effectuées pour obtenir une estimation fiable de la vitesse de propagation de l'onde R apparente. Les souches combinées calculées à partir des équations 13-26. C P .5 km / sec et à 5 km / s. devrait être celui qui maximise les déformations axiales combinées. reflète la propagation des ondes de cisaillement sismique à travers les roches profondes plutôt que celle des sols peu profonds où le tunnel se trouve. Le concepteur doit consulter expérimentés géologues / sismologues pour déterminer C S et C P . C R . 13-27. les déformations induites peuvent être régis par les ondes R. f. En général. De même. Pour évaluer la pertinence de la structure sous la condition de chargement sismique. En l'absence de données spécifiques au site. 13-28 et représentent l'effet de la charge sismique seulement. respectivement. qui varient généralement entre 4 et 8 km / sec. cette valeur de vitesse varie d'environ 2 à 4 km / sec. Lorsque le tunnel est situé sur un site sous-tendue par des dépôts profondes de sédiments du sol. en général. La vitesse S-wave propagation horizontale.Pour les ondes S: 13-27 Pour ondes R: 13-28 Où: V P = vitesse des particules de haute ondes P à l'emplacement du tunnel V S = vitesse des particules Pic de S-ondes à l'emplacement du tunnel V R = vitesse de crête des particules d'ondes R à la locatio tunnel Un P = accélération de particules Peak of ondes P à l'emplacement du tunnel Un S = accélération de particules Pic de S-ondes à l'emplacement du tunnel Un R = accélération de crête des particules d'ondes R à l'emplacement du tunnel C P = vitesse de propagation apparente des ondes P C S = vitesse de propagation apparente des ondes S C R = vitesse de propagation apparente des ondes R Y = Distance de l'axe neutre de section du tunnel à la fibre extrême doublure Φ = angle auquel les ondes sismiques se propagent dans le plan horizontal par rapport à l'axe du tunnel Il convient de noter que: S-ondes provoquent généralement les plus grandes souches et le Conseil sont le type d'onde L'angle de propagation des ondes. Dans ces dépôts. comme suit: Pour les souches axiales: 13-29 Pour flexion souches: 13-30 Où: E 1 = module d'revêtement du tunnel de Young A une superficie de section = Croix de la doublure K h = sol transversale constante de ressort K a = sol longitudinale constante de ressort L = Longueur d'onde de la P. 13. Les souches résultant combinés sont ensuite comparés aux limites de contraintes admissibles. Q max peut être estimé en utilisant l'expression suivante: 13-31 Où: f = force de frottement maximale par unité de longueur du tunnel .2 Procédure Comptabilisation des effets de l'interaction sol-structure Si un tunnel très rigide est intégré dans un dépôt de sol doux.2. une procédure simplifiée faisceau-sur-élastique fondation devrait être utilisé pour rendre compte des effets de l'interaction sol-structure. entre le revêtement et le sol environnant.5. Il convient de noter que la déformation axiale calculée en utilisant la procédure présentée cidessus ne doit pas dépasser la valeur qui pourrait être développée en utilisant les forces de frottement maximum. Dans ce cas. des effets significatifs interaction sol-structure existent.composants de chargement statiques à l'aide appropriés critères combinés de chargement développés pour les structures. Q max . qui devrait être développé sur la base de l'objectif de rendement établi pour les structures (par exemple. et la procédure de déformation champ libre présenté cidessus peuvent conduire à une conception trop conservatrice. les effets de l'interaction solstructure peuvent être comptabilisés en appliquant des facteurs de réduction à la libre-terrain déformations axiales et les souches de courbure de champ libre. le niveau de service requis et le niveau de dommages acceptables). Selon Saint-Jean et Zahran (1987). S ou R-ondes Je ai une = Moment d'inertie de la section doublure en croix. Les propriétés des ressorts doivent être compatibles avec ceux qui sont utilisés dans l'analyse de réponse de site décrite ci-dessus.5. Elément / différence finie modèle structurel tridimensionnel est ensuite développée le long de l'axe du tunnel. Les champ libre histoires de temps de déplacement à chaque point le long de l'axe du tunnel peuvent être définis à la mi-hauteur et mi-largeur du tunnel. la résistance de frottement ultime (drag) (ce est à dire. Dans ce modèle. le comportement du sol / sol doit être reflétée dans les ressorts. des "points durs"). A la jonction des deux tunnels ou à l'interface tunnel / rameau. les effets en trois dimensions des mouvements du sol ainsi que l'effet de site local. Si le comportement structurel non élastique est prévu.3 Modélisation numérique approche Approche de modélisation numérique pour l'évaluation de la réponse longitudinale d'une structure du tunnel est souhaitable pour les cas où les tunnels rencontrent des changements brusques de rigidité structurelle ou traversent conditions souterraines très variables (où l'effet de variation spatiale des mouvements du sol due à l'effet de site local devient significatif). les ressorts sol / sol sont également développés dans le sens longitudinal. l'analyse est généralement réalisée en utilisant l'approche de pseudo-dynamique dans lequel en champ libre fonction du temps de déplacement sont statiquement appliqués à ressorts du sol reliées à la modèle du tunnel (pour tenir compte de l'effet de l'interaction sol-structure). la force de frottement maximum) .2. La procédure générale pour l'analyse de l'évolution dans le temps pseudo-dynamique dans la direction longitudinale comprend les étapes suivantes. transversal et directions verticales. étant donné que l'inertie d'un tunnel est faible par rapport à celle du milieu géologique environnant. Comme indiqué précédemment. tandis que le sol environnant / sol est représentée par des ressorts discrètes.13. Ces conditions comprennent. par exemple. Pour l'analyse longitudinale. Si non linéaire. Lorsqu'un tunnel est retenu localement des mouvements par tout moyen (à savoir. une structure massive rigide tel qu'un bâtiment de ventilation. Au minimum. L'effet de vague voyage / déphasage devrait également être inclus dans l'analyse. transversal horizontal et transversales verticales. les champ libre histoires de temps de déplacement au sol sont développés le long de l'axe du tunnel. non linéaires des éléments de structure non élastiques devraient être utilisées pour représenter la structure du tunnel dans le modèle. un tunnel traversant une interface sol / rock. Basé sur les résultats de la réponse du site analyses. Quand un tunnel traverse deux milieux géologiques distinctes à vif contraste de rigidité. Les déformations de champ libre de la terre à l'élévation du tunnel sont d'abord déterminées en effectuant des analyses de site réponse dynamique. peut encore être définies en termes de trois déplacements temps historique représentant les mouvements du sol dans le sens longitudinal. mais ne sont pas limités à. ce qui suit: Quand une section régulière du tunnel est reliée à une paroi d'extrémité ou de la station. le tunnel est discrétisé spatialement le long de l'axe du tunnel. Comme pour les mouvements du sol. y compris son effet variant spatialement le long du tracé du tunnel doivent être considérés. Analyse numérique pour l'évaluation de la réponse longitudinal d'une structure de tunnel est généralement effectuée par une analyse du temps de l'historique des pseudo-dynamique en trois dimensions afin de capturer les deux principaux modes de déformation axiale: compression / extension et déformations de courbure. Les structures. 13. Les conception déplacement de temps calculées histoires décrites ci-dessus sont ensuite appliquées. Les sections suivantes discuteront brièvement les considérations générales et la méthodologie utilisés dans le traitement de divers types d'effets de défaillance du sol. de la conception d'un revêtement solide pour résister au déplacement peut être techniquement réalisable. cependant. 1984). la largeur de la panne. Évaluation 13.1 pour rupture de la faille Général: Évaluer le comportement d'un tunnel qui peuvent être soumis à des déplacements de cisaillement directs long d'une faille comprend. Dans les cas où l'amplitude du déplacement de défaut est limitée ou la largeur de la zone de défaut est cisaillé considérable de sorte que le déplacement se dissipe progressivement sur une distance. caractérisant le déplacement de défaut en champ libre (ce est à dire. peut-être remblayée avec un matériau compressible / pliant ou en utilisant un revêtement ductile pour minimiser le risque d'instabilité de la paroi. Les mesures de conception appropriées dans le traitement des conditions de sol instables peuvent consister en: Stabilisation des sols Révocation et remplacement des sols à problèmes Re-route ou enfouissement profond pour contourner la zone de problème En ce qui concerne les déplacements de défaut. Certaines de ces procédures ont été initialement développé pour canalisations enterrées (Comité ASCE du gaz et combustibles liquides Lifelines. cisaillement et de flexion. l'amplitude ainsi que l'orientation du mouvement de défaut. de liquéfaction et de glissements de terrain) ou des déplacements de défaut. il ne est pas possible de concevoir une structure de tunnel pour résister à de grands déplacements du sol. les déplacements en l'absence du tunnel). peuvent être soumis à grande axiale.6 Procédures d'évaluation sismiques .6. aux extrémités d'appui des ressorts sol / sol pour représenter l'interaction sol-tunnel.effets de défaillance sol Comme mentionné plus haut. Les procédures analytiques sont généralement utilisés pour évaluer les effets de la faute déplacement sur la réponse de doublure. . Si ce ne est pas possible. où la zone de faille traverse le tunnel et . Méthode des éléments finis Continuum ou différences finies ont également été utilisés efficacement pour évaluer les effets de l'interaction sol-tunnel failles. entre le tunnel et le sol environnant / sol doit être pris en compte pour calculer les ressorts longitudinaux pour permettre mécanisme de glissement. d'une manière pas à pas statique. l'angle du plan de faille coupant le tunnel. d'autre part. Plusieurs