CONSTRUCTION D’UN PONT A AMBOHIMANAMBOLA SUR LA …
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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
Tableau 35: Valeur des sollicitations de calcul aux états limites pour le calcul des
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 32 : Position n°3 du convoi
Figure 33 : Position n°4 du convoi
Figure 34 : Position n°5 du convoi
Figure 35 : Position n°6 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
LISTE DES ABREVIATIONS ET NOTATIONS
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.
Première partie : Etude socio-économique du projet
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.
Première partie : Etude socio-économique du projet
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.
Première partie : Etude socio-économique du projet
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
Première partie : Etude socio-économique du projet
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
Première partie : Etude socio-économique du projet
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
Production d’électricité
Production d’électricité
Fabricatoion de cigarettes
Fabrication de matériaux de construction en argile
Mise en bouteille de gaz
Fabrication de savon
Adduction d’eau
Source : C.R d’Ambohimanambola
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 :
Première partie : Etude socio-économique du projet
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
Source : C.R d’Ambohimanambola
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
Source : C.R d’Ambohimanambola
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 :
Première partie : Etude socio-économique du projet
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
Source : C.R d’Ambohimanambola
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
Source : C.R d’Ambohimanambola
Première partie : Etude socio-économique du projet
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
Première partie : Etude socio-économique du projet
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
Source : C.R d’Ambohimanambola
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
Première partie : Etude socio-économique du projet
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.
Première partie : Etude socio-économique du projet
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
Première partie : Etude socio-économique du projet
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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
Première partie : Etude socio-économique du projet
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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.
Première partie : Etude socio-économique du projet
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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 ;
Deuxième partie : Etude préliminaire
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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);
Deuxième partie : Etude préliminaire
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
Deuxième partie : Etude préliminaire
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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
Deuxième partie : Etude préliminaire
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22
Figures 11 et 12: dimensions du pont
Deuxième partie : Etude préliminaire
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
Deuxième partie : Etude préliminaire
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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.
Deuxième partie : Etude préliminaire
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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.
Deuxième partie : Etude préliminaire
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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
Deuxième partie : Etude préliminaire
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
Deuxième partie : Etude préliminaire
Promotion 2006
28
2. Variante en B.A
a. Prédimensionnement
Poutres
Longueur de la poutre
- La longueur totale des poutres est de : l1=19m ;
- La portée libre des poutres : l0 ;
- La longueur de travée de calcul : l
Telles que :
60.005.1
65.007.1
0
0
+=+=
ll
llt
Après calcul, on trouve :
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 ==
Deuxième partie : Etude préliminaire
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.
Deuxième partie : Etude préliminaire
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.
Deuxième partie : Etude préliminaire
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.
Deuxième partie : Etude préliminaire
Promotion 2006
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
Deuxième partie : Etude préliminaire
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.
Deuxième partie : Etude préliminaire
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 :
Deuxième partie : Etude préliminaire
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
Après calcul, on trouve :
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
Deuxième partie : Etude préliminaire
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
++
++=
Deuxième partie : Etude préliminaire
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.
Deuxième partie : Etude préliminaire
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=
+
=∆
Deuxième partie : Etude préliminaire
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.
Troisième partie : Etude de la variante principale
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
Troisième partie : Etude de la variante principale
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
Troisième partie : Etude de la variante principale
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)
Troisième partie : Etude de la variante principale
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.
Longueur de la poutre
- La longueur totale des poutres est de : l1=19m ;
- La portée libre des poutres : l0 ;
- La longueur de travée de calcul : l
Telles que :
60.005.1
65.007.1
0
0
+=+=
ll
llt
Après calcul, on trouve :
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
Troisième partie : Etude de la variante principale
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
Troisième partie : Etude de la variante principale
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.
Troisième partie : Etude de la variante principale
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
Troisième partie : Etude de la variante principale
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 ==
Troisième partie : Etude de la variante principale
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
Troisième partie : Etude de la variante principale
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
Troisième partie : Etude de la variante principale
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.
Troisième partie : Etude de la variante principale
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=
Troisième partie : Etude de la variante principale
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
=+=====
Troisième partie : Etude de la variante principale
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
Troisième partie : Etude de la variante principale
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
D’où les valeurs de l’effort tranchant :
Tableau 30 : Valeur de l’effort tranchant du à la charge permanente du trottoir et
du parapet pour le calcul de la dalle
Effort tranchant [T] Aux appuis En travée
Charge permanente gp et gt 0.435 0
Troisième partie : Etude de la variante principale
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
Troisième partie : Etude de la variante principale
Promotion 2006
58
D’où les valeurs de l’effort tranchant :
Tableau 31: Valeur de l’effort tranchant du à la surcharge A(l) supporté par la
dalle
Effort tranchant [T] Aux appuis En travée
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
On a les réactions suivantes :
mTRR
lqRR
BA
ttBA
/45.0
2*2
1
==
==
Troisième partie : Etude de la variante principale
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
D’où les valeurs de l’effort tranchant :
Tableau 32: Valeur de l’effort tranchant du aux surcharges du trottoir pour le
calcul de la dalle
Effort tranchant [T] Aux appuis En travée
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)(
=
+=
Troisième partie : Etude de la variante principale
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
Troisième partie : Etude de la variante principale
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) :
Troisième partie : Etude de la variante principale
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
On trouve après calcul :
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.
