CONSTRUCTION D’UN PONT A AMBOHIMANAMBOLA SUR LA …

UNIVERSITE D’ANTANANARIVO ECOLE SUPERIEURE POLYTECHNIQUE D’ANTANANARIVO

DEPARTEMENT BATIMENT ET TRAVAUX PUBLICS Formation de Licence es sciences techniques

Première promotion

MEMOIRE DE FIN D’ETUDES EN VUE DE L’OBTENTION DU DI PLOME DE LICENCE EN BTP DE L’ESPA

CONSTRUCTION D’UN PONT A AMBOHIMANAMBOLA SUR

LA RN58B

AU PK 5+900

Présenté par

Mlle Hery Miarisoa RANDRIAMANANJARA

Encadré par

Mme Lalatiana RAVAOHARISOA

Date de soutenance 10 Octobre 2006

PROMOTION 2006

UNIVERSITE D’ANTANANARIVO ECOLE SUPERIEURE POLYTECHNIQUE D’ANTANANARIVO

DEPARTEMENT BATIMENT ET TRAVAUX PUBLICS Formation de Licence es sciences techniques

Première promotion

MEMOIRE DE FIN D’ETUDES EN VUE DE L’OBTENTION DU DI PLOME DE LICENCE EN BTP DE L’ESPA

CONSTRUCTION D’UN PONT A AMBOHIMANAMBOLA SUR

LA RN58B

AU PK 5+900

Présenté par

Mlle Hery Miarisoa RANDRIAMANANJARA

devant le jury composé de :

Mr Martin RABENATOANDRO, Chef de département et président du jury

Mr Andrianirina RANDRIANTSIMBAZAFY, examinateur

Mme Lalatiana RAVAOHARISOA, encadreur pédagogique

Mme Landiarivelo RANAIVOARISON, encadreur professionnel

Date de soutenance 10 Octobre 2006

REMERCIEMENTS

Le présent mémoire est l’aboutissement de trois années fructueuses d’étude à l’Ecole

Supérieure Polytechnique d’Antananarivo. Sa réussite tient à l’enseignement et à la

contribution de plusieurs personnes auxquelles nous tenons à adresser nos vifs remerciements

les plus sincères :

- A Monsieur Pascal RAMANATSIZEHENA, Directeur de l’ Ecole Supérieure

Polytechnique d’Antananarivo ;

- A Monsieur Martin RABENATOANDRO, Chef de département Bâtiment et Travaux

Publics, pour tout l’effort qu’il a déployé pour améliorer nos études au sein du Département ;

- A Madame Lalatiana RAVAOHARISOA, qui avec beaucoup de gentillesse et de

compréhension, a accepté de patronner le présent mémoire. Sec encouragements et ses

conseils nous ont été précieux durant tout ce temps ;

- A Monsieur Lucien RAMAROSON, Chef du Département Ouvrage d’Art au sein du

groupement BCEOM-INFRAMAD, qui nous a permis de profiter d’un stage pratique à

Ambohimanambola ;

- A Madame Landiarivelo RANAIVOARISON et Monsieur Rija Tiarison

ANDRIAMARO, nos encadreurs professionnels, qui n’ont pas hésité à user de leur

connaissance et expériences, à sacrifier leur temps libre pour nous venir en aide et nous

encadrer au cours du stage ;

- A tous les membres du jury, qui ont bien voulu juger notre travail, malgré leurs

nombreuses occupations ;

- A tous les enseignants de l’ESPA, pour leur contributions à notre formation durant

toutes ces années ;

- A notre très chère famille, en particulier Rindra, pour leur patience, leur aide, leur

soutien moral, affectif et financier durant nos études ;

Que tous ceux qui ont apporté leur contribution, de près ou de loin, à la réalisation de ce

travail, trouvent ici l’expression de notre profonde gratitude.

Michou

SOMMAIRE

REMERCIEMENTS

SOMMAIRE

LISTE DES TABLEAUX

LISTE DES FIGURES

LISTE DES PHOTOS

LISTE DES ABREVIATIONS ET NOTATIONS

LISTE DES ANNEXES

INTRODUCTION

Partie I : Etude socio-économique du projet

Chapitre 1 Localisation et historique du projet

Chapitre 2 Etude socio-économique de la zone d’influence

Partie II : Etude préliminaire

Chapitre 1 Description et caractéristiques de l’ouvrage existant

Chapitre 2 : Analyse des variantes proposées

Chapitre 3 : Etude hydrologique et hydraulique

Partie III : Etude de la variante principale

Chapitre1 : Hypothèses de base et caractéristiques des matériaux

Chapitre2 : Etude de la superstructure

Chapitre 2 : Prédimensionnement des éléments de l’infrastructure

Partie IV : Etude de la réalisation pratique du projet de construction d’un

pont sur la RN 58B au PK 5+900 entre Antanjonandriana et

Ambohimanambola

Introduction

Chapitre 1 : Fonctionnement du chantier

Chapitre 2 : Procédés et techniques de construction du pont définitif

Chapitre 3 : Contrôle et surveillance des travaux

CONCLUSION

BIBLIOGRAPHIE

ANNEXES

TABLE DES MATIERES

LISTE DES TABLEAUX

Tableau 1 : Répartition spatiale de la population d’Ambohimanambola

Tableau 2 : Répartition de la population par classe d’âge et par sexe

Tableau 3 : Répartition de la population par activité

Tableau 4 : Evolution de la population

Tableau 5 : Localisation et activités des industries

Tableau 6 : Rendement des autres cultures

Tableau 7 : Elevage d’Ambohimanambola

Tableau 8 : Elevage d’Anjeva

Tableau 9 : Artisanat d’Ambohimanambola

Tableau 10 : Produits miniers d’Ambohimanambola

Tableau 11 : Localisation des sites touristiques d’Ambohimanambola

Tableau 12 : Etablissements scolaires d’Ambohimanambola

Tableau 13 : Infrastructure sanitaire d’Ambohimanambola

Tableau 14 : Eglises et organisations culturelles à Ambohimanambola

Tableau 15 : Campagne de comptage routier à Ambohimanambola

Tableau 16 : Estimation du volume du trafic dans 10 ans : en 2016

Tableau 17: Dimensions du pont

Tableau 18: Prix unitaires courants

Tableau 19: Comparaison du coût des deux variantes

Tableau 20: Débits extrêmes annuels de l’Ikopa à la station d’Ambohimanambola

Tableau 21 : Distribution des N débits en 5 classes

Tableau 22 : Valeur de vi

Tableau 23 : Détermination de la hauteur h en fonction du débit

Tableau 24 : Détermination de la hauteur h par tâtonnement

Tableau 25: Valeur des largeurs influencées

Tableau 26: Valeur des moments de calcul du hourdis central

Tableau 27: Moments de calcul M0 suivant les états limites pour le hourdis central

Tableau 28: Moment fléchissant à mi-travée de la dalle et aux appuis

Tableau 29: Valeur de l’effort tranchant dû à la charge permanente de la dalle

Tableau 30: Valeur de l’effort tranchant dû à la charge permanente du trottoir et du

parapet pour le calcul de la dalle

Tableau 31: Valeur de l’effort tranchant dû à la surcharge A(l) supportée par la dalle

Tableau 32: Valeur de l’effort tranchant dû aux surcharges du trottoir pour le calcul de

la dalle

Tableau 33: Tableau récapitulatif des efforts tranchants supportés par la dalle aux états

limites

Tableau 34: Valeur des sollicitations de calcul aux états limites pour le calcul des

entretoises d’about


entretoises intermédiaires

Tableau 36: Valeur des sollicitations de calcul de la poutre

Tableau 37: Valeur des sollicitations de calcul de la poutre aux états limites

Tableau 38: Dosage pratique des bétons pour béton ordinaire

Tableau 39 : Dosage pratique de béton gravillon pour béton armé

Tableau 40: Valeurs limites de l’affaissement en fonction de la consistance du béton

LISTE DES FIGURES

Figures 1 et 2: Eléments essentiels du pont

Figures 3, 4, 5, 6, 7, 8,9 et 10: Structure de l’ouvrage

Figures 11 et 12: Dimensions du pont

Figure 13: Variante métallique

Figure 14: Variante en B.A

Figure 15: Variante en B.P

Figures 16, 17, 18 : Système Bc

Figure 19 : Système Be

Figure 20 : Système Br

Figure 21: Caractéristiques géométriques de la poutre

Figure 22: Coupe transversale de la superstructure

Figure 23 : Hourdis console

Figure 24 : Schéma de calcul de la charge permanente de la dalle

Figure 25 : Schéma de calcul de la surcharge de la chaussée pour le

calcul de la dalle

Figure 26 : Schéma de calcul des armatures de la dalle

Figure 27 : Disposition des entretoises

Figure 28 : Position de la résultante R des deux camions par rapport

à l’arrière du camion

Figure 30 : Position n°1du convoi

Figure 31 : Position n°2 du convoi





Figure 36 : Morphologie des culées

Figure 37 : Différentes zones sensibles d’un pieu

Figure 38 : Cône d’Abraham

LISTE DES PHOTOS

Photo 1 : Pont MABEY avant le ripage

Photo 2 : Culée provisoire avec dispositif de calage

Photos 3,4 : Dispositif de vérinnage

Photo 5 : Rouleur express

Photo 6 : Système de ripage (plaques+rouleur express)

Photos 7,8 : Tirfort et cric forestier

Photo A1 : Dispositif de battage

Phot A2 : Mise en fiche du pieu n°1

Photo A3 : Battage du pieu n°1

Photo A4 : Mise en place des ferraillages du pieu

Photo A5 : Coffrage du chevêtre

Photo A6 : Chevêtre fini


Abréviations :

BA : Béton Armé

BAEL : Béton Armé aux Etats Limites

BP : Béton Précontraint

CMD : Coefficient de Majoration Dynamique

CR : Commune Rurale

CSB : Centre de Santé de Base

ELU : Etat Limite Ultime

ELS : Etat Limite de Service

INSTAT : Institut National de la Statistique

PK : Point Kilométrique

PHE : Plus Hautes Eau

PHEC : Plus Hautes Eau Connues

RDM : Résistance Des Matériaux

RN : Routes Nationales

Notations :

Béton

28cf : Résistance à la compression à 28jours

28tf : Résistance à la traction à 28 jours

bcσ : Contrainte admissible de résistance du béton

Acier

ef : Limite d’élasticité de l’acier

sσ : Contrainte admissible de l’acier

Autres

A : Section d’armature longitudinale

PA : Section d’armature de répartition

'A : Section d’armature comprimée

0b : Dimension transversale (largeur ou épaisseur d’une section

d : Hauteur utile

D : Rigidité cylindrique

E : Module de déformation de béton homogénéisé

G : Module d’élasticité au cisaillement

M : Moment fléchissant

δ : Coefficient de majoration dynamique

v : Coefficient de poisson

uτ : Contrainte tangente

V : Effort tranchant

LISTE DES ANNEXES

Annexe 1 : carte

Carte de localisation de la zone d’influence du projet

Annexe 2 : tableaux

Section nominale des armatures

Valeurs de 1β , k et 1ρ en fonction de 1µ

Valeurs de α et β en fonction de 'η

Annexe 3 : photos

Dispositif de battage

Mise en fiche du pieu n°1

Battage du pieu n°1

Mise en place des ferraillages du pieu

Coffrage du chevêtre

Chevêtre fini

Annexe 4 : plans

Coupe transversale de la superstructure

Principe de bétonnage des pieux

Planning d’exécution

Méthodologie de ripage du pont (différentes phasages)

1

INTRODUCTION

La suffisance en infrastructures a un impact très positif sur le développement d’une

région. Après la destruction du pont d’Ambohimanambola en 2004, la zone d’influence n’a

pas encore pu profiter d’une circulation fluide et saine. Les solutions apportées ont toujours

été provisoires et ,au plus, efficaces à court terme. La construction d’un pont solide à

caractère définitif pourrait améliorer le développement économique de la zone d’influence de

notre projet.

Différentes études sont faites pour aboutir à un projet de construction de pont. Il nous

faut d’abord procéder à l’étude socio-économique de la zone d’influence. Une étude

préliminaire de l’environnement du projet sera ensuite indispensable afin d’être fixé sur les

caractéristiques de l’ouvrage. On pourra ensuite traiter en troisième partie l’étude technique

proprement dite de la variante choisie.

Notre étude ne doit pas se limiter aux études théoriques ; il nous faut aussi penser à la

réalisation pratique du projet. Pour cela, il nous a été nécessaire d’effectuer un stage pratique

au sein du bureau d’études INFRAMAD dans le cadre de la construction d’un pont définitif

sur l’IKOPA. Cette partie réalisation termine notre étude.

Promotion 2006

Partie I : ETUDE SOCIO-ECONOMIQUE DU PROJET

Première partie : Etude socio-économique du projet

Promotion 2006 3

Chapitre 1 LOCALISATION ET HISTORIQUE DU PROJET

I.1 Localisation du projet

La commune rurale d’Ambohimanambola se trouve à 12 Km au Sud Est de la ville

d’Antananarivo. Le pont d’Ambohimanambola relie les deux communes en franchissant le

fleuve de l’IKOPA ; ce pont se trouve sur la RN 58B au PK 5+900.

I.2 Historique

Ambohimanambola était déjà connu au temps de l’époque royale ; d’ailleurs, ce village

abritait Ikelimalaza, sorcier très réputé du roi de l’époque : Andrianampoinimerina. La

commune rurale d’Ambohimanambola fut instituée en 1996 seulement, bien que son

firaisampokonolona l’était déjà en 1974.

Un pont métallique assurait le franchissement du fleuve de l’Ikopa. Après

l’effondrement de celui-ci le 02 Juin 2004, un pont Mabey à caractère provisoire le remplace

jusqu’en Juin 2006 où ce dernier est transformé en un pont définitif.


Promotion 2006 4

Chapitre 2 ETUDE SOCIO-ECONOMIQUE DE LA ZONE

D’INFLUENCE

II.1 Définition

La zone d’influence d’un certain projet comprend les différentes régions qui pourraient

bénéficier des avantages de l’aboutissement de la réalisation de ce même projet.

II.2 Délimitation de la zone d’influence

Ambohimanambola est délimitée :

- A l’Ouest par le fleuve de l’Ikopa ;

- Au Sud par une plaine constituée de rizières et d’autres cultures agricoles ;

- A l’Est par des collines et des vallées fertiles ;

- Au Nord-Ouest par le lac d’Ambatolampy.

La zone d’influence du présent projet concerne notamment 4 communes rurales

- Celle d’Ambohimangakely qui se trouve au Nord-Ouest ;

- Celle d’Anjeva Gara, à l’Est ;

- Celle de Masindray au Sud ;

- Et celle d’Alasora au Sud-Ouest.

II.3 Etude démographique

II.3.1. Répartition spatiale de la population d’Ambohimanambola

La population de la ville d’Ambohimanambola est estimée à 11 473 habitants en 2006.


Promotion 2006 5

Tableau 1 : Répartition spatiale de la population d’Ambohimanambola

Fokontany Superfici

e (Km2)

Nombre

d’habitants

Densité

(hab./Km2)

Ambohibato 1 1150 1150.0

Ambohimahatsinjo 3.5 1208 345

Ambohimanambola

firaisana

3 1403 467.7

Ambohimanambola

Gare

1 1232 1232.0

Ambohipeno 3 1524 508

Ampahimanga 1 2015 2015.0

Andramanonga 3.5 1083 309.4

Antanetibe 2 612 306.0

Iharamy 2 529 264.5

Tanjonandriana 1 717 717.0

TOTAL 21 11473 546.3

Source : Commune rurale d’Ambohimanambola (recensement Février 2006)

La répartition de la population par classe d’âge et par sexe est donnée dans le tableau

suivant. La population active représente 50.13% de la population totale.


Promotion 2006 6

Répartition de la population selon leurs activités

Tableau 2 : Répartition de la population par classe d’âge et par sexe

Fokontany 0-5 6-10 11-17 18-60 +de 60 Total

H F H F H F H F H F H F

Ambohibato 111 63 72 83 83 86 312 286 31 23 609 541

Ambohimahatsinjo 129 97 74 101 125 104 271 243 30 34 629 579

Ambohimanambola

firaisana

126 140 173 150 151 161 202 239 28 33 680 723

Ambohimanambola

Gare

101 95 69 78 96 102 317 344 17 13 600 632

Ambohipeno 98 125 107 122 125 113 411 423 0 0 741 783

Ampahimanga 145 109 122 130 151 174 570 560 26 28 1014 1001

Andramanonga 52 79 77 74 93 103 292 313 0 0 514 569

Antanetibe 23 30 47 51 61 68 162 165 1 4 294 318

Iharamy 41 42 48 26 30 36 150 120 17 19 286 243

Tanjonandriana 68 55 40 58 42 57 187 184 11 15 348 369

Total par classe

d’âge

1729 1702 1961 5751 330 11473

Pourcentage par

classe d’âge (%)

15.07 14.83 17.09 50.13 2.88 100.00

H : homme ; F : femme

Source : commune rurale d’Ambohimanambola (enquête au niveau des fokontany)

Tableau 3 : Répartition de la population par activité

Activités Paysans Commerçants Fonctionnaires Salariés

privés

Transporteur artisans

Nombre 4072 227 136 834 21 460

% 70.82 3.95 2.37 14.5 0.36 8.00

Total 5750

Source : C.R d’Ambohimanambola


Promotion 2006 7

II.3.2 Estimation de l’évolution démographique

Il est important d’inclure dans notre étude, celle de la population. En effet, la croissance

de la population dans la zone d’influence favoriserait une augmentation de déplacement et une

élévation de tonnage empruntant l’ouvrage. Il est donc indispensable d’estimer le nombre

d’habitants dans les années à venir.