facteurs doivent être pris en compte dans l'évaluation. évaluer les effets des déplacements. le plus grand risque pour les structures de tunnel est le potentiel pour les grands mouvements de terrain en raison de conditions instables au sol (par exemple. alors la philosophie de conception générale est d'accepter et d'accueillir les déplacements soit par employant une excavation surdimensionné. si elle se produit. caractérisé en tunnel. Les forces résultantes en coupe et les déplacements dans les éléments de structure (ainsi que dans les joints de tunnel le cas échéant) sont les demandes sismiques sous l'effet de la déformation axiale / courbe. d'abord. En général. y compris la rigidité de la doublure et le sol. la meilleure stratégie est d'éviter tout éventuel dépassement des failles actives. tandis que les déformations de cisaillement et de courbure sont provoquées par la résistance à la normale à la paroi ou des parois de tunnel sol. Figure 13-25 surface maximale Fault déplacement vs tremblement de terre magnitude de moment. La méthode des éléments finis est préféré car il peut intégrer des modèles réalistes du tunnel et entourant les milieux géologiques. Le tunnel est modélisée par éléments finis. Ils sont: (1) la procédure Newmark-Hall. (2) Kennedy et al. ce qui montre que la quantité de déplacement est fortement dépendante de séisme de magnitude et peut atteindre des valeurs maximales de plusieurs mètres. ce qui induit des forces axiales et de cisaillement et des moments de flexion dans la structure.Figure 13-25 est un exemple d'une telle relation. 1994) Dans. et (3) l'approche par éléments finis. cependant. La déformation axiale est combattue par les forces de friction qui se développent à l'interface sol-tunnel dans la direction axiale. . M w (Wells et Coppersmith. qui peuvent comporter comportement non linéaire (Figure 13-26). L'analyse de défaut pour les tunnels Déplacement : lorsqu'il est soumis à des déplacements différentiels des défauts. les procédures analytiques générales pour évaluer tunnels soumis à des déplacements de défaut peut suivre ceux utilisés pour les canalisations enterrées. 1984). voire dizaines de mètres pour les tremblements de terre de grande magnitude. Pour l'évaluation détaillée des tunnels de transport en faute passage. il est généralement admis que la méthode des éléments finis est plus approprié que d'autres méthodes. une structure enterrée avec cisaillement et résistance à la flexion a tendance à résister à la configuration déformée de l'erreur de décalage. procédure. Trois méthodes d'analyse ont été utilisées dans l'évaluation et la conception de structures linéaires enterré (Comité ASCE du gaz et combustibles liquides Lifelines. ces ressorts peuvent également incorporer comportement non linéaire le cas échéant (Figure 1328). Tunnel Liner relations contrainte-déformation Figure 13-26 Modèle analytique de tunnel à défaut Crossing (ASCE.a. . Beaucoup de codes d'éléments finis disponibles dans le commerce peuvent être envisagées pour analyser la réponse des tunnels à la faute déplacement. 1984) Axiales et transversales des ressorts reliés aux pressions normales tunnel modèle de sol sur le revêtement de tunnel ou de murs et la résistance au frottement axial (figure 13-27). Tunnel Finite Element Modèle analytique b. a. 1984) a. Conditions réelles . Modèle structurel idéalisée Figure 13-27 Tunnel-Rez modèle d'interaction au défaut Crossing (Comité ASCE du gaz et combustibles liquides Lifelines. Géométrie réelle b. puis des évaluations plus détaillées peuvent être nécessaires pour déterminer si on peut se attendre de liquéfaction ou de glissements de terrain se produire pendant le tremblement de terre de conception et d'évaluer les impacts sur le tunnel. tunnels général ne seraient pas capables de résister à des glissements de terrain ou étalement latéral déplacements concentrés de plus de quelques centimètres sans subir des dommages graves au niveau local.2 pour Les glissements de terrain ou de liquéfaction Si des dépôts de sols liquéfiables ou des masses sensibles aux glissements de sol instable sont identifiés le long du tracé du tunnel.b. une conséquence potentielle pourrait être le relâchement de la doublure ou de la paroi en raison de la pression de la terre latérale accrue dans la zone liquéfiée.6. Le potentiel de . Si les mouvements de pente en raison de glissements de terrain ou d'étalement latéral mouvements dus à la liquéfaction croisent un tunnel. Modèle idéalisé c. Si liquéfaction ont été prédits à se produire à proximité d'un revêtement de tunnel ou de la paroi. les effets potentiels de ces mouvements sur le tunnel sont semblables à ceux de la faute déplacement. Sol relations Load-déformation Figure 13-28 Modèle analytique de Ground retenue pour tunnel à défaut Crossing (Comité ASCE du gaz et combustibles liquides Lifelines. Comme ce est le cas pour les déplacements de défaut. La pression exercée par un sol liquéfié peut être aussi grand que la pression de surcharge totale. 1984) Évaluation 13. la performance sismique et la conception des tunnels . J. dommages à la station de métro Daikai pendant la 1995 Hyogoken-Nambu tremblement de terre et de son enquête . ASCE. Université de Californie à Davis. Power. et Rosidi. 8. dommages à Roche Tunnels de secousses sismiques . 1997. 3. JI. Journal de la Division de l'ingénierie géotechnique. 2. 104. 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WR. ou pour le tunnel pour se installer dans le sol. 1992. 11. A. sismiquement induite Racking du Tunnel Linings .. SE | Washington.Événements FHWA LRFR mise en œuvre série de webinaires: Sujet n ° 14: Évaluation de la charge Bridge pour charge surpoids Permettre .gov Federal Highway Administration | 1200 New Jersey Avenue.gov | WhiteHouse.Pratique de l'État (1) Webinar Le 18 décembre 2014 Voir tous les événements à venir Contact Bill Bergeson Bureau des ponts et structures 202-366-4847 Bill E-mail Mise à jour: 19/06/2013 Politique de confidentialité | Freedom of Information Act (FOIA) | Accessibilité | Politiques et Avis Web | Pas de loi Fear | Rapport sur le gaspillage. la fraude et l'abus US DOT Accueil | USA. DC 20590 | 202-366-4000 * . 00 m .00 m 1. 1. Ces dimensions servent de point de départ pour les dimensions structurelles représentées sur la figure 2. La figure 1 montre les dimensions internes de l'une des ouvertures.Couper-et-Cover Tunnel Exemple de conception Le but de cet exemple de conception est de fournir des orientations à l'application de la norme AASHTO LRFD pont de conception lors de la conception des structures en béton de coupe et la boîte tunnel de couverture. x = Encadré hauteur intérieure.Manuel technique pour la conception et la construction de tunnels routiers . y = Épaisseur de la paroi intérieure = Épaisseur de la paroi extérieure = 35. Parce que la nappe phréatique se trouve au-dessus du tunnel.75 m 20. Il est entièrement situé en sous-sol et est construit en utilisant tranchée couverte construction. Tunnel Section Géométrie et Matériaux Le tunnel est une structure renforcée de la boîte à double chambre en béton.1 Tunnel Section Dimensions Encadré largeur intérieure. Il est fait référence aux spécifications AASHTO LRFD à travers l'exemple de conception. 1. des pressions hydrostatiques de sol entourent la structure. Des renvois aux articles sont désignés par la lettre «S» précédant l'article de spécification.Éléments civile Annexe C .00 m 2. 50 m 24. Z 1 = La profondeur d'eau.13 m La figure 2 montre la géométrie de la coupe et la zone de couverture de section transversale souterrain.75 m 2. B 1 = Encadré hauteur totale.50 m 74. γ c = Poids unitaire du sol. Z = 2 La profondeur totale.25 m 22. 1.2 Propriétés des matériaux Poids unitaire du béton. B = Largeur entre les centres de gravité des murs extérieurs.25 m 76. γ s = unité de poids de l'eau. H=1 1. H = Hauteur entre les centres de gravité des dalles.4 pcf .Épaisseur de la dalle de fond = Épaisseur de la dalle Haut = La profondeur du sol. γ w = 150 pcf 130 pcf 62.50 m 10. D = Encadré largeur totale.00 m 5.00 m 34. 2 LRFD (voir Figure 3). La charge de poids propre de la structure en béton est appliquée verticalement vers le bas que la charge morts composant. appliquée seulement dans la direction de Z vers le bas. Surcharges des véhicules et à pression de terre verticale sont appliquées dans la direction verticale vers le bas à la dalle supérieure.0 Analyse diagramme de modèle). de l'eau de la pression de la 1 terre. Printemps supports situés au niveau des joints espacés de 1 '0 "au centre sont utilisés pour modéliser les conditions du sol sous la dalle fond du tunnel. γ sam. et la pression hydrostatique sont appliquées aux murs extérieurs. . = 67. 3.3.5 repos. Chargez Détermination Le tunnel est situé entièrement sous le niveau et est soumis à un chargement de tous les côtés. Les forces latérales de surcharge. Les ressorts avec une constante K égale à 2 600 k / m sont utilisés. Tous les joints sont situés le long des centres de gravité des composants structuraux. AASHTO LRFD Charges pondérées et combinaisons de charges sont appliquées sur les membres et les articulations comme l'exige. forces de flottabilité sont appliqués verticalement vers le haut à la dalle de fond. composé de groupes de membres qui sont reliés entre eux par une série de joints (voir section 4. la pression de la terre horizontale.0 Analyse Modèle entrée et à la section 5. Les murs et les dalles de béton sont modélisés comme un cadre rigide. de la pression des terres au 0. k w = 2. désignations de charge sont référencés de la section 3. Modèle d'ordinateur du Tunnel L'analyse du tunnel soumis à des charges appliquées et la conception des composants structurels sont effectuées en utilisant un modèle généré par un logiciel informatique d'analyse structurelle d'usage général. Les membres sont modélisés comme de larges segments d'une pieds dans la direction longitudinale du tunnel de représenter une "tranche" d'un pied à l'échelle de la structure.1 prend en charge modèles Universal restrictions sont appliquées dans les Y-traduction et X-rotation degrés de liberté à tous les membres. La structure est analysée pour déterminer les forces et les réactions qui seront utilisées pour concevoir des composants structurels individuels du tunnel membres. surcharger des sols. La réaction d'appui de ressort se rendre compte de la charge de réaction de la terre. 