mémoire de fin d'étude en vue de l'obtention du...
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UNIVERSITE D’ANTANANARIVO
ECOLE SUPERIEURE POLYTECHNIQUE
Département Bâtiment et Travaux Publics
Mémoire de fin d'étude en vue de l'obtention du diplôme d'Ingénieur enMémoire de fin d'étude en vue de l'obtention du diplôme d'Ingénieur enMémoire de fin d'étude en vue de l'obtention du diplôme d'Ingénieur enMémoire de fin d'étude en vue de l'obtention du diplôme d'Ingénieur en "Bâtiment et Travaux Publics""Bâtiment et Travaux Publics""Bâtiment et Travaux Publics""Bâtiment et Travaux Publics"
Présenté par :
ANDRIARIMANANA Irénée Séraphin
Encadré par :
M. Rivonirina RAKOTOARIVELO
Date de soutenance : 03 Février 2005
Promotion 2004
UNIVERSITE D’ANTANANARIVO
ECOLE SUPERIEURE POLYTECHNIQUE
Département Bâtiment et Travaux Publics
Mémoire de fin d'étude en vue de l'obtention du dipMémoire de fin d'étude en vue de l'obtention du dipMémoire de fin d'étude en vue de l'obtention du dipMémoire de fin d'étude en vue de l'obtention du diplôme d'Ingénieur enlôme d'Ingénieur enlôme d'Ingénieur enlôme d'Ingénieur en "Bâtiment et Travaux Publics""Bâtiment et Travaux Publics""Bâtiment et Travaux Publics""Bâtiment et Travaux Publics"
Présenté par :
ANDRIARIMANANA Irénée Séraphin
Président du jury : Monsieur RABENATOANDRO Martin
Rapporteur : Monsieur RAKOTOARIVELO Rivonirina
Examinateurs :
- Madame RAVAOHARISOA Lalatiana
- Monsieur RALAIARISON Moïse
- Monsieur ANDRIANANTENAINA Pierre
Date de soutenance : 03 Février 2005
Promotion 2004
REMERCIEMENTSREMERCIEMENTSREMERCIEMENTSREMERCIEMENTS
Nos cinq années d’études au sein de l’Ecole Supérieure Polytechnique d’Antananarivo
(E.S.P.A) doivent aboutir à la conception et à la présentation d’un mémoire retraçant notre
parcours et reprenant nos acquis théoriques et pratiques.
Pour ce faire, nos vifs remerciements ainsi que notre profonde gratitude vont aux
personnes qui nous ont apporté leur aide directement ou indirectement pour la réalisation du
présent mémoire.
Ces personnes sont notamment :
- M. RANDRIANOELINA Benjamin, Directeur de l’E.S.P.A
- M. RABENATOANDRO Martin, Chef de Département Bâtiment et Travaux
Publics
- M.RAKOTOARIVELO Rivonirina,, Maître de conférence et Enseignant à
l’E.S.P.A, Directeur de ce mémoire.
- Les membres du jury
- Le corps des enseignants de l’E.S.P.A et le P.A.T
- Nos parents et amis qui nous ont apporté leur soutien tant sur le plan moral que
financier.
Mais par dessus tout, nous sommes reconnaissant envers notre Seigneur Dieu sans
l’aide, la grâce et l’amour duquel il nous aurait été impossible de réaliser notre mémoire
jusqu’au bout.
Merci à tous!
ANDRIARIMANANA Irénée Séraphin
SOMMAIRE
Remerciements.
Sommaire.
Abréviations et notations.
Liste des tableaux.
Liste des figures.
Introduction.
PARTIE I : JUSTIFICATION DU PROJET
CHAPITRE 1 ETUDE SOCIO - ECONOMIQUE DU PROJET ................................ 1 CHAPITRE 2 TRAFIC - OUVRAGE EXISTANT .................................................. 10 PARTIE II : ENVIRONNEMENT TECHNIQUE DU PROJET
CHAPITRE 1 ETUDE HYDROLOGIQUE .............................................................. 13 CHAPITRE 2 ETUDE HYDRAULIQUE ET CALAGE DE L’OUVRAGE ........... 19 CHAPITRE 3 LES DONNEES NECESSAIRES ...................................................... 22 PARTIE III : CONCEPTION D'UN PONT A ARCS
CHAPITRE 1 HYPOTHESES DE CALCUL ET CHARGES D’EXPLOITATION ....................................................................................................... 25 CHAPITRE 2 PREDIMENSIONNEMENT DE LA SUPERSTRUCTURE............. 33 CHAPITRE 3 CALCUL DES COEFFICIENTS : COEFFICIENT DE MAJORATION DYNAMIQUE ET COEFFICIENT DE REPARTITION TRANSVERSALE ......................................................................................................... 39 CHAPITRE 4 ETUDE DE LA DALLE ..................................................................... 45 CHAPITRE 5 ETUDE DES ENTRETOISES ........................................................... 65 CHAPITRE 6 ETUDE DU LONGERON .................................................................. 72 CHAPITRE 7 ETUDE DES ARCS ET DU TABLIER ............................................. 76 CHAPITRE 8 CULEES ET FONDATION ............................................................. 106 PARTIE IV : EVALUATION DU PROJET
I Sous-détail de prix ............................................................................................ 128 II Devis quantitatif ................................................................................................ 131 III Bordereaux de détail estimatif ...................................................................... 133
Conclusion.
Bibliographie.
Annexes.
Table des matières.
LLLIIISSSTTTEEE DDDEEESSS AAABBBRRREEEVVVIIIAAATTTIIIOOONNNSSS EEETTT NNNOOOTTTAAATTTIIIOOONNNSSS
Abréviations :
BA
BAEL
CDG
CMD
CRT
ELU
ELS
FTM
INSTAT
LI
MO
MTP
MTRL
MTRO
PK
RN
TP
PHE
BV
: Béton Armé
: Béton Armé aux Etats Limites
: Centre de Gravité
: Coefficient de Majoration Dynamique
: Coefficient de Répartition Transversale
: Etat Limite Ultime
: Etat Limite de Service
: Foibe Tao-tsaritanin’i Madagasikara
: Institut National de la Statistique
: Ligne d’Influence
: Main d’œuvre
: Ministère des Travaux Publics
: Matériels
: Matériaux
: Point Kilométrique
: Route Nationale
: Travaux Publics
: Plus Hautes Eaux
: Bassin Versant
Notations :
Béton
cjf : Résistance à la compression à j jours
tjf : Résistance à la traction à j jours
n : Coefficient d'équivalence acier/béton = 15
G : Module d’élasticité au cisaillement
E : Module d’élasticité à la déformation longitudinale
bγ : Coefficient de sécurité
B : Section du béton
buf : Contrainte admissible pour l’état limite ultime de résistance du béton
bcσ : Contrainte admissible pour l’état limite de service de résistance du béton
Acier
fe : Limite d'élasticité de l'acier
Es : Module d'élasticité
sγ : Coefficient de sécurité
sσ : Contrainte admissible de l’acier (ELS)
Autres
Au : Section d’armature à l’ELU
As : Section d’armature à l’ELS
B : Section
b : Dimension transversale (largeur ou épaisseur d’une section)
d : Distance du barycentre des armatures tendues à la fibre extrême la plus
comprimée
d' : Distance du barycentre des armatures comprimées à la fibre moyenne la
plus comprimée
e : Excentricité
h : Hauteur totale d’une section
δ : Coefficient de majoration dynamique
η : Coefficient de répartition transversale
ν : Coefficient de poisson
0ν : Coefficient qui dépend de la classe du pont
τ : Contrainte tangente
I : Moment d’inertie par rapport au centre de gravité de la section
considérée
r : Rayon de giration
M : Moment de flexion
S : Moment statique
Q : Poussée horizontale
V : Effort tranchant
Zb : Bras de levier
Hydraulique
α : Coefficient sans dimension représentant la distribution des vitesses de
l'eau
C : Coefficient de débit
C.S.P. : Cote sous-poutre
DH : Dénivelé du bassin versant
∆hf : Perte de charge par frottement
∆z : Surélévation du niveau de l'eau
F(I) : Fonction de pente
g : Accélération de la pesanteur
H : Hauteur d'eau
H(24,50) : Averse journalière en 24 heures, de fréquence 1/50
IBv : Pente du bassin versant
Io : Pente du cours d'eau
K : Coefficient de forme, coefficient de rugosité
L : Longueur équivalente du bassin versant
Po : Périmètre mouillée
PBv : Périmètre du bassin versant
Q : Débit en m3/s
Ro : Rayon
So : Section mouillée
SBv : Surface du bassin versant
TA : Tirant d'Air
Ve : Vitesse d'écoulement de l'eau à l'état naturel en m/s
VAM : Vitesse moyenne à l'amont
Indices :
Les indices sont employés pour distinguer des grandeurs de même nature,
représentables par le même symbole, mais se rapportant à des matériaux, des âges ou
des rôles mécaniques différents.
G
Q
b
c
e
f
g ou p
trot
i
j
lim
max
min
r
réd
s
ser
t
u
x,y,z
: actions permanentes
: actions variables quelconques
: béton
: compression
: limite d'élasticité
: fissuration; flambement
: action permanente
: trottoir
: initial; instantané; indice
: âgé de j jours; indice
: limite
: maximum
: minimum
: retrait du béton; rupture; réduit
: réduit
: acier; scellement ou adhérence
: service
: transversal; traction; section en travée
: ultime
: axes de coordonnées de direction x, y, z
LISTE DES TABLEAUX
Tableau 1 : Nombre de la population des trois provinces influencés ............................... 3 Tableau 2 : Projection du nombre de la population .......................................................... 3 Tableau 3 : Production de riz ............................................................................................ 6 Tableau 4 : Production pour autre que le riz pour la province d'Antananarivo ................ 6 Tableau 5 : Production autre que le riz pour la province de Fianarantsoa ........................ 7 Tableau 6 : Production autre que le riz pour la province de Toliary ................................ 7 Tableau 7 : Effectif du cheptel par espèce au niveau national .......................................... 8 Tableau 8 : Recensement du cheptel par espèce en 1998 ................................................. 8 Tableau 9 : Recensement du cheptel par espèce en 1999 ................................................. 8 Tableau 10 : Evaluation des comptages de véhicules de 1996 à 1998 ........................... 10 Tableau 11 : Prévision du trafic ...................................................................................... 11 Tableau 12 : Coefficient al .............................................................................................. 27 Tableau 13 : Classe du pont ............................................................................................ 27 Tableau 14 : Valeurs du coefficient bc ............................................................................ 28 Tableau 15 : Longueurs des potelets ............................................................................... 37 Tableau 16 : Surface d'impact ......................................................................................... 47 Tableau 17 : Dimensions des rectangles d'impact .......................................................... 49 Tableau 18 : Valeurs de M1 et M2 ................................................................................... 50 Tableau 19 : Valeurs de M0x et M0y pour i ..................................................................... 50 Tableau 20 : Mox , Moy pour ii ........................................................................................ 51 Tableau 21 : Récapitulation des moments ...................................................................... 54 Tableau 22 : Section réduite et inertie réduite du tablier ......................................... 81 Tableau 23 : Ligne d'influence de la poussée ............................................................. 84 Tableau 24 : Ligne d'influence des moments fléchissants pour une section au niveau de
la clef ....................................................................................................................... 86 Tableau 25 : Section au quart de la travée ...................................................................... 87 Tableau 26 : Ligne d'influence des efforts tranchants - section au quart ........................ 89 Tableau 27 : Ligne d'influence des efforts tranchants - section aux appuis ................... 90 Tableau 28 : Poussée horizontale due à A(L) ................................................................. 95 Tableau 29: Efforts dus à la surcharge des trottoirs ........................................................ 96 Tableau 30 : Récapitulation des poussées, moments fléchissants et efforts tranchants . 98 Tableau 31 : Combinaison d'action ................................................................................. 99 Tableau 32 : Moments fléchissants, poussées et efforts tranchants dans l’arc ............. 100 Tableau 33 : Moments fléchissants, poussées et efforts tranchants dans la poutre ...... 100 Tableau 34 : Efforts tranchants de l'arc aux états limites ............................................. 100 Tableau 35 : Efforts normaux de l'arc aux états limites ................................................ 101 Tableau 36: Sollicitations dues aux charges verticales ................................................. 118 Tableau 37: Sollicitations dues aux charges horizontales ............................................ 118 Tableau 38 : Moment renversant et moment stabilisant ............................................... 121 Tableau 39 : Valeur des moments aux etats limites ...................................................... 122 Tableau 40 : Forces horizontales et forces verticales aux états limites ........................ 122 Tableau 41: Efforts agissants sur la semelle sous culée ........................................... 124
LISTE DES FIGURES
Figure 1 : Trapèze fictif .................................................................................................. 19 Figure 2: biais de franchissement ................................................................................... 23 Figure 3 : Système Bc, disposition des deux camions dans le sens longitudinal ............ 28 Figure 4 : Système Bc, disposition des deux camions dans le sens transversal .............. 29 Figure 5 : Disposition du sous-système Bt ...................................................................... 30 Figure 6 : Coupe longitudinale de l'ouvrage choisi. .................................................. 33 Figure 7 : Fibre moyenne de la poutre principale en arc ................................................ 36 Figure 8 : COUPE TRANSVERSALE DE LA SUPERSTRUCTURE........................................ 38 Figure 9 : COUPE LONGITUDINALE DE LA SUPERSTRUCTURE. .......................................... 38 Figure 10 : Ligne d'influence des réactions ................................................................ 42 Figure 11 : Chargement de la ligne d'influence des réactions ........................................ 43 Figure 12 : Dalle ............................................................................................................. 45 Figure 13 : Surface d'impact ........................................................................................... 47 Figure 14 : Disposition des charges ................................................................................ 48 Figure 15 : Division des charges en deux cas ................................................................. 49 Figure 16 : Cas de la figure ii ......................................................................................... 51 Figure 17 : Chargement par deux roues .......................................................................... 52 Figure 18 : Division des charges ..................................................................................... 53 Figure 19 : Efforts tranchants de la dalle ........................................................................ 55 Figure 20 : Section de calcul des armatures ................................................................... 56 Figure 21 : Hourdis en console ....................................................................................... 61 Figure 22 : Schéma de calcul du moment d'encastrement du coté de la console ........... 63 Figure 23 : Coupe transversale de l'entretoise ................................................................ 65 Figure 24 : Coupe suivant la longueur des entretoises ................................................... 65 Figure 25 : Charge permanente appliquée sur l'entretoise .............................................. 66 Figure 26 : Ligne d'influence de la diaphragme ............................................................. 68 Figure 27 : Ligne d'influence du moment fléchissant et de l'effort tranchant................. 69 Figure 28 : Section de l'entretoise ................................................................................... 70 Figure 29 : Longeron ...................................................................................................... 72 Figure 30 : Ligne d'influence de la réaction ................................................................... 73 Figure 31 : Suivant la longueur du pont ......................................................................... 73 Figure 32 : Coupe transversal du tablier ......................................................................... 76 Figure 33 : Coupe longitudinal ....................................................................................... 77 Figure 34: Schéma de calcul ........................................................................................... 77 Figure 35 : Section réduite du tablier ......................................................................... 80 Figure 36 : Ligne d'influence de la poussée horizontale ................................................. 85 Figure 37 : Ligne d'influence des moments fléchissants pour une section au niveau de la
clef .......................................................................................................................... 86 Figure 38 : Ligne d'influence des moments fléchissants pour une section au quart de la
travée ....................................................................................................................... 87 Figure 39 : Ligne d'influence des efforts tranchants pour une section au niveau de la clef
................................................................................................................................ 88 Figure 40 : Ligne d'influence des efforts tranchants pour une section au quart de la
travée ....................................................................................................................... 89 Figure 41 : Ligne d'influence des efforts tranchants pour la section au niveau de l'appui
................................................................................................................................ 90 Figure 42 : Morphologie de la culée remblayée ....................................................... 106 Figure 43 : appareil d'appui .......................................................................................... 107 Figure 44 : Culée ........................................................................................................... 121 Figure 45 : Semelle ....................................................................................................... 125
INTRODUCTION
Notre gouvernement s’étant fixé comme objectif d’atteindre un
développement rapide et durable, nous avons pensé apporter notre
participation à ce challenge en choisissant comme projet la réhabilitation d’un
pont, ouvrage qui facilite l’écoulement des produits et la communication entre
les hommes et entre diverses localités, source de développement.
Plus précisément notre projet est centré sur la réhabilitation du pont de
Sahanivotry sur la route nationale N°7 au point kil ométrique 196+700.
Afin d’apporter le maximum de précisions et de clarté, nous avons divisé
notre thème en quatre grandes parties.
La première partie concerne l’analyse socio-économique justifiant la
nécessité d’une nouvelle construction,
La seconde partie est axée sur les études préliminaires tournant autour
des études hydrologique et hydraulique, points importants pour le calage et le
dimensionnement de l’ouvrage,
En ce qui concerne la troisième partie il s’agit de la conception d'un type
de pont proposé, basé sur la superstructure et l’infrastructure.
Enfin la quatrième partie se rapporte au devis quantitatif et estimatif pour
la réalisation du projet.
Des informations complétant le corps de l'ouvrage nous sont fournies en
annexes, et on peut aussi trouver des éléments qui pourront guider une étude
plus approfondie.
Partie I : Justification du projet ESPA
ANDRIARIMANANA Irénée Séraphin BTP2004
1
CHAPITRE 1 ETUDE SOCIO - ECONOMIQUE DU
PROJET
I Localisation
Le pont se trouve dans le village de Sahanivotry dans la région d'Antsirabe. Il se
situe au point kilométrique (PK) 196 + 700 sur la route nationale (RN) N°7.
Il relie Antsirabe à Ambositra en franchissant une rivière appelée « Rivière de
Sahanivotry » dans le village de Sahanivotry.
II Les zones d'influence
On entend par zones d'influences les régions concernées directement ou
indirectement par le projet. Au point de vue trafic, l'étude de l'environnement socio-
économique permet de délimiter les zones influencées par le projet.
Les zones d'influences sont classées en deux, selon les directions des produits de
commercialisation dans chaque région, telles que :
- zones d'influences directes et
- zones d'influences indirectes.
L'étude des zones d'influences a pour but d'identifier les produits générateurs de
trafics et à apprécier leur évolution en tenant compte l'épanouissement du
développement agraire des projets envisagés et des caractéristiques de consommation de
la population.
IIII..11 ZZoonneess dd'' iinnff lluueenncceess ddii rreecctteess
Les produits venant des petits villages avoisinants des régions définies comme
zones d'influences directes du projet doivent passer obligatoirement par l'un de ces
Partie I : Justification du projet ESPA
ANDRIARIMANANA Irénée Séraphin BTP2004
2
zones. Ces zones sont définis comme étant les département et régions à proximité de la
route nationale N°7. Dans notre étude, les communes urbaines et provinces suivantes
sont prises comme zones d'influences directes du projet :
Antananarivo – Ambatolampy – Antanifotsy – Antsirabe
Ambositra – Ambohimahasoa – Fianarantsoa I et II
Ambalavao – Ihosy – Sakaraha – Toliary.
IIII..22 ZZoonneess dd'' iinnff lluueenncceess iinnddiirreecctteess
Ces sont les zones qui sont un peu plus loin des zones influencées directement
par le projet mais qui bénéficient indirectement de l'ouvrage par le désenclavement et
possibilité de débouchés commerciaux. Pour notre projet, on définit comme zones
d'influences indirectes les zones suivantes :
Ambatofinandrahana – Ifanadiana – Mananjary – Manakara – Vohipeno
Farafangana – Vangaindrano – Tolagnaro – Ambovombe – Bekily
Betroka – Betioky – Ampanihy – Beloha – Tsihombe.
III Démographie de la région
Il y a plusieurs caractéristiques pour définir une population, par exemple l'âge, le
taux de croissance, le taux de naissance, le taux de mortalité, le nombre, etc.
Pour notre projet, il n'y a que, le nombre et le taux de croissance de la population
qui nous intéressent. Ces deux caractéristiques permettent de définir le flux de
voyageurs empruntant l'axe du projet et de mettre en évidence les précautions
nécessaires à prendre pour la réalisation du projet.
Les données obtenues auprès de l'Institut National de la Statistique (INSTAT)
sont représentées par le tableau suivant :
Partie I : Justification du projet ESPA
ANDRIARIMANANA Irénée Séraphin BTP2004
3
Tableau 1 : Nombre de la population des trois provinces influencés
Province 1993 1995 1996 1997 1998 1999
Antananarivo 3 001 127 3 827 750 4 007 029 4 068 635 4 156 479 4 315 766
Fianarantsoa 2 550 190 2 710 677 2 837 635 2 881 263 2 934 470 3 142 249
Toliary 1 772 610 1 884 163 1 972 410 2 045 975 2 045 975 2 104 532
Or, pour estimer l'utilisation future de l'ouvrage à construire, il faut faire une
projection du nombre de la population dans le 15 ans futurs à partir de cette année 2004.
En réalité, chaque province a un taux d'accroissement différent des autres.
Pourtant, nous allons prendre un taux d'accroissement unique pour toutes les provinces.
Prenons le taux d'accroissement moyen de la population Malagasy qui est égal à 2,8%.
Pour la projection du nombre de la population dans le 15 ans futurs, nous
pouvons utiliser la formule suivante :
( ) tPP ∆+= α1*0
P : population à estimer dans l'année à venir;
P0 : population pendant l'année de référence;
α = 2,8% : taux d'accroissement de la population;
∆t : différence entre l'année de référence et l'année à estimer.
En considérant un intervalle de temps ∆t de 15 ans, à partir de l'année 2004, qui
par hypothèse, sera considéré comme étant la date de mise en service du nouvel
ouvrage, on trouve :
Tableau 2 : Projection du nombre de la population
Province 1999 2004 2019
Antananarivo 4 315 766 4 954 770 6 952 812
Fianarantsoa 3 142 249 3 607 500 5 458 874
Toliary 2 104 532 2 416 135 3 656 099
Partie I : Justification du projet ESPA
ANDRIARIMANANA Irénée Séraphin BTP2004
4
D'après ce tableau, nous voyons que la croissance de la population des zones
d'influences du projet est très considérable, pour les 15 ans futurs envisagés. Il sera donc
possible que les besoins physiologiques (aliments, effets vestimentaires, soins
médicaux, etc.) augmentent. De même pour les échanges des biens, la communication,
la circulation des gens, le trafic, augmenteront considérablement.
IV Infrastructure sociale
Pour l'étude le l'infrastructure sociale des zones concernées, nous parlons de
l'alphabétisation et de la santé de la population.
L'alphabétisation ou l'enseignement de la lecture et de l’écriture à un individu ou
à un groupe social joue un grand rôle pour le développement du pays. Car, les
connaissances acquises doivent pouvoir être mises à profit dans la vie sociale, et ne
peuvent donc se limiter au déchiffrage des signes écrits. Il est donc plus important de
faire l'étude de l'évolution de l'alphabétisation de la population concernée par le projet
pour pouvoir définir l'importance de ce projet pour les années futures.
Les taux d’alphabétisation des zones influencées sont différents. A considérer
remarquablement les trois provinces : Antananarivo, Fianarantsoa et Toliary qui sont
dotés des centres universitaires, la meilleure condition de déplacement des gens, par le
moyen routier, engendre des bons résultats d'alphabétisation.
Pour les autres régions, où il n'y a que des Ecoles Primaires Publiques (EPP), des
Collèges d'Enseignements Générales (CEG), ou des Lycées, les étudiants sont obligés
de joindre ces provinces pour pouvoir continuer leurs études.
Concernant la santé, les protections et les moyens visant à améliorer et à
maintenir la santé au sein de la population des zones concernées dépendent fortement du
moyen de circulation des gens. Pour améliorer et maintenir la santé de la population, il
faut : — soigner les malades et promouvoir la santé,
— prévenir les maladies contagieuses,
— organiser et prévoir des services de diagnostic et de traitement des maladies,
— réhabiliter des malades et des infirmes.
Partie I : Justification du projet ESPA
ANDRIARIMANANA Irénée Séraphin BTP2004
5
Ces actions de la santé se développent selon des stratégies et des moyens qui
font l’objet d’évaluations régulières visant à déterminer leur intérêt et à mesurer le
rapport entre le coût et l’efficacité des mesures prises.
Or, il n'y a pas d'autre axe qui relie la région sud de Madagascar à Antananarivo
sauf l'axe de la route nationale N°7 qui passe par le pont à étudier. Il est évident que la
reconstruction ou la réhabilitation de ce pont s'avère très importante.
En absence des données précises, il est déjà certain que le pont assure la
continuité de la route et la sécurité des usagers afin que les habitants de la région du Sud
puissent bénéficier des services offerts par ces infrastructures
V Etude économique
La production ou l'activité économique consiste à créer des biens et services. Les
activités économiques des trois provinces, en général, sont considérées comme
identiques pour simplifier notre étude économique.
Elles sont les suivantes :
- la culture, qui peut être vivrière ou culture de marchandise;
- l'élevage de bovin et porcin;
- la pêche;
- l'artisanat.
L'analyse des biens et services crées par ces activités économiques nous permet
d'identifier les produits ou groupes de produits qui sont transporter sur l'axe du projet.
Le transport, ou déplacement de personnes ou de biens d'un endroit à un autre, à
Madagascar, est en général par la voie terrestre tel que le plus souvent, les destinataires
des productions sont toujours les grandes villes.
En particulier, on trouve dans la province de Toliary un port maritime important.
Le transport maritime est aussi une activité économique concernant le transport des
marchandises et des passagers par voie d’eau. Le transport maritime est associé aux
transports terrestres que furent le portage (à dos d'animal ou d'homme) et le roulage
(voies romaines), cela crée des services et des travails.
Partie I : Justification du projet ESPA
ANDRIARIMANANA Irénée Séraphin BTP2004
6
Etant donné l'existence du port international de Toliary, la route, avec ses
ouvrages d'art, est toujours l'infrastructure de transport terrestre la plus simple et la plus
souple, car c'est une infrastructure banalisée, c'est-à-dire qu'elle est utilisable par des
usagers de types différents.