Elle est déterminée par la formule suivante :

Nn = N0 (1+t)n

Avec n : année de prévision

Nn : nombre d’habitants de l’année « n » à prévoir

N0 : nombre d’habitants de l’année prise comme référence

t : taux de croissance annuelle (=3.4%, d’après la CR d’Ambohimanambola)

Le tableau suivant présente l’estimation de la population dans les années à venir.

Tableau 4 : Evolution de la population

Fokontany Nombre d’habitants

en 2006 Taux de croissance

Nombre d’années

de prévision

Nombre d’habitants

en 2016 Ambohibato 1150

3,40% 10 1606 Ambohimahatsinjo 1208

3,40% 10 1688 Ambohimanambola

firaisana 1403

3,40% 10 1960 Ambohimanambola

Gare 1232

3,40% 10 1721 Ambohipeno 1524

3,40% 10 2129 Ampahimanga 2015

3,40% 10 2815 Andramanonga 1083

3,40% 10 1513 Antanetibe 612 3,40% 10 855 Iharamy 529 3,40% 10 739

Tanjonandriana 717

3,40% 10 1002 TOTAL 11473 16028


Promotion 2006 8

II.3.3 Potentialité économique

1. Industrie

La commune rurale d’Ambohimanambola est un lieu d’activités de plusieurs industries.

Le tableau suivant donne leur localisation et activité.

Tableau 5 : Localisation et activités des industries

Désignation d’industrie Localisation activités

PAPMAD

JIRAMA

HYDELEC

HENRI & FRAISE

FOCUS Madagascar

SPCM

TOTAL Madagascar

Société MANDRESY

ARCC

Ampahimanga

Ambohipeno

Ambohipeno

Ambohipeno

Ampahimanga

Ambohipeno

Ampahimanga

Ambohipeno

Ampahimanga

Production de papier

Production d’électricité



Fabricatoion de cigarettes

Fabrication de matériaux de construction en argile

Mise en bouteille de gaz

Fabrication de savon

Adduction d’eau


2. Agriculture

L’agriculture de la commune rurale d’Ambohimanambola ne se limite pas à

l’autosuffisance ; sa production assume aussi l’approvisionnement d’autres communes

limitrophes et même de la ville d’Antananarivo et celle de Toamasina. L’agriculture est

surtout caractérisée par la production abondante de légumes : environ 1 388.5 T/an :

- Tomates : 810 T/an ;

- Choux fleurs : 324 T/an ;

- Choux : 117 T/an ;

- Poireaux : 65 T/an ;

- Carottes : 28 T/an ;

- Poivrons : 2.5 T/an ;

- Brèdes : 42 T/an

Néanmoins, les paysans pratiquent aussi d’autres cultures dont le rendement est

représenté par le tableau suivant :


Promotion 2006 9

Tableau 6 : rendement des autres cultures

Production (T) Superficie (Ha) Rendement (T/Ha)

Riz

Maïs

Haricot

Petit pois

Pomme de terre

Manioc

Patate douce

saonjo

807.8

33

18.6

3

1.5

45.5

1

0.5

3.2

1.80

2.75

0.4

2.5

4

3

2.5


Agriculture d’Anjeva

Notons aussi par ailleurs qu’il y a la commune d’Anjeva, dont la liaison avec les autres

communes passe par Ambohimanambola. Il y a par exemple la production très grande de

légumes, atteignant jusqu’à 1 050 T/an que l’on ne devrait pas négliger. En effet ces produits

sont écoulés vers ces différentes destinations en passant par Ambohimanambola.

3. Elevage

L’élevage tient aussi une place importante dans l’économie d’Ambohimanambola.

Tableau 7 : élevage d’Ambohimanambola

Cheptel Nombre

Bovins

Porcins

Ovins et Caprins

Akoho gasy

Volailles d’eau

Vers à soie

851

182

53

6573

3020

3 sites


Elevage d’Anjeva :

Il nous faut, une fois de plus, considérer la commune d’Anjeva , dont l’élevage est loin

d’être négligeable ; en effet Anjeva produit :


Promotion 2006 10

Tableau 8 : élevage d’Anjeva

Cheptel Nombre

Bovins

Porcins

Akoho gasy

Volailles d’eau

Vers à soie

1046

200

3462

1544

4. Artisanat

Ils existent différentes associations artisanales qui opèrent dans la commune rurale

d’Ambohimanambola.

Tableau 9 : artisanat d’Ambohimanambola

Désignation Localisation Activité

Association MEVA

Association FIADANANA

Association VONONA II

Association FANEVA

Association MEVA

Ambohimanambola Gare

Ambohipeno

Tanjonandriana

Iharamy

Andramanonga

Fabrication d’objets d’art

Fabrication de papier Antemoro

et tableau en paille

Confection de sacoche

Broderie

Vannerie


Il y a aussi la célèbre Tannerie d’Anjeva.

5. Produits miniers

Ambohimanambola possède deux (2) produits miniers exploité et non exploité :

Tableau 10 : produits miniers d’Ambohimanambola

Produits Localisation

Nature Quantité (m3/an)

Quartzite

Sable

+++(non exploité)

7 280

Ambohibato

Tanjonandriana



Promotion 2006 11

L’exploitation du sable favorise un accroissement considérable du trafic, surtout en

poids lourds.

6. Tourisme

A Ambohimanambola, il existe divers sites qui attirent les touristes et incitent les

curieux à visiter la commune et qui ont chacun sa particularité :

Tableau 11 : Localisation des sites touristiques d’Ambohimanambola

Localisation Particularités

Ambohimanambola Firaisana Tombeau de l’idole IKELIMALAZA

Ambohipeno Stèle de l’évêque Ignace RAMAROSANDRATANA

(premier évêque catholique Malgache)

Iharamy Tombeau de RANGITA épouse d’Andrianampoinimerina

Ambohitsimeloka Tombeau d’Andrianakotry, fille du roi Ralambo, la première

personne qui amenait le paddy en Imerina

A part les lieux historiques, Ambohimanambola est encore un des lieux favoris des

citadins pour une sortie en famille.

II.3.4 Potentialité sociale

1. Enseignement

Tableau 12 : Etablissements scolaires d’Ambohimanambola

Niveau I Niveau II Niveau III

Publics Privés Publics Privés Publics Privés

Nombre

d’établissements

05 12 01 03 01 01

Nombres

d’élèves

1394 1638 486 102 100 néant

Nombre

d’enseignants

32 50 20 8 06 néant


Promotion 2006 12

2. Infrastructure sanitaire

Tableau 13 : Infrastructure sanitaire d’Ambohimanambola

Secteur Nature Nombre Localisation

Secteur public CSB2 01 Ampahimanga

Secteur privé Cabinet médical

Top réseau

02

01

Tanjonandriana

Ampahimanga

Ampahimanga


3. Loisir

Les infrastructures sportives peuvent être de potentielles attractions dans une commune ;

celle d’Ambohimanambola possède un terrain de football où des rencontres sportives

réunissent très souvent les amateurs.

4. Organisations

Organisations culturelles

Le tableau suivant montre les différentes églises et temples implantées à

Ambohimanambola.

Tableau 14 : Eglises et organisations culturelles à Ambohimanambola

Principales

églises

Nombre

d’édifices

Nombre de

fidèles

EKAR

FJKM

Adventiste

FLM

REMA

Ara-

pilazantsara

Jesosy

Mamonjy

ANGLICAN

E

05

06

04

01

01

01

01

01

3653

2639

244

120

225

350

100

30

Organisations gouvernementales ou non


Promotion 2006 13

Diverses organisations oeuvrent aussi dans la commune d’Ambohimanambola comme :

FID, SEECALINE, ONG chrétienne.

II.4 Etude du trafic

Dans l’élaboration d’un projet de pont, l’étude du trafic est très importante dans le sens

où elle influence le dimensionnement de l’ouvrage.


Promotion 2006 14

CAMPAGNE DE COMPTAGE ROUTIER – Août 2006 Tableau 15 : Campagne de comptage routier à Ambohimanambola

Jours Véhicules

Lundi Mardi Mercredi Jeudi Vendredi Samedi Dimanche Total semaine Moyenne journalière

Véhicules particuliers 615 585 527 536 600 713 909 4485 641

Familiales, bâchés, minibus 543 583 594 624 645 723 599 4311 616

Camion et autocars PTC<10T 161 179 306 288 189 161 48 1332 190

Camion et autocars PTC<16T 186 123 122 95 222 139 35 922 132

Camion et autocars PTC>16T 13 16 1 6 3 9 3 51 7

Trains double et articulés 6 9 7 7 16 9 6 60 9

Vélos, motos 264 205 197 225 280 268 336 1775 254

Charrettes 0 0 0 0 0 0 0 0 0

Total 1788 1700 1754 1781 1955 2022 1936 12336 1848


Promotion 2006 15

Tableau 16 : Estimation du volume du trafic dans 10 ans : en 2016 Jours Lundi Mardi Mercredi Jeudi Vendredi Samedi Dimanche Total

semaine Moyenne

journalière Véhicules

Véhicules particuliers

1152 1096 987 1004 1124 1335 1703 8401 1200

Familiales, bâchés, minibus

1017 1092 1112 1169 1208 1354 1122 8074 1153

Camion et autocars

PTC<10T 301 335 573 539 354 302 90 2494 356

Camion et autocars

PTC<16T 348 230 228 178 416 260 65 1725 246

Camion et autocars

PTC>16T 24 30 2 11 6 17 6 96 14

Trains double et articulés

11 17 13 13 30 17 11 112 16

Vélos, motos

494 384 369 421 524 502 629 3323 475

Charrettes 0 0 0 0 0 0 0 0 0

Total 3347 3184 3284 3335 3662 3787 3626 24225 3460


Promotion 2006 16

II.5 Justification du projet

Les différents paragraphes précédents sont très importants dans notre étude dans le sens

où ils mettent en évidence l’importance du désenclavement de la région. On y exprime : le

nombre d’habitants, qui nécessitent ce franchissement pour circuler dans leur vie

quotidienne ; une étude quantitative et qualitative des différentes organisations, associations,

industries qui opèrent dans la commune et aussi des différents produits locaux qui nécessitent

d’être écoulés ; enfin l’étude du trafic qui permet d’évaluer son volume actuel et son

estimation dans les années futures.

Cette première partie de notre étude vise à justifier la nécessité d’une construction d’un

nouveau pont sur la RN58b au PK5+900. Certes un pont MABEY assure déjà le

franchissement de la rivière d’Ikopa, mais les caractéristiques de ce pont actuel ne répondent

pas aux vrais besoins de la zone d’influence. La largeur du pont actuel est insuffisante pour

garantir la fluidité de la circulation et la sécurité des usagers : il n’y a aucun dispositif réservé

à la circulation des piétons. En outre, bien que l’on commence à aménager une infrastructure

au pont actuel, cette solution présente des failles dans la mesure où ses matériaux constitutifs

sont très sensibles à la corrosion ; la durée de service de l’ouvrage est donc réduite. Sans

oublier que le coût de l’entretien de l’ouvrage, après son installation, est très onéreux ; ce qui

est loin d’être adapté à nos fonds très limités, surtout une fois le projet mis en exécution. La

reconstruction d’un nouveau pont est donc à notre avis indispensable.


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Partie II : ETUDE PRELIMINAIRE

Deuxième partie : Etude préliminaire

Promotion 2006

18

Chapitre 1 DESCRIPTION ET CARACTERISTIQUES DE

L’OUVRAGE EXISTANT

I.1 Description de l’ouvrage existant

Le pont actuel est un pont métallique du type « pont MABEY Compact 200 ». Sa

nomination vient de l’industrie qui le fabrique : « MABEY ». C’est un pont de 19 éléments

ayant une portée de 57m environ à une seule voie.

I.2 Caractéristiques du pont

Le pont COMPACT BAILEY MABEY est actuellement répandu dans le monde.

Le système de construction de ponts COMPACT est le dernier-né et le plus évolué des

systèmes de construction de pont Bailey conçus et mis au point par les ingénieurs de Mabey.

Les avantages de ce type de pont par rapport aux autres systèmes de construction sont

les suivants : capacité portante, résistance à la fatigue accrue, plus grande stabilité, sécurité

augmentée et faible niveau d’entretien en cours d’exploitation. En outre, ce système se

compose de moins d’éléments que d’autres systèmes similaires, ce qui permet un montage

plus rapide et plus efficace. Ces différents critères sont plus améliorés pour ce système par

rapport aux autres ; toutefois cela ne signifie pas pour autant qu’ils soient parfaitement

maîtrisés et impeccables.

Donnons ici différentes caractéristiques essentielles de l’ouvrage.

Eléments essentiels du pont :

Les éléments essentiels constituant le pont sont illustrés dans les figures de la page

suivantes.

- Cadre de renforcement ;

- Panneau ;

- Cadre vertical ;

- Membrure de renforcement ;

- Traverse ;

- Contreventement horizontal ;

- Contreventement vertical ;

- Broche de panneau ;

- Montant d’extrémité ;


Promotion 2006

19

- Appareil et plaque d’appui ;

Figures 1 et 2: éléments essentiels du pont

Structure de l’ouvrage

Elle se caractérise et se différencie par le nombre :

• de panneau : simple, double ou triple (SS, DS ouTS);


Promotion 2006

20

• de cadre de renforcement (le nombre de cadre de renforcement est

affecté de la lettre R : SS, DS ou TS dans le cas où il n’y a aucun

cadre de renforcement ; SSR, DSR ou TSR pour un cadre de

renforcement et SS2R, DS2R ou TS2R pour un double

renforcement, et ainsi de suite ;

La figure ci-dessous illustre cette structure de l’ouvrage.

Figure 3, 4, 5, 6, 7, 8, 9 et 10: structure de l’ouvrage


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21

Dimensions du pont

Nous présenterons ici les dimensions d’un pont à voie unique caractérisées par les

dimensions désignées par les lettres A, B, C,…, H, J, K, L qui sont présentés dans le tableau

suivant.

Tableau 17: dimensions du pont

Dimensions Largeur STD

[mm]

Extra large

[mm]

A

B

C

E

F

G

H

J

K

L

3226

3757

5031

1595

641

1697

743

3937

266

800

4029

4773

6047

1498

738

1600

840

4953

327

896


Promotion 2006

22

Figures 11 et 12: dimensions du pont


Promotion 2006

23

Chapitre 2 : ANALYSE DES VARIANTES PROPOSEES

II.1 Proposition de variantes

Nous allons proposer trois variantes. A l’issue d’une analyse où l’on comparera les

avantages et inconvénients nous avancerons une variante principale dont l’étude sera plus

approfondie dans la partie suivante.

Variante n°1

On pourrait proposer comme première variante un pont métallique Paindavoine. A une

seule travée de 57m de portée à peu près et l’axe de l’ancien pont sera gardé.

Figure 13: variante métallique

Les entreprises nationales commencent à maîtriser parfaitement la technologie de

construction. Son exécution est très rapide et l’inexistence de piles intermédiaires est un grand

atout car cela évite une dépense supplémentaire et surtout le problème d’affouillement.

Cependant le phénomène de fatigue, surtout observé dans les zones d’assemblage,

diminue rapidement la durée de service du pont. D’autre part, la corrosion pourrait

l’endommager au plus vite. Si on adopte cette variante, un important entretien régulier est

nécessaire dès sa mise en service et cela requiert un maximum de fond.

Variante n°2

On pourrait aussi proposer un pont en B.A à trois travées indépendantes de 19m

chacune, s’appuyant sur deux culées et deux piles.

Figure 14: variante en B.A


Promotion 2006

24

La durée de service est optimale et une fois construit, un pont en B.A ne nécessite qu’un

minimum d’entretien. De plus, la technologie de construction bien maîtrisée par les

différentes entreprises : sa construction ne nécessite de grands moyens et n’exige pas des

entreprises trop qualifiées.

Mais il ne faut pas oublier que la présence des deux piles intermédiaires induit le

problème d’affouillement, perturbe l’écoulement et augmente aussi le coût de l’exécution.

Variante n°3

Il est aussi possible de construire un pont en Béton précontraint.