2.unité de poids de sol saturé.6 pcf Coeff. k = o Coeff. 1 Total des charges mortes Charges mortes sont représentés par le poids de tous les composants de la structure du tunnel et la pression de la terre verticale due à la charge permanente de remblai de terre.6 LRFD.15 × 76.2 Surcharge Surcharge représente une charge de roues d'un véhicule HS-20 de conception.1.08 kip = 3. La répartition de la charge est référencé à partir de la section 3.3.30 ksf 1.69 kip = 20.00 kip Pression de la terre vertical (EV) EV = poids du sol = 1.5) 0.15 × KSF (1 × 20) 0.15 × 76.5 × KSF (2. Charge morte Béton (par la longueur du pied) (DC) Top dalle = Radier = Mur intérieur = Les murs extérieurs (2) = 0.30 × 76.2.75) 0.5 × KSF (1. .6.50 ksf = 99. Il est supposé que les roues agissent comme des charges ponctuelles à la surface et sont distribuées vers le bas dans les deux directions à travers le sol à la dalle supérieure du tunnel.45 kip 3.15 ksf × 2 × (2 × 20) = 28. La figure 4 montre la répartition des charges de roue de la dalle supérieure.00 kip = 12. 04 ksf (S3.6) LL2 0. Ht = = 12.2.16 ksf contrôles Supplément de charge en direct (LS) LS = 0.231 m Pression latérale des terres est typiquement représenté par l'équation: σ = k 0 γn Les pressions latérales suivantes sont appliquées aux parois extérieures du tunnel (voir la figure 5): EH 1 = LL supplément EH 2 = pression latérale des terres en raison de dépôts de surface EH 3 = pression de la terre Horizontal EH 4 = pression hydrostatique .16 76.charges de roue (LL) LV1 0.6.50 Surch.240 kips = 1.1. 00 m de n n = 5.080 ksf EH 2 k = o (n × s + γ γ s SAM. Ft.4 Charge de flottabilité WA Zone d'eau déplacé. Flottabilité = A × γ w = 115. référencés LRFD Tableau 3.314 ksf = 5.25 m EH 4 = k w (γ w w × n) = 1. les facteurs et les combinaisons pour les états limites de conception applicables sont donnés dans le tableau 1.pressue verticale de poids mort de remblai de terre DC .25 3.513 klf 3. × n SAT) = 0.494 ksf = 5. Les charges.Live supplément de charge .1-1.825 ksf n ft w = 29. A A = B × H = 1855.4. Tableau 1: Facteurs de charge et combinaisons de charges EV .76 klf (long tunnel) OK WA = flottabilité / B = 1.5 Facteurs de charge et les combinaisons Les charges sont appliquées à un modèle utilisant AASHTO LRFD combinaisons de charges.Calculer les pressions latérales des terres: EH 1 = k o (n × la de surch de γ) = 0.00 m assis EH 3 k = o (n × s + γ γ s SAM. × n SAT) = 1.00 m de n n assis = 29.charge permanente des composants structuraux et des pièces jointes non structurales LS .125 sq. 9 1.3 0.75 0. Chaque commune est affectée coordonnées X et Z de localiser sa position dans le modèle.35 1 1.3 1.25 1.35 1 1.25 n 1.9 1 1.25 n 0.75 1.25 1.35 1.35 1 1.25 n 1.9 1.75 0.0 1.35 1 1.9 1. Analyse Modèle d'entrée 4.35 0.1 mixte Coordonnées La section transversale du modèle de tunnel se situe dans le plan XZ global.9 0.9 1 1.3 0.75 0.9 1. Voir la section 5.9 1 0.9 1.35 1.35 0.35 0.9 1 0.35 1 1.9 0.9 1.9 1 0.charge de l'eau et de la pression de flux Facteurs de charge Combinaison de charge EV DC LS EH Washington Limite État Force 1 Force 2 Force 3 Un B C Ré E Fa Sol H Un B C Ré E Fa Sol H Un B C Ré E Fa Sol H Prestation 1 Service 4 1.9 1.25 1.3 1.25 1.35 1 0.3 0.9 1.9 1 0.75 1.9 1.25 1.9 1 0.75 1.3 0.9 0.9 1 1.3 1.25 1.9 1 0.9 0.35 1 0.35 1.75 1.3 0.35 1 0.35 1 1.25 1.terre Horizontal charge de pression WA .0 et la figure 6 pour un diagramme du modèle.35 1.35 1 1 1 1 1 1 n 1 1 4.9 1 0.0 1.35 1 1.9 n 0.9 n 0. 4.3 0.9 1.3 1.3 1.3 1.9 0.9 1 0.35 0.35 1 1.9 1.2 Définition membres .9 0.9 1.9 1 0.9 1.75 0.9 n 1. EH .25 n 0.9 1.9 n 1.25 1. . Le diagramme inférieur de la figure 5 montre que tous les joints dans la structure. Tous les membres sont composés de béton et représentent un large pied une "tranche" de la section de tunnel. J i J et j. Joints dans les séries 300 et 500 représentent les murs extérieurs. Les joints de la série 100 et série 200 représentent les dalles de plancher et de toit respectivement. tandis que la série 400 représente la paroi intérieure. tandis que le diagramme du haut montre que les articulations au niveau des intersections des dalles et des murs. où i et j représentent des nombres communs. et sont situés le long des centres de gravité des murs et toit et de plancher dalles. diagramme de modèle Le modèle informatique représente une large tranche d'un pied de la section transversale du tunnel. Analyse 5.Les membres sont définis par une articulation de début et une articulation d'extrémité. Les membres sont reliés par série de joints à leurs extrémités pour former un cadre. respectivement. et 505 dans le haut des murs extérieurs sont inclus pour déterminer cisaillement à la face des dalles supérieures et inférieures. 405. 6. 6. 402. Voir la figure 7 pour la pression de la terre horizontale et hydrostatiques distributions de charge de pression. et 502 à la base des murs extérieurs et des articulations 305.1 Charges mur extérieur due à l'horizontale à pression de terre EH 3 Calculer la pression au sommet de la paroi: .3 sont appliquées aux membres du modèle comme indiqué ci-dessous. Application de charges latérales (EH) Pressions latérales EH EH 1 à 4 de la section 3.Joints 302. 99 0.83 1.49 Début -1.164 ksf Les deux tableaux ci-dessous montrent les valeurs de pression de terre latéraux (KSF) au début et à la fin de chaque membre des murs extérieurs: Membre 301 302 303 304 305 Membre 501 502 503 504 505 Début 1.494 ksf Pression à la base du mur = 1.15 0.66 0. 3.82 -0.66 Fin -1.15 -0.66 Fin 1.15 0.3) Calculer incrément intervalle pour charger tous les membres des murs extérieurs: 0.314 ksf (voir calcul Sec.15 -0.99 -0.52 1.31 -1.52 Fin 1.825 ksf (voir calcs.99 -0.303 ksf Les deux tableaux ci-dessous montrent les valeurs latérales hydrostatiques de pression (KSF) au début et à la fin de chaque membre des murs extérieurs: Membre 301 302 Début 1. Sec.31 1.2 Charges Mur Extérieur raison de la pression hydrostatique EH 4 Calculer la pression au sommet de la paroi: k w (γ w × n w) = = 0.66 -0.82 0.49 6.82 0.82 -0. 3. × n SAT) = = 0.99 0.k o (n × s + γ γ s sam.22 .312 ksf Pression à la base du mur = 1.3) Calculer incrément intervalle pour charger tous les membres des murs extérieurs: Δ= = 0. 22 0.52 -1.31 La figure 7 montre la répartition de la charge le long des murs extérieurs (membres de 301 à 305 et 501 à 505) pour la poussée des terres horizontal (EH 3) et de la pression hydrostatique (EH 4).31 Début -1.Membre 303 304 305 Membre 501 502 503 504 505 Début 1.61 0.22 -0.4.52 -1.61 -0. . 7.5.2.92 0.Informations générales 7.1 béton propriétés de conception Module d'élasticité de l'acier.83 -1.92 -0.61 Fin -1. s E = 29 000 ksi La limite d'élasticité de l'armature d'acier. f 'c = 4 ksi 7.92 0.92 -0. conception structurelle Calculs . f y = 60 ksi Résistance à la compression du béton.2 Facteurs de résistance Les facteurs de résistance pour l'état limite de la force en utilisant la construction de béton conventionnel sont référencés de la section AASHTO LRFD 5.61 Fin 0.22 -0. (5.4.90 Compression Φ = 0.3) K = 0.00 kip <P r OK 9.00 g à 2 Où A g = 12 × 12 en deux (en supposant que l'épaisseur de paroi = 1 pied) P n = 471.75 est conserverative) Shear Φ = 0.4.76 à 2 (n ° 6 à 6 ".65 l u = 37.9 pour la flexion Où: P r = résistance pondérée axial Résistance axiale nominale P n = P u = pondérée appliquée force axiale P r = 424. (5.7.85 × f c × (A g .75 dans 3.90 (Φ) varie de 0.85 27. Top Dalle Conception 9.4.9 (0.A st) + f y × A st] Où: A st = 1.4-3): P n = 0.24 kip Vérifier P u <P r P = u de la sortie d'un modèle informatique = 78.1 Résistance axiale pondérée (en S5.50 m = 447 en = 30.80 [0.0 en β1= ds = ds = 0. Visage) A = 144.37 kip La résistance axiale pondérée en béton armé utilisant LRFD éq.7.7. ch.4-1): P r = ΦP n Φ = 0. Intérieur mur Conception 8.Flexion Φ = 0.7.25 .1 Sveltesse Check (S5.4) Pour les membres avec le renforcement de l'aide cravate LRFD éq.25 m d = 2.7 car aucune des spirales ou des liens 8.75 à 0.4. 38 Où M 1 et M 2 sont petites et les grandes moments finaux De sortie d'analyse où M 1 = 77 kip-ft P 1 = 28. 1 / m 2) = 30.4 kips M 2 = 255 kip-pi P 2 = 28.00 kip-pi Remarque: M aucune ne inclut pas les effets de la verticale supplément de charge en direct β d = M non / M 2 = 0.7.4.4.84 . (5.I = (12 x 30) / 12 = 27000 à 4 # 9 bar dia.7.4 kips Considérons élancement depuis k × (l u / r) est supérieur à 34 à 12 (M 1 / M 2) Calculer l'assurance-emploi en utilisant LRFD éq.55 34-12 (M.00 kip-pi M 2 = 255.3-1 et 5.66 dans k x (l u / r) = 33.3-2): M NO = 215.13 r= = 8. = 1. 