A propos de l'agriculture ou l'ensemble des activités concernant la domestication
des plantes et des animaux, destinées à tirer de la terre des productions utiles à
l’homme, notamment sur le plan alimentaire, voici des tableaux, élaborés par l'Institut
National de la Statistique, qui montrent la production des trois provinces concernés :
Tableau 3 : Production de riz
Provinces Superficie en Ha Production en Tonne
1996 1997 1998 1999 1996 1997 1998 1999
Antananarivo 179 780 188 265 193 375 194 310 493 940 511 600 482 555 523 070
Fianarantsoa 201 995 206 435 211 140 212 710 450 365 433 000 374 785 404 395
Toliary 99 220 102 800 103 495 104 030 183 545 183 020 148 685 157 590
Tableau 4 : Production pour autre que le riz pour la province d'Antananarivo
Produits Superficie en Ha Production en Tonne
1996 1997 1998 1999 1996 1997 1998 1999
Maïs 97 835 96 080 94 005 96 750 101 785 101 030 87 900 76 935
Haricot 38 388 38 810 39 075 39 220 31 140 31 855 32 855 33 740
Manioc 55 300 54 700 55 080 53 795 366 835 377 915 365 770 378 500
Patate 27 780 29 395 30 020 30 195 192 100 195 940 196 325 201 980
Pomme de
terre 42 855 42 700 42 900 43 265 250 770 250 765 252 120 261 830
Arachide 14 480 14 245 14 095 14 095 9 770 9 660 9 170 9 360
Canne à
sucre 2 930 2 905 2 960 2 970 56 160 56 375 56 020 55 200
Café 865 825 830 830 300 240 265 285
Partie I : Justification du projet ESPA
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7
Tableau 5 : Production autre que le riz pour la province de Fianarantsoa
Produits Superficie en Ha Production en Tonne
1996 1997 1998 1999 1996 1997 1998 1999
Maïs 20 810 20 435 19 995 20 550 22 115 21 910 19 065 23 215
Haricot 29 656 30 085 30 200 30 480 26 145 26 650 27 060 27 820
Manioc 163 295 167 510 164 720 160 960 1 154 145 1 189 245 1 177 425 1 196 290
Patate 22 900 24 235 24 900 24 380 144 400 147 285 147 575 149 075
Pomme
de terre 5 480 5 460 5 535 5 160 27 215 27 215 27 190 26 690
Arachide 10 625 10 450 10 340 10 340 9 010 8 955 8 500 8 680
Canne à
sucre 12 930 12 745 12 870 12 950 247 370 260 785 294 020 327 510
Café 90 430 86 400 86 850 86 940 29 150 23 575 25 715 27 870
Poivre 1 665 1 480 1 550 1 470 545 390 445 380
Girofle 8 830 8 965 8 975 9 110 2 300 2 250 2 330 2 165
Tableau 6 : Production autre que le riz pour la province de Toliary
Produits Superficie en Ha Production en Tonne
1996 1997 1998 1999 1996 1997 1998 1999
Maïs 30860 30300 29650 30420 24600 24370 21205 30580
Haricot 5700 5815 5700 5765 4416 4570 4690 4815
Manioc 70955 72820 72090 70320 387305 399150 410025 425755
Patate 26100 27610 28380 27790 122650 125105 125350 127590
Pomme de
terre 65 75 60 50 290 290 280 230
Arachide 11585 11395 11275 11275 7970 7880 7485 7560
Canne à sucre 9010 8850 9120 9200 291380 293320 304200 311700
Café 2535 2420 2430 2385 745 605 660 715
Sisal 14100 14100 14200 14250 17000 18000 18000 17015
Pois de cap 4370 4455 4425 4510 7785 7930 7730 7930
Partie I : Justification du projet ESPA
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Tableau 7 : Effectif du cheptel par espèce au niveau national
Espèce 1996 1997 1998 1999
Bovin 6606639 6932467 6753772 7316507
Porcin 927592 878820 870993 659558
Ovin 529329 244563 664424 523902
Caprin 953009 533215 989992 995540
Volaille 20717362 15989100 21475801 22821298
Tableau 8 : Recensement du cheptel par espèce en 1998
Province Bovin Porcin Ovin Caprin Volaille
Antananarivo 700073 303110 17190 633 2632643
Fianarantsoa 738789 274021 27549 270 4928605
Toliary 2014544 63670 601980 800200 2702402
Tableau 9 : Recensement du cheptel par espèce en 1999
Province Bovin Porcin Ovin Caprin Volaille
Antananarivo 820639 89275 10151 326 3630500
Fianarantsoa 836860 181801 18918 1037 4258198
Toliary 2217586 13031 486606 846437 3382440
D'après ces tableaux, on constate que l'agriculture des zones influencées est très
importante et présente une production plus essentielle.
Concernant la pisciculture : élevage intensif de poissons et de crustacés d’eau
douce et de mer dans des bassins ou des cages d’élevage, le province de Toliary est à
distinguer des deux autres. Cet élevage est parfois appelé aquaculture qui, au sens strict
du terme, comprend également la culture des plantes aquatiques comme les algues tel
que le province de Toliary en possède une grande quantité.
La plupart des gens sont des pêcheurs. Ils pratiquent la pêche traditionnel :
pêcher au filet ou utiliser des cannes à pêche.
Partie I : Justification du projet ESPA
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9
Il y a aussi des bateaux de pêche tels que les rendements étant de plus en plus
importants.
Dans cette province, on est en route de développer une production intensive et
rationnelle de nombreuses autres espèces de poissons et de crustacés, comme la perche,
la carpe, ainsi que les moules, les huîtres et les coquilles
Les différents produits maritimes existants dans les provinces sont les suivants :
- Poissons : Thon, Cabillaud, Carange, Capitaine, …
- Crustacés : Langoustes, Crevettes, Crabes, Cheva quines, …
- Mollusques : Huîtres, Poulpes, Calmars, Concombres de mer,…
- Coquillages : Burgau, Murex, Porcelaine, …
Il y a aussi des tortues de mer et des requins.
Pour l'artisanat et le tourisme, le fameux art Zafimaniry dans la province de
Fianarantsoa n'est pas à oublier et le tapis mohair d'Ampanihy dans l'axe Sud qui
intéresse beaucoup de touristes.
Le tourisme est un ensemble des activités liées au déplacement des personnes
sur une certaine distance dans le cadre d’une activité de loisir. Il utilise
considérablement la circulation terrestre. Et surtout, exige une meilleure condition de
qualité. C'est-à-dire, pour que le tourisme soit profitable, il faut que la route et ses
ouvrages d'art soient confortables.
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CHAPITRE 2 TRAFIC - OUVRAGE EXISTANT
I Niveau du trafic
La connaissance du trafic (circulation et fréquence des véhicules) permet
d'évaluer l'importance d'une route ou d'un pont, son niveau de service. Les
caractéristiques techniques : largeur roulable et largeur des trottoirs dépendent
essentiellement du trafic.
L'étude du trafic vise à connaître le niveau journalier de trafic dans la zone
étudiée (nombre et types des véhicules empruntant l'ouvrage), et à connaître la nature et
l'importance de flux de personnes et de marchandises ainsi que leurs origines et
destinations.
La connaissance du trafic fait partie des critères de choix des dimensions et de
nombre de voies de circulation d'un pont.
Le ministère des Travaux Publics fait les comptages suivants sur la route
nationale n°7 pour l'année 1996 à 1998 :
Tableau 10 : Evaluation des comptages de véhicules de 1996 à 1998
Année A B C D E F Total
1996
1997
1998
208
123
108
142
199
224
38
67
69
54
88
80
20
25
27
39
39
41
501véhicules par jour
541 véhicules par jour
549 véhicules par jour
Avec : - A : berlines;
B : familiales et bâchées;
C : PL < 10 tonnes, minibus
D : PL > 10 tonnes, sans remorque, un seul essieu arrière;
E : PL > 10 tonnes, sans remorques, deux essieux arrières;
F : ensemble articulé PL avec remorque autocar
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11
II Prévision du trafic
La croissance du nombre de population et le développement socio-économique
nous guide à prévoir une croissance du trafic pour les années à venir.
Pour l'évaluation du trafic futur, nous utiliserons la fonction exponentielle
suivante :
T = T0(1+α)n
- T : trafic à l'année futur voulue;
- T0 : trafic à l'année de référence;
- α : taux d'accroissement du trafic estimé à 7% par le Ministère des Travaux
Publics;
- n : nombre d'année entre l'année de référence et l'année de trafic à estimer.
Pour l'année de référence 1998, T0 = 549, ainsi on a le tableau suivant pour
l'estimation du trafic des années 2005 à 2035 :
Tableau 11 : Prévision du trafic
Année 2005 2010 2015 2020 2025 2030 2035
Trafic escompté 882 1236 1734 2432 3411 4785 6711
III Analyse de l'ouvrage existant
Le pont existant est construit pendant le période de la colonisation à
Madagascar, plus précisément l'année 1917. Il fait partie des ponts les plus anciens
existants qui persistent jusqu'à maintenant dans notre pays.
La portée du pont est 45m. C'est un ouvrage en béton armé avec deux travées de
rives de portées 6,75m et 10,75m, et une travée centrale en arc de 27,50m de portée. Le
gabarit est 3,90m à une seule voie. La route d'accès est bitumée.
Son infrastructure est constituée par des culées sur semelle superficielle.
Vue sa durée de vie largement dépassée, l'ouvrage actuel présente des
dégradations qui s'observe lors de l'examen visuel telles que :
- culée de rive gauche : cassure sur coté amont sur l'appui de la poutre;
- les latéraux sont détruits à 75%.
Des entretiens sont déjà fait pour la mise en état de l'ouvrage.
Partie I : Justification du projet ESPA
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12
IV Conclusion
En résumé, l'accroissement de la population, l'infrastructure sociale ainsi que les
activités socio-économiques engendrent un grand nombre de déplacements dans les
zones d'influences. En outre, la projection du trafic aux années futures montre qu'il sera
très intense et la seule voie de circulation du pont existant n'arrivera plus à assumer les
besoins des usagers. De plus ses dégradations avancées et ses caractéristiques
fonctionnelles, le pont existant ne peut plus assurer sa fonction d'ouvrage de
franchissement.
La reconstruction du pont s'avère alors indispensable. Ainsi pour assurer la
sécurité des usagers, il sera nécessaire que l'ouvrage à réaliser soit compatible avec
l'évolution du trafic. C'est pour cela que nous proposons un pont à deux voies de
circulation.
Partie II : Environnement technique du projet ESPA
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13
CHAPITRE 1 ETUDE HYDROLOGIQUE
I Introduction
Pour raison de sécurité, la conception d'un pont doit tenir compte des
caractéristiques hydrologiques, topographiques et géologiques du milieu où il sera
construit. En considérant les apports moyens en eau et leurs fluctuations saisonnières ;
les caractéristiques topographiques concernent essentiellement l'adaptation du pont au
relief ; des analyses rigoureuses sont effectuées sur les fondations naturelles, qui doivent
avoir la résistance nécessaire pour supporter le poids du pont, ainsi que celui de l'eau.
Hydrologie, science qui a pour objet l’étude de l’eau et de sa circulation à la
surface de la Terre.
L’hydrologie étudie l’eau sous ses trois états (liquide, solide, gazeux) : l’eau
liquide s’évapore, la neige se sublime ou retourne à l’état liquide, la vapeur d’eau se
condense et les précipitations tombent en pluie ou en neige qui alimentent les cours
d’eau et les glaciers ; ceux-ci s’écoulent à la surface des continents et ramènent l’eau à
l’océan mondial.
Nous parlons ici de l'hydrologie continentale qui étudie une partie du cycle de
l’eau, depuis les précipitations qui atteignent le sol jusqu’au retour de l’eau à l’océan
mondial suivant des voies plus ou moins longues et plus ou moins rapides. (Il y aussi de
l'hydrologie maritime).
Notre étude se bornerons sur les écoulements dans les réseaux hydrographiques :
bassins hydrographiques ou bassins versants en étudiant le cycle et les mouvements de
l’eau à l’échelle régionale ou locale.
Un pont doit être construit de façon à résister aux forces auxquelles il est soumis
: la gravité — qui tend à provoquer son affaissement sous l'effet de son propre poids, —
Partie II : Environnement technique du projet ESPA
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14
la pression hydrostatique exercée par la retenue d'eau sur toute la hauteur de l'édifice et
sur ses fondations (sous-pression)
Pour la fondation, les géologues mesurent également la profondeur à laquelle se
trouve le sol rocheux de fondation, sous la couche alluviale.
II Etude morphologique du bassin versant
IIII..11 SSuurr ffaaccee eett ppéérr iimmèèttrree dduu bbaassssiinn vveerrssaanntt
La surface du bassin versant désigne l'aire d'interception des précipitations
alimentant le cours d'eau.
Le périmètre désigne le contour de la surface du bassin versant.
La mesure de la surface du bassin versant est faite à l'aide d'un planimètre sur
une carte topographique à l'échelle 1/100 000.
Pour le périmètre, la mesure est faite à l'aide d'un curvimètre avec toujours une
carte topographique à l'échelle 1/100 000.
Les mesures faites avec ces appareils nous donnent les résultats suivants :
- SBV = 305 Km² : surface du bassin versant;
- PBV = 183 Km : périmètre du bassin versant.
IIII..22 CCooeeff ff iicc iieenntt ddee ffoorrmmee
Le coefficient de forme ou coefficient de compacité de GRAVELIUS "K" est le
rapport du périmètre du bassin versant avec le périmètre d'une cercle de surface
équivalente à celle du bassin versant.
BV
BV
S
PK
*2 Π= ou
BV
BV
S
PK *28.0=
Partie II : Environnement technique du projet ESPA
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15
Nous avons donc :
933,2305
183*28,0 ==K
IIII..33 RReeccttaannggllee ééqquuiivvaalleenntt
Pour simplifier le calcul du bassin versant, on assimile sa surface à la surface
d'un rectangle appelé "rectangle équivalent". La théorie du rectangle équivalent est
établie par M. ROCHE tel que son hypothèse est de supposer que "l'écoulement sur un
bassin donné est approximativement la même que sur un rectangle de même superficie
ayant le même coefficient de GRAVELIUS et même répartition hypsométrique".
Le bassin est donc assimilé à un rectangle de même surface et de même
périmètre dont la longueur équivalente est donné par la formule suivante :
( )
−+=
2BV
K1.1211*
1.12SK*
L
On a : KmL 03,88933,212.111*
12,1305*933,2
2
=
−+=
et la largeur équivalente est donnée par la formule suivante :
LP
l BV −=2
On a : Kml 47,303,882
183 =−=
IIII..44 PPeennttee mmooyyeennnnee dduu bbaassssiinn vveerrssaanntt
La pente moyenne du bassin versant est définie par le rapport de la dénivelée
DH à la longueur équivalente.
LDHI BV =
Partie II : Environnement technique du projet ESPA
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16
Où DH est le dénivelé du bassin, donné par la formule :
mZZDH 5500max =−=
avec : - Zmax : cote maximale au niveau de la source;
- Z0 : cote au niveau de l'exutoire.
Nous avons donc : KmmI BV /25,603,88
550 ==
IIII..55 CCooeeff ff iicc iieenntt ddee ppeennttee FF((IIBBVV))
Louis DURET a effectué des calculs de pentes pour 30 bassins versants à
Madagascar et a déduit une pente moyenne de 8m/Km. En prenant comme débit de
référence le débit calculé à partir de cette pente moyenne, Louis DURET a dressé un
abaque donnant la fonction de pente F(IBV) d'un bassin versant en fonction de la pente
moyenne IBV de ce dernier.
En utilisant l'abaque [Annexe B], nous avons F(6,25) = 0,94
IIII..66 CChhooiixx ddee ll ''aavveerrssee jjoouurrnnaall iièèrree
Louis DURET a dressé des abaques pour la hauteur de l'averse de durée 24
heures, de fréquences 1/25, 1/50 et 1/100. D'après l'abaque [Annexe A] où la fréquence
est de 1/50
mmH 135)50,24( =
IIII..77 EEsstt iimmaatt iioonn ddee ddéébbii tt mmaaxxiimmuumm ddee ccrruueess
Nombreuses méthodes permettant d'évaluer les valeurs de crues ont été utilisées
à Madagascar. Les unes ont fait leur preuve d'une façon très notable, tandis que,
d'autres, plus complexes du point de vue de leur application, sont plus ou moins laissées
de coté. Les méthodes couramment employées sont les méthodes empiriques, les
méthodes basées sur la formule rationnelle, les méthodes statistiques ou probabilistes,
Partie II : Environnement technique du projet ESPA
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17
les méthodes qui ont leur propre spécificité d'utilisation, par exemple : la méthode de
Louis DURET, la méthode de Gradex...
Dans notre étude, nous choisissons d'utiliser la méthode de Louis DURET. Elle
dérive de la méthode rationnelle, valable pour les bassins versant de surface supérieure
à 10 Km². Or notre bassin a une surface de 203 Km², la méthode est donc valable pour
notre cas.
Pour le calcul du débit de crues, Louis DURET a établi la formule suivante :
2
32,0
;24361*);24(***)(
−=
PH
PHISKPQ BVBV
α
Avec :
- Q(P) : débit maximum de fréquence P en [m3/s];
- IBV : pente moyenne du bassin versant en [m/Km];
- SBV : superficie du bassin versant en [Km²];
- L : longueur du rectangle équivalent;
- H(24;P) : hauteur maximale de l'averse en [mm], de durée 24 heures et de
fréquence P;
- α et K : facteurs dépendant de SBV et de H(24;P).
Pour les bassins versants de superficie SBV > 200 Km² : K = 0.025
α = 0.8
Alors la formule de Louis DURET devient :
2
32,08,0
;24361*);24(***025,0)(
−=
PH
PHISPQ BVBV
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18
Pour une fréquence de 1/50 et la pente moyenne de 8 m/Km, cette relation nous donne :
( ) smQ /02,317135361*135*25,6*305*025,0)50( 3
232,08,0 =−=
Pour avoir l'estimation du débit relatif au bassin versant de pente moyenne égale
à 6,25 m/Km, il suffit de multiplier la valeur trouvée ci-dessus par la fonction de pente
F(IBV) correspondant à IBV = 6,25 m/Km.
)25,6(*)50()50( FQQBV =
smQBV /29894,0*02,317)50( 3==
Partie II : Environnement technique du projet ESPA
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CHAPITRE 2 ETUDE HYDRAULIQUE ET CALAGE DE
L’OUVRAGE
I Définition
Hydraulique, domaine de la mécanique des fluides qui traite des liquides en
mouvement, notamment de l'eau. L'hydraulique peut être considérée comme la science
de l'écoulement des fluides. Elle s'intéresse entre autres aux problèmes de la circulation
des fluides dans les conduites ou les canaux, ainsi qu'à la conception des ponts, des
barrages de retenue, des pompes et des turbines à eau.
Pour la mise en place de l'ouvrage, nous devons connaître la cote du niveau
d'étiage et le niveau de plus hautes eaux. Ces deux paramètres permettent de déterminer
le plus beau temps pour la mise en oeuvre de la fondation en particulier, et
généralement de l'ouvrage total.
II Calcul de PHE
En prenant le débit maximal trouvé précédemment et en assimilant la section du
rivière à une section trapézoïdale de base b=40m, de pente 1/m (m=1) et de hauteur h,
1/m 1/m
Figure 1 : Trapèze fictif
la répartition de Manning Strickler : 21
32
.. IRSkQ = , permet d'avoir cette hauteur h
où : hhmbS )..( += : la section mouillée;
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20
212 Qhb
SR++
= : le rayon hydraulique
I = 0,00012 m/m la pente moyenne du lit.
k = coefficient de rugosité du fleuve prise égal à 20. Le coefficient de rugosité k
dépend des états des berges et du fond de la rivière. Il varie de 15 à 20 pour les berges
naturelles avec végétation ou irrégulières, de 40 à 50 pour les berges régulières et
revêtues. Pour un cours d'eau naturel de bons états des berges et du fond avec pierres,
tableau [annexe C] nous donne la valeur de k.
On trouve h = 2,5m.
III Cote sous poutre :
La cote sous poutre est donnée par la somme de la crue de projet sous le pont
avec le tirant d'air et la surélévation du niveau de l'eau.
TAZhCSP +∆+=
avec :
- CSP : cote sous poutre;
- ∆Z : surélévation du niveau de l'eau;
- TA : tirant d'air.
Comme il est préférable de placer les appareils d'appui à 1m au dessus de la cote
des PHE, nous adoptons un tirant d'air de 1,5m en zone de savane.
Sous un pont, les corps flottants (branchages, souches, détritus, ordures, …)
apportés par l'eau doivent passer sans heurter ou boucher peu à peu les sections
d'écoulement de l'eau. Car ces actes peuvent provoquer des dégradations partielles ou
totales du pont. Pour éviter ou diminuer le risque d'obstruction partielle ou totale du
pont, il est obligatoire de prévoir un tirant d'air ou espace libre entre la partie inférieure
du pont et la surface libre de l'eau. Il est prudent de prendre un tirant d'air plus grand.
Partie II : Environnement technique du projet ESPA
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21
En général, un pont et ses remblais d'accès diminuent la surface d'écoulement de
l'eau. En effet, la hauteur de l'eau se remonte d'un niveau pour un débit de crues donné.
En effet, comme il n'y a d'étranglement de la section d'écoulement des crues
d'eau, prenons la valeur minimale de surélévation de 0,3m.
La cote de la sous poutre est donnée par :
CSP = 2,5 + 1,5 + 0,3 + 3,5 = 7,8m
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22
CHAPITRE 3 LES DONNEES NECESSAIRES
La conception d'un pont doit satisfaire à certaines exigences afin qu'il puisse
offrir un service à des usagers. On distingue les exigences fonctionnelles ou données
fonctionnelles assurant au pont sa fonction de franchissement et les exigences naturelles
ou données naturelles déterminant sa conception.
I Les données naturelles
II..11 LLeess ddoonnnnééeess ggééootteecchhnniiqquueess
Les données géotechniques sont importantes dans l’étude d’un ouvrage. Le type
de fondation est déterminé à partir de ces données. D’autre part, elles font partie aux
critères de choix du type de structure du pont à réaliser.
D'après l'examen visuel sur terrain et après une étude des sites environnants, le
pont projeté est assis sur des bancs rocheux (roche saine du granite).
On estime la contrainte admissible à 3MPa.
II..22 LLeess ddoonnnnééeess hhyyddrraauull iiqquueess
Notre ouvrage franchit un cours d’eau ; alors, nous avons besoin les
informations suivantes :
• PHE (plus hautes eaux) permet de caler le profil en long de l’ouvrage.
De bonne manière, il est prudent de placer les appareils d’appui à 1m
au-dessus de cette cote pour éviter leur détérioration à la suite
d’immersions très fréquentes. Il est déjà calculé dans le chapitre
précédent.
• PBE (plus basses eaux ou étiage), la connaissance de l’étiage et de son
période permet d’organiser le déroulement des travaux de façon que les
fondations soient exécutées dans les meilleures conditions possibles.
Partie II : Environnement technique du projet ESPA
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23
II Les données fonctionnelles
IIII..11 LLee tt rraaccéé eenn ppllaann
Le tracé en plan est la ligne définissant la géométrie de l’axe de la voie
portée, dessiné sur un plan de situation et repérée par les coordonnées de ses
points caractéristiques.
Pour faciliter la mise en œuvre de l'ouvrage, on se propose une structure
mécaniquement droite, c'est-à-dire, le biais de franchissement géométrique est
de 100gd. La longueur totale de l'ouvrage est fixée à 50m.
Axe de la voie portée
Axe du cours d'eau franchi
(biais du franchissement)
Figure 2: biais de franchissement
Biais géométrique = angle exprimé en grade, comprise entre l’axe longitudinal
de l’ouvrage et les lignes d’appui transversales.
IIII..22 LLee pprrooff ii ll eenn lloonngg
Pour des raisons architecturales et pour évacuer les eaux pluviales, on adopte
une pente de 3% suivant la longueur de l’ouvrage.
Partie II : Environnement technique du projet ESPA
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24
IIII..33 LLee pprrooff ii ll eenn ttrraavveerrss
II.3.1 Géométrie du profil en travers :
Nous allons fixer la géométrie du profil en travers du type de pont à étudier.
Dans notre cas, il comprendra :
� Une chaussée horizontale de 7,00m de largeur et de 10cm d’épaisseur ;
� Deux trottoirs en béton armé de 1,00m de largeur chacun ;
� Soit une largeur totale de tablier 9,00m ;
� Une dalle en béton armé de 9,00m de largeur et de longueur totale de 50m avec
une épaisseur de 20cm ;
� Deux garde-corps pour les deux trottoirs.
Conclusion :
En tenant compte de ces données fonctionnelles et ces données naturelles, et
surtout de l'insertion de l'ouvrage d'art dans son environnement, nous optons pour un
pont à arcs. L'intégration paysagère et architecturale du pont à arcs constitue
incontestablement un élément dans le développement de la région concernée.
De plus, l'ouvrage existant est déjà un pont à arcs, alors pour ne pas modifier,
sans raison inévitable, la présentation de l'ouvrage dans la nature, il est préférable d'en
construire un qui sera plus satisfaisant. On prévoit de construire le nouveau pont à côté
du pont existant, avec une route d'accès de 100m de longueur, de part et d'autre de
l'ouvrage nouveau.
Partie III : Conception d'un pont à arcs ESPA
ANDRIARIMANANA Irénée Séraphin BTP2004
26
CHAPITRE 1 HYPOTHESES DE CALCUL ET CHARGES
D’EXPLOITATION
I Les charges d’exploitation
Les charges d’exploitation à considérer sont celles qui suivent les normes fixées
dans le fascicule 61, Titre II pour les ponts-routes.
II..11 CChhaarrggeess dd’’eexxppllooii ttaatt iioonn
Il y existe deux «systèmes de charge» différents tels que :
� Le système de charge A
� Le système de charge B
Dans notre étude, nous considèrerons ces deux systèmes, mais nous
ne tiendrons en compte que celui qui provoquera les efforts les plus
défavorables.
D’autre part, seul le système de charge B sera utilisé dans l’étude du
tablier.
I.1.1 Le système A :
Il est composé d’une charge uniformément repartie dont l’intensité dépend de la
longueur chargée L suivant la loi :
1236230,0)Α( ++=
LL [T/m²]
La longueur chargée L est exprimée en m.
La densité A(L) est multipliée par le coefficient al, assimilable à un coefficient de
dégressivité transversale. La densité de la charge effective qA(L) est donc donnée par la
formule suivante :
Partie III : Conception d'un pont à arcs ESPA
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27
)()( LAaq lLA =
al est donné par le tableau ci-dessous, en fonction de la classe du
pont et du nombre de voies chargées.
Tableau 12 : Coefficient al
Classe du
pont
Nombre de voies chargées
1 2 3 4 5
I 1 1 0,9 0,75 0,75
II 1 0,9 - - -
III 0,9 0,8 - - -
La classe du pont est donnée par le tableau suivant, en fonction de la
largeur roulable :
Tableau 13 : Classe du pont
Classe du pont Largeur roulable
I ≥ 7m
II 5,50m < LR < 7m
III ≤ 5,50m
Avec LR : largeur roulable mesurée entre bordures ou dispositifs
de retenue ; exprimé en m.