Troisième partie : Etude de la variante principale
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
Troisième partie : Etude de la variante principale
Promotion 2006
64
mTg /25.4455.9*18.0*5.22 ==
• Moment fléchissant
Tmlg
M g 78.48
²*2
2==
• Effort tranchant
Tlg
Tg 375.62
*2
2==
Poids propre du trottoir
mTg /5.3455.9*15.0*5.23 ==
• Moment fléchissant
Tmlg
M g 94.38
²*3
3==
• Effort tranchant
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* ==
• Moment fléchissant
( )( ) Tm
lqM lA
lAq 36.98
²*==
• Effort tranchant
( )( ) T
lqT lA
lAq 48.122
*==
Surcharge du trottoir
On a une surcharge :
mTq /25.4455.9*45.02 ==
Troisième partie : Etude de la variante principale
Promotion 2006
65
• Moment fléchissant
Tmlq
M q 78.48
²*2
2==
• Effort tranchant
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
==
++++=
++++=
Tableau 34: Valeur des sollicitations de calcul aux états limites pour le calcul des
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
Troisième partie : Etude de la variante principale
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
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
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 == ;
Troisième partie : Etude de la variante principale
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 =++++=
On a les réactions suivantes :
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
=
−+−=
Troisième partie : Etude de la variante principale
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
=
−+−=
Troisième partie : Etude de la variante principale
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
Troisième partie : Etude de la variante principale
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
On trouve après calcul :
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 =
−−
−−==
=
Troisième partie : Etude de la variante principale
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
On trouve après calcul :
TR
TR
A
B
1.22
9.31
==
Effort tranchant :
TRT B 9.31max ==
Moment fléchissant :
( ) TmMl
MM 35.1255.92max ==
=
Position n°3
1 2 3 4 5 6
R
Figure 32 : position n°3 du convoi
Troisième partie : Etude de la variante principale
Promotion 2006
72
On a ∑ −==
=+
Bii
BA
RxPAM
TRR
190/
54
On trouve après calcul :
TR
TR
A
B
49.28
51.25
==
Effort tranchant :
TRT A 49.28max ==
Moment fléchissant :
( ) TmMl
MM 405.615.92max ==
=
Position n°4
1 2 3 4 5 6
R
Figure 33 : position n°4 du convoi
On a ∑ −==
=+
Bii
BA
RxPAM
TRR
190/
60
On trouve après calcul :
TR
TR
A
B
45.35
55.24
==
Troisième partie : Etude de la variante principale
Promotion 2006
73
Effort tranchant :
TRT B 45.35max ==
Moment fléchissant :
( ) TmMl
MM 525.1275.92max ==
=
Position n°5
1 2 3 4 5 6
R
Figure 34 : position n°5 du convoi
On a ∑ −==
=+
Bii
BA
RxPAM
TRR
190/
48
On trouve après calcul :
TR
TR
A
B
8.25
2.22
==
Effort tranchant :
TRT A 8.25max ==
Moment fléchissant :
( ) TmMl
MM 65.1275.92max ==
=
Troisième partie : Etude de la variante principale
Promotion 2006
74
Position n°6
1 2 3 4 5 6
R
Figure 35 : position n°6 du convoi
On a ∑ −==
=+
Bii
BA
RxPAM
TRR
190/
36
On trouve après calcul :
TR
TR
A
B
19
17
==
Effort tranchant :
TRT A 19max ==
Moment fléchissant :
( ) 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
Troisième partie : Etude de la variante principale
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 :
Troisième partie : Etude de la variante principale
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
2. 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
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 .
Troisième partie : Etude de la variante principale
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
Troisième partie : Etude de la variante principale
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.
Quatrième partie : Etude de la réalisation pratique du projet
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.
Quatrième partie : Etude de la réalisation pratique du projet
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
Quatrième partie : Etude de la réalisation pratique du projet
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
Quatrième partie : Etude de la réalisation pratique du projet
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)
Quatrième partie : Etude de la réalisation pratique du projet
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
Quatrième partie : Etude de la réalisation pratique du projet
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)
Quatrième partie : Etude de la réalisation pratique du projet
Promotion 2006 87
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.
Quatrième partie : Etude de la réalisation pratique du projet
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
Quatrième partie : Etude de la réalisation pratique du projet
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
Quatrième partie : Etude de la réalisation pratique du projet
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 :
Quatrième partie : Etude de la réalisation pratique du projet
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
Quatrième partie : Etude de la réalisation pratique du projet
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.
Quatrième partie : Etude de la réalisation pratique du projet
Promotion 2006 93
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
Quatrième partie : Etude de la réalisation pratique du projet
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.
Quatrième partie : Etude de la réalisation pratique du projet
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.
Quatrième partie : Etude de la réalisation pratique du projet
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…).
Quatrième partie : Etude de la réalisation pratique du projet
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.
Quatrième partie : Etude de la réalisation pratique du projet
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.
Quatrième partie : Etude de la réalisation pratique du projet
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.
Quatrième partie : Etude de la réalisation pratique du projet
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 ;
Quatrième partie : Etude de la réalisation pratique du projet
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 ABREVIATIONS ET NOTATIONS
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.