2b-5) Où: E = module d'élasticité (ksi) I = moment d'inertie autour de l'axe à l'étude (en 4) k = Facteur de longueur effective comme spécifié dans LRFD 4.Méthode approchée (LRFD 4.67 kips Moment grossissement (LRFD 4.2) Les effets de déviation sur les effets de la force à la poutre-colonnes et d'arcs qui répondent aux dispositions du cahier des charges LRFD peuvent être estimés par la méthode Moment de grossissement décrit ci-dessous.5. ne inclura pas l'influence de la force latérale.9. la charge de flambement d'Euler.6. doit être déterminé comme indiqué à l'article 6.2.5. Charge en direct supplément est également exclu. P e.3. Pour tous les autres cas.2.2b) (Les composants de déplacements latéraux seront négligés. Pour concrètes colonnes composites en acier /. De 4. P e doit être considérée comme: (Éq LRFD.5.1 du LRFD.3.5. Contreventement moment.5 l u = longueur non supportée d'un élément de compression (en) P e = 2626.3.2.2.) . Les moments pondérées peuvent être augmentés pour refléter les effets de déformations comme suit: Eq LRFD. (4.5.3.2.2b-1): M c = b δ × M 2b + δ S × M 2s M u = 215,00 kip-pi M ULAT = -35,08 kip-pi Où: Eq LRFD. (4.5.3.2.2b-3) Où: Pour les membres appui contre déplacements latéraux et sans charges transversales entre les supports, C m: C = 0,6 m + 0,4 (M 1 / M 2) LRFD éq. (4.5.3.2.2b-6) C = 0,72 m Où: M = une extrémité inférieure instant M 2 = plus grande extrémité instant P u = factorisé charge axiale (Kip) = 28,4 kips Φ = facteur de résistance à la compression axiale P e = Euler charge flambage (Kip) δb=1 M = 2b moment élément de compression en raison de charges de gravité pondérées qui se traduisent par aucune déplacements latéraux appréciable calculé par l'analyse de premier ordre de cadre élastique conventionnelle; toujours positif (kip-pi) M 2b = 179,92 kip-pi M c = 179,92 kip-pi La résistance à la flexion pondérée (LRFD 5.7.3.2.1) La résistance pondérée M r doit être considérée comme: Mr=♥mn Où: Facteur Φ = résistance = 0,9 M n = résistance nominale (kip-in) La résistance à la flexion nominale peut être prise égale à: (Éq LRFD. 5.7.3.2.2-1) Ne considérez pas l'acier de compression pour le calcul de M n. Où: A s = aire du nonprestressed armature de traction (en 2) f y = limite d'élasticité spécifiée de barres d'armature (ksi) = la distance de d à partir de fibres de compression extrême à centre de gravité de nonprestressed ferraillage de traction (en 2) a = profondeur de bloc équivalent de stress (en) = β 1 × c Où: β 1 = le facteur de stress de bloc spécifiée dans la section 5.7.2.2 de LRFD c = la distance de la fibre de compression extrême à l'axe neutre Eq LRFD. (5.7.3.1.2-4) Où: A s = 2,0 à 2 f y = 60,0 ksi f c = 4,0 ksi β 1 = 0,85 b = 12,0 dans c = 3,46 en a = 2,94 à M n = 3153,53 kip-in = 262,79 kip-pi ♥ m n = 236,51 kip-pi OK (≥ M c) M r = 236,51 kip-pi M r> M u Créer le diagramme d'interaction Supposons ρ min = 1,0% Un smin = 3,6 en deux Un sprov (total) = 4,00 à 2 Choisissez # 9 à 6 " S E = 29 000 ksi β 1 = 0,85 Y t = 15 dans 0,85 × f 'c = 3,4 ksi Un g '= 2 à 360 en deux A s = s 'A = 2.0 dans deux Au point zéro moment en utilisant LRFD éq. (5.7.4.5-2) Φ = 0,7 P o = 0,85 × f 'c × (A g - A st) + A st × f y = 1,450 kip ΦP o = 1,015 kip Au point d'équilibre calculer P et M rb rb c b = 16,65 en un b = β 1 × c b = 14,15 dans = 70 ksi 4 228 79 100 60 537 538 21 24.6 180 77 127 60 561 424 18 21.9 60 57 381 60 401 133 6 7.1 144 75 159 60 546 338 15 17.75 comme une augmentation de 0. Où: . kips 237 0 2.0 à ab.7 252 80 91 60 507 595 23 27. ksi ♥ m n.5 36 38 635 60 298 36 4 4.85 × f 'c × b × a b × A l' × s 'f . en c = a / b 1 Un échantillon. ksi de f fy.4 34. Utiliser 0.442 kip-in = 620 kip-pi Au point zéro 'de charge axiale »(conservatrice ignorer renforcement compression) = 2.4 96 69 238 60 484 224 10 11. ensemble de f = la fy Un échantillon = c × b = 199.Un s × f y] = 485 kips ♥ m b = 7. k-pi ΦP n.7 48 50 476 60 355 90 5 5.9 en ♥ m o = 2838.1 276 81 83 60 465 652 25 29.4 300 81 76 60 410 709 0 1015 Fin 1 77 28 Fin 2 255 28 Remarque Φ peut diminuer 0.90 au 0. ksi .2 kip-in = 237 kip-pi Aux points intermédiaires a.9 3.75 à être conservateur. en deux s 'f.de> fy f.8 36 657 60 292 30 3 3.07625 à ΦP b = Φ [0.1 72 62 317 60 435 167 7 8.2 216 79 106 60 548 509 19 22.2 84 66 272 60 461 195 8 9.8 en deux y '= a / 2 = 7.8 120 72 190 60 521 281 12 14. A comp = a × 12 en deux ΦP n = Φ (A comp - A 's) × 0,85 × f' c + A l '× f' s - Un s × kips y F << précédente Contenu Annexe C - Couper-et-Cover Tunnel Exemple de conception 9,2 Shear Design (S5.8.3.3) La résistance au cisaillement nominale, V n est déterminé comme le moindre de Eq LRFD. 5.8.3.3-1: V n = V c + V s ou Eq LRFD. 5.8.3.3-2: V n = 0,25 × f 'c b × c × d v Remarque V p ne est pas considéré Où: Eq LRFD. (5.14.5.3-1) Où Pour une dalle en béton cisaillement (V c), reportez-vous à la Section 5.14.5 LRFD. Eq LRFD. (5.8.3.3-4) Lorsque, pour α = 90 ° et θ = 45 ° Où: A s = aire de l'acier d'armature dans la largeur de la conception (en 2) b = largeur de la conception (en) d e = profondeur effective à partir de fibres de compression extrême à centre de gravité de la force de traction en renfort à la traction (en) d e = 27,75 V u = cisaillement de charges pondérées (Kip) M u = instant de charges pondérées (kip-in) Un v = surface du ferraillage de cisaillement à une distance s (en 2) 2 = 0 dans s = espacement des étriers (en) = 12 b v = largeur de bande effective prise dans la largeur de bande minimale à l'intérieur de la profondeur d v (in) d v = profondeur de cisaillement effectif pris comme étant la distance perpendiculaire à l'axe neutre (en) d v = 0,9 × d e ou 0,72 × h (LRFD section 5.8.2.9) d v = 24,98 en Cisaillement maximale et le moment associé de sortie d'analyse: V u = 28 kip M U = 63,0 kip-pi V c = 63,42 contrôles de valeur de kip ou V c = 83,92 kip = 0,00 kip V V n = 63,42 kip V n = 299,70 kip donc V n = 63,42 kip Φ = 0,90 ΦV n = 57,08 kip> V u OK 10. Bottom Slab Conception 10,1 Minceur Check (S5.7.4.3) K = 0,65 Lu = 37,25 ft = 447 dans d = 1,75 pi = 21,0 en I = 9,261 à 4 r = 6,06 à β 1 = 0,85 1 kip-pi P 2 = 23.855.836.20 pas kip-pi M 2 = 57.07 . = 1.25 en # 8 bar dia.93 De sortie d'analyse où M 1 = 13 kip-ft P 1 = 23.75 en s 'd = 3.672.25 kip en deux I s = 202.00 k x (l u / r) = 47.51 kip en deux M = 61.25 ksi I g = 9.34 à 4 EI = 6.6 kips M 2 = 57.261 à 4 c = 8 EI = 3.27 Considérez élancement depuis × k (lu / R) est supérieure à 34-12 (M 1 / M 2) Calculer l'assurance-emploi: E c = 3834.d s = 18.6 kips 34-12 (M 1 / M 2) = 31.10 kip-pi Remarque: M aucune ne inclut pas les effets de la verticale supplément de charge en direct β d = M non / M 2 = 1.427. Méthode approchée (LRFD 4.51 kip Moment grossissement (Les composants de déplacements latéraux seront négligés. c = 2. ne inclura pas l'influence de la force latérale.2) Pe= P e = 801.6 m + 0.4 (M 1 / M 2) = 0.5.32 kip-pi Résistance à la flexion pondérée Ne considérez pas l'acier de compression pour le calcul de M n.2.) C = 0. Charge en direct supplément est également exclu.73 dans .6 kips δ b = 1.3.00 M c = b δ × M × M 2b + 2s Δ M c = 28. Contreventement moment.69 P u = 23. 85 × f 'c = 3.52 à 2 Un sprov (total) = 3.036 kip ΦP o = 725 kips Au point d'équilibre calculer P et M rb rb c b = 11. ensemble de f = la fy de Un échantillon = 114.05 kip-pi OK (≥ Mc) M r> M u Créer le diagramme d'interaction Supposons ρ min = 1.78125 en ΦP b = 271 kips ♥ m b = 3.95 kip-pi M r = ♥ m n = 125.6 en deux Au point zéro moment P o = 1.303 kip-in = 275 kip-pi Au point zéro 'de charge axiale »(conservatrice ignorer renforcement compression) .16 à 2 Choisissez # 8 à 6 " S E = 29 000 ksi β 1 = 0.0% Un smin = 2.4 ksi Un g '= 2 à 252 en deux A s = s 'A = 1.75 en deux y '= 4.56 en f = 62 ksi de> fy f.a = 2.36 kip-in = 138.5 à 0.32 i M n = 1667.25 en un b = 9.85 Y t = 10. 3 ♥ m o = 1500. ksi de f f y.6 180 79 85 60 192 425 16 18. Utiliser 0.9 132 76 115 60 215 310 12 14.7 27.90 au 0.7 48 58 317 60 162 107 5 5.5 168 79 91 60 201 396 15 17. ksi .75 à être conservateur.1 72 68 212 60 190 168 7 8. en c = a / b 1 Un échantillon.75 comme une augmentation de 0.6 108 74 141 60 212 253 10 11.0 à ab.6 36 552 60 118 24 3 3.9 60 64 254 60 178 139 6 7.2 84 70 181 60 200 196 8 9. .8 120 75 127 60 215 282 11 12.a = 2.1 144 77 106 60 213 339 13 15.3 2. en deux s 'f. kips 125 0 2. k-pi ΦP n.6 kip-in = 125 kip-pi Aux points intermédiaires a.8 192 80 79 60 180 453 0 725 Fin 1 13 24 Fin 2 57 24 Remarque Φ peut diminuer 0.5 36 48 423 60 139 63 4 4.3 156 78 98 60 208 368 14 16. ksi ♥ m n.4 96 72 159 60 207 225 9 10. 10.14.3. voir la Section 5.8.88 en Pour une dalle en béton cisaillement (V c).25 × f 'c × × b c d v d v = 16.4 kip M U = 30.70 kip Où A v = 0 à 2 et s = 12 dans = 0.96 kip .00 kip V V n = 44.2 Shear Design (S5.3) V n = V c + V s et V n = 0.3 kip-pi V c = 44.96 contrôles de valeur de kip ou V c = 56.5 LRFD Cisaillement maximale et le moment associé de sortie d'analyse: V u = 19. 3) K = 0.0 en I = 13 824 à 4 r = 6.1 Minceur Check (LRFD 5.25 en # 8 bar dia.29 en 4 EI = 14661789.4 kip-ft P 1 = 34.894.2 kip-pi P 2 = 34.00 k x (l u / r) = 24.5 en d = 2.6 kip en deux M = 61.91 De sortie d'analyse où M = 1 171.25 ksi I = 13 824 g à 4 c = 9.96 kip ΦV n = 40.V n = 202.82 kip en deux I s = 285.4 kips 34-12 (M 1 / M 2) = 19.93 à β 1 = 0.01 Considérez élancement depuis k × (l u / r) est supérieure à 34-12 (M 1 / M 2) Calculer l'assurance-emploi: E c = 3834.13 ft = 265.50 kip donc V n = 44.4.46 kip> V u OK 11.85 d s = 21.330.65 lu = 22. Extérieur mur Conception 11.7.20 pas kip-pi .4 kips M 2 = 137.5 dans EI = 7.00 pi = 24. = 1.75 en s 'd = 3. M 2 = 137.4 (M 1 / M 2) = 1.45 Méthode approchée (LRFD 4.11 M c = b δ × M 2b + δ S × M 2s M c = 38.10 P u = 34. ne inclura pas l'influence de la force latérale.46 kip-pi .20 kip-pi Remarque: M aucune ne inclut pas les effets de la verticale supplément de charge en direct β d = M non / M 2 = 0.) C = 0.4 kips δ b = 1.5. Contreventement moment. Charge en direct supplément est également exclu.2) Pe= P e = 4858.82 kip Moment grossissement (Les composants de déplacements latéraux seront négligés.3.6 m + 0.2. 88 à 2 Un sprov (total) = 3.38 kip-pi OK (≥ M c) M r> M u Créer le diagramme d'interaction Supposons ρ min = 1. c = 2.65 kip-pi M r = ♥ m n = 146. ensemble de f = la fy Un échantillon = 133.85 × f 'c = 3.Résistance à la flexion pondérée Ne considérez pas l'acier de compression pour le calcul de M n.09 dans de f = 65 ksi de> fy f.6 en deux Au point zéro moment P o = 1.32 à M n = 1951.76 kip-in = 162.4 ksi Un g '= 2 à 288 en deux A s = s 'A = 1.11 en deux .16 à 2 Choisissez # 8 à 6 " S E = 29 000 ksi β 1 = 0.0% Un smin = 2.85 Y t = 12 0.05 dans un b = 11.158 kip ΦP o = 811 kips Au point d'équilibre calculer P et M rb rb c b = 13.73 dans a = 2. 9 15.8 12. en deux 1 2. kpi 146 179 211 248 273 293 310 324 335 343 348 348 336 312 276 227 0 171 137 ΦP n.75 comme une augmentation de 0.3 3 4 5 6 7 8 9 10 11 13 15 17 19 21 c=a/b Un échantillon.75 à être conservateur. ksi de f 612 449 315 235 181 143 114 92 74 59 37 20 8 -2 -10 f y.0 à ab.6 20. .54625 en ΦP b = 313 kips ♥ m b = 4.90 au 0.4 24.6 36 48 60 72 84 96 108 120 132 156 180 204 228 252 'f.7 27.3 17.3 ♥ m o = 1756.6 11. ksi 60 60 60 60 60 60 60 60 60 60 60 60 60 60 60 Haut de mur Bas de mur ♥ m n.9 7. ksi s 36 48 58 64 68 70 72 74 75 76 78 79 80 81 81 .2 9.5 4.7 5.7 3. kips 0 24 63 107 139 168 196 225 253 282 310 368 425 482 539 596 811 34 34 Remarque Φ peut diminuer 0. en 2.1 8.0 22.4 10.y '= 5.176 kip-in = 348 kip-pi Au point zéro 'de charge axiale »(conservatrice ignorer renforcement compression) a = 2.6 kip-in = 146 kip-pi Aux points intermédiaires a. Utiliser 0. 