Si L est effectivement grande :
)002.04()( LLAal −= KN/m², et q(L) devient :
{ })002.04();(sup)( LLAaLq l −= KN/m²
Finalement la charge due au système A est à multiplier par un
coefficient γQ qui vaut 1,20 à l’ELS et γQ = 1,07 × 1,5 = 1,61 à l’ELU
(action variable dominante)
La charge de calcul sur n’ voies (n’ ≤ n) est :
Q = γQ × n’ × ν × a2 × q(L)
Avec a2 = ν0/ν
ν0 = 3,50m pour les ponts de première classe ;
ν0 = 3,00m pour les ponts de seconde classe ;
Partie III : Conception d'un pont à arcs ESPA
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28
ν0 = 2,75m pour les ponts de troisième classe.
A noter enfin que la valeur de A(L) inclut l’amplification
dynamique des effets du trafic routier.
I.1.2 Système de charge B :
Le système de charges B comprend 3 sous-systèmes appelés Bc,
Bt et Br.
a Sous système Bc :
Le sous-système Bc se compose de camions de poids
individuel égal à 30T. On dispose autant de files de deux camions
au maximum que de voies de circulation. Il est affecté d’un
coefficient de pondération bc (dégressivité transversale) donné
dans le tableau 3 et il est représenté schématiquement sur les
figures 1 et 2
Tableau 14 : Valeurs du coefficient bc
Classe du
pont
Nombre de voies chargées
1 2 3 4 5
I 1.2 1.1 0.95 0.80 0.70
II 1 1 - - -
III 1 0.8 - - -
12T12T12T12T
6T6T
Figure 3 : Système Bc, disposition des deux camions dans le sens longitudinal
Partie III : Conception d'un pont à arcs ESPA
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29
6T6T6T6T
Figure 4 : Système Bc, disposition des deux camions dans le sens transversal
Pour le sous-système Bc la charge de calcul vaut :
ccQ BbQ ×××= δγ
Avec γQ : coefficient identique à celui du système A
bc : coefficient de dégressivité transversale
δ : Coefficient de majoration dynamique tel que :
SGL 41
6.02.01
4.01+
+++=δ
Où : - pour le calcul des poutres ou fermes maîtresses :
L : longueur de la travée étudiée;
G : poids total de la dite travée;
S : poids total maximal des essieux du système B (Bc ou
Bt) disposée sur cette travée;
- pour le calcul des dalles de couverture :
L : Max (LR ; portée de la travée);
G : poids total d'une section de couverture de longueur L
et de toute la largeur relative à cette couverture et
aux éléments reposant sur elle;
S : poids total maximal des essieux su système B(Bc ou
Bt) qu'il est possible de placer sur la longueur L.
Partie III : Conception d'un pont à arcs ESPA
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30
On prend );( BtBcMax δδδ = pour toutes les charges du système B.
b Sous système Bt : Le sous-système Bt se compose de deux tandems à deux
essieux de quatre roues chacun, le poids de chaque essieu étant de
160 KN :
- il ne s'applique qu'aux ponts de première et
deuxième classe;
- le nombre de camions est limité à deux dans le sens
transversal;
- il est affecté d'un coefficient de pondération bt égal
à 1 pour les ponts de première classe, et 0.9 pour ceux
de deuxième classe.
La disposition du système Bt est représentée par la figure suivante
2*80 KN 2*80 KN 2*80 KN 2*80 KN
Sens de circulation6025
135
200100200
Figure 5 : Disposition du sous-système Bt
Comme pour le sous-système Bc, la charge de calcul est :
ttQ BbQ ×××= δγ
c Sous-système Br : Le sous-système Br se compose d'une roue isolée
transmettant un effort de 10T à travers une surface d'impact
Partie III : Conception d'un pont à arcs ESPA
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31
rectangulaire de 0.60*0.30m (la dimension 0.60, perpendiculaire
à l'axe de déplacement des véhicules, représente la surface au sol
de roues jumelées).
Le sous-système Br est frappé du même coefficient de
majoration dynamique que Bt.
II..22 SSuurrcchhaarrggee ddeess ttrroott ttooii rrss
Pour les trottoirs, le Fascicule 61, Titre II du CPC définit deux systèmes de
charges : un système local et un système général.
Le système local comprend :
- une charge uniformément répartie de 0,450T/m2 et
- une roue de 6T dont la surface d'impact est un carré de 0,25 m
de côté.
Ces charges, qui ne se cumulent pas entre elles, ni avec les
charges routières générales, sont destinées à la justification des
éléments de couverture des tabliers (dalles, longerons, pièces de
pont, etc.).
Le système général comprend une charge de qp = 0,150T /m2 à disposer sur
les trottoirs bordant une chaussée : cette charge est cumulable avec la charge
routière à caractère normal.
II Hypothèses de calcul
La conception et le calcul des ouvrages en béton armé relèvent du Fascicule
n°62, Titre 1, Section I du CCTG, plus connu sous le nom de BAEL 91 révisé 99.
IIII..11 CCaarraaccttéérr iisstt iiqquueess dduu bbééttoonn
- Dosage du béton 400kg/m3 avec contrôle strict;
Partie III : Conception d'un pont à arcs ESPA
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32
- Résistance à la compression du béton à 28 jours : fc28 = 30 MPa;
- Module de déformation longitudinale du béton à long terme :
33700 cjfvjE =
- Module de déformation longitudinale instantanée du béton
311000 cjfvjE =
- Résistance à la traction à 28 jours :
2806.06.028 cft
f += ⇒⇒⇒⇒ ft28 = 2.4MPa
- Coefficient de poisson du béton non fissuré ν = 0.20
- Coefficient de dilatation thermique : 10-5 /°C
- Résistance limite à la compression relative à l'ELS :
2860.0
cf
bc=σ ⇒⇒⇒⇒ 18=
bcσ MPa
- Résistance limite à la compression relative à l'ELU :
b
fbc
fcj
γθ *
85.0=
Avec θ = 1 et γb = 1.5, nous avons : fbc = 17 MPa
IIII..22 CCaarraaccttéérr iisstt iiqquueess ddeess aacciieerrss � Type d'acier : FeE400;
� Coefficient de fissuration n = 1,6;
� Module d'Young : Es = 200 000 MPa;
� Limite d'élasticité : fe = 400 MPa;
� Fissuration : préjudiciable;
� Coefficient de sécurité de calcul : γs = 1.15 (cas général);
� Valeurs limites des contraintes de calcul :
ELS : ( ){ }tjffeMaxfeMins *110;*5.0;32 ησ = = 216 MPa;
ELU : s
fesu γσ = = 348 MPa.
FeE400 : αlimite = 0.668; µlimite = 0.391
Partie III : Conception d'un pont à arcs ESPA
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33
CHAPITRE 2 PREDIMENSIONNEMENT DE LA
SUPERSTRUCTURE
Les arcs sont classés suivant leur degré d'hyperstaticité, fonction du nombre de
leurs articulations. Dans notre étude, nous allons considérer des arcs à deux articulations
placées aux appuis c'est-à-dire des arcs à une degré d'hyperstaticité.
Les arcs à deux articulations peuvent être des arcs à tablier supérieur (arcs par-
dessous) ou arcs à tablier intermédiaire (arcs par-dessus). L'ouvrage existant est du type
arcs à tablier supérieur, alors pour qu'il n'y aura pas une grande modification
architecturale, nous imitons ce caractéristique. Nous allons donc utiliser des potelets ou
poteaux, pour la liaison entre tablier et les arcs, au lieu des suspentes.
Les arcs à tablier supérieur peuvent comprendre plusieurs anneaux ou une voûte
unique, même cas que précédemment, nous faisons supporter le tablier par deux
anneaux identiques, placés symétriquement par rapport à l'axe transversal du pont, au
lieu d'une voûte unique en imitant l'ouvrage existant.
AXE DE SYMETRIE
parapet ou garde-corps
poutre principale en arc
poteletsentretoises ou diaphragmes
dalle
Figure 6 : Coupe longitudinale de l'ouvrage choisi.
Partie III : Conception d'un pont à arcs ESPA
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34
I Garde-corps
Les garde-corps sont des dispositifs de retenue pour les piétons. Leur conception
doit respecter les prescriptions du fascicule 61, Titre II du CPC, reprise par la norme
expérimentale XP P 98.405. Son poids propre est fixé à 30 kg/m linéaire.
II Revêtement du tablier
Le revêtement du tablier comprend essentiellement une couche de roulement et
une couche d'étanchéité. La couche de roulement est constituée par un tapis d'enrobés
bitumineux dont l'épaisseur courante est de 7 à 8 cm, et dont la masse volumique réelle
varie, selon la qualité et la compacité, entre 2,2 et 2,5 t/m3.
Pour les calculs, nous prendrons en compte, simultanément, le poids de la
couche d'étanchéité et de la couche de roulement, donc d'une couche de 10 à 11 cm
d'épaisseur totale avec une masse volumique moyenne de 2,4 t/m3.
Soit un revêtement de 10 cm d'épaisseur, étendu sur toute la largeur du tablier,
avec une masse volumique de 2,4 t/m3. Alors, la masse surfacique de notre revêtement
est de : 0,24 t/m2.
III Tablier
IIIIII..11 PPoouuttrreess lloonnggii ttuuddiinnaalleess
Les poutres longitudinales doivent avoir la résistance nécessaire pour assurer la
répartition longitudinale des charges mobiles. Pour ce fait, soient 2 poutres
longitudinales, de base de 30cm et de hauteur de 60 cm. Elles sont distantes de 7 m,
d'axe en axe.
IIIIII..22 LLoonnggeerroonn Au milieu de ces deux poutres longitudinales, soit un longeron de forme
carré de côté de 40cm, soit la distance entre les faces intérieures de la poutre et du
longeron a = 3,15m.
Partie III : Conception d'un pont à arcs ESPA
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35
IIIIII..33 EEnnttrreettooiisseess oouu ddiiaapphhrraaggmmeess
Les entretoises ont une longueur égale à la distance entre les faces intérieures
des poutres longitudinales qui était fixée à lentr = 6,70 m. La hauteur et largeur des
entretoises sont prédimensionnées respectivement à 60cm et 30cm. Fixons la distance
entre deux entretoises successives à b = 2,50m.
IIIIII..44 DDaall llee ssoouuss cchhaauussssééee
Pour une dalle encastrée sur leur contour, pour sa condition de rigidité,
l'épaisseur doit être supérieur à cm10250*251 = .
Comme l'épaisseur minimum est de16cm, nous adoptons une dalle d'épaisseur
de 20cm. La masse volumique d'une dalle en béton armé est de 2,5 T/m3, alors, la masse
surfacique de notre dalle est de 0,50 T/m2.
IIIIII..55 TTrroott ttooii rrss
Le rôle des trottoirs est de protéger les piétons en les isolant, en général par
simple surélévation de 16 à 20 cm, de la circulation automobile. De plus, ils doivent
avoir une pente de 2%, suivant la largeur du pont, pour évacuer les eaux de surface.
Nous pouvons donc adopter une épaisseur moyenne de trottoirs égale à 15 cm.
En outre, nous allons fixer la largeur des trottoirs à 1m.
IV Poutres principales en arc
Le type d'ouvrage choisi permet de franchir une portée importante, alors nous
pouvons servir d'une seule travée pour franchir le 50m, longueur totale de l'ouvrage. La
portée de ces deux arcs est donc de 45m, la flèche est de 3,50m, leur largeur est de
1,60m et leur épaisseur au niveau de la clef est de 0,90 m.
Partie III : Conception d'un pont à arcs ESPA
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36
La section réduite moyenne de l'arc est donc 0,90*1,60 = 1,44 m².
La fibre moyenne de la poutre principale est assimilée à une parabole du
deuxième degré d'équation :
−=
21*
axfy
Avec mLa 5.22245
2===
mf 5,3= : flèche
( ) −=
2
5.221*5,3 xy [m]
y(m)
x(m)O
f=3,
50
Figure 7 : Fibre moyenne de la poutre principale en arc
D’où la longueur suivant la fibre moyenne est de :
dxaa dx
dyarcL ∫
+−
+=2
1
mdxdx
xd
arcL 72,455,225,22
22
5,221*5,3
1 =∫+−
−
+=
V Les potelets
Les potelets sont des poteaux verticaux qui relient le tablier aux poutres
principales en arc. Ils ont des longueurs variables suivant la longueur de l'ouvrage. Ils
sont placés, suivant la longueur de la poutre, aux mêmes positions que les entretoises;
c'est-à-dire la distance entre axes des deux potelets successifs est de 2,50m. Nous avons
Partie III : Conception d'un pont à arcs ESPA
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37
donc 6 potelets de part et d'autre de l'axe de symétrie suivant la longueur du pont; au
total 24 potelets sur tout l'ouvrage.
En utilisant l'équation de la fibre moyenne citée ci-dessus, nous avons les
longueurs suivantes pour les 6 potelets repérés à partir de l'axe de symétrie longitudinal
de l'ouvrage :
Tableau 15 : Longueurs des potelets
Potelet n° Position en m x = Longueur en m 3,5-y = 1 10 0,69 2 12,5 1,08 3 15 1,56 4 17,5 2,12 5 20 2,77 6 22,5 3,50
La section des potelets est formée par un carré de 30cm de coté.
Partie III : Conception d'un pont à arcs ESPA
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38
VI Représentation graphique de l'ouvrage
Axe de symétrie
Figure 8 : COUPE TRANSVERSALE DE LA SUPERSTRUCTURE.
fibre moyenne
45m
AXE DE SYMETRIE
Figure 9 : COUPE LONGITUDINALE DE LA SUPERSTRUCTURE .
Partie III : Conception d'un pont à arcs ESPA
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39
CHAPITRE 3 CALCUL DES COEFFICIENTS :
COEFFICIENT DE MAJORATION DYNAMIQUE ET
COEFFICIENT DE REPARTITION TRANSVERSALE
I Introduction
Pour le système de surcharges B, nous considérons le fait que les surcharges
étant appliquées rapidement; alors les efforts sont plus grands que si ces surcharges
étaient appliquées d'une manière lente, et qu'en outre, il y a production de choc. En
tenant compte de ces phénomènes, nous allons multiplier les charges du système B par
un coefficient appelé coefficient de majoration dynamique.
D'autre part, il y a un autre coefficient appelé coefficient de répartition
transversale à appliquer pour les surcharges B, A(L) et les surcharges des trottoirs, qui
définit la part des charges supportées par les poutres.
II Coefficient de majoration dynamique
IIII..11 PPoouurr lleess hhoouurrddiiss eett lleess eennttrreettooiisseess
Considérons un carré de 6.70 m de coté (distance entre les parements
intérieurs des poutres); le poids propre de la partie du tablier ayant ces dimensions
est :
Revêtement du tablier 6,70*6,70*0,24 = 10,7736 Hourdis sous chaussée 6,70*6,70*0,50 = 22,445 Poutres 2*0,30*0,60*6,70*2,5 = 6,03 Longerons 0,40*0,40*(6,70-3*0,30)*2,5 = 2,32 Entretoises 3*0,30*0,60*6,70*2,5 = 9,045
50,6136
Cette partie du tablier est susceptible de recevoir les deux camions disposés
de côté à côté, soit une surcharge totale de 60T.
Partie III : Conception d'un pont à arcs ESPA
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40
Le coefficient de majoration dynamique applicables aux hourdis, longerons
et entretoises est donné par :
SGL 41
6.02.01
4.01+
+++=δ
18,1
60614,50*41
6.070.6*2.01
4.01 =+
+++=δ
IIII..22 PPoouurr lleess aarrccss
Pour calculer le coefficient de majoration dynamique des poutres principales
en arc, il faut tenir compte toutes les charges et surcharges appliquées sur la
superstructure.
Pour l'ensemble du tablier, nous allons calculer les charges et les surcharges
appliquées.
CHARGES : Revêtement du tablier : . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . .45*7*0,24 = 75,6 Hourdis sous chaussée : . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . .45*7*0,20*2,5 = 157,5 Trottoirs : . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 2*45*1*0,15*2,5 = 33,75 Garde-corps : . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . .2*45*0,030 = 2,7 Poutres : . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . .2*45*0,60*0,30*2,5 = 40,5 Longerons : . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 18*2,20*0,40*(0,40-0,20)*2,5 = 7,92 Entretoises : . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 19*6,70*0,60*0,30*2,5 = 57,285 Potelets : . . 4*(0,69+1,08+1,56+2,12+2,77+3,50)*0,30*0,30*2,5 = 10,5389 Arcs : . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 2*1,60*0,90*45,72*2,5 = 329,184
Le poids propre de l'ouvrage est = 714,978 SURCHARGES :
Camions : . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 4*30 = 120 Surcharge des trottoirs : . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 2*45*0,150 = 13,5
La surcharge totale sur l'ouvrage est de . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . = 133,5
D'où, le coefficient de majoration dynamique à appliquer aux calculs des arcs :
07,1
500.133978,714*4
1
6.045*2,01
4.01 =+
++
+=arcδ
Partie III : Conception d'un pont à arcs ESPA
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41
III Répartition transversale
IIIIII..11 HHyyppootthhèèsseess ddee ccaallccuull
Pour la répartition des charges et surcharges, nous considérerons les
hypothèses suivantes :
- comme 5,016,045
30,07 <=+=Lb ; la déformation des sections
transversales est négligée;
- les moments d'inertie des poutres principales sont égaux.
Compte tenu de ces hypothèses, les charges se repartissent à la manière de la
poutre sur deux appuis constitués par les deux poutres principales.
IIIIII..22 RRééppaarr tt ii tt iioonn ddeess cchhaarrggeess ppeerrmmaanneenntteess ssuurr lleess aarrccss
Nous avons deux poutres principales en arc de moments d'inertie égaux, les
charges permanentes sont donc reparties de façons symétriques par rapport à l'axe
longitudinal du pont, et elles se divisent entre les arcs en parties égales.
TPpP 489,357
2==
Suivant la longueur du pont, la charge permanente par m linéaire est donnée
donc par :
LpP
q = avec L = 45m : portée de l'arc.
Soit q = 7,944 T par mètre linéaire pour chaque arc.
Partie III : Conception d'un pont à arcs ESPA
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42
IIIIII..33 RRééppaarr tt ii tt iioonn ddeess ssuurrcchhaarrggeess :: ddéétteerrmmiinnaatt iioonn dduu ccooeeff ff iicciieenntt ddee rrééppaarr tt ii tt iioonn ttrraannssvveerrssaallee
III.3.1 Traçage de la ligne d'influence des réactio ns :
Les ordonnées de la ligne d'influence de la réaction de l'appui gauche est
définies par :
+=
aey 21
21
Aux droits des poutres,
- à gauche : y = 1 ;
- à droite : y = 0.
D'où la ligne d'influence de la réaction :
axe de la poutre
axe de sym étrie
axe de la poutre
P=1
1,1
4
0,5 0
,14
e
y1=
1
y'1=
0
a1=7
Figure 10 : Ligne d'influence des réactions
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43
III.3.2 Coefficient de répartition transversale pou r le système Bc
Transversalement, le système Bc est représenté par 4 charges
concentrées de même intensité. La formule qui donne le coefficient de
répartition transversale pour ce système est k
yBc
∑= *25,0η ,
avec yk : ordonnée de la ligne d'influence de la réaction Ri, située
sous la charge ponctuelle.
Le chargement de la ligne d'influence des réactions par le
système Bc est représenté par la figure suivante :
x
L IG N E D 'IN FL U E N C E D E L A R E A C T IO N
6T6T6T6T
0,1
40,3
2
0,5
0,6
1
0,6
8
0,9
611,1
4
900800
575
450
37
5
32
5
125
100
D ISPO SIT IO N D E S SU R C H A R G E SA xe de sym étrie
25 200 50 200
0
Figure 11 : Chargement de la ligne d'influence des réactions
Le coefficient de répartition transversale du système Bc est donc donné par :
ηBc = 0,25*(0.96+0.68+0.61+0.32)
D'où ηBc = 0,645
Partie III : Conception d'un pont à arcs ESPA
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44
III.3.3 Coefficient de répartition transversale pou r le système A(L) :
Le système A(L) est formé par une charge symétrique uniformément repartie,
appliquée sur toute la largeur du chaussée, son coefficient de répartition est :
5.0)( =lAη
III.3.4 Coefficient de répartition transversale pou r les surcharges des trottoirs :
La charge appliquée sur les deux trottoirs est uniformément repartie et
symétrique. Donc, le coefficient de répartition transversale de la surcharge due aux
piétons situés sur les trottoirs est de :
07,1=trot
η si un seul trottoir est chargé;
5,0=trot
η si on charge les deux trottoirs.
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CHAPITRE 4 ETUDE DE LA DALLE
I Dalle intérieure
II..11 CCaarraaccttéérr iisstt iiqquueess ddee llaa ddaall llee
La dalle a les dimensions suivantes :
- Epaisseur de la dalle ou de l'hourdis : hh = 20cm;
- Portée dans le sens transversal : ly = 3,15m
- Portée dans le sens longitudinal : lx = 2,20m
lx et ly sont des portées entre les nus des appuis.
lx = 220
ly =
315
ho=20
Figure 12 : Dalle
D’où son élancement α = 7,015,320,2 ==
y
x
ll
.
4,0>α ⇒ la dalle est appuyée sur ses quatre côtés et nous allons appliquer les
abaques de PIGEAUD pour les calculs.
Pour tous les cas de chargement, nous allons calculer les moments fléchissants
dans les deux sens lx et ly.
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46
II..22 CCaallccuull ddeess ssooll ll iicc ii ttaatt iioonnss
I.2.1 Charges permanentes par m 2
- Revêtement du tablier : 0,24T/m2;
- Poids propre de la dalle : 0,50T/m2
D’où la charge permanente totale : gh = 0,74T/m2
I.2.2 Les surcharges de calcul
Les trois systèmes suivants sont à considérer :
- charges Bc constitué par un convoi de 30T telle que la surface d'impact
d'une roue de 6T est de :
a0 * b0 = 0,25m*0,25m;
- charges Bt constitué par un essieu isolé de 16T, de surface d'impact :
a0 * b0 = 0,25m*0,60m;
- charges Br constitué par une roue isolée de 10T, de surface d'impact :
a0 * b0 = 0,30m*0,60m.
On a déjà calculer le coefficient de majoration dynamique à appliquer dans le
système B tel que :
δBc = 1,18
I.2.3 Moments fléchissants
a Dus aux charges permanentes
Suivant les deux sens lx et ly ; les moments fléchissants sont donnés par les
formules :
2**0 x
lh
gxx
M µ=
xM
yyM
0*
0µ=
où : µx et µy sont des coefficients qui dépendent de α, donnés par le tableau
[ANNEXE L].
α = 0,7 ⇒ µx = 0,0684 et µy = 0,4320
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Nous avons donc :
M0x = 0,245Tm/m
M0y = 0,106Tm/m
b Dus aux surcharges d'exploitation :
Rectangle d'impact :
Toute charge localisée venant d'une roue, appliquée à la face supérieure de la
dalle sur un rectangle de dimensions a0 parallèle à lx et b0 parallèle à ly , agit
uniformément au niveau du plan moyen de la dalle sur un rectangle de dimensions a
parallèle à lx et b parallèle à ly. Soit h0 l'épaisseur de la dalle qui est égale à h0 = 0,20m.
Il y a un revêtement de h1 = 0,10m d'épaisseur, alors :
100 * hhaa ζ++= et 100 * hhbb ζ++=
Avec ζ = 1,5 (pour un revêtement moins résistant que le béton : asphalte, coulé,
béton bitumineux, enrobés …)
a0 (ou b0)ζh1/2
h0/2
a (ou b)
h0
h1
Figure 13 : Surface d'impact
Pour Bc, Bt et Br, nous avons le tableau suivant :
Tableau 16 : Surface d'impact
Dimensions Sous-système
Bc Br Bt ao 0,25 0,25 0,3 bo 0,25 0,6 0,6 a 0,60 0,60 0,65 b 0,60 0,95 0,95
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D'où la répartition surfacique des charges :
- Bc : p = 67,1660,0*60,0
6 = T/m²
- Br : p = 56,5560,0*30,0
10 = T/m²
- Bt : p = 66,10660,0*25,0
16 = T/m²
c Evaluation des moments fléchissants pour B c
Nous pouvons calculer les efforts dus aux charges du système Bc, en
surchargeant la travée de la dalle par des charges placées dans la position la plus
défavorable.
� Chargement par une roue :
La dalle est chargée par une roue placée au centre de la travée, suivant la figure
suivante
(coupe suivant la longueur du pont)
p
Figure 14 : Disposition des charges
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De la figure ci-dessus, on observe que les rectangles d'impact possèdent un axe
de symétrie coïncidant avec un des axes de la dalle (axe vertical). Alors, pour le calcul
des moments fléchissants, nous allons considérer les deux cas de figures suivantes :
i) ii)
C1
B1A1
D1
A2 B2
C2D2
A3 B3
D3 C3
Figure 15 : Division des charges en deux cas
i ) Cas de la figure n°i :
En considérant les rectangles A1B1C2D2 et D1C1B2A2 , nous avons comme
moment :
M = M(A1B1C2D2) – M(D1C1B2A2)
A1B1C2D2 et D1C1B2A2 sont des rectangles centrés tels que les dimensions sont
les suivantes :
Tableau 17 : Dimensions des rectangles d'impact
Rectangle a b x
la
ylb
A1B1C2D2 0,6 3,1 0,27 0,98
D1C1B2A2 0,6 1,9 0,27 0,60
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Soient :
- M1 : le moment dans une bande de largeur unité fléchie dans le sens lx en
fonction de x
la et
ylb ;
- M2 : le moment dans une bande de largeur unité fléchie dans le sens ly en
fonction de x
la et
ylb .
Pour la valeur de 7,0=α , les abaques de PIGEAUD nous donnent les valeurs
de M1 et M2 suivantes, pour les deux rectangles considérés :
Tableau 18 : Valeurs de M1 et M2
Rectangle M1*10² M2*10²
A1B1C2D2 9,25 13
D1C1B2A2 3,45 5,67
Les moments de flexion au centre de la dalle dans une bande de largeur unité dus
à la charge totale P appliquée sur le rectangle d'impact sont :
- dans le sens lx : M0x = M1*P ,
- dans le sens l y : M0y = M2*P
Nous avons donc le tableau suivant :
Tableau 19 : Valeurs de M0x et M0y pour i
Rectangle M0x M0y
A1B1C2D2 1,542 0,583
D1C1B2A2 2,112 0,945
Pour le cas de la figure i) , les moments fléchissants sont :
- M0x = M0x(A1B1C2D2) - M0x(D1C1B2A2) = 0,570
- M0y = M0y(A1B1C2D2) - M0y(D1C1B2A2) = 0,362
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ii) Cas de la figure n°ii :
La dalle supporte une charge localisée agissant sur un rectangle non centré. On
se ramène à des rectangles centrés supportant tous la même charge unitaire.