Figure 15: variante en B.P

Le pont en B.P est assez avantageux dans le sens où c’est un ouvrage léger et permet

une plus grande portée. De plus non seulement l’entretien est facile mais la durée de service

est assez élevée.

Cependant, sa construction nécessite des matériels et matériaux sophistiqués et exige des

matériaux importés de haute qualité. La mise en œuvre est, en outre, très délicate et

l’exécution est réservée aux grandes entreprises. Le coût est par ailleurs assez élevé.

Analyse des trois variantes

Ces trois variantes présentent toutes des avantages comme des inconvénients. La

variante du pont métallique est à priori à écarter pour éviter le problème de corrosion qui est

un problème majeur dans les pays tropicaux comme le nôtre.

Il nous reste donc à décider entre la variante pont en B.A et celle pont en B.P.

Les avantages et inconvénients des deux options s’équilibrent en quelque sorte, nous

trancherons donc sur l’une ou l’autre par rapport à leur coût. Pour cela, nous allons évaluer

leurs prix approximatifs.


Promotion 2006

25

II.2 Comparaison des deux variantes restantes

II.2.1 Hypothèses et données de base

Données de calcul :

Les masses volumiques respectives sont :

• Pour un ouvrage en B.A : 3/5.2 mT=ρ

• Pour un ouvrage en B.P : 3/5.2 mT=ρ

Ratio des armatures

• Superstructure en B.A 240Kg/m3

• Superstructure en B.P

o Acier de précontrainte 80 Kg/m3

o Acier passif 95 Kg/m3

• Pilier en B.A 65 Kg/m3

• Semelle de fondation des piles en B.A 65 Kg/m3

• Culée en B.A 90 Kg/m3

Prix unitaire de référence :

Pour estimer le coût d’investissement de chaque ouvrage nous allons prendre comme

prix de référence celui des marchés publics de l’année courante.

Tableau 18: Prix unitaires courants

Eléments Prix unitaires (Ariary)

Superstructure en B.P par m3

Superstructure en B.A par m3

2.164.000

2.008.000

II.2.2 Etude des variantes

Toutes les variantes seront à une voie de 3.5m de largeur roulable avec deux trottoirs de

1m de largeur. On suppose par ailleurs qu’elles ont les mêmes caractéristiques pour les culées.


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26

1. Variante en B.P

a. Prédimensionnement

Poutres

Longueur de la poutre

- La longueur totale des poutres est de : l1=28.5m ;

- La portée libre des poutres : l0 ;

- La longueur de travée de calcul : l

Telles que :

60.005.1

65.007.1

0

0

+=+=

ll

ll t

Après calcul, on trouve :

ml

ml

95.27

02.260

==

Hauteur totale de poutre

Elle dépend de la portée de la poutre

1520

lh

lt ≤≤

On trouve,

cmhcm t 5.279186 ≤≤

Prenons ht=1.90m

Epaisseur de l’âme

Aux appuis b0=35cm

En travée b0=25cm

Talon

Epaisseur b’=(2.5 à 4.5)b0=50 à 90 cm , prenons b’=80cm

Hauteur :on a 10cm<h<25cm, on prend h=20cm

Dalle :

Largeur :

td hl 6.0> ld>1.14cm


Promotion 2006

27

Prenons mld 20.1=

Epaisseur : cmle bd 1625/ ≥≥ pour éviter le poinçonnement sous la charge localisée

Prenons comme épaisseur moyenne de la dalle : ed=18cm

Entretoises

On prévoie 4 entretoises.

Epaisseur=30cm

Hauteur =(ht –(ed+h))=1.52m

Pile intermédiaire

Les deux ponts nécessitent tous deux culées aux extrémités, leurs coûts seront à peu près

les mêmes ; nous n’allons donc pas considérer cet élément comme paramètre de distinction

entre les deux. Mais le nombre de piles intermédiaires diffère (une pour le pont en BP et deux

pour le pont en BA donc deux fois plus supposées des colonnes de diamètre Φ=1.20 et sur une

hauteur de 5,00m.

b. Estimation de la variante

Poutres :

Dalle :5.5*0.18*57= 56.43 m3

Ame : 1.9*0.35*57= 37.905 m3

Talon : 0.8*0.20*57= 9.12 m3

Soit pour les deux poutres : V=206.91 m3

Hourdis

V=0.18*5.5*57= 56.43 m3

Entretoises

V=4*(0.3*1.52*5.5)= 10.032 m3

Piles

== 5*4

²2.1*πV 5.655 m3

Soit le volume total : V=279.027 m3


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28

2. Variante en B.A

a. Prédimensionnement

Poutres


- La longueur totale des poutres est de : l1=19m ;



Telles que :

60.005.1

65.007.1

0

0

+=+=

ll

llt


ml

ml

61.18

15.170

==

Hauteur des poutres

1015

lh

lt ≤≤

On trouve,

cmhcm t 186124 ≤≤

Prenons ht=150cm

Epaisseur des âmes

0.3h<b0<0.4h

45<b0<60

b0 =45cm

Entretoises

On aura en tout 6 entretoises.

L’épaisseur des entretoises est compris entre 25 et 30cm, prenons ee=30cm.

Hauteur :

mhe 425.195.0*50.1 ==


Promotion 2006

29

b. Estimation de la variante

Poutres :

Dalle :5.5*0.18*57= 56.43 m3

Ame : 1.5*0.45*57= 38.475 m3

Soit pour les deux poutres : V=189.81 m3

Hourdis

V=0.18*5.5*57= 56.43 m3

Entretoises

V=6*(0.3*1.425*5.5)= 14.11 m3

Piles

== 2*5*4

²2.1*πV 11.31 m3

Soit le volume total : V= 271.66 m3

3. Récapitulation

Tableau 19 : comparaison du coût des deux variantes

Désignation

Prix unitaire

(ariary/m3)

variantes

B.P B.A

( )ariaryélémentestimatifdevis

mélémentsitatifdevisquant

,/.

/ 3

Poutre en B.P 2.164.000

428.814.603

027.279

Poutre en B.A 2.008.000

280.493.545

271.66

Coût approximatif de

la construction de

l’ouvrage

428.814.603

280.493.545

Nous pouvons visiblement constater que la construction d’un pont en B.A serait plus

économique ; nous orienterons donc notre choix vers cette variante.


Promotion 2006

30

Chapitre 3 : ETUDE HYDROLOGIQUE ET HYDRAULIQUE

III.1 Etude hydrologique

III.1.1 Etude géomorphologique du bassin versant

Le bassin versant est le domaine sur lequel toute précipitation qui tombe afflue vers

l’endroit où le pont sera construit.

Les caractéristiques géomorphologiques du bassin considéré sont données par la

Direction de la Météorologie et de l’Hydrologie. Ils ont trouvé comme surface et périmètre du

bassin respectivement :

S=1407 Km2;

P=194 Km.

La forme du bassin est caractérisée par un indice appelé « coefficient de compacité de

GRAVELIUS » noté K, donné par la formule suivante :

S

PK 28.0=

Après calcul, on trouve : K=1.45

Rectangle équivalent :

Le bassin est assimilé à un rectangle de même périmètre et de même surface appelé

rectangle équivalent, dont les caractéristiques sont données par les formules suivantes :

- Longueur :

−+=2

12.111

12.1)(

K

SKKmL

- Largeur :

L

SKml =)(

on trouve après calcul :

L=79.40 Km ; l= 17.7 Km

Pente moyenne du bassin versant :

D’après les données recueillies à la Direction de la Météorologie et de l’Hydrologie,

pour la rivière d’Ikopa, I= 7.90 m/Km.


Promotion 2006

31

III.1.2 Estimation du débit de crue durant 50 ans

Elle est indispensable pour dimensionner l’ouvrage. La crue du projet est la crue

maximale que l’ouvrage devrait pouvoir évacuer sans causer des dommages à ce dernier.

Le tableau suivant montre les débits annuels de l’Ikopa à la station

d’Ambohimanambola de 1957 à 1989.


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32

Tableau 20: Débits extrêmes annuels de l’Ikopa à la station d’Ambohimanambola

Année Q (m3/s)

1957 77.9

1958 122

1959 215

1961 129

1962 82.3

1963 175

1964 141

1965 152

1966 94.2

1967 110

1968 103

1969 139

1970 150

1971 201

1972 236

1973 228

1974 83.6

1975 361

1976 94.7

1979 48.5

1980 116

1981 78.7

1985 78

1986 249

1987 283

1988 99.3

1989 98.7

Débit (moyenne) (m3/s) 146.14444

Ecart-type (m3/s) 74.697


Promotion 2006

33

Il y a diverses méthodes pour déterminer le débit des crues. Etant donné les données que

nous avons, nous adopterons la méthode de l’hydrologie statistique. Nous allons traiter ces

données par la loi de Gumbel.

La fonction de répartition est définit par la relation : ueeQF

−−=)( où )( 0QQu −= α

α et Qo sont les deux paramètres d’ajustement de Gumbel tel que :

=−=

==

smQQ /5.11245.0

0171633.0780.0

1

30 σ

σα

Et la fonction de répartition de Gumbel devient :

( ) ( )5.1120171633.0 −−−=QeeQF

La fonction au non dépassement est calculée pour une période de retour T donnée par la

relation : T

F1

1−= et le débit se déduit de la formule :

QT

Q +

+

−−−= 45.01

1lnln780.0σ

Pour une période de retour T=50ans, on trouve après calcul :

Q50=340m3/s

Jugement de la Loi de Gumbel par le test χ2

Le test χ2 permet de juger si la loi utilisée est acceptable ou non pour représenter la

distribution statistique des débits.

Les N=27 débits enregistrés dans la rivière d’Ikopa sont classés par ordre de grandeur et

sont divisés en 5 classes.


Promotion 2006

34

Tableau 21 : distribution des N débits en 5 classes

N° classe Bornes x0 Nombre expérimental

ni

1 >220 5

2 220 à 145 5

3 145 à 105 6

4 105 à 90 5

5 <90 6

Le but est de déterminer la proba de dépassement : P(χ2), cette valeur est évaluée sur les

tables de Pearson suivant deux valeurs :

- Le nombre : ( )

∑−

=i

ii

v

vn 22χ tels que :

� ni : nombre des valeurs expérimentales correspondant à la classe i;

� vi : nombre théorique des valeurs contenues dans la classe i,

( )[ ]1)()(1 +−== ∫ + iixx

i xFxFNdxxfNv ii

- λ : nombre de degré liberté, pk −−= 1λ ;

k : nombre de classes de l’échantillon ;

p : nombre de paramètres dont dépend la loi de répartition F, pour la loi de Gumbel p=2

Si P(χ2)>0.05, l’ajustement est satisfaisant et la loi en question est acceptable pour

représenter la distribution statistique des débits, sinon elle est à rejeter.

Déterminons vi selon le tableau suivant par la fonction de répartition de Gumbel :


Promotion 2006

35

Tableau 22 : valeur de vi

Cl

asse

Q F(Q) F(Qi)-F(Qi-1) Vi=N[F(Qi)-F(Qi-1)]

1

2

3

4

5

+

220

145

105

90

0

1

0.854

0.564

0.32

0.229

0.146

0.29

0.244

0.091

0.229

3.942

7.82

6.574

2.458

6.172


χ2=3.99≈4

D’après la table de Pearson,

P(χ2)=0.14>0.05

Donc la loi de Gumbel est acceptable pour représenter la distribution statistique des 27

échantillons de débits extrêmes annuels de la rivière d’Ikopa.

Détermination de l’intervalle de confiance selon la loi de Gumbel

Il est nécessaire de vérifier si le débit estimé à l’aide des lois statistiques comme celle de

Gumbel correspond à la vraie valeur. En effet, cette vraie valeur ne peut être trouvée qu’avec

un échantillonnage de dimension infinie. L’intervalle de confiance est un intervalle dans

lequel il y a un certain nombre de chance de trouver la vraie valeur du paramètre cherché.

Il y a d’autre part la notion de degré de confiance :c’est la probabilité pour que la vraie

valeur se trouve dans l’intervalle. Le degré de confiance dépend de l’importance du projet.

Comme notre projet a une importance économique et exige le maximum de sécurité, prenons

un degré de confiance=95%.

Si Q est la valeur du débit donné par la loi de Gumbel pour un temps de retour

T(ici=50), alors la valeur réelle Qc de débit de crue est telle que :

Q – K2σ < Qc < Q + K1σ Rappelons que :

σ = 74.697m3/s


Promotion 2006

36

et d’après l’abaque de FRECHET-GUMBEL,

K1=1.74, K2=1.06

On trouve après calcul :

261< Qc <470

Le débit estimé à l’aide de la loi de Gumbel correspond à la vraie valeur. On peut donne

prendre ce débit pour le dimensionnement de notre ouvrage.

III.2 Etude hydraulique

Cette étude est très importante pour garantir la longévité de l’ouvrage. Elle consiste au

calage de l’ouvrage en déterminant la hauteur d’eau correspondant au débit de crue du projet

Q50, la surélévation du plan d’eau, la côte de PHE (Plus Haute Eau) ou côte naturelle de l’eau

à prendre en compte et la côte sous poutre.

III.2.1 Détermination de la côte naturelle de l’eau

C’est la hauteur d’eau correspondant au débit du projet au droit du franchissement sans

l’ouvrage. Cette hauteur est déterminée par la formule de MANNING-STRICKLER :

2/13/2 IKSRQ =

Où :

K : coefficient de rugosité (=40 car le cours d’eau est propre et les rives sont presque en

ligne droite ;

S : section mouillée assimilée à une section trapézoïdale de petite base b=37.36m et de

pente m=1.19;

R : rayon hydraulique : P

S=R ;

P : périmètre mouillé ;

I : pente du cours d’eau (=0.0012m/m)

On a

( ) ( )212 mhbP ++=

( )hmhbS +=

La formule de MANNING-STRICKLER devient :

( ) ( )( ) ( )

2/1

3/2

212I

mhb

hmhbhmhbKQ

++

++=


Promotion 2006

37

En faisant varier la hauteur, on trouvera un intervalle de valeur de h correspondant

approximativement au débit du projet.

Tableau 23 : détermination de la hauteur h en fonction du débit

H(m) P(m) S(m2) R(m) R2/3 Q(m3/s)

2 43.58 79.48 1.82 1.11 123.38

2.5 45.13 100.84 2.23 1.66 234.91

3 46.69 122.79 2.63 2.3 396.38

3.5 48.24 145.34 3.01 3.02 615.62

On peut constater que le débit du projet correspond à une hauteur d’eau comprise

entre :2.5 et 3m. En faisant varier h entre ces deux valeurs on trouvera une valeur plus

rapprochée du débit du projet.

Tableau 24 : détermination de la hauteur h par tâtonnement

H(m) P(m) S(m2) R(m) R2/3 Q(m3/s)

2,5 45,1319045 100,8375 2,23428417 1,66400859 234,912253

2,843 46,1982098 115,832832 2,50730132 2,09551996 339,822018

2,8435 46,1997642 115,854896 2,50769453 2,09617728 339,99336

2,8436 46,2000751 115,859309 2,50777317 2,09630875 340,027635

2,8437 46,200386 115,863721 2,50785181 2,09644023 340,061912

2,8438 46,2006968 115,868134 2,50793044 2,0965717 340,096192

2,8439 46,2010077 115,872547 2,50800908 2,09670319 340,130474

2,844 46,2013186 115,87696 2,50808772 2,09683467 340,164758

2,845 46,2044274 115,92109 2,50887407 2,0981497 340,50772

2,85 46,2199712 116,141775 2,51280501 2,10472967 342,225856

3 46,6862854 122,79 2,63010858 2,30582372 396,384932

On trouve une valeur de h=2.8436m pour un débit Q=340.027635 par tâtonnement.


Promotion 2006

38

La hauteur d’eau normale au bout de 50ans est de : h=2.8436m

III.2.2 Surélévation du niveau d’eau

La présence de l’ouvrage en générale (implantation des piles et culées) provoque un

étranglement de la section d’écoulement du cours d’eau. Les pertes de charges qui en résultent

entraînent une surélévation du niveau d’eau ∆Z.

Cette surélévation est donnée par la formule de BERNOULLI :

f

AMh

g

V

SgC

QZ ∆+−=∆

22

2

22

2

α

Où :

Q : débit du projet ;

S : surface mouillée ;

C : coefficient du débit ;

g : accélération de la pesanteur ;

VAM : vitesse d’écoulement à l’entrée du pont ;

α : coefficient sans dimension représentant la distribution des vitesses dans la section

considérée ;

∆hf : perte de charge par frottement

Calcul du coefficient de débit :

C’est le produit des différentes valeurs suivantes :

- Coefficient de contraction;

- Coefficient dû à la présence des piles ;

- Coefficient dû à l’influence du nombre de FROUDE ;

- Coefficient dû à l’influence de la profondeur relative d’eau au droit du pont ;

Supposons que ces différentes valeurs n’ont pas d’influence importante, prenons

C=0.80

Calcul de la vitesse VAM

( ) smhmhb

QVAM /93.2=

+=

Calcul de la perte de charge due au frottement

mKSR

Qb

KSR

QLhf 08.0

²

3/20

²

3/2=

+

=∆


Promotion 2006

39

D’où

mZ 235.0=∆

III.2.3 Tirant d’air

C’est la hauteur entre la base de la poutre et le niveau de l’eau en période de crue. On

prendra un tirant d’air égale à 2m car notre ouvrage se situe dans une zone à végétation assez

dense. Son importance dépend des végétations ou débris pouvant être charriés avec la rivière.