3.69 kip Où A v = 0 à 2 et s = 12 dans = 0.58 en V c = 0.69 kip V n = 234.8.72 kip> Vu OK .76 kip Lorsque β = 2 b = c 12 dans d v = 19.8.11.3-3) V c = 29.2 Shear Design (S5.3) Cisaillement maximum de sortie d'analyse: V u = 20.3.00 kip V V n = 29.5 b × c × d v LRFD éq.69 kip ΦV n = 26.90 kip donc V n = 29.0316 × β × f 'c 0. (5. gov | WhiteHouse. la fraude et les abus US DOT Accueil | USA.gov Federal Highway Administration | 1200 New Jerse .Pratique de l'État (1) Webinar Le 18 décembre 2014 Voir tous les événements à venir Contact Bill Bergeson Bureau des Ponts et Ouvrages d'art 202-366-4847 E-mail le projet de loi Mise à jour: 19/06/2013 Politique de confidentialité | Freedom of Information Act (FOIA) | Accessibilité | Politiques et Avis Web | No Fear Loi | Rapport sur le gaspillage.<< précédente Contenu Suivant >> Événements FHWA LRFR mise en œuvre série de webinaires: Sujet n ° 14: Évaluation de la charge Bridge pour charge surpoids Permettre . Leçons apprises à partir de 1995 Hyogoken-Nanbu (Kobe) Tremblement de terre Propositions de -JSCE sur les mesures contre de futures EarthquakesMasanori HAMADA Membres.. le Dr de ing. Professeur à l'Université Waseda . et les fonctions urbaines ont été paralysés pendant une longue période. ce qui augmente le nombre de morts finale. Lique faction se est produite largement sur les terres côtières de récupération. tandis que de graves dommages aux ponts routiers et ferroviaires sérieusement affecté les opérations de sauvetage et d'ambulance et entravé les activités de restauration après le séisme. les réseaux de ligne de vie de la ville de l'eau. Pourquoi de telles pertes ne surviennent graves au Japon qui est souvent considéré comme étant à la pointe de l'ingénierie de tremblement de terre? L'auteur de cette étude a mené des recherches en génie parasismique pour certains 30 années après avoir terminé l'université. Un grand nombre de bâtiments et maisons se sont effondrées. qui a fait plus de 6000 morts. le gaz et l'électricité ont été coupées. Ce tremblement de terre.Photo 1 complètement effondré RC piles de pont INTRODUCTION Un resque trois ans se sont écoulés depuis le tremblement de terre de Kobe du 17 Janvier 1995. était l'un des plus désastreux pour frapper le Japon depuis le tremblement de terre de Kanto Grande de 1923. mais n'a même . la Japan Society of Civil Engineers (JSCE) a organisé un Comité Groupe spécial sur la résistance aux tremblements de terre des structures du génie civil. Photo 2 Grand mouvement des murs de quai de port Kobe DÉVELOPPEMENT DE TERRE-QUAKE INGÉNIERIE ET INFRASTRUCTURES AU JAPON A vant rappelant les dommages causés par et les leçons apprises du tremblement de terre. une brève description est donnée ci-dessous de l'histoire du génie parasismique et le . Le tremblement de terre a fait. De plus. Il va sans dire que nous. Les résultats des discussions ont déjà été libérés que les propositions de la phase 1 et la phase 2. le comité a toujours discuté des sujets critiques. Peu de temps après le tremblement de terre. les normes de conception parasismique sont maintenant mis à jour. il est évident qu'une croyance fondement dans des structures suffisamment résistant aux tremblements de terre existe au Japon et que l'excès de confiance dans les mesures de prévention des catastrophes dans les zones urbaines a contribué au dommage considérable. Prenant en compte les dommages aux structures de génie civil causés par le tremblement de terre. telles que l'examen rapide des mesures contre les séismes et quel avenir conceptions structurelles parasismiques devraient être. je aimerais discuter de ce qui a été fait et résolu après le séisme. l'étendue des dommages causés à différentes structures et installations a été examiné et les groupes concernés ont analysé les causes des dommages.pas rêver de la présence au Japon d'un tremblement de terre qui prendrait une telle lourd tribut de vies. Cet article présente le concept de base qui sous-tend la résistance sismique des structures de génie civil et les futures mesures pour l'atténuation des risques sismiques discuté dans les propositions. et qui nécessitent une étude plus approfondie des sujets. les ingénieurs civils ont l'obligation de tourner nos pleins pouvoirs à la création d'une société à l'abri de ces tremblements de terre en passant en revue ce que nous avons fait jusqu'à présent et en assimilant pleinement les leçons que nous avons apprises du tremblement de terre de Kobe. Sur la base des résultats des enquêtes et des analyses. À cette fin. Comme décrit ci-dessus. «Le sol déplacé de quelques mètres horizontalement». se est produite et gravement endommagé les canalisations enterrées. Tableau 1 présente les caractéristiques de dommages causés par les tremblements de terre qui ont frappé le Japon au cours des cent dernières années. un phénomène appelé flux latérale de masse. dans lequel le sous-sol liquéfié déplacé autant que quelques mètres horizontalement. l'étendue des dommages qu'il cause ne est pas tout à fait prévisible. Sur cette base. une étude a été lancée sur la méthode d'augmentation de la résistance au cisaillement des éléments de structure en béton. génie parasismique de bouée de sauvetage a commencé et les normes parasismiques pour tuyauteries enterrées ont été mis à jour. aucune enquête quantitative des flux latérale de masse a été faite qu'après le tremblement de terre 1983 Nihonkai-Chubu. A vrai dire. il est tout à fait approprié que nous soyons critiqués que «les normes de génie sismique et de design ne sont jamais mis à jour qu'après les tremblements de terre. il ya eu de tels dommages qui auraient pu être évitées si nous avions observé plus attentivement les dommages causés par les tremblements de terre passés et plus approfondie appris les leçons tirées de ces tremblements de terre. la liquéfaction se est produite dans le sous-sol sablonneux. et la recherche sur les dommages de génie parasismique de prévention au Japon est entré dans sa. Dans le tremblement de terre de Niigata 1964. l'eau de ville et d'égouts ont considérablement souffert. Dans le tremblement de terre 1983 Nihonkai-Chubu. et l'historique des révisions aux normes de conception parasismique. Les résidents qui ont vécu le tremblement de terre de Niigata ont été cités comme disant. Avec ce tremblement de terre comme un point de départ. le gouvernement a organisé le Comité de prévention des catastrophes Tremblement de terre. lignes de vie tels que le gaz. Comme mentionné précédemment. En prenant une vue générale de l'histoire de deux tremblements de terre et les révisions ultérieures apportées aux méthodes de conception parasismique. . causant des dommages à de nombreux bâtiments et installations vitaux. on peut dire que la recherche en génie parasismique et de la mise à jour des normes de conception a toujours été stimulée par des événements sismiques.développement des infrastructures au Japon. Avec le tremblement de terre de magnitude 8 Nobi de 1891 comme un tournant. a été proposé et de génie parasismique commencé au Japon. Dans le tremblement de terre Miyagiken-Oki 1978. Un tremblement de terre est un phénomène naturel. autant que l'histoire est concerné. époque moderne actuelle. une méthode par laquelle une certaine proportion de la charge morte totale d'une structure est appliquée horizontalement à la structure dans la conception parasismique. de nombreuses structures RC étaient cisaillement fracturé. Avec cela comme une impulsion." Certes. Flux latérale de masse due à la liquéfaction est un tel domaine négligé. le tremblement de terre de Kobe a frappé et a causé des dommages identiques avant que les résultats de recherche pourraient être pris en compte dans les normes de conception parasismique. Bien que la recherche sur les flux latérale de masse a commencé avec ce tremblement de terre. quand on regarde en arrière à l'histoire des tremblements de terre et les normes de conception parasismique au cours des dernières années. Cependant. on peut comprendre que les phénomènes qui ont causé de graves dommages ont été isolés et la recherche ont alors commencé à compléter et réviser les méthodes de conception chaque fois un tremblement de terre causé de lourds dommages. le premier tremblement de terre afin de causer un dommage grave à une ville moderne comme Sendai. des études récentes ont révélé que le flux latérale de masse a également eu lieu à la fois dans le tremblement de terre de Kanto Grande 1923 et le tremblement de terre Fukui 1948. la recherche sur la liquéfaction a commencé et les résultats ont ensuite été pris en considération dans la conception parasismique. «une route a été pliée par le tremblement de terre» et «la largeur de la rivière Shinano réduit parce que la rive déplacé vers le centre de la rivière ». et un procédé de contrôle résistance ultime étendant au-delà élastique dans les régions en plastique a été adopté pour la conception parasismique des structures en béton armé. malheureusement. Ce est après la terrible expérience du tremblement de terre 1923 Grand Kanto que la méthode du coefficient sismique. Dans le tremblement de terre 1968 Tokachi-Oki. cela comprenait l'effondrement du pont Showa peu de temps après l'achèvement de sa construction. signifie qu'il est plus difficile pour l'eau de porosité augmente. et contient une teneur élevée en gravier. plus la résistance à la liquéfaction car perméabilité élevée. qui a été pensé pour augmenter la résistance du sol. mais aucune enquête a été faite et les dommages du tremblement de terre a été laissé inaperçu.1 26360. Néanmoins. Depuis le sol à haute teneur de gravier a été généralement considéré comme résistant à la liquéfaction. règlement. il ya eu des preuves que le sol contenant du gravier liquéfié. les deux tremblements de terre ont dû avoir des caractéristiques de mouvement de tremblement de terre similaires.9 142807.Ce sont autant de preuves de l'apparition de flux latérale de masse. Après le tremblement de terre de Kobe. il ne peut pas être surestimée que ce est une histoire de dégâts du tremblement de terre oublis. Depuis le tremblement de terre Fukui était du même type que le tremblement de terre de Kobe. la terre mélangée avec du gravier jailli des lits de rivières et sol environnant. En regardant dégâts du séisme