Le rectangle d'impact est symétrique par rapport à l'axe de symétrie vertical de la
dalle. En considérant le rectangle symétrique de A3B3C3D3 par rapport à l'autre axe, soit
A4B4C4D4 ce rectangle,
A3 B3
D3 C3
A4 B4
D4 C4
Figure 16 : Cas de la figure ii
En procédant comme précédemment, nous avons les valeurs des moments
fléchissants suivantes :
Tableau 20 : Mox , Moy pour ii
Rectangle M0x M0y
A3B3C4D4 2,000 0,833
D3C3B4A4 2,667 1,608
La valeur du moment fléchissant pour le rectangle A3B3C3D3 est :
M = [ ])4433
()4433
(21 ABCDMDCBAM −
Alors, on a :
M0x = 0,333
M0y = 0,388
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Enfin, pour l'ensemble, les moments fléchissants sont :
- M0x = δ∑M0x = 1,063 Tm/m
- M0y = δ∑M0y = 0,882 Tm/m
� Chargement par deux roues :
Suivant lx , la dalle peut supporter les deux roues rapprochées, distantes de
1,50m , du système Bc. La disposition de ces roues est représentée par la figure suivante,
p p
Figure 17 : Chargement par deux roues
Nous procédons de la même façon que précédemment, en divisant les charges
suivant les figures :
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B1
C1D1
A1 A2 B2
C2D2
A3
C3D3
B3A4 A4
D4 C4
A5 B5
C5D5
A6 B6
C6D6
A7 B7
C7D7
B8A8
C8D8
i) ii)
Figure 18 : Division des charges
Les moments pour le cas de figure n°i sont :
M0x = M0x(A1B2C3D4) – M0x(B1A2D3C4) + M0x(C1D2A3A4) – M0x(D1C2B3A4)
M0y = M0y(A1B2C3D4) – M0y(B1A2D3C4) + M0y(C1D2A3A4) – M0y(D1C2B3A4)
Pour le cas de figure n°ii :
M0x = 21 [M 0x(A5B6C7D8) –M0x(B5A6D7C8) + M0x(C5D6A7B8) – M0x(D5C6B7A8)]
M0y = 21 [M0y(A5B6C7D8) – M0y(B5A6D7C8) + M0y(C5D6A7B8) – M0y(D5C6B7A8)]
Enfin pour l'ensemble :
M0x = δ∑M0x = 0,569Tm/m
M0y = δ∑M0y = 0,229Tm/m
d Les moments fléchissants dus au système Br :
Pour le système Br, l'effet maximal se produit lorsque Br se trouve au milieu de
la dalle.
On a : 27,020,260,0 ==
xla et 30,0
15,395,0 ==
ylb
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L'abaque nous donne :
M1*10² = 16,4
M2*10² = 9,9
Par suite, les valeurs des moments M0x et M0y sont :
M0x = 1,931Tm/m
M0y = 1,16Tm/m
e Moments fléchissants pour le système Bt :
De même pour le système Bt, on applique la charge au milieu de la dalle et on
obtient :
M0x = 2,919Tm/m
M0y = 1,79Tm/m
Tableau 21 : Récapitulation des moments
Moments Bc
Br Bt une roue deux roues
M0x [Tm/m] 1,063 0,569 1,931 2,92 M0y [Tm/m] 0,882 0,229 1,160 1,79
On a observé que le système Bt est le plus défavorable à prendre en compte pour
le calcul des sections d'armature.
I.2.4 Efforts tranchants
a Dus à la charge permanente
Pour la charge totale gh.lx.ly uniformément repartie avec α > 0,4 :
- au milieu du grand coté ly :
)2(x
ly
ly
lx
lh
g
xV += = 0,603T/m
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- au milieu du petit coté lx :
3x
lh
g
yV = = 0,543T/m
b Dus aux surcharges d'exploitation Système Bt
Pour le système Bt , on a une charge uniformément repartie sur le rectangle
d'impact centré de dimensions a = 0,95m et b = 0,65m.
Soient :
- Va : effort tranchant au milieu de b
- Vb : effort tranchant au milieu de a
Vux
Vuy
Vux
Vuy
Vua
Vub
Figure 19 : Efforts tranchants de la dalle
A > b
Va [T/m] : δa
Pu3
= 10,591
Vb [T/m] : δba
Pu+2
= 9,179
Ainsi les efforts suivant les états limites sont :
- à l'ELS : M0x = 0,245+2,92 = 3,164 Tm/m
M0y = 0,106+1,79 = 1,895 Tm/m
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56
- à l'ELU : M0x = 1,35*0,245+1.5*2,92 = 4,710Tm/m
M0y = 1,35*0,106+1,5*1,79 = 2,827 Tm/m
Vux = 1,35*0,603+1,5*10,591 = 16,701T/m
Vuy = 1,35*0,543+1,5*9,179 = 14,501 T/m
Nous avons des dalles rectangulaires continues, alors, en tenant compte des
encastrements partiels sur leurs contours et en considérant les dalles intérieures, les
moments fléchissants deviennent [Règles BAEL] :
- aux appuis : Mser,x = -0,5*3,164 = -1,582Tm/m
Mu,x = -0,5*4,710 = -2,355Tm/m
Mser,y = Mser,x = -1,582Tm/m
Mu,y = Mu,x = -2,355Tm/m
- en travée : Mser,x = 0,75*3,164 = 2,373Tm/m
Mu,x = 0,75*4,710 = 3,532Tm/m
Mser,y = 0,75*1,895 = 1,421Tm/m
Mu,y = 0,75*2,827 = 2,120Tm/m
II..33 CCaallccuull ddeess aarrmmaattuurreess
Pour tous les calculs de béton armé, nous suivrons les règles de calcul BAEL 91
modifié 99 en prenant en compte les hypothèses citées auparavant [chapitre 1 :
hypothèses de calcul et charges d'exploitation].
La section est soumise à la flexion simple. Pour les calculs de la flexion simple,
nous suivrons l'organigramme [ANNEXE E].
Dans les deux sens lx et ly , nous avons la même section de calcul suivant :
Figure 20 : Section de calcul des armatures
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I.3.1 Armatures inférieures
a Suivant le coté lx :
- Calcul des armatures à l'ELU
Mu,x =0,0353MNm; b= 100 cm ; d=0,9h0=18cm; fbc = 17 MPa ; fissuration
préjudiciable
FeE400 : αlimite = 0.668; µlimite = 0.391 Vu = 0,167MN
bcfdb
uM
*2*=µ = 0,064
On a : µ < 0.186 ⇒ l'état limite ultime est atteint au pivot A
Tableau : β = 0,0668
su
bcfdb
uA σβ
..= = 5,87cm²
- Vérification de l'ELS
Mser = 0,0237MNm
µu = 0,064 ⇒ le tableau de vérification rapide [Annexe K] donne µser,lim = 0,0199
D'où : Mser,lim = µser,lim.b.d².fc28 =0,107MNm
On a : Mser < Mser,lim
En conclusion, la section 5,87cm² est vérifiée pour l'état limite de service.
- Choix des armatures
Diamètre Φ ≤ 100
h = 20mm
Choisissons une section d'armatures de 6,79cm² qui correspond à 6HA12.
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58
b Dans le sens ly :
On procédera de la même façon que précédemment.
- Calcul des armatures à l'ELU
Mu,y = 0,0212 MNm
D'où µu = 0,038 ⇒ βu = 0,0393
On trouve la section d'armature : A = 3,46cm²
- Vérification de l'ELS
Mser = 0,0142MNm
µu = 0,038 ⇒ le tableau de vérification rapide donne µser = 0,0133
D'où Mser,lim = 0,072MNm
On a Mser < Mser,lim
La section 3,46cm² calculée à l'ELU est donc vérifiée pour l'état limite de
service.
- Choix des armatures
Diamètre Φ ≤ 20mm
Prenons une section d'armatures de 4,52cm² qui correspond à 4HA12.
c Armatures minimales : - Armatures parallèles au sens ly :
FeE400 : Amin,y(cm²/m) ≥ 8*h0 = 1,6cm²
- Armatures parallèles à lx
FeE400 : Amin,x(cm²/m) ≥ : Amin,y* 23 α− = 1,84cm²
On constate que les sections d'armatures obtenues ci-dessus sont largement
supérieures aux sections minimales d'armatures.
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59
I.3.2 Vérification de la résistance à l'effort tran chant des armatures inférieures
a Suivant le sens de lx L'effort tranchant est donné par la formule :
Vux = 0,167MN
MPadb
uV
u84,0
*==τ
Pour que l'effort tranchant soit vérifié, il doit vérifier la relation suivante :
b
cf
u γτ 28*07,0<
MPab
cf
4,15,1
30*07,028*07,0 ==γ
On a b
cf
u γτ 28*07,0< , donc on n'a pas besoin d'armature transversale.
b Suivant le sens de ly Vuy = 0,145MN
D'où : τu = 0,806MPa
On a :b
cf
u γτ 28*07,0< , alors on n'a pas besoin d'armatures transversales.
I.3.3 Vérification de la résistance au poinçonnemen t
Sous l'effet des charges concentrées, il est possible que la dalle n'arrive pas à
supporter le poinçonnement dû à ces charges. Il est donc nécessaire de vérifier la
résistance au poinçonnement de la dalle. Dans ce cas, on doit vérifier si
b
cf
hc
uu
Q γ28***045,0≤
Avec : - Qu : charge de calcul à l'ELU;
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60
- uc = 2(a+b) : périmètre du rectangle d'impact au niveau du feuillet moyen
de la dalle;
- h = h0 + hr : épaisseur de la dalle + épaisseur du revêtement.
Système Bt :
TQ 8,1005,1
35*)1020(*)95,065,0(2*045,0lim =++=
Qu = 1,35*Ph + 1,5*δ*P = 28,68T
On a Qu < Qlim
I.3.4 Etat limite de service vis-à-vis des déformations :
Nous allons vérifier si la flèche qui est donnée par la formule :
).4511(*
96
3*
..85,01 lghPl
IredEbfm += est inférieure à la flèche maximale qui
est égale à 400
' lfm = = 5,5mm
Avec :
- Eb.Ired : rigidité de la section homogénéisée de la poutre généralement prise à
28 jours;
- k : coefficient considérant l'effet des déformations plastiques du béton dues à
l'application de courte durée des charges généralement prises égales à 0,85
Eb = 11 000*(fc28)1/3 = 35 981,73 MPa
)²1
(153
31
.ydA
ybIred −+= = 23 981,73cm4
D'où : fm = 4,49mm
On a donc : fm < fm'
I.3.5 Armatures supérieures
Pour les calculs des armatures supérieures, les moments les plus contraignants,
qui sont dans le sens de lx, sont pris en compte pour les deux sens lx et ly.
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Mu,x = - 0,0236MNm
Mser,x = - 0,0158MNm
La section de calcul reste toujours la même qu'aux armatures inférieures.
- Calcul des armatures à l'ELU
µu = 0,042
βu = 0,0435
A = 3,83cm²
- Vérification de l'ELS
Mu,x = 0,0234MNm
µu = 0,042 ⇒ µser,lim = 0,0133
⇒ Mser,lim = 0,0718MNm
On a Mser < Mser,lim
L'état limite de service est vérifié.
- Choix des armatures
Diamètre Φ ≤ 20mm
Choisissons une section d'armatures de 4,52cm² qui correspond à 4HA12.
II Etude du hourdis console
L'hourdis console se présente suivant la figure suivante :
Figure 21 : Hourdis en console
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62
IIII..11 EEff ffoorr ttss dduuss aauuxx cchhaarrggeess ppeerrmmaanneenntteess
II.1.1 Moment fléchissant
Les charges permanentes à considérer sont celles dues au poids propre de :
- Dalle : g0 = 0,50T/m²
- Trottoir : gtrot = 0,375T/m²
- Parapet : gparapet = 0,03T par mètre linéaire
Le moment fléchissant par mètre linéaire du pont est :
0
20
0 .2
*)( bgb
ggM parapettrotg ++=
Mg = 0,342Tm/m
II.1.2 Effort tranchant
L'effort tranchant par mètre linéaire du pont est donné par la formule suivante :
( )parapet
gbtrot
ggg
V ++=0
*0
Vg = 0,774T/m
IIII..22 EEff ffoorr ttss dduuss aauuxx ssuurrcchhaarrggeess
On considère :
- la surcharge de trottoir qtrot = 0,450T/m² et
- une surcharge de P = 3T dont la surface d'impact sur la dalle est un carré de
20cm de coté.
II.2.1 Moments fléchissants Le moment fléchissant a pour expression :
- pour la surcharge de trottoir : 20
.21 b
trotq
trotM = = 0,163Tm/m
- pour la surcharge de 3T, les efforts appliqués sur la dalle se repartissent à 45°
dans le béton :
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63
Figure 22 : Schéma de calcul du moment d'encastrement du coté de la console
La largeur des appuis sollicités est : L = 2b0 + a = 1,90m
Le moment fléchissant est donc donné par :
−=
20* ab
LPM = 1,84Tm/m
II.2.2 Efforts tranchants
L'effort tranchant est donné par :
-pour la surcharge de trottoir : Vtrot = qtrot.b0 = 0,383T/m
- pour la surcharge P : V = LP = 1,58T/m
IIII..33 EEff ffoorr ttss aauuxx ééttaattss ll iimmii tteess
- Moments fléchissants :
A l'ELS : Mapp,ser = Mg + Mtrot + M = 1,688Tm/m
A l'ELU : Mapp,u = 1,35Mg + 1,5(Mtrot + M) = 2,481Tm/m
- Efforts tranchants :
A l'ELS : Vapp,ser = Vg + Vtrot + V = 2,735T/m
A l'ELU : Vapp,u = 1,35Vg + 1,5(Vtrot + V)= 7,516T/m
Partie III : Conception d'un pont à arcs ESPA
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64
IIII..44 DDéétteerrmmiinnaatt iioonn ddeess aarrmmaattuurreess
Pour le calcul des armatures, nous adoptons les mêmes hypothèses, pour le béton
et pour les aciers, qu'au calcul des armatures de l'hourdis intérieur précédemment.
L'hourdis console est sollicité par la flexion simple.
- ELU :
Mu = 0,0248MNm b = 1m d = 0,18m Vu = 0,0752MN
µ = 0,045 < 0,186
β = 0,0477
A = 4,19cm²
Amin = 1,73cm²
Soit A = 4HA12 = 4,52cm².
τu = 0,29 < 1,63
- ELS :
Mser = 0,01688MNm b = 1m d = 0,18m sσ =229MPa
Vérification rapide de la section d'armature obtenue à l'ELU :
µu = 0,045
Le tableau de vérification rapide nous donne :
µser,lim = 0,0133
Mser,lim = 0,0718MNm > Mser
L'etat limite de service est donc vérifié.
Conclusion
Pour qu'il y ait continuité entre les armatures supérieures de la dalle intérieure et
de la dalle en encorbellement, il faut prendre la plus grande section d'armatures obtenue
pour ces deux. Nos résultats des sections d'armatures se coïncident à 4,52cm². Alors, en
définitive, les armatures supérieures suivant ly sont 4HA12.
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65
CHAPITRE 5 ETUDE DES ENTRETOISES
I Caractéristiques de l'ouvrage
Pour notre type d'ouvrage, l'hourdis est supporté par un réseau de poutres,
longerons et d'entretoises qui sont distantes entre elles de 2,50 m, d'axe en axe.
Ces entretoises sont prédimensionnées à une épaisseur de be = 30 cm et une
hauteur de he = 60 cm et la longueur entre les faces intérieures des longerons de rive est
de 6,70 m. Elles sont représentées par les figures suivantes :
Figure 23 : Coupe transversale de l'entretoise
Figure 24 : Coupe suivant la longueur des entretoises
Dans notre ouvrage, il y a 19 entretoises au total telles que les deux d'entre elles
sont des entretoises d'about et les restes sont des entretoises intermédiaires.
Les charges appliquées sur ces deux types d'entretoises sont différentes, mais
nous étudierons seulement le cas des entretoises intermédiaires car pour eux les charges
sont plus prépondérantes.
Partie III : Conception d'un pont à arcs ESPA
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66
II Bases de calcul
Nous allons déterminer :
- les moments fléchissants à mi-travée et aux extrémités;
- les efforts tranchants au voisinage des appuis.
IIII..11 CCaallccuull ddeess ssooll ll iicc ii ttaatt iioonnss Les entretoises prennent les charges provenant des longerons et de l'hourdis et
les transmettent aux poutres.
II.1.1 Les charges permanentes :
Répartition des charges permanentes :
Figure 25 : Charge permanente appliquée sur l'entretoise
- Poids propre de l'entretoise = 0,60*0,30*2,5 = 0,45T/m
- Poids propre de la dalle = 0,20*2,50*2,5 = 1,25T/m
Partie III : Conception d'un pont à arcs ESPA
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67
- Poids propre du revêtement = 0,24*2,50 = 0,6T/m
- Poids propre du longeron = 0,20*0,40*2,50*2,5/6,70 = 0,075T/m
D'où le poids propre total pour 1m linéaire de l'entretoise : p = 2,375T/m.
II.1.2 Les surcharges :
Nous considérons le surcharge Be, Bc et A :
Evaluation de la surcharge A
A(l) est donnée par la formule suivante :
1236213,0)(+
+=l
LA (T/m²)
Avec : l = 2,5m – longueur surchargée.
Nous avons donc :
A(l) = 2,696T/m²
q(l) = a1.A(l) = 2,696T/m²
a1 = 1 pour un pont de première classe de deux voies chargées.
Pour un mètre linéaire de l'entretoise, la surcharge due à A(L) est :
qe(L) = 2,50*2,696 = 6,74T/m
Les moments à mi-travée sont :
- dû aux charges permanentes :8²lp
cpM = = 13,325Tm/m
- dû aux surcharges :
a) A : MA(L) = 8²
)( ee
lLq
Avec le = 6,70m : longueur de l'entretoise.
On a donc : MA(L) = 37,82Tm/m
b) Charge B :
� Be : 25,1*22
*2
PlPBe
M −= = 19,5Tm
� Charge Bc, il faut connaître la charge supportée par
l'entretoise due à une file de roues. La ligne d'influence du
diaphragme est représentée sur la figure :
Partie III : Conception d'un pont à arcs ESPA
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68
1
sens de circulation
6T 6T
1,50
Figure 26 : Ligne d'influence de la diaphragme
D'où alors la charge appliquée sur l'entretoise : P0 = ∑Pi.yi
Avec :
- Pi : surcharge provenant d'une roue du camion Bc;
- yi : ordonnée de la ligne d'influence de la compression sur l'entretoise.
On a donc : P0 = 8,52T
a Ligne d'influence de M o et Vapp :
M0 : moment dû à la surcharge d'exploitation au centre de la travée de l'entretoise;
Vapp : effort tranchant dû à la surcharge d'exploitation à l'appui.
Partie III : Conception d'un pont à arcs ESPA
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69
En supposant que la travée dans le sens transversale est indéformable et s'appuie
sur les poutres; et en considérant le diaphragme comme isostatique : les lignes
d'influence des moments à mi-travée et de l'effort tranchant à l'appui sont représentées
par les figures ci-dessous.
1
1
P0 P0 P0 P0
LI Mo
LI Vap
Figure 27 : Ligne d'influence du moment fléchissant et de l'effort tranchant
On obtient les efforts maximaux suivants :
∑=i
yPBc
M0
δ
∑=i
yPBc
V0
δ
Nous avons :
MBc = 1,18*8,52*2*(0,36+0,93+) = 25,94Tm
VBc = 1,18*8,52(0,82+0,54+0,46+0,18) = 20,11T
b Combinaison d'actions suivant les états limites
A l'ELS : M0 = Mcp + max(MA(L) ; MBc; MBe ) = 49,145Tm
En tenant compte des encastrements partiels aux extrémités :
- aux appuis : Mapp = -0,5M0 = -24,57Tm
- en travée : Mtr = 0,8*M0 = 39,32Tm
Partie III : Conception d'un pont à arcs ESPA
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70
A l'ELU : Mcal = 1,35*Mcp + 1,5*max(MA(L) ; MBc; MBe ) = 71,72Tm
De même, la répartition des moments est :
- aux appuis : Mapp = -0,5M0 = -35,86Tm
- en travée : Mtr = 0,8*M0 = 57,38Tm
II.1.3 Calcul de l'effort tranchant :
L'effort tranchant maximum à l'appui à l'ELU est :
- dû aux charges permanentes : Vcp = 2
* lp = 10,70T
- dû à A : 2
*)(
lqLA
V = = 22,58T
- dû à Bc : VBc = 20,11T
La résultante : Vu = 1,35Vcp + 1,5max(VA(L) , VBc) = 48,315T
II.1.4 Calcul des armatures :
On a comme section :
A
Figure 28 : Section de l'entretoise
- Aux appuis :
a) ELU :
Mu = 0,3586MNm
µu = 0.280
Partie III : Conception d'un pont à arcs ESPA
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71
On a 0,186 < µu < µlimite = 0,391, pivot B sans armature de compression.
βu = f(µu) : µu = 0,2129 ⇒ βu = 0,3367
Au = 24,67cm²
Soit 8HA20 = 25,13cm²
b) ELS :
Mser = 0,2457MNm
Vérification des contraintes
En utilisant le tableau de vérification rapide, nous trouvons que :
µser,lim = 0,0986
d'où Mser,lim = 0,4437
Mser,lim < Mser , alors l'état limite de service n'est pas vérifiée.
En effet, nous procédons à la redimensionnement à l'ELS.
Calcul des armatures à l'ELS :
++
++
=2)'(5.7
)''((1
)'(15
ss
ssss
AA
AddAb
b
AAy
On a : y = 0,37m
[ ] 4223
576257)(')(153
cmdyAydAby
I ss =−+−+=
64,42==I
MK ser
σbc = K.y = 15,87MPa < bcσ =18MPa
Alors la condition de compression du béton est assurée.
Calculons la section d'armature minimale exigée :
²88,2523,0 28min cm
f
fbdA
e
c ==
Soit une section de 28,27cm² qui correspond à 9HA20.
- En travée :
En procédant de la même façon, on obtient :
A = 37,12cm². Soit A = 12HA20 = 37,70cm²
Partie III : Conception d'un pont à arcs ESPA
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72
CHAPITRE 6 ETUDE DU LONGERON
Figure 29 : Longeron
On considère que les longerons s'appuient sur les entretoises.
Calcul des sollicitations
- Charge permanente :
• Poids propre :
g = (0,24+0,20*2,50)*3,75 + 0,20*0,40*2,50 = 2,975T/m
• Moment fléchissant :
Tmgl
M cp 800,18
² ==
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- Surcharges :
• A(L) :
q = A(L)*d = 0,845*3,75 = 3,231T/m
Tmql
M cp 955,18² ==
• Bc :
Dans le sens transversal, la charge maximale supportée par le longeron est obtenue de la
ligne d'influence de la réaction :
3T 3T 3T 3T
R
Figure 30 : Ligne d'influence de la réaction
TR 52,735,3
)25,235,3()25,035,3(*3*2 =−+−=
Dans le sens longitudinal, le moment maximal est obtenu en appliquant le théorème de
Bare :
−=l
dPlM Bc11
4
2R2R
P
Figure 31 : Suivant la longueur du pont
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La résultante P = 4R = 30,1T ⇒ MBc = 5,266Tm
D'où les moments :
à l'ELU : M0 = 7,066
à l'ELS : M0 = 10,329
Comme le longeron est semi-encastré aux entretoises, les moments :
• aux appuis :
Mu = -0,5M0 = -5,164Tm
Mser = -0,5M0 = -3,533Tm
• en travée:
Mu = 0,8M0 = 8,263Tm
Mser = 0,8M0 = 5,653Tm
Détermination des armatures :
On a une section :
- de base b = 0,40m;
- de hauteur h = 0,40m ⇒ d = 0,9h = 0,36m
Aux appuis :
• ELU :
Mu = -0,05164MNm
µu = 0,040 < 0,186 ; pivot A
βu = f(µu) = 0,0414
A = 3,03cm² , soit 2HA14 = 3,08cm²
• ELS :
Mser = 0,03533MNm
- Vérification des contraintes :
µu = 0,040 correspond à µser,lim = 0,0133
d'où Mser,lim = 0,060MNm
Nous avons Mser < Mser,lim , alors l'état limite de service est vérifiée.
Partie III : Conception d'un pont à arcs ESPA
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75
En travée :
• ELU
Mu = 0,08263MNm
µu = 0,0648 < 0,186
β = 0,069
A = 5,06cm² , soit 4HA14 = 6,16cm²
• ELS :
Mser = 0,05653MNm
- Vérification des contraintes :
En utilisant le tableau de vérification rapide de l'ELS, on trouve :
µser,lim = 0,0199 , ce qui donne :
Mser,lim = 0,08955MNm
On a Mser < Mser,lim , alors l'état limite de service est vérifiée.
Partie III : Conception d'un pont à arcs ESPA
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76
CHAPITRE 7 ETUDE DES ARCS ET DU TABLIER
I Caractéristiques
II..11 CCaarraaccttéérr iisstt iiqquueess ddee ll ''aarrcc
La présente étude est relative à un pont en arc à deux articulations, de 45 m de
portée et de 3,50 m de flèche. La fibre moyenne de l'arc est une parabole du deuxième
degré d'équation :
−=
2
5,221*5,3 xy (m).
L'arc a une section moyenne de 1,60 m de largeur et de 0,90 m d'épaisseur.
Notre ouvrage est un pont en arc à tablier supérieur tels que les deux arcs sont
distants de 7 m d'axe en axe et munis aux appuis d'articulations en béton armé.
II..22 CCaarraaccttéérr iisstt iiqquueess dduu ttaabbll iieerr
Le tablier est solidarisé aux deux arcs disposés symétriquement par rapport à son
axe longitudinal, à l'aide des potelets verticaux. Il est simplement appuyé sur les arcs ou
niveau de la clef.