Ce tirant d’air diminue le risque d’obstruction partielle ou totale du pont.

III.2.4 Côte sous poutre

C’est la distance entre la base de la poutre et le fond du lit :

Côte sous poutre=côte naturelle de l’eau+surélévation du niveau d’eau+tirant d’air

Côte sous poutre= 2.8436+0.235+2= 5.08m

Partie III : ETUDE DE LA VARIANTE

PRINCIPALE

Troisième partie : Etude de la variante principale

Promotion 2006

41

Chapitre1 : HYPOTHESES DE BASE ET CARACTERISTIQUES

DES MATERIAUX

I.1. Hypothèses de calcul

Pour le calcul des ouvrages en béton armé, les calculs justificatifs sont conduits suivant

les règles B.A.E.L 91 modifiée 99.

Pour tous les calculs nous allons admettre et adopter les hypothèses suivantes :

- Principe de NAVIER-BERNOULLI : une section plane avant déformation

reste toujours plane après déformation ;

- Dans les calculs de résistance, on ne tient pas compte des bétons tendus

(négligeables) ;

I.2. Système de surcharges

Le mode de calcul est normalisé par le Cahier des Prescriptions Communes malgache.

Pour le calcul des ouvrages, nous adopterons les deux systèmes de surcharge suivantes : la

surcharge A (l) et le système B.

I.2.1. Surcharge A(l)

La chaussée supporte une surcharge uniforme dont l’intensité est donnée en fonction de

la largeur surchargée l :

( )22500060

10.320350

23

6

+++=

lllA

I.2.2. Surcharge B

Ce système comprend trois systèmes distincts dont il y aura lieu d’examiner

indépendamment les effets pour chaque élément de l’ouvrage :

• Le système Bc qui se compose de camions type de 30T. La route est

classée Route Nationale, donc on prendra le système Bc.


Promotion 2006

42

Figure 16, 17, 18 : système Bc

• Le système Be composé d’un essieu isolé de 20T. Surface

d’impact : 2.50m*0.08m.

Figure 19 : système Be


Promotion 2006

43

• Le système Br composé d’une roue isolée de 10T. Surface

d’impact : 0.30m*0.30m.

Figure 20 : système Br

I.2.3 Combinaison d’actions

Les combinaisons d’actions considérées pour les projets ponts-routes d’après les règles

B.A.E.L 91, se ramènent aux deux expressions suivantes :

- Etat Limite Ultime (E.L.U) : 1.35 G + 1.07 (1.5 Q)

- Etat Limite de Service (E.L.S) : G + 1.02Q

Où :

G : représente l’action des charges permanentes ;

Q : représente l’action des charges variables.

I.2.4. Caractéristiques des matériaux

1. Béton

- Le béton utilisé est du béton Q350-CA (dosage de ciment : 350 Kg/m3,

contrôle de mise en œuvre atténué) ;

- Fissuration préjudiciable ;

- Résistance à la compression du béton à 28jours : MPafc 2528 = ;

- Résistance limite à la compression relative à l’E.L.S : 286.0 cbc f=σ ;

- Résistance à la traction à 28jours : MPaff ct 1.206.06.0 2828 =+=

- Densité : > béton armé : 2.5T/m3

> enrobé dense à chaud : 2.3T/m3


Promotion 2006

44

2. Acier

- Nous utiliserons des barres à haute adhérence de classe FeE400 ;

- Limite d’élasticité : MPafe 400= ;

- Contrainte de calcul :

o A l’E.L.U : MPaf

fs

eed 348==

γ

o A l’E.L.S : ( )

= 28*110;5.0;

3

2tees ffMaxfMin ησ (car fissuration

préjudiciable)


Promotion 2006

45

Chapitre2 : ETUDE DE LA SUPERSTRUCTURE

L’ouvrage à projeter est en trois travées indépendantes de 19m à peu près chacun.

Nous envisagerons de construire un pont à une voie de 3.5m de largeur avec deux

trottoirs de 1m de largeur chacun pour la circulation des piétons.

II.1. Prédimensionnement des éléments de la superstructure

II.1.1. Poutre

On aura 2 poutres à travées continues.


- La longueur totale des poutres est de : l1=19m ;



Telles que :

60.005.1

65.007.1

0

0

+=+=

ll

llt


ml

ml

61.18

15.170

==

Hauteur totale de poutre

Elle dépend de la portée de la poutre

1015

lh

lt ≤≤

On trouve,

cmhcm t 186124 ≤≤

Prenons ht=150cm

Epaisseur des âmes

0.3h<b0<0.4h

45<b0<60

Prenons cmb 450 =

II.1.2. Dalle

Largeur :

td hl 6.0> ld>90cm


Promotion 2006

46

Prenons mld 1=

Epaisseur : cmle bd 1625/ ≥≥ pour éviter le poinçonnement sous la charge localisée

Prenons comme épaisseur moyenne de la dalle : ed=18cm

II.1.3. Entretoises

L’épaisseur des entretoises est compris entre 25 et 30cm, prenons ee=30cm.

Hauteur :

mhe 50.1=

Entraxe des entretoises : 18.61m-0.3m=18.31m

Figure 21: caractéristiques géométriques de la poutre

Figure 22: coupe transversale de la superstructure

II.2. Calcul de la dalle

Il y a différentes méthodes pour le calcul des éléments de la superstructure : la méthode

de la R.D.M et la méthode spécifique applicable en B.A.E.L


Promotion 2006

47

Pour l’étude de la dalle, nous allons combiner les deux méthodes : méthode B.A.E.L

pour le calcul des moments fléchissants, et méthode R.D.M pour le calcul des efforts

tranchants.

II.2.1. Hourdis central

Soient :

mla 31.183.061.18 =−= : distance entre deux entretoises

mlb 8.22.000.3 =−= : distance entre deux poutres

254.6 >=b

a

l

l

Donc la dalle est encastrée sur deux côtés suivant la longueur du pont.

1. Vérification du non poinçonnement de la dalle

Pour chaque système de surcharge B, on doit vérifier :

b

cdcu

feuQ

γ28045.0≤

Avec

uQ : charge de calcul vis-à-vis de l’ELU ;

cu : périmètre du rectangle d’impact à considérer au niveau du feuillet moyen de la

dalle ;

de : épaisseur de la dalle ;

a. Surcharge Bc

meeaa rd 49.003.0*218.025.0221 =++=++=

meebb rd 49.0221 =++=

Où :03.0 mer = épaisseur du revêtement

( ) mbauc 96.12 11 =+=

TQu 1812*5.1 ==

TQu 34.42=

uu QQ < ,

Donc la dalle résiste au poinçonnement.


Promotion 2006

48

b. Surcharge Be

meeaa rd 32.003.0*218.008.0221 =++=++=

mhebb rd 74.203.0*218.05.2221 =++=++=

( ) mbauc 12.62 11 =+=

TQu 3020*5.1 ==

TQu 132=

uu QQ <

La dalle résiste au poinçonnement.

c. Surcharge Br

meeaa rd 54.003.0*218.030.021 =++=++=

meebb rd 54.021 =++=

( ) mbauc 16.22 11 =+=

TQu 1510*5.1 ==

TQu 66.46=

uu QQ <

La dalle résiste au poinçonnement.

2. Coefficient de Majoration Dynamique (CMD)

S

Plb 41

6.0

2.01

4.01

++

++=δ

Avec

P : poids du hourdis seul, sans les poutres ni entretoises et des éléments de la

superstructure

Tel que : llgP bh **=

hg : charge permanente : drh ggg +=

- revêtement du tablier : rg =2.3*0.03=0.069T/m2 (densité * épaisseur)

- hourdis (dalle) : == 18.0*5.2dg 0.45T/m2

52.0=hg T/m2


Promotion 2006

49

Et P=27.1 T

S : surcharge maximale du système B ;

S=30*2=60T

et

60

1.27*41

6.0

8.2*2.01

4.01

++

++=δ =1.47

=δ 1.47

3. Calcul des moments fléchissants

a. Largeur influencée par l’application des surcharges

La largeur influencée par l’application de la charge concentrée sera :

Suivant l’axe longitudinal :

+=3

2;

3'sup bb ll

aa

Où a’=a2+2er

Suivant l’axe transversal :

rebb 22 +=

Les valeurs des largeurs influencées respectives à chaque surcharge sont récapitulées dans le

tableau suivant.

Tableau 25: Valeur des largeurs influencées

Système de

surcharge

Bc Be Br

a2(m) 0.25 0.08 0.3

b2(m) 0.25 2.5 0.3

a’(m) 0.31 0.14 0.36

a(m) 1.87 1.87 1.87

b(m) 0.31 2.56 0.36

b. Effet de la charge permanente

Tmlg

M bhgh 51.0

8

2

0 ==


Promotion 2006

50

c. Effet de la surcharge A(l)

( ) ²/88.0225000*60

10*320350

6

mTll

lA b =++

+=

( )( )

TmllA

M blA 45.3

2

* 2

==

d. Effet de la surcharge Bc

Chargement :

Pour le système Bc on distingue deux cas :

- Cas de surchargement d’une roue

²/35.102

11 mT

ba

Pp ==

- Cas de surchargement de 2 roues

( ) ²/92.712 mT

acb

Pp =

+=

1P : charge par essieu (=12T pour le système Bc)

C : distance entre axes des roues jumelles des camions (=0.50m pour le système Bc)

Tmb

lbp

M bp 12.324

10 1

=

−= δ (pour une roue)

( )Tm

cbl

cbpM bp 65.5

242

0 2=

+−+= δ (pour deux roues)

On prend { }21 000 ;sup ppp MMM =

D’où TmM p 65.50 =

e. Effet de la surcharge Be

Chargement :

On a

Pe=20T, donc pe=4.516T/m²

Tmb

lbp

M be

pe94.5

24

*0 =

−= δ

f. Effet de la surcharge Br

On a


Promotion 2006

51

Pr=10T, donc pr=16.057 T/m²

Et

Tmb

lbp

M br

pr56.5

24

*0 =

−= δ

Tableau 26: Valeur des moments de calcul du hourdis central

Système de

surcharge

A(l) Bc Be Br

M0gh (Tm)

M0p (Tm)

0.51

3.45

0.51

5.65

0.51

5.94

0.51

5.56

g. Combinaison d’actions

ELU : ( )pgh MM 00 5.107.135.1 +

ELS : pgh MM 00 2.1+

Tableau 27: Moments de calcul M0 suivant les états limites pour le hourdis central

Système de

surcharge

A(l) Bc Be Br

ELU (M0 Tm) 5.53 9.75 10.22 9.61

ELS (M0 Tm) 4.65 7.29 7.638 7.182

h. Moment au centre de la travée et aux appuis

0

05.0

MM

MM

app βα

==

α et β sont des coefficients dépendant de 'η qui est le rapport de la rigidité cylindrique

de la dalle à la rigidité en torsion des poutres qui la supportent .

[ ]²001.0'3

cmGI

Dl

t

b=η

Avec ( ) ( ) EE

v

eED d 25.506

²2.01*12

18*

²1*12

* 33

=−

=−

=

Et G=0.435E

E : module de déformation de béton homogénéisé


Promotion 2006

52

v : coefficient de poisson, v=0.2 (béton supposé non fissuré)

de :épaisseur de la dalle

[ ]∑

−= 44*63.0

3

1cmt

t

aI i

i

it

ia et it sont respectivement la longueur et largeur des rectangles composant de la section

de la poutre.

44 36640020*63.020

150

3

1cmI t =

−=

Et ²63.49366400**435.0

15625000**25.506001.0' cm

E

E ==η

On a 100'30 << η , d’où

−==

8.0

25.0

βα

(Cf. annexe)

Tableau 28: Moment fléchissant à mi-travée de la dalle et aux appuis

système de

surcharge

A mi-travée M0.5 [Tm] Aux appuis Mapp [Tm]

ELU ELS ELU ELS

A(l) 1.38 1.16 4.42 3.72

Bc 2.44 1.8 7.8 5.832

Be 2.56 1.91 8.176 6.11

Br 2.4 1.8 7.69 5.74

Pour le calcul des armatures, on prend la valeur la plus prépondérante des moments dûs

aux système de surcharge : ici c’est l’effet de la surcharge Be qui prime sur les autres, on

prend donc comme valeur du moment fléchissant la valeur de celle-ci.


Promotion 2006

53

II.2.2. Hourdis console

Figure 23 : Hourdis console

• Charges permanentes :

Hourdis (+ revêtement) : ²/52.0 mTgh =

Trottoir : ²/375.05.2*15.0 mTgt ==

Parapet : mlTGp /06.0=

• Pour les effets dus aux surcharges d’exploitation, on considère les charges

suivantes

1. Une surcharge de trottoir de 0.45T/m², disposée tant en longueur qu’en largeur

pour l’effet maximale envisagé ;

2. Une roue isolé de 3T avec une surface d’impact de 0.20*0.20, disposé dans la

position la plus défavorable.

Dans les calculs de sollicitations, on prendra les valeurs qui donnent l’effet le plus

défavorable.

1. Calcul des moments fléchissants

a. Efforts dus aux surcharges permanentes

hPth

hg bGb

bbgb

gM *2

'"'*

2*

2

+

++=

Avec b’=1m ; "b =0.25m ; mbh 25.1=

D’où TmM g 76.0=


Promotion 2006

54

b. Efforts dus aux surcharges d’exploitation

Surcharge 0.45T/m²

Tmb

bbPM p 3375.02

'"'00 =

+=

Surcharge 3T

P1=3T ; a1=0.20m

TmM

abab

PM

P

hh

P

17.1

)(2

1

11

11

=

−+

=

c. Combinaison d’actions

E.L.U :

( )[ ]TmM

MMMM

app

PPgapp

90.2

;max605.135.1'

10'

=

+=

E.L.S :

( )[ ]TmM

MMMM

app

Popgapp

164.2

;max2.1'

1'

=

+=

2. Calcul des efforts tranchants appliqués sur la dalle

a. Efforts dus à la charge permanente

Charge permanente de la dalle

On a comme charge permanente celle du hourdis avec revêtement :

²/52.0

²/0069.01*3.2*03.0

²/45.01*5.2*18.0

mTggg

mTg

mTg

rdh

r

d

=+=====


Promotion 2006

55

Figure 24 : schéma de calcul de la charge permanente de la dalle

On a 2

* lgRR h

BA ==

mTRA /2375.12

5.5*45.0 ==

Pour x<1.25m

( ) xgxT hhg *−=

( )( )

−=

=

TT

T

hg

hg

5625.025.1

00

Pour 1.25m<x<4.25m

( )( )( )

−=

=

−=

TT

TT

xgRxT

hg

hg

hgAhg

6775.025.4

675.025.1

*

Pour 4.25m<x<5.5m

( )( )( )

=

=

−+=

05.5

56.025.4

*

hg

hg

hBAhg

T

TT

xgRRxT

D’où les valeurs de l’effort tranchant :

Tableau 29 : Valeur de l’effort tranchant du à la charge permanente de la dalle

Effort tranchant [T] Aux appuis En travée

Charge permanente gh 0.56 0.68


Promotion 2006

56

Charge du trottoir et du parapet

On a comme charges permanentes : la charge répartie du trottoir et la charge

ponctuelle du parapet :

mlTg

mTg

p

t

/06.0

²/03751*5.2*15.0

===

On a [ ] mTggRR tpBA /435.01*222

1 =+==

Pour x<0.1m

( )( )( ) TT

T

xgxT

g

g

tg

0375.01.0

00

*

=

=

−=

Pour 0.1<x<1m

( )( )( ) TT

TT

xggxT

g

g

tpg

435.01

0975.01.0

*

−=

−=

−−=

Pour 1<x<1.25m

( )( ) ( ) TTT

ggxT

gg

tpg

435.025.11

1*

−==

−−=

Pour 1.25<x<2.75m

( )( ) ( ) 075.225.1

1*

==

−−=

gg

tpAg

TT

ggRxT


Tableau 30 : Valeur de l’effort tranchant du à la charge permanente du trottoir et

du parapet pour le calcul de la dalle


Charge permanente gp et gt 0.435 0


Promotion 2006

57

b. Efforts dus aux surcharges d’exploitation

Surcharge A(l)

On a comme valeur de la surcharge A(l) :

( ) ²/88.0225000²60

10*320350

3

6

mTll

lAq =++

+==

Figure 25 : schéma de calcul de la surcharge de la chaussée pour le calcul de la dalle