passé.0 7273 Recherche. en raison de mouvements de fort tremblement de terre. la responsabilité de notre profession est extrêmement importante. Un phénomène similaire à celui observé dans le séisme de Kobe avait déjà eu lieu dans le séisme Fukui il ya environ 50 ans! Un rapport ultérieur sur le séisme Hokkaido Nansei-Oki 1994 a également déclaré que les sédiments volcaniques contenant une quantité élevée de gravier liquéfié. ce est à dire un tremblement de terre de l'intérieur des terres. Selon les rapports. le phénomène de liquéfaction capturé une grande partie de l'attention après le séisme.0 209 1923 Grand Kanto 7. nous devons apprendre attentivement leçons du séisme de Kobe et se assurer qu'il n'y aura pas de graves erreurs ou omissions dans les mesures préventives contre les futurs tremblements de terre. Histoire du génie parasismique et codes de conception Année 1891 Nom du tremblement de terre (*) Nobi Ampleur Les accidents et les catastrophes 8. Une opinion largement répandue est que plus la teneur en gravier dans le sol. Masado. Mise en place de tremblement de terre Comité de prévention des catastrophes 1896 Sanriku Tsunami 7. se trouve largement dans les montagnes Rokko. RÉSUMÉ DE TREMBLEMENT DE TERRE dommages aux structures de génie civil T-il point à noter à propos de dommages aux structures de génie civil causés par le tremblement de terre de Kobe première est que élevées piliers du pont de l'autoroute ont été détruits. le plus parlé sujet a été la liquéfaction de ce qu'on appelle Masado qui a été utilisé pour récupérer les zones d'eau à proximité du rivage. etc. granit décomposé par l'altération. Tsunami 1896 Rikuu 7. Afin de ne pas répéter l'histoire. Dans le tremblement de terre Fukui 1948. le sol à haute teneur en gravier liquéfié et a causé des dommages à de nombreuses structures au cours du tremblement de terre de Kobe. liquéfaction de grande échelle a eu lieu dans les plaines alluviales dans le bassin de la rivière Kuzuryu. En ce sens. Seule colonne RC Tableau 1 Les tremblements de terre désastreux. Feu Adoption du coefficient sismique . Retraçant l'histoire du génie parasismique et les révisions aux normes parasismiques des structures. 1 1961 1946 Nankai 8.7 104.1 1443 1948 (*) Fukui 7.4 28.0 25 1978 Miyagiken-oki 7.3 3769 Développement de Sismomètre (SMAC) Revisement de la conception des routes Provisions (Kh = 0. liquéfaction 1968 Tokachi-oki 7.4 1083 1944 Tonankai 8.(Kh = 0.35) 1952 Tokachi-oki 8.5 2925 1930 Kita-Izu 7.0 27 1933 Sanriku Tsunami 8. dommages à Lifelines Recherche sur Lifelines Revisement de la conception des routes 1980 Dispositions La recherche sur la résistance finale de RC Structures 1983 Nihonkai-Chube 7.1? `0. liquéfaction induite Rez Déplacement Longue période de mouvements du sol Recherche sur Liquefaction- .5 26.3 3064 1939 Oga-Hanto 7. Dommages RC Ouvrages d'art Revisement de la conception des routes Dispositions Recherche sur résistance au cisaillement de RC Structures (Building Code) 1978 Izu Oshima- 7.9 52.0 27 Route conception Dispositions 1943 (*) Tottori 7.1) Méthode 1927 (*) Kita-Tango 7.1 29 1964 Niigata 7.0 1060 1945 (*) Mikawa 7. 8 2 1993 Hokkaido Sud-Est 7.2 5503 (*): En-Land Tremblement de terre Tableau 2 Aperçu des dommages par le Hyogoken-Nanbu Tremblement de terre Human * Décès: 5502 disparus: deux blessés: 41 527 Maisons totalement effondré: 100300 Logement et Bâtiments La moitié des maisons partiellement effondrées: 214000 Bâtiments: 3700 Ponts ** Road (Hanshin Expressway): 67 Gare: 32 Embankment et glissements de terrain Embankment: 427 glissements de terrain: 367 LifeLine systèmes Eau Les clients sans service: 1200000 @ temps de restauration:? 40 jours Gaz Les clients sans service:? 857000 @ @ temps de restauration: 85 jours Les clients sans service: 2600000 Électricité Coupure de l'énergie électrique: 2836 Mw temps de restauration: 7 jours Les clients touchés par Standard Dysfonctionnement: 235000 Télécommunication Endommagé câble de ligne: 19300 Les propriétés privées: \ 6.Induite grand terrain Déformation Revisement de la conception des routes 1990 Dispositions La recherche sur l'isolement de base Revisement des chemins de fer Conception 1991 Provisions (Ultimate Force de RC Structures) 1993 Kushiro-oki 7.3 trillionp Impact économique Lifelines:???? @ @ @ @ \ 0600000000000 .8 230 1995 (*) Hyogoken Nanbu 7. Photo 5 montre dommages typiques d'une pile de pont de l'autoroute Harbor qui a été mis en service en 1993. Dommages aux quais RC conçus en conformité avec les normes de conception parasismiques actuelles (mis à jour en 1980 et après) ne était pas assez grave pour entraîner l'effondrement de ponts. Les piliers de structures en béton ayant une faible ductilité. résultant dans de telles défaillances majeures. Cependant. Photo 3 Effondrement du pont de l'autoroute Un autre point à noter est les dommages causés à des piles de ponts en acier. Kobe. ce était la première effondrement total partout. ou une faible résistance. mais les fissures pénétré toute la section de la jetée.Autres:???????? @ @ @ @ @ @ @ @ \ 0500000000000 Total:???? @ @ @ @ \ 9600000000000 * Toll par l'Agence de défense incendie le 21 mai 1995 ** Se est effondré et a lourdement endommagé piles de ponts se sont effondrés en Fukae Ward. quelques-uns des piliers de ponts conçus et construits en fonction des normes actuelles ont subi des dommages appréciables. Bien qu'il y ait eu RC piles de ponts endommagés par des tremblements de terre dans le passé. de nombreuses piles de pont en acier attachés. la jetée ne avait pas complètement effondré. La plupart des piliers sérieusement endommagés ont été conçus conformément aux normes de conception parasismique pré-1980. Heureusement. En règle générale. la plupart des structures en acier sont conçus par la méthode de calcul aux contraintes admissibles. indiquant la nécessité de revoir les normes de conception actuelles. Basé sur les normes de conception actuelles. Comme le montre généralement dans Photo 6. une étude a été faite sur la ductilité de la jetée en vérifiant sa force ultime. . deux ans avant le tremblement de terre. ont été fracturées cisaillement. Il n'y a jamais eu auparavant un effondrement d'une structure souterraine avec un grand article comme station Daikai. caractérisés par les dommages aux structures de métro. Dommages à d'autres structures de la station de métro a également été signalé. tels que les tunnels de métro. on pensait généralement que les structures souterraines ne souffriraient pas de lourds dégâts. où les colonnes intermédiaires étaient cisaillement fracturé et une plaque-de-chaussée du pont supérieur est effondré avec le sol de couverture. construits par la méthode de coupe et de couverture ainsi que des tunnels de montagne ont été endommagés. même se ils ont été soumis à des mouvements de fort tremblement de terre.une méthode par laquelle souligne en acier structurels membres entrent dans une zone élastique. même pour résister aux séismes. sur le Railway Express Kobe. La résistance des structures souterraines à des tremblements de terre a été révélé être un problème. mais que les structures serait amené dans un état très stable après la construction. Ce est l'un des sujets techniques que le séisme a montré besoins à une enquête rapide et étudiés. ce qui est de la construction de RC de type boîte. Photo 4 Effondrement du pont Shinkansen . est aussi devenu un centre de l'attention. Il avait été considéré que le motif deviendrait instable lorsque excavé pendant la construction. Peu de recherches ont été faites sur les caractéristiques de déformation de la structure en acier de la région plastique. Tunnels. Dommages causés aux ouvrages souterrains. Les dommages les plus graves était à la gare Daikai. Avant le séisme. Photo 5 Dommages RC pile de pont Photo 6 de flambement d'une pile de pont en acier . Dans le cas de structures souterraines à faible profondeur. la déformation et la contrainte de structures souterraines sont calculées en soumettant les structures à déplacements du sol par des ressorts de masse." une méthode qui met l'accent sur le déplacement de la terre. Par conséquent. méthode d'analyse dynamique et entrent dans la catégorie des procédés de mouvement de tremblement de terre accélérées. Dans ce procédé. Une autre caractéristique typique des dommages causés par le tremblement de terre de Kobe est grand déplacement de murs de quai. avec de grandes quantités de sol placé sur le toit de la structure. avec l'Institut Port et Port de recherche du ministère de la Trans-port comme un chef de file. Sol cohérent souple avait . En outre. Dans un tel cas. Le procédé actuellement utilisé sismique de coefficient. devenir un facteur dominant. la déformation des structures aériennes telles que des bâtiments et des ponts lors de tremblements de terre est dominée par des forces d'inertie agissant sur les structures. il est possible que la structure à faible profondeur peut vibrer indépendamment du sol environnant. la conception parasismique ci-dessus et en dessous de la surface du sol est donc basée sur deux concepts totalement différents. "la méthode de déplacement de réponse. En revanche. ou accélérations. le procédé de déplacement de réponse peut être considéré comme un procédé utilisant le déplacement du sol. de très grandes forces extérieures agissent sur la structure. mais la plupart d'entre eux ne avaient pas été conçus contre les séismes et avaient été en décomposition. Autrement dit. et l'accélération des tremblements de terre devient le facteur clé qui régit la déformation des structures. la structure se comporte comme une structure hors-sol. de quelques mètres. Tous les murs de quai endommagés avaient été construits en utilisant des caissons en béton.Photo 7 Réduire d'une station de métro La déformation des structures sous-sol dans les tremblements de terre est régie par le déplacement de entourant sol conséquent. est utilisé pour la conception de la résistance aux séismes des structures souterraines. De nombreux effondrements de revêtements et murs de quai ont été signalés dans les tremblements de terre du passé. Ce était la première fois que les murs de quai récemment construites ont été déplacées. La cause de grand déplacement des revêtements de caisson a été étudiée par les membres. cependant. Délimitée par la surface du sol. la méthode de sismique coefficient modifié. et les forces d'inertie. il est douteux que les concepts mentionnés ci-dessus doivent être appliquées. étant donné que la structure à faible profondeur tremblement de terre est soumise à des forces d'inertie. comme la Station Daikai effondré. bien que de nombreux murs de quai ont été gravement endommagés. . Si les trains y avaient été arrêtés ou ont percuté les sections effondrées. Dommages à RC élevées piliers du pont de chemin de fer du Shinkansen (trains à grande vitesse) ingénieurs civils choqué non seulement. Heureusement. Le tremblement de terre avait une heure plus tard. Un grave problème a fait surface de façon à assurer la sécurité des trains en mouvement. Les murs de quai antisismiques. principalement dans les grands ports et les ports. le sol derrière les revêtements déplacé autant que quelques mètres en direction de la mer. les facteurs conditionnels qui atténués la catastrophe devaient être rappelés. est un exemple. la perte de la vie a été réduite au minimum. trains à grande vitesse circulant sur les ponts de chemin de fer élevées auraient couru hors des rails. La même chose peut être dite de l'effondrement de stations de métro. Ce que nous devons attirer l'attention sur l'écoulement latéral est mentionné précédemment du sol due à la liquéfaction. Issu de la grande déplacement de revêtements.