Les dimensions et la forme géométrique du tablier sont données par les figures
suivantes :
Figure 32 : Coupe transversal du tablier
Partie III : Conception d'un pont à arcs ESPA
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77
A' B'
A" B"
Figure 33 : Coupe longitudinal
II Calcul des sollicitations
IIII..11 HHyyppootthhèèsseess eett mmooddééll iissaatt iioonn ddee ccaallccuull
- Nous assimilons le tablier à une poutre droite (A"B") sur deux appuis simples
(tablier rectiligne et horizontal) et l'arc à une poutre courbe (A'B') sur deux
articulations;
- Les poutres (A"B") et (A'B') sont de même portée horizontale;
- Les potelets sont supposés infiniment voisins entre eux et inextensibles;
- La section réduite et l'inertie réduite de l'arc sont supposées constantes;
La modélisation du schéma de calcul est la suivante :
A B
P=1
A" B"
A' B'O x
y
α
cosθ
x
Figure 34: Schéma de calcul
Nous désignerons par
- y' = y l'ordonné de sa fibre moyenne;
- S' : la section réduite de l'arc;
Partie III : Conception d'un pont à arcs ESPA
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78
- I' : le moment d'inertie réduit de l'arc;
- M' : le moment fléchissant du tablier
- I" : le moment d'inertie réduit du tablier;
- M" : le moment fléchissant du tablier
IIII..22 BBaasseess ddee ccaallccuull
L’ensemble arc-tablier sera assimilé à un arc fictif (Résistance des matériaux
TOME I par J.COURBON), articulé aux naissances et ayant pour fibre moyenne la fibre
moyenne de l'arc, pour section réduite la section réduite S' de l'arc et d'inertie réduite
l'inertie réduite de l'ensemble arc-tablier. Nous avons donc une structure à un degré
d'hyperstaticité telle que l'inconnu est la poussé horizontale Q de l'arc fictif. Ainsi il y a
répartition des sollicitations entres le tablier et l'arc selon les relations :
IIxMxM '*)()(' = et
IIxMxM "*)()(" =
Avec : "' III += - inertie réduite de l'arc fictif;
M(x) : moment fléchissant de l'arc fictif dans la section d'abscisse x
Le moment fléchissant de l'arc fictif a pour expression :
yQxxM *)()( −= µ
Avec : µ(x) : moment fléchissant relatif à la poutre indépendante associée à l'arc.
La poussée horizontale Q est donnée par :
∫ ∫+
∫=
'***
***)(
2
SEdx
IEdxy
IEdxyx
Qµ
Avec : E - module d'élasticité;
IIII..33 EEvvaalluuaatt iioonn ddeess cchhaarrggeess
Pour le calcul, nous considérons :
- la charge permanente;
Partie III : Conception d'un pont à arcs ESPA
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79
- les surcharges : Bc, Bt, Br, A(L) et la surcharge des trottoirs.
II.3.1 Charges permanentes :
La charge permanente totale est égale à Pcp = 714,978T , soit une
surcharge qcp = 15,888T par mètre linéaire.
II.3.2 Surcharge A(L) :
A(L) est donnée par :
1236230,0)Α( ++=
LL [T/m²]
( ) ²/845,045 mTLAmL =⇒=
Soit une charge par mètre linéaire de :
qA(L) = a1.A(L).L r
avec : a1 = 1
Lr = 7m : largeur roulable
On a donc : qA(L) = 5,92T/m
IIII..44 CCaallccuull ddee llaa ppoouussssééee eett mmoommeennttss ddaannss ll ''aarrcc ff iicctt ii ff
II.4.1 Sections réduites et inerties réduites:
Pour une section rectangulaire de base b et de hauteur h :
- le moment d'inertie par rapport à un axe horizontal passant par son centre de
gravité est égal à : 12
3b*h
- le moment d'inertie par rapport à un axe quelconque parallèle à l'axe horizontal
passant son centre de gravité et lui distant de d, est égal à : hbdhb **12* 2
3
+
Pour une section de forme quelconque formée par un ensemble de sections
rectangulaires, les moments d'inertie s'ajoutent.
Partie III : Conception d'un pont à arcs ESPA
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80
Par définition, l'inertie réduite et la section réduite d'un élément (arc ou
tablier) sont les multiples de leur inertie et leur section réelle par le cosinus de
l'angle (soit θ cet angle) formé par l'horizontal et la tangente à la fibre moyenne de
cet élément.
Pour l'arc, la section réduite constante au niveau de la clef :
θ = 0 degré.
²88,260,1*90,0*2' mS ==
L'inertie réduite est de :
41944,012
390,060,1*2' m
*I ==
Pour le tablier, la section réduite est égale à la section réelle, de même pour
l'inertie réduite, car nous avons un tablier rectiligne horizontal. Pour les calculer, il
suffit de prendre la moitié du tablier et ensuite multiplier les valeurs obtenues par 2.
Divisons la section en 4 parties suivant la figure :
2
3
1
4
axe de symétrie
x
yOFigure 35 : Section réduite du tablier
Pour chaque section :
bi : base;
hi : hauteur;
yGi : position de la centre de gravité de la section n°i;
yG : position de la centre de gravité de l'ensemble;
di = | yG - yGi |
I' i : moment d'inertie de la section n°i par rapport à son centre de gravité;
Ii : moment d'inertie de la section n°i par rapport au centre de gravité de
l'ensemble.
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Tableau 22 : Section réduite et inertie réduite du tablier
Section n° b i [m] hi [m] yGi [m] Si [m²] I'i [m4] yG [m] d [m] Ii [m
4]1 1 0,15 0,675 0,15 0,000281 0,47 0,21 0,00662 4,5 0,25 0,475 1,125 0,005859 0,01 0,00593 0,3 0,35 0,175 0,105 0,001072 0,29 0,01024 0,2 0,15 0,275 0,03 0,000056 0,19 0,0012Σ 1,41 0,0239
2,82 0,0478S" = 1,41*2 = I" = 0,0239*2 =
42422,00478,01944,0 mI =+=
%8080,02422,01944,0' ===
II
%2020,02422,00478,0" ===
II
II.4.2 Moment fléchissant µ(x) :
Pour une section à l'abscisse x et une charge unité appliquée à l’abscisse α, le
moment fléchissant µ(x,α) a pour expressions :
( )axax −+= 1)(
21),( ααµ pour x≤α et
( )( )a
axx ααµ −+= 121),( pour x≥α
II.4.3 Poussée horizontale Q :
Dans l'expression∫ ∫+
∫=
'***
***)(
2
SEdx
IEdxy
IEdxyx
Qµ
,en supposant l’inertie réduite et la
section réduite constantes, posons :
IEfa
IEdxyD
*²*
*1516
*² == ∫ et
'**2
'* SEa
SEdxd == ∫
Alors l'expression de Q devient : ∫=IE
dxxµyD
Q*
*)(**γ
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où :
²²*
8151
1
fr+
=γ : terme de Bresse
'
²SIr = : rayon de giration à la clef
La ligne d'influence de la poussée a pour équation :
−
−=
²²5
²²1
645)(
aafaQ ααγα
Enfin la poussée Qτ due à une variation linéaire τ a pour valeur :
²815
fEIQ γττ =
Application numérique :
EED
085,12142422,0*
²5,3*5,22*
1516 ==
0841,088,2
2422,0² ==r
9873,0
²5,30841,0
*8
151
1 =+
=γ
D'où la fonction d'influence de la poussée :
−
−=
−
−=
25,506²5
25,506²1496,0
²5,22²5
²5,22²1
5,35,22
*9873,0*645)( αααααQ
On obtient la ligne d’influence de la poussée au paragraphe II.6.1
II.4.4 Moments fléchissants de l'arc fictif :
En prenant en compte les expression de µ(x,α), y(x) et de Q(α), on a les
fonctions d’influence des moments fléchissants :
Pour x≤α :
−
−
−−
−+=
25,506²1
25,506²5
25,506²17355,1
5,221)5,22(5,0),( xxxM αααα
Pour x≥α :
−
−
−−
−+=
25,506²1
25,506²5
25.506²17355,1
5,221)5,22(5,0),( xxxM αααα
On obtient la ligne d’influence des moments fléchissants au paragraphe 2.5.4.2.
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83
CCCCCCCCaaaaaaaallllllllccccccccuuuuuuuullllllll ddddddddeeeeeeeessssssss eeeeeeeeffffffffffffffffoooooooorrrrrrrrttttttttssssssss
IIII..55 DDuuss aauuxx cchhaarrggeess ppeerrmmaanneenntteess ::
II.5.1 Poussées : Pour toute la section de l'arc fictif, la poussée horizontale Q due à la charge
permanente est donnée par la formule suivante :
γfaq
Qp 2²*=
TQcp 45,11349873,0*5,3*2
²5,22*888,15 ==
II.5.2 Moment fléchissant : Pour les charges permanentes, le moment fléchissant est exprimé par :
)1(*²²1*²**
21)( γ−
−=
axaqxM
−=−
−=
2
1738,62)9844,01(*²²1*²5,22*888,15*
21)(
ax
axxM p
Pour les trois sections considérées :
0=ax Mp = 62,738Tm
5,0=ax Mp = 47,054Tm
1=ax Mp = 0
II.5.3 Efforts tranchants :
L’effort tranchant de l’arc fictif est obtenu en dérivant son moment fléchissant
par rapport à l'abscisse curviligne. Sa valeur à l'abscisse x est donnée par :
( ) θcos*)()( xMdxdxV p=
Partie III : Conception d'un pont à arcs ESPA
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84
On a obtenu les valeurs suivantes :
0=ax Vp = 0
5,0=ax Vp = -1,136T
1=ax Vp = -2,271T
IIII..66 DDuuss aauu ccoonnvvooii rroouutt iieerr ((ccaass ddee llaa ssuurrcchhaarrggee BBcc)) ::
Pour le surcharge Bc, nous devons tracer les lignes d'influence de la poussée, des
moments fléchissants et des efforts tranchants.
II.6.1 Traçage de la ligne d'influence de la poussé e :
Nous avons déjà eu l'expression de la poussée horizontale :
−
−=
25,506²5
25,506²1496,0)( αααQ
Pour simplifier le traçage de la ligne d'influence de la poussée horizontale, nous
allons considérer 20 points particuliers, distants de ma 25,220
5,22*2202 == entre
eux.
Nous avons donc le tableau suivant :
Tableau 23 : Ligne d'influence de la poussée
α = -22,5 -20,25 -18 -15,75 -13,5 -11,25 -9 -6,75 -4,5 -2,25 0 Q(α) = 0,0000 0,3947 0,7783 1,1405 1,4725 1,7665 2,0159 2,2155 2,3610 2,4496 2,4793
α = 0 2,25 4,5 6,75 9 11,25 13,5 15,75 18 20,25 22,5 Q(α) = 2,4793 2,4496 2,3610 2,2155 2,0159 1,7665 1,4725 1,1405 0,7783 0,3947 0,0000
D'après ce tableau, nous pouvons tracer la ligne d'influence de la poussée :
Partie III : Conception d'un pont à arcs ESPA
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Q
αO
Figure 36 : Ligne d'influence de la poussée horizontale
II.6.2 Lignes d'influence des moments fléchissants :
Nous procédons comme précédemment pour tracer la ligne d'influence des moments
fléchissants.
Les moments fléchissant ont pour équations :
Pour x≤α :
−
−
−−
−+=
25,506²1
25,506²5
25,506²17355,1
5,221)5,22(5,0),( xxxM αααα
Pour x≥α :
−
−
−−
−+=
25,506²1
25,506²5
25.506²17355,1
5,221)5,22(5,0),( xxxM αααα
a) Section au niveau de la clef :
Section qui correspond à la valeur de 0=ax . La section se trouve sur l'axe de
symétrie du pont. Alors il nous suffit d'étudier la moitié où x≥α et tracer la ligne
d'influence du moment fléchissant dans cette partie et puis faire la symétrie de cette
ligne d'influence.
Partie III : Conception d'un pont à arcs ESPA
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86
L'expression du moment fléchissant correspond à cette partie est :
−
−−
−=
25,506²5
25.506²17355,1
5,22125,11)( ααααM
Soit le tableau donnant les valeurs des moments fléchissants correspondants aux
20 points particuliers :
Tableau 24 : Ligne d'influence des moments fléchissants pour une section au niveau de la clef
α = 0 2,25 4,5 6,75 9 11,25 13,5 15,75 18 20,25 22,5 M(α) = 2,5725 1,5515 0,7362 0,1206 -0,3058 -0,5577 -0,6537 -0,6168 -0,4740 -0,2566 0,0000
α
Figure 37 : Ligne d'influence des moments fléchissants pour une section au niveau de la clef
b) Section au quart de la travée :
Section qui correspond à la valeur de 5,0=ax . Les expressions des moments
fléchissants deviennent :
Pour x≤α :
−
−−+=
25,506²5
25,506²130161,1)5,22(25,0)( ααααM
Pour x≥α :
−
−−
−=
25,506²5
25.506²130161,1
5,221875,16)( ααααM
Partie III : Conception d'un pont à arcs ESPA
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87
D'où le tableau :
Tableau 25 : Section au quart de la travée
a = -22,5 -20,25 -18 -15,75 -13,5 -11,25 -9 -6,75 -4,5 -2,25 0 M(a) = 0,0000 -0,4737 -0,9180 -1,3063 -1,6153 -1,8245 -1,9168 -1,8782 -1,6977 -1,3676 -0,8830
a = 2,25 4,5 6,75 9 11,25 11,25 13,5 15,75 18 20,25 22,5 M(a) = -0,2426 0,5523 1,4968 2,5832 3,8005 3,8005 2,8847 2,0687 1,3320 0,6513 0,0000
M
αO
Figure 38 : Ligne d'influence des moments fléchissants pour une section au quart de la travée
c) Section au niveau des naissances :
Les arcs étant articulés aux naissances, on a M = 0 pour tous les cas de chargement.
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88
II.6.3 Lignes d'influence des efforts tranchants : La fonction d'influence est donnée par :
( ) θcos*)()( xMdxdxV =
Pour x≤α : θαααα cos*25,506
225,506²5
25,506²17355,1
455,22
),(
−
−−
+−= xxV
Pour x≥α : θαααα cos*25,506
225,506²5
25.506²17355,1
455,22
),(
−
−−
−= xxV
²tan11cos
+
=θ
θ
Or, dxdy=θtan , avec y – équation de la fibre moyenne.
a) Section au niveau de la clef :
Section qui correspond à la valeur de 0=ax .
Pour 0=≤ xα : 45
5,22)(
+−= ααV
Pour 0=≥ xα : 455,22
)(αα −=V
La ligne d’influence est donc :
V
αo
Figure 39 : Ligne d'influence des efforts tranchants pour une section au niveau de la clef
Partie III : Conception d'un pont à arcs ESPA
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89
b) Section au quart de la travée :
Section qui correspond à la valeur de 5,0=ax . Les expressions des efforts tranchants
deviennent :
Pour x≤α : 99,0*25,506²5
25,506²1077,0
455,22
)(
−
−−
+−= ααααV
Pour x≥α : 99,0*25,506²5
25.506²1077,0
455,22
),(
−
−−
−= ααααxV
D'où le tableau :
Tableau 26 : Ligne d'influence des efforts tranchants - section au quart
α = -22,5 -20,25 -18 -15,75 -13,5 -11,25 -9 -6,75 -4,5 -2,25 0 V(α) = 0,0000 -0,1114 -0,2211 -0,3274 -0,4290 -0,5248 -0,6136 -0,6946 -0,7673 -0,8310 -0,8856
α = 2,25 4,5 6,75 9 11,25 11,25 13,5 15,75 18 20,25 22,5 V(α) = -0,9310 -0,9673 -0,9946 -1,0136 -1,0248 -0,0248 -0,0291 -0,0274 -0,0211 -0,0114 0,0000
V
αo
Figure 40 : Ligne d'influence des efforts tranchants pour une section au quart de la travée
Partie III : Conception d'un pont à arcs ESPA
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90
c) Section au niveau des naissances :
1=ax ,α est toujours inférieur à x = a.
L'expression de la fonction d’influence des efforts tranchants correspond à cette partie
est :
Pour ax =≤α : 99,0*25,506²5
25,506²115,0
455,22
)(
−
−−
+−= ααααV
Soit le tableau donnant les valeurs des efforts tranchants correspondants aux 20 points
particuliers :
Tableau 27 : Ligne d'influence des efforts tranchants - section aux appuis
α = -22,5 -20,25 -18 -15,75 -13,5 -11,25 -9 -6,75 -4,5 -2,25 0 V(α) = 0,0000 -0,1728 -0,3421 -0,5048 -0,6580 -0,7995 -0,9271 -1,0392 -1,1344 -1,2120 -1,2712
α = 0 2,25 4,5 6,75 9 11,25 13,5 15,75 18 20,25 22,5 V(α) = -1,2712 -1,3120 -1,3344 -1,3391 -1,3271 -1,2994 -1,2580 -1,2047 -1,1420 -1,0727 -0,9999
D'où la ligne d'influence des efforts tranchants :
V
αo
Figure 41 : Ligne d'influence des efforts tranchants pour la section au niveau de l'appui
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Nous avons tous les lignes d'influence utiles pour les calculs des efforts dus au
système Bc. Pour ce faire, il faut charger ces lignes d'influence, en plaçant les charges
dans des positions les plus défavorables.
Pour tous les sections considérées : les positions des charges sont montrées par
les figures [ANNEXE F] telles que les flèches bleus représentent les charges dans la
partie négative et les flèches rouges celles dans la partie positive.
II.6.4 Calcul des moments fléchissants :
Les moments fléchissants dus aux surcharges Bc sont donnés par la formule suivante
MBc =ηBc*δpp*bc*∑Piyi
Avec Pi : charge due à un essieu du système Bc disposée suivant les figures aux
annexes F (placée à la position la plus défavorable)
yi : ordonnée de la ligne d'influence correspondant à la charge Pi
Chargement de la partie positive
Pour les différentes sections, on a :
- au niveau de la clef :
MBc = 0,645*1,07*1,1*[24(2,5725+1,8918) +12*0,3124] = 83,930Tm
- au quart de la travée :
MBc = 0,645*1,07*1,1*[24(3,8005+3,19+0,2171) +12*1,5776] = 145,253Tm
- aux appuis :
MBc = 0
Chargement de la partie négative
- au niveau de la clef :
MBc = -0,645*1,07*1,1*[24(0,6537+0,6291) +12*0,3291] = -26,371Tm
- au quart de la travée :
MBc = -0,645*1,07*1,1*[24(1,9168+1,8911+0,4561)+12*1,4776] = -91,151Tm
- aux appuis :
MBc = 0
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II.6.5 Calcul des poussées :
Les poussées sont données à partir de la ligne d'influence de la poussée par :
QBC = ηBc*δpp*bc*∑Piyi
Avec yi : ordonnée de la ligne d'influence qui correspond à la charge Pi due à une roue
du système Bc disposée dans la même position qu'aux calculs des moments fléchissants.
Chargement de la partie positive
- au niveau de la clef :
QBc = 0,645*1,07*1,1*[24(2,4793+2,4595) +12*2,264] = 110,275T
- au quart de la travée :
QBc = 0,645*1,07*1,1*[24(1,7665+1,5705+0,1316) +12*0,899] = 71,171T
- aux appuis :
QBc = 0,645*1,07*1,1*[24(0+0,2631+1,6685+1,8496) +12(1,0198+2,264)] =98,81T
Chargement de la partie négative
- au niveau de la clef :
QBc = 0,645*1,07*1,1*[24(1,4725+1,2512) +12*0,5226] = 54,387T
- au quart de la travée :
QBc = 0,645*1,07*1,1*[24(2,0159+2,149+2,4595) +12*2,4201] = 142,734T
- aux appuis :
QBc = 98,81T
II.6.6 Calcul des efforts tranchants :
Les figures F – 1, F – 2 et F – 3 donnent les lignes d’influence des efforts
tranchants avec les positions des surcharges dans chaque section considérée. Les
valeurs des efforts tranchants dus à Bc sont données par :
VBc =ηBc* δpp*bc*∑Piyi
Chargement de la partie positive
- au niveau de la clef :
VBc = 0,645*1,07*1,1*[24(0,5+0,4667) +12*0,3667] = 20,95T
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- au quart de la travée :
VBc = 0,645*1,07*1,1*[24(0,0248+0,0277+0,0038) +12*0,0232] = 1,237T
- aux appuis :
VBc=0,645*1,07*1,1*[24(1+1,0484+1,2856+1,3086)+12(1,1838+1,3375)]=107,56T
Chargement de la partie négative
- au niveau de la clef :
VBc = 0,645*1,07*1,1*[24(0,2+0,1667) +12*0,0667] = 1,215T
- au quart de la travée :
VBc = 0,645*1,07*1,1*[24(0,6136+0,6676+0,9159) +12*0,8098] = 47,408T
- aux appuis :
VBc = 107,56T
IIII..77 DDuuss àà llaa ssuurrcchhaarrggee AA((LL)) ::
Nous avons qA(L) = 5,92T/m.
Les principes de calcul sont les mêmes que pour le système Bc. Les efforts dus
au système de charge A(L) se peuvent déterminer en chargeant les lignes d'influence ci-
dessus.
Il faut charger les zones correspondantes aux zones positives ou négatives,
chargées par Bc , dans les lignes d'influence des moments fléchissants de l'arc fictif.
- La formule donnant les moments fléchissants dus à A(L) est la suivante :
MA(L) = ηA(L)*qA(L)*SM
- La poussée est donnée par :
QA(L) = ηA(L)*qA(L)*SQ
- Efforts tranchants :
VA(L) = ηA(L)*qA(L)*SV
où SM, SQ, SV : aires de la ligne d'influence des moments fléchissants, de la
poussée et des efforts tranchants correspondantes aux parties chargées.
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II.7.1 Calcul des moments fléchissants
Les moments fléchissants qui correspondent aux parties négatives de la ligne
d'influence sont négatives, ceux correspondent aux parties positives sont positives.
a -Section au niveau de la clef :
Pour la partie positive
S = 39,71m²
MA(L) = 0,5*5,92*39,71 = 117,542Tm
Pour la partie négative
SM = 12,51m²
MA(L) = - 0,5*5,92*12,51 =-37,03Tm
b Section au quart de la travée
Partie positive
SM = 125,42m²
MA(L) = 371,243Tm
Partie négative
SM =71,05m²
MA(L) = -210,308Tm
c Section aux appuis Aux appuis, les moments fléchissants sont toujours égales à zéro.
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II.7.2 Calcul des poussées horizontales
En appliquant les formules ci-dessus, nous avons les résultats suivants :
Tableau 28 : Poussée horizontale due à A(L)
Section Au niveau de la clef Au quart Aux appuis
Positive Négative Positive Négative Positive Négative
aire 125,42 58,79 82,13 149,63 112,35 101,12
Poussée 371,243 174,016 243,105 442,905 332,56 299,315
II.7.3 Calcul des efforts tranchants
a Section au niveau de la clef
Chargement de la partie positive
SV = 3,075m²
VA(L) = 9,102T
Chargement de la partie négative
SV = 2,537m²
VA(L) = 7,51T
b Section au quart de la travée
Chargement de la partie positive
SV = 19,68m²
VA(L) = 58,25T
Chargement de la partie négative
SV = 13,72
VA(L) = 40,61T
c Section aux appuis Sv = 43,66m²
VA(L) = 129,23T
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IIII..88 DDuuss àà llaa ssuurrcchhaarrggee ddeess ttrroott ttooii rrss ::
En considérant un trottoir surchargé, la surcharge de trottoir est égale à ptrot = 0,150T/m²
et le coefficient de répartition transversale ηtrot = 1,07.
Le calcul des efforts dus à la surcharge de trottoir est le même qu'aux efforts dus
à la surcharge A(L). On charge la partie négative ou positive correspondante à la ligne
d'influence des moments fléchissants.
Les formules donnant ces efforts sont les suivantes :
- Moments fléchissants: Mtrot = ηtrot.ptrot.S
- Poussées : Qtrot = ηtrot.ptrot.S
- Efforts tranchants : Vtrot = ηtrot.ptrot(L)*S
Les surfaces sont les mêmes qu'à la surcharge A(L). Alors, en appliquant ces
formules, nous avons les résultats suivants :
Tableau 29: Efforts dus à la surcharge des trottoirs
Efforts Section Surface Efforts
Positive Négative Positive Négative
Moments
fléchissants
Clef 39,71 12,51 5,957 -1,877
Quart 71,05 45 10,658 -6,75
Appuis 0 0 0 0
Poussées
horizontales
Clef 125,42 58,79 18,813 8,82
Quart 82,13 149,63 12,32 22,44
Appuis 112,35 101,12 16,853 15,168
Efforts
tranchants
Clef 2,537 3,075 0,46 0,38
Quart 13,72 19,68 2,95 2,058
Appuis 43,66 43,66 6,55 6,55
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IIII..99 EEff ffoorr ttss dduuss aauuxx vvaarr iiaatt iioonnss ddee tteemmppéérraattuurree ::
L'écart de température est pris égale à 20 °C.
II.9.1 Poussée :
Pour toute la section de l'arc fictif, la poussée due à la variation linéaire de
température est donnée par la formule suivante :
²815
fEI
tQ λ=
avec : λ = 1,2.10-5*20 = 0,00024
E = coefficient d'élasticité du béton
I' = 43
0972,012
90,0*60,1m= moment d'inertie de la section à la clef
f = 3,5m : flèche
D'où : Qt = 0,714T
II.9.2 Moments fléchissants :
Pour une section donnée, à l'abscisse x, le moment fléchissant est le multiple de
la poussée avec l'ordonnée de la section qui est donnée par l'équation de la fibre
moyenne : ( )
−=
2
5.221*5,3 xy
C'est-à-dire : yQM t *=
A la clef :
M t = 2,499Tm
Au quart de la portée:
M t = 1,875Tm
Aux appuis :
M t = 0
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II.9.3 Efforts tranchants :
L’effort tranchant dû à la variation linéaire de la température est toujours égal à
zéro pour toute la section.
Récapitulation des valeurs des poussées, moments fléchissants et efforts
tranchants pour tous les cas de chargement :
Tableau 30 : Récapitulation des poussées, moments fléchissants et efforts tranchants
Cas de charge Section à la clef
Section au quart de la travée
Section aux appuis
M[Tm] Q[T] V[T] M[Tm] Q[T] V[T] M[Tm] Q[T] V[T]
Charge permanente
62,738 1134,45 0 47,054 1134,45 -1,136 0 1134,45 -2,271
Bc
(1) 83,930 110,275 20,95 145,253 71,171 1,237 0 98,81 107,56
(2) -26,371 54,38 1,215 -91,151 142,734 47,408 0 98,81 107,56
Surcharge A(L)
(1) 117,54 371,243 9,102 210,308 243,105 58,25 0 332,556 129,23
(2) -37,03 174,02 7,51 -133,20 442,90 40,61 0 229,32 129,23
Surcharge des trottoirs
(1) 5,957 18,813 0,46 10,658 12,32 2,95 0 16,853 6,55
(2) -1,877 8,82 0,38 -6,75 22,44 2,058 0 15,168 6,55
Variation de température
2,499 0,714 0 1,875 0,714 0 0 0,714 0
Pour Bc , A(L) et la surcharge des trottoirs :
- (1) désigne les valeurs correspondantes au cas de chargement de la partie
positive de la ligne d'influence;
- (2) désigne les valeurs correspondantes au cas de chargement de la partie
négative de la ligne d'influence;
Partie III : Conception d'un pont à arcs ESPA
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Nous observons que les moments fléchissants dus au système A(L) sont
supérieurs à ceux dus au système Bc ; l'application du système de charge A(L) est donc
prépondérante et sera retenu pour le calcul des sections d'armature.