On a ( )

mTRR

lqRR

BA

BA

/54.15.3*88.0*5.0

*2

1

===

==

Pour 1<x<1.25m

( ) ( )( )( ) TT

T

xqxT

q

q

q

385.025.1

01

1*

−=

=

−−=

Pour 1.25<x<4.25m

( ) ( )( )( ) TT

TT

xqRxT

q

q

Aq

32.125.4

32.125.1

1

−=

=

−−=

Pour 4.25<x<4.5m

( ) ( )( )( ) 05.4

385.025.4

1

=

=

−−+=

q

q

BAq

T

TT

xqRRxT


Promotion 2006

58


Tableau 31: Valeur de l’effort tranchant du à la surcharge A(l) supporté par la

dalle


Charge permanente A(l) 0.385 1.32

Surcharge Bc

On a comme valeur de la surcharge Bc une charge ponctuelle :

Tq 12=

Schéma de calcul

On a les réactions suivantes :

Tq

RR BA 62

===

TRRT BAq 6===

Effort dus aux surcharges du trottoir

On a la surcharge répartie :

²/45.0 mTqt =

Schéma de calcul


mTRR

lqRR

BA

ttBA

/45.0

2*2

1

==

==


Promotion 2006

59

Pour 0<x<1m

( )( )( ) TT

T

xqxT

tq

tq

ttq

45.01

00

*

−=

=

−=

Pour 1<x<1.25m

( )( ) ( ) TTT

qxT

tqtq

ttq

45.025.11

1*

−==

−=

Pour 1.25<x<4.25m

( )( ) ( ) 025.425.1

1*

==

+−=

tqtq

Attq

TT

RqxT


Tableau 32: Valeur de l’effort tranchant du aux surcharges du trottoir pour le

calcul de la dalle


Surcharge du trottoir 0.45 0

d. Combinaison d’actions

A l’ ELU :

La combinaison d’action se fait comme suit :

VU=1.35VG +1.07*1.5 VQ

Aux appuis

( )( ) ( )[ ] TV

VVVVV

appu

tqBqpgtghgappuc

69.1145.06*605.1435.056.0*35.1

605.1),(35.1

=+++=

+++=

En travée

( ) ( )TV

VVV

tu

lAqhgtu

04.3

605.135.1)(

=

+=


Promotion 2006

60

A l’ELS :

La combinaison d’action se fait comme suit :

QGs VVV 2.1+=

Aux appuis

( ) ( )( ) TV

VVVVV

apps

tqcBqtgpghgapps

735.845.06*2.1435.056.0

2.1,

=+++=

+++=

En travée

TV

VVV

ts

lAqhgts

264.232.1*2.168.0

*2.1)(

=+=

+=

Tableau 33: Tableau récapitulatif des efforts tranchants supportés par la dalle aux

états limites

Aux appuis En travée

ELU ELS ELU ELS

11.69 3.04 5.17 2.264

II.2.3. Calcul des armatures

Pour le calcul des armatures, on prendra parmi les effets ses surcharges la valeur la plus

déterminante. Dans notre cas, c’est l’effet de la surcharge A(l) qui prime sur les autres.

1. Armatures principales

On a une fissuration préjudiciable, donc le calcul se fait uniquement à l’E.L.S car c’est

le plus déterminant.

Figure 26 : Schéma de calcul des armatures de la dalle


Promotion 2006

61

Armature longitudinale

On a comme moment de calcul :Mser=19100Nm (moment fléchissant du au surcharge Be

à mi-travée à l’E.L.S).

s

s

ser

db

M

σµ

σµ

*²16*100

19100

*²*

1

01

=

=

( ) MPafff tees 6.201*110;5.0max;3

2min 28 =

= ησ

0002.01 =µ

Les valeurs de 1β et k se lisent à partir du tableau présenté en annexe :

==

019.0

925.01

k

β

On a :MPa

MPak

cbcb

scb

15

83.3

=<==

σσσσ

Donc la section est simplement armée

Et

²4.6

**1

cmA

d

MA

s

ser

=

=σβ

Prenons 126φ , A=6.78 cm²/m

Armature de répartition

²26.23

1cmAAP ==

Prenons comme armature de répartition 5φ 8=2.51cm²/m

Pourcentage minimal d’armatures

• Suivant lb (armatures de répartition), transversalement :

min

0min /²44.1018*88

blp

bl

AA

mcmhA

>===

• Suivant la (armatures longitudinales) :


Promotion 2006

62

min

minmin 425.12

3*

al

blal

AA

AA

>

=−= α

Avec 15.031.18

8.2 ===a

b

l

lα

Les conditions sont vérifiées

2. Armatures aux appuis

Armatures longitudinales

On a comme moment de calcul : Mser=61100Nm


060.0

842.0

012.0

1

1

===

k

βµ

cbcb σσ <= 1.12

Donc la section est simplement armée.

A=22.49cm²

On prendra mcm /²13.25208 =φ

Armatures de répartition

Ap=8.37cm²

On prendra mcm /²05.9128 =φ

Les pourcentages minimaux sont toujours vérifiés.

3. Vérification à l’effort tranchant

La condition suivante doit être vérifiée :

MPa

MPa

f

db

V

u

u

b

cu

uu

87.15.1

40*07.0

73.0160*1000

10*69.11

*07.0*

4

28

0

==

==

=≤=

τ

τ

γττ

uu ττ < , la condition est vérifiée.

Les armatures transversales ne sont pas nécessaires.


Promotion 2006

63

II.3. Calcul des entretoises

Les entretoises sous la dalle ont les caractéristiques suivantes :

• Epaisseur : 30cm

• Hauteur : 1.50m

Figure 27 : disposition des entretoises

Nous aurons uniquement des entretoises aux abouts dans la mesure où notre ouvrage est

à une seule voie

II.3.1 Détermination des sollicitations

1. Effets de la charge permanente

Poids propre des entretoises

mTg /125.15.1*3.0*5.21 ==

• Moment fléchissant

Tmlg

M g 26.18

²3*125.1

8

²1

1===

• Effort tranchant

Tmlg

Tg 69.12

*1

1==

Poids propre de la dalle


Promotion 2006

64

mTg /25.4455.9*18.0*5.22 ==


Tmlg

M g 78.48

²*2

2==


Tlg

Tg 375.62

*2

2==

Poids propre du trottoir

mTg /5.3455.9*15.0*5.23 ==


Tmlg

M g 94.38

²*3

3==


Tlg

Tg 25.52

*3

3==

2. Effet des surcharges d’exploitation

Surcharge A(l)

( ) ²/88.0225000²60

10*320350

3

6

mTll

lA =++

+=

( ) ( ) mTlAq lA /32.8455.9* ==


( )( ) Tm

lqM lA

lAq 36.98

²*==


( )( ) T

lqT lA

lAq 48.122

*==

Surcharge du trottoir

On a une surcharge :

mTq /25.4455.9*45.02 ==


Promotion 2006

65


Tmlq

M q 78.48

²*2

2==


Tlq

Tq 375.62

*2

2==

3. Combinaison d’actions

A l’E.L.U :

( ) ( )( )( ) ( )( )

TV

TmM

VVVVVV

MMMMMM

u

u

qlAqgggu

qlAqgggu

24.48

32.35

605.135.1

605.135.1

2321

2321

==

++++=

++++=

A l’E.L.S :

( ) ( )( )( ) ( )( )

TV

TmM

VVVVVV

MMMMMM

ser

ser

qlAqgggser

qlAqgggser

941.35

312.26

2.1

2.1

2321

2321

==

++++=

++++=


entretoises d’about

Sollicitations ELU ELS

Moment fléchissant [Tm] 35.32 26.312

Effort tranchant [T] 48.24 35.941

II.3.2 Calcul des armatures

1. Armatures longitudinales

0023.06.201*²135*30

263120

*²*

1

01

==

=

µ

σµ

s

ser

db

M


Promotion 2006

66

on trouve :

==

021.0

920.01

k

β

On a :MPa

MPak

cbcb

scb

15

23.4

=<==

σσσσ

Donc la section est simplement armée

²51.10

**1

cmA

d

MA

s

ser

=

=σβ

On prendra 166φ , A=12.06cm²/m

2. Armatures de répartition

²02.43

1

cmA

AA

P

P

=

=

Prenons 106φ , AP=4.71cm²/m



MPa

MPa

f

db

V

u

u

b

cu

uu

87.15.1

40*07.0

19.11350*300

10*24.48

*07.0*

4

28

0

==

==

=≤=

τ

τ

γττ

uu ττ < , la condition est vérifiée.

Les armatures transversales ne sont pas nécessaires.

II.4. Calcul de la poutre

On étudiera la poutre sur une seule travée.

II.4.1 Détermination des sollicitations

1. Effets de la charge permanentes

Les charges permanentes supportées par la poutre sont les suivantes :

- Poids propre des deux poutres : mTgpp /12*20.0*5.2 == ;


Promotion 2006

67

- Poids propre de la dalle : ²/45.018.0*5.2 mTgd == ;

- Poids propre des parapets : mlTgap /12.02*06.0 == ;

- Poids propre des trottoirs : ²/375.015.0*5.2 mTgt == ;

- Poids propre des entretoises : ²/5.44*5.1*30.0*5.2 mTge ==

Donc on a la charge permanente

( ) ( ) ( ) ( ) mTgp /845.81*5.41*2*15.0*5.21*12.05.5*45.0(1 =++++=


TRR

lgRR

BA

pBA

32.24

*2

1

==

==

Pour 0<x<0.3m

Effort tranchant :

( )( )( ) TT

oT

xgxT

pg

pg

ppg

65.23.0

0

*

−=

=

−=

Moment fléchissant

( )( )( ) TmM

M

xgxM

pg

pg

ppg

4.03.0

00

²*2

1

−=

=

−=

Pour x=9.5m

Effort tranchant :

( )( ) 05.9

*

=

−=

pg

pg

T

xgRxT pA

Moment fléchissant

( ) ( )( ) TmM

xRxgxM

pg

Appg

35.1755.9

3.0²*2

1

=

−+−=


Promotion 2006

68

2. Effets des surcharges d’exploitations

Surcharge A(l)

On a une surcharge :

( ) ( )( )

( ) mTq

q

llAq

lA

lA

rlA

/08.3

5.3*88.0

*

=

=

=

rl : largeur roulable

On a les réactions :

( )

TRR

lqRR

BA

lABA

26.29

*2

1

==

==

Pour 0<x<0.3m

Effort tranchant :

( )( ) ( )

( )( )

( )( ) TT

oT

xqxT

lA

lA

lA

q

q

lAq

924.03.0

0

*

−=

=

−=

Moment fléchissant

( )( ) ( )

( )( )

( )( ) TmM

M

xqxM

lA

lA

lA

q

q

lAq

14.03.0

00

²*2

1

−=

=

−=

Pour x=9.5m

Effort tranchant :

( )( ) TT

xgRxT

pg

pg pA

05.9

*

=

−=

Moment fléchissant

( ) ( )( ) TmM

xRxgxM

pg

Appg

207.1305.9

3.0²*2

1

=

−+−=


Promotion 2006

69

Surcharge Bc

Le système de surcharge Bc est constitué de charges roulantes sur le pont, il importe de

déterminer la position des convois qui donnent les effets maximaux.

Pour le calcul des sollicitations dues à la surcharge Bc , on utilise le Théorème de

BARRE : « le moment fléchissant est maximale au droit d’un essieu lorsque cet essieu et la

résultante du convoi se trouvent dans des sections symétriques par rapport au milieu de la

poutre.

Nous avons un pont de trois travées indépendantes. Nous ferons donc l’étude sur une

travée de 19m.

Généralement on utilise 2 camions de 30T pour notre cas. On aura donc 6 positions

différentes des convois à étudier.

La position de la résultante R est déterminée par la relation :

i

ii

RP

xPx

)(∑=

Où

iP indique la charge de l’essieu n°i

ix indique la distance de l’essieu n°i par rapport à un point. Dans notre cas on positionne

ce point à l’arrière du dernier camion.

On trouve

mxR 3.9=

La figure suivante montre la position de la résultante R par rapport à l’arrière du camion.

1 2 3 4 5 6

R

Figure 28 : position de la résultante R des deux camions par rapport à l’arrière du

camion


Promotion 2006

70

Détermination des sollicitations maximales pour chaque position :

Position n°1

1 2 3 4 5 6

R

Figure 30 : position n°1du convoi

On a ∑ −==

=+

Bii

BA

RxPAM

TRR

190/

54


TR

TR

A

B

97.19

03.34

==

Effort tranchant :

TRT B 03.34max ==

Moment fléchissant :

( ) Tmxl

Pxl

Pl

RMl

MM A 115.123222

*5.92 2211max =

−−

−−==

=


Promotion 2006

71

Position n°2

1 2 3 4 5 6

R

Figure 31 : position n°2 du convoi

On a ∑ −==

=+

Bii

BA

RxPAM

TRR

190/

54


TR

TR

A

B

1.22

9.31

==

Effort tranchant :

TRT B 9.31max ==


( ) TmMl

MM 35.1255.92max ==

=

Position n°3

1 2 3 4 5 6

R



Promotion 2006

72

On a ∑ −==

=+

Bii

BA

RxPAM

TRR

190/

54


TR

TR

A

B

49.28

51.25

==

Effort tranchant :

TRT A 49.28max ==


( ) TmMl

MM 405.615.92max ==

=

Position n°4

1 2 3 4 5 6

R


On a ∑ −==

=+

Bii

BA

RxPAM

TRR

190/

60


TR

TR

A

B

45.35

55.24

==


Promotion 2006

73

Effort tranchant :

TRT B 45.35max ==


( ) TmMl

MM 525.1275.92max ==

=

Position n°5

1 2 3 4 5 6

R


On a ∑ −==

=+

Bii

BA

RxPAM

TRR

190/

48


TR

TR

A

B

8.25

2.22

==

Effort tranchant :

TRT A 8.25max ==


( ) TmMl

MM 65.1275.92max ==

=


Promotion 2006

74

Position n°6

1 2 3 4 5 6

R


On a ∑ −==

=+

Bii

BA

RxPAM

TRR

190/

36


TR

TR

A

B

19

17

==

Effort tranchant :

TRT A 19max ==


( ) TmMl

MM 55.1305.92max ==

=

On constate que le moment maximale est celui de la position n°6 :

M max=130.55Tm

Tmax=35.45T


Promotion 2006

75

Les valeurs des différentes sollicitations de calcul sont résumées dans le tableau suivant.

Tableau 36: Valeur des sollicitations de calcul de la poutre

Charges et surcharge Moment fléchissant [Tm] Effort tranchant [T]

Charges permanentes : 35.175=pgM 65.2=

pT

Surcharge d’exploitation :

A(l)

Bc

130.207

130.55

0.924

35.45

Combinaison d’actions

A l’E.L.U :

TV

TmM

VVV

MMM

u

u

Bqgu

cBqgu

47.60

25.446

605.135.1

605.135.1

==

+=

+=

A l’E.L.S :

TV

TmM

VVV

MMM

ser

ser

cBqgser

cBqgser

19.45

01.332

2.1

2.1

==

+=

+=

Tableau 37: Valeur des sollicitations de calcul de la poutre aux états limites

Sollicitations ELU ELS

Moment fléchissant [Tm] 446.25 332.01

Effort tranchant [T] 60.47 45.19

II.4.1 Calcul des armatures

On a Mser=332.01Tm=3320100Nm

1. Armatures longitudinales

0204.0²0

1 ==s

ser

db

M

σµ

on trouve :


Promotion 2006

76

==

088.0

816.01

k

β

On a :MPa

MPak

cbcb

scb

15

74.17

=>==

σσσσ

La section sera à double armature.

53.015

151 =

+=

scb

cb

σσσ

α

NmdbM cbbr 2684000²3

12 0

11 =

−= σαα

( ) ²87.24'

' cmdd

MMA

cs

brser =−

−=

σ

Prenons 324φ

²64.144'*

31 1

cmAd

MA

s

cs

s

br =+

−=

σσ

σα

Prenons 4010φ et 322φ



MPa

MPa

f

db

V

u

u

b

cu

uu

87.15.1

40*07.0

24.21350*200

10*47.60

*07.0*

4

28

0

==

==

=≤=

τ

τ

γττ

uu ττ > , la condition n’est pas vérifiée. On aura besoin des armatures transversales.

Le diamètre des armatures transversales sera égal à 3/lφ .


Promotion 2006

77

Chapitre 2 : PREDIMENSIONNEMENT DES ELEMENTS

DE L’INFRASTRUCTURE

II.1 Culée

Chaque culée comportera :

• Un mur garde grève ;

• Un mur de front ;

• Un mur en retour ;

• Un sommier d’appui ;

• Une dalle de transition ;

• Une semelle.

Figure 36 : morphologie des culées

II.1.1 Mur garde grève

Hauteur : h0=2m ;

Epaisseur : e=0.1+0.1h

cme 30=

Epaisseur :h=2m

Longueur :5.5m


Promotion 2006

78

II.1.2 Mur en retour

Les murs en retour sont des voiles d’épaisseur constante encastrés à la fois sur le mur

garde grève, le mur de front et la semelle dans sa partie arrière. L’épaisseur des murs en retour

est dimensionnée par des variations de résistance mécanique et varie entre 30 et 45 cm.