été remplacé par Masado installer des caissons sur le fond marin. le tremblement de terre de Kobe a frappé avant que les résultats suffisants pourraient être obtenus à partir de la recherche sur ce sujet pour le mettre en pratique. et les poutres sont tombées. Souches dans le sol en raison de grosse cylindrée rupture des tuyaux enterrés dans de nombreux endroits. Plafonds en béton avec leur surcharge se effondra sur rails du métro. de graves dommages supplémentaires aurait entraîné. Le flux latérale de masse endommagé les pieux de fondation des bâtiments et des installations de l'usine. Comme indiqué précédemment. parce que le tremblement de terre avant les heures de service. et a causé des accidents de train désastreuses. dont les coefficients sismiques dans leur conception parasismique étaient plus grandes que pour les murs de quai conventionnels. Dans les normes de conception actuelles antisismiques. aucun effet de l'écoulement latérale de masse est pris en compte. ont été conçus pour résister à la liquéfaction. contre les séismes directement en dessous d'eux. Le problème à résoudre est de savoir comment intégrer les effets de l'écoulement latéral dans la conception parasismique des ouvrages souterrains tels que des tuyaux et des fondations enterrées. Pont RC piles ont été fracturées et de cisaillement se sont effondrés. y compris Shinkansen. tombés sur boîtiers privés. sur la base des leçons tirées de l'dommages à quai murs à Akita Port lors du séisme 1983 Nihonkai-Chubu. Il convient de noter que tous les soi-disant antisismiques murs de quai ont survécu. Shinkansen. bien que l'écoulement latérale de masse avait été reconnu au moment du tremblement de terre 1983 Nihonkai-Chubu. En repensant sur les dégâts causés par le tremblement de terre. La construction de murs de quai antisismiques a été promu à l'échelle nationale. comme mentionné précédemment. La principale cause des dégâts est maintenant considéré comme que le sol avait remplacé partiellement liquéfié pendant le séisme. mais aussi le grand public. Même se il est tout à fait naturel pour étudier en profondeur les dommages causés par le tremblement de terre à la fois des points de vue des normes structurelles de construction et de conception concepts. un grand nombre des réservoirs se serait effondré. Malgré de fortes secousses spécifiques aux tremblements de terre intérieures. etc. les résultats auraient été beaucoup plus tragique. PROPOSITIONS DE COMITÉ DE TRAVAIL SPÉCIAL DE LA JSCE (1) Les motions du tremblement de terre de niveau II Le JSCE organisé un comité spécial du Groupe parasismiques des structures de génie civil de Mars 1995. le nombre de morts aurait été beaucoup plus grande. 1 Détermination de la capacité de résistance aux séismes des structures En raison de la liquéfaction à grande échelle de terres récupérées dans les régions côtières. Le jour aidé à l'évacuation des victimes et le sauvetage de personnes prises au piège sous les maisons effondrées. la probabilité que les structures seraient subir les mouvements de tremblement de terre fortes que celles observées dans le tremblement de terre au cours de la durée de vie utile est seulement cinq pour cent. En supposant que le défaut ne est actif dans un cycle de 1000 ans et la durée de vie utile des structures de génie civil est d'environ 50 ans. L'objet de discussions par le comité était la façon d'aborder les grands désastres avec une telle faible fréquence. telles que les incendies. Si la motion de tremblement de terre avait continué une minute de plus..000 à 2. fluides stockés et de gaz auraient coulé sur les réservoirs dans la mer. la faute qui a causé le tremblement de terre serait devient actif tous les 1.000 ans. et d'appliquer les résultats de l'enquête dans les futures mesures de prévention contre les tremblements de terre. Ceci est considéré en raison de la période de temps relativement courte sur laquelle le mouvement de tremblement de terre a continué. de nombreux réservoirs de stockage de pétrole. et ceux-ci auraient provoqué des catastrophes secondaires. environ deux mois après le séisme. Selon les chercheurs sur des failles actives. Les membres du comité d'abord discutées si les motions de fort tremblement de terre qui ont eu lieu à Kobe devraient être prises en compte à l'avenir la conception parasismique des structures de génie civil. pour discuter de divers sujets. Si le tremblement de terre avait frappé quelques heures plus tard au cours de l'heure de pointe. comme ce une structure parasismique devrait être à l'avenir. nous devons aussi garder à l'esprit les facteurs mentionnés ci-dessus qui atténuaient la catastrophe. Un facteur important est que le séisme a frappé tôt le matin. Un autre facteur est que l'aube se lève sur la zone sinistrée après le séisme. de produits pétroliers et de gaz à haute pression ont été fortement inclinés. Si le tremblement de terre avait frappé à minuit. Il y avait d'autres facteurs qui ont contribué à atténuer les dommages secondaire. .Figue. une caractéristique chance du tremblement de terre de Kobe était la courte durée du mouvement de tremblement de terre. Cependant pas de réservoir se est effondré. le comité a proposé l'application d'une norme de niveau II mouvement de tremblement de terre à l'échelle nationale qui est évaluée à partir de données enregistrées lors de séismes passés. Ces deux motions du tremblement de terre sont respectivement appelés motions niveau II et I. une enquête plus approfondie et la recherche . ce qui indique une période rendement moyen de 15 à 20 ans. compte tenu de la situation actuelle dans laquelle seuls quelques dossiers d'observation sur les tremblements de terre intérieures sont disponibles. les tremblements de terre d'une magnitude six fois en près de 100 ans. Astérisque dans le tableau 1 sont les tremblements de terre intérieures d'une magnitude de 7 et plus vaste qui ont causé des dommages au cours des 100 dernières années. il semble y avoir quelques cas où l'existence d'un défaut peut être clairement défini et les paramètres de défaut tels que la taille d'une section de faute et angle d'inclinaison sont nécessaires pour décider des mouvements de tremblement de terre. ont une probabilité d'occurrence qui ne peut être négligé en termes de conception parasismique lorsqu'il est vu à l'échelle nationale et peut causer des dommages considérables quand ils se produisent. Cependant. constaté lors du séisme de Kobe qui a été causée par un défaut intérieur des terres. Dans un tel cas. ce est que les tremblements de terre intérieures de magnitude 7 et plus grand. Photo 8 Dommages au port Kobe Une des raisons pour lesquelles le comité est parvenu à la conclusion ci-dessus. en plus des mouvements de tremblement de terre qui ont jusqu'ici été utilisés pour parasismique design. Le comité a proposé que l'application de niveau II mouvement de tremblement de terre dans la conception parasismique des structures devrait être déterminée sur la base des résultats des études sur les failles actives dans le quartier d'un chantier de construction. bien qu'extrêmement rare dans une zone spécifique. indiquant la gravité des dommages tels tremblements de terre peuvent causer. Cependant. il est généralement très difficile de déterminer si un défaut existe profondément sous les villes. La première est que l'apparition de tremblements de terre intérieures d'une magnitude de 7 et plus grande ne est pas rare au Japon. Il ya plusieurs raisons pour cette conclusion.Le comité en est venu à la conclusion que la résistance des structures de génie civil aux tremblements de terre doit être vérifié pour ces motions de fort tremblement de terre. Comme il ressort de la table. Il convient de noter que les tremblements de terre intérieures ont entraîné de nombreux décès. Depuis de nombreuses grandes villes du Japon sont situés sur des alluvions et diluviennes épais. et revêtements. par exemple digues. Des analyses numériques par les méthode des éléments finis et de modèles expériences sont disponibles. Toutefois. lignes de Shinkansen. et un grand nombre de bâtiments. Celles-ci ont généralement été conçus sur la base de l'équilibre des forces. 