Pour la suite du travail, nous ne considérons que l’effort tranchant aux appuis car
cela correspond au cas le plus défavorable.
IIII..1100 CCoommbbiinnaaiissoonnss dd''aacctt iioonnss
Rappelons les combinaisons suivantes :
ELS : Gmax + Gmin + Q1 +∑ψ0i*Q i
ELU : 1.35*Gmax + Gmin + 1.5*Q1 + ∑1.35*ψ0i*Q i
En considérant le cas de chargement le plus défavorable, on a :
Tableau 31 : Combinaison d'action
Etat limite clef quart appuis
M[Tm] Q[T] M[Tm] Q[T] M[Tm] Q[T] V[T] ELS(1) 188,734 1525,22 269,895 1390,589 0 1484,573 138,051 ELU(1) 273,315 2117,555 397,503 1915,609 0 2056,585 206,736 ELS(2) -38,907 182,84 -139,95 465,34 0 244,488 135,78 ELU(2) -58,361 274,26 -209,925 698,01 0 366,732 203,67
IIII..1111 RRééppaarr tt ii tt iioonn ddeess cchhaarrggeess eennttrree ll ''aarrcc eett llee ttaabbll iieerr
II.11.1 Moments fléchissants et poussées horizontal es
On rappelle que la répartition des efforts entre l'arc et le tablier est
proportionnelle aux rapports des moments d'inertie soit : 0,80 pour l'arc et 0,20 pour le
tablier.
Nous avons donc le tableau donnant les moments fléchissants et poussées
horizontales pour un arc :
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100
Tableau 32 : Moments fléchissants, poussées et efforts tranchants dans l’arc
Etat limite clef quart appuis
M[Tm] Q[T] M[Tm] Q[T] M[Tm] Q[T] V[T] ELS(1) 150,987 1220,176 215,916 1112,471 0 1187,658 110,441 ELU(1) 218,652 1694,044 318,003 1532,487 0 1645,268 165,389 ELS(2) -31,126 146,272 -111,96 372,272 0 195,590 108,624 ELU(2) -46,688 219,408 -167,94 558,408 0 293,386 162,936
Et pour une poutre
Tableau 33 : Moments fléchissants, poussées et efforts tranchants dans la poutre
Etat limite clef quart appuis
M[Tm] Q[T] M[Tm] Q[T] M[Tm] Q[T] V[T] ELS(1) 37,747 305,044 53,979 278,118 0 296,915 27,610 ELU(1) 54,663 423,511 79,501 383,122 0 411,317 41,347 ELS(2) -7,781 36,568 -27,99 93,068 0 48,898 27,156 ELU(2) -11,672 54,852 -41,985 139,602 0 73,346 40,734
Les résultats montrent que les moments maximums positifs sont toujours
supérieurs aux moments négatifs; la section et l'armature de l'arc étant symétrique, alors
pour le calcul des sections d'armatures, nous n'envisagerons que les moments les plus
élevés.
II.11.2 Efforts tranchants
Les efforts tranchants sont distribués à l’arc et le tablier suivant les relations :
θcos*'*'IIVV = et
IIVV "*"=
Alors, les valeurs obtenues ci-dessus sont conservées pour la poutre et à multiplier par
cosθ pour l'arc.
Nous avons obtenu le tableau suivant, pour l'arc :
Tableau 34 : Efforts tranchants de l'arc aux états limites
Etat limite
appuis V[T]
ELS(1) 15,616 ELU(1) 23,386 ELS(2) 15,359 ELU(2) 23,039
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II.11.3 Efforts normaux
Les efforts normaux N’ et N’’ sont donnés par :
- θcos'
QN = où Q est la poussée horizontale et θ l'angle d'inclinaison sur l'horizontale
de la section considérée ;
- N’’ = 0.
Nous avons donc, pour l’arc
Tableau 35 : Efforts normaux de l'arc aux états limites
Etat limite N[T]
clef quart appuis ELS(1) 1220,176 4049,768 8399,281 ELU(1) 1694,044 5578,766 11635,558 ELS(2) 146,272 1355,195 1383,242 ELU(2) 219,408 2032,792 2074,863
Pour la poutre : N’’ = 0.
III Calcul des armatures de l'arc
L'arc est soumis à la flexion composée avec compression [organigramme : annexe H].
On néglige le risque de flambement.
A l’ELU :
- Au niveau de la clef
b=1,60m h=0,90m d = 0,81m Nu =16,94MN Mu=2,187MNm
Excentricité : 129,0==u
Nu
Me
Coefficient de remplissage : 81,0412,0**
1 <==bc
fhbu
Nψ
Excentricité critique relative : ζ =f(Ψ1 ) =0,1504 (lu dans le tableau en annexe J)
ehNC
e >== 135,0*ζ
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102
On a une section entièrement comprimée, ELU non atteint. On place un
pourcentage minimal d'armatures telle que la section minimale d'armature est égale à
4cm²*périmètre.
Amin = 4*2(b+h) = 20cm² ⇒ BA = 0,14% < 0,2%
Prenons A = 30cm²
- Au quart de la travée :
En pratiquant le même principe que précédemment; on obtient : A = 50cm²
Soient les armatures suivantes :
- au niveau de la clef : ²71,152052'
2cmHAAA ===
- au quart de la travée : ²13,252082'
2cmHAAA ===
- Aux naissances :
Aux articulations où M = 0 pour tous les cas de chargement, la section est
soumise à la compression simple avec une poussée totale égale à Q = 1645,268T,
laquelle donne lieu à un effort normal égal à N = 11635,558T.
On procède à un frettage pour prévenir ou résister à la déformation due à cet
effort. Pour cela on réalise autour des armatures longitudinales un "corset" constitué par
des armatures transversales appelées "frettes" suffisamment rapprochés pour s'opposer
au gonflement transversal du béton et augmenter ainsi la capacité de résistance de la
pièce.
Nous considérons un frettage de forme rectangulaire; soit a = 0,87m , la plus
petite dimension transversale du noyau fretté (noyau efficace).
En adoptant la même section minimale d'armature longitudinale, de diamètre
20mm, de la section au quart de la portée, la diamètre des armatures transversales : Φt
est définie par Φt ≥ 4L
Φ; soit Φt = 6mm.
L'écartement t entre deux armatures transversales successives doit être comprise
entre 5
a et
6
a pour bien loger les armatures; soit t = 15cm.
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IV Calcul des armatures des poutres
La section est soumise à la flexion simple; en procédant de la même manière
qu'au calcul des armatures à la flexion simple auparavant, nous avons les sections
d'armature suivantes :
- Au niveau de la clef :
• Calcul à l'ELU :
Mu = 0,709MNm, Mser = 0,486MNm, b = 0,30m, d = 0,54m µlim = 0,391
µu = 0,470 > µlim (pivot B)
µu < 0,667, alors, le tableau de βu et β'u nous donne : βu = 0,6226
β'u = 0,0882
Nous avons donc les sections d'armatures suivantes :
A = 49,27cm² et A' = 6,98cm²
• Vérification des contraintes :
µu = 0,470 ; on a : µser,lim = 0,141
Mser,lim = 0,685MNm
Nous avons Mser < Mser,lim , l'etat limite de service est vérifié.
• Choix des armatures :
Soient : A = 16HA20 = 50,27cm² et A' = 8HA12 = 9,05cm²
- Aux quart de la portée :
Mu = 0,451MNm, Mser = 0,311MNm
• Calcul à l'ELU :
µu = 0,304 < 0,391 (pivot A)
A = 29,59cm²
• Vérification des contraintes :
µu = 0,304 : µser,lim = 0,0856
Mser,lim = 0,416MNm > Mser
L'ELS est vérifié.
• Choix des armatures :
Soit A = 10HA20 = 31,42cm²
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V Calcul des potelets :
VV..11 EEvvaalluuaatt iioonn ddeess ssooll ll iicc ii ttaatt iioonnss ::
Le calcul des potelets est le même qu'au calcul des entretoises. Les charges supportées
par le potelet sont :
• charges permanentes :
Ncp = 0,5* 50,2*45
184,329978,714 − = 10,72T
• Surcharges d'exploitation :
� Système Bc :
NBc = 0,645*4*8,52 = 21,98T
� Système A(L) :
NA(L) = 0,5*5,92*2,50 = 7,40T
� Surcharges des trottoirs :
Ntrot = 1,07*0,15*1*2,50 = 0,40T
D'où la charge totale aux états limites :
• ELS :
Nser = 10,72+21,98+0,40 = 33,40T
• ELU :
Nu = 1,35*10,72+1,5(21,98+0,40) = 48,04T
En considérant le moment provoqué par l'effet du vent normal de densité 0,25T/m², on
obtient
- la pression du vent sur l'arc : 0,25*0,90*2,50 = 0,563 T
- la pression sur l'aiguille : 0,30*0,25 = 0,075 T par mètre linéaire
D'où le moment fléchissant est égal à :
Mv = 0,563*1,95 + 0,075*1,95²/8 = 1,13Tm
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VV..22 JJuusstt ii ff iiccaatt iioonn aauu ff llaammbbeemmeenntt eett sseecctt iioonn dd''aarrmmaattuurree nnéécceessssaaiirree ::
L'excentricité N
Me v= = 0,034m <
12h = 0,16m ; donc on est confronté à un cas
de compression centrée.
Pour une section carrée, l'élancement est défini par :
a
L f.12=λ
Avec : Lf : longueur de flambement de la pièce;
a : côté de la section
On a : λ = 22,52 < 50, alors ( )235
2,01 λβ += = 1,083.
Il n'y a pas de risque de flambement, prenons la section minimale d'armature :
=
==
²8,1100
*2,0
²8,4*²4maxmin cmB
cmpérimètrecmA avec : B = 30*30 = 900cm²
On a : Amin = 4,8cm² , soit As = 4HA14 = 6,16cm²
Cette section d'armature doit être inférieure à ²45100
*5max cmBA == (condition
vérifiée).
VV..33 DDéétteerrmmiinnaatt iioonn ddeess aarrmmaattuurreess ttrraannssvveerrssaalleess ::
La section des armatures principales est prise égale à la section minimale, alors
pour les armatures transversales, un cadre général sera suffisant; en tenant en compte les
conditions suivantes :
312 l
tt avecmmφφφ =≤ = 4,7mm
Prenons un cadre de 1HA6.
L'espacement des armatures transversales doit respecter le critère suivant :
St ≤ min(40cm; a + 10cm; 15φl,min) = 21cm
Prenons St = 15cm
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CHAPITRE 8 CULEES ET FONDATION
Généralité
Vu l'emplacement de la culée, elle sera composée des trois murs : un mur garde
grève, un mur de front et un mur en retour. Elle doit respecter les critères posés par la
fonction culée. Cette fonction se représente sous forme de deux fonctions : fonction
mécanique et fonction technique. Le remblai sera protégé par des gabions.
FFoonncctt iioonn mmééccaanniiqquuee
Elle se distincte par :
- sa bonne transmission des efforts au sol de fondation ;
- sa capacité à la limitation des déplacements horizontaux en tête, sans
perturbation du fonctionnement des appareils d’appui ;
FFoonncctt iioonn tteecchhnniiqquuee
Elle se caractérise par :
- son accès à l'intérieur de l'ouvrage;
- sa nécessité à la préparation d’un ouvrage;
- sa possibilité d’accompagner avec lui une chambre de tirage s’il y a des
conduites ou des canalisations qui passent à l’intérieur du tablier.
Figure 42 : Morphologie de la culée remblayée
poutre
dalle de transition
mur en retour
mur
de
fron
tmur
gar
de-g
rève
appareil d'appui
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107
I Appareil d'appui
II..11 CCaarraaccttéérr iisstt iiqquueess eett ddiimmeennssiioonnss
Entre le tablier et le chevêtre, il faut prévoir des appareils d'appui pour recevoir
les poutres. On utilise des appareils d'appui en élastomère fretté, constitués par 4
feuillets de caoutchoucs en néoprène et 5 frettes en acier doux non oxydables
entièrement enrobés.
L'épaisseur des frettes est comprise entre 1 et 3mm, et l'épaisseur des feuillets
d'élastomère est, en général, de 8, 10, 12 et 16mm (soit ti = 10mm dans notre cas). On
choisit habituellement une forme rectangulaire dont le petit côté "a" parallèle à l'axe
longitudinal de l'ouvrage est plus petit, de manière à admettre le maximum de rotation.
frettes (métal)
caoutchouc en néoprène
Figure 43 : appareil d'appui
Soient les notations suivantes :
a, a' : largeurs de l'appareil d'appui et des frettes
b, b' : longueurs de l'appareil et des frettes
ti : épaisseur d'un feuillet d'élastomère
n : nombre de feuillets;
ts : épaisseur d'une frette;
Tb = n(t + ts) + ts + 2e : épaisseur totale d'élastomère;
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Te = n.t : épaisseur nominale totale de caoutchouc;
<>+
=cmesitn
cmesietnTq 5,2.
5,22. : épaisseur initiale totale de caoutchouc
Pour un appareil d'appui, on a les caractéristiques suivants :
Gk = 0,90MPa : le module de cisaillement dans le cas d'un effort statique;
Gdyn = 2Gk = 1,80MPa : module de calcul dans le cas d'un effort dynamique;
Eb = 2000MPa : module de déformation;
σlim = 15MPa : compression limite.
Soit : e = 5mm, s = 5mm
On a : Te = 40mm, Tq = 50mm
Prenons les dimensions standard d'appareil d'appui suivantes :
(a × b) = (300 × 400)mm²
Les dimensions des frettes sont alors :
(a' × b') = (290 × 390)mm²
II..22 VVéérr ii ff iiccaatt iioonn ddeess aappppaarreeii llss dd''aappppuuii
Les appareils d'appui doivent vérifiés les critères suivantes :
- stabilité en flambement : er
z
TSaG
AF
3''...2max <
- stabilité en rotation : ∑ ∑
+
≥
+=
3'.'.1
.51
''. 2
.min ba
bi
izz
baESGba
tFV
αα
- stabilité au glissement : MPaA
FetFF
r
zzexy 3. minmin ≥≤ µ
Avec :
-Fzmax : effort vertical maximal appliqué sur l'appareil à l'ELU
-
−−=
''1'
b
V
aV
AA yxr : surface en plan effective
-Vx , Vy : déformations horizontales provoquées par les efforts horizontaux
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109
(on négligera les effets de Vy et on utilisera la valeur maximale de Vx),
-baG
TFV qx
x ..
.=
-
+=
=externesfeuilletslespourba
iresintermédiafeuilletslespourtba
basS e
i
40,1''.2
).''(2''.'
: coefficient de
forme de la couche i
-VZ : déformation verticale d'un feuillet due à l'effort vertical Fz
-Fzmin : effort minimal dû aux charges permanentes
-αa , αb : rotations d'axes perpendiculaires aux côtés a et b sous combinaison
de charges maximales (αb sera prise égale à 0)
-Fxy : effort horizontal
-µe : coefficient de frottement entre l'appareil d'appui et la structure
- ELS : min
1,0σ
µ fe
K+= avec
r
z
AF min
min =σ et Kf = 0,60 pour le béton
- ELU : µe = 0,9
I.2.1 Calcul des efforts soumis à l'appareil d'appu i : Réaction aux appuis :
Nous avons deux poutres en appuis simples sur chaque chevêtre. Le nombre
d'appareils d'appui est égal donc à deux par ligne d'appui. Nous avons les réactions
suivantes aux états limites :
ELS : Rser = 27,610T
FZmin = T714,978.20 g 749,35100.4
== (due à la charge permanente uniquement)
ELU : Fzmax = Ru = 41,347T
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Distribution des efforts horizontaux :
a ) Efforts de freinage F :
• Pour le système de surcharge A(L) et la surcharge des trottoirs, l'effort de
freinage est donné par la fraction de son intensité par S035,020
1+
Avec S = 7*45 = 315m² : surface surchargée.
Nous avons donc les efforts suivants :
- dû à A(L) : FA(L) = 8,587T
- dû à la surcharge des trottoirs : Ftrot = 0,218T
• Pour le système de surcharge Bc :
Pour ce système, chaque essieu d'un camion peut développer un effort de
freinage égal à son poids tel que parmi les camions que l'on peut placer sur le pont, un
seul est supposé freiner.
Nous avons donc : FBc = 30T. Le système de surcharge Bc provoque l'effort
prépondérant.
La répartition de ces efforts dépend de la rigidité de la culée. Cette rigidité est
donnée par le rapport ∆1 tel que ∆ étant le déplacement de la tête d'appui (culée)
procédant de la distorsion de l'appareil d'appui sous l'action d'une force horizontale
unité.
Ce déplacement, sous l'action de freinage Fi vaut baG
TF ei
...
=∆
Les efforts sur chaque appui sont donnés par :
∑=
i
ii K
KFF . avec
ei T
baGK ..= coefficient relatif à chaque appui
Les appareils d'appui sont tous identiques : 21=
∑ i
i
KK
. Il y a donc répartition
égale entre les deux culées. Nous avons donc l'effort de freinage F =15T pour chaque
ligne d'appui, c'est-à-dire F = 7,5T pour chaque appareil d'appui.
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b ) Efforts dus aux retraits, aux variations de température et aux fluages :
Les coefficients de raccourcissement sont les suivants :
- dû aux retraits : εr =2.10-4
- dû aux variations de température : εt = 2.10-4
- dû aux fluages : εf = 3.10-4
La déformation unitaire du tablier est la somme : ε = εr + εt + εf = 7.10-4
L'effort horizontal crée par le déplacement d'appuis est donné par :
e
kioi T
baGKavecLKF
.... == εε
Avec, Lo - demi portée du tablier où la contraction est supposée nulle;
On a K = 2700N/mm et Fε = 42,525N/mm = 4,25T
I.2.2 Vérification de l'aire de l'appareil d'appui :
Il faut vérifier si la contrainte de compression moyenne appliquée sur la surface
Ar de l'appareil d'appui ne dépasse pas sa valeur limite σmin = 15MPa.
Nous avons donc la relation suivante pour la réaction verticale maximale :
15'1' max
minzx
r
FAàsupérieureêtredoit
aV
AA =
−=
²647,27515
²10.347,41min cmA ==
mmVx 72,34400.300.9,050.10.5,7 4
==
min2 ²592,995
29072,34
1.10.390.290 AcmAr >=
−= −
L'aire de l'appareil d'appui est vérifiée.
I.2.3 Vérification de la stabilité en flambement :
Le coefficient de forme pour les feuillets intermédiaires est :
32,810).390290(2
390.290' =+
=S
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Sous l'action de l'effort vertical maximal appliqué sur l'appareil d'appui, à l'ELU,
Fzmax = 41,347T, la pression moyenne sur l'aire Ar de l'appareil d'appui, vaut
MPam 15,4592,995
²10.34,41 ==σ
La pression limite est égale à : me
MPaT
SaG σ>== 20,3640,3
390.290.9,0.23
''...2
L'appareil d'appui est stable en flambement.
I.2.4 Vérification de la stabilité en rotation :
La rotation dont l'axe est perpendiculaire au petit côté 'a', est donnée par :
• due aux charges permanentes :
IELg
vjap .85,0
..
241
3
=α
Avec :
L = 45m, travée de calcul de la poutre;
mT15,888.20 g /589,1100.2
== : charge permanente;
I = 2,858m4 : moment d'inertie du béton
Ev28 = 3700.3 35 = 12103MPa = 1210300t/m²
D'où : αap = 2,052.10-3 rd
• due à la surcharge des trottoirs et A(L) :
IE
Lq
ij
trotqLA
trotLaA .85,0
..
241
3)(
),(
+=α
qA(L) = 5,92T/m qtrot = 0,15T/m Ei28 = 11000.3 35 = 35982MPa = 3598200t/m²
On a : αaA(L),trot = 2,637.10-3 rd
Nous avons donc :
453,03
' ),( =+
trotLaAapa αα
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Le coefficient de forme pour le feuillet le plus épais est :
88,1140,1
390.290.2 ==S ; alors, pour Fzmin = 35,749T, le tassement ∑Vz est égal à :
mmVz 535,0200050
²88,11.9,0.51.10
²32,8.9,0.51.40
390.290
410.749,35∑ =
++=
On a : ∑<+
z
trotLaAapV
a
3
' ),(αα, la condition de stabilité en rotation est vérifiée.
I.2.5 Vérification de la stabilité au glissement :
Les charges les plus prépondérantes, qui provoquent l'effet maximal de
glissement, sont celles dues à l'effort de freinage et à la variation de température.
Fx = 2700.2.10-4.22,5.10-1 + 7,5 = 8,72
Dans ce cas :
Fzmin = 35,749T
• MPaMPa 359,3592,995
²10.749,35min >==σ
27,059,360,01,0 =+=eµ
• D'où : µe.Fzmin = 9,65T > Fx
L'appareil d'appui est stable au glissement.
II Mur garde grève
Rôle : Réellement, elle sépare le remblai de l’ouvrage.
Caractéristique : Il est constitué d’une voile en béton armé d’épaisseur e égale
à 30cm et de hauteur h = 0,80m (hauteur d’une poutre + Epaisseur d’appareils d’appui).
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114
IIII..11 CCoonnttrraaiinntteess ssuurr llee mmuurr
Elles sont dues :
- à la poussée des terres ;
- à la poussée des surcharges sur les remblais d’accès ;
- à la force de freinage dû à Bc.
a Poussée des terres
Pour le sol de remblai, on considèrera les caractéristiques suivantes :
- poids volumique des terres : γ = 2 T/m3 ;
- angle de frottement interne : ϕ = 30° ;
La distribution de la poussée de terre Hpg est donnée par la formule suivante :
zipg
H ..γ=
Avec : i – coefficient de poussée du poids de terre, donné pratiquement par :
333,0sin1sin1 =
+−= ϕ
ϕi
pour z = h – hauteur du mur garde-grève,
Hpg = 0,533T/m²
� Moment maximal à l’encastrement :
Le point d’application de la poussée de terre se trouve au 2/3 au dessus du point
d’encastrement; alors le moment maximal à l'encastrement est donné par :
228,0*3
²2 ==pg
Hhpg
M Tm par mètre
� Effort tranchant :
L'effort tranchant est défini par la relation :
213,02
.==
hHpg
V gh T par mètre
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b Poussée due aux surcharges de remblai
Nous considérons une charge P = 12T sur un rectangle de 0,25*0,75 m² se
repartit à 45° latéralement et en arrière.
Au niveau d'encastrement, le moment dû à cette charge :
∫ +−
+=h
xxh
hibP
M cp
025,0275,0
...δ
Soit : mTmM p /566,0=
Effort tranchant : Vp = h
ic
bP
275,0 +δ
= 2,18T
c Force de freinage d’un camion Bc
La force de freinage est égale au poids d'une roue F = 6T, de même que
précédemment, le moment d'encastrement sera :
TmhhF
FM 054,3
225,0** =+= δ /m
L'effort tranchant : h
FVf +=25,0
.δ = 3,818T/m
IIII..22 CCaallccuull ddeess aarrmmaattuurreess
Le mur est sollicité par flexion simple sous les sollicitations suivantes :
a Calcul des sollicitations
• E.L.U
Mu = 1,35*0,228+1,5(0,556+3,054) = 5,723Tm
Vu= 1,35*(0,213+2,18)+1,5*3,818 = 8,95T
• E.L.S
Mser =0,228+3,054+0,566 = 3,848Tm
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b Détermination des armatures à l’E.L.U Mu = 0,057MNm b = 0,8m h = 0,3m d = 0,25m
fc28 = 30MPa fbc = 17MPa
Acier : feE400 εse = 1,739 αlimite = 0,668 µlimite = 0,391
Armatures longitudinales :
µ = 0,068 < µlimite (pivot A)
βu = 0,0711
Au = 6,95cm²
Prenons A =6HA14 = 9,24cm2
Vérification à l'ELS :
µu = 0,068 ; alors µser,lim = 0,0199
D'où Mser,lim = 0,12MNm > Mser
L'ELS est vérifié avec la section calculée à l'ELU.
Vérification de la contrainte tangente
Elle est donnée par :
dbu
V
u *=τ = 0,093
MPab
cf
4,15,1
30*07,028*07,0 ==γ
On a b
cf
u γτ 28*07,0< , donc on n'a pas besoin d'armature transversale.
Armatures de répartition :
3A
rA ≥ =6,28cm². Prenons Ar= 8HA10 =6,28cm2
Partie III : Conception d'un pont à arcs ESPA
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117
III Mur en retour
Ce sont des voiles d’épaisseur constante encastrés à la fois sur le mur garde
grève et le mur de front. Leur épaisseurs dépendent de leur résistance mécanique
(environ 30 à 45cm). Nous prenons l'épaisseur er = 0,30m, longueur lr = 3m et de
hauteur hr = 3m
Rôle : elles supportent les remblais.
Contraintes appliquées aux murs :
- Poussée du remblai
- Poids des murs
- Charges appliquées à 1m de l’extrémité du mur caractérisé par :une charge
verticale de 4T et une charge horizontale de 2T (compte tenu des actions
appliquées en cours de construction, des poussées sur les murs dues à aux
charges locales sur le remblai et des charges accidentelles appliquées aux murs).
IIIIII..11 CCaallccuull ddeess ssooll ll iicc ii ttaatt iioonnss aauuxx ééttaattss ll iimmii tteess
- Dues aux charges verticales
a) Leurs valeurs à l’encastrement à l'ELS sont :
Moment fléchissant à axe horizontal :
( ) Tmle
lhlM rr
rrrser 38.111.4.
3.
2
..5.2 =−+=
Effort tranchant :
Tehl
V rrr 38.74.
2
..5.2 =+=
b) Valeurs à l'encastrement à l'ELU :
Moment fléchissant à axe horizontal :
( ) Tmle
lhlM rr
rrru 56,161.4.5,1.
3.
2
..5.235.1 =−+
=
Partie III : Conception d'un pont à arcs ESPA
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118
Effort tranchant :
Tehl
V rrr
u 56,104.5,1.2
..5.2.35,1 =+=
Tableau 36: Sollicitations dues aux charges verticales
Sollicitations E.L.U E.L.S
M[Tm] 16,56 11,38
V[T] 10,56 7,38
- Dues aux charges horizontales
Soit 5.03
+h (T/m2), l’intensité de la poussée répartie sur la surface du mur
appliqué au centre de gravité due au poids des terres et à la charge uniforme sur le
remblai avec le coefficient de poussée 0,5.
a) A l'ELS :
Moment fléchissant à axe vertical:
Tmlhlh
M rrrr
ser 75.10)1.(26
..5.0
3
2
=−+
+=
Effort tranchant :
Thlh
V rrrser 75.82
2
..5.0
3=+
+=
b) A l'ELU :
Moment fléchissant à axe vertical:
Tmlhlh
M rrrr
u 15,12)1.(2.5,16
..5.0
335,1
2
=−+
+=
Effort tranchant :
Thlh
V rrru 11,122.5,1
2
..5.0
335,1 =+
+=
Tableau 37: Sollicitations dues aux charges horizontales
Sollicitations E.L.U E.L.S
M[Tm] 12,15 10.75
V[T] 12,11 8.75
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119
IIIIII..22 CCaallccuull ddeess aarrmmaattuurreess
Le mur est soumis à la flexion simple, dosage en béton 400 kg/m3 sous contrôle
strict, acier FeE400.
• Choix des armatures résistants à la reprise du moment dû aux efforts
verticaux.
- E.L.U
230,10
1405,0
130,0
1656,0
cmA
MNmMu
===
=
βµ
- E.L.S
Mser = 0,1138MNm
Vérification de la contrainte :
µu = 0,130 : µser = 0,0466
Mser,lim = 0,210MNm > Mser
L' ELS est vérifié.
Compte tenu de ces résultats, soit :
A = 10HA12 = 11,31cm2
• L’emploie des armatures transversales
MPadb
Vuu 4,12.0
.<==τ
⇒L’emploie des armatures transversales n’est pas nécessaire
• Choix des armatures résistants à la reprise du moment dû aux efforts
horizontaux
- E.L.U
Mu = 0,1215MNm
µu = 0,0105
A = 30cm²
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- E.L.S
Mser = 0,1075MNm
µser,lim = 0,067
Mser,lim = 0,9045MNm > Mser
⇒On adopte l’armature E.L.U
• Armatures de répartitions
Ar=210
3
30
3cm
A ==
Donc As=9HA12 = 10,18cm2
IV Mur de front
C’est un voile épais (d’épaisseur 0.80m à 1.20m), selon la hauteur, nous prenons
l'épaisseur de ef = 0,80m. Du point de vue mécanique, cette épaisseur paraît être plus
grande, mais il convient de viser une certaine robustesse et une certaine rigidité pour
que la culée fonctionne dans de bonnes conditions.
La longueur de la mur est prise égale à la distance entre les parements extérieurs
des poutres, soit lf = 7,30m.
Etude de la stabilité de la culée :
- stabilité au glissement;
- stabilité au renversement.
Stabilité au renversement :
Le critère de non renversement est :
5,1>r
Ms
M
avec : - Ms : moment stabilisant;
- Mr : moment renversant.
Partie III : Conception d'un pont à arcs ESPA
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121
réaction du tablier
poids propre
A
Q
Figure 44 : Culée
Le mur de front est soumis à :
- son poids propre;
- le poids propre du mur en retour:
- la réaction du tablier sous les charges permanentes;
- la réaction de freinage et de raccourcissement;
- la poussée de terre HLHiQ2
∆=
L = 7,45m : longueur du mur de front
H = hauteur du mur garde grève + hauteur du mur de front
Nous avons donc Q = 18,58T
Q est appliqué à 0,3H au dessus de la semelle
Tableau 38 : Moment renversant et moment stabilisant
Elément de l'ouvrage Charge Vle Hle
Bras de levier
Moment stabilisant
Moment renversant
Mur garde grève poids propre 4,38 1,65 7,23 poussée des terres 1,17 4,56 5,33
Mur en retour poids propre 9 3,80 34,2
Mur de front poids propre 51,1 1,4 71,54 Poussée des terres 18,58 1,97 36,60 force de freinage due à Bc 6 2,86 17,16
Semelle poids propre 52,08 1,4 72,912 poids du remblai coté accès 32,035 2,30 73,68
Tablier charge provenant du tablier 35,749 1,4 500,486
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122
Compte tenu des calculs précédents, on peut avoir les sollicitations suivantes aux
conditions limites :
Tableau 39 : Valeur des moments aux etats limites
combinaison d'actions Moment stabilisant [Tm] Moment renversant [Tm] MrMs
ELU 315,68 183,17 1,72 ELS 229,40 122,59 1,87
Ces résultas nous permettent de dire que le mur de front est stable
Stabilité au glissement :
Le critère à vérifier pour que le mur soit stable au glissement est :
50,1* >∑∑ f
HiVi
avec : f - coefficient de frottement qui est égal à 0,70.
On obtient alors les sommes des forces horizontales et verticales :
Tableau 40 : Forces horizontales et forces verticales aux états limites
Combinaison d'actions V[T] H[T] fHiVi *
∑∑
ELS 223,34 51,21 3,05 ELU 305,53 75,62 2,83
Les valeurs obtenues sont supérieures à 1,5. La culée est donc stable au glissement
Calcul des armatures
Considérons une section rectangulaire 80 x 100cm2.
E.L.U
Le moment fléchissant pour la section considérée est de :
Mu =1,35(4,38*0,25+32,035*0,9-1,17*4,56+9*2,40-18,58*1,96+35,749*0,25) +1,5*8
=145,85Tm
Nu = 1,35(4,38+9+32,035+357,49) = 1129,31T
Le mur est soumis à la flexion composée.
b = 0,80m h = 1m fbc = 17MPa Nu = 11,29MN Mu =1,46MNm
Partie III : Conception d'un pont à arcs ESPA
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123
129,0==u
Nu
Me σsu = 348MPa
81,083,0**
1 >==bc
fhbu
Nψ
hd
he
hd
hd
'76
'5,01
'5,0
−
−−−−=
ϕ
χ = 0,23>0,19
On a une section partiellement comprimée.
Calcul de la section d'armature à la flexion simple soumise au moment fictif :
)2
(,hdNuMuM fictifu −+= =5,98MNm
µ = 0,542 > 0,186 : pivot B
µ < 0,667
Le tableau nous donne : βu = 0,7014
β'u = 0,1669
D'où : As,fictif = 246,7cm²
A's,fictif = 58,7cm²
- La section réelle comprimée est égale à la section comprimée due au moment fictif.
C'est-à-dire A's = 58,7cm².
- La section réelle tendue est donnée par la formule suivante :
su
uNAA fictfss σ−= , = -77,73cm²
La valeur obtenue est négative, alors on prend comme section As la section minimale
imposée par la règle du millième et par la règle de non fragilité.
≥
e
ts f
fbdbhMaxA 2823,0;
1000 = 11,04cm²
Prenons les sections d'armatures suivantes :
As = 4HA20 = 12,57cm²
A's = 19HA20 = 59,69cm²
Partie III : Conception d'un pont à arcs ESPA
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124
V Justification de la semelle
VV..11 SSooll ll iicc ii ttaatt iioonnss aaggiissssaanntt ssuurr llaa sseemmeell llee
La semelle sera une semelle filante sous mur; supposé rigide car la hauteur
h s = 0,80 meB fs 55,005,0
480,080,205,0
4=+−=+
−≥
Bs = largeur de la semelle
ef = épaisseur du mur de front
Tableau 41: Efforts agissants sur la semelle sous culée
Désignation Forces [T]
Poids propre
Mur garde grève 4,38
Mur de front 51,1
Mur en retour 9
Semelle 52,08
Remblai 32,035
Réaction de la superstructure
Due aux charges permanentes 35,749
Due aux surcharges d’exploitation 19,471
Sollicitations à l’E.L.U et à l’E.L.S
Nu = 1,35(4,38 +51,1+9+52,08+32,035+35,749) +1,5*19,471 = 893,14T
Ns = 4,38+51,1+9+52,08+32,035+35,749+19,471 = 646,04T
VV..22 VVéérr ii ff iiccaatt iioonn ddeess ccoonnttrraaiinntteess ::
La semelle est soumise à la flexion composée à une charge excentrée dans le
sens transversal : u
Nu
Me =
Partie III : Conception d'un pont à arcs ESPA
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125
Mu : moment fléchissant à l'état limite ultime par rapport au centre de gravité de la
semelle.
Mu = 1,35(4,38*0,25+9*2,40+32,035*0.9+35,749*0,25)+1,5*19,471 = 400,14Tm
e = 0,44m < 680,2
6=B = 0,47m
Contrainte appliquée au sol :
On rappelle que le pont est assis sur des bancs rocheux (roche saine de granite)
de contrainte admissible 3MPa.
La contrainte située au trois quart de la semelle du coté de la grande contrainte
est donnée par la formule suivante :
+=s
s
s Le
BLs
N .31.
.43σ
Avec : Ls = 8,30m (longueur de la semelle sous culée)
Bs = 2,80m (largeur de la semelle sous culée)
⇒ σ = 0,32MPa < 3MPa
VV..33 AArrmmaattuurreess pprr iinncciippaalleess
Figure 45 : Semelle
Mais comme hs ≥ Bs/24, les armatures dans le sens transversal pour équilibrer le
moment M qui s'applique dans la section à une distance de 0,35ef de l'axe du mur de
front est : s
x dMA σ=
Avec : ss
fssf
s
BPu
B
eh
bh
eB
M2²
4,14
1)²35,02
(
++−=
Partie III : Conception d'un pont à arcs ESPA
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126
hs : Epaisseur de la semelle égale à 0,80m
d = 0,72m
Bs : largeur de la semelle
ef : épaisseur du mur de front
Soit Ax = 47,95cm².
Prenons
Ax= 16HA20 = 50,27cm2
VV..44 AArrmmaattuurreess ddee rrééppaarr tt ii tt iioonn
Ay = 4
* BL
Ax
Avec L : longueur de la semelle
On a Ay = 12,57cm²
Prenons: Ay = 12HA12 =13,57cm2
Partie IV : Evaluation du projet ESPA
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128
Notre but pour cette partie est de donner le coût estimatif du projet. En fait, nous
allons donner les sous détails de prix pour un béton armé de dosage 400kg par m3 et
250kg par m3. Puis nous allons évaluer la quantité de ciment, revêtement et acier
nécessaires pour la mise en œuvre du projet. A partir de ces documents, nous pourrons
donner le coût estimatif du projet.
I Sous-détail de prix
Désignation Béton dosé à 400kg
Prix n° 2.1
Rendement : 5 m3/j
DESIGNATION U QU
COUTS DEPENSES
TOTAL U Q PU MTRL MO MTRO
MATERIEL Petits outillages U 1 j 1 50 000 50 000
Vibreurs U 3 j 1 100 000 300 000
Central de béton U 1 j 1 500 000 500 000
Malaxeur U 2 j 1 220 000 440 000 1 290 000
MAIN D'ŒUVRE Chef de chantier HJ 1 h 8 800 6 400
Chef d'équipe HJ 1 h 8 700 5 600
Ouvriers spécialisés HJ 1 h 8 500 4 000
Manœuvres HJ 4 h 8 300 9 600 25 600
MATERIAUX
Ciments kg 400 kg 2 000 320 640 000
Sables m3 0,4 m3 2 16 000 32 000
Gravillons 0/25 m3 0,8 m3 4 26 000 104 000 776 000
Total des déboursés = 2 091 600
K = 1,35 Prix unitaire : K*D/R = 564 732
Prix unitaire arrondi = 564 730
Partie IV : Evaluation du projet ESPA
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129
Désignation Béton dosé à 350kg
Prix n° 3.1
Rendement : 5 m3/j
DESIGNATION U QU
COUTS DEPENSES
TOTAL U Q PU MTRL MO MTRO
MATERIEL Petits outillages U 1 j 1 50 000 50 000
Vibreurs U 3 j 1 100 000 300 000
Central de béton U 1 j 1 500 000 500 000
Malaxeur U 2 j 1 220 000 440 000 1 290 000
MAIN D'ŒUVRE Chef de chantier HJ 1 h 8 800 6 400
Chef d'équipe HJ 1 h 8 700 5 600
Ouvriers spécialisés HJ 1 h 8 500 4 000
Manœuvres HJ 4 h 8 300 9 600 25 600
MATERIAUX Ciments kg 350 kg 1 750 320 560 000
Sables m3 0,4 m3 2 16 000 32 000
Gravillons 0/25 m3 0,8 m3 4 26 000 104 000 696 000
Total des déboursés = 2 011 600
K = 1,35 Prix unitaire : K*D/R = 543 132
Prix unitaire arrondi = 543 130
Désignation Béton de propreté dosé à 250kg
Prix n° 3.2
Rendement : 5 m3/j
DESIGNATION U QU
COUTS DEPENSES
TOTAL U Q PU MTRL MO MTRO
MATERIEL Petits outillages U 1 j 1 50 000 50 000
Vibreurs U 3 j 1 100 000 300 000
Central de béton U 1 j 1 500 000 500 000
Malaxeur U 2 j 1 220 000 440 000 1 290 000
MAIN D'ŒUVRE Chef de chantier HJ 1 h 8 800 6 400
Chef d'équipe HJ 1 h 8 700 5 600
Ouvriers spécialisés HJ 1 h 8 500 4 000
Manœuvres HJ 4 h 8 300 9 600 25 600
MATERIAUX Ciments kg 250 kg 1 250 320 400 000
Sables m3 0,4 m3 2 16 000 32 000
Gravillons 0/25 m3 0,8 m3 4 26 000 104 000 536 000
Total des déboursés = 1 851 600
K = 1,35 Prix unitaire : K*D/R = 499 932
Prix unitaire arrondi = 499 930
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130
Désignation Couche de revêtement (EDC)
Prix n° 2.3
Rendement : 30 T/j
DESIGNATION U QU
COUTS DEPENSES
TOTAL U Q PU MTRL MO MTRO
MATERIEL Finisseuse U 1 h 8 50 000 400 000
Compacteur pneumatique de 2 t U 1 h 8 30 000 240 000
Compacteur à jante lisse de 6 t U 1 h 8 30 000 240 000
Compacteur à jante lisse de 10 t U 1 h 8 30 000 240 000
Camion benne (12m3) U 4 h 32 15 000 480 000
Central d'enrobé fft 1 fft 1 1 300 000 1 300 000 2 900 000
MAIN D'ŒUVRE Chef de chantier HJ 1 h 1 800 800
Chef d'équipe HJ 1 h 8 700 5 600
Ouvriers spécialisés HJ 3 h 8 500 12 000
Mécaniciens HJ 1 h 8 500 4 000
Chauffeurs HJ 6 h 8 400 19 200
Manœuvres HJ 6 h 8 300 14 400 56 000
MATERIAUX Bitume 80/100 T 0,11 T 3,3 564 000 1 861 200
GCNT 0/12,5 m3 0,95 m3 27,1 28 000 758 100 2 619 300
Total des déboursés = 5 575 300
K = 1,35 Prix unitaire : K*D/R = 250 889
Prix unitaire arrondi = 250 890
Partie IV : Evaluation du projet ESPA
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131
II Devis quantitatif N° Désignation L [m] l [m] h [m] n Quantité U
1 TERRASSEMENT 1.1 Décapage 950 [m3]
1.2 Déblai 510 [m3]
1.3 Remblai 1054 [m3]
2 SUPERSTRUCTURE 2.1 Parapet 45 50 [m]
2.2 Trottoir 2.21 Béton Q400 45 1 0,15 2 13,5 [m3]
2.22 Acier (ratio 40kg/m3) 540 [kg]
2.3 Dalle 2.31 Béton Q400 50 9 0,2 1 90 [m3]
2.32 Acier (ratio 100kg/m3) 9000 [kg]
2.4 Poutre 2.41 Béton Q400 50 0,3 0,6 2 18 [m3]
2.42 Acier (ratio 100kg/m3) 1800 [kg]
2.5 Entretoise 2.51 Béton Q400 6,7 0,3 0,6 20 24,12 [m3]
2.52 Acier (ratio 100kg/m3) 2412 [kg]
2.6 Suspente 2.61 Béton Q400 1,95 0,3 0,3 24 4,212 [m3]
2.62 Acier (ratio 100kg/m3) 421,2 [kg]
2.7 Arc 2.71 Béton Q400 48 1,6 0,9 2 138,24 [m3]
2.72 Acier (ratio 100kg/m3) 13824 [kg]
2.8 Articulation 2.81 Béton Q400 0,25 1,6 0,06 4 0,096 [m3]
2.82 Acier (ratio 100kg/m3) 9,6 [kg]
2.9 Revêtement en EDC 50 7 0,1 2,2T/m3 77 [T]
3 INFRASTRUCTURE 3.1 Mur garde grève 3.11 Béton Q350 7,3 0,3 0,8 2 3,504 [m3]
3.12 Acier (ratio 100kg/m3) 350,4 [kg]
3.2 Mur en retour
3.21 Béton Q350 3 0,3 3 4 10,8 [m3]
3.,2 Acier (ratio 100kg/m3) 1080 [kg]
3.3 Mur de front 3.31 Béton Q350 7,3 0,8 3,5 2 40,88 [m3]
3.32 Acier (ratio 100kg/m3) 4088 [kg]
3.4 Semelle 3.41 Béton Q350 7,7 2,8 0,8 2 34,496 [m3]
3.42 Acier (ratio 100kg/m3) 3449,6 [kg]
3.5 Béton de propreté Q250 7,3 2,8 0,1 2 4,088 [m3]
3.6 Dalle de transition
3.61 Béton Q350 6,7 3 0,3 2 12,06 [m3]
3.62 Acier (ratio 100kg/m3) 1206 [kg]
3.7 Apparei d'appui 4 3 4 48 [dm2]
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132
N° Désignation L [m] l [m] h [m] n Quantité U
4 ASSAINISSEMENT 4.1 Descente d'eau 20 20 [m]
4.2 Disposition de protection en gabion 1 1 1 46 46 [m3]
5 ROUTE D'ACCES 100 2 200 [m]
5.1 Remblai/Déblai 100 9,5 0,14 2 266 m3
5.2 Couche de forme 100 9,5 0,08 2 152 m3
5.3 Couche de fondation 100 9,5 0,18 2 342 m3
5.4 Couche de base 100 9,5 0,18 2 342 m3
5.5 Imprégnation 100 9,5 2 0,0456 T
5.6 Couche d'accrochage 100 7 2 0,84 T
2.3 Couche de revêtement (EDC) 100 7 0,04 2 56 m3
5.7 Accotement 100 1,25 0,10 4 50 m3
Recapitulation :
N° Désignation Quantité Unité
1 TERRASSEMENT 1.1 Décapage 950 [m3]
1.2 Déblai 510 [m3]
1.3 Remblai 1054 [m3]
2 SUPERSTRUCTURE 2.1 Béton Q400 288,168 [m3]
2.2 Acier 28006,8 [kg]
2.3 EDC 77 [T]
2.4 Parapet 50 [m]
3 INFRASTRUCTURE 3.1 Béton Q350 101,74 [m3]
3.2 Béton Q250 4,088 [m3]
3.3 Acier 10174 [kg]
3.4 Appareil d'appui 48 [dm2]
4 ASSAINISSEMENT 4.1 Descente d'eau 20 [m]
4.2 Gabion 46 [m3]
5 ROUTE D'ACCES 5.1 Remblai/Déblai 266 m3 5.2 Couche de forme 152 m3 5.3 Couche de fondation 342 m3 5.4 Couche de base 342 m3 5.5 Imprégnation 0,0456 T 5.6 Couche d'accrochage 0,84 T 2.3 Couche de revêtement (EDC) 56 m3 5.7 Accotement 50 m3
Partie IV : Evaluation du projet ESPA
ANDRIARIMANANA Irénée Séraphin BTP2004
133
III Bordereaux de détail estimatif
N° Désignation U PU Q Montant en Ariary
I TERRASSEMENT
1.1 Décapage [m3] 700 950 665 000
1.2 Déblai [m3] 7 500 1 160 8 700 000
1.3 Remblai [m3] 8 300 1 250 10 375 000
Total terrassement 19 740 000
II SUPERSTRUCTURE
2.1 Béton Q400 [m3] 564 730 288 162 737 115
2.2 Acier [kg] 3 000 28007 84 020 400
2.3 EDC [T] 250 890 77 19 318 530
2.4 Parapet [m] 120 000 50 6 000 000
Total superstructure 272 076 045
III INFRASTRUCTURE
3.1 Béton Q350 [m3] 543 130 102 55 258 046
3.2 Béton Q250 [m3] 499 930 4 2 043 714
3.3 Acier [kg] 3 000 10174 30 522 000
3.4 Appareil d'appui [dm2] 56 000 48 2 688 000
Total infrastructure 90 511 760
IV ASSAINISSEMENT
4.1 Descente d'eau [m] 38 400 20 768 000
4.2 Gabion [m3] 90 000 46 4 140 000
Total assainissement 4 908 000
V ROUTE D'ACCES
5.1 Remblai/Déblai m3 58 280 266 15 502 480
5.2 Couche de forme m3 92 860 152 14 114 720
5.3 Couche de fondation m3 36 470 342 12 472 740
5.4 Couche de base m3 50 810 342 17 377 020
5.5 Imprégnation T 774 910 0,0456 35 336
5.6 Couche d'accrochage T 869 550 0,84 730 422
2.3 Couche de revêtement (EDC) m3 250 890 56 14 049 840
5.7 Accotement m3 49 990 50 2 499 500
Total route d'accès 76 782 058
Total 464 017 863 TVA 20% 92 803 573 Total TTC 556 821 435
Le montant est arrêté à la somme de CINQ CENT CINQUANTE SIX
MILLIONS HUIT CENT VINGT UN MILLE QUATRE CENT TRENTE CINQ
ARIARY (556 821 435 Ar) y compris le TVA 20% qui est de QUATRE VINGT
DOUZE MILLIONS HUIT CENT TROIS MILLE CINQ CENT SOIXANTE TREIZE
ARIARY (92 803 573 Ar).
CONCLUSION
La nouvelle construction du pont de Sahanivotry est la réponse aux
besoins de la population dans toute la partie Sud de Madagascar et surtout
pour les sociétés aux alentours de cette localité. En effet, c’est un élément
important pour l’essor socio-économique de cette région, voire du pays.
Vu les exigences de la part des usagers, nous constatons que mieux
vaut en construire un neuf, fiable et pérenne construit avec des matériaux bien
choisis, une technologie de construction adaptée, une présentation
architecturale meilleure, sans oublier un bon calage au moyen d’analyses
approfondies en hydrologie et hydraulique.
Aussi, pour le bien de la région mais surtout pour participer au
développement du pays, nous recommandons vivement la construction d’un
nouveau pont à la place du pont existant à Sahanivotry.
Nous avons opté de construire un pont de type pont à arcs, pour la forme
architecturale et pour donner les lignes directrices dans les démarches de
calculs d'un pont dont la structure n'est pas familière. Mais rappelons que les
études proposées dans cet ouvrage ne donnent qu'une orientation des
démarches de calcul, démarches qui doivent être étendues sur certains
aspects, si on envisage de réaliser le projet.
Enfin, ce mémoire récapitule tous les connaissances acquises et les
recherches accomplies durant toutes les années de formation. Sa réalisation a
été très bénéfique dans le sens que le fait d'entamer d'étude de ce pont a
permis d'acquérir des nouvelles connaissances qu'on n'a pas pu avoir tout au
long de la formation, et aussi de découvrir quelques facettes de la valeur
pratique du secteur Travaux Publics.
BIBLIOGRAPHIE
[1] - Résistance des matériaux, Tome 1 et 2 - Eléments de résistance des matériaux.
Jean COURBON
Edition DUNOD, Paris 1964.
[2] - Conception des ponts
Guy GRATTESAT
Edition Eyrolles, troisième édition – 1984
[3] - Cours de pont, 4ème année E.S.P.A.
Solofo RAJOELINANTENAINA
[4] - Calcul et exécution des ouvrages en béton armé, Tome IV, cinquième édition,
revue et complétée par P. BLONDIN
V. FORESTIER
Edition DUNOD, Paris 1962.
[5] - Projet et construction des ponts : Analyse structurale des tabliers de ponts et
chaussées
J.A. Calgaro, M. Virlogeux
1994.
[6] - Règles techniques de conception et de calcul des ouvrages et construction en
béton armé suivant les états limites (BAEL 91)
Edition Eyrolles 1993.
[7] - Ouvrages en béton armé
Pierre Guillemont
Edition DUNOD, Paris 1997.
[8] - Technique de l'Ingénieur C2
Edition 1993, E.S.P.A.
[9] - Fascicule 61 conception, calcul et épreuve des ouvrages d'art
Bulletin officiel du Ministère de Transport, 1981.
[10] - Estimations des débits de crues à Madagascar
Louis DURET
[11] - Calcul et exécution des ouvrages en béton armé, Tome I, Sixième édition revue
et complété par P. BLONDIN
V. FORESTIER
Edition DUNOD
Paris 1965.
[12] – Encyclopédie pratique de la construction et du bâtiment.
[13] – Pratique du BAEL 91
Jean PERCHAT, Jean ROUX
Edition Eyrolles 1999.
Liste des annexes
A – Hauteur de l'averse de 24 heures.
B – Fonction de pente F(I).
C – Valeur du coefficient de rugosité K de la formule de Manning Strickler.
D – Courbe de tarage Q = f(h).
E – Organigramme pour le calcul à flexion simple.
F – Chargement des lignes d'influence.
G – Dessins de ferraillage.
H – Organigramme pour le calcul à la flexion composée.
I – Tableau donnant la valeur de β = f(µ) à l'état limite ultime.
J – Tableau donnant la valeur de l'excentricité critique relative ζ = f(ψ1) à la flexion
composée.
K – Tableau pour la vérification rapide de l'état limite de service, donnant la valeur de
µser,limite en fonction de µu.
L – Valeur de µx et µy en fonction de α.
M – Sous détail des prix
µ >0.667
calµ =0.667 βu et β’u lus sur le tableau
βu lu sur le tableau
)211(25.1 calu µα −−=
A’S=)'(
2
dd
fbdM
s
bccalu
−−
σµ
A’S=
s
bcuss bdfA
σασ 8.0' +
Vérification des contraintes
1
ANNEXE E - 1
lim,serµ lu sur le tableau
bcfbduM
2=µ
Données : Mu, Mser , b, d, fbc, ft28, fc28, σsu
Pivot B
Pivot A
µ > limµ µ >0.1866
AS=
su
bcu
fbd
σβ
AS=
su
bcu
fbd
σβ
A’S=
su
bcu
fbd
σβ
La flexion simple
Mser,lim= 28lim cser bdfµ
K=I
M ser
bcσ =Ky
bcbcσσ >
2 3 4 5 6
++
++
=2)'(5.7
)''((1
)'(15
ss
ssss
AA
AddAb
b
AAy
sσ = )(15 ydK −
ss σσ >
ELS est vérifié avec les sections d’aciers calculées en ELU
ELS non vérifié
Condition de compression béton assurée
Redimensionnemennt à l’ELS
Condition de fissuration de l’acier assurée
Mser>Mserlim
I= [ ]223
)(')(153
dyAydAby
ss −+−+
Redimensionnement à l'ELS
1
ANNEXE E - 2
La flexion simple
sσ lu sur le
tableau
α lu sur le tableau
As=)1(30
2
αα
−bd
As=s
css bdfA
σασ 283.0' +
Amin=0.23bd
e
c
f
f 28
FIN
A’s=)'(
)3(1.0 282
dd
fbdM
s
cser
−−−
σαα
2 3 5 6
sbdserM
σµ
230=
α Lu sur le tableau
ANNEXE E - 3
La flexion simple
4
ANNEXE F - 1
Lignes d'influence pour une section au centre de la travée avec les surcharges Bc et qA(L) ou qtrot
O α
Q
L I d e s e f fo rts tra n c h a n ts
o α
V
q A (L ) o u q tro t
L I d e la p o u ssé e h o r izo n ta le
L I d es m o m e n ts f léc h issan ts
q A (L ) o u q tro t
q A (L ) o u q tro t
α
1 2 T2 4 T2 4 T
1 2 T2 4 T2 4 T
1 2 T2 4 T2 4 T
1 2 T2 4 T2 4 T
1 2 T2 4 T2 4 T
1 2 T2 4 T
2 4 T
ANNEXE F - 2
Lignes d'influence pour une section au quart de la travée avec les surcharges Bc et qA(L) ou qtrot
O α
Q
q(L) ou qtrot
q(L ) ou qtrot
L I des m om ents fléchissants
LI de la poussée
o α
V
q(L) ou qtrot
L I des efforts tranchants
M
αO
ANNEXE F – 3
Lignes d'influence pour une section aux appuis avec les surcharges Bc et qA(L) ou qtrot
V
24T 24T12T
24T 24T12T
o
qA(L) ou qtrot
O
Q
24T12T
24T24T24T12T
24T12T
24T24T24T12T
qA(L) ou qtrotM
OqA(L) ou qtrot
LI des moments fléchissants
LI de la poussée
LI desefforts tranchants
1HA8
8HA20
8HA20
Figure 48 : arc au quart de la portée
4HA12 par mètre
4HA12 par mètre
4HA12 par mètre
4HA14 par mètre
1HA8
5HA20
5HA20
Figure 47 : arc au niveau de la clef
ANNEXE G : ferraillage
8HA12
8HA208HA20
1HA8
Figure 50 : poutre au niveau de la clef
1HA8
5HA205HA20
5HA10
Figure 49 : poutre au quart de la portée
4HA14
4HA10
1HA8
Figure 51 : longeron, section en travée
ANNEXE G : ferraillage
2HA10
1HA8
2HA14
Figure 52 : longeron, section aux appuis
1HA8
4HA205HA20
5HA10
Figure 54 : entretoise, section aux appuis
6HA10
1HA8
6HA206HA20
Figure 53 : entretoise, section en travée
ANNEXE G : ferraillage
AN
NE
XE
G
Figure 55 : articulation
15432 32
15410 10
5414 14
1,9584
1,9510 10
851,75
50
25
15425 25
25
4HA14
frettage en HA6
5HA10
6HA25
2HA25
2HA32
ANNEXE – H
Organigramme pour le calcul d'une section rectangulaire en flexion composée à l'état limite ultime
Les valeurs de ces coefficients sont fournies par le tableau qui suit On calcule eNC = ζ3h : - si e [ eNC : la section entièrement comprimée et l'état-limite ultime n'est pas atteint donc place un pourcentage minimal d'armatures identique à celui des poteaux.
bcbh.f
uN1ψ =
( )[ ]1ψξ0,40,41,32xh
eξavecou,
h
'd
7
6
h
e
h
'd0,51ψh
'd0,5
x
−−=
=
−
−−−−
=
lire ζ = f(χ1) calculer eNC = ζ.h
DONNEES : b, h, d, et fbc
Nu et Mu = e.Nu
0,811ψ ≤
e[eNC
x ⟨0,19
section entièrement
comprimée ELU non atteint
A = 4cm²3périmètre
section partiellement comprimée
section entièrement comprimée
>x 0
AS = 0 A '
S ≠ 0
AS ≠ 0 A '
S ≠ 0
ANNEXE M
Désignation Remblai/Déblai
Prix n° 5.1
Rendement : 15 m3/j
DESIGNATION U QU COUTS DEPENSES
TOTAL U Q PU MTRL MO MTRO
MATERIEL Petits outillages U 1 j 1 10 000 10 000
Camion ben U 1 j 1 128 000 128 000
Camion arroseur U 1 j 1 128 000 128 000
Compacteur U 2 j 1 170 000 340 000 606 000
MAIN D'ŒUVRE Chef de chantier HJ 1 h 8 800 6 400
Chef d'équipe HJ 1 h 8 700 5 600
Ouvriers spécialisés HJ 1 h 8 500 4 000
Manœuvres HJ 4 h 8 300 9 600
Conducteur d'engins HJ 2 h 8 500 8 000
Chauffeur HJ 1 h 8 400 3 200 36 800
MATERIAUX TV 0/60 m3 15 m3 15 320 4 800 4 800
Total des déboursés = 647 600
K = 1,35 Prix unitaire : K*D/R = 58 284
Prix unitaire arrondi = 58 280
Désignation Couche de forme
Prix n° 5.2
Rendement : 12 m3/j
DESIGNATION U QU COUTS DEPENSES
TOTAL U Q PU MTRL MO MTRO
MATERIEL Petits outillages U 1 j 1 30 000 30 000
Vibreurs U 3 j 1 50 000 150 000
Camion ben U 1 j 1 176 000 176 000
Compacteur U 2 j 1 220 000 440 000 796 000
MAIN D'ŒUVRE Chef de chantier HJ 1 h 8 800 6 400
Chef d'équipe HJ 1 h 8 700 5 600
Ouvriers spécialisés HJ 1 h 8 500 4 000
Manœuvres HJ 4 h 8 300 9 600 25 600
MATERIAUX TV 0/60 m3 12 m3 12 320 3 840 3 840
Total des déboursés = 825 440
K = 1,35 Prix unitaire : K*D/R = 92 862
Prix unitaire arrondi = 92 860
Désignation Couche de fondation (MS TV 0/60)
Prix n° 5.3
Rendement : 120 m3/j
DESIGNATION U QU COUTS DEPENSES
TOTAL U Q PU MTRL MO MTRO
MATERIEL Petits outillages U 1 j 1 10 000 10 000
Pelle CAT215 U 1 h 8 50 000 400 000
Camion benne (12m3) U 4 h 8 15 000 480 000
Niveleuse U 1 h 8 44 000 352 000
Compacteur pneumatique (h) U 1 h 8 30 000 240 000
Compacteur à jante lisse (h) U 1 h 8 30 000 240 000
Camion arroseur U 1 h 8 30 000 240 000
Moto pompe U 1 h 8 20 000 160 000 2 122 000
MAIN D'ŒUVRE Chef de chantier HJ 1 h 8 800 6 400
Chef d'équipe HJ 1 h 8 700 5 600
Ouvriers spécialisés HJ 1 h 8 500 4 000
Manœuvres HJ 4 h 8 300 9 600
Conducteurs HJ 4 h 8 500 16 000
Chauffeurs HJ 5 h 8 400 16 000 57 600
MATERIAUX Matériaux sélectionnés m3 m3 350 3 000 1 050 000
Eau m3 m3 30 400 12 000 1 062 000
Total des déboursés = 3 241 600
K = 1,35 Prix unitaire : K*D/R = 36 468
Prix unitaire arrondi = 36 470
Désignation Couche de base (GCNT 0/315)
Prix n° 5.4
Rendement : 650 m3/j
DESIGNATION U QU COUTS DEPENSES
TOTAL U Q PU MTRL MO MTRO
MATERIEL
Pelle CAT215 U 1 H 8 50 000 400 000
Bulldozer U 1 H 8 40 000 320 000
Camion benne (12m3) U 4 H 8 15 000 480 000
Niveleuse U 1 H 8 44 000 352 000
Compacteur pneumatique (h) U 1 H 8 30 000 240 000
Compacteur à jante lisse (h) U 1 H 8 30 000 240 000
Camion arroseur U 1 H 8 30 000 240 000 2 272 000
MAIN D'ŒUVRE Chef de chantier HJ 1 h 8 800 6 400
Chef d'équipe HJ 1 h 8 700 5 600
Ouvriers spécialisés HJ 2 h 8 500 8 000
Manœuvres HJ 10 h 8 300 24 000
Conducteurs HJ 5 h 8 500 20 000
Chauffeurs HJ 5 h 8 400 16 000 80 000
MATERIAUX GCNT 0/315 m3 m3 650 34 000 22 100 000
Eau m3 m3 30 400 12 000 22 112 000
Total des déboursés = 24 464 000
K = 1,35 Prix unitaire : K*D/R = 50 810
Prix unitaire arrondi = 50 810
Désignation Couche d'imprégnation (Cut back 0/1)
Prix n° 5.5
Rendement : 3,5 T/j
DESIGNATION U QU COUTS DEPENSES
TOTAL U Q PU MTRL MO MTRO
MATERIEL Petits outillages U 1 j 1 50 000 50 000
Epandeuse U 1 h 8 50 000 400 000 450 000
MAIN D'ŒUVRE Chef de chantier HJ 1 h 8 800 6 400
Chef d'équipe HJ 1 h 8 700 5 600
Conducteur HJ 1 h 8 500 4 000
Manœuvres HJ 4 h 8 300 9 600 25 600
MATERIAUX Bitume 80/100 T kg 1,79 719 000 1 283 415
Pétrole l m3 250 1 000 250 000 1 533 415,00
Total des déboursés = 2 009 015
K = 1,35 Prix unitaire : K*D/R = 774 906
Prix unitaire arrondi = 774 910
Désignation Couche d'accrochage (Cut back 400/600)
Prix n° 5.6
Rendement : 3,5 T/j
DESIGNATION U QU COUTS DEPENSES
TOTAL U Q PU MTRL MO MTRO
MATERIEL Petits outillages U 1 j 1 50 000 50 000
Ependeuse U 1 H 8 50 000 400 000 450 000,00
MAIN D'ŒUVRE Chef de chantier HJ 1 h 8 800 6 400
Chef d'équipe HJ 1 h 8 700 5 600
Conducteur HJ 1 h 8 500 4 000
Manœuvres HJ 2 h 8 300 4 800 20 800
MATERIAUX Bitume T T 1,79 719 100 1 283 594
Pétrole T l 500 1 000 500 000 1 783 593,50
Total des déboursés = 2 254 394
K = 1,35 Prix unitaire : K*D/R = 869 552
Prix unitaire arrondi = 869 550
Désignation Couche de revêtement (EDC)
Prix n° 2.3
Rendement : 30 T/j
DESIGNATION U QU COUTS DEPENSES
TOTAL U Q PU MTRL MO MTRO
MATERIEL Finisseuse U 1 h 8 50 000 400 000
Compacteur pneumatique de 2 t U 1 h 8 30 000 240 000
Compacteur à jante lisse de 6 t U 1 h 8 30 000 240 000
Compacteur à jante lisse de 10 t U 1 h 8 30 000 240 000
Camion benne (12m3) U 4 h 32 15 000 480 000
Central d'enrobé fft 1 fft 1 1 300 000 1 300 000 2 900 000
MAIN D'ŒUVRE Chef de chantier HJ 1 h 1 800 800
Chef d'équipe HJ 1 h 8 700 5 600
Ouvriers spécialisés HJ 3 h 8 500 12 000
Mécaniciens HJ 1 h 8 500 4 000
Chauffeurs HJ 6 h 8 400 19 200
Manœuvres HJ 6 h 8 300 14 400 56 000
MATERIAUX Bitume 80/100 T 0,11 T 3,3 564 000 1 861 200
GCNT 0/12,5 m3 0,95 m3 27,1 28 000 758 100 2 619 300
Total des déboursés = 5 575 300
K = 1,35 Prix unitaire : K*D/R = 250 889
Prix unitaire arrondi = 250 890
Désignation Enduit Superficiel pour accotement
Prix n° 5.7
Rendement : 50 m3/j
DESIGNATION U QU COUTS DEPENSES
TOTAL U Q PU MTRL MO MTRO
MATERIEL Petits outillages U 1 j 1 50 000 50 000
Vibreurs U 3 j 1 100 000 300 000
Central de béton U 1 j 1 500 000 500 000
Malaxeur U 2 j 1 220 000 440 000 1 290 000
MAIN D'ŒUVRE Chef de chantier HJ 1 h 8 800 6 400
Chef d'équipe HJ 1 h 8 700 5 600
Ouvriers spécialisés HJ 1 h 8 500 4 000
Manœuvres HJ 4 h 8 300 9 600 25 600
MATERIAUX Ciments kg 250 kg 1 250 320 400 000
Sables m3 0,4 m3 2 16 000 32 000
Gravillons 0/25 m3 0,8 m3 4 26 000 104 000 536 000
Total des déboursés = 1 851 600
K = 1,35 Prix unitaire : K*D/R = 49 993
Prix unitaire arrondi = 49 990
TABLE DES MATIERES
PARTIE I : JUSTIFICATION DU PROJET CHAPITRE 1 ETUDE SOCIO - ECONOMIQUE DU PROJET ................................. 1
I Localisation ........................................................................................................... 1 II Les zones d'influence ............................................................................................ 1
II.1 Zones d'influences directes............................................................................ 1 II.2 Zones d'influences indirectes ........................................................................ 2
III Démographie de la région ................................................................................. 2 IV Infrastructure sociale ......................................................................................... 4 V Etude économique ................................................................................................. 5
CHAPITRE 2 TRAFIC - OUVRAGE EXISTANT .................................................. 10 I Niveau du trafic ................................................................................................... 10 II Prévision du trafic ............................................................................................... 11 III Analyse de l'ouvrage existant .......................................................................... 11 IV Conclusion ....................................................................................................... 12
PARTIE II : ENVIRONNEMENT TECHNIQUE DU PROJET CHAPITRE 1 ETUDE HYDROLOGIQUE ............................................................... 13
I Introduction ......................................................................................................... 13 II Etude morphologique du bassin versant .............................................................. 14
II.1 Surface et périmètre du bassin versant ........................................................ 14 II.2 Coefficient de forme .................................................................................... 14 II.3 Rectangle équivalent ................................................................................... 15 II.4 Pente moyenne du bassin versant ................................................................ 15 II.5 Coefficient de pente F(IBV).......................................................................... 16 II.6 Choix de l'averse journalière ....................................................................... 16 II.7 Estimation de débit maximum de crues ...................................................... 16
CHAPITRE 2 ETUDE HYDRAULIQUE ET CALAGE DE L’OUVRAGE ............ 19 I Définition ............................................................................................................ 19 II Calcul de PHE ..................................................................................................... 19 III Cote sous poutre : ............................................................................................ 20
CHAPITRE 3 LES DONNEES NECESSAIRES ....................................................... 22 I Les données naturelles ........................................................................................ 22
I.1 Les données géotechniques ......................................................................... 22 I.2 Les données hydrauliques ........................................................................... 22
II Les données fonctionnelles ................................................................................. 23 II.1 Le tracé en plan ........................................................................................... 23 II.2 Le profil en long .......................................................................................... 23 II.3 Le profil en travers ...................................................................................... 24
II.3.1 Géométrie du profil en travers : .......................................................... 24 PARTIE III : CONCEPTION D'UN PONT A ARCS CHAPITRE 1 HYPOTHESES DE CALCUL ET CHARGES D’EXPLOITATION ........................................................................................................ 25
I Les charges d’exploitation .................................................................................. 26 I.1 Charges d’exploitation ................................................................................ 26
I.1.1 Le système A : ......................................................................................... 26 I.1.2 Système de charge B : ............................................................................. 28
a Sous système Bc : .................................................................................... 28 b Sous système Bt : .................................................................................... 30 c Sous-système Br : .................................................................................... 30
I.2 Surcharge des trottoirs ................................................................................. 31 II Hypothèses de calcul ........................................................................................... 31
II.1 Caractéristiques du béton ............................................................................ 31 II.2 Caractéristiques des aciers .......................................................................... 32
CHAPITRE 2 PREDIMENSIONNEMENT DE LA SUPERSTRUCTURE ............. 33 I Garde-corps ......................................................................................................... 34 II Revêtement du tablier .......................................................................................... 34 III Tablier ............................................................................................................. 34
III.1 Poutres longitudinales ................................................................................. 34 III.2 Longeron ..................................................................................................... 34 III.3 Entretoises ou diaphragmes ......................................................................... 35 III.4 Dalle sous chaussée ..................................................................................... 35 III.5 Trottoirs ....................................................................................................... 35
IV Poutres principales en arc ................................................................................ 35 V Les potelets .......................................................................................................... 36 VI Représentation graphique de l'ouvrage ........................................................... 38
CHAPITRE 3 CALCUL DES COEFFICIENTS : COEFFICIENT DE MAJORATION DYNAMIQUE ET COEFFICIENT DE REPARTITION TRANSVERSALE .............. 39
I Introduction ......................................................................................................... 39 II Coefficient de majoration dynamique ................................................................. 39
II.1 Pour les hourdis et les entretoises ............................................................... 39 II.2 Pour les arcs ................................................................................................ 40
III Répartition transversale ................................................................................... 41 III.1 Hypothèses de calcul ................................................................................... 41 III.2 Répartition des charges permanentes sur les arcs ....................................... 41 III.3 Répartition des surcharges : détermination du coefficient de répartition transversale .............................................................................................................. 42
III.3.1 Traçage de la ligne d'influence des réactions : .................................... 42 III.3.2 Coefficient de répartition transversale pour le système Bc ................. 43 III.3.3 Coefficient de répartition transversale pour le système A(L) : ........... 44 III.3.4 Coefficient de répartition transversale pour les surcharges des trottoirs :………… ........... ……………………………………………………………….44
CHAPITRE 4 ETUDE DE LA DALLE ..................................................................... 45 I Dalle intérieure .................................................................................................... 45
I.1 Caractéristiques de la dalle .......................................................................... 45 I.2 Calcul des sollicitations ............................................................................... 46
I.2.1 Charges permanentes par m2 ................................................................... 46 I.2.2 Les surcharges de calcul .......................................................................... 46 I.2.3 Moments fléchissants .............................................................................. 46
a Dus aux charges permanentes ................................................................. 46 b Dus aux surcharges d'exploitation : ......................................................... 47 c Evaluation des moments fléchissants pour Bc ......................................... 48 d Les moments fléchissants dus au système Br : ....................................... 53 e Moments fléchissants pour le système Bt : ............................................. 54
I.2.4 Efforts tranchants .................................................................................... 54
a Dus à la charge permanente .................................................................... 54 b Dus aux surcharges d'exploitation ........................................................... 55
I.3 Calcul des armatures ................................................................................... 56 I.3.1 Armatures inférieures .............................................................................. 57
a Suivant le coté lx : ................................................................................... 57 b Dans le sens ly : ....................................................................................... 58 c Armatures minimales : ............................................................................ 58
I.3.2 Vérification de la résistance à l'effort tranchant des armatures inférieures …………………………………………………………………………59
a Suivant le sens de lx ................................................................................ 59 b Suivant le sens de ly ................................................................................ 59
I.3.3 Vérification de la résistance au poinçonnement ...................................... 59 I.3.4 Etat limite de service vis-à-vis des déformations : .................................. 60 I.3.5 Armatures supérieures ............................................................................. 60
II Etude du hourdis console .................................................................................... 61 II.1 Efforts dus aux charges permanentes .......................................................... 62
II.1.1 Moment fléchissant ............................................................................. 62 II.1.2 Effort tranchant ................................................................................... 62
II.2 Efforts dus aux surcharges .......................................................................... 62 II.2.1 Moments fléchissants .......................................................................... 62 II.2.2 Efforts tranchants ................................................................................ 63
II.3 Efforts aux états limites ............................................................................... 63 II.4 Détermination des armatures ....................................................................... 64
CHAPITRE 5 ETUDE DES ENTRETOISES ............................................................ 65 I Caractéristiques de l'ouvrage ............................................................................... 65 II Bases de calcul .................................................................................................... 66
II.1 Calcul des sollicitations ............................................................................... 66 II.1.1 Les charges permanentes : ................................................................... 66 II.1.2 Les surcharges : ................................................................................... 67
a Ligne d'influence de Mo et Vapp : ............................................................. 68 b Combinaison d'actions suivant les états limites ...................................... 69
II.1.3 Calcul de l'effort tranchant : ................................................................ 70 II.1.4 Calcul des armatures : ......................................................................... 70
CHAPITRE 6 ETUDE DU LONGERON .................................................................. 72 CHAPITRE 7 ETUDE DES ARCS ET DU TABLIER ............................................. 76
I Caractéristiques ................................................................................................... 76 I.1 Caractéristiques de l'arc ............................................................................... 76 I.2 Caractéristiques du tablier ........................................................................... 76
II Calcul des sollicitations ....................................................................................... 77 II.1 Hypothèses et modélisation de calcul ......................................................... 77 II.2 Bases de calcul ............................................................................................ 78 II.3 Evaluation des charges ................................................................................ 78
II.3.1 Charges permanentes : ........................................................................ 79 II.3.2 Surcharge A(L) : .................................................................................. 79
II.4 Calcul de la poussée et moments dans l'arc fictif ........................................ 79 II.4.1 Sections réduites et inerties réduites: .................................................. 79 II.4.2 Moment fléchissant µ(x) : ................................................................... 81 II.4.3 Poussée horizontale Q : ....................................................................... 81 II.4.4 Moments fléchissants de l'arc fictif : ................................................... 82
II.5 Dus aux charges permanentes : ................................................................... 83
II.5.1 Poussées : ............................................................................................ 83 II.5.2 Moment fléchissant : ........................................................................... 83 II.5.3 Efforts tranchants : .............................................................................. 83
II.6 Dus au convoi routier (cas de la surcharge Bc) : ......................................... 84 II.6.1 Traçage de la ligne d'influence de la poussée : ................................... 84 II.6.2 Lignes d'influence des moments fléchissants : .................................... 85 II.6.3 Lignes d'influence des efforts tranchants : .......................................... 88 II.6.4 Calcul des moments fléchissants : ....................................................... 91 II.6.5 Calcul des poussées : ........................................................................... 92 II.6.6 Calcul des efforts tranchants : ............................................................. 92
II.7 Dus à la surcharge A(L) : ............................................................................ 93 II.7.1 Calcul des moments fléchissants ......................................................... 94
a -Section au niveau de la clef : ................................................................. 94 b Section au quart de la travée ................................................................... 94 c Section aux appuis ................................................................................... 94
II.7.2 Calcul des poussées horizontales ........................................................ 95 II.7.3 Calcul des efforts tranchants ............................................................... 95
a Section au niveau de la clef ..................................................................... 95 b Section au quart de la travée ................................................................... 95 c Section aux appuis ................................................................................... 95
II.8 Dus à la surcharge des trottoirs : ................................................................. 96 II.9 Efforts dus aux variations de température : ................................................. 97
II.9.1 Poussée : .............................................................................................. 97 II.9.2 Moments fléchissants : ........................................................................ 97 II.9.3 Efforts tranchants : .............................................................................. 98
II.10 Combinaisons d'actions ............................................................................... 99 II.11 Répartition des charges entre l'arc et le tablier ............................................ 99
II.11.1 Moments fléchissants et poussées horizontales .................................. 99 II.11.2 Efforts tranchants .............................................................................. 100 II.11.3 Efforts normaux ................................................................................. 101
III Calcul des armatures de l'arc ......................................................................... 101 IV Calcul des armatures des poutres .................................................................. 103 V Calcul des potelets : ........................................................................................... 104
V.1 Evaluation des sollicitations : .................................................................... 104 V.2 Justification au flambement et section d'armature nécessaire : ................. 105 V.3 Détermination des armatures transversales : ............................................. 105
CHAPITRE 8 CULEES ET FONDATION .............................................................. 106 I Appareil d'appui ................................................................................................ 107
I.1 Caractéristiques et dimensions .................................................................. 107 I.2 Vérification des appareils d'appui ............................................................. 108 I.2.1 Calcul des efforts soumis à l'appareil d'appui : ......................................... 109 I.2.2 Vérification de l'aire de l'appareil d'appui : ............................................... 111 I.2.3 Vérification de la stabilité en flambement : .............................................. 111 I.2.4 Vérification de la stabilité en rotation : ..................................................... 112 I.2.5 Vérification de la stabilité au glissement : ................................................ 113
II Mur garde grève ................................................................................................ 113 II.1 Contraintes sur le mur ............................................................................... 114
a Poussée des terres .................................................................................. 114 b Poussée due aux surcharges de remblai ................................................ 115 c Force de freinage d’un camion Bc ........................................................ 115
II.2 Calcul des armatures ................................................................................. 115 a Calcul des sollicitations ......................................................................... 115 b Détermination des armatures à l’E.L.U ................................................. 116
III Mur en retour ................................................................................................. 117 III.1 Calcul des sollicitations aux états limites .................................................. 117 III.2 Calcul des armatures ................................................................................. 119
IV Mur de front .................................................................................................. 120 V Justification de la semelle ................................................................................. 124
V.1 Sollicitations agissant sur la semelle ......................................................... 124 V.2 Vérification des contraintes : ..................................................................... 124 V.3 Armatures principales ............................................................................... 125 V.4 Armatures de répartition ............................................................................ 126
PARTIE IV : EVALUATION DU PROJET
I Sous-détail de prix ............................................................................................. 128 II Devis quantitatif ................................................................................................ 131 III Bordereaux de détail estimatif ....................................................................... 133
Nom : ANDRIARIMANANA Prénoms : Irénée Séraphin Adresse : LOT VIC 17 Bis Ambohimiadana Ambositra 306 Tél : 033 14 576 49
Titre du mémoire :
CONTRIBUTION A LA RECONSTRUCTION DU PONT DE SAHANIVOTRY AU PK 196+700 DE LA RN7
RESUME.
La reconstruction du pont de Sahanivotry est indispensable car l'ouvrage existant ne répond plus aux exigences des usagers.
Pour sa reconstruction, nous avons opté la solution pont à arcs en béton armé. La conception et les calculs suivent les règles de l'art et les normes de nos jours.
L'objet de ce travail de mémoire est donc de dimensionner, de calculer, de vérifier et d'évaluer le coût estimatif du projet. Nombre de pages : 133 Nombre de figures : 45 Nombre de tableaux : 41 Nombre de pages en annexe : 26 Rubrique : Ouvrage d'art. Mots clés : Pont, arcs, béton armé Encadreur : Monsieur RAKOTOARIVELO RIvonirina.