II.1.3 Mur de front

Le mur de front est un voile épais dont l’épaisseur varie de 0.80m à 1.20m. Cette

épaisseur est généralement surabondante sur le plan mécanique, mais il convient de viser une

certaine robustesse et une certaine rigidité pour que la culée fonctionne dans de bonnes

conditions.

II.2 Fondation

Nous opterons pour des pieux métalliques car ils sont plutôt faciles à mettre en œuvre.

Ils sont très résistants aussi et remplis de béton armé, l’ensemble peut former une fondation et

à la fois une pile très solide.

Le pont sera supporté par deux files de deux pieux de 610mm de diamètre extérieur par

exemple.

On utilisera des pieux métalliques à l’intérieur desquels sera coulé du béton une fois les

ferraillages installés.

La côte sous poutre est évaluée à 5.08m. Le niveau du PHEC est estimé à 2.83m. On

devrait donc fonder à une profondeur au moins égale à 4 fois la montée des PHEC.

D’où la hauteur des pieux nécessaires sera :

mhp 4.16)83.2*4(08.5 =+≥

II.3 Chevêtre

Chaque file de pieux sera rehaussée d’un chevêtre de :

• Hauteur :

875.19.0

5.1

25.16.0

<<=

<<

c

t

tct

h

mh

hhh

Prenons mhc

5.1=

• Largeur : nous prendrons celle de l’ouvrage, les deux pieux seront

espacés de 3m : donc, mlc 5.5=

Partie IV :

ETUDE DE LA REALISATION PRATIQUE DU

PROJET DE CONSTRUCTION D’UN PONT SUR

LA RN 58B AU PK 5+900 entre Antanjonandriana

et Ambohimanambola

Quatrième partie : Etude de la réalisation pratique du projet

Promotion 2006 80

Introduction

Les différentes parties précédentes étaient destinées à l’étude théorique d’un projet de

construction d’un nouveau pont sur la rivière IKOPA à Ambohimanambola. La partie

réalisation pratique d’un projet devrait être parfaitement maîtrisée par les techniciens. Cela

exige, en effet, la maîtrise des différentes technologies de construction.

Afin de mieux cerner les différents points concernant la réalisation de ce projet, il nous a

été indispensable de passer un stage pratique auprès du bureau d’études INFRAMAD dans le

cadre de la construction d’un pont définitif sur la rivière Ikopa au PK 5+900 de la RN 58 B

entre Tanjonandriana et Ambohimanambola. La partie superstructure de l’ouvrage n’a pas été

modifiée ; l’objet des travaux consistait à renouveler les culées et à ajouter une pile

intermédiaire pour assurer une durée de service plus prolongée de l’ouvrage.

La réalisation de la superstructure de notre nouveau pont est plutôt fréquente à

Madagascar. L’intérêt particulier de ce chantier, et parallèlement, celui des travaux prévus

pour notre projet, par rapport aux autres chantiers d’ouvrage d’art, se trouve au niveau de

nature des travaux à exécuter : ripage du pont métallique et battage des pieux métalliques.

Nous allons donc, dans cette partie de l’étude de la réalisation pratique du projet, nous

étendre un peu plus sur les travaux de ripage du pont et du battage des pieux. Notons par

ailleurs que ces différents travaux à exécuter lors de la réalisation de l’infrastructure de notre

projet sont les mêmes que ceux exécutés dans ce chantier.


Promotion 2006 81

Chapitre 1 : FONCTIONNEMENT DU CHANTIER

I.1 Présentation du marché

I.1.1. Présentation du projet

L’intitulé du projet est la construction d’un pont définitif sur l’Ikopa au PK 5+900 de la

RN 58 B entre Tanjonandriana et Ambohimanambola.

I.1.2. Les différents intervenants

On distingue:

- L’administration : le Ministère des Travaux Publics et du Transport ;

- L’entreprise titulaire du marché : l’Entreprise COLAS ;

- La mission de contrôle : la société INFRAMAD- Société Malgache d’Ingénierie.

I.1.3. Financement

Le coût du marché est estimé à 589 267 904 d’Ariary hors TVA. Pour le financement, le

DAIHO CORPORATION assume la totalité du coût du marché hors TVA ; d’autre part,

l’Etat Malagasy couvre le montant du TVA (18%) soit la somme de 106 068 223.26 d’Ariary.

I.1.4. Délai d’exécution

Les travaux doivent être exécutés dans un délai de quatre (4) mois. Les travaux

préparatifs et l’installation du chantier ont débuté le 06 Juin dernier.

I.2. Présentation de la société INFRAMAD

Dénomination : INFRAMAD- Société Malgache d’Ingénierie

Statut : Société Anonyme

Siège Social : Rue, Dr RASAMIMANANA Behoririka, Antananarivo

Télephone : 020 22 230 96

Nom du Directeur : Jules RAZANAMANDRANTO

La société INFRAMAD s’occupe de l’étude de projets, elle représente aussi le maître

d’œuvre en assurant le contrôle et surveillance des travaux de construction.

Ces projets peuvent être des projets d’aménagement routiers ou des projets

d’aménagement d’ouvrages d’art.


Promotion 2006 82

Cette société est rattachée à la Société BCEOM- Société Française d’Ingénierie pour

former le groupe INFRAMAD-BCEOM.

• Personnels responsables du présent projet

L’équipe de contrôle et surveillance pour ce projet se compose de :

- Mr Lucien RAMAROSON : Ingénieur chargé du contrôle ;

- Mme Landiarivelo RANAIVOARISON : Ingénieur chargé de

la surveillance ;

- Mr Rija Tiarison ANDRIAMARO : Ingénieur rattaché à la

surveilance ;

- Mr Richard RASOLOFOARIMANANA : assistant de

surveillance


Promotion 2006 83

Chapitre 2 : PROCEDES ET TECHNIQUES DE

CONSTRUCTION DU PONT DEFINITIF

II.1 Consistance des travaux

Il ne s’agit pas ici de construire un nouveau pont, en mais à renforcer un ancien. En

effet, l’ancien pont a cédé sous le poids de deux véhicules lourds et s’est effondré en 2004.

Après, un autre pont, métallique aussi (pont MABEY Compact 200), a été installé pour

assurer le transbordement. Ce pont a donc été prévu pour servir provisoirement avant la

construction d’un autre. Pour cela, l’état malagasy a pu obtenir l’aide de la société DAIHO

Corporation. Faute de financement, la construction d’un nouveau pont en béton armé ou en

béton précontraint a été impossible ; il fallait donc se contenter de l’actuel pont. Cependant, ce

dernier sous le phénomène de fatigue peut se déformer rapidement et on devrait le renforcer

pour qu’il tienne longtemps. Les travaux actuels consistent donc à implanter une

infrastructure pour le pont.

Les différentes méthodologies expliquant travaux exécutés seront reportées en annexe.

II.2. Différentes phases des travaux

Installation de chantier

Ripage du pont

Implantation des pieux

Ferraillage et bétonnage des pieux

Construction du chevêtre

Modification des culées


Promotion 2006 84

II.3 Travaux préparatoires

II.3.1. Installation de chantier

Cette première phase des travaux consiste à préparer la zone de travail et à installer les

locaux à usage de bureau et de lieu de stockage.

II.3.2. Signalisation et sécurité du chantier

Dès l’installation de chantier, des panneaux de signalisation doivent être installés dans le

périmètre environnant le chantier pour prévenir l’entourage et les usagers de la route.

II.4 Travaux de ripage du pont

II.4.1. Travaux préparatoires

1. Construction des culées provisoires

Pour l’implantation des pieux et la construction du chevêtre, il faut d’abord déplacer le

pont. Des travaux de ripage du pont sont donc nécessaires. Des culées sont construites pour

servir d’appui au pont à sa place provisoire.

Photo 1 : pont MABEY avant le ripage (à gauche : culée provisoire

nouvellement construite)


Promotion 2006 85

2. Dispositif de calage

Une alternance de rangée de madriers et de platelages est placée sur la culée provisoire

afin de rattraper le niveau actuel du pont.

Photo 2 : culée provisoire avec dispositif de calage

II.4.2. Vérinnage du pont

Avant le déplacement, le pont est d’abord petit à petit soulevé par vérinnage. Ce

dispositif est composé d’un vérin à système hydraulique placé à chaque extrémité du pont,

dont les photos sont représentées dans la page suivante.

Photos 3,4 : Dispositif de vérinnage


Promotion 2006 86

II.4.3. Ripage du pont

1. Rouleur express

Une fois soulevé, le pont repose directement sur le système de ripage : deux plaques de

TPN 20mm (750*600mm2) et une rangée de rouleurs express (sorte de patins permettant au

pont de se déplacer sans trop de frottement).

Photo 5 : rouleur express

Photo 6 : système de ripage (plaques+rouleur express)


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2. Dispositif de traction

Le pont est tiré par deux tirforts fixés aux deux extrémités du pont. Mais sur l’autre rive,

faute de place pour fixer le tirfort, l’autre extrémité du pont est poussée par un cric forestier.

Photos 7,8 : tirfort et cric forestier

3. Technique de ripage

Avant tout déplacement, des levés topographiques sont effectués pour repérer et

marquer l’axe transversal du pont. En effet avant et après le ripage, le pont doit se trouver sur

le même axe de façon à pouvoir retrouver sa position exacte une fois remise à sa place

définitive.

Le pont à sa place initiale ne reposait pas directement sur les culées mais d’abord sur des

poutres métalliques. Le pont est d’abord soulevé à la hauteur limite du vérin puis calé par des

madriers puis de nouveau soulevé et calé jusqu’à ce qu’on arrive à une élévation suffisante

pour pouvoir enlever les poutres métalliques.

Ces différentes cales sont une à une enlevées en relâchant petit à petit le vérin jusqu’à ce

que le pont repose directement sur la culée. Puis on met en place le système de ripage.

Le pont est ensuite tiré de 20cm à peu près à chaque fois tout en veillant à ce que la

trajectoire de ripage ne sorte pas de l’axe précédemment tracé. La traction se fait d’une rive à

l’autre mais jamais simultanément pour éviter un mouvement trop brusque qui pourrait

déséquilibrer le pont.

Une illustration de la méthodologie de ripage sera reportée an annexes.


Promotion 2006 88

II.5 Implantation des pieux

II.5.1. Caractéristiques des pieux utilisés

Les pieux utilisés sont des pieux métalliques en tube. Ce sont des pieux sans soudure de

8 à 12m, l’extrémité est chanfreinée pour jouer le rôle de trousse coupante.

II.5.2. Technique de mise en œuvre utilisée

Les entreprises sont souvent obligées de dévier momentanément le cours de la rivière et

assurer la mise hors d’eau de la zone d’implantation pour pouvoir implanter les piles. Pour ce

chantier-ci, l’Entreprise COLAS a eu recours à d’autre moyen plus pratique : l’utilisation d’un

ponton, sorte de bac sur lequel on exécute les travaux sur rivière. Cette technique s’accorde

parfaitement avec le type de travaux exécutés : en effet l’implantation de ces piles se faisait

simplement par battage des pieux métalliques qui seront remplis de béton armé.

II.5.3. Battage des pieux métalliques

Il y a différentes phases avant le battage proprement dit d’un pieu.

Il y a d’abord le bardage qui consiste à transporter le pieu pour l’installer sous la

sonnette.

Puis il y a la mise en fiche qui consiste à ajuster la position verticale du pieu par rapport

à la position exacte d’implantation du pieu en question, le ponton est ensuite fixé sur deux

côtés de chaque rive. Cette opération se fait à l’aide de deux appareils topographiques :

théodolite, qui seront fixés perpendiculairement par rapport au pieu ; la position verticale

exacte du pieu sera l’intersection des deux directions des appareils topographiques.

Cette phase de mise en fiche a été particulièrement difficile car les travaux s’exécutaient

sur rivière : le ponton, bien que solidement fixé, est toujours difficilement stable à cause de

l’écoulement ; une fois la position exacte trouvée, l’ensemble peut encore bouger et on

recommence l’opération.

Enfin, le pieu est prêt pour être battu.

Les enfoncements sont notés au fur et à mesure ; pour chaque volée de 100coups,

l’enfoncement est mesuré à l’aide d’un appareil topographique : niveau, stationné en un lieu

fixe. Lorsque sous une volée de séries de 100coups l’enfoncement (ou fiche) augmente de

moins en moins de 1 à 2mm, il faut considérer qu’il y a refus absolu.

Il faut tout au moins faire attention aux faux refus, le pieu peut heurter un bloc rocheux.

Toutefois, des études géotechniques doivent être faite préalablement. Ces études peuvent


Promotion 2006 89

repérer la profondeur du substratum ; la profondeur à laquelle on obtient le refus absolu

devrait avoisiner cette profondeur. Tant que cette profondeur n’est pas encore atteinte, on

pourrait penser à un faux refus : pour franchir l’obstacle en question, on pourrait toujours

descendre et dégager l’obstacle manuellement, mais à la limite on pourrait utiliser de petites

charges d’explosif car les pieux sont très robustes et peuvent aisément y résister.

II.6 Inconvénients et avantages des pieux métalliques

II.6.1 Inconvénients

Pour des fondations qui n’ont à reprendre aucun moment fléchissant, et ne subissent pas

de flambement, le prix du pieu métallique est souvent trop élevé par rapport au pieu en béton

armé. Toutefois, même dans des fondations simples, on peut préférer le pieu métallique, pour

des raisons de rapidité d’exécution, de facilité de bardage et de mise en fiche, ou pour des

motifs de sécurité si le risque de rencontre de rognons n’est pas négligeable.

Mais d’une façon générale, le plus gros reproche qui puisse être fait au pieu métallique

réside dans sa sensibilité à la corrosion.

Considérons donc un pieu d’une palée d’ouvrage d’art et voyons les attaques qu’il subit.

Figure 37 : Différentes zones sensibles d’un pieu


Promotion 2006 90

L’oxydation par apport d’oxygène est :

- Maximale en 4 ;

- De valeur de plus en plus décroissante pour 3, 2 et 5 ;

- Faible en 6 ;

- Pratiquement nulle en 7

A ces effets d’oxydations s’ajoutent les effets de l’érosion qui sont :

- Maximaux en 5 ;

- Plus faibles et de valeur de plus en plus décroissante pour 6 et 4 ;

- Très faible et de valeur de plus en plus décroissante pour 3 et 2 ;

- Nuls en 1 et 7.

Il faut d’abord remarquer que l’action de ces trois effets est lente.

Il est donc d’abord possible de limiter les effets de l’oxydation :

• En prenant des tubes étanches.

• En exigeant une épaisseur minimale de métalmm7≥ ;

• en utilisant des peintures de protection : une première couche au départ de

l’usine, une deuxième après débarquement et avant stockage, une troisième après

transport et avant battage, étant entendu qu’après battage, les éraflures et

épaufrures de la partie apparente doivent être reprises. La peinture utilisée est un

brai-résine époxy. Les peintures peuvent être renouvelées dans les parties à l’air

libre. Dans les parties enterrées, les peintures sont certainement en partie arrachées

lors du battage, mais une certaine protection demeure, notamment dans la zone 6

qui est la plus exposée.

• En rendant la corrosion du pieu métallique peu dangereuse pour la stabilité

de l’ouvrage : les pieux métalliques sont souvent battus ouvert ; le terrain pénètre

donc à l’intérieur, se comprime sous l’action d’ « effets-voute » et ne remonte que

sur une certaine hauteur. A l’autre extrémité, se trouve une certaine longueur

remplie par le béton armé chargé d’assurer la liaison de la superstructure avec le

pieu. La partie intermédiaire est remplie de béton maigre. Il y adons trois zones :

béton armé, béton maigre et terres comprimées. La partie en béton armé pouvant

être calculée comme si elle devait résister seule, il est toujours possible de jouer

sur répartition des trois zones, à la limite, le pieu métallique ne sera plus qu’un

coffrage perdu dont le prix est justifié par des facilités de mise en œuvre.

Il faut remarquer que :


Promotion 2006 91

- Dans la mesure où elle n’est soumise à aucun moment, la zone de terres

comprimées devrait pouvoir résister après disparition du métal du pieu.

- Lorsque le terrain est composé d’éléments fins sur une très grande

profondeur, on peut avoir intérêt à battre les pieux avec une opercule à leur

extrémité. Ce dispositif est surtout intéressant soit avec des pieux de diamètre trop

faible pour être visitable, soit lorsqu’on désire les remplir entièrement de béton ou

béton armé et seulement lorsqu’on sait que le pieu ne s’arrêtera pas sur un bed-

rock et que le risque de rencontre de gros éléments rocheux est très faible.

- Il est nécessaire de vider partiellement le pieu pour avoir une hauteur

suffisante ne béton armé.

- La zone en béton armé est facile à réaliser : il suffit de descendre un

ferraillage avec des cales en mortier pour obtenir un mise en place correcte. La

seule précaution à prendre consiste à ne pas placer des armatures transversales

formant « grille » ; en effet, le béton est déversé dans le pieu et pour limiter sa

ségrégation ; il faut lui éviter le maximum d’obstacles dans sa chute .

II.6.2 Avantages

En matière d’ouvrage d’art, il est difficile et coûteux de faire des fondations à l’abri des

affouillements dans un terrain offrant une portance suffisante en raison de l’importante

profondeur qu’il faut généralement atteindre. Mais les économies en ce domaine sont souvent

dangereuses.

Dans les pays comme le nôtre, les renseignements sur les affouillements sont souvent

inexistants alors que les hauteurs de crues sont importantes. Il faut donc fonder très bas.

Les techniques classiques les plus utilisées sont le caisson et la fondation sur groupe de

pieux en béton armé.

Le caisson par ses dimensions, est déjà d’un coût élevé, il est assez difficile à mettre en

place (nécessite parfois même une île artificielle) ; il résiste mal à une crue surgissent en cours

de fonçage, ce qui est d’autant plus fâcheux que cette opération est assez longue ; il est

malaisé de descendre droit et régulièrement un petit caisson.

La fondation sur un groupe de pieux en béton armé oblige à descendre la semelle

jusqu’au niveau des affouillements. Cela suppose une fouille importante à l’abri d’un

batardeau de palplanche par exemple ; or ce dernier, bien que provisoire, revient très cher, et


Promotion 2006 92

se montre encore plus fragile que le caisson lorsqu’il subit une crue ; en outre dans une

enceinte réduite, le battage des pieux se fait dans des conditions difficiles ; il faut utiliser des

moyens d’épuisement très puissants ; la semelle en elle-même représente une importante

masse de béton armé d’un coût non négligeable ; les travaux sont longs ; la portance d’un

groupe de pieux est mal connue ; si les affouillements descendent plus bas que prévu, ils

seront renforcés par la masse de la semelle et des pieux : les pieux en béton armé qui

supportent mal le cisaillement ne résisteront probablement pas ; ces mêmes pieux se fissurent

souvent au battage, se rompent aisément à la rencontre d’un bloc erratique (et ce parfois de

l’équipe de battage) ; ils sont lourds à manier, et les entures sont longues à réaliser.

Compte tenu des fonds limités dont disposent les pays en voie de développement, il

fallait essayer de trouver un moyen mieux adapté à ces régions. La solution retenue fut le pieu

métallique. Grâce à sa résistance qui lui permet de descendre sans déformation à la

profondeur souhaitée, on peut toujours obtenir la portance recherchée.

La durée d ‘exécution, les risques et le matériel à mettre en œuvre sont des éléments

importants du coût des travaux. Or, le pieu métallique est très peu fragile au transport, ce qui

est fort appréciable sur les pistes ; sa manipulation pour le bardage et la mise en fiche est aisée

car il est assez léger et très robuste. Le seul matériel à déplacer est la sonnette.

Le pieu métallique présente de gros avantages eu égard aux aléas su terrain, ce qui est

très appréciable car ce dernier est généralement mal connu :

• le fait de battre les pieux ouverts leur permet de s’encastrer dans les roches de

résistance moyenne (grés et calcaires par exemple). La trousse coupante est

renforcée en fonction des terrains prévus et aléas envisagés;

• la rencontre d’un gros blocs ou d’un banc rocheux qu’on désire franchir se fait

en vidant le pieu, à la limite, en utilisant de petites charges d’explosif car le pieu

est très robuste ;

II.7 Mise en œuvre des bétons

Pour la mise en œuvre du béton, les tableaux suivants montrent la proportion des

différents matériaux pour un m3 selon la consistance du béton mis en œuvre.


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Gros béton pour béton ordinaire

Tableau 38: Dosage pratique des bétons pour béton ordinaire

Consistance Ciment (Kg) Sable (m3) Cailloux (m3) Eau (l)

Béton très sec

Béton sec

Béton plastique

Béton coulé

150-300

15-325

150-350

175-375

0.575-0.500

0.575-0.475

0.550-0.450

0.525-0.425

0.850

0.825

0.800

0.775

120-130

130-150

150-170

170-190

Béton de gravillon pour béton armé

Tableau 39 : dosage pratique de béton gravillon pour béton armé

Ciment (Kg)

Sable (m3)

Gravillon (m3)

Eau (l)

300-600

0.400

0.800

180-240


Promotion 2006 94

Chapitre 3 : CONTROLE ET SURVEILLANCE DES

TRAVAUX

III.1. Responsabilités de la mission de contrôle

Depuis le temps, les responsabilités de la mission de contrôle se sont un peu limitées.

Avant, l’équipe de surveillance contrôlait absolument tout sur le chantier. Actuellement on

exige du responsable de l’Entreprise qu’il élabore ce qu’on appelle le « Plan d’Assurance

Qualité », document qui garantie à l’administration la qualité et la conformité de ses travaux.

Ce document décrit entre autre les différentes responsabilités et les différentes étapes à suivre

pour le contrôle de chaque mise en œuvre. L’Entreprise a sa part de contrôle appelée

« contrôle intérieur » et l’équipe de surveillance effectue un autre contrôle appelé « contrôle

extérieur ».

Néanmoins, l’équipe de contrôle et de surveillance a ses fonctions respectives :

1. Rôle de l’ingénieur chargé du contrôle

L’ingénieur chargé du contrôle est chargé de suivre l’exécution technique des travaux et

leur réalisation dans le cadre du programme d’exécution agréé. Il voit, vérifie et arrête les

comptes du marché.

Il est responsable devant l’ingénieur en chef, du contrôle de l’exécution du marché.

Ses attributions comprennent en particulier :

- L’approbation des dispositions générales prises par

l’entrepreneur concernant : les installations de chantier, le

programme d’exécution des travaux et les sous-traitants éventuels ;

- Le contrôle et l’approbation des dispositions techniques

particulières prévues pour l’exécution des travaux et notamment :

l’approbation des projets d’exécution, métrés et notes de calculs

établis par l’entrepreneur ; l’approbation des corrections apportées

éventuellement par l’entrepreneur au projet administratif,

l’agrément des dispositions prévues pour les différentes natures

d’ouvrages ;

- Le contrôle administratif et financier du marché.


Promotion 2006 95

2. Rôle de l’ingénieur chargé de la surveillance

Les attributions de l’ingénieur chargé de la surveillance comprennent en particulier :

- La surveillance de l’exécution des travaux, conformément aux

projets d’exécutions approuvés aux plans contractuels, aux

prescriptions des pièces contractuelles et aux ordres de service de

l’autorité chargé du contrôle ;

- Le contrôle des caractéristiques des matériaux utilisés et de leur

conformité avec les normes prescrites ;

- Tenue d’un journal de chantier pour les attachements techniques

journalier et un carnet d’attachement des quantités à payer à

l’entreprise conformément au mode d’évaluation des travaux ;

- Réceptions des différentes natures d’ouvrage ;

- Etablissement des comptes.

III.2. Formalités administratives

III.2.1. Plans d’exécution

Avant chaque exécution des travaux, l’entreprise doit présenter à l’ingénieur chargé du

contrôle les différents plans y correspondants pour approbation.

III.2.2. Point d’arrêt

Chaque étape des travaux exécutés doit être réceptionnée. Pour cela l’entreprise fait une

demande de réception et attend le résultat et l’avis de l’ingénieur chargé de la surveillance

avant d’entamer l’étape suivante de l’exécution des travaux : c’est le point d’arrêt.

L’ingénieur chargé de la surveillance peut, selon les circonstances, soit accepter, soit

refuser ou émettre une réserve (oui, non ou oui avec réserve).

III.2.3. Cas de réclamation ou de litige entre les deux parties

S’il y aune quelconque rectification à recommander de la part de l’équipe de contrôle,

l’ingénieur de surveillance peut le faire verbalement. Néanmoins, en cas de non respect de la

part de l’Entreprise, l’ingénieur de contrôle lui transmet une lettre appelée : note de chantier.

L’administration doit avoir une copie de toutes les lettre et document que se

communiquent l’ingénieur de contrôle et l’entreprise.


Promotion 2006 96

III.2.4. Journal de chantier

Les travaux exécutés, la liste des matériels utilisés, la liste du personnel de l’entreprise

présent sur le chantier, le temps et les conditions atmosphériques dans lesquelles ces travaux

ont été exécutés, chaque jour de travail, doivent être résumés dans un document appelé

journal de chantier. Celui-ci est tenu et rempli par le surveillant et doit être signé chaque jour

par les deux parties.

III.2.5. Réunion de chantier

Une réunion se tient à chaque fin de semaine entre les représentants des trois parties :

administration, équipe chargée du contrôle et entreprise. Afin de s’assurer de l’avancement

des travaux, l’administration profitera de cette réunion pour se mettre au courant des

évènements de la semaine. La mission de contrôle se mettra aussi au courant des prochains

travaux prévus, de leur mode d’exécution et surtout profitera de la réunion pour faire

différentes réclamations et remarques destinées à l’Entreprise.

III.3 Contrôle et surveillance des travaux

A chaque étape des travaux de construction, l’équipe de surveillance assume un rôle

précis pour que les travaux soient effectués selon les règles de l’art.

III.3.1 Installation de chantier

L’ingénieur de surveillance étudie le plan d’installation du chantier et le programme

d’exécution des travaux, et veille à qu’il concordent avec les prescriptions du marché.

III.3.2 Signalisation et sécurité du chantier

Dès l’installation du chantier et pendant toute la durée des travaux, l’équipe de

surveillance vérifie que la signalisation joue son rôle, c’est-à-dire qu’elles est bien adaptée à

ce qu’on attend d’elles : protection des tiers et notamment des usagers de la route contre les

accidents, absence de perturbation sur le chantier, etc. Elle veillera au bon état des dispositifs

mis en place qui devront être tenus constamment propres.

III.3.3 Livraison de matériaux

1. Granulats

Les granulats doivent être propre, exempte d’impureté (poussière, charbon, bois, terre

ou argile…).


Promotion 2006 97

La propreté des granulats, surtout celle des sables, est une qualité très importante pour

permettre d’obtenir de bon béton. Le surveillant y veillera à chaque arrivée de granulats sur le

chantier. Les granulats collants et salissants les mains par exemple ne sont jamais propres. En

outre, seuls les résultats des analyses du laboratoire peuvent apprécier définitivement la

propreté et la granularité des granulats.

2. Eau de gâchage

L’eau de gâchage doit, elle aussi, être propre (moins de 2g/l de matières en suspension).

L’utilisation de l’eau de mer, des marais, de toutes eau sucrées, ferriques ou fortement

minéralisées est formellement interdite pour le béton armé ou précontraint.

3. Ciment

Les caractéristiques physiques et mécaniques du ciment doivent être vérifiés au

laboratoire, néanmoins le surveillant doit dans tous les cas vérifier :

- La provenance et la désignation d’un ciment. Elles doivent être

conforme à celle mentionnées dans le marché et ne doivent être

changées par l’Entrepreneur par sa propre initiative.

- Le stockage des ciments livrés : le ciment sera mis à l’abri des

intempéries dans des locaux très secs, clos et ouverts ; en pratique, il

faudra pour cela qu’il soit ceux-ci doivent être stockés dans un endroit

ventilé et muni de sols isolant le ciment de l’humidité.

4. Armatures

Le surveillant veillera à la conformité de la classe, provenance, marque et l’état (qualité)

des aciers utilisés. Les diamètres seront vérifiés au pied à coulisse.

Les aciers seront stockés de façon à les protéger contre la rouille contre les souillures de

toute nature et contre le mélange des livraisons différentes ; ils ne sont jamais stockés à même

le sol.

III.3.4 Mise en œuvre des bétons

Contrôle des caractéristiques mécaniques :

Le contrôle des bétons peut se faire sur béton frais à la mise en œuvre ou, a posteriori,

sur l’ouvrage, après prise. Pour ce chantier-ci, le contrôle des bétons se fait sur béton frais.


Promotion 2006 98

Dans ce cas, on opère par prélèvements, soit à la sortie du bétonnière, soit dans la masse

même de l’ouvrage avant la prise.

Le contrôle traditionnel de béton frais procède par moulage d’échantillons cylindriques

de hauteur voisine de 32cm et de diamètre voisin de 16cm, donnant 200cm² de section. Des

précautions s’imposent pour ces prélèvements. Effectués à la bétonnière dans ces moules de

dimensions réduites, les gros granulats risquent de séparer du mortier. Il faut donc vibrer les

moules et surfacer le béton. Ces échantillons sont écrasés à la presse et donnent la résistance à

la compression. La valeur admissible devrait avoisiner les 25MPa.

Pour le contrôle interne, l’Entreprise titulaire possède déjà un laboratoire, les essais à

l’écrasement se font juste en présence des agents de contrôle.

Pour contrôler la consistance du béton, on procède aussi le slump-test, essai permettant

d’évaluer l’affaissement du béton à l’aide du cône d’Abraham. On utilise une boîte

tronconique en tôle ouverte à ses deux bouts et reposant sur une tôle plate par sa plus grande

face.

Figure 38: Cône d’Abraham

Les essais comme le slump-test sont souvent imprécis et il serait illusoire de vouloir

définir un affaissement par un chiffre. On ne peut que donner de larges limites comme

mentionnées dans le tableau suivant.


Promotion 2006 99

Tableau 40: Valeurs limites de l’affaissement en fonction de la consistance du

béton

Consistance du béton Affaissement en cm

Béton sec

Béton plastique

Béton coulé

Béton liquide

0-1

3-10

10-15

15-20

Epandage et pervibration du béton :

Les procédés de mise en œuvre des bétons sont liés d’une part à la consistance du béton

frais. Le béton est vibré avec des sondes vibrateurs de différentes tailles. Les couches

successives auront une épaisseur ne dépassant pas les 45cm en moyenne. Cette épaisseur est

en effet liée au diamètre, à la fréquence et la force du pervibrateur utilisé.

L’introduction de l’aiguille doit se faire lentement, verticalement et à vitesse régulière

de la même manière que pour le béton-témoin pour les prélèvements. Cette précaution est très

utile pour que la masse soit vibrée de façon parfaitement homogène. Son inclinaison

éventuelle ne le dépasse pas les 45°. En aucun cas on ne doit tolérer que l’aiguille serve à

étaler le béton et encore moins autoriser les ouvriers à mettre les pieds sur elle pour accélérer

cette action d’étalement.

On évitera autant que possible de toucher aux armatures et au coffrage avec le

pervibrateur en mouvement (risque de dislocation, de fissuration et de formation de nids).

Le retrait de l’aiguille se fera lentement. Il ne doit subsister aucune trace de celle-ci car

elles se rempliraient de mortier, de laitance ou d’eau.

III.3.5 Ferraillage

Les armatures de B.A intéressent la mission du surveillant du triple point de vue de leur

façonnage, de leur mise en place dans les coffrages et de leur vérification avant le coulage du

béton.


Promotion 2006 100

1. Façonnage des armatures

Les armatures doivent être coupées, cintrées à froid.

Le redressement, même partiel, d’une barre H.A est formellement interdit. Ce fait est

très fréquent sur les chantiers et le surveillant devrait y faire très attention.

Toute tentative de redressage, par un coup de masse ou avec chauffage d’une

armature qui, par exemple, entre mal dans le coffrage, doit être rigoureusement interdite.

2. Mise en place des armatures

Bien vérifier la fixité des armatures car la pervibration exige une fixité rigoureuse.

Le moyen le plus fréquemment utilisé pour fixer entre elles deux barres est la ligature à l’aide

d’un fil en acier recuit (de Φ1 à 2mm). Il est recommandé d’alterner laz direction des ligatures

simples afin d’augmenter la rigidité du treillis.

3. Vérification des armatures

La vérification des armatures porte surtout sur les points suivants :

• Nature, marque et diamètre des fers ;

• Longueur des fers ;

• Nombre de barres, cadres et étriers ;

• Propreté des fers ;

• Espacement des aciers ;

• Qualité du façonnage, portant notamment sur la correction d’exécution des crochets et

des équerres, le respect des rayons de courbure défini pour chaque groupe d’armatures par les

dessins d’exécution ;

• Longueur et disposition des recouvrements : pour les armatures principales, on

n’accepte en aucun cas le recouvrement non prévu ou placé à un endroit ne figurant pas sur

les dessins d’exécution ;

• Solidité des ligatures ;

• Pose correcte des cales et nombre suffisant, veiller à ce que les cales métalliques ne

soient pas en contact directe avec le coffrage ;

• Enrobage des fers : distance minimale aux parois, entre lits et éventuellement entre

fers ;

• Par rapport au coffrage, cet enrobage doit obligatoirement être assuré au moyen de

cales ;


Promotion 2006 101

• par rapport au parement non coffré, il doit être par vérification de niveau et fixation de

repères.

Quand tout est prêt, l’Ingénieur de surveillance peut permettre le bétonnage.

III.3.6 Travaux de ripage du pont

Au cours du ripage du pont, l’Ingénieur de surveillance veillera à ce que le pont en cours

de déplacement, dans la mesure du possible, dans l’axe initiale du pont, préalablement tracé

avant tout déplacement. Ceci pourrait mieux être garantie dans la mesure où le déplacement

pour un côté de chaque pont se fait petit à petit.

Le pont avant et après le ripage doit être dans le même état : fixation, axe longitudinal,

transversal.

III.3.7 Battage des pieux

Les ferraillages qui serviront d’armature pour le béton de remplissage des pieux doivent

être solidement fixés. Ils seront transporter à une distance et une hauteur considérables.

Toutefois le recours à une quelconque soudure est formellement interdite, même pour simple

fixation.

On s’assurera de la conformité de la profondeur de battage avec les résultats d’étude

géotechnique pour ne pas se laisser leurrer par les faux refus.

102

CONCLUSION

Bref, on peut affirmer que la zone d’influence de notre projet est très productive, elle a

de grandes potentialités tant économique, que culturelle. Son désenclavement pourrait avoir

un impact considérable sur l’économie du pays. Il est évident que la construction d’un pont à

Ambohimanambola s’avère indispensable, de plus pour assurer un développement durable et

constant de la région, il faut des infrastructures solides et qui garantissent la fluidité de la

circulation ainsi que la sécurité des usagers.

Pour une solution durable, plus économique et efficace, nous avons choisi la variante

d’un pont en B.A de 57m de portée. Ainsi, après ces années d’études et de documentation,

nous avons pu élaborer une étude certes pas très complète mais très intéressante d’un projet de

construction d’un pont ; grâce à la formation acquise durant les trois années d’études à

l’ESPA et l’approfondissement du thème choisi. L’étude propose une solution économique et

plus pérenne pour un nouveau pont.

Par ailleurs, le stage que nous avons pu effectuer au sein de la société INFRAMAD,

nous a permis de relever le fonctionnement réel d’un chantier avec les procédés et techniques

de construction proprement dite et le contrôle et surveillance des travaux. Ainsi nous avons pu

acquérir une expérience capitale lors de différents travaux d’exécution sur terrain.

BIBLIOGRAPHIE Bibliographie :

[1] P. GALABRU, Traité des procédés généraux de construction : « Les ouvrages d’art »

éditions EYROLLES

[2] Max JACOBSON «Traité de pratique des travaux : constructions - béton – travaux

publics » - Tome second ;

[3] H. Mathieu « Guide du chantier Mémento du surveillant »

[4] André PERRELLON « Ponts sur pieux métalliques »

[5] « Pont MABEY COMPACT » par l’industrie MABEY and Johnson Ltd..

[6] Règles BAEL91 modifiées 99, règles pratiques de conception et de calcul des ouvrages en

béton armé, édition EYROLLES 2000.

Cours à l’ESPA :

[1] RABENATOANDRO Martin : « cours d’hydraulique routière »

[2] RAJOELINANTENAINA Solofo : « cours de pont »

[3] RAKOTOMALALA Jean Lalaina : « cours de pont »

[4] RANDRIANASOLO David : « cours d’hydraulique générale »

[5] RAVAOHARISOA Lalatiana: « cours de béton armé »

[6] RAZAFINJATO Victor : « cours de RDM »

ANNEXES

Annexe 1 : Carte de localisation de la zone d’influence

3

Annexe 2 : Tableaux

5

Tableau 1 :Section en cm² de 1 à 20 armatures de diamètre Ø en mm

6

Tableau 2 : Valeurs de α et β en fonction de 'η

Structure de la dalle

Section de calcul

'η <30 30-100 >100

Part du Moment par rapport à M0

Min Max Min Max Min Max

Hyperstatique en une travée

Sur les appuis -0.8 -0.65 -0.5 Section médiane

0.5 0.6 0.7

Hyperstatique en 2 travées

et plus

Sur les appuis intermédiaires

-0.8 0.25 -0.8 0.25 -0.8 0.25

Sur les appuis externes

-0.8 -0.65 -0.5

Section médiane

-0.25 0.5 -0.25 0.6 -0.25 0.7

7

Tableau 3 : valeurs de 1β , k et 1ρ en fonction de 1µ

Annexe 3 : Photos

9

Photo A1 : Dispositif de battage Photo A2 : Mise en fiche du pieu n°1

Photo A3 : Battage du pieu n°1 Photo A4 : Mise en place des

ferraillages du pieu

Photo A5 : Coffrage du chevêtre Photo A6 : Chevêtre fini

Annexe 4 : Plans

11

Ø 8 4 Ø 32

2 Ø 32

Ø 12 6 Ø 7 /ml

10 Ø 40 10 Ø 40

2 Ø 32

4 Ø 32

Coupe transversale de la superstructure

12

13

14

15

16

17

18

19

20

21

22

TABLE DES MATIERES

INTITULES Pages

REMERCIEMENTS

SOMMAIRE

LISTE DES TABLEAUX

LISTE DES FIGURES

LISTE DES PHOTOS


LISTE DES ANNEXES

INTRODUCTION…………………… ………………………………………………….1

Partie I : Etude socio-économique du projet……………………………..2

Chapitre 1 Localisation et historique du projet………………………………………..3

II.1 Localisation du projet………………………………………………………....3

II.2 Historique ……………………………………………………………………..3

Chapitre 2 Etude socio-économique de la zone d’influence…………………………...4

III.1 Définition ………………………………………………………………….4

III.2 Délimitation de la zone d’influence………………………………………..4

III.3 Etude démographique……………………………………………………...4

II.3.2. Répartition spatiale de la population d’Ambohimanambola ………………4

III.3.2 Estimation de l’évolution démographique ...................................................7

III.3.3 Potentialité économique ...............................................................................8

7. Industrie …………………………………………………………………...8

8. Agriculture ………………………………………………………………...8

9. Elevage ……………………………………………………………………9

10. Artisanat …………………………………………………………………..10

11. Produits miniers …………………………………………………………...11

12. Tourisme …………………………………………………………………..11

III.3.4 Potentialité sociale ………………………………………………………..12

5. Enseignement …………………………………………………………………...12

6. Infrastructure sanitaire ………………………………………………………….12

7. Loisir ……………………………………………………………………………12

8. Organisations …………………………………………………………………....12

Organisations culturelles ……………………………………………………………12

Organisations gouvernementales ou non ……………………………………………13

II.4 Etude du trafic …………………………………………………………………13

II.5 Justification du projet …………………………………………………………16

Partie II : Etude préliminaire …………………………………………….. 17

Chapitre 1 Description et caractéristiques de l’ouvrage existant ……………………18

I.1 Description de l’ouvrage existant ………………………………………………18

I.2 Caractéristiques du pont ......................................................................................18

Chapitre 2 : Analyse des variantes proposées………………………………………….23

II.1 Proposition de variantes …….…………………………………………………23

Variante n°1 ………………………………………………………………………...23

Variante n°2 ……………………………………………………………...…………23

Variante n°3 ………………………………………………………………………...24

Analyse des trois variantes …………………………………………………………24

II.2 Comparaison des deux variantes restantes …………………………………….25

II.2.1 Hypothèses et données de base ……………………………………………...25

II.2.2 Etude des variantes …………………………………………………………..25

4. Variante en B.P …………………………………………………………………26

a. Prédimensionnement ………………………………………………………..26

b. Estimation de la variante …………………………………………………….27

5. Variante en B.A …………………………………………………………………28

a. Prédimensionnement ………………………………………………………..28

b. Estimation de la variante …………………………………………………….29

6. Récapitulation …………………………………………………………………..29

Chapitre 3 : Etude hydrologique et hydraulique ……………………………………...30

III.1 Etude hydrologique ……………………………………………………………30

III.1.1 Etude géomorphologique du bassin versant ………………………………...30

III.1.2 Estimation du débit de crue durant 50 ans …………………………………..31

III.2 Etude hydraulique ……………………………………………………………..36

III.2.1 Détermination de la côte naturelle de l’eau …………………………………36

III.2.2 Surélévation du niveau d’eau ………………………………………………..38

III.2.3 Tirant d’air …………………………………………………………………..39

III.2.4 Côte sous poutre …………………………………………………………….39

Partie III : Etude de la variante principale……………………………….40

Chapitre1 : Hypothèses de base et caractéristiques des matériaux…………………..41

I.1. Hypothèses de calcul ……………………………………………………………41

I.2. Système de surcharges …………………………………………………………41

I.2.1. Surcharge A(l) ……………………………………………………………….41

I.2.2. Surcharge B ………………………………………………………………….41

I.2.3 Combinaison d’actions ………………………………………………………..43

I.2.4. Caractéristiques des matériaux ………………………………………………43

3. Béton ……………………………………………………………………….43

4. Acier ………………………………………………………………………..44

Chapitre2 : Etude de la superstructure………………………………………………...45

II.1. Prédimensionnement des éléments de la superstructure ……………………...45

II.1.1. Poutre ……………………………………………………………………....45

II.1.2. Dalle ………………………………………………………………………...46

II.1.3. Entretoises ………………………………………………………………….46

II.2. Calcul de la dalle ………………………………………….…………………..47

II.2.1. Hourdis central ………………………………………….…………………..47

4.Vérification du non poinçonnement de la dalle ……………….…………………..47

a. Surcharge Bc ...............................................................................................47

b. Surcharge Be ………………………………………….…………………..48

c. Surcharge Br ………………………………………….…………………..48

5.Coefficient de Majoration Dynamique (CMD) ……………………….…………..48

6.Calcul des moments fléchissants …………………………………….……………49

a. Largeur influencée par l’application des surcharges ……….……………..49

b. Effet de la charge permanente …………………………….……………….50

c. Effet de la surcharge A(l) ………………………………….………………50

d. Effet de la surcharge Bc …………………………………….……………...50

e. Effet de la surcharge Be …………………………………….……………...50

f. Effet de la surcharge Br …………………………………….………………51

g. Combinaison d’actions …………………………………….………………51

h. Moment au centre de la travée et aux appuis …………….………………..51

II.2.2. Hourdis console …………………………………………….……………….53

3.Calcul des moments fléchissants ………………………………….………………53

d. Efforts dus aux surcharges permanentes ………………….……………….53

e. Efforts dus aux surcharges d’exploitation ……………….………………...54

f. Combinaison d’actions ………………………………….………………...54

4.Calcul des efforts tranchants appliqués sur la dalle …………….………………...54

c. Efforts dus à la charge permanente …………………….……………….....54

d. Efforts dus aux surcharges d’exploitation …………….…………………...57

e. Combinaison d’actions ……………………………….……………………59

II.2.3. Calcul des armatures ………………………………….……………………..60

4. Armatures principales …………………………………….……………………..61

5. Armatures aux appuis …………………………………….……………………..62

6. Vérification à l’effort tranchant ………………………….……………………...62

II.3. Calcul des entretoises ………………………………….………………………63

II.3.1 Détermination des sollicitations …………………………………………….63

4. Effets de la charge permanente ……………………………………………..63

5. Effet des surcharges d’exploitation …………………………………………64

6. Combinaison d’actions ……………………………………………………..65

II.3.2 Calcul des armatures ……………………………….………………………..65

4. Armatures longitudinales ………………………….………………………...65

5. Armatures de répartition ………………………….…………………………66

6. Vérification à l’effort tranchant ………………….………………………….66

II.4. Calcul de la poutre ………………………………………………….…….……66

II.4.1 Détermination des sollicitations ………………………………….………….66

3. Effets de la charge permanentes ………………………………….………….67

4. Effets des surcharges d’exploitations …………………………….………….68

Surcharge A(l) ……………………………………………………….……...…68

Surcharge Bc ……………………………………………………….…………..69

II.4.1 Calcul des armatures ………………………………………………….………75

3. Armatures longitudinales ……………………………………….…….……...75

4. Vérification à l’effort tranchant ……………………………….……….…….76

Chapitre 2 : Prédimensionnement des éléments de l’infrastructure…….…….………77

II.1 Culée ……………………………………………………………….…….……...77

II.2 Fondation ………………………………………………………….…….……..78

II.3 Chevêtre …………………………………………………………….…….…….78

Partie IV : Etude de la réalisation pratique du projet de construction d’un

pont sur la RN 58B au PK 5+900 entre Antanjonandriana et

Ambohimanambola .......................................................................................79

Introduction ………………………………………………………………….…………..80

Chapitre 1 : Fonctionnement du chantier ………………………………….…………...81

I.1 Présentation du marché …………………………………………….…………...81

I.2.1. Présentation du projet ………………………………………………………..81

I.2.2. Les différents intervenants …………………………………………………...81

I.2.3. Financement ………………………………………………………………….81

I.2.4. Délai d’exécution .............................................................................................81

I.2 Présentation de la société INFRAMAD ………….……………………………81

Chapitre 2 : Procédés et techniques de construction du pont définitif ………………83

II.1 Consistance des travaux ……………………………………………………….83

II.2. Différentes phases des travaux ……………………………………………….83

III.3 Travaux préparatoires ………………………………………………………...84

III.3.1. Installation de chantier ……………………………………………………84

III.3.2. Signalisation et sécurité du chantier ……………………………………...84

II.4 Travaux de ripage du pont ……………………………………………………84

II.4.1. Travaux préparatoires ……………………………………………………..84

3. Construction des culées provisoires ………………………………….84

4. Dispositif de calage …………………………………………………...85

II.4.2. Vérinnage du pont …………………………………………………………..85

II.4.3. Ripage du pont ……………………………………………………………...86

4. Rouleur express ……………………………………………………….86

5. Dispositif de traction ………………………………………………….87

6. Technique de ripage …………………………………………………...87

II.5 Implantation des pieux ………………………………………………………..88

II.5.1. Caractéristiques des pieux utilisés …………………………………………..88

II.5.2. Technique de mise en œuvre utilisée ………………………………………..88

II.5.3. Battage des pieux métalliques ………………………………………………88

II.6 Inconvénients et avantages des pieux métalliques ……………………………89

II.7 Mise en œuvre des bétons ……………………………………………………92

Chapitre 3 : Contrôle et surveillance des travaux……………………………………..94

III.1. Responsabilités de la mission de contrôle ……………………………………94

1. Rôle de l’ingénieur chargé du contrôle ……………………………………94

2. Rôle de l’ingénieur chargé de la surveillance ……………………………..95

III.2. Formalités administratives …………………………………………………...95

III.2.1 Plans d’exécution ….…………………………………………………………95

III.2.2 Point d’arrêt …..……………………………………………………………...95

III.2.3 Cas de réclamation ou de litige entre les deux parties ……..………………..95

III.2.4 Journal de chantier …………………………………………….…………….96

III.2.5 Réunion de chantier ………………………………………………………...96

III.3 Contrôle et surveillance des travaux …………………………………………96

III.3.1 Installation de chantier ……………………………………………………..96

III.3.2 Signalisation et sécurité du chantier ………………………………………..96

III.3.3 Livraison de matériaux ……………………………………………………..96

III.3.4 Mise en œuvre des bétons ………………………………………………….97

III.3.5 Ferraillage …………………………………………………………………..99

4. Façonnage des armatures ……………………………………….100

5. Mise en place des armatures ……………………………………100

6. Vérification des armatures ……………………………………..100

III.3.6 Travaux de ripage du pont ………………………………………………….101

III.3.7 Battage des pieux …………………………………………………………...101

CONCLUSION ………………………………………………………………………….102

BIBLIOGRAPHIE

ANNEXES

TABLE DES MATIERES

Nom : RANDRIAMANANJARA

Prénoms : Hery Miarisoa

Adresse : logt XVY 66 Bis Manjaka Vontovorona Alakamisy TANA102

Téléphone : 033 12 470 67

Thème du mémoire :

« CONSTRUCTION D’UN PONT A AMBOHIMANAMBOLA

SUR LA RN58B AU PK 5+900 »

Nombre de pages : 102

Nombre de tableaux : 40

Nombre de figures : 38

Nombre de photos : 14

RESUME :

Le présent mémoire concerne l’étude de construction d’un pont à Ambohimanambola

sur la RN58B au PK 5+900, thème choisi pour un mémoire de fin d’études en vue de

l’obtention du Diplôme de Licence en Bâtiment et Travaux Publics.

Ce livre comprend des parties traitant l’étude théorique du pont, en considérant la

justification du projet dont on a retenu comme variante principale un pont en Béton Armé

avec les études théorique y afférentes, ceci en tenant compte des règles B.A.E.L 91/99.

Par ailleurs une étude réalisation pratique du projet particulièrement mise en exergue

termine l’ouvrage.

Rubrique : Pont Route

Mots-clés : Chantier, Ambohimanambola, dalle, poutre, entretoise, armatures.

Directeur de mémoire : Mme Lalatiana RAVAOHARISOA.

Documents

CONSTRUCTION D’UN PONT A AMBOHIMANAMBOLA SUR LA …