1. Cette méthode de conception n'a pas considéré que les charges externes dépassent la résistance. plus critique et urgente est le renforcement parasismique des terres récupérées. où aucune amélioration des sols a été prises à l'encontre de liquéfaction. Par conséquent. par exemple les routes d'autoroutes. et la résistance des structures a été assuré en vérifiant que la résistance des structures est supérieure à des forces extérieures telles que tremblements de terre et les charges mortes par un certain rapport (un facteur de sécurité). Dans les grandes villes japonaises. il ya d'innombrables ouvrages de génie civil similaires à ceux endommagés dans le district Hansin par le séisme de 1995. il est nécessaire de développer rapidement des technologies et des méthodes de diagnostic de la résistance aux séismes des structures existantes et de les renforcer. et la déformation résiduelle pourraient rester dans les structures. Le renforcement parasismique de ces structures devient un problème inévitable si des mesures de prévention des catastrophes sont prises en prédisant que les tremblements de terre d'une ampleur similaire du tremblement de terre va frapper ces villes. si les mouvements de tremblement de terre forts. Une étude est actuellement en cours à ce sujet par un atelier conjoint organisé par les membres de la JSCE et l'Institut d'architecture du Japon. Résistance structurelle au niveau II mouvements de tremblement de terre En outre. Par conséquent.sont nécessaires. mais insuffisante en termes de facilité à utiliser dans la conception pratique. un problème supplémentaire qui doit être abordé est le renforcement parasismique des structures existantes. ont été construits plus tôt ou plus ont décru plus que ceux endommagés dans le quartier de Hanshin. les métros. revêtements. Certains d'entre eux. il est important d'estimer correctement la déformation résiduelle de la structure après que les forces deviennent hors d'équilibre. il peut être rapidement compris comment il serait difficile de renforcer ces structures. les conditions critiques des structures dites terre. . 1. Comme il ressort clairement des dommages causés par le séisme de Kobe. sont pris en compte dans la conception. de ponts. sont difficiles à vérifier de niveau II contre les mouvements de tremblement de terre. Considérant le nombre incroyable de structures nécessitant un renforcement. les forces seront hors de l'équilibre. Parasismique renforcer ment des structures existantes Bien que l'avenir la conception parasismique des structures de génie civil sera basé sur le concept décrit ci-dessus. ainsi que le fait qu'il serait nécessaire de les renforcer pendant qu'ils sont encore en service. murs de soutènement et murs de quai. et des installations vitaux existent. comme Tokyo et Osaka. tels que Level II mouvements de tremblement de terre. les charges externes dans de nombreux cas dépassera la résistance. un consensus sur les coûts nécessaires pour le renforcement et la façon de partager ces coûts doit être atteint sur la base de longues discussions. Il est d'une importance de donner une explication quantitative de la mesure dans laquelle les structures et les installations sont capables de résister à des tremblements de terre et de divulguer la limite d'assurance. doivent être prises en compte pour décider l'ordre dans lequel le renforcement parasismique est de être effectuée. En outre. Un point extrêmement important dans la mise à jour le courant parasismique normes est que nous les ingénieurs doivent comprendre que la résistance aux tremblements de terre et la sécurité des structures ont des seuils. ainsi que d'autres effets.Photo 9 Le 1995 Hyogoken-Nanbu Tremblement de terre En outre. les effets de structures sur la vie humaine et la survie et sur les opérations de sauvetage et d'ambulance et les activités de restauration immédiatement après le séisme. LIMITES DE TREMBLEMENT DE TERRE RESISTANCE DES STRUCTURES ET niveaux de risque acceptables es normes parasismiques T actuelles pour différentes structures et installations sont actuellement examinés et révisés. Le niveau de signification mentionné précédemment des structures peut être appelé à décider de la priorité de l'armature. et que nous devons donner aux gens une explication claire de ce. il est également nécessaire de développer une idée de base pour décider de la priorité du renforcement. parce renfort serait entrepris par étapes. . Autrement dit. Les personnes concernées ont explications souvent répété. il est nécessaire de faire des efforts pour obtenir un consensus national sur les niveaux de risque acceptables par clairement et quantitativement indiquant les limites de la résistance aux séismes des structures avant d'actualiser les normes de conception actuelles. Comme indiqué ci-dessus. donnant l'impression que les plantes sont complètement sûrs. telles que les ministères de la Construction et du Commerce international et de l'Industrie. mais dans cet âge d'automobiles ne pense que les voitures devraient être interdites. L'argument ne tient pas à ce que les trains à grande vitesse doivent être retirés du service à moins de 100% la sécurité est assurée. si un train de balle est frappée par le séisme intérieure comme le tremblement de terre de Kobe. Il est important de faire des efforts pour former un consensus sur les niveaux de risque acceptables avec le public. il est nécessaire de montrer quantitativement le degré de résistance aux séismes atteint par les valeurs nouvellement créées et en même temps montrent quelle est la probabilité de dépassement de la valeur de consigne. est un problème essentiellement difficile. Il est indéniable que une fausse impression au sujet de la résistance aux séismes des structures a été donnée au public. La même chose peut être dite des accidents de voiture résultant dans plus de 10 000 décès par an. La probabilité de décès annuel par habitant par accident de voiture est de 10 -4 . beaucoup plus élevé que d'une probabilité d'accident estimée à des centrales nucléaires de 10 -6 . Toutefois. Dans l'établissement de niveau II mouvements de tremblement de terre. Comme décrit précédemment. ces explications ont seulement éveillé des soupçons et réduit la confiance du public. La conception parasismique des structures a été expliqué de la même manière. Une révision des normes de conception actuelles intégrera Niveau II mouvements de tremblement de terre. il ya toujours une possibilité que un mouvement de tremblement de terre plus fort que le niveau de la conception des motions II se produira dans l'avenir. le train peut fonctionner hors des rails et de tomber d'un pont de chemin de fer surélevée. Comparaison des vies humaines à la propriété. ce est à dire des valeurs de nature différente. une explication fondement a été donnée par les médias que les structures au Japon sera plus sûr en raison des exigences parasismiques plus strictes que celles à l'étranger. Inutile de dire que la sécurité illimitée est impossible lorsqu'il se agit de phénomènes naturels tels que les tremblements de terre. Cependant. T il Shinkansen est un bon exemple dans la réflexion sur les niveaux de risque acceptables. encore chaque fois que des accidents mineurs ou modérés ont eu lieu. Il peut également être considéré que certains sorte de consensus tacite est formé auprès du public en matière de risques acceptables posés par les automobiles. les mouvements de tremblement de terre. CONCLUSIONS . Chaque dégâts du séisme de temps a été rapporté de l'étranger.Une fausse impression a été donnée à ce jour que les structures et les installations sont en sécurité se ils sont conçus et construits en conformité avec les normes de conception établies par les bureaux gouvernementaux ayant un contrôle sur les structures et les installations. Les niveaux de risque acceptables sont décidées en comparant les valeurs attendues des avantages que les gens apprécient généralement avec les valeurs attendues des pertes lorsque la catastrophe se produit. il convient de rappeler que les trains à grande vitesse jouent un grand rôle dans les activités économiques au Japon et offrent un grand confort à la nation. qui sont beaucoup plus fort qu'avant. Cela se applique sans exception à la construction de centrales nucléaires. Le public accepte ce risque par un consentement tacite. Une explication devrait être donnée que les structures ont une limitation de la résistance aux tremblements de terre et qu'ils pourrait se effondrer dans les futurs tremblements de terre. De ce point de vue. deux sujets nous devons affronter pour éviter une répétition de la désastreuse dommages causés par le tremblement de terre de Kobe. Outre les dommages causés par les tremblements de terre de Northridge et Kobe. ainsi que de nombreux problèmes où le travail sur la solution doit passer de génération en génération. Pour réduire les dommages du tremblement de terre et de créer une société à l'abri des tremblements de terre est un impôt perçu à toutes les personnes concernées dans ce domaine. provoquant l'effondrement de routes et de graves dommages aux maisons et bâtiments. La fréquence de survenance d'un dommage vu depuis les tremblements de terre de Kobe et la Grande-Kanto semble être une fois tous les dizaines d'années. Ingénieurs et chercheurs dans le monde doivent se associer pour éliminer les dégâts du tremblement de terre en avançant davantage la coopération internationale. Parmi les problèmes posés par les dommages sont quelques-uns qui ne peut être résolu par la génération actuelle. beaucoup de mal est fait par des séismes qui ont lieu environ une fois par an quelque part dans le monde. ce que nous devrions d'abord faire est de laisser des dossiers clairs des dommages. Le deuxième sujet est de discuter ouvertement avec les chercheurs et les ingénieurs dans de nombreux domaines les causes de dommages aux structures et installations et les connaissances sur le tremblement de terre provenant de données sur les dommages précis. Le tremblement de terre de Northridge se est produite aux États-Unis le 17 Janvier 1994. . dès maintenant. y compris les activités de la Décennie internationale des Nations Unies pour la prévention des catastrophes naturelles qui a débuté en 1990. non seulement au Japon mais dans le monde entier. Il ya parfois des tremblements de terre qui prennent un plus lourd tribut de vies que le tremblement de terre de Kobe. Le premier sujet est d'enregistrer soigneusement les conditions d'un préjudice réel et transmettre ces données aux générations futures.voici. exactement un an avant le tremblement de terre de Kobe. et de tracer cours correctes de ce que la résistance de tremblement de terre de structures de génie civil et préventive Mesures contre les catastrophes du tremblement de terre devraient